7.11. – OPERE E SISTEMI GEOTECNICI

INDICE
7.0. GENERALITÀ
7.1. REQUISITI DELLE COSTRUZIONI NEI CONFRONTI DEGLI STATI LIMITE
7.2. CRITERI GENERALI DI PROGETTAZIONE E MODELLAZIONE
7.3. METODI DI ANALISI E CRITERI DI VERIFICA
7.4. COSTRUZIONI DI CALCESTRUZZO
7.5. COSTRUZIONI DI ACCIAIO
7.6. COSTRUZIONI COMPOSTE DI ACCIAIO-CALCESTRUZZO
7.7. COSTRUZIONI DI LEGNO
7.8. COSTRUZIONI DI MURATURA
7.9. PONTI
7.10. COSTRUZIONI CON ISOLAMENTO E/O DISSIPAZIONE

7.11. OPERE E SISTEMI GEOTECNICI
7.11.1. REQUISITI NEI CONFRONTI DEGLI STATI LIMITE
7.11.2. CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA AI FINI SISMICI
7.11.3. RISPOSTA SISMICA E STABILITÀ DEL SITO
7.11.3.1 RISPOSTA SISMICA LOCALE
7.11.3.2 FATTORI DI AMPLIFICAZIONE STRATIGRAFICA
7.11.3.3 FATTORI DI AMPLIFICAZIONE TOPOGRAFICA
7.11.3.4 STABILITÀ NEI CONFRONTI DELLA LIQUEFAZIONE
7.11.3.4.1 Generalità
7.11.3.4.2 Esclusione della verifica a liquefazione
7.11.3.4.3 Metodologie di analisi
7.11.3.5 STABILITÀ DEI PENDII
7.11.3.5.1 Azione sismica
7.11.3.5.2 Metodi di analisi
7.11.4. FRONTI DI SCAVO E RILEVATI
7.11.5. FONDAZIONI
7.11.5.1 REGOLE GENERALI DI PROGETTAZIONE
7.11.5.2 INDAGINI E MODELLO GEOTECNICO
7.11.5.3 VERIFICHE DELLO STATO LIMITE ULTIMO (SLU) E DELLO STATO LIMITE DI DANNO (SLD)
7.11.5.3.1 Fondazioni superficiali
7.11.5.3.2 Fondazioni su pali
7.11.6. OPERE DI SOSTEGNO
7.11.6.1 REQUISITI GENERALI
7.11.6.2 MURI DI SOSTEGNO
7.11.6.2.1 Metodi di analisi
7.11.6.2.2 Verifiche di sicurezza
7.11.6.3 PARATIE
7.11.6.3.1 Metodi pseudo-statici
7.11.6.3.2 Verifiche di sicurezza
7.11.6.4 SISTEMI DI VINCOLO
7.11.6.4.1 Verifiche di sicurezza

7.11. OPERE E SISTEMI GEOTECNICI
Le presenti norme disciplinano la progettazione e la verifica delle opere e dei sistemi geotecnici di cui al § 6.1.1 soggetti ad azioni sismiche, nonché i requisiti che devono essere soddisfatti dai siti di costruzione e dai terreni interagenti con le opere in presenza di tali azioni. 
In aggiunta alle prescrizioni contenute nel presente paragrafo, le opere e i sistemi geotecnici devono soddisfare le prescrizioni contenute nel Capitolo 6, relative alle combinazioni di carico non sismico. 

7.11.1. REQUISITI NEI CONFRONTI DEGLI STATI LIMITE
Sotto l’effetto dell’azione sismica di progetto, definita al Capitolo 3, le opere e i sistemi geotecnici devono rispettare gli stati limite ultimi e di esercizio definiti al § 3.2.1, con i requisiti di sicurezza indicati nel § 7.1. 
Le verifiche agli stati limite ultimi di opere e sistemi geotecnici si riferiscono al solo stato limite di salvaguardia della vita (SLV) di cui al § 3.2.1; quelle agli stati limite di esercizio si riferiscono al solo stato limite di danno (SLD) di cui allo stesso § 3.2.1. 
Le verifiche degli stati limite ultimi in presenza di azioni sismiche devono essere eseguite ponendo pari a 1 i coefficienti parziali sulle azioni e sui parametri geotecnici e impiegando le resistenze di progetto, con i coefficienti parziali γ_R indicati nel presente Capitolo 7, oppure con i γ_R indicati nel Capitolo 6 laddove non espressamente specificato. 

7.11.2. CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA AI FINI SISMICI
Le indagini geotecniche devono essere predisposte dal progettista in presenza di un quadro geologico adeguatamente definito, che comprenda i principali caratteri tettonici e litologici, nonché l’eventuale preesistenza di fenomeni di instabilità del territorio. 
Le indagini devono comprendere l’accertamento degli elementi che, unitamente agli effetti topografici, influenzano la propagazione delle onde sismiche, quali le condizioni stratigrafiche e la presenza di un substrato rigido o di una formazione ad esso assimilabile. 
La caratterizzazione fisico-meccanica dei terreni e la scelta dei più appropriati mezzi e procedure d’indagine devono essere effettuate tenendo conto della tipologia del sistema geotecnico e del metodo di analisi adottato nelle verifiche. 
Nel caso di opere per le quali si preveda l’impiego di metodi d’analisi avanzata, è opportuna anche l’esecuzione di prove cicliche e dinamiche di laboratorio, quando sia tecnicamente possibile il prelievo di campioni indisturbati. In ogni caso, la caratterizzazione geotecnica dei terreni deve consentire almeno la classificazione del sottosuolo secondo i criteri esposti nel § 3.2.2. 
Nella caratterizzazione geotecnica è necessario valutare la dipendenza della rigidezza e dello smorzamento dal livello deformativo. 
Nelle analisi di stabilità in condizioni post-sismiche si deve tener conto della riduzione di resistenza al taglio indotta dal decadimento delle caratteristiche di resistenza per degradazione dei terreni e dall’eventuale accumulo di pressioni interstiziali che può verificarsi nei terreni saturi. 
Nei terreni saturi si assumono generalmente condizioni di drenaggio impedito. In tal caso, nelle analisi condotte in termini di tensioni efficaci, la resistenza al taglio è esprimibile mediante la relazione

Dove σ’_n è la tensione efficace iniziale normale alla giacitura di rottura, Δ_u è l’eventuale sovrappressione interstiziale generata dal sisma e i parametri c’ e φ’ tengono conto della degradazione dei terreni per effetto della storia ciclica di sollecitazione. 
Nei terreni a grana fina, le analisi possono essere condotte in termini di tensioni totali esprimendo la resistenza al taglio mediante la resistenza non drenata, valutata in condizioni di sollecitazione ciclica 

dove c_u,c include gli effetti di degradazione dei terreni. 

7.11.3. RISPOSTA SISMICA E STABILITÀ DEL SITO
7.11.3.1 RISPOSTA SISMICA LOCALE
Il moto generato da un terremoto in un sito dipende dalle particolari condizioni locali, cioè dalle caratteristiche topografiche e stratigrafiche del sottosuolo e dalle proprietà fisiche e meccaniche dei terreni e degli ammassi rocciosi di cui è costituito. Alla scala della singola opera o del singolo sistema geotecnico, l’analisi della risposta sismica locale consente quindi di definire le modifiche che il segnale sismico di ingresso subisce, a causa dei suddetti fattori locali. 
Le analisi di risposta sismica locale richiedono un’adeguata conoscenza delle proprietà geotecniche dei terreni, da determinare mediante specifiche indagini e prove. 
Nelle analisi di risposta sismica locale, l’azione sismica di ingresso è descritta in termini di storia temporale dell’accelerazione (accelerogrammi) su di un sito di riferimento rigido ed affiorante con superficie topografica orizzontale (sottosuolo tipo A del § 3.2.2). Per la scelta degli accelerogrammi di ingresso, si deve fare riferimento a quanto già specificato al § 3.2.3.6. 

7.11.3.2 FATTORI DI AMPLIFICAZIONE STRATIGRAFICA
In condizioni stratigrafiche e morfologiche schematizzabili con un modello mono-dimensionale e per profili stratigrafici riconducibili alle categorie di cui alla Tab. 3.2.II, il moto sismico alla superficie di un sito è definibile mediante l’accelerazione massima (a_max) attesa in superficie ed una forma spettrale ancorata ad essa. Il valore di a_max può essere ricavato dalla relazione a_max = S_S · a_g dove a_g è l’accelerazione massima su sito di riferimento rigido ed S_S è il coefficiente di amplificazione stratigrafica. 

7.11.3.3 FATTORI DI AMPLIFICAZIONE TOPOGRAFICA
Per condizioni topografiche riconducibili alle categorie di cui alla Tab. 3.2.III, la valutazione dell’amplificazione topografica può essere effettuata utilizzando il coefficiente di amplificazione topografica S_T. Il parametro S_T deve essere applicato nel caso di configurazioni geometriche prevalentemente bidimensionali, creste o dorsali allungate, di altezza superiore a 30 m. Gli effetti topografici possono essere trascurati per pendii con inclinazione media inferiore a 15°, altrimenti si applicano i criteri indicati nel § 3.2.2. 

7.11.3.4 STABILITÀ NEI CONFRONTI DELLA LIQUEFAZIONE
7.11.3.4.1 Generalità
Il sito presso il quale è ubicato il manufatto deve essere stabile nei confronti della liquefazione, intendendo con tale termine quei fenomeni associati alla perdita di resistenza al taglio o ad accumulo di deformazioni plastiche in terreni saturi, prevalentemente sabbiosi, sollecitati da azioni cicliche e dinamiche che agiscono in condizioni non drenate. 
Se il terreno risulta suscettibile di liquefazione e gli effetti conseguenti appaiono tali da influire sulle condizioni di stabilità di pendii o manufatti, occorre procedere ad interventi di consolidamento del terreno e/o trasferire il carico a strati di terreno non suscettibili di liquefazione. 
In assenza di interventi di miglioramento del terreno, l’impiego di fondazioni profonde richiede comunque la valutazione della riduzione della capacità portante e degli incrementi delle sollecitazioni indotti nei pali. 

7.11.3.4.2 Esclusione della verifica a liquefazione
La verifica a liquefazione può essere omessa quando si manifesti almeno una delle seguenti circostanze: 
1. accelerazioni massime attese al piano campagna in assenza di manufatti (condizioni di campo libero) minori di 0,1g; 
2. profondità media stagionale della falda superiore a 15 m dal piano campagna, per piano campagna sub-orizzontale e strutture con fondazioni superficiali; 
3. depositi costituiti da sabbie pulite con resistenza penetrometrica normalizzata (N₁)60 > 30 oppure q_c1N > 180 dove (N₁)60 è il valore della resistenza determinata in prove penetrometriche dinamiche (Standard Penetration Test) normalizzata ad una tensione efficace verticale di 100 kPa e q_c1N è il valore della resistenza determinata in prove penetrometriche statiche (Cone Penetration Test) normalizzata ad una tensione efficace verticale di 100 kPa; 
4. distribuzione granulometrica esterna alle zone indicate nella Fig. 7.11.1(a) nel caso di terreni con coefficiente di uniformità U_c < 3,5 e in Fig. 7.11.1(b) nel caso di terreni con coefficiente di uniformità U_c > 3,5. 
Fig. 7.11.1 – Fusi granulometrici di terreni suscettibili di liquefazione

Quando la condizione 1 non risulti soddisfatta, le indagini geotecniche devono essere finalizzate almeno alla determinazione dei parametri necessari per la verifica delle condizioni 2, 3 e 4. 

7.11.3.4.3 Metodologie di analisi
Quando nessuna delle condizioni del § 7.11.3.4.2 risulti soddisfatta e il terreno di fondazione comprenda strati estesi o lenti spesse di sabbie sciolte sotto falda, occorre valutare il coefficiente di sicurezza alla liquefazione alle profondità in cui sono presenti i terreni potenzialmente liquefacibili. 
Salvo utilizzare procedure di analisi avanzate, la verifica può essere effettuata con metodologie di tipo storico-empirico in cui il coefficiente di sicurezza viene definito dal rapporto tra la resistenza disponibile alla liquefazione e la sollecitazione indotta dal terremoto di progetto. La resistenza alla liquefazione può essere valutata sulla base dei risultati di prove in sito o di prove cicliche di laboratorio. La sollecitazione indotta dall’azione sismica è stimata attraverso la conoscenza dell’accelerazione massima attesa alla profondità di interesse. 
L’adeguatezza del margine di sicurezza nei confronti della liquefazione deve essere valutata e motivata dal progettista. 

7.11.3.5 STABILITÀ DEI PENDII
La realizzazione di strutture o infrastrutture su versanti o in prossimità del piede o della sommità di pendii naturali richiede la preventiva verifica delle condizioni di stabilità, affinché prima, durante e dopo il sisma, la resistenza del sistema sia superiore alle azioni (condizione [6.2.1] di cui al § 6.2.4.1) oppure gli spostamenti permanenti indotti dal sisma siano di entità tale da non pregiudicare le condizioni di sicurezza o di funzionalità delle strutture o infrastrutture medesime. 

7.11.3.5.1 Azione sismica
L’azione sismica di progetto da assumere nelle analisi di stabilità deve essere determinata in accordo con i criteri esposti nel § 3.2.3. 
Nel caso di pendii con inclinazione maggiore di 15° e altezza maggiore di 30 m, l’azione sismica di progetto deve essere opportunamente incrementata o attraverso un coefficiente di amplificazione topografica (vedi §§ 3.2.2 e 3.2.3) o in base ai risultati di una specifica analisi bidimensionale della risposta sismica locale, con la quale si valutano anche gli effetti di amplificazione stratigrafica. 
In generale l’amplificazione tende a decrescere sotto la superficie del pendio. Pertanto, gli effetti topografici tendono a essere massimi lungo le creste di dorsali e rilievi, ma si riducono sensibilmente in frane con superfici di scorrimento profonde. In tali situazioni, nelle analisi pseudostatiche gli effetti di amplificazione topografica possono essere trascurati (S_T =1).

7.11.3.5.2 Metodi di analisi
L’analisi delle condizioni di stabilità dei pendii in condizioni sismiche può essere eseguita mediante metodi pseudostatici, metodi degli spostamenti e metodi di analisi dinamica. 
Nelle analisi, si deve tenere conto dei comportamenti di tipo fragile, che si manifestano nei terreni a grana fina sovraconsolidati e nei terreni a grana grossa addensati con una riduzione della resistenza al taglio al crescere delle deformazioni. Inoltre, si deve tener conto dei possibili incrementi di pressione interstiziale indotti in condizioni sismiche nei terreni saturi. Nei metodi pseudostatici l’azione sismica è rappresentata da un’azione statica equivalente, costante nello spazio e nel tempo, proporzionale al peso W del volume di terreno potenzialmente instabile. Tale forza dipende dalle caratteristiche del moto sismico atteso nel volume di terreno potenzialmente instabile e dalla capacità di tale volume di subire spostamenti senza significative riduzioni di resistenza. Nelle verifiche allo stato limite ultimo, in mancanza di studi specifici, le componenti orizzontale e verticale di tale forza possono esprimersi come F_h = k_h · W ed F_v = k_v · W, con k_h e k_v rispettivamente pari ai coefficienti sismici orizzontale e verticale:


dove 
β_s = coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito; 
a_max = accelerazione orizzontale massima attesa al sito; 
g = accelerazione di gravità. 
In assenza di analisi specifiche della risposta sismica locale, l’accelerazione massima attesa al sito può essere valutata con la relazione 

dove 
S = coefficiente che comprende l’effetto dell’amplificazione stratigrafica (S_S) e dell’amplificazione topografica (S_S), di cui al § 3.2.3.2; 
a_g = accelerazione orizzontale massima attesa su sito di riferimento rigido. 
I valori di βs sono riportati nella Tab. 7.11.I al variare della categoria di sottosuolo e dell’accelerazione orizzontale massima attesa su sito di riferimento rigido. 
La condizione di stato limite deve essere valutata con riferimento ai valori caratteristici dei parametri geotecnici e riferita alla superficie di scorrimento critica, caratterizzata dal minore margine di sicurezza. L’adeguatezza del margine di sicurezza nei confronti della stabilità del pendio deve essere valutata e motivata dal progettista. 
In terreni saturi e in siti con accelerazione orizzontale massima attesa a_max > 0,15·g, nell’analisi statica delle condizioni successive al sisma si deve tenere conto della possibile riduzione della resistenza al taglio per incremento delle pressioni interstiziali o per decadimento delle caratteristiche di resistenza indotti dalle azioni sismiche. 
Nell’analisi di stabilità di frane quiescenti, che possono essere riattivate dall’azione del sisma, si deve fare riferimento ai valori dei parametri di resistenza attinti a grandi deformazioni. L’eventuale incremento di pressione interstiziale indotto dal sisma, da considerare in dipendenza della natura dei terreni, deve considerarsi uniformemente distribuito lungo la superficie di scorrimento critica. 
Tab. 7.11.I – Coefficienti di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito

Le analisi del comportamento dei pendii in condizioni sismiche possono essere svolte anche mediante il metodo degli spostamenti, in cui la massa di terreno potenzialmente in frana viene assimilata ad un corpo rigido che può muoversi rispetto al terreno stabile lungo una superficie di scorrimento. Il metodo permette la valutazione dello spostamento permanente indotto dal sisma nella massa di terreno potenzialmente instabile. 
L’applicazione del metodo richiede la valutazione dell’accelerazione critica, che deve essere valutata con i valori caratteristici dei parametri di resistenza, e dell’azione sismica di progetto, che deve essere rappresentata mediante storie temporali delle accelerazioni. Gli accelerogrammi impiegati nelle analisi, in numero non inferiore a 7, devono essere rappresentativi della sismicità del sito e la loro scelta deve essere adeguatamente giustificata (vedi § 3.2.3.6). Non è ammesso l’impiego di accelerogrammi artificiali. 
Nel metodo degli spostamenti, la valutazione delle condizioni di stabilità del pendio è effettuata mediante il confronto tra lo spostamento calcolato per il cinematismo di collasso critico e i valori limite o di soglia dello spostamento. Le condizioni del pendio e dei manufatti eventualmente interagenti con esso possono essere riferite al raggiungimento di uno stato limite ultimo (SLV) o di esercizio (SLD) in dipendenza del valore di soglia dello spostamento. I criteri di scelta dei valori limite di spostamento devono essere illustrati e giustificati dal progettista. 
Lo studio del comportamento in condizioni sismiche dei pendii può essere effettuato anche impiegando metodi avanzati di analisi dinamica, purché si tenga conto della natura polifase dei terreni e si descriva realisticamente il loro comportamento meccanico in condizioni cicliche. Per questi motivi, il ricorso alle analisi avanzate comporta indagini geotecniche adeguatamente approfondite. Per queste analisi, l’azione sismica di progetto deve essere rappresentata mediante accelerogrammi scelti utilizzando gli stessi criteri già indicati per il metodo degli spostamenti. 

7.11.4. FRONTI DI SCAVO E RILEVATI
Il comportamento in condizioni sismiche dei fronti di scavo e dei rilevati può essere analizzato con gli stessi metodi impiegati per i pendii naturali; specificamente mediante metodi pseudostatici, metodi degli spostamenti e metodi avanzati di analisi dinamica.
Nei metodi pseudostatici l’azione sismica è rappresentata da un’azione statica equivalente, costante nello spazio e nel tempo, proporzionale al peso W del volume di terreno potenzialmente instabile. Le componenti orizzontale e verticale di tale forza devono essere ricavate in funzione delle proprietà del moto atteso nel volume di terreno potenzialmente instabile e della capacità di tale volume di subire spostamenti senza significative riduzioni di resistenza.
In mancanza di studi specifici, le componenti orizzontale e verticale della forza statica equivalente possono esprimersi come F_h = k_h · W ed F_v = k_v · W, con k_h e k_v rispettivamente pari ai coefficienti sismici orizzontale e verticale definiti nel § 7.11.3.5.2 e adottando i seguenti valori del coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito:
β_s = 0.38 nelle verifiche dello stato limite ultimo (SLV)
β_s = 0.47 nelle verifiche dello stato limite di esercizio (SLD).
Nelle verifiche di sicurezza si deve controllare che la resistenza del sistema sia maggiore delle azioni (condizione [6.2.1]) impiegando lo stesso approccio di cui al § 6.8.2 per le opere di materiali sciolti e fronti di scavo, ponendo pari all’unità i coefficienti parziali sulle azioni e sui parametri geotecnici (§ 7.11.1) e impiegando le resistenze di progetto calcolate con un coefficiente parziale pari a γ_R = 1.2. Si deve inoltre tener conto della presenza di manufatti interagenti con l’opera.
In alternativa, le verifiche degli stati limite ultimi (SLV) o di esercizio (SLD) possono essere eseguite con il metodo degli spostamenti, controllando che gli spostamenti permanenti indotti dal sisma siano di entità tale da non pregiudicare le condizioni di sicurezza o di funzionalità dei fronti di scavo o dei rilevati e dei manufatti eventualmente interagenti con essi. Nel metodo degli spostamenti, l’accelerazione critica deve essere valutata utilizzando i valori caratteristici dei parametri di resistenza. Le condizioni dell’opera possono essere riferite al raggiungimento di uno stato limite ultimo o di esercizio in dipendenza del valore di soglia dello spostamento. La valutazione delle condizioni di sicurezza è effettuata mediante il confronto tra lo spostamento calcolato e il corrispondente valore limite o di soglia. I criteri di scelta dei valori limite di spostamento devono essere illustrati e giustificati dal progettista. 

7.11.5. FONDAZIONI
7.11.5.1 REGOLE GENERALI DI PROGETTAZIONE
La progettazione delle fondazioni è condotta unitamente alla progettazione dell’opera alla quale appartengono e richiede preliminarmente: 
1. la valutazione della risposta sismica locale del sito, secondo quanto indicato al § 7.11.3.1; 
2. la valutazione della sicurezza del sito nei confronti della liquefazione e della stabilità globale, secondo quanto indicato rispettivamente ai §§ 7.11.3.4. e 7.11.3.5; 
le analisi al punto (1) devono consentire di motivare la scelta dell’azione sismica adottata nella progettazione dell’intera opera; le analisi al punto (2) devono indicare esplicitamente gli interventi eventualmente necessari a garantire la stabilità globale del sito. 
Per le azioni trasmesse in fondazione, nonché per i requisiti e i criteri di modellazione della stessa, si rinvia ai precedenti §§ 7.2.5 e 7.2.6. 

7.11.5.2 INDAGINI E MODELLO GEOTECNICO
Il modello geotecnico del sottosuolo da utilizzare nelle verifiche deve essere definito mediante l’interpretazione dei risultati di indagini e prove definite dal progettista ed eseguite con specifico riferimento alle scelte tipologiche del sistema di fondazione adottato per l’opera in progetto, tenendo conto di quanto riportato al precedente § 7.11.2 e al Capitolo 3 della presente norma. 

7.11.5.3 VERIFICHE DELLO STATO LIMITE ULTIMO (SLU) E DELLO STATO LIMITE DI DANNO (SLD)
Gli stati limite ultimi delle fondazioni superficiali e su pali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento di quella degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa. Devono essere considerati almeno gli stessi stati limite ultimi di cui ai § 6.4.2.1 e 6.4.3.1. Nelle verifiche si deve tener conto delle pressioni interstiziali preesistenti e di quelle eventualmente indotte dal moto sismico. 
Le verifiche allo stato limite ultimo di fondazioni superficiali e su pali sono condotte con le metodologie indicate nel Capitolo 6 e con le prescrizioni riportate al § 7.11.1. 

7.11.5.3.1 Fondazioni superficiali
La capacità del complesso fondazione-terreno deve essere verificata con riferimento allo stato limite ultimo (SLV) nei confronti del raggiungimento della resistenza per carico limite e per scorrimento, nel rispetto della condizione [6.2.1] e adottando i coefficienti parziali della Tabella 7.11.II. In tutte le verifiche, la procedura adottata per il calcolo della resistenza deve essere congruente con quella adottata per il calcolo delle azioni. Più precisamente, la resistenza può essere valutata con approcci di tipo pseudo-statico se la determinazione delle azioni discende da un’analisi pseudo-statica o di dinamica modale.
Stato Limite Ultimo (SLV) per carico limite
Le azioni derivano dall’analisi della struttura in elevazione come specificato al § 7.2.5. Le resistenze sono i corrispondenti valori limite che producono il collasso del complesso fondazione-terreno; esse sono valutabili mediante l’estensione di procedure classiche al caso di azione sismica, tenendo conto dell’effetto dell’inclinazione e dell’eccentricità delle azioni in fondazione. Il corrispondente valore di progetto si ottiene applicando il coefficiente γ_R di Tabella 7.11.II. Se, nel calcolo del carico limite, si considera esplicitamente l'effetto delle azioni inerziali sul volume di terreno significativo, il coefficiente γ_R può essere ridotto a 1.8.
Stato Limite Ultimo (SLV) per scorrimento sul piano di posa
Per azione si intende il valore della forza agente parallelamente al piano di scorrimento, per resistenza si intende la risultante delle tensioni tangenziali limite sullo stesso piano, sommata, in casi particolari, alla risultante delle tensioni limite agenti sulle superfici laterali della fondazione. Specificamente, si può tener conto della resistenza lungo le superfici laterali nel caso di contatto diretto fondazione-terreno in scavi a sezione obbligata o di contatto diretto fondazione-calcestruzzo o fondazione-acciaio in scavi sostenuti da paratie o palancole. In tali casi, il progettista deve indicare l’aliquota della resistenza lungo le superfici laterali che intende portare in conto, da giustificare con considerazioni relative alle caratteristiche meccaniche dei terreni e ai criteri costruttivi dell’opera. Ai fini della verifica allo scorrimento, si può considerare la resistenza passiva solo nel caso di effettiva permanenza di tale contributo, portando in conto un’aliquota non superiore al 50%.
Tab. 7.11.II - Coefficienti parziali γ_R per le verifiche degli stati limite (SLV) delle fondazioni superficiali con azioni sismiche

Stato Limite di Esercizio (SLD)
A meno dell’impiego di specifiche analisi dinamiche, in grado di fornire la risposta deformativa del sistema fondazione-terreno, la verifica nei confronti dello stato limite di danno può essere ritenuta soddisfatta impiegando le azioni corrispondenti allo SLD e determinando il carico limite di progetto con il coefficiente γ_R riportato nella Tabella 7.11.II. 

7.11.5.3.2 Fondazioni su pali
Stati limite ultimi (SLV) 
Le fondazioni su pali devono essere verificate per gli stati limite ultimi (SLV) sotto l’azione del moto sismico di riferimento. 
Nelle verifiche, si devono prendere in considerazione tutti gli stati limite rilevanti e almeno i seguenti: 
- raggiungimento della resistenza a carico limite verticale del complesso pali-terreno; 
- raggiungimento della resistenza a carico limite orizzontale del complesso pali-terreno; 
- liquefazione del terreno di fondazione; 
- spostamenti o rotazioni eccessive che possano indurre il raggiungimento di uno stato limite ultimo nella struttura in elevazione; 
- rottura di uno degli elementi strutturali della palificata (pali o struttura di collegamento). 
Le verifiche a carico limite consistono nel confronto tra le azioni (forza assiale e forza trasversale sul palo) e le corrispondenti resistenze, nel rispetto della condizione [6.2.1] e con le prescrizioni di cui al § 7.11.1. 
In presenza di moto sismico, nei pali si sviluppano sollecitazioni dovute sia alle forze inerziali trasmesse dalla sovrastruttura (interazione inerziale) sia all’interazione tra palo e terreno dovuta allo scuotimento (interazione cinematica). 
Nei casi in cui gli effetti di interazione cinematica siano considerati importanti, devono essere motivate le assunzioni di calcolo adottate e i criteri di sovrapposizione o meno di tali effetti con quelli inerziali. E’ opportuno che la valutazione degli effetti dovuti all'interazione cinematica sia effettuata per le costruzioni di Classe d'uso III e IV, per sottosuoli tipo D o peggiori, per valori di a_g > 0,25g e in presenza di elevati contrasti di rigidezza al contatto tra strati contigui di terreno. 
La valutazione delle resistenze del complesso pali-terreno soggetto all’azione assiale e trasversale deve essere effettuata nel rispetto delle indicazioni di cui ai §§ 7.11.2 e 7.11.5.2, ponendo particolare attenzione alla caratterizzazione geotecnica per tener conto di eventuali riduzioni di resistenza dei terreni per effetto dell’azione sismica. 
Nelle verifiche condotte in termini di tensioni efficaci in terreni saturi si deve tenere conto degli eventuali incrementi di pressione interstiziale indotti dal moto sismico e, in particolare, si deve trascurare il contributo alla resistenza di eventuali strati di terreno suscettibili di liquefazione. 
Per le fondazioni miste, di cui al § 6.4.3, l’interazione fra il terreno, i pali e la struttura di collegamento deve essere studiata con appropriate modellazioni, allo scopo di pervenire alla determinazione dell’aliquota dell’azione di progetto trasferita al terreno direttamente dalla struttura di collegamento e dell’aliquota trasmessa ai pali. Nei casi in cui l’interazione sia considerata non significativa o, comunque, si ometta la relativa analisi, le verifiche SLV e SLD devono essere condotte con riferimento al solo gruppo di pali. Nei casi in cui si consideri significativa tale interazione e si svolga la relativa analisi, le verifiche SLV e SLD devono soddisfare quanto riportato ai §§ 6.4.3.3 e 6.4.3.4, ove le azioni e le resistenze di progetto ivi menzionate sono da intendersi determinate secondo quanto specificato nel presente Capitolo 7.
Stato Limite di Esercizio (SLD) 
A meno dell’impiego di specifiche analisi dinamiche, in grado di fornire la risposta deformativa del sistema fondazione-terreno, la verifica nei confronti dello stato limite di danno può essere ritenuta soddisfatta impiegando le azioni corrispondenti allo SLD e determinando il carico limite di progetto con il coefficiente γ_R riportato nella Tabella 6.4.II. 

7.11.6. OPERE DI SOSTEGNO
7.11.6.1 REQUISITI GENERALI
La sicurezza delle opere di sostegno deve essere garantita prima, durante e dopo il terremoto di progetto. 
Sono ammissibili spostamenti permanenti indotti dal sisma che non alterino significativamente la resistenza dell’opera e che siano compatibili con la sua funzione e con quella di eventuali strutture o infrastrutture interagenti con essa. 
Le indagini geotecniche devono avere estensione tale da consentire la caratterizzazione dei terreni che interagiscono direttamente con l’opera e di quelli che determinano la risposta sismica locale. 
L’analisi sismica delle opere di sostegno deve considerare quei fattori che ne influenzino significativamente il comportamento. 
È comunque necessario tenere conto dei seguenti aspetti: 
- effetti inerziali nel terreno, nelle strutture di sostegno e negli eventuali carichi aggiuntivi presenti; 
- comportamento anelastico e non lineare del terreno; 
- effetto della distribuzione delle pressioni interstiziali, se presenti, sulle azioni scambiate fra il terreno e l’opera di sostegno; 
- condizioni di drenaggio; 
- influenza degli spostamenti dell’opera sulla mobilitazione delle condizioni di equilibrio limite. 
Per opere particolari con terrapieno in falda, quali le opere marittime, occorre tener conto degli effetti, diversi in ragione della permeabilità, indotti dall’azione sismica sullo scheletro solido e sull’acqua interstiziale. 
In presenza di acqua libera contro la parete esterna dell’opera, si deve tenere conto dell’effetto idrodinamico indotto dal sisma, valutando le escursioni (positiva e negativa) della pressione dell’acqua rispetto a quella idrostatica. 
È ammesso l’uso dei metodi pseudo-statici, come specificato nei successivi §§ 7.11.6.2.1 e 7.11.6.3.1. 
Gli stati limite ultimi delle opere di sostegno si riferiscono allo sviluppo di meccanismi plastici determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che compongono le opere stesse. 
Devono essere considerati almeno gli stessi stati limite ultimi di cui ai §§ 6.5.3.1.1, 6.5.3.1.2 e 6.6.2. 
È necessario verificare che, per effetto del terremoto di progetto, il sito non sia suscettibile di liquefazione. In caso contrario, occorre predisporre le misure necessarie affinché non si verifichi tale fenomeno. 

7.11.6.2 MURI DI SOSTEGNO
I sistemi di drenaggio a tergo della struttura devono essere in grado di tollerare gli spostamenti transitori e permanenti indotti dal sisma, senza che sia pregiudicata la loro funzionalità. 

7.11.6.2.1 Metodi di analisi
A meno di specifiche analisi dinamiche, l’analisi della sicurezza dei muri di sostegno in condizioni sismiche può essere eseguita mediante i metodi pseudo-statici e i metodi degli spostamenti. 
Se la struttura può spostarsi, l’analisi pseudo-statica si esegue mediante i metodi dell’equilibrio limite. Il modello di calcolo deve comprendere l’opera di sostegno, il volume di terreno a tergo dell’opera, che si suppone in stato di equilibrio limite attivo, e gli eventuali sovraccarichi agenti sul volume suddetto. 
Nell’analisi pseudo-statica, l’azione sismica è rappresentata da una forza statica equivalente pari al prodotto delle forze di gravità per un opportuno coefficiente sismico. 
Nelle verifiche, i valori dei coefficienti sismici orizzontale k_h e verticale k_v possono essere valutati mediante le espressioni 


dove 
β_m = coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito; 
a_max = accelerazione orizzontale massima attesa al sito; 
g = accelerazione di gravità. 
In assenza di analisi specifiche della risposta sismica locale, l’accelerazione massima può essere valutata con la relazione

dove 
S = coefficiente che comprende l’effetto dell’amplificazione stratigrafica (S_S) e dell’amplificazione topografica (S_S), di cui al § 3.2.3.2; 
a_g = accelerazione orizzontale massima attesa su sito di riferimento rigido. 
Nella precedente espressione, il coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito è pari a: 
β_m = 0.38 nelle verifiche allo stato limite ultimo (SLV) 
β_m = 0.47 nelle verifiche allo stato limite di esercizio (SLD). 
Per muri non liberi di subire spostamenti relativi rispetto al terreno, il coefficiente β_m assume valore unitario. I valori del coefficiente β_m possono essere incrementati in ragione di particolari caratteristiche prestazionali del muro, prendendo a riferimento il diagramma di Figura 7.11.3 di cui al successivo § 7.11.6.3.2. 
Nel caso di muri di sostegno liberi di traslare o di ruotare intorno al piede, si può assumere che l’incremento di spinta dovuta al sisma agisca nello stesso punto di quella statica. Negli altri casi, in assenza di specifici studi, si deve assumere che tale incremento sia applicato a metà altezza del muro. 
Lo stato limite di ribaltamento deve essere trattato impiegando coefficienti parziali unitari sulle azioni e sui parametri geotecnici (§ 7.11.1) e utilizzando valori di β_m incrementati del 50% rispetto a quelli innanzi indicati e comunque non superiori all’unità. 

7.11.6.2.2 Verifiche di sicurezza
Per muri di sostegno ubicati in corrispondenza di versanti o in prossimità di pendii naturali devono essere soddisfatte le condizioni di stabilità del pendio, in presenza della nuova opera, con i metodi di analisi di cui al § 7.11.3.5. Deve inoltre essere soddisfatta la verifica di stabilità del complesso muro-terreno con i criteri indicati al § 7.11.4 nonché le verifiche di sicurezza delle fondazioni riportate al § 7.11.5. 
Nelle verifiche di sicurezza si deve controllare che la resistenza del sistema sia maggiore delle azioni nel rispetto della condizione [6.2.1], ponendo pari all’unità i coefficienti parziali sulle azioni e sui parametri geotecnici (§ 7.11.1) e impiegando le resistenze di progetto con i coefficienti parziali γR indicati nella tabella 7.11.III. 
Tab. 7.11.III - Coefficienti parziali γ_R per le verifiche degli stati limite (SLV) dei muri di sostegno.

Le azioni da considerare nelle analisi di sicurezza delle fondazioni sono fornite dalla spinta esercitata dal terrapieno, dalle azioni gravitazionali permanenti e dalle azioni inerziali agenti nel muro, nel terreno e negli eventuali sovraccarichi. 
La verifica nei confronti dello stato limite di scorrimento può essere eseguita anche con il metodo degli spostamenti (§ 7.11.3.5.2). 
L’accelerazione critica deve essere valutata utilizzando i valori caratteristici dei parametri di resistenza. Le condizioni dell’opera possono essere riferite al raggiungimento di uno stato limite ultimo (SLV) o di esercizio (SLD) in dipendenza del valore di soglia dello spostamento. La valutazione delle condizioni di sicurezza è effettuata mediante il confronto tra lo spostamento calcolato e il corrispondente valore di soglia. I criteri di scelta dei valori limite di spostamento devono essere illustrati e giustificati dal progettista. 
In aggiunta alle verifiche di sicurezza nei confronti degli stati limite ultimi SLV, devono essere condotte verifiche nei confronti degli stati limite di esercizio SLD. In particolare, gli spostamenti permanenti indotti dal sisma devono essere compatibili con la funzionalità dell’opera e con quella di eventuali strutture o infrastrutture interagenti con essa. 

7.11.6.3 PARATIE
L’analisi delle paratie in condizioni sismiche può essere eseguita con specifici metodi di analisi dinamica o mediante metodi pseudo-statici.

7.11.6.3.1 Metodi pseudo-statici
Nei metodi pseudo-statici l’azione sismica è definita mediante un’accelerazione equivalente, costante nello spazio e nel tempo. 
Le componenti orizzontale e verticale a_h e a_v dell’accelerazione equivalente devono essere ricavate in funzione delle proprietà del moto sismico atteso nel volume di terreno significativo per l’opera e della capacità dell’opera di subire spostamenti senza significative riduzioni di resistenza. 
In mancanza di studi specifici, ah può essere legata all’accelerazione di picco a_max attesa nel volume di terreno significativo per l’opera mediante la relazione:

dove g è l’accelerazione di gravità, k_h è il coefficiente sismico in direzione orizzontale, α ≤ 1 è un coefficiente che tiene conto della deformabilità dei terreni interagenti con l’opera e β ≤ 1 è un coefficiente funzione della capacità dell’opera di subire spostamenti senza cadute di resistenza. 
Per le paratie si può porre a_v = 0. 
L’accelerazione di picco a_max è valutata mediante un’analisi di risposta sismica locale, oppure come

dove S è il coefficiente che comprende l’effetto dell’amplificazione stratigrafica (S_S) e dell’amplificazione topografica (S_S), di cui al § 3.2.3.2, ed ag è l’accelerazione orizzontale massima attesa su sito di riferimento rigido. 
Il valore del coefficiente α può essere ricavato a partire dall’altezza complessiva H della paratia e dalla categoria di sottosuolo mediante il diagramma di Fig. 7.11.2. 
Per il sottosuolo di categoria E si utilizzano le curve dei sottosuoli C o D in dipendenza dei valori assunti dalla velocità equivalente V_s. 
Per la valutazione della spinta nelle condizioni di equilibrio limite passivo deve porsi α = 1. 
Il valore del coefficiente β può essere ricavato dal diagramma di Fig. 7.11.3, in funzione del massimo spostamento permanente u_s che l’opera può tollerare, verificando l’effettivo sviluppo di meccanismi duttili nel sistema. In assenza di tale verifica, il coefficiente β vale 1. 
Per u_s = 0 è β = 1. Deve comunque risultare: 

Se α · β ≤ 0,2 deve assumersi k_h = 0,2 · a_max /g. 
Possono inoltre essere trascurati gli effetti inerziali sulle masse che costituiscono la paratia. 
Per valori dell’angolo di resistenza al taglio tra terreno e parete δ > φ'/2, ai fini della valutazione della resistenza passiva è necessario tener conto della non planarità delle superfici di scorrimento. 

7.11.6.3.2 Verifiche di sicurezza
Per paratie realizzate in corrispondenza di versanti o in prossimità di pendii naturali devono essere soddisfatte le condizioni di stabilità del pendio, in presenza della nuova opera, con i metodi di analisi di cui al § 7.11.3.5. Deve inoltre essere soddisfatta la verifica di stabilità del complesso paratia-terreno con i criteri indicati al § 7.11.4. 
Per le paratie devono essere soddisfatte le condizioni di sicurezza nei confronti dei possibili stati limite ultimi (SLV) verificando il rispetto della condizione [6.2.1] con i coefficienti di sicurezza parziali prescritti al § 7.11.1. 
Nelle verifiche, per azioni s’intendono le risultanti delle spinte a tergo della paratia e per resistenze s’intendono le risultanti delle spinte a valle della paratia e le reazioni dei sistemi di vincolo. 
Fig. 7.11.2 – Diagramma per la valutazione del coefficiente di deformabilità α

Fig. 7.11.3 – Diagramma per la valutazione del coefficiente di spostamento β.

7.11.6.4 SISTEMI DI VINCOLO
Gli elementi di contrasto sollecitati a compressione (puntoni) devono essere dimensionati in maniera che l’instabilità geometrica si produca per forze assiali maggiori di quelle che provocano il raggiungimento della resistenza a compressione del materiale di cui sono composti. In caso contrario si deve porre β = 1. 
Nel caso di strutture ancorate, ai fini del posizionamento della fondazione dell’ancoraggio si deve tenere presente che, per effetto del sisma, la potenziale superficie di scorrimento dei cunei di spinta presenta un’inclinazione sull’orizzontale minore di quella relativa al caso statico. Detta L_s la lunghezza libera dell’ancoraggio in condizioni statiche, la corrispondente lunghezza libera in condizioni sismiche L_e può essere ottenuta mediante la relazione: 

dove a_max è l’accelerazione orizzontale massima attesa al sito. 
Gli elementi di ancoraggio devono avere resistenza e lunghezza tali da assicurare l’equilibrio dell’opera prima, durante e dopo l’evento sismico. 
Si deve inoltre accertare che il terreno sia in grado di fornire la resistenza necessaria per il funzionamento dell’ancoraggio durante il terremoto di riferimento e che sia mantenuto un margine di sicurezza adeguato nei confronti della liquefazione. 

7.11.6.4.1 Verifiche di sicurezza
Nei tiranti il cui tratto libero è realizzato con trefoli o barre di acciaio armonico, nel rispetto del criterio della progettazione in capacità, si deve verificare che la resistenza di progetto allo snervamento sia sempre maggiore del valore massimo della resistenza di progetto della fondazione dell’ancoraggio.