Opere di sostegno del fronte di scavo per il nuovo Casino

Ground Improvement Techniques
Opere di sostegno
del fronte di scavo
per il nuovo Casino’
Municipale in
Campione d’ Italia
IInngg.. P
P.. C
Caanncceellllii
SSttuuddiioo C
Caanncceellllii AAssssoocciiaattoo
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Keelllleerr FFoonnddaazziioonnii SS..rr..ll..
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Aqquuiillaa 22000022
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Teecchhnniiccaall ppaappeerr 6677--5500 II
1
Ground Improvement Techniques
SOMMARIO
La memoria illustra le principali fasi di progetto, di calcolo e di realizzazione delle opere di sostegno del fronte di
scavo necessarie per la costruzione del nuovo Casino Municipale di Campione d’Italia (CO). Il progetto interessava il
centro urbano di Campione e prevedeva la realizzazione di uno scavo profondo fino a circa 30m.
Nel corso delle attività di progetto sono state considerate diverse alternative per il contenimento delle pareti di
scavo: per ragioni tecniche, economiche e di affidabilità realizzativa, sono state successivamente scartate tutte le
soluzioni tradizionali, privilegiandosi la realizzazione di una cortina di colonne in jet grouting, non armate,
multitirantate.
Le notevoli incertezze connesse al dimensionamento dell’opera sono state risolte mediante un consistente numero
di analisi numeriche agli Elementi Finiti. Vengono quindi presentati gli elementi caratterizzanti l’impostazione delle
analisi, unitamente ai principali risultati in termini di dimensionamento e di verifica locale e generale. Al termine della
memoria vengono confrontati i valori previsti dalle analisi numeriche con i risultati delle attività di monitoraggio.
1 INTRODUZIONE
La memoria illustra le principali fasi di progetto, di calcolo e di realizzazione delle opere di sostegno del
fronte di scavo necessarie per la costruzione del nuovo Casino Municipale di Campione d’Italia (CO).
Il progetto architettonico, affidato all’arch. Mario Botta di Lugano, interessava il centro urbano di Campione,
occupando un’area di circa 110m per 75m, e prevedeva la realizzazione di uno scavo profondo fino a circa 30m
(vd. Fig. 1).
La presenza nelle immediate vicinanze dell’area di cantiere di edifici e strade ha suggerito fin dalle prime fasi
di studio l’adozione di particolari cautele in merito alla limitazione delle interazioni tra scavo e strutture
circostanti.
D’altra parte si è dovuto riconoscere come, a causa delle specifiche caratteristiche del sito, dei terreni, e
delle opere in progetto, l’applicazione di tecnologie di sostegno di tipo tradizionale (paratie, diaframmi, berlinesi
di pali e micropali) non offrisse le necessarie garanzie in termini di fattibilità tecnica, realizzativa ed economica.
Si è scelto pertanto di ricorrere ad una cortina di colonne di jet grouting multi-tirantate e non armate, di
utilizzare cioè una tecnologia alquanto innovativa che, per quanto risulta agli scriventi, non era ancora stata
applicata a profondità di scavo di 30m.
100 m
A
274.0 m
B
299.0 m C
269.7 m
C
A
N
80 m
B
Soilcrete wall
Tunnel
Figura 1. Planimetria dell’area di cantiere con indicazione delle quote di fondo scavo.
2
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2 CARATTERIZZAZIONE GEOLOGICA DEL SITO
2.1 Struttura geologica del sottosuolo
Nelle sue linee essenziali, la struttura geologica del versante oggetto dell’intervento è quella tipica di una
conoide deltizia, formatasi allo sbocco in lago del Torrente Cottima (in parte coalescente con quella formata,
più a sud, dal Torrente Giarone). Il substrato roccioso, costituito essenzialmente da porfiriti, non affiora su
tutta l’estensione dell’area di cantiere.
La conoide è costituita da depositi alluvionali da mediamente a molto grossolani, formati da elementi
poligenici scarsamente arrotondati, da debolmente a mediamente alterati, immersi in una abbondante matrice
sabbiosa; nettamente subordinata è la presenza di orizzonti limoso-argillosi, la cui frequenza appare sensibile
soltanto verso le porzioni marginali della conoide. Questi caratteri risultano progressivamente più accentuati
con l'aumento della profondità del deposito, cosicché nei livelli inferiori si rinvengono anche clasti monogenici
(di natura porfiritica) fortemente spigolosi. Tali caratteristiche sembrano rivelatrici di un meccanismo di
deposizione decisamente rapido, tipico di fenomeni di piena rovinosa con notevole trasporto di materiali.
Intercalati ai materiali più grossolani si sono rinvenuti sottili livelli (lenticolari) sabbioso-limosi dello spessore
di uno o più decimetri, con inclinazione prossima a quella del substrato roccioso.
2.2 Campagna di indagini
Lo spessore dei depositi e l’andamento del substrato roccioso (formato da porfiriti di colore rosso-vinaceo
o grigiastro, leggermente alterate) sono stati determinati grazie alla disponibilità dei risultati di differenti
campagne d'indagine mediante sondaggi, eseguiti in date diverse (1971, 1973, 1986 e 1990), nonché di alcune
stratigrafie di pozzi dell'acquedotto comunale. A tale documentazione si sono aggiunti i risultati di due ulteriori
sondaggi (1998), mediante i quali è stato possibile completare il quadro delle informazioni (vd. Fig. 2). E’ stato
così possibile suddividere l’area di cantiere in tre fasce a differente profondità dal fondo scavo (A: profondità
minori di 15÷20m, B: profondità variabili da 20 a 40m e C: profondità maggiori di 40m).
E’ importante aggiungere che l’andamento del substrato ha dimostrato da subito caratteristiche di rilevante
irregolarità morfologica. In particolare nel settore centrale del margine orientale (coincidente peraltro con la
zona a massima profondità di scavo) successive perforazioni hanno mostrato variazioni di profondità dell’ordine
di una decina di metri a distanze di pochi metri. Per questa ragione è stato necessario eseguire analisi
numeriche in condizioni di substrato a profondità differenti (a seconda che interagisse o meno con le condizioni
di stabilità generale dell’opera).
Al contrario, la definizione delle condizioni piezometriche ha portato a escludere interferenze tra livello di
falda e fondo scavo.
15m
20m
>25m
20m
>35m
>70m
50m
>40m
Fig. 2
Zonazione schematica della profondità del substrato roccioso, riferita a quota 274 m
(massima profondità di fondo scavo secondo il progetto originario).
3
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3 CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA
Complessivamente sono stati sottoposti ad analisi di laboratorio 20 campioni di materiale prelevato dalle
perforazioni.
Tutti i campioni sono stati sottoposti ad analisi granulometrica per setacciatura. Inoltre, per i 5 campioni
contenenti una significativa frazione limoso-argillosa la curva granulometrica completa è stata determinata con
un’analisi per sedimentazione, mentre sulla frazione passante al setaccio ASTM n. 40 (luce = 0.42 mm) sono
state determinate anche le caratteristiche di plasticità (limite di liquidità, limite di plasticità, indice di plasticità),
ai fini della classificazione geotecnica dei terreni.
A motivo dell’assenza lungo la colonna stratigrafica di intercalazioni limoso-argillose di spessore significativo
e del conseguente mancato prelievo di campioni indisturbati, non è stato possibile eseguire prove di laboratorio
specificamente finalizzate alla determinazione delle proprietà meccaniche
La caratterizzazione geotecnica dei terreni è stata pertanto effettuata a partire dai risultati delle prove
penetrometriche (SPT) in foro e da quelli delle prove di laboratorio.
In fig. 3 è stato riportato il confronto fra le analisi granulometriche eseguite a date diverse. Se dal confronto
si escludono il fuso rappresentante i campioni dichiarati “dilavati” (b) e quello delle “intercalazioni limose” (c),
in sintesi risulta quanto segue:
⇒
⇒
⇒
è
nei depositi indagati le frazioni fini (limo più argilla) sono contenute in proporzioni non trascurabili
(da poche unità percentuali fino a circa il 30 %; quanto alla sola frazione argillosa CF (<2 m), essa
contenuta in quantità variabili da zero fino ad un massimo del 18%;
il diametro efficace D10 (significativo agli effetti della conducibilità idraulica k) varia entro margini
assai ampi, da oltre 1 mm fino a meno di 0.01 mm;
d’altra parte, il coefficiente di uniformità CU = D60/D10 risulta sempre assi elevato (da valori
minimi intorno a 20 fino ad oltre 1000), il che rende del tutto inapplicabili le correlazioni empiriche
di comune impiego per valutare la conducibilità idraulica.
Inoltre, sui campioni presentanti un contenuto in frazione passante al setaccio di luce 0.42 mm superiore
al 7 % sono stati determinati anche i limiti di Atterberg
⇒
⇒
⇒
WL variabile da 19 fino a 34 %;
PI variabile da zero fino a 13 %;
con riferimento alla carta di Casagrande, i punti rappresentanti la frazione fine ricadono nei campi
dei limi inorganici (e, in minor misura, delle argille) a bassa plasticità (ML, CL).
In conclusione, tenendo conto della composizione granulometrica e delle caratteristiche di plasticità, questi
depositi sono risultati classificabili, secondo la classificazione USCS, in parte nei gruppi GM, GC, SM, SC (“ghiaie
e sabbie limose e argillose”) ed in parte nei gruppi GW, SW (“ghiaie e sabbie ben gradate”).
Per ciò che concerne il comportamento meccanico si è fatto uso dei risultati ottenuti con le prove SPT
eseguite nei fori di sondaggio di più campagne d’indagine (1986, 1990 e1998). Dall'insieme dei dati sono emersi
due gruppi di valori sperimentali:
⇒
un primo e più consistente gruppo di valori compresi tra 40 e 78 colpi/piede, (attribuibili ai litotipi
prevalentemente ghiaiosi, GW, GM, GC);
⇒
un assai meno numeroso gruppo di valori compresi tra 5 e 24 colpi/piede (attribuibili alle lenti
prevalentemente sabbiose, SW, SM, SC).
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Ground Improvement Techniques
%
C
M
S
G
100
80
60
40
20
0
0.001
a)
0.01
0.1
b)
1
c)
10
d)
1986
Fig. 3.
100
mm
e)
1990
1998
Confronto tra le analisi granulometriche eseguite nelle campagne di indagine: a) fuso granulometrico dei campioni
“rappresentativi di tutte le frazioni”; b) idem per i campioni dichiarati “dilavati”; c) intercalazioni limose; d)
campioni prelevati nella campagna 1990 e) campioni prelevati nella campagna 1998.
L'interpretazione dei risultati delle prove SPT secondo il criterio proposto da De Mello condurrebbe a valutare
angoli di resistenza al taglio ϕ' intorno a 30° per le lenti sabbiose e variabile da 35° fino a oltre 45° per i
prevalenti litotipi ghiaiosi.
Questi ultimi valori sono particolarmente elevati e sono sembrati troppo ottimistici.
Adottando criteri di interpretazione più cautelativi, quali ad esempio quelli suggeriti da Bazaraa che tengono
conto della pressione geostatica
’v, è stato possibile valutare la densità relativa del terreno Dr .
La maggior parte dei valori sperimentali, corrispondenti ai litotipi più ghiaiosi (GW, GM, GC), ha consentito di
valutare un campo di variazione di Dr compreso tra 50 e 80 %; i valori inferiori (Dr = 30÷40 %) sono stati
attribuiti alla presenza nella colonna litologica di lenti o intercalazioni maggiormente sabbiose o sabbioso-limose
(SW, SM, SC). A tali valori di densità relativa Dr corrispondono, secondo le correlazioni empiriche di comune
impiego in campo geotecnico, angoli di resistenza al taglio ϕ' nell'ordine, rispettivamente, di 35÷39° e di
30÷33°.
Per quanto riguarda i parametri di deformabilità, tenendo conto del tipo di problema e dell'insieme delle
resistenze penetrometriche è stato possibile ipotizzare un campo di variazione del modulo elastico E'
dell’ordine di 40÷60 MPa.
4 TECNOLOGIE COSTRUTTIVE
4.1 Criteri di scelta
Nel corso delle attività di progetto sono state considerate diverse alternative per il contenimento delle
pareti di scavo.
In particolare, sono state analizzate e scartate, già nella prima fase, sia una paratia armata da eseguirsi con
benna mordente, sia un diaframma in pali trivellati.
In effetti, la presenza di trovanti fino a oltre 3 m3, la dimensione delle attrezzature necessarie, non
compatibili con il contesto di cantiere e con l’esiguità di spazio di lavoro, portarono a ritenere tecnicamente e
logisticamente non fattibili tale procedimenti.
La scelta si orientò quindi su una berlinese in micropali (diametro 220 mm), disposti ad interasse di 40 cm e
lunghi 40 m. Erano comunque ben presenti a livello progettuale le difficoltà tecniche per una perforazione di
tale profondità in terreni in grado di deviare sensibilmente la batteria di perforazione.
Date le consistenti deviazioni di verticalità attese, vi sarebbero inoltre stati problemi pratici per mettere in
opera correttamente le travi di ripartizione dei tiranti e per mantenere i tempi esecutivi previsti.
L’eliminazione delle alternative tradizionali ha infine portato a preferire un’opera di contenimento in
5
Ground Improvement Techniques
299.0 m
1.5
284.0 m
2.0 m
269.7 m
269.0
264.7
r oc
Fig. 4
ks
ur f 2.5
ace
Schema dell’opera di sostegno in corrispondenza della massima profondità di scavo (sezione BB in fig.1).
terreno consolidato con tecnologia Soilcrete - Jet Grouting non armato pluritirantato (vd. Fig. 4); soluzione
quest’ultima che presentava inoltre migliori caratteristiche, sia in termini di flessibilità operativa, sia in termini di
costi.
4.2 Descrizione dell’opera
I lavori vennero iniziati sul lato Est (vd. fig. 1), nella zona a maggiore profondità di scavo.
Venne dapprima eseguito il consolidamento Soilcrete - Jet Grouting (bifluido) con colonne di diametro 1,8 m
e di una lunghezza di 15 m ad interasse di 1,4m.
Fig. 5
6
Esecuzione della fase di scavo n°10 (su 12 totali).
Ground Improvement Techniques
Fig. 6
Vista del fronte Nord.
Dopo l’esecuzione di una prima fase di consolidamento (sviluppo in pianta ca. 140 m) e la sottomurazione di
un edificio in adiacenza, sempre con tecnologia Soilcrete bifluido (vd. Fig. 6), vennero avviati i lavori di scavo
(vd. Fig. 5) a sezioni continue di altezza variabile fra 2 e 3,4 m per raggiungere la quota del successivo ordine dei
tiranti.
Il fronte scavato veniva rivestito con Spritzbeton armato con rete elettrosaldata.
Durante l’esecuzione della prima fase la Committente decise di aumentare la profondità massima di scavo di
oltre 4 m, tanto che da una parete con 9 ordini di tiranti permanenti, si passò a una da 11 ordini.
Si stabilì quindi un ringrosso al piede della sezione consolidata fino ad uno spessore di 2,5 m ed un incastro
dato da un blocco massivo di terreno consolidato avente oltre a questa, anche la funzione di riduttore del
cedimento per una delle due pile di altezza complessiva di oltre 60 m.
Il ringrosso di sezione venne ottenuto mettendo in opera, dalla quota 284,0 m tre colonne Soilcrete per ogni
sezione con lunghezza massima di ca. 19,50 m.
Particolare attenzione è stata posta nella definizione del sistema di tirantatura definitiva (vd. Fig. 7): costituito
da tiranti a trefolo, ritesabili, con doppia protezione.
Fig. 7
Esecuzione dei tiranti.
In particolare, per i primi tre ordini, a partire dall’alto, sono stati utilizzati tiranti con carico limite pari a
1099 kN e pretensionamento fino a 580 kN. Gli ordini di tiranti a partire dal 4° in poi hanno invece avuto
carichi limite di 1318 kN con bloccaggio a 750 kN.
I tiranti, caratterizzati da lunghezza libera fino a 22m, sono stati disposti con spaziatura orizzontale pari a
2,8m.
Per garantire un’ottimale ripartizione dei carichi di tesatura sono state utilizzate travi di ripartizione gettate
in opera in calcestruzzo armato di 40 cm di larghezza e 80 cm di altezza.
7
Ground Improvement Techniques
5
DIMENSIONAMENTO
5.1 Filosofia di progetto
Il dimensionamento dell’opera è stato verificato sia mediante metodi all’Equilibrio Limite, sia mediante analisi
numerica agli Elementi Finiti.
In effetti, se da un lato è sempre possibile verificare la stabilità del sostegno di un fronte di scavo mediante
analisi convenzionali all’Equilibrio Limite, è altresì vero che alcuni aspetti caratteristici del problema hanno
richiesto uno sforzo di calcolo aggiuntivo, imponendo la realizzazione di un’analisi agli spostamenti.
In primis, la realizzazione di uno scavo profondo in ambito urbano comporta la necessità di stimare i
cedimenti indotti sulle strutture circostanti allo scopo di valutarne l’entità degli effetti di interazione.
Inoltre il fatto che l’opera in progetto fosse pressoché interamente sprovvista di elementi di armatura ha
inevitabilmente richiesto un’accurata previsione delle azioni interne.
Da un punto di vista concettuale infatti, il ricorso ad una soluzione quale quella in esame non
comporterebbe la necessità di un approccio sostanzialmente diverso da quello normalmente utilizzato per
opere tradizionali.
Da un punto di vista più operativo, invece, la scelta di un’opera non armata porta alla necessità di un
controllo assoluto delle condizioni tensio-deformative dell’opera, da realizzarsi mediante un accurato processo
di ottimizzazione del sistema di tirantatura.
Più in dettaglio, è possibile ricapitolare i principali elementi chiave del progetto, come esposto nel seguito.
⇒
⇒
⇒
Numero dei tiranti e loro spaziatura verticale: naturalmente una maggior fittezza dei tiranti influisce
positivamente sull’entità delle azioni flettenti (controllo degli sforzi di trazione) all’interno della
struttura.
Livello di pretensionamento dei tiranti: in questo caso si tratta di raggiungere il miglior
compromesso tra l’esigenza di minimizzare i cedimenti (elevati valori di tesatura) e contenere le
sollecitazioni sulla struttura (bassi valori di tesatura).
Inclinazione dei tiranti: da definirsi sulla base di un compromesso fra bassi valori di inclinazione
(massimizzazione delle azioni di sostegno orizzontale) e alti valori di inclinazione (una maggior
componente verticale delle azioni interne alla struttura comporta una migliore “centratura” della
distribuzione degli sforzi in sezione, diminuendosi quindi la componente di trazione).
La definizione del layout di progetto è stata effettuata mediante analisi agli Elementi Finiti (Plaxis – Brinkgreve
R.B.J. e Vermeer P.A., 1998), che da una lato ne ha permesso l’ottimizzazione, e contestualmente la stima dei
cedimenti attesi in corrispondenza di ogni fase costruttiva.
5.2 Analisi agli Elementi Finiti
Per la modellazione degli elementi di terreno è stato utilizzato un modello costitutivo elasto-plastico noto in
letteratura come modello “Hardening Soil”.
Tale modello, derivato dal modello di Duncan e Chang è caratterizzato da un legame sforzi-deformazioni
iperbolico, ed è stato modificato per l’implementazione in campo plastico.
In estrema sintesi il modello esprime la dipendenza della rigidezza dal livello di sforzo secondo una legge
esponenziale (esponente m), opera una distinzione tra il comportamento sotto carico in condizioni “vergini”
(E50ref: modulo di Young “vergine” alla pressione di riferimento pref), e di “scarico-ricarico” (Eurref: modulo di
Young di “scarico-ricarico” alla pressione di riferimento pref) e prevede un criterio di rottura di tipo MohrCoulomb. Inoltre, oltre a prevedere l’incrudimento per taglio, il modello “Hardening Soil” tiene conto
dell’incrudimento per compressione, divenendo quindi applicabile sia a terreni addensati (valori di m prossimi a
0.5), sia a terreni sciolti o compressibili (valori di m prossimi a 1).
La scelta dei parametri di deformabilità (vd. Tab. 1) e di resistenza (vd. Tab. 2) del terreno è stata effettuata
a partire dalle risultanze della campagna di indagini geotecniche, previa validazione con valori ottenuti da
precedenti esperienze per casi analoghi (von Soos 1995).
8
Ground Improvement Techniques
Tabella 1. Parametri di deformabilità del terreno
________________________________________________________
Unità
E50ref
Eoedref
Eurref
pref
m
ur
Litostrat.
kN/m²
kN/m²
kN/m²
kN/m²
________________________________________________________
Ghiaia
50000
50000
150000 0.2
100
0.5
________________________________________________________
Tabella 2. Parametri di resistenza del terreno
________________________________________________________
Unità
cref
Rf
Litostrat.
kN/m²
°
°
________________________________________________________
Ghiaia
0.1
37
7
0.9
________________________________________________________
Per quanto attiene alla modellazione del terreno consolidato con jet grouting (Soilcrete), si è scelto di
utilizzare un modello indefinitamente elastico lineare, con modulo di Young E = 9.5E6 kN/m2 e rapporto di
Poisson ν=0.2. Tali valori sono stati determinati sperimentalmente da prove di compressione uniassiale su
campioni carotati dalle colonne; inoltre, per indagare il comportamento del materiale in condizioni di trazione,
sono state eseguite diverse prove di trazione indiretta (“Brasiliana”).
A
Fig. 8
A
Particolare del reticolo di calcolo (da Kummerer C. et al., 2001).
Non avendo però definito a priori un criterio di rottura, è stato necessario verificare a posteriori
l’ammissibilità degli sforzi calcolati in corrispondenza di sezioni critiche.
La modellazione della parte libera dei tiranti è stata effettuata mediante elementi lineari tipo “biella”,
caratterizzati cioè dalla sola rigidezza elastica assiale, mentre per la fondazione si è optato per elementi tipo
“geosintetico”, vale a dire membrane interagenti con il terreno circostante secondo un comportamento
puramente attritivo. A questo proposito è opportuno evidenziare i limiti della rappresentazione utilizzata. In
effetti, se da un lato diventa così possibile modellare il pretensionamento dei tiranti, “collegandoli” al terreno,
d’altra parte si modella un elemento tridimensionale mediante una rappresentazione bidimensionale. Per questa
ragione tale metodologia non consente la stima del carico ultimo di sfilamento della fondazione (il
dimensionamento dell’ancoraggio è stato effettuato mediante esecuzione di tiranti di prova).
Gli effetti sul terreno delle modalità realizzative del Soilcrete non sono stati considerati.
Le analisi, condotte in condizioni drenate e per stato piano nelle deformazioni, sono state articolate secondo
i seguenti passi di carico:
9
Ground Improvement Techniques
⇒
⇒
del
⇒
⇒
⇒
⇒
stato di sforzo iniziale determinato per condizioni K0=1-senϕ (data la modesta inclinazione media
versante);
applicazione di un sovraccarico distribuito (15 kN/m2) sulla sezione stradale ubicata subito a monte
dello scavo;
attivazione della metà superiore del sostegno di Soilcrete;
esecuzione dei passi di scavo da 1 a 4, attivazione dei tiranti ubicati 0.5m al di sopra di ogni livello di
scavo e loro pretensionamento;
attivazione della metà inferiore del sostegno di Soilcrete;
esecuzione dei passi di scavo da 5 a 12, attivazione dei tiranti ubicati 0.5m al di sopra di ogni livello
di scavo e loro pretensionamento;
L’attivazione dei due blocchi di Soilcrete al piede dello scavo è stata modellata rispettivamente al
raggiungimento delle quote di fondo scavo 287.5 m e 275.6 m (in analogia a quanto previsto e successivamente
realizzato).
5.3 Risultati
A causa dell’elevata irregolarità dell’andamento del substrato roccioso, le analisi numeriche sono state
realizzate in condizioni di substrato a profondità differenti.
In entrambi i casi le analisi hanno consentito di stimare spostamenti di entità estremamente limitata.
In particolare si sono calcolati spostamenti orizzontali massimi di poco più di 1 cm per le condizioni di
substrato profondo e di meno di 1 cm per il caso di substrato poco profondo (condizioni di fig. 4).
In Fig. 9 è riportato l’andamento degli spostamenti orizzontali calcolati per alcuni punti del muro al
procedere dei passi di scavo (per il caso di substrato profondo).
Dall’esame dei risultati riportati è possibile formulare delle prime considerazioni anche in merito all’aspetto
della deformata. In effetti, considerando che tra due ordini di tiranti consecutivi è mediamente presente una
distanza di circa 2.5÷3 m (mai meno di 2m), è possibile riconoscere una deformata molto regolare, come si
evince dalla modesta entità degli spostamenti orizzontali differenziali in punti a differente quota della struttura.
12
11
10
9
excavation step
8
7
6
5
4
3
top of wall
anchor head 1
anchor head 3
anchor head 5
anchor head 9
2
1
0
-10
-5
0
5
10
15
displacement [mm]
Fig. 9 Spostamenti orizzontali calcolati lungo il muro al procedere delle operazioni di scavo (da Kummerer C. et al., 2001).
10
Ground Improvement Techniques
τ [MN/m²]
ϕ=50°
1.0
1.0
2.0
3.0
σ [MN/m²]
Fig. 10 Stato di sforzo nel muro (da Kummerer C. et al., 2001).
Tali valutazioni sono state pienamente confermate dall’esame puntuale dello stato di sforzo sulle sezioni più
sollecitate.
A titolo di esempio si riporta in fig. 10 la verifica sul piano di Mohr per una delle sezioni critiche, effettuata
nell’ipotesi di modellare il Soilcrete come un materiale rispondente ad una legge tipo Mohr-Coulomb: in questo
caso caratterizzata da c = 1MPa e ϕ = 50°.
La verifica delle condizioni di stabilità generale è stata effettuata mediante la cosiddetta procedura “di
riduzione c - tanϕ” (vd. fig. 11).
Sostanzialmente tale procedura consiste nella riduzione progressiva dei parametri di resistenza del terreno, c
e tanϕ, fino al collasso del sistema.
In pratica il Fattore di Sicurezza globale viene a coincidere con il coefficiente riduttivo della resistenza a
collasso. Di fatto tale definizione è equivalente a quella classica della Meccanica delle Terre, per cui il Fattore di
Sicurezza è dato dal rapporto tra la resistenza disponibile e quella mobilizzata.
Dall’esame della figura 11 è possibile pertanto stimare un Fattore di Sicurezza maggiore di 2.
E’ però necessario sottolineare come la validità della procedura utilizzata possa cadere in difetto
nell’impossibilità di verificare la resistenza dei tiranti.
Infatti gli ancoraggi, per come sono stati modellati, non possono essere verificati a rottura: le condizioni di
stabilità così definite possono allora ritenersi valide a meno di superfici che coinvolgano la fondazione dei
tiranti.
D’altro canto è opportuno ricordare che gli ancoraggi sono stati dimensionati, in accordo con le
Raccomandazioni AICAP sui tiranti, mediante prove di
2,5
Sum Msf
2,0
1,5
1,0
0,5
0,0
0
50
100
150
200
Calculation Step
Fig. 11 Riduzione c-tanϕ. Il collasso è riconoscibile in prossimità dello step 110 (da Kummerer C. et al., 2001).
sfilamento e applicando quindi un Fattore di Sicurezza alla fondazione pari a 2,5 (tiranti permanenti).
In figura 12 viene rappresentata la distribuzione a curve di livello delle deformazioni per taglio in condizioni
di rottura (in assenza di substrato roccioso).
Dalla figura risultano in maniera evidente gli effetti stabilizzanti dei tiranti (che allontanano la superficie di
scivolamento) e del blocco di Soilcrete al piede (che mobilita un consistente cuneo passivo).
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Ground Improvement Techniques
Fig. 12 Distribuzione delle deformazioni per taglio a rottura (da Kummerer C. et al., 2001).
6 MONITORAGGIO DELL’OPERA
Le attività di monitoraggio dell’opera, di grande importanza per ogni opera di sostegno in ambito urbano,
assumono carattere di imprescindibilità per un problema, quale quello in esame, in cui la sicurezza dell’opera
dipende così strettamente dal funzionamento di tutti gli ancoraggi.
Per questa ragione sono stati eseguiti approfonditi controlli mediante mire ottiche, letture inclinometriche e
letture di celle di carico poste nelle teste di alcuni tiranti.
Per quanto attiene al monitoraggio topografico, i movimenti rilevati sono ricaduti nel margine di errore dello
strumento.
E’ bene puntualizzare che ciò dipende dall’esiguità degli spostamenti avvenuti (inferiori al centimetro), e che
qualora tali spostamenti fossero divenuti più rilevanti, sarebbe stato lecito attendersi un valido contributo
anche dal monitoraggio topografico.
Di particolare interesse si sono rivelate invece le letture inclinometriche, effettuate su due verticali ubicate
rispettivamente tra le sezioni AA e BB e tra le sezioni BB e CC evidenziate in fig. 1.
In fig. 13 sono stati diagrammati gli spostamenti assoluti misurati in alcune fasi significative lungo il tubo
inclinometrico T4 (verticale ubicata tra la sezione BB e la sezione CC). Sul grafico sono state inoltre
sovrapposte le deformate calcolate in corrispondenza delle medesime fasi, che per semplicità di lettura sono
state limitate alle n°2, 5, 9 e 12. Limitatamente ai valori misurati, è stata inoltre rappresentata la lettura di “
lungo termine ”, ove con tale definizione si intende una lettura effettuata a distanza di quasi un anno dal
termine dell’ultima fase di lavoro, e di diversi mesi dal definitivo completamento delle operazioni di scavo su
tutto il fronte (in legenda: “Termine operazioni di scavo”).
E’ chiaro quindi che in tali condizioni si vengono a sommare gli effetti di almeno due differenti fenomeni: lo
sviluppo di deformazioni differite, di natura prevalentemente viscosa, dell’insieme terreno-tiranti, ma anche
l’interazione delle operazioni di scavo sulle sezioni adiacenti (diminuisce così il sostegno dovuto all’effetto
tridimensionale).
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Ground Improvement Techniques
Spostamenti (mm)
-10
-5
0
5
10
15
20
0
-5
-10
Profondità (metri)
-15
-20
-25
-30
-35
-40
Fase 2: spostamenti misurati
Fase 2: spostamenti calcolati
Fase 5: spostamenti misurati
Fase 5: spostamenti calcolati
Fase 9: spostamenti misurati
Fase 9: spostamenti calcolati
Fase 12: spostamenti misurati
Fase 12: spostamenti calcolati
Termine operazioni di scavo
Figura 13. Confronto fra l’evoluzione degli spostamenti misurati sul tubo T4 e quelli previsti nelle analisi numeriche.
Dall’esame della figura 13 è possibile formulare alcune considerazioni, utili sia per valutare l’affidabilità delle
analisi numeriche, sia per definire a posteriori l’efficienza tecnica della soluzione prescelta.
Le analisi numeriche hanno consentito di individuare l’entità dei cedimenti finali con approssimazione più che
buona ove si consideri la rilevante altezza del fronte di scavo: in particolare si ritiene opportuno confrontare le
deformazioni calcolate al termine della fase 12 con quelle misurate al termine delle operazioni di scavo (lungo
termine).
In effetti le analisi sono state effettuate sempre in condizioni bidimensionali (piane nelle deformazioni),
mentre gli spostamenti relativi alle varie fasi di scavo si sono sviluppati in condizioni marcatamente
tridimensionali, e pertanto rappresentano solo un’aliquota di quelli corrispondenti alle condizioni di calcolo.
La deformata prevista si presenta invece alquanto più “flessibile” di quella misurata, soprattutto con
riferimento alle prime fasi di scavo, in cui sembra risentire in modo molto sensibile del pretensionamento dei
primi tiranti.
Gli spostamenti misurati testimoniano invece lo sviluppo di deformazioni più rigide, con prevalenza di un
meccanismo di tipo rotazionale: tale circostanza sembra quindi offrire migliori garanzie circa lo stato tensiodeformativo della struttura.
Tuttavia è bene sottolineare come l’errore intrinseco delle letture sia dell’ordine dei 2÷3mm, quindi tale da
impedire di cogliere l’andamento reale della deformata, che lungo i primi 20m di profondità presenta differenze
di spostamento contenute appunto nei 2÷3mm.
Di estremo interesse sono risultate anche le letture delle celle di carico posizionate sulla testa dei tiranti.
Il controllo della tensione nei tiranti ha consentito di riscontrare cadute di tensione decisamente modeste se
valutate rispetto all’entità del pretensionamento iniziale (meno del 10%). Ma soprattutto, anche in questo caso i
valori misurati sono risultati in ottimo accordo con le previsioni di calcolo (vd. tab. 3).
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Ground Improvement Techniques
Tabella 3. Forze nei tiranti: valori misurati e calcolati.
________________________________________________________
Ordine
forza calcolata
forza misurata
tiranti
kN
kN
________________________________________________________
3
567
559-570
4
719
702-706
________________________________________________________
7 CONCLUSIONI
La necessità di valutare una soluzione alternativa alle quelle tradizionali ha portato alla realizzazione di
un’opera di sostegno costituita da colonne di jet grouting, non armate, multitirantate.
La significativa profondità dello scavo di fondazione e la presenza di strade ed edifici nell’immediata
adiacenza, hanno reso il problema particolarmente delicato sia dal punto di vista progettuale, sia da quello
realizzativo.
D’altra parte, la realizzazione di una cospicua mole di analisi numeriche agli spostamenti ha consentito di
definire nei dettagli una soluzione che si è poi rivelata sicura, veloce ed economica.
Le attività di monitoraggio hanno infine consentito di riscontrare la buona affidabilità delle previsioni
effettuate nel corso delle simulazioni numeriche, benché sia necessario concludere che ulteriori sforzi dovranno
in futuro essere indirizzati ad una migliore modellazione del materiale “Soilcrete” sia nei riguardi della
deformabilità, sia nei riguardi di un idoneo criterio di rottura.
RINGRAZIAMENTI
Gli autori desiderano ringraziare l’Ing. Robotti della società A.G.I.S.Co. s.r.l. per la fattiva collaborazione
prestata nella riaggregazione dei dati di monitoraggio.
BIBLIOGRAFIA
Brinkgreve, R.B.J., Vermeer, P.A., 1998, Finite Elements Code for Soil and Rock Analysis, Version 7. Balkema
Rotterdam, 1998.
Kummerer C., Schweiger H.F., Falk E., 2001, Finite Elements Analysis of a deep excavation employing Jet Grouting
techniques: Results from a case study, Proc. Computer Methods and Advances in Geomechanics, Desai et al.
(eds.) 2001, pp.659-664
Soos, P. von 1995, Eigenschaften von Boden und Fels; ihre Ermittlung im Labor. Grundbautaschenbuch, Band 1, 87153. Berlin: Ernst & Sohn.
ABSTRACT
The problem of retaining a deep excavation with an advanced jet grouting technique is hereby presented.
The excavation pit, up to 30 meters deep, had to be realized in the urban area of Campione d’Italia, in order
to build the new Casino. The area, located in Italy on the eastern shore of Lugano lake, could be geologically
described by a 40m to 80m thick alluvium fan lying over a steep bedrock. The soil layer consisted of a sandy,
seldom silty, gravel which showed a Relative Density usually ranging from 50% to 80% . For these reasons the
subsoil was assessed having good jet grouting characteristics.
Since different problems were expected with conventional techniques, such as diaphragm walls and bored
pile walls, due to drilling deviations and presence of large boulders, an unreinforced, multi-anchored jet
grouting wall has been chosen.
The choice of an unreinforced structure brought to the need of reliable geotechnical analyses in order to
assess either expected settlements and internal stresses in the wall. Therefore comprehensive finite elements
analyses were performed. In this way it has been possible to optimize the layout of prestressed anchors and at
the same time to assess wall stability and deformations.
The main results were compared with measured data (geodetic survey, inclinometer and anchor force
measurements), allowing to observe a good accordance between predicted and observed settlements though
further investigations on suitable constitutive models for Soilcrete material should be executed.
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