L'Eurocodice 7 EN 1997 introduce nelle verifiche nei confronti degli stati limiti strutturali e geotecnici gli approcci progettuali che differiscono per le diverse combinazioni di gruppi di coefficienti parziali per le azioni, per la resistenza dei materiali e per la resistenza globale del sistema.
Ogni stato membro della UE rilascia il National Annex (NA) ovvero le specifiche dettagliate per l'applicazione delle direttive contenute nelle EN 1997.
Ad esempio, l'approccio 1 è utilizzato nel Regno Unito e nel Portogallo, l'approccio 2 nella maggior parte dei paesi europei (Germania, Slovacchia, Italia...) per il calcolo della capacità portante e l'approccio 3 nei Paesi Bassi e nella maggior parte dei paesi europei per il calcolo della stabilità dei versanti.
Nelle specifiche vengono riportate i valori dei coefficienti parziali da utilizzare e indicati gli approcci da adottare in fase di progettazione per le diverse opere (capacità portante, ancoraggi, paratie, muri di sostegno....)
Design Approaches
2.4.7.3.4.2 Design Approach 1
1.Except for the design of axially loaded piles and anchors, it shall be verified that a limit state of rupture or excessive deformation will not occur with either of the following combinations of sets of partial factors:
Combination 1: A1 “+” M1 “+” R1
Combination 2: A2 “+” M2 “+” R1
where “+” implies: “to be combined with”.
NOTE In Combinations 1 and 2, partial factors are applied to actions and to ground strength parameters.
2.For the design of axially loaded piles and anchors, it shall be verified that a limit state of rupture or excessive deformation will not occur with either of the following combinations of sets of partial factors:
Combination 1: A1 “+” M1 “+” R1
Combination 2: A2 “+” (M1 or M2) “+” R4
NOTE 1 In Combination 1, partial factors are applied to actions and to ground strength parameters. In Combination 2, partial factors are applied to actions, to ground resistances and sometimes to ground strength parameters.
NOTE 2 In Combination 2, set M1 is used for calculating resistances of piles or anchors and set M2 for calculating unfavourable actions on piles owing e.g. to negative skin friction or transverse loading.
3.If it is obvious that one of the two combinations governs the design, calculations for the other combination need not be carried out. However, different combinations may be critical to different aspects of the same design.
2.4.7.3.4.3 Design Approach 2
1.It shall be verified that a limit state of rupture or excessive deformation will not occur with the following combination of sets of partial factors:
Combination: A1 “+” M1 “+” R2
NOTE 1 In this approach, partial factors are applied to actions or to the effects of actions and to ground resistances.
NOTE 2 If this approach is used for slope and overall stability analyses the resulting effect of the actions on the failure surface is multiplied by gE and the shear resistance along the failure surface is divided by gR;e.
2.4.7.3.4.4 Design Approach 3
1.It shall be verified that a limit state of rupture or excessive deformation will not occur with the following combination of sets of partial factors:
Combination: (A1* or A2†) “+” M2 “+” R3
*on structural actions
†on geotechnical actions
NOTE 1 In this approach, partial factors are applied to actions or the effects of actions from the structure and to ground strength parameters.
NOTE 2 For slope and overall stability analyses, actions on the soil (e.g. structural actions, traffic load) are treated as geotechnical actions by using the set of load factors A2.
The table 3.1. below shows which of partial factor are used in each design approch, depending on the type of structure being designed.
Table 3.1.- Ultimate limit state, design approach (*on structural actions,+ on geotechnical actions)
Table 3.2.- Shows the relative magnitude of the key parameters when using Combination 1and using Combination 2
Table 3.3.- Shows the relative magnitude of the key parameters when using Design Approach 2
Table 3.4.- Shows the relative magnitude of the key parameters when using Design Approch 3
Fondazioni Superficiali
6.1 Generalità
1.Le disposizioni di questo punto si applicano alle fondazioni superficiali; queste comprendono i plinti, le travi di fondazioni e le platee. Alcune di queste disposizioni possono essere anche impiegate per le fondazioni profonde, come le fondazioni a cassone.
6.2 Stati limite
1.Si deve redigere un elenco degli stati limite da prendere in considerazione. Devono essere presi in esame i seguenti stati limite:
- instabilità globale;
- rottura per carico limite;
- rottura per scorrimento;
- rottura nel terreno e nella struttura;
- rottura strutturale dovuta a movimento delle fondazioni;
- cedimenti eccessivi;
- sollevamenti eccessivi;
- vibrazioni inaccettabili.
6.3 Azioni e situazioni di progetto
1. Nella scelta delle azioni per la verifica agli stati limite devono essere considerate le azioni elencate al punto 2.4.2.
2. Nei casi in cui la rigidezza strutturale sia significativa, può essere necessaria la determinazione della ripartizione delle azioni e analizzare l'interazione struttura-terreno.
3.Le situazioni di progetto devono essere selezionate in conformità ai principi enunciati nel punto 2.2.
4.Nella scelta delle situazioni di progetto delle fondazioni superficiali, è particolarmente importante accertare il livello della superficie libera della falda idrica.
6.4 Considerazioni sul progetto e sulla costruzione
1. Nella scelta della profondità del piano di posa di una fondazione superficiale si devono considerare quanto segue:
- la possibilità di raggiungere uno strato con adeguate caratteristiche di resistenza;
- la profondità fino alla quale il ritiro e il rigonfiamento di terreni argillosi - determinati dalle variazioni stagionali de clima oppure dalla presenza di alberi e arbusti
- possono produrre spostamenti apprezzabili;
- la profondità fino alla quale possono verificarsi danni conseguenti al gelo;
- il livello della superficie libera della falda idrica nel terreno ed i problemi che possono insorgere qualora sia necessario eseguire lo scavo per la fondazione al di sotto di tale livello;
- gli eventuali movimenti del terreno e le riduzioni della resistenza del terreno di fondazione dovuti a moti di filtrazioni od effetti climatici o ai metodi di costruzione;
- gli effetti degli scavi, necessari per la costruzione, sulle fondazioni e sulle strutture adiacenti;
- gli effetti di scavi successivi per sottoservizi in prossimità della fondazione;
- le temperature elevate o basse indotte dall'edificio;
- l’eventualità di fenomeni di scalzamento.
2.Oltre a soddisfare i requisiti inerenti le prestazioni, la larghezza della fondazione deve essere scelta sulla base di considerazioni pratiche relative all'economicità dell'esecuzione dello scavo, al rispetto delle tolleranze, alle esigenze degli spazi di lavoro ed alle dimensioni delle pareti o pilastri sostenuti dalla fondazione.
3.Il progetto di una fondazione superficiale deve essere sviluppato con uno dei seguenti metodi:
- metodo diretto: si eseguono analisi separate per ciascuno stato limite utilizzando modelli di calcolo ed i valori di progetto per le azioni e per i parametri del terreno. Nella verifica di uno stato limite ultimo, il calcolo deve riprodurre quanto più fedelmente possibile il meccanismo di rottura previsto. Nell'esame di uno stato limite di servizio, si deve ricorrere ad un'analisi delle deformazioni;
- assunzione di un valore di carico limite di progetto, determinato in maniera empirica, sulla base dell’esperienza comparabile e di risultati di misure in sito o di laboratorio, e scelto con riferimento ai carichi allo stato limite di servizio in modo da soddisfare i requisiti di tutti gli stati limite significativi. I modelli di calcolo per il progetto agli stati
limite ultimo e di servizio delle fondazioni superficiali su terreno sono illustrati ai punti 6.5 e 6.6; per il progetto delle fondazioni superficiali su roccia, i valori della portanza presunta sono riportate nel punto 6.7.
6.5 Progetto allo stato limite ultimo
6.5.1 Stabilità globale
1. La verifica della stabilità globale deve essere eseguita in particolare per le fondazioni che si trovino nelle seguenti situazioni:
- in prossimità o lungo un pendio naturale o artificiale;
- in prossimità di scavi o di muri di sostegno;
- in prossimità di fiumi, canali, laghi, bacini o della costa;
- in prossimità di miniere o di strutture interrate.
Per tali situazioni, si deve dimostrare, con i principi riportati al punto 9, che la instabilità globale del volume di terreno, sede della fondazione, è sufficientemente improbabile.
6.5.2 Rottura per carico limite
6.5.2.1 Generalità
1. Per dimostrare che una fondazione è in grado di sostenere il carico di progetto con adeguata sicurezza nei confronti della rottura per carico limite, la seguente disuguaglianza deve essere soddisfatta per tutte le condizioni e per tutte le combinazioni di carico, relative allo stato limite ultimo:
Vd ≤ Rd [6.1]
dove:
Vd è il carico di progetto relativo allo stato limite ultimo, normale alla base della fondazione, comprendente il peso della fondazione e di eventuale materiale di riporto. In condizioni drenate, il calcolo di Vd, le pressioni dell’acqua devono essere generalmente considerate come azioni;
Rd è il carico limite di progetto della fondazione nei confronti dei carichi normali, tenendo conto dell'effetto di carichi inclinati o eccentrici. Rd deve essere calcolata sulla base dei valori di progetto dei parametri pertinenti scelti in conformità con 2.4.3 e 3.3.
2. Se le pressioni dell’acqua nei pressi della fondazione sono di tipo idrostatico, il calcolo di Vd potrà più semplicemente svolgersi utilizzando il peso di volume immerso degli elementi strutturali posti al di sotto del livello della superficie libera dell’acqua.
6.5.2.2 Metodo analitico
1.Nella valutazione analitica del carico limite di progetto con riferimento alle azioni verticali, Rd, di una fondazione superficiale si devono considerare situazioni a breve e a lungo termine soprattutto nei terreni a grana fine, nei quali le variazioni della pressione interstiziale possono modificare la resistenza al taglio.
2.L'appendice B illustra un esempio della procedura di calcolo del carico limite con il metodo analitico (Brinch-Hansen).
3.Se il terreno o l'ammasso roccioso al di sotto di una fondazione presentano un sistema strutturale definito di stratificazioni, o in generale di discontinuità, il meccanismo di rottura assunto, la resistenza al taglio e i parametri di deformabilità prescelti devono tenere conto delle caratteristiche strutturali della formazione del terreno.
4.Nel calcolo del carico limite di progetto di una fondazione che insiste su terreni fittamente stratificati, si devono determinare i valori di progetto dei parametri per ogni strato.
5.Laddove una formazione meno resistente sovrasti una più resistente, il carico limite di progetto può essere determinato adottando i parametri di resistenza al taglio della formazione meno resistente.
6.5.2.3 Metodo semi-empirico
1.Il carico limite di progetto di una fondazione superficiale si può stimare in modo semi-empirico sulla base dei risultati di prove in sito che tengano conto di esperienze comparabili.
2.L'appendice C fornisce un esempio del metodo semi-empirico per la stima del carico limite.
6.5.3 Rottura per scorrimento
1.Se il carico non è normale alla base della fondazione, questa deve essere verificata nei confronti di una rottura per scorrimento.
2.Per la verifica della sicurezza nei confronti della rottura per scorrimento su piani di posa orizzontali, si deve soddisfare la seguente disuguaglianza:
Hd ≤ Sd + Epd [6.2]
dove:
Hd è la componente orizzontale del carico di progetto comprendente la spinta attiva esercitata dal terreno;
Sd è la resistenza al taglio di progetto che può svilupparsi tra la base della fondazione ed il terreno;
Epd è il valore di progetto della spinta del terreno esercitata sul lato della fondazione, che può essere mobilitata con lo spostamento appropriato per lo stato limite considerato, disponibile per l'intera vita della struttura.
3.È opportuno che i valori di progetto di Sd e di Epd tengano conto dell'entità del movimento previsto nelle condizioni di stato limite di carico considerate. Per i movimenti di rilevante entità, è opportuno tener conto dell’eventuale influenza di uncomportamento "post picco".
4. Per piani di posa inclinati deve essere soddisfatta una disuguaglianza analoga alla [6.5].
5. Per le fondazioni che insistono sui terreni argillosi nella zona di terreno influenzata dai movimenti stagionali, si deve considerare la possibilità che l'argilla, per ritiro, si distacchi dalle pareti verticali delle fondazioni.
6. Si deve tenere conto dell’eventualità che il terreno posto davanti alla fondazione possa essere rimosso da fenomeni erosivi o di attività antropica.
7. In condizioni drenate, la resistenza a taglio di progetto, Sd, deve essere calcolatamediante la seguente equazione:
Sd = V 'd tan δd [6.3]
dove:
V 'd è il carico efficace di progetto, normale alla base della fondazione;
δd è il valore di progetto dell’angolo di attrito sulla base della fondazione.
8.Per fondazioni di calcestruzzo gettato in opera, l'angolo di attrito di progetto dd si può ritenere uguale all'angolo di resistenza al taglio j'd, mentre per fondazioni prefabbricate di calcestruzzo lisce esso può essere posto uguale a 2/3 di φ'. È opportuno trascurare la coesione intercetta in termini di tensioni efficaci c '.
9.In condizioni non drenate, la resistenza a taglio di progetto Sd deve essere di solito limitata da:
Sd = A' cu [6.4]
dove:
A' è la superficie efficace della base, come indicato in 6.5.2.2;
cu è la resistenza a taglio non drenata.
Se l’acqua o l’aria possono raggiungere l'interfaccia tra fondazione e lo strato sottostante di argilla, nella verifica in condizioni non drenate, si deve rispettare la seguente disuguaglianza:
Sd ≤ 0,4 Vd [6.5]
Le disposizioni prescritte dall'espressione [6.5] possono essere trascurate soltanto nel caso in cui la formazione di una discontinuità tra fondazione e terreno sia impedita dallo sviluppo di suzione nelle aree dove le tensioni normali di contatto non sono positive.
6.5.4 Carichi con eccentricità notevoli
1.Speciali precauzioni si devono adottare laddove l'eccentricità del carico superi 1/3 della larghezza di una fondazione rettangolare o 0,6 volte il raggio di una fondazione circolare.
Tali precauzioni comprendono:
- una scrupolosa verifica dei valori di progetto delle azioni in conformità con il punto 2.4.2;
- una definizione in fase di progetto della posizione del bordo della fondazione tenendo conto di eventuali scostamenti in fase di costruzione.
2.A meno che in corso d'opera non si presti particolare attenzione, è opportuno prendere in considerazione valori di scostamento fino a 0,10 m.
3.Il suddetto valore cautelativo di progetto per il posizionamento del bordo della fondazione deve essere adottato nella verifica della capacità portante.
6.5.5 Rottura strutturale imputabile a movimento delle fondazioni
1.Si deve verificare che gli spostamenti differenziali orizzontali e verticali delle fondazioni di una struttura, calcolati con riferimento ai carichi di progetto relativi allo stato limite ultimo ed ai parametri di deformabilità del terreno, non determinino uno strato limite ultimo nella struttura che insiste sulla fondazione.
2.È possibile adottare il secondo metodo descritto in 6.4 (punto 3), utilizzando una tensione normale di contatto di progetto per la quale gli spostamenti non inducano nella struttura uno stato limite ultimo.
3.Nel caso di terreni rigonfianti, si deve determinare il possibile movimento differenziale di sollevamento e dimensionare sia le fondazioni che la struttura in modo che siano in grado di resistere o di adattarsi ad esso.
6.6 Progetto allo stato limite di servizio
1.Gli spostamenti della fondazione provocati dalla sovrastruttura devono essere considerati in termini sia di spostamento dell'intera fondazione sia di spostamenti differenziali delle diverse parti della fondazione stessa.
2.I carichi di progetto relativi allo stato limite di servizio devono essere utilizzati per calcolare gli spostamenti della fondazione; questi ultimi devono essere confrontati con i requisiti funzionali dell'opera.
3.L’intervallo dei possibili valori degli spostamenti verticali e orizzontali della fondazione deve essere valutato e confrontato con i valori limite riportati nel punto 2.4.5.
4.Si deve tenere conto degli spostamenti causati dalle azioni sulla fondazione quali quelle elencate al punto 2.4.2.
5.I metodi di calcolo degli spostamenti verticali (cedimenti), conseguenti ai carichi sulla fondazione, sono descritti al punto 6.6.1.
6.I calcoli dei cedimenti non sono rigorosi; essi forniscono solamente una valutazione approssimata.
6.6.1 Cedimento
1.Il calcolo dei cedimenti deve riguardare sia il cedimento immediato sia quello differito.
2.Per il calcolo dei cedimenti in terreni saturi si deve tenere conto dei seguenti tre termini:
- cedimento in assenza di drenaggio, dovuto, per terreno completamente saturo, alla deformazione per taglio a volume costante, s0;
- cedimento dovuto alla consolidazione, s1;
- cedimento dovuto a fenomeni viscosi, s2.
È opportuno porre una particolare attenzione a quei terreni, come per esempio quelli organici e le argille sensitive, nei quali il cedimento si può sviluppare quasi indefinitamente, per effetto dei fenomeni viscosi.
La profondità fino alla quale è opportuno considerare gli strati compressibili di terreno dipende dalle dimensioni e dalla forma della fondazione, dalla variazione della rigidezza del terreno con la profondità e dalla distanza tra gli elementi della fondazione. Tale profondità può essere assunta normalmente come la profondità alla quale l’incremento della tensione verticale efficace, per effetto del carico sulla fondazione, raggiunge il 20% della tensione verticale efficace dovuta al peso proprio del terreno. In molti casi tale profondità può essere considerata approssimativamente pari a 1-2 volte la larghezza della fondazione, ma può essere ridotta nel caso di estese platee di fondazione poco caricate. Questo approccio non è applicabile a terreni molto molli.
3.Si deve, inoltre, considerare ogni ulteriore eventuale cedimento dovuto ad autocompattazionedel terreno.
4.È opportuno tenere conto dei seguenti aspetti:
- possibili effetti derivanti dal peso proprio, da inondazioni e da vibrazioni, nei rinterri e nei terreni che possono collassare;
- effetti di variazioni dello stato tensionale, nelle sabbie frantumabili.
5.A seconda del caso, si devono adottare modelli lineari o non lineari della rigidezza del terreno.
6.L'appendice D fornisce esempi di metodi per la valutazione dei cedimenti.
7.Si devono valutare i cedimenti differenziali e le rotazioni relative, tenendo conto sia della distribuzione dei carichi che della eventuale variabilità del terreno, allo scopo di evitare il raggiungimento di uno stato limite di servizio.
8.I cedimenti differenziali calcolati senza tenere conto della rigidezza della struttura tendono ad essere sovrastimati. Valori ridotti dei cedimenti differenziali possono essere giustificati utilizzando un’analisi dell’interazione terreno-struttura.È opportuno tenere conto del cedimento differenziale determinato dalla variabilità del terreno, a meno che non sia impedito dalla rigidezza della struttura. Per le fondazioni superficiali su terreno naturale, tale cedimento può raggiungere usualmente
valori fino a 10 mm, ma di solito non supera il 50% del cedimento totale calcolato.
La rotazione di una fondazione sottoposta a carico eccentrico si deve calcolare partendo dall'ipotesi che la pressione di contatto abbia un andamento lineare e valutando, quindi, il cedimento in corrispondenza degli spigoli della fondazione, con la distribuzione della tensione verticale nel terreno al di sotto di ogni spigolo ed i metodi di valutazione del cedimento precedentemente descritti.
Metodo tensioni-deformazioni
Il cedimento globale di una fondazione poggiante su un terreno coesivo o non coesivo si può calcolare con il metodo tensioni-deformazioni nel modo seguente:
- calcolando la distribuzione della tensione nel terreno dovuta al carico trasmesso dalla fondazione; ciò è possibile sulla base della teoria dell'elasticità, presupponendo, in generale, un terreno isotropico, omogeneo e una distribuzione lineare della pressionedi contatto;
- calcolando la deformazione del terreno prodotta dalle tensioni mediante i valori del modulo di rigidezza o di altre relazioni tensioni-deformazioni determinate a partire da prove di laboratorio (possibilmente tarate rispetto alle prove in sito) o da prove in sito;
- integrando le deformazioni verticali per valutare i cedimenti; per poter applicare il metodo tensioni deformazioni è opportuno scegliere punti nel terreno al di sotto della fondazione in un numero sufficiente e calcolare, in questi punti le tensioni e le deformazioni.
Metodo elastico modificato
Il cedimento totale di una fondazione su un terreno coesivo o non coesivo si può calcolare con la teoria dell'elasticità con la formula:
|
[D.1] |
dove i simboli hanno il seguente significato:
p è la pressione di contatto, relativa allo stato limite di servizio, distribuita linearmente sulla base della fondazione; per terreni coesivi normalmente consolidati è opportuno detrarre dalla p il peso del terreno scavato al di sopra della base; è opportuno tenere conto anche degli effetti della spinta di Archimede;
Em è il modulo di Young di progetto dello strato deformabile in condizioni drenate. Qualora non si disponga sufficienti indicazioni sui cedimenti di strutture adiacenti analoghe in condizioni similare sulla base delle quali valutare Em, quest’ultimo può essere stimato mediante i risultati delle prove di laboratorio o in sito;
f è un coefficiente il cui valore dipende dalla forma e dalle dimensioni dell'area di fondazione, dalla variazione della rigidezza con la profondità, dallo spessore dello strato compressibile, dal coefficiente di Poisson, dalla distribuzione della pressione di contatto e dal punto nel quale si calcola il cedimento;
B è la larghezza della fondazione.
È opportuno impiegare il metodo elastico adattato solamente se le tensioni alle quali il terreno è sottoposto sono tali per cui non si verifichino significative plasticizzazioni e se il comportamento tensioni-deformazioni del terreno si può ritenere lineare. Particolare attenzione è necessaria quando il metodo elastico adattato viene applicato a terreni non
omogenei.
Cedimenti dovuti alla consolidazione
Allo scopo di calcolare il cedimento di consolidazione, si può ammettere che il terreno subisce una deformazione unidimensionale confinata ed utilizzare, poi, la curva di compressibilitàdelle prove di consolidazione. La somma dei cedimenti in condizioni non drenate edi consolidazione porta spesso a sopravvalutare il cedimento totale; correzioni empiriche
possono essere apportate.
Cedimenti nel tempo
Con i terreni coesivi, la velocità del cedimento di consolidazione prima della fine della consolidazione primaria si può calcolare in maniera approssimata mediante i parametri diconsolidazione derivati da una prova di compressione. Tuttavia, è preferibile determinare la velocità del cedimento di consolidazione impiegando i valori della permeabilità derivati da prove in sito secondo le istruzioni riportate al punto 3.3.10.
6.6.2 Analisi delle vibrazioni
1.Le fondazioni di strutture soggette a vibrazioni o a carichi vibranti devono essere progettate in modo tale da garantire che non si verifichino vibrazioni e cedimenti eccessivi.
2.È opportuno adottare adeguati provvedimenti per assicurare che non si verifichi la risonanza tra la frequenza del carico pulsante ed una frequenza critica del sistema fondazione-terreno e per garantire che non avvenga la liquefazione del terreno.
3.Le vibrazioni prodotte dai terremoti devono essere considerate con i criteri riportati nella ENV 1998-1.
6.7 Fondazioni su roccia: considerazioni progettuali complementari
1.La progettazione di fondazioni superficiali su roccia deve tenere conto dei seguenti fattori:
- la deformabilità e la resistenza dell’ammasso roccioso ed i cedimenti accettabili per la struttura in elevazione;
- la presenza al di sotto della fondazione di strati teneri, di evidenze di dissoluzione, di zone di faglia, ecc.;
- la presenza di stratificazioni od altre discontinuità e loro caratteristiche (riempimenti, continuità, ampiezza, spaziatura);
- lo stato di alterazione, decomposizione e fratturazione della roccia;
- il disturbo provocato allo stato naturale della roccia dalle attività di costruzione realizzate in prossimità della fondazione (opere in sotterraneo, scarpate, ecc.).
2.Le fondazioni superficiali su roccia possono essere usualmente progettate con il metodo che prevede l’utilizzo di un valore presunto della portanza, descritto in 6.4 (punto 3).Per rocce ignee intatte, rocce gneissiche, calcari ed arenarie resistenti, la portanza presunta è limitata dalla resistenza a compressione della fondazione di calcestruzzo.
L'appendice E illustra un esempio del metodo per valutare la portanza presunta di fondazioni superficiali su roccia.
Il cedimento di una fondazione può essere valutato sulla base di esperienze comparabili, tenendo conto della classificazione dell'ammasso roccioso, vedere 3.3.9.
6.8 Progetto strutturale delle fondazioni superficiali
1.Le fondazioni superficiali devono essere verificate nei confronti della rottura strutturale in conformità con il punto 2.4.
2.Per fondazioni rigide, si può ritenere che la distribuzione della pressione di contatto sul piano di posa sia lineare. Un'analisi più dettagliata dell'interazione terreno-struttura può essere utilizzata per giustificare un dimensionamento più economico, seguendo i principi di cui al punto 2.1 (punto 8).
Nel caso di fondazione flessibile, la distribuzione della pressione di contatto si può ottenere scegliendo come modello di calcolo per la fondazione quello di una trave o di una piastra poggiante su un mezzo continuo deformabile o su una serie di molle di appropriata rigidezza e resistenza.
3.La funzionalità di fondazioni continue ed a platea deve essere verificata utilizzando i carichi relativi allo stato limite di servizio ed una distribuzione della pressione di contatto corrispondente alla deformazione della fondazione e del terreno.
4.Si assume normalmente, che la distribuzione della pressione di contatto sia lineare. Per le situazioni di progetto con presenza di forze concentrate agenti su una fondazione continua od a platea, gli sforzi ed i momenti flettenti nella fondazione si possono determinare mediante un modello di calcolo con reazione del sottofondo di tipo elastico lineare. È opportuno che i moduli di reazione siano valutati tramite l'analisi del cedimento, considerando un'appropriata distribuzione della pressione di contatto. È opportuno, inoltre, che i moduli siano modificati in maniera tale che le pressioni di contatto calcolate non superino i valori per i quali si può supporre un comportamento lineare. È opportuno che i cedimenti totali e differenziali della struttura nel suo insieme siano calcolati in conformità con il punto 6.6.1. A tale scopo, i modelli che utilizzano il modulo di reazione del terreno risultano spesso non appropriati.
È opportuno che siano usati metodi di calcolo più precisi come, per esempio, quello agli elementi finiti, nei casi in cui l'interazione terreno-struttura abbia un effetto preponderante.
Progetto allo stato limite ultimo dei pendii
Instabilità globale
Nell'analizzare la stabilità di un rilevato o pendio (in terreno o in ammasso roccioso) si devono considerare tutti i possibili modi di rottura.
Il corpo di terreno o roccia delimitato dalla superficie di rottura è normalmente considerato come rigido oppure come un insieme di corpi rigidi che si spostano contemporaneamente. In alternativa, la stabilità può essere verificata ricercando un campo di tensioni statisticamente ammissibile oppure impiegando il metodo degli elementi finiti.
Le superfici di rottura o le interfacce tra i corpi rigidi possono avere forme diverse, ivi comprese quella piana, circolare e forme più complicate.
Se il terreno, o il materiale del rilevato, è relativamente omogeneo e isotropo nei riguardi della resistenza, è di solito sufficiente considerare superfici di rottura circolari.
Per pendii in terreni stratificati con notevoli variazioni della resistenza al taglio, particolare attenzione va rivolta agli strati con resistenza al taglio più bassa: in questi casi può essere necessario considerare superfici di rottura non circolari.
In materiali con giunti, comprese le rocce molto resistenti e alcuni tipi di terreno, la forma delle superfici di rottura dipende dalle discontinuità e può anche estendersi al materiale intatto. Ciò può richiedere l'analisi mediante cunei tridimensionali.
Assegnati i valori di progetto delle azioni e dei parametri della resistenza al taglio del terreno, in base all'approccio progettuale scelto (vedi tabella 3.1), deve essere verificato l’equilibrio del corpo delimitato da tutte le potenziali superfici di rottura.
In terreni e rocce tenere che non mostrano una marcata anisotropia della resistenza, può essere impiegato il metodo delle strisce. Si deve verificare la stabilità globale della massa potenzialmente instabile nei riguardi dei momenti e delle forze verticali. Se l'equilibrio orizzontale non è verificato, si può ammettere che le forze tra le strisce siano orizzontali.
Se non esistono grosse incertezze sulla densità del terreno, nel calcolo della stabilità del pendio non è necessario distinguere tra carichi favorevoli e sfavorevoli dovuti alla gravità.
In accordo con l'eurocodice 7 l' analisi di stabilità risulta soddisfatta se :
Ed≤ Rd
Nell'analisi della stabilità dei pendii si pone Ed= MEd e Rd=MRd ovvero rispettivamente l'effetto delle azioni (ribaltante) e la resistenza.
Tali grandezze saranno opportunamente amplificati o ridotti attraverso i fattori parziali previsti dall'eurocodice in base alla combinazione scelta (vedi tabelle 3.1, 3.2, 3.3).
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