Relazione geologico-geotecnica e sismica inerente la realizzazione del Piano Particolareggiato di Iniziativa Privata,
denominato “Bersella”, sito in Via Cavalliera, angolo Via Bergognina – Comune di Castelvetro di Modena. Rif. 12/10
RELAZIONE GEOLOGICA - GEOTECNICA- SISMICA
Indice del contenuto
1.
Premesse ..............................................................................................................................................pag. 2
2.
Geologia e geomorfologia dell’area .......................................................................................................pag. 3
3.
Indagini geognostiche............................................................................................................................pag. 8
3.1 Prove penetrometriche statiche CPT.........................................................................................................pag. 9
3.2 Prove penetrometriche dinamiche SCPT...................................................................................................pag. 12
4.
Caratteristiche geotecniche e litostratigrafiche del terreno di fondazione ...............................................pag. 13
5. Indagini geofisiche ....................................................................................................................................pag. 16
5.1 Sismica a rifrazione (metodo Microtremori) ..............................................................................................pag. 16
5.1.1 Modalità operative .................................................................................................................................pag. 18
5.1.2 Classificazione del terreno in base alle Vs30 – D.M. 14 gennaio 2008 ..................................................pag. 18
5.2 Indagine sismica passiva HVSR................................................................................................................pag. 19
5.2.1 Risultati di indagini sismiche passive HVSR...........................................................................................pag. 19
5.2.2 Risultati ottenuti in sito dall’indagine sismica HVSR ...............................................................................pag. 20
5.3 Indagine sismica a rifrazione: metodo tomografico con misura delle vp.....................................................pag. 20
5.3.1 Modalità operative..................................................................................................................................pag. 22
5.3.2 Interpretazione dei risultati .....................................................................................................................pag. 22
6.
Sismicità dell’area..................................................................................................................................pag. 24
7.
Tipo di fondazioni consigliate.................................................................................................................pag. 26
8.
Verifica dello Sato Limite Ultimo (SLU) ..................................................................................................pag. 29
9.
Verifica di stabilità di versante ...............................................................................................................pag. 35
10.
Microzonazione sismica: Rischio Sismico..............................................................................................pag. 41
10.1 Primo livello di approfondimento:Carta delle aree suscettibili di effetti locali...........................................pag. 42
10.2 Secondo livello di approfondimento: Carta di microzonazione sismica ..................................................pag. 42
10.3 Valutazione dello spettro di risposta elastico secondo il D.M. 14/01/2008 .............................................pag. 43
11.
Valutazione dei cedimenti sotto azioni sismiche ....................................................................................pag. 46
12.
Verifica alla liquefazione .......................................................................................................................pag. 48
13.
Considerazioni conclusive .....................................................................................................................pag. 52
Allegati Cartografici
Tav. n. 1:
“Carta Corografica”
scala 1: 25.000;
Tav. n. 2:
“Carta Topografica”
scala 1: 10.000;
Tav. n. 3:
“Ripresa fotografica generale dell’area di interesse”
Tav. n. 4:
“Planimetria catastale”
scala grafica;
scala 1:5.000;
cala grafica;
Tav. n. 5:
“Carta geologica”
Tav. n. 6:
“Indagini geognostiche”
Tav. n. 7:
“Rischio sismico: aree soggette ad effetti locali per eventi sismici”,
scala 1: 2.500;
Tav. n. 8:
“Rischio sismico: Carta delle aree suscettibili di effetti locali”,
scala 1: 5.000;
scala grafica;
Tav. n. 9: “Carta di microzonazione sismica”,
scala grafica.
Allegati
ALL. n. 1 Prove penetrometriche statiche CPT e dinamiche SCPT, corredate di interpretazione geotecnica;
ALL. n. 2 Verifiche geotecniche;
ALL. n. 3 Indagini sismiche a rifrazione eseguite mediante il metodo dei microtremori Re.Mi;
ALL. n. 4 Rapporto spettrale HVSR;
ALL. n. 5 Indagine tomografica e determinazione delle vp;
ALL. n. 6 Spettro di risposta elastico secondo il D.M. 14/01/2008;
ALL. n. 7 Verifica alla liquefazione;
ALL. n. 8 Verifica di stabilità di versante.
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1. PREMESSE
Su incarico della Proprietà, e in accordo con i Tecnici Progettisti, nel mese di gennaio
2010 è stato eseguito il presente studio, inerente il Piano Particolareggiato di Iniziativa
Privata, denominato “Bersella”, sito in comune di Castelvetro di Modena, in Via
Cavalliera, angolo Via Bergognina.
La presente relazione geologico-geotecnica-sismica è stata redatta, per quanto
riguarda la caratterizzazione geologica e geotecnica dei terreni di fondazione, ai sensi
dell’OPCM 3274, delle Norme Tecniche per le costruzioni D.M. delle Infrastrutture e
dei Trasporti del 14/09/2005, della D.G.R. Emilia Romagna n°1677/05 del
24/10/2005 e del D.M. 14 gennaio 2008 inerente le “Nuove Norme Tecniche per le
Costruzioni” e, per quanto riguarda la valutazione relativa al rischio sismico, lo studio è
stato elaborato in base alle disposizioni in materia di riduzione del rischio sismico, di
cui alla Deliberazione dell’assemblea Legislativa Regione Emilia Romagna n.112
del 2 maggio 2007, Atto di indirizzo e coordinamento tecnico ai sensi dell’art.16, c.1
della L.R. 20/2008 “Indirizzi per gli studi di microzonazione sismica in Emilia Romagna
per la pianificazione territoriale ed urbanistica”.
Fig. n. 1.1 – Ripresa fotografica generale dell’area sulla base di foto aerea tratta da archivio
cartografico Telespazio- Seat Pagine Gialle
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L’area interessata dallo studio è ubicata a nord-ovest del centro abitato di Castelvetro
di Modena, come visibile nella “Carta Corografica” - tavole C.T.R. n°219_NE, 219_SE,
redatta alla scala 1:25.000 (tav. n. 1), nella “Carta topografica” (tav. n. 2) – sezione
CTR n°219080 – Castelvetro di Modena, redatta alla scala di 1:10.000 e nella “Ripresa
fotografica generale dell’area di interesse” tratta dall’archivio fotografico interattivo
TELESPAZIO “Seat Pagine Gialle spa” (tav. n. 3) , che compaiono in allegato.
L’area è inoltre identificata al Nuovo Catasto Terreni del comune di Castelvetro di
Modena nel Foglio 17 – mappali 231, 232, 234, 235, 236, 237, 238, 239, 240, 241,
242, 254, 256, 257, 260, 300, 302, 305, 306, 308, 310, 316, 346, 348, 402 parte, 406.
.(Tav. n. 4).
2. GEOLOGIA E GEOMORFOLOGIA DELL’AREA
L’area di interesse è posta a nord-ovest dell’abitato di Castelvetro di Modena, in
località Bersella, alla quota topografica media compresa tra 180.0 e 185.0 m s.l.m., su
di un pendio che degrada verso ovest nell’area sita a nord della Via Cavalliera e verso
sud-ovest nella zona posta a sud.
Fig. n. 2.1 – Ripresa fotografica dell’area nord della lottizzazione (14/01/2010)
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Fig. n. 2.2 – Ripresa fotografica dell’area sud della lottizzazione (14/01/2010)
Da quanto è emerso dai nostri precedenti studi geologici svolti nell’area, nella
lottizzazione in oggetto è presente uno strato di terreno di riporto derivante dagli scavi
per la realizzazione degli edifici adiacenti, sito in parte nella zona posta a nord ed in
parte nella zona sud.
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Fig. n. 2.3 – Ripresa fotografica dell’area eseguita nell’Aprile 2008: si nota il passaggio tra il piano
campagna originario e il sovrastante spessore di riporto
Fig. n. 2.4 – Ripresa fotografica della parte terminale dello spessore di riporto sito nella zona nord
della lottizzazione, eseguita nell’Aprile 2008.
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Tale riporto, derivante dagli scavi degli interrati realizzati nelle aree adiacenti, si
presenta costituito da ciottoli eterogenei ed eterometrici di ghiaia, mista a qualche resto
di laterizio, in matrice argilloso-limosa, di colore giallastro - nocciola.
Fig. n. 2.5 – Ripresa fotografica di dettaglio del materiale costituente il riporto presente nell’area
Da quanto si osserva dalla “Carta geologica”, in scala 1: 5.000, (tav. n. 5), tratta dalla
“Carta geologica progetto CARG Regione Emilia Romagna” nell’area oggetto di studi
affiorano le seguenti litologie:
SUCCESSIONE NEOGENICO-QUATERNARIA DEL MARGINE APPENNINICO
PADANO
•
AEI - SINTEMA EMILIANO-ROMAGNOLO INFERIORE: Limi prevalenti (ghiaie
prevalenti nelle aree poste presso il fiume Secchia); contatto inferiore in
discontinuità su CMZ e su FAA attraverso una superficie di discontinuità di
importanza regionale. In aree non erose al tetto suoli decarbonatati con fronte di
alterazione superiore a 5 m. Potenza affiorante di pochi metri. Età: Pleistocene
medio. La formazione è presente nei lotti oggetto di studio e in un’ ampia area
circostante;
•
CMZ – SINTEMA DI COSTAMEZZANA: Sabbie gialle in strati da sottili a spessi
con lamine piano-parallele od oblique, poco cementate, con intercalazioni a luoghi
lentiformi di ghiaie e di orizzonti di peliti grigio chiare. Contatto inferiore graduale
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per alternanze su FAA. Spessore da 5 a 50 metri circa. Età: Pleistocene inferiore medio. La formazione è presente ad est e a nord-ovest dell’ area di interesse in un
sottile lembo posto tra il sovrastante Sintema Emiliano Romagnolo Inferiore e la
sottostante Formazione delle Argille Azzurre;
•
FAA - ARGILLE AZZURRE: argille, argille marnose, marne argillose e siltose
grigie e grigio-azzurre, talora grigio plumbeo, in strati medi e subordinatamente
sottili, a giunti poco o non visibili per bioturbazione, con subordinati strati arenacei
sottili risedimentati. Localmente sono presenti sottili livelli discontinui di
biocalcareniti fini e siltiti giallo, o ocra se alterate, sottilmente laminate. Nella parte
alta possono essere presenti slumps. Limite inferiore paraconcordante o marcato
da una lieve discordanza angolare su FCO, discordante su unità più antiche.
Potenza di alcune centinaia di metri. Età: Pliocene inferiore - Pleistocene superiore.
La formazione è presente a sud-est e nord-ovest dell’area di studio.
Dalla consultazione della carta del disseto PTCP della Provincia di Modena non sono
emersi fenomeni di dissesto in atto o quiescenti sia nelle vicinanze che in prossimità
dell’area oggetto di studio.
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3. INDAGINI GEOGNOSTICHE
In relazione alle litologie presenti nell’area ed in base alla tipologia di intervento in
progetto, relativo alla realizzazione del piano particolareggiato denominato “Bersella”,
la campagna geognostica è stata espletata mediante le seguenti indagini
geognostiche:
PROVE PENETROMETRICHE
• n. 2 prove penetrometriche statiche con punta meccanica
CPT, eseguite nel 2004
• n.3 prove penetrometriche statiche con punta meccanica
CPT, eseguite nel 2007
• n. 4 prove penetrometriche dinamiche SCPT, eseguite nel
2008
• n. 5 prove penetrometriche statiche con punta meccanica
CPT, eseguite nel 2009
INDAGINI GEOFISICHE
•
N. 1 stendimento sismico a rifrazione con il metodo dei
microtremori Re.Mi. e determinazione del parametro Vs30,
eseguito nel 2006
•
N. 1 stendimento sismico a rifrazione con il metodo dei
microtremori Re.Mi. e determinazione del parametro Vs30,
eseguito nel 2010
•
N.1 indagine sismica passiva “Horizontal to Vertical Spectral
Ratio – Metodo di Nakamura”, eseguito nel 2010
•
N.1 indagine sismica a rifrazione con metodo tomografico e
misura delle Vp, eseguito nel 2010
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In allegato n. 1 sono presenti i grafici e i tabulati delle prove penetrometriche statiche
CPT e dinamiche SCPT, corredate di interpretazione geotecnica, l’ubicazione delle
stesse è visibile in Tav. n. 6.
3.1 Prove penetrometriche statiche con punta meccanica CPT
Sono state eseguite, dal 2004 al 2009, n. 10 prove penetrometriche statiche con punta
meccanica (CPT), spinte alle seguenti profondità dal piano campagna.
Prova n.
Lotto/mappale
Profondità
Penetrometro
(m da p.c.)
n.1 (2004)
Lotto 16 – mappale 316
-7.60
Gouda da 200 kN
n.2 (2004)
Lotto 16 – mappale 316
-7.60
Gouda da 200 kN
n.1 (2007)
Lotto 17 – mappale 346
-5.60
Pagani TG/63-100 da 100 kN
n.2 (2007)
Lotto 17 – mappale 346
-5.40
Pagani TG/63-100 da 100 kN
n.3 (2007)
Lotto 17 – mappale 346
-5.60
Pagani TG/63-100 da 100 kN
n.1 (2009)
Lotto 7 – mappale 348
-12.00
Pagani TG/63-100 da 100 kN
n.2 (2009)
Lotto 7 – mappale 348
-12.20
Pagani TG/63-100 da 100 kN
n.3 (2009)
Lotto 7 – mappale 348
-12.00
Pagani TG/63-100 da 100 kN
n.1 (2009)
Lotto 20 – mappale 402 -10.20
Gouda da 200 kN
parte
n.2 (2009)
Lotto 20 – mappale 402 -9.80
Gouda da 200 kN
parte
I penetrometri utilizzati sono, come indicato nella precedente tabella, un Penetrometro
statico Pagani TG/63-100 da 100 kN di spinta, montato su cingoli ed un Penetrometro
statico tipo Gouda da 200 kN di spinta, montato su autocarro a trazione integrale.
Il dispositivo di misura consiste in una centralina di acquisizione digitale. Il segnale
elettrico generato dalla cella di pressione durante l’infissione della CPT viene
opportunamente condizionato ed amplificato dalla centralina di acquisizione e
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visualizzato su di un display digitale a quattro cifre. Le caratteristiche degli strumenti
impiegati per i sondaggi sono le seguenti:
Penetrometro statico Pagani TG/63
punta meccanica
Begemann
spinta
100 kN
intervalli di misura
20 cm
parametri registrati
Rp (resistenza alla punta)
Rl (resistenza attrito laterale)
Rlt (resistenza laterale totale)
area punta
10 cm
angolo alla punta
60°
2
Penetrometro statico Gouda
punta meccanica
Begemann
spinta
200 kN
intervalli di misura
20 cm
parametri registrati
Rp (resistenza alla punta)
Rl (resistenza attrito laterale)
Rlt (resistenza laterale totale)
area punta
10 cm
angolo alla punta
60°
2
In allegato n. 1 compaiono i grafici e le tabelle riguardanti le prove eseguite corredate
dell'elaborazione geotecnica e litostratigrafica.
La prova penetrometrica statica CPT (Cone Penetration Test) viene realizzata
infiggendo nel terreno, alla velocità di 2 cm/sec, la punta meccanica Begemann. La
punta presenta alla sua estremità inferiore un cono avente un angolo al vertice di 60°,
un diametro alla base di 36 mm e quindi un area di base di 10 cm2. Esso supporta
lungo il suo stelo un manicotto d’attrito, la cui superficie laterale è di 150 cm2.
Figura 1
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I valori degli sforzi di reazione che il suolo oppone alla penetrazione della punta, allo
scorrimento del manicotto laterale e l’avanzamento dell’insieme punta più aste,
verranno registrati ogni 20 cm di avanzamento in profondità.
L’esecuzione della prova avviene tramite il seguente schema di avanzamento (fig. 2):
1) posizione di riposo con punta completamente chiusa;
2) spinta esercitata sulle aste interne con avanzamento di 4 cm del solo cono;
visualizzazione dello sforzo di punta (Rp);
3) spinta esercitata sulle aste interne con avanzamento di 4 cm di cono +
manicotto; visualizzazione dello sforzo di punta + attrito laterale (Rl);
4) spinta esercitata sulle aste esterne con avanzamento di 12 cm e ritorno alla
posizione di riposo con punta completamente chiusa; visualizzazione dello
sforzo di punta + attrito + attrito della batteria di aste (Rt).
Figura 2
Nella fase di avanzamento in cui viene letta la resistenza alla punta, il display
restituisce automaticamente il carico unitario di resistenza (Rp) tenuto conto della
superficie di infissione di circa 10 cm2. Nella fase di avanzamento in cui viene letta la
somma delle resistenze alla punta ed al manicotto di frizione il display visualizza il
carico assoluto espresso in kg diviso per 10 (Rl).
Ad ogni profondità di misura (x), i valori reali della resistenza alla penetrazione della
punta “qc” e dell’attrito laterale locale “fs” possono essere calcolati tramite le seguenti
formule:
qc (x) = Rp (x) [Kg/cm2]
AP (Area Punta) = 10 cm2
AM (Area Manicotto Laterale) = 150 cm2
fS (X) = (Rl(x+1) – Rp(x+1)) * (AP/AM) =
(Rl(x+1) – Rp(x+1)) / 15
La particolare punta utilizzata per la perforazione “Friction Jacket Cone” è servita a
determinare, oltre al carico di rottura, anche la litologia dei terreni investigati; infatti, dal
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rapporto tra la resistenza penetrometrica alla punta e la resistenza laterale locale si
riesce, attraverso l’esperienza di Begemann modificata da Schmertmann, a risalire
alla granulometria, e di conseguenza alla litologia, dei terreni attraversati dall’indagine.
Metodo di Begemann:
Il metodo di BEGEMANN considera il rapporto tra Rp e Rl come parametro indicativo
delle variazioni litologiche. In particolare l’Autore suggerisce le seguenti correlazioni:
Va ricordato che tali correlazioni sono valide solo per terreni immersi in falda.
Metodo di Schmertmann:
Il metodo di SCHMERTMANN considera come indicativo della litologia della verticale
indagata il rapporto delle resistenze Fr (con Fr%=100 Rl/Rp), secondo il grafico
seguente:
3.2 Prove penetrometriche dinamiche SCPT
In data 14/04/2008 sono state eseguite, all’interno del mappale 234, n.4 prove
penetrometriche dinamiche SCPT che sono state spinte a rifiuto strumentale
rispettivamente alle profondità di –10.50 m (SCPT n.1), -12.90 m (SCPT n. 2), - 11.40
m (SCPT n. 3) e –10.20 m (SCPT n. 4) dal p.c..
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Lo strumento impiegato risponde alle norme ISSMFE-SCPT, le cui caratteristiche
tecniche sono riassunte nella tabella che segue:
Penetrazione standard
L = 0,30 m
Massa maglio
M = 73.00 Kg
Caduta
H = 0,75 m
Diametro base punta
D = 50,80 mm
Angolo di apertura punta
α = 60°
Ulteriori specifiche tecniche dell’attrezzatura di prova sono illustrate in allegato n 1.
Sempre in allegato compaiono i grafici e le relative tabelle riportanti i dati rilevati in sito
e la loro interpretazione geotecnica, desunta da correlazioni tra Nscpt e Nspt
(standard penetration test).
Per le prove eseguite è stato realizzato un modello grafico in cui sono riportati: il
numero dei colpi, la profondità in metri e la resistenza dinamica alla punta RPD
(formula olandese) in Kg/cm²; le misure sono state ricavate ogni cm 30 di
avanzamento del sondaggio penetrometrico.
4. CARATTERISTICHE GEOTECNICHE E LITOSTRATIGRAFICHE DEL TERRENO
DI FONDAZIONE
Sulla base dei dati emersi dalle indagini geognostiche eseguite in passato (n.10 prove
penetrometriche statiche CPT e n. 4 SCPT), si può riassumere quanto segue:
Prove penetrometriche CPT eseguite nel 2004 (Lotto 16 – mappale 316):
•
le CPT sono state spinte entrambe, ad una profondità di –7.40 m dal p.c.
attuale e da un punto di vista litologico il sottosuolo esaminato è risultato
costituito, al di sotto del terreno vegetale (spessore medio 0.20 – 0.40 m), da un
deposito “coesivo” argilloso limoso consistente. Con l’aumentare della
profondità aumentano gradualmente i valori di resistenza alla punta Rp e della
consistenza del terreno;
Prove penetrometriche CPT eseguite nel 2007 (Lotto 17):
•
Tutte le CPT presentano, a seguito del sottofondo dell’area cortiliva dello spessore
di 0.60/0.80 m, un primo strato costituito da argille o argille limose a consistenza
medio-scarsa, presente fino a circa – 1.80/2.00 m da p.c., da tale quota si rilevano
depositi argilloso-limosi a consistenza medio-elevata fino a circa – 3.00/3.40 m da
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p.c., seguiti da argille e limi consistenti che si approfondiscono fino a fondo foro (5.40 m da p.c. nella CPT n. 2 e –5.60 nelle CPT n. 1 e n. 3);
•
i parametri geotecnici variano in base ai depositi investigati: in particolare i terreni
argilloso-limosi a consistenza medio-scarsa presenti da –0.60/0.80 m da p.c. a 1.80/2.00 da p.c. hanno valori di Rp compresi tra 0.4 e 1.8 MPa, quelli coesivi
mediamente consistenti, rilevati da –1.80/2.00 m da p.c. a –3.00/3.40 m da p.c.
presentano valori di Rp compresi tra 1.8 e 3.9 MPa, mentre quelli consistenti che si
approfondiscono da –3.00/3.40 fino a fondo foro (-5.40/5.60 m da p.c.) hanno valori
di Rp compresi tra 3.8 e 8.7 MPa;
Prove penetrometriche CPT eseguite nel 2009 (Lotto 7):
•
da un punto di vista litologico, il terreno studiato è caratterizzato, al di sotto del
terreno vegetale (spessore medio di 0.40 m), dalla presenza di terreno di riporto,
derivante da operazioni di escavazione durante la realizzazione dei fabbricati
adiacenti all’area oggetto di studio, per uno spessore di circa 12.00 m. Tale terreno
di riporto risulta costituito da argille limose a scarsa-media consistenza con
valori di resistenza alla punta del penetrometro statico Rp compresi tra 0.78 e 1.96
MPa, fino alla profondità di circa -7.00 m, con intercalati ciottoli ghiaiosi e resti di
laterizi che hanno dato valori di resistenza alla punta Rp compresi tra 2.06 e 29.40
MPa. Dalla quota di -7.00 m fino a -12.00 m sono presenti ciottoli ghiaiosi e resti di
laterizi immersi in matrice argilloso limosa a medio-elevata consistenza, con valori
di resistenza alla punta Rp compresi tra 1.96 e 3.53 MPa. In seguito, a partire da 12.00 m inizia il substrato ghiaioso addensato che ha portato a rifiuto le
attrezzature di prova facendo registrare valori di Rp compresi tra 6.86 e 34.30
MPa;
•
per quanto riguarda il grado di consolidazione dei materiali coesivi, nella CPT n. 1 è
stata rinvenuta la presenza di terreni sovraconsolidati SC con OCR > 4 fino a -5.60
m da piano campagna, da quota -5.60 m fino al termine della prova (-12.00 m)
sono stati rinvenuti terreni leggermente sovra consolidati LC con OCR compreso
tra 2 e 4. Nella CPT n. 2 è stata rinvenuta la presenza di terreni sovraconsolidati
SC con OCR > 4 fino a -4.00 m, seguiti da terreni leggermente sovra consolidati LC
con OCR compreso tra 2 e 4 fino al termine della prova (-12.20 m). Nella CPT n. 3
sono stati rinvenuti terreni sovraconsolidati SC con OCR > 4 fino a -5.80 m seguiti
da terreni leggermente sovra consolidati LC con OCR compreso tra 2 e 4 fino al
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termine della prova (-12.00 m), con intercalati sottili livelli di terreni sovraconsolidati
SC con OCR > 4;
•
In allegato n. 1, tabella dei parametri geotecnici, sono visibili anche gli angoli
d’attrito dei terreni attraversati, questi si diversificano in base ai diversi autori (es. ø
Ca = Caquot; ø Ko = Koppejan; ø DB = De Beer etc….);
Prove penetrometriche CPT eseguite nel 2009 (Mappale 402 parte):
•
le n. 2 CPT eseguite presentano una scarsa omogeneità litostratigrafica in senso
verticale, ad una buona omogeneità in senso orizzontale;
•
da un punto di vista litologico, il terreno studiato è caratterizzato, al di sotto del
terreno vegetale (spessore medio di 0.40 m), dalla presenza di terreno di riporto,
derivante da operazioni di escavazione durante la realizzazione dei fabbricati
adiacenti all’area oggetto di studio, per uno spessore di circa 10.00 m. Tale terreno
di riporto risulta costituito da argille limose a scarsa-media consistenza con
valori di resistenza alla punta del penetrometro statico Rp compresi tra 0.69 e 1.96
MPa, fino alla profondità di circa -9.00 m (CPT n. 1) e -9.60 m (CPT n. 2), con
intercalati ciottoli ghiaiosi e resti di laterizi che hanno dato valori di resistenza alla
punta Rp compresi tra 3.53 e 21.95 MPa. Dalla quota di -9.00/9.60 m inizia il
substrato ghiaioso addensato con argilla che ha portato a rifiuto le attrezzature
di prova facendo registrare valori di Rp compresi tra 14.41 e 48.22 MPa;
•
per quanto riguarda il grado di consolidazione dei materiali coesivi, in entrambe le
CPT eseguite appositamente nel lotto in oggetto è stata rinvenuta la presenza di
terreni sovraconsolidati SC con OCR > 4 per tutte le verticali di prova;
•
In allegato n. 1, tabella dei parametri geotecnici, sono visibili anche gli angoli
d’attrito dei terreni attraversati, questi si diversificano in base ai diversi autori (es. ø
Ca = Caquot; ø Ko = Koppejan; ø DB = De Beer etc….);
•
al termine delle prove penetrometriche eseguite è stata rilevata la presenza della
falda freatica all’interno del foro di sondaggio della CPT n. 1 alla profondità di -1.00
m; le misurazioni sono state effettuate mediante freatimetro elettroacustico.
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5. INDAGINI GEOFISICHE
In relazione alla litologia presente nell’area di interesse e sulla base del progetto di
Piano Particolareggiato, la campagna di indagini geofisiche è stata realizzata mediante
l’esecuzione di quanto segue:
•
N. 1 stendimento sismico a rifrazione con il metodo dei microtremori
Re.Mi. e determinazione del parametro Vs30, eseguito nel 2006
•
N. 1 stendimento sismico a rifrazione con il metodo dei microtremori
Re.Mi. e determinazione del parametro Vs30, eseguito nel 2010
•
N.1 indagine sismica passiva “Horizontal to Vertical Spectral Ratio –
Metodo di Nakamura”, eseguito nel 2010
•
N.1 indagine sismica a rifrazione con metodo tomografico e misura delle
Vp
In allegato n. 2 sono presenti i grafici relativi ai risultati ottenuti dall’elaborazione degli
stendimenti sismici a rifrazione, eseguiti con metodo Re.Mi, in allegato n.3 vengono
riportati i risultati ottenuti dall’indagine sismica eseguita con metodo passivo HVSR e in
allegato n. 4 si riportano gli elaborati ottenuti dall’indagine sismica eseguita mediante
metodo tomografico in corrispondenza della lottizzazione in oggetto.
L’ubicazione di tale indagini è visibile nella tav. n. 6 “indagini geognostiche” che
compare in allegato.
5.1. SISMICA A RIFRAZIONE (metodo dei MICROTREMORI)
L’Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri N. 3274/2003 e successive
modifiche ed integrazioni, ha introdotto in Italia la nuova normativa tecnica in materia di
progettazione antisismica.
La caratterizzazione geotecnica dei terreni dal punto di vista sismico, richiede, come
elemento indispensabile, la conoscenza del profilo delle velocità delle onde di taglio Vs
degli strati del terreno presenti nel sito di studio, fino alla profondità di almeno 30 metri
dal piano di posa delle fondazioni.
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La normativa, sulla base del suddetto profilo, fornisce una classificazione dei suoli
suddivisa nelle tipologie A, B, C, D, E , S1, S2.
Per misurare le velocità delle onde di taglio si possono eseguire rilievi in foro di
sondaggio meccanico con tecnica down-hole, se si dispone di un foro singolo o crosshole tra due fori, oppure prospezioni sismiche mediante stendimenti superficiali
utilizzando geofoni orizzontali con opportune energizzazioni del terreno o tramite
geofoni verticali acquisendo i segnali dei microtremori rifratti ambientali.
Questa tecnica, nota con la sigla Re.Mi. (Refraction Microtremors), permette di
ricostruire il profilo verticale delle Vs con procedimenti di modellazione diretta delle
velocità di fase delle onde relative ai rumori sismici locali, rifratte alla superficie.
Nell’approccio teorico si utilizzano le onde superficiali di Rayleigh per la
determinazione dei parametri di comportamento meccanico dei terreni a bassi livelli di
deformazione, modulo di taglio e coefficiente di smorzamento, e si basa sulle proprietà
dispersive che queste onde subiscono durante l’attraversamento di tali terreni.
Le onde di Rayleigh costituiscono un particolare tipo di onde superficiali che si
trasmettono sulla superficie libera di un mezzo isotropo e omogeneo, e sono il risultato
dell’interferenza tra onde di pressione “P” e di taglio “S”.
In un mezzo stratificato queste onde sono di tipo dispersivo e vengono definite di
pseudo- Rayleigh o di superficie.
La dispersione è una deformazione di un treno d’onde dovuta ad una variazione di
propagazione di velocità con la frequenza; le componenti a frequenza minore
penetrano più in profondità rispetto a quelle a frequenza maggiore.
Il calcolo del profilo delle velocità delle onde Rayleigh, Velocità/frequenza può essere
convertito mediante opportuno software in profilo Velocità/profondità.
La metodologia permette di raggiungere livelli di profondità generalmente compresi fra
1/4 e 1/3 della lunghezza dello stendimento dei geofoni.
(Esempio: Profondità = Lunghezza stendimento = metri 120 = metri 30 → 40)
4→3
4→3
Lo studio analitico del metodo Re.Mi. consente di operare favorevolmente in ambienti
fortemente inquinati da rumori urbani e/o industriali.
Una volta determinate le velocità delle onde di taglio fino alla massima profondità
raggiunta, si calcola una media pesata dei valori delle Vs di ogni strato per una
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profondità di 30 metri dal piano campagna e con tale parametro è possibile catalogare
il sito nella classe di riferimento dell’ordinanza in oggetto.
5.1.1 Modalità operative
L’indagine sismica è stata eseguita utilizzando 24 geofoni verticali con frequenza
naturale di 14 Hz fissati al terreno ad intervalli regolari di 5 metri per una lunghezza
complessiva dello stendimento pari a 115 metri.
I dati sono stati registrati mediante un sismografo Geode, della Geometrics, con filtri
disinseriti, velocità di campionamento (sample rate) di 2 millisecondi e lunghezza delle
acquisizioni di 30 secondi.
Complessivamente sono stati registrati 10 files ad intervalli irregolari nell’arco di circa 1
ora di tempo per n.2 linee totali (una linea è stata eseguita nel 2006 e l’altra in gennaio
2010).
5.1.2 Classificazione del terreno in base alle VS30 – D.M. 14 Gennaio 2008
L’elaborazione, visibile in allegato n.2, restituisce un grafico che riporta la curva di
dispersione attraverso un’immagine a colori che mostra il profilo delle velocità delle
onde di Rayleigh come Velocità di fase e frequenza. Analizzando tale grafico si ottiene
un modello teorico dell’andamento delle Vs con la profondità fino ad una quota di –
30.00 m da p.c. dal quale si ricava, attraverso la formula:
Vs30 = 30
∑ hi/Vsi
Tale valore, nell’area indagata, per la classificazione sismica dei terreni di fondazione
seguendo le indicazioni del D. M. 14 Gennaio 2008, è risultato pari a
Vs30 = 323 m/s (Re.Mi eseguita nel 2006)
Vs30 = 305 m/s (Re.Mi eseguita nel gennaio 2010)
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Quindi, secondo la classificazione del suolo, sulla base della nuova normativa sismica
per gli edifici (D.M. 14 Gennaio 2008), in base ai dati ottenuti dalle indagini geofisiche
in sito, con la realizzazione di n. 2 indagini sismiche a rifrazione, attraverso il metodo
dei microtremori (Re.Mi.) si classifica il terreno di fondazione del lotto, come
appartenente alla categoria C, corrispondente a depositi di terreni a grana grossa
mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente consistenti con spessori
superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà
meccaniche con la profondità e da valori di VS30 compresi tra 180 e 360 m/s (ovvero
15 < NSPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e 70 < cu,30 < 250 kPa nei terreni a
grana fina).
5.2. INDAGINE SISMICA PASSIVA “HVSR”
E’ stata eseguita la caratterizzazione sismica dei terreni tramite la tecnica di indagine
sismica passiva “Horizontal to Vertical Spectral Ratio – Metodo di Nakamura”
(HVSR), al fine di individuare le frequenza caratteristiche di risonanza di sito.
Si riporta in allegato 3 una sintesi esplicativa di tale metodo e le caratteristiche della
strumentazione utilizzata.
5.2.1 Risultati di indagini sismiche HVSR
I risultati che si possono ottenere da indagini sismiche HVSR sono:
•
La frequenza caratteristica di risonanza del sito, che rappresenta un
parametro fondamentale per il corretto dimensionamento degli edifici
antisismici. Si dovranno adottare adeguate precauzioni nell'edificare strutture
aventi la stessa frequenza di vibrazione del terreno, per evitare l'effetto di
"doppia risonanza", fenomeno estremamente pericoloso per la stabilità delle
costruzioni.
•
La frequenza fondamentale di risonanza di un edificio, qualora la misura
venga effettuata all'interno dello stesso. In seguito sarà possibile confrontarla
con quella caratteristica del sito e capire se in caso di sisma la costruzione
potrà essere o meno a rischio.
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•
La velocità media delle onde di taglio Vs calcolata tramite un apposito codice
di calcolo. È necessario, per l'affidabilità del risultato, conoscere la profondità
di un riflettore noto dalla stratigrafia (prova penetrometrica, sondaggio, etc.) e
riconoscibile nella curva H/V. E' possibile calcolare la Vs30 e la relativa
categoria del suolo di fondazione come esplicitamente richiesto dalle Norme
Tecniche per le Costruzioni del 14 gennaio 2008.
•
La stratigrafia del sottosuolo con un range di indagine compreso tra 0.5 e
700 m di profondità, anche se il dettaglio maggiore si ha nei primi 100 metri. Il
principio su cui si basa la tecnica HVSR, in termini di stratigrafia del
sottosuolo, è rappresentato dalla definizione di strato, inteso come unità
distinta da quelle sopra e sottostanti per un contrasto d'impedenza, ossia per
il rapporto tra i prodotti di velocità delle onde sismiche nel mezzo e densità del
mezzo stesso.
5.2.2 Risultati ottenuti in sito dall’ indagine sismica HVSR
La curva HVSR ottenuta dall’indagine e riportata in allegato 3, ha evidenziato un
flesso pronunciato in corrispondenza di 4.95 Hz, evidenziato anche dalla curva della
componente verticale (up-down); tale dato indica un evidente cambio litologico alla
quota di 10.0/13.0 di profondità, interpretabile con il passaggio dal voluminoso corpo
detritico di riporto, costituito da sedimenti alluvionali incoerenti, in matrice argillosolimosa. Il picco massimo di HVSR è 2.90 a 4.95 Hz. L’indagine non ha evidenziato
frequenze caratteristiche di risonanza del terreno predisponenti ad amplificazione e
doppia risonanza con i fabbricati civili in progetto.
5.3 INDAGINE SISMICA A RIFRAZIONE: METODO TOMOGRAFICO CON MISURA
DELLE VP
Nella posizione indicata in Allegato 4, in data 12/01/2010 è stato realizzato n.1
stendimento di sismica a rifrazione con metodo tomografico.
Il rilievo sismico a rifrazione consiste nel misurare i tempi impiegati dalle onde elastiche
di compressione, generalmente definite di tipo P (primarie), e/o dalle onde elastiche di
taglio, dette anche onde di tipo S (secondarie), per arrivare dal punto di energizzazione
(in superficie) ai vari punti di ricezione (geofoni), allineati sulla superficie topografica.
Tale metodo di indagine si basa sul principio fisico che le onde elastiche che incidono
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su un piano di discontinuità vengono rifratte con un “angolo critico” (legge di Snell) (fig.
5.3.1).
Dall’analisi delle velocità di propagazione nel sottosuolo delle onde sismiche
longitudinali (Vs) e/o trasversali (Vp), ottenute dal rapporto fra la distanza punto di
energizzazione-ricevitore ed il tempo di arrivo delle onde elastiche, è possibile risalire
alla probabile composizione litologica di massima dei terreni, al loro grado di
fratturazione, alla geometria delle prime unità sottostanti la coltre superficiale e alla
profondità a cui si trova il substrato roccioso (bedrock), ma funziona solo nei casi in cui
vi sia un progressivo incremento di velocità sismica con la profondità (v1 < v2).
Legge della RIFLESSIONE
i
i’
i = i’
v
v’
Legge della RIFRAZIONE
i
sen i = sen r
v
v’
v
v’
r
sen ic = sen 90°
v
v’
i
v
v’
sen ic = v
v’
rc=90°
r1
r2
Fig. 5.3.1 – Legge della riflessione (in alto); Legge della rifrazione (in basso): in
corrispondenza del punto critico “c” si ha un raggio incidente con un angolo ic; questo
origina un raggio rifratto con un angolo rc = 90° (Snell).
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In questo modo è stato possibile distinguere i terreni di copertura dal substrato di fondo
e, approssimativamente, valutarne i relativi spessori.
5.3.1 Modalità operative
Per la realizzazione di una sezione sismica con tecnica tomografica è stata impiegata
una strumentazione costituita da un sismografo GEODE Ultra –Light Exploration della
GEOMETRICS a 24 canali, con velocità di campionamento (sample rate) di 0.25
millisecondi e lunghezza delle acquisizioni di 0.25 secondi, collegato a n. 24 geofoni da
14 Hz attraverso un cavo elettrico; ad ogni acquisizione i dati vengono processati ed
inviati ad un PC.
Lo stendimento è realizzato attraverso l’infissione dei geofoni nel terreno, sulla
superficie topografica, con un intervallo di 5.0 m l’uno dall’altro per una lunghezza
complessiva di 115.0 ml nel caso che la linea sia composta da n. 24 geofoni e di
lunghezza pari a 57,5 m per una linea composta da n. 12 geofoni. Ognuno di questi
geofoni viene poi collegato con un cavo elettrico al sismografo che analizza i dati, poi
processati da un pc.
Costruita la geometria dello stendimento, si esegue la registrazione delle onde
elastiche: si genera lungo la linea, una fonte di rumore puntuale (shot) attraverso
l’utilizzazione di masse battenti o tramite esplosioni controllate (fonti ripetibili e
riproducibili), nel contempo si registra il dato. Tale operazione si effettua in diversi punti
lungo lo stendimento. La tecnica di elaborazione tomografica necessita di un numero di
registrazioni, e di conseguenza di energizzazioni, maggiori rispetto alla tradizionale.
Nel caso in studio si sono effettuati n. 7 shot lungo tutto lo stendimento.
5.3.2 Interpretazione dei risultati
Successivamente all’acquisizione dei dati di campagna, si attua l’interpretazione dei
dati, prima restituendo graficamente i sismogrammi dei diversi geofoni in funzione del
tempo e della geometria dello stendimento, poi identificando i tempi di arrivo della
prima onda in ogni geofono (primo arrivo o first arrival) per ogni energizzazione.
I tempi di primo arrivo sono rappresentati in una diagramma tempo-distanza,
costruendo delle curve di propagazione delle onde. Queste vengono poi approssimate
a rette, nelle quali l’inclinazione rappresenterà l’inverso della Velocità di propagazione
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del mezzo. Successivamente, si potrà determinare lo spessore dei vari livelli di
sottosuolo indagati a diversa velocità attraverso formule empiriche.
La tomografia sismica, per raggi diretti, è una tecnica d’indagine che permette
l’individuazione di anomalie nella velocità di propagazione delle onde sismiche con un
potere risolutivo nettamente superiore ad altri metodi, offrendo la possibilità di
ricostruire, con elevato grado di qualità, anomalie stratigrafiche, anche particolarmente
complesse non risolvibili con differenti tecniche d’indagine.
Per realizzare la tecnica tomografica è necessario utilizzare un maggior numero di
sorgenti di energizzazione e di punti di ricezione delle onde sismiche, che permettano
una distribuzione dei raggi sismici omogenea e con una densità che viene predefinita
in funzione del "target" da raggiungere.
Per il trattamento dei dati per la ricostruzione tomografica dell’immagine si utilizza una
suddivisione dell’area di studio in celle elementari, calcolando per ciascuna di queste
un valore di velocità congruente con il tempo di tragitto medio relativo ai percorsi dei
raggi sismici che le attraversano; la presentazione delle elaborazioni eseguite dà come
risultato una mappa della distribuzione delle velocità sismiche in una sezione piana
contenente le sorgenti ed i geofoni, come si osserva nell’allegato n. 4.
In allegato (allegato n. 4) è rappresentata la sezione sismica a rifrazione con metodo
tomografico della lunghezza complessiva di 165,0 m : tale misura è comprensiva degli
scoppi esterni. La profondità di ispezione è direttamente proporzionale alla lunghezza
dello stendi mento; nel caso specifico si indaga sino a circa – 50,0 m di profondità
rispetto al piano campagna.
La sezione sismica in tecnica tomografica, è rappresentata alla scala 1: 1000. I “range”
di velocità sismica registrati aumentano con la profondità e sono rappresentati con
sfumature di colore, che con l’aumentare di questa variano dal rosso intenso, al giallo,
al blu, come è visibile nella legenda posta a lato della sezione.
L’ubicazione della traccia della sezione sismica con tecnica tomografica è presente
nella Tav. n. 7 “Indagini geofisiche”.
In particolare, possiamo distinguere i seguenti strati, sulla base delle Vp registrate:
- 1° strato da p.c. attuale a circa – 8.00/10.00 m d a p.c.:
terreno di riporto :Vp ≈ 0.40 km/sec;
- 2° strato da – 8.00/10.00 m a – 13.00/16.00 m da p .c.:
substrato ghiaioso addensato: Vp ≈ 1.20 km/sec;
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La distinzione dei due depositi principali desunta dalla sezione sismica in tecnica
tomografica concorda con i dati ricavati dalle prove penetrometriche e l’indagine Re.Mi
eseguite in sito.
Sempre in allegato sono presenti i grafici delle dromocrone, che sono state ricavate
dall’interpretazione dei primi arrivi (osservate) e quelle costruite per l’elaborazione
tomografica (calcolate), rappresentate in un grafico che correla la distanza tra i geofoni
e i tempi di primo arrivo del treno di onde sismiche.
6. SISMICITA’ DELL’AREA
In base alla normativa riguardante la situazione sismica del territorio, con riferimento a
quanto proposto dal GdL del 1998, il Comune di Castelvetro di Modena (MO), ricadeva
in una zona classificata sismica di categoria II.
Nel mese di Marzo 2003 è stata redatta una bozza al fine di definire un sistema
normativo per la progettazione antisismica ed acquisire dei criteri generali per la
classificazione sismica del territorio nazionale.
In riferimento a tale bozza si classifica il comune come appartenente alla classe
sismica 2, indicativa di zona a media pericolosità sismica.
Con l’entrata in vigore, il 23/10/2005, dell’OPCM n.3274/2003 e successive
modifiche, in materia di classificazione sismica del territorio nazionale e del D.M.
14/10/2005 recante “Norme tecniche per le costruzioni” e tenendo conto anche del
D.M. 14/01/2008 “Nuove Norme Tecniche per le Costruzioni”, il Comune di Castelvetro
di Modena è stato classificato in classe di sismicità 2 (zona a media sismicità).
Nelle nostre verifiche geotecniche consideriamo la classificazione ora vigente che
definisce l’area di studio appartenente alla classe di sismicità 2, pertanto il grado di
sismicità è pari a S = 9. Si procede ora alla verifica del coefficiente di intensità sismica
C mediante la formula:
C = (S – 2)/100 = (9- 2)/100 = 0.07 = 7%
Il coefficiente di intensità sismica C = 7%, viene applicato nelle successive verifiche
geotecniche. Inoltre sulla base della classificazione nazionale che fa ricadere l’area in
esame in classe 2, i valori di ag, espressi come frazione dell’accelerazione di gravità
g, da adottare in tale classe erano pari ad ag = 0.25g.
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Sulla base dei contenuti del D.M. 14/01/2008 “Nuove norme tecniche per le
costruzioni” è stato definito un parametro di accelerazione massima attesa ag in
relazione ad un tempo di riferimento TR stimato di 475 anni, per l’area in oggetto,
identificata dalle seguenti coordinate geografiche: Latitudine: 44.510543°, Longitudine
10.934644°, tale parametro è risultato pari ad ag
attesa=
0.163g.
Poiché tale valore di accelerazione sismica orizzontale ag si riferisce al bedrock, per
definire il valore di ag in superficie si calcola inizialmente il fattore stratigrafico Ss
caratteristico dell’area secondo il N.T.C. 2008 - D.M. 14/01/2008 - da cui essendo in
classe C si avrà:
Ss = 1,00 ≤ 1,70 - (0,60 • Fo • ag/g) ≤ 1,50
(6.1)
dove:
Fo = Fattore che quantifica l’amplificazione spettrale massima, su sito di riferimento
rigido orizzontale, ed ha valore minimo pari a 2.2; per il sito oggetto di studio tale
valore, calcolato mediante l’utilizzo di apposito software, risulta pari a 2.388;
ag/g = accelerazione orizzontale del sito, con tempo di ritorno pari a 475 anni /
accelerazione di gravità;
SS = Coefficiente di amplificazione stratigrafica o fattore stratigrafico, calcolato tramite
la relazione 5.1; che per il sito oggetto di studio risulta pari a 1.47;
Successivamente, sulla base delle condizioni topografiche del sito studiato, si calcola il
fattore topografico ST dalla seguente tabella:
Categoria topografica
Ubicazione opera/intervento
ST
T1
Pianura
1.0
T2
Sommità del pendio
1.2
T3
Cresta del rilievo
1.2
T4
Cresta del rilievo
1.4
Per la lottizzazione studiata, sita, come suddetto, sulla sommità di un pendio,
caratterizzato da un’inclinazione media inferiore a 15° e appartenente, quindi alla
categoria topografica T2, si ottiene un fattore topografico ST pari a 1.2
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In base ai valori del fattore stratigrafico e del fattore topografico ottenuti, si procede al
calcolo dell’ accelerazione massima orizzontale Amax da cui:
Amax = S • ag = 1.76 • 0.163g = 0.29g
(6.2)
Dove S = Ss * St = 1.764
7. TIPO DI FONDAZIONI CONSIGLIATE.
IPOTESI DI FONDAZIONI SUPERFICIALI
Sulla base dei dati emersi dall’elaborazione delle indagini geotecniche e in relazione
alla tipologia dell’ intervento da realizzare per alcuni lotti del Piano Particolareggiato in
oggetto sono state prese in considerazione delle fondazioni superficiali dirette
impostate su platea generale in c.a.
In particolare per il lotto n. 16, per il calcolo della capacità portante del terreno, si sono
utilizzati i parametri geotecnici emersi dall’ elaborazione delle n. 2 CPT eseguite nel
2004, ed è stato considerata una fondazione diretta dotata delle dimensioni riportate
nella tabella seguente, con quota di imposta ubicata alla profondità D = 3.00 m da
piano attuale di campagna.
I parametri geotecnici del terreno e le dimensioni delle fondazioni, sono riassunti nella
seguente tabella :
- larghezza della platea
B
= 12.00 m;
- lunghezza della platea
B’ = 25.00 m;
- profondità della quota di imposta
D
= 3.00 m da p.c.;
- peso specifico terreno sopra quota d’imposta
γ
= 1.90 t/m ;
- peso specifico terreno sotto quota d’imposta
γ’
= 1.90 t/m ;
- coesione non drenata
Cu = 10.0 t/m ;
- profondità falda acquifera
Dw = non rilevata;
- classe di sismicità
Cs =
- pendenza del terreno
B
3
3
2
2
= 0°.
Il calcolo della pressione ammissibile è stato eseguito utilizzando l’ equazione di
Terzaghi per fondazioni su platea generale in c.a. con la condizione a breve termine
dove Cu ≠ 0 e ϕ = 0 (condizione più gravosa).
Considerando, inoltre, un fattore di sicurezza Fs = 3 si ottengono i seguenti risultati:
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Pressione ammissibile (Verifica a breve termine Cu ≠ 0 e ϕ = 0)
Profondità di imposta
3.00 m
Pressione limite
Pressione ammissibile
6.27 Kg/cm2
2.09 Kg/cm2
IPOTESI DI FONDAZIONI PROFONDE
A causa della presenza di uno spesso strato di terreno di riporto nell’area posta a nord
della lottizzazione in oggetto, sono state prese in considerazione per tale zona,
fondazioni profonde impostate su pali trivellati, tali da raggiungere ed essere immersi
nel substrato ghiaioso addensato in posto. Tale accorgimento è dovuto al fatto che il
terreno di riporto non offre garanzie di stabilità sufficienti per progettare una fondazione
superficiale e produrrebbe notevoli assestamenti differenziali alla struttura da
realizzare.
Sulla base di quanto finora esposto, dai dati emersi dall’elaborazione delle indagini
geotecniche e in relazione alla presenza di terreno di riporto, derivante da operazioni di
escavazione del terreno durante le operazioni di realizzazione di edifici posti nelle
vicinanze della zona considerata, si consiglia, come soluzione per le opere di
fondazione, la realizzazione di fondazioni profonde impostate su pali trivellati.
In relazione a quanto è emerso dai Nostri rilievi, al fine di ottenere delle portate
soddisfacenti per i pali da realizzare, questi dovranno essere approfonditi e immersi nel
livello ghiaioso addensato, rilevato a partire da circa -10.00 m dal p.c. attuale, alla
profondità di -15.00 m.
Nei calcoli da Noi effettuati sono stati considerati dei pali trivellati di diametro variabile
da ø = 60 cm a ø = 80 cm e di lunghezza utile L = 12.00 m da p.c.
Per il calcolo della portanza dei pali si utilizzano i parametri geotecnici del terreno
emersi dall’elaborazione delle prove geotecniche in sito e riassunti nell’Allegato n. 2.
La capacità portante limite del singolo micropalo è stata valutata utilizzando le seguenti
formule statiche:
Ql = Qp + Qs
Dove
Ql = portata limite;
Qp = portata di punta;
Qs = portata laterale.
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La resistenza laterale del palo in terreni coerenti “Qs” per pali con area della superficie
laterale “As” vale relazione:
Qs = Qa • As
dove:
Qa = coefficiente di adesione tra terreno e palo. Deriva tramite relazioni sperimentali
dal valore di coesione non drenata “Cu” e dal tipo di palo.
La Qs viene calcolata per via numerica come somma dei contributi delle singole
sezioni elementari del palo.
La resistenza alla punta del palo in terreni incoerenti con area di punta Ap è definita
dalla seguente espressione:
Qp = (Nc••c+Nq••Ql)••Ap
dove:
c = coesione
Ql = tensione totale alla profondità della punta. La tensione totale a una certa
profondità è data dalla somma dei pesi di volume naturale o saturi del terreno
moltiplicati per gli spessori degli strati sovrastanti;
Nq = fattore dipendente dall’ angolo di attrito interno del terreno ϕ;
Nc = (Nq-1) ctg ϕ è un fattore di capacità portante correlato direttamente al fattore Nq.
La resistenza laterale del palo “Qs” è calcolata per pali con area della superficie
laterale “As” in terreni incoerenti tramite l’ espressione:
Qs = (Qa+mkQl)As
dove:
Qa = (<coesione) coefficiente di adesione tra palo e terreno;
Ql
= tensione totale alla profondità della punta. La tensione totale a una certa
profondità è data dalla somma dei pesi di volume naturale o saturi del terreno
moltiplicati per gli spessori degli strati sovrastanti;
m = coefficiente di attrito tra palo e terreno;
K = coefficiente di spinta.
Infine il fattore di sicurezza Fs è dato dall’ espressione :
Fs = Qlim/ (N+Pp)
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dove:
Qlim = carico limite del palo
N
= carico verticale di esercizio
Pp
= peso proprio del palo prodotto dal volume del palo per il peso di volume del
calcestruzzo.
I D.M. 21/01/1981 e successivo 11/03/1988 prescrivono un valore minimo ammissibile
del fattore di sicurezza pari Fs = 2.5.
Dall’analisi dei risultati ottenuti, esposti nell’allegato n. 2 e nella seguente tabella, si
evincono le seguenti portate ammissibili dei micropali:
TABELLA DI PORTANZA DEI PALI TRIVELLATI
Lunghezza utile misurata da p.c.
Diametro reso
Portanza ammissibile
L = 12.00 m
φ = 60 cm
Qamm. = 792.4 kN
L = 12.00 m
φ = 80 cm
Qamm. =
1132.1 kN
Riassumendo quindi, si evince che, un palo di lunghezza “utile” L = 12.00 m e di
diametro variabile da ø = 60 cm a ø = 80 cm è dotato di una portata ammissibile
anch’essa variabile tra Qamm. = 792.4 kN ≈ 79.24 ton e Qamm. = 1132.1 kN ≈ 113.21
ton.
8. VERIFICA DELLO STATO LIMITE ULTIMO (SLU).
IPOTESI DI FONDAZIONI SUPERFICIALI
In relazione a quanto esposto nel D.M. 14 Gennaio 2008 “Nuove Norme Tecniche per
le Costruzioni”, si procede alla verifica nei confronti degli stati limite ultimi (SLU).
Nelle verifiche agli stati limite si distinguono:
-
EQU: stato limite di equilibrio come corpo rigido;
-
STR: stato limite di resistenza della struttura compresi gli elementi di
fondazione;
-
GEO: stato limite di resistenza del terreno.
Per ogni stato limite ultimo deve essere rispettata la condizione:
Ed ≤ Rd
Dove: Ed = valore di progetto dell’azione o degli effetti delle azioni;
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Rd = valore di progetto della resistenza del terreno.
Per quanto riguarda le azioni, i relativi coefficienti parziali γF sono indicati nella
seguente tabella:
CARICHI
Coeff. Parziale γF (o γF)
EFFETTO
Favorevole
Permanenti
γG1
Sfavorevole
Permanenti non strutturali(1)
Favorevole
γG2
Sfavorevole
Favorevole
Variabili
γQi
Sfavorevole
0,9
(A1)
STR
1,0
(A2)
GEO
1,0
1,1
1,3
1,0
0,0
0,0
0,0
1,5
1,5
1,3
0,0
0,0
0,0
1,5
1,5
1,3
EQU
(1)
Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. i carichi permanenti portati) siano
compiutamente definiti, si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti
Tab. n. 8.1: Coefficienti parziali per le azioni o per l’effetto delle azioni.
Nella Tab. n. 8.1 il significato dei simboli è il seguente:
γG1 = coefficiente parziale del peso proprio della struttura;
γG2 = coefficiente parziale dei pesi propri degli elementi non strutturali;
γQi = coefficiente parziale delle azioni variabili.
Si precisa che il terreno e l’acqua costituiscono carichi permanenti (strutturali) quando,
nella modellazione utilizzata, contribuiscono al comportamento dell’opera con le loro
caratteristiche di peso, resistenza e rigidezza.
La resistenza Rd del terreno può essere determinata:
1) in modo analitico, con riferimento al valore caratteristico dei parametri
geotecnici del terreno, diviso per il valore del coefficiente parziale γM specificato
nella seguente tabella e tenendo conto, ove necessario, dei coefficienti parziali
γR relativi al particolare tipo di opera:
Parametro cui applicare il coefficiente parziale
Descrizione
Simbolo
Tangente dell’angolo di resistenza al
taglio
Coefficiente
parziale γM
(M1)
(M2)
1,25
1,25
tan φ’ k
γφ’
Coesione efficace
c’ K
γc’
1,00
1,00
Resistenza non drenata
c uk
γcu
1,00
1,40
Peso dell’unità di volume
γ
γγ
1,00
1,00
Tabella 8.2: Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno.
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2) in modo analitico, con riferimento a correlazioni con i risultati delle prove in sito,
tenendo conto dei coefficienti parziali γR relativi al particolare tipo di opera;
3) sulla base di misure dirette effettuate su prototipi, tenendo conto dei coefficienti
parziali γR relativi al particolare tipo di opera.
Si precisa che per le rocce ed i materiali lapidei, al valore caratteristico della resistenza
a compressione uniassiale qu, deve essere applicato un coefficiente parziale γqu = 1,6.
Per gli ammassi rocciosi e per i terreni a struttura complessa, nella valutazione della
resistenza caratteristica occorre tener conto della natura e delle caratteristiche
geometriche e di resistenza delle discontinuità strutturali.
La verifica nei confronti degli stati limite ultimi viene effettuata impiegando diverse
combinazioni di gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A1 e
A2), per i parametri geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1, R2 e R3).
Gli stati limite ultimi delle fondazioni superficiali si riferiscono allo sviluppo di
meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al
raggiungimento degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.
Le verifiche devono essere effettuate almeno nei confronti dei seguenti stati limite:
a) SLU di tipo geotecnico (GEO):
-
Collasso per carico limite dell’insieme fondazione-terreno;
-
Collasso per scorrimento sul piano di posa;
-
Stabilità globale.
b) SLU di tipo strutturale (STR):
-
Raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali, accertando che
la condizione Ed ≤ Rd sia soddisfatta per ogni stato limite considerato.
-
Stabilità globale, utilizzando la combinazione “2” (A2+M2+R2) e tenendo
conto dei valori dei coefficienti parziali per le azioni, per i parametri
geotecnici e per le resistenze globali
c) Le rimanenti verifiche devono essere effettuate seguendo almeno uno dei
seguenti approcci (ed utilizzando i valori dei coefficienti parziali):
-
Approccio 1:
Combinazione 1 (A1+M1+R1)
Combinazione 2 (A2+M2+R2)
-
Approccio 2:
VERIFICA
Combinazione (A1+M1+R3)
COEFF.PARZIALE (R1)
COEFF.PARZIALE (R2)
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COEFF.PARZIALE (R3)
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Capacità portante
γR = 1,0
γR = 1,8
γR = 2,3
Scorrimento
γR = 1,0
γR = 1,1
γR = 1,1
Tabella 8.3 : Coefficienti parziali γR per le verifiche agli stati limite ultimi di fondazioni
superficiali.
Nel nostro caso specifico, per quanto riguarda le opere di fondazione, nelle verifiche
di sicurezza agli stati limite ultimi è stato calcolato l’ SLU sia a breve che a lungo
termine per l’ intervento in progetto, utilizzando i seguenti approcci di calcolo:
1) Approccio 1 - combinazione 2 (A2 + M2 + R2);
2) Approccio 2 - combinazione (A1 + M1 + R3).
L’approccio 1 prevede due diverse combinazioni di gruppi di coefficienti: la prima
combinazione (A1 + M1 + R1) è generalmente più severa nei confronti del
dimensionamento strutturale delle opere a contatto con il terreno, mentre la seconda
combinazione (A2 + M2 + R2), da Noi utilizzata, è generalmente più severa nei riguardi
del dimensionamento geotecnico.
Il secondo approccio progettuale, Approccio 2, sempre da Noi utilizzato, prevede
un’unica combinazione di gruppi di coefficienti (A1 + M1 + R3) da adottare sia nelle
verifiche strutturali sia nelle verifiche geotecniche.
Utilizzando quindi l’Approccio 1, combinazione 2 (A2 + M2 + R2), lo stato limite
ultimo, nel caso in esame, ottenuto in condizioni “non drenate” dove Cu ≠ 0 e φ = 0,
applicando il coefficiente parziale di riduzione della coesione non drenata, secondo la
seguente relazione Cud = Cuk / 1.4, dove Cud = coesione non drenata di progetto
e Cuk = coesione non drenata caratteristica, sarà pari a :
Realizzazione fabbricato
Carico limite ultimo SLU - Breve Termine – Condizioni non drenate
Profondità di imposta
Dimensioni platea di
fondazione
Carico limite ultimo
SLU
- 3.00 m da p.c.
12.00 m x 25.00 m
2.36 kg/cm2 ≈ 236 kN/m2
Utilizzando sempre l’Approccio 1, combinazione 2 (A2 + M2 + R2), si è calcolato lo
stato limite ultimo, nel caso considerato, in condizioni “drenate”, dove C’ = 0 e φ’ ≠ 0,
considerando un angolo di attrito caratteristico del valore φ’k = 25°. Applicando il
coefficiente di riduzione parziale per la tangente dell’angolo di attrito secondo la
relazione: tg φ’d = tg φ’k /1,25), dove φ’d è l’angolo d’attrito di progetto, ne deriva il
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seguente valore ridotto: φ’d ≈ 20°. Quindi secondo la formula di Terzaghi si ottiene,
uno stato limite ultimo pari a:
Realizzazione fabbricato
Carico limite ultimo SLU - Lungo Termine – Condizioni drenate
Profondità di imposta
Dimensioni platea di
fondazione
Carico limite ultimo
SLU
- 3.00 m da p.c.
12.00 m x 25.00 m
5.44 kg/cm2 ≈ 544 kN/m2
Utilizzando invece l’Approccio 2, combinazione (A1 + M1 + R3) il carico limite ultimo
nel caso in esame, ottenuto in condizioni “non drenate” dove Cu ≠ 0 e φ = 0,
applicando il coefficiente parziale di riduzione della coesione non drenata secondo la
seguente relazione Cud = Cuk / 1.0, per cui si avrà Cud = Cuk, dove Cud = coesione
non drenata di progetto e Cuk = coesione non drenata caratteristica, sarà pari a :
Realizzazione fabbricato
Carico limite ultimo SLU - Breve Termine – Condizioni non drenate
Profondità di imposta
Dimensioni platea di
fondazione
Carico limite ultimo
SLU
- 3.00 m da p.c.
12.00 m x 25.00 m
1.08 kg/cm2 ≈ 108 kN/m2
Per quanto riguarda il carico limite ultimo in condizioni “drenate”, dove C’ = 0 e φ’ ≠ 0,
è stato considerato, sempre seguendo l’Approccio 2, combinazione (A1 + M1 + R3)
un angolo di attrito caratteristico del valore φ’k = 25°. Applicando il coefficiente di
riduzione parziale per la tangente dell’angolo di attrito secondo la relazione: tg φ’d = tg
φ’k /1,0, dove φ’d è l’angolo d’attrito di progetto, ne deriva, essendo φ’k = φ’d il
seguente valore: φ’d = 25°. Quindi secondo la formula di Terzaghi si ottiene, per
l’intervento in progetto uno stato limite ultimo pari a:
Realizzazione fabbricato
Carico limite ultimo SLU - Lungo Termine – Condizioni drenate
Profondità di imposta
Dimensioni platea di
fondazione
Carico limite ultimo
SLU
- 3.00 m da p.c.
12.00 m x 25.00 m
8.03 kg/cm2 ≈ 803 kN/m2
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IPOTESI DI FONDAZIONI PROFONDE
Per i lotti in cui è stata rilevata la presenza dello strato costituito da terreno di riporto e
per cui sono state prese in considerazione fondazioni profonde impostate su pali
trivellati, al fine di ottemperare alle nuove NTC del D.M. 14/01/2008 sono state
effettuate le verifiche delle fondazioni su pali anche allo stato limite ultimo SLU Progettazione per Azioni Sismiche, utilizzando l’approccio 1 combinazione 2
(A2+M1+R3).
I coefficienti adottati sono in questo caso pari a:
A2
M1
1
1
R3*(γR)
S.F. base = 1.35 γB γR
S.F. laterale = 1.15 γS
* nelle verifiche di fondazioni su pali, effettuate con l’Approccio 1, Combinazione 2, si
deve fare riferimento ai coefficienti R3 di cui alle Tabelle 6.4.II e 6.4.VI del D.M.
14/01/2008
Dove:
γR = coefficienti parziali da applicare alle resistenze caratteristiche
γB = coefficiente parziale alla base
γS = coefficiente parziale laterale
Utilizzando quindi l’Approccio 1, combinazione 2 (A2 + M2 + R2) allo SLU (Stato
limite Ultimo) sono stati verificati pali di diametro variabile da 600 mm a 800 mm e di
lunghezza utile pari a L = 13.00 m da p.c. Lo stato limite ultimo SLU è risultato uguale
a:
TABELLA DI PORTANZA DEI PALI STATO LIMITE ULTIMO
-SLU NTC 2008Lunghezza utile misurata da p.c.
Diametro reso
Stato limite ultimo
L = 13.00 m
φ = 60 cm
SLU = 1406.6 kN
L = 13.00 m
φ = 80 cm
SLU = 3214.4 kN
Riassumendo quindi, si evince che, un micropalo di lunghezza “utile” par a L = 13.00
m e di diametro variabile da φ = 600 mm a φ = 800 mm, verificato sotto azione sismica
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è dotato di una portata anch’essa variabile (SLU) da = 1406.6 kN ≈ 140.66 ton e SLU
= 3214.4 kN ≈ 321.44 ton.
9. VERIFICA DI STABILITA’ DI VERSANTE
Come è stato precedentemente esposto, il versante posto a nord-ovest della
lottizzazione e quello posto a sud-est risultano ricoperti da terreno di riporto di risulta
dalle operazioni di scavo per la realizzazione dei piani interrati dei fabbricati siti nelle
immediate vicinanze.
Tale materiale di riporto è piuttosto eterogeneo ed è costituito da ciottoli ghiaiosi e rari
resti di laterizi immersi in una matrice argilloso-limosa che non offre idonee garanzie di
stabilità e potrebbe presentare dei cedimenti differenziali.
Infatti, come è stato precisato nei paragrafi precedenti, si è consigliato di adottare delle
fondazioni profonde impostate su pali trivellati al fine di raggiungere il substrato
ghiaioso addensato e trasferire i carichi dei fabbricati da realizzare in tali zone in
profondità, direttamente sul substrato ghiaioso addensato. Quest’ultimo, naturalmente
offre “ottime” garanzie di stabilità.
Al fine di verificare le attuali condizioni di stabilità del versante sito a nord-ovest
dell’area è stata eseguita una verifica di stabilità e, al fine di modellizzare e
caratterizzare il più realisticamente possibile le condizioni di stabilità di tale versante, è
stata analiticamente calcolata 1 verifica di stabilità (mediante software di calcolo
Geostudio 2007 di GeoSLOPE International “codice di calcolo Slope-W”) lungo la
sezione topografica A-A’ tracciata in corrispondenza della linea di massima pendenza
del versante.
Allo scopo di verificare le condizioni di equilibrio del versante si è eseguita la verifica
alle seguenti condizioni:
1.
si è preso in considerazione il tratto di versante in cui si ha la configurazione
topografica e morfologica più critica per quanto riguarda le condizioni di stabilità in
quanto, come suddetto, in tale area è stata rilevata la presenza di uno strato di riporto
dello spessore medio di circa 8.0/10.0 m;
2.
le verifiche in condizioni sismiche sono state effettuate con metodi di tipo
pseudo-statico. Le forze inerziali da applicare al generico concio del volume di terreno
potenzialmente instabile e che ovviamente si sommano in termini vettoriali al peso del
concio e ad eventuali carichi esterni, sono definite dai coefficienti sismici Kh e Kv,
rispettivamente il coefficiente sismico orizzontale e verticale.
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Per caratterizzare da un punto di vista geologico geotecnico si sono utilizzati i dati
estrapolati dalle indagini geognostiche eseguite nell’area oggetto di studio.
In relazione alle indagini geognostiche nel sottosuolo è stato individuato uno strato
costituito da terreno di riporto dello spessore medio di circa 8.00/10.00 m da piano
campagna, seguito dal substrato ghiaioso addensato in matrice limoso-argillosa. Per
l’analisi è stata ipotizzata la presenza della falda alla quota di -8.00 m da p.c.
Secondo la classificazione del suolo, sulla base della nuova normativa sismica per gli
edifici (D.M. 14 Gennaio 2008) si classifica il terreno di fondazione del lotto in oggetto
come appartenente alla categoria C, corrispondente a depositi di terreni a grana
grossa mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente consistenti con
spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà
meccaniche con la profondità e da valori di VS30 compresi tra 180 e 360 m/s (ovvero
15 < NSPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e 70 < cu,30 < 250 kPa nei terreni a
grana fina).
Sulla base dei contenuti dal D.M. 14/01/2008 “Nuove Norme Tecniche per le
Costruzioni” è stato definito un parametro di accelerazione massima attesa ag in
relazione ad un tempo di riferimento VR stimato di 475 anni. Per l’area in oggetto,
identificata dalle seguenti coordinate geografiche: Latitudine: 44.421984°, Longitudine
10.741614°, tale parametro è risultato pari ad ag
attesa=
0.163g (riferita al bedrock).
Poiché tale valore di accelerazione sismica orizzontale ag si riferisce al bedrock, per
definire il valore di ag in superficie si calcola inizialmente il fattore stratigrafico Ss
caratteristico dell’area secondo il NTC 2008 D.M. 14/01/2008 da cui, essendo in classe
C si avrà:
Ss = 1.00 ≤ 1.70 - (0.60 • Fo • ag/g) ≤ 1.50
dove:
Fo = Fattore che quantifica l’amplificazione spettrale massima, su sito di riferimento
rigido orizzontale, ed ha valore minimo pari a 2.2; per il sito oggetto di studio tale
valore, calcolato mediante l’utilizzo di apposito software, risulta pari a 2.388;
ag/g = Accelerazione orizzontale del sito desunta da apposito software, con tempo di
ritorno pari a 475 anni / accelerazione di gravità;
SS = Coefficiente di amplificazione stratigrafica o fattore stratigrafico, calcolato tramite
la relazione (6.1); per il sito oggetto di studio risulta pari a 1.47.
In base a tale valore del fattore stratigrafico si procede al calcolo dell’accelerazione
massima orizzontale al suolo Amax da cui:
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Amax = SS • St • ag = 1.47 • 1.2 • 0.163g = 0.29 g
I coefficienti sismici sono stati determinati attraverso le seguenti formule:
dove amax :
Si ricava SS secondo la tabella seguente:
Categoria suolo
A
B
SS
1,00
C
D
E
Mentre si ricava ST secondo la categoria topografica e βS in base al valore di ag dalle
seguenti tabelle:
Cat. topografica
T1
T2
T3
T4
Ubicazione opera/intervento
Pianura
Sommità del pendio
Cresta del rilievo
Cresta del rilievo
ST
1,0
1,2
1,2
1,4
Categoria suolo
A
bS
0,30
0,27
0,20
0,2<ag(g)<0,4
0,1<ag(g)<0,2
ag(g)<0,1
B,C,D,E
bS
0,28
0,24
0,20
Quindi nel calcolo sono stati utilizzati i coefficienti sismici Kh e Kv rispettivamente pari a:
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Kh = 0.0071
Kv = 0.0036
Si sono considerati n°2 strati definiti dalle indag ini geognostiche eseguite nel lotto in
oggetto; i parametri geotecnici caratteristici di tali strati vengono riportati nelle tabelle
seguenti
Terreno di riporto:
peso di volume naturale
γ=18.0 kN/m3
angolo di attrito
ϕ=23°
coesione non drenata
Cu=20 kPa
Substrato ghiaioso addensato:
peso di volume naturale
γ=18 kN/m3
angolo di attrito
ϕ=35°
coesione non drenata
Cu=0 kPa
Descrizione del Metodo di calcolo Janbu
La verifica alla stabilità del pendio deve fornire un coefficiente di sicurezza non
inferiore a 1.10.
In particolare il programma esamina un numero di superfici che dipende dalle
impostazioni fornite e che sono riportate nella corrispondente sezione. Il processo
iterativo permette di determinare il coefficiente di sicurezza di tutte le superfici
analizzate, creando la supeficie critica complessiva.
Nella descrizione dei metodi di calcolo si adotterà la seguente simbologia:
l lunghezza della base della striscia
α angolo della base della striscia rispetto all'orizzontale
b larghezza della striscia b=l x cos()
φ angolo di attrito lungo la base della striscia
c coesione lungo la base della striscia
γ peso di volume del terreno
u pressione neutra
W peso della striscia
N sforzo normale alla base della striscia
T sforzo di taglio alla base della striscia
Es, Ed
forze normali di interstriscia a sinistra e a destra
Xs, Xd
forze tangenziali di interstriscia a sinistra e a destra
Ea, Eb
forze normali di interstriscia alla base ed alla sommità del pendio
∆X
variazione delle forze tangenziali sulla striscia ∆X =Xd-Xs
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∆E
variazione delle forze normali sulla striscia ∆E =Ed-Es
Nel presente lavoro si è deciso di eseguire le analisi di stabilità del versante
mediante il metodo di Janbu semplificato qui di seguito descritto.
Il coefficiente di sicurezza nel metodo di Janbu si esprime secondo la seguente
formula:
Σ[ ci bi + (Ni / cos(αi) - ui bi) tgφi ]
F = –––––––––––––––––––––––––––––
Σi [ Wi tanαi ]
dove il termine Ni è espresso da:
Ni = [ Wi - ci li sin αι / η + ui li tan φ sin αι / F ] / m
dove il termine m è espresso da:
m = cos α + (sin α tan φ) / F
In questa espressione n è il numero delle strisce considerate, bi e φi sono la larghezza
e l'inclinazione della base della striscia iesima rispetto all'orizzontale, Wi è il peso della
striscia iesima , ci e φi sono le caratteristiche del terreno (coesione ed angolo di attrito)
lungo la base della striscia ed ui è la pressione neutra lungo la base della striscia.
L'espressione del coefficiente di sicurezza di Janbu semplificato contiene al secondo
membro il termine m che è funzione di F. Quindi essa viene risolta per successive
approssimazioni assumendo un valore iniziale per F da inserire nell'espressione di m
ed iterare fin quando il valore calcolato coincide con il valore assunto.
La semplificazione del metodo rispetto al procedimento completo consiste nel
trascurare le forze tangenziali di interstriscia.
Il valore minimo di Fs rilevato dalla verifica eseguita col metodo di Janbu viene
riportato di seguito e nell’ allegato 7
VERIFICA di STABILITA’
METODO:
Fattore di sicurezza F.S.
JANBU
3.035
Nella condizioni attuali ipotizzate nei calcoli sopradescritti, l’analisi di stabilità eseguita
sul versante in oggetto determina che il fattore di sicurezza calcolato è sempre
superiore al minimo valore imposto dal D.M. 14/01/2008 (Fs = 1.10, in condizioni
sismiche), per tale motivo alle condizioni attuali il versante è considerato stabile.
39
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Normativa di riferimento
La verifica di stabilità è stata effettuata utilizzando la seguente normativa di riferimento:
Le verifiche sono condotte ai sensi della normativa vigente:
•
D.M. Min. LL.PP. del 11 marzo 1988 - Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni
e sulle rocce, la stabilità dei pendii naturali e delle scarpate, i criteri generali e le prescrizioni per
la progettazione, l’esecuzione e il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di
fondazione;
•
Circolare Ministero LL.PP. n. 30483 del 24 settembre 1988 – Norme tecniche per
terreni e fondazioni - Istruzioni applicative;
•
Circ. M. LL.PP. 9 gennaio 1996, n. 218/24/3 – D.M. 11 marzo 1988 – Istruzioni
applicative per la redazione della relazione geologica e della relazione geotecnica;
•
D. M. Min. II. TT. del 14 settembre 2005 – Norme tecniche per le costruzioni;
•
Eurocodice 7 - Progettazione Geotecnica;
•
Eurocodice 8 - Indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture;
•
DRG 1/2007 – Regione Emilia-Romagna – “Indirizzi per gli studi di microzonazione
sismica in Emilia-Romagna per la pianificazione territoriale e urbanistica”;
•
Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri – Ordinanza n. 3274 del 20 marzo
2003: Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio
nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica;
•
Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri – Ordinanza n. 3519 del 28 Aprile
2006: Criteri generali per l’individuazione delle zone sismiche e per la formazione e
l’aggiornamento degli elenchi delle medesime zone;
•
N.T.C. Sulle Costruzioni 14/01/2008.
Si consiglia comunque di costipare il terreno di riporto e stabilizzare il piede del
versante mediante un’adeguata opera di sostegno del pendio che potrà essere
costituita da una gabbionata o da un muro in c.a.
Le strutture in gabbioni sono opere diffusamente utilizzate nella realizzazione di opere
di sostegno di sottoscarpa e di controripa, in ambito di consolidamento di versante e
stradale. I gabbioni sono strutture scatolari realizzate in rete metallica, tessuta con filo
di ferro galvanizzato a caldo con rivestimento in lega Zinco-Alluminio e/o polimero
plastico in maglia esagonale a doppia torsione 8 x 10 cm. Le strutture scatolari
vengono riempite con pietrame di idonee caratteristiche e pezzatura (fra 15 e 35 cm,
preferibilmente ciottolo di fiume o spaccato da cava, compatto e resistente, non gelivo
e/o friabile). I muri in gabbioni agiscono come strutture di sostegno a gravità che
realizzano un’ elevata funzione di drenaggio delle acque. È pertanto necessario
prevedere opere accessorie di raccolta e smaltimento delle acque captate. in virtù della
porosità non ostacolano la circolazione idrica di falda e svolgono una efficace azione
drenante;
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Risulta, inoltre, necessario prevedere delle opere di smaltimento e canalizzazione per
le acque meteoriche mediante la formazione di un opportuno reticolo drenante
superficiale a cielo aperto. Tale opera di raccolta e smaltimento delle acque
meteoriche superficiali, da eseguirsi nel versante a valle dei fabbricati di futura
realizzazione, avrà la funzione di evitare la formazione di fenomeni erosivi che
possono dare luogo a dissesti del pendio costituito da materiale di riporto.
10. MICROZONAZIONE SISMICA: Rischio Sismico
L’Assemblea Legislativa della Regione Emilia-Romagna con deliberazione n.112oggetto n°2131 del 02/05/2007 ha approvato l’atto d i indirizzo e coordinamento tecnico
ai sensi dell’art. 16, c.1, della LR 20/2000: “Indirizzi per gli studi di microzonazione
sismica in Emilia-Romagna per la pianificazione territoriale e urbanistica” e dei suoi
allegati.
In tale documento sono forniti i criteri per l’individuazione delle aree soggette ad effetti
locali e per la microzonazione sismica del territorio con particolare riguardo alla
tipologia ed al livello di approfondimento degli studi da effettuare per una migliore
definizione della risposta sismica locale.
E’ ormai accertato da numerosi studi a livello internazionale che, a parità di magnitudo
e localizzazione della sorgente sismica (ipocentro), terreni a caratteristiche fisico
meccaniche diverse subiscono deformazioni di intensità differente. Strumentalmente,
ciò è rilevabile attraverso la modifica del moto sismico (accelerogramma o spettro di
risposta elastico) impressa in termini di accelerazione in un dato periodo di tempo. Il
moto sismico, impresso alle particelle, si propaga in modo contiguo nel terreno
ampliandosi o smorzandosi in funzione del grado di addensamento e viscosità del
materiale attraversato, caratterizzandosi per velocità delle onde di taglio (Vsh), più
veloci tanto più il mezzo attraversato è addensato.
Tutto ciò risulta di primaria importanza per un’attenta analisi della risposta sismica
locale, al fine di individuare delle aree soggette ad effetti locali e per orientare
un’accurata indagine di campagna finalizzata alla definizione delle proprietà di seguito
elencate:
Indagine geologica e geomorfologia classica:
a) stratigrafia delle formazioni superficiali con definizione del contatto tra copertura
superficiale e bedrock;
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b) morfologia di dettaglio dell’area con rilievo delle forme lineari o strutturali che
possono generare amplificazione del moto sismico.
Studi geofisici specifici:
c) profili di velocità delle onde sismiche trasversali Vs e longitudinali dentro le
formazioni superficiali.
10.1 PRIMO LIVELLO DI APPROFONDIMENTO: Carta delle aree suscettibili di
effetti locali
Il primo livello di approfondimento raggruppa gli studi e la cartografia di base
propedeutica alla redazione della “Carta delle Aree Suscettibili di Effetti Locali” in cui
sono evidenziate le zone caratterizzate da differenti scenari di pericolosità locale con
indicazione degli effetti locali attesi.
E’ opportuna quindi la realizzazione di un elaborato di sintesi delle conoscenze a livello
geologico–geomorfologico e di tipo urbanistico dalla cui integrazione delle informazioni
si produce una prima zonizzazione delle aree potenzialmente soggette ad
amplificazione di effetto locale a cui si associa un effetto atteso (liquefazione,
cedimento, amplificazione del moto etc.).
Tale elaborato di sintesi è propedeutico per la scelta della tipologia di studio e per
decidere a quale livello di approfondimento attenersi al fine di meglio caratterizzare
una determinata area dal punto di vista sismico (analisi della microzonazione).
E’ stata redatta una tavola di dettaglio “Rischio sismico: Depositi del sottosuolo ed
elementi morfologici che influenzano il moto sismico in superficie” (tav n. 7) a scala
1:2500, in cui si rileva che l’area in oggetto ed il suo intorno ricadono in corrispondenza
di un sottosuolo formato da depositi limosi, che sono soggetti ad amplificazione per
caratteristiche litologiche e, in parte, nella zona posta ad ovest della lottizzazione, sono
soggetti ad amplificazione per caratteristiche morfologiche.
In relazione alla valutazione della microzonazione sismica (art.16 - L.R. 20/2000),
determina di realizzare approfondimenti di II livello per la valutazione del coefficiente
di amplificazione litologico, così come si osserva nella tav. n. 8 “Rischio sismico: Carta
delle aree suscettibili di effetti locali” tratta dalla cartografia del Rischio Sismico della
Provincia di Modena redatta nell’ambito del PTCP 2008.
10.2 SECONDO
sismica
LIVELLO DI APPROFONDIMENTO: Carta di microzonazione
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Una volta identificati gli scenari che individuano il livello di approfondimento del lotto in
oggetto, dovrà essere valutato il coefficiente di amplificazione e il potenziale di
liquefazione, quindi sarà necessario effettuare studi di microzonazione sismica di
dettaglio del territorio indagato.
A tale scopo è stata redatta la “Carta di Microzonazione Sismica” (tav. n. 9) quale
sintesi dei risultati delle indagini per la definizione del modello sismostratigrafico e dei
profili di velocità di propagazione delle onde di Taglio Vs.
Sulla base dei dati bibliografici raccolti per l’area in oggetto e sulla base delle indagini
dirette eseguite in passato si è potuto ricostruire un modello geologico che è
rappresentabile secondo il D.A.L. 112 della L.R. 20/2000 come ambito di pianura
caratterizzato da profilo stratigrafico costituito da presenza di potenti orizzonti di
ghiaie (anche decine di metri) e da alternanze di sabbie e peliti, con substrato
poco profondo (< 100 m da p.c.) (PIANURA1).
L’elaborato riporta, per l’area sismica zonizzata ed oggetto di studio, i coefficienti di
amplificazione sismica rispetto al suolo di riferimento. Per l’area oggetto di studio sono
stati determinati, sulla base dei valori di Vs30 misurati, come illustrato nella tavola n. 9,
i seguenti fattori di amplificazione sismica:
•
F.A. P.G.A. = 1,6
•
F.A. SI (0,1<T0<0,5) = 1,8
•
F.A. SI (0,5<T0<1,0) = 2,4
10.3 VALUTAZIONE DELLO SPETTRO DI RISPOSTA ELASTICO SECONDO IL
D.M. 14/01/2008
Al fine di valutare la risposta sismica locale del sito studiato è stato determinato lo
spettro di risposta elastico, utilizzando i parametri caratteristici del lotto, indicativi della
pericolosità sismica di base dell’area, secondo quanto previsto dalle Nuove norme
tecniche per le costruzioni (D.M. 14 gennaio 2008).
La pericolosità sismica di base è definita in termini di:
-
accelerazione massima orizzontale attesa ag in condizioni di campo libero su
sito di riferimento rigido con superficie topografica orizzontale, dunque di
categoria “A” (corrispondente a formazioni litoidi o suoli omogenei molto rigidi,
caratterizzati da valori di VS30 > 800 m/s, comprendenti eventuali strati di
alterazione superficiale di spessore massimo pari a 3 m);
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-
ordinate dello spettro di risposta elastico in accelerazione ad essa
corrispondente Se(T), con riferimento a prefissate probabilità di eccedenza PvR,
nel periodo di riferimento VR;
-
in alternativa è permesso l’utilizzo di accelerogrammi, purché correttamente
commisurati alla pericolosità sismica del sito.
Il DM 14/01/2008 definisce, per ciascuna probabilità di superamento PvR nel periodo di
riferimento VR, a partire dai valori dei seguenti parametri su sito di riferimento rigido
orizzontale:
-
ag = accelerazione massima orizzontale al suolo;
-
Fo = valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro di accelerazione
orizzontale;
-
TC* = periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in
accelerazione orizzontale.
Per il sito studiato sono stati ottenuti i seguenti parametri:
ag
0,163g
Fo
2.388
TC
0.291
E’ stato quindi calcolato lo spettro di risposta elastica orizzontale del sito, considerando
le condizioni di Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV), cosi definito: a seguito
del terremoto la costruzione (nel suo complesso) subisce rotture e crolli dei
componenti non strutturali ed impiantistici e significativi danni dei componenti strutturali
cui si associa una perdita significativa di rigidezza nei confronti delle azioni orizzontali;
la costruzione conserva invece una parte della resistenza e rigidezza per azioni
verticali ed un margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni sismiche
orizzontali. Le probabilità di superamento nel periodo di riferimento PvR, cui riferirsi per
individuare l’azione sismica agente in ciascuno degli stati limite considerati, sono i
seguenti:
Stati Limite
Stati Limite di Esercizio
Stati Limite Ultimi
SLO
SLD
SLV
SLC
Probabilità di superamento PvR nel periodo di
riferimento VR
81 %
63 %
10 %
5%
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Per quanto riguarda le condizioni topografiche del sito il DM 14 Gennaio 2008
individua n. 4 categorie:
Categoria
Caratteristiche della superficie topografica
T1
Superficie pianeggiante, pendii e rilievi isolati con inclinazione media ≤ 15°
T2
Pendii con inclinazione media ≤ 15°
T3
Rilievi con larghezza in cresta molto minore che alla base e inclinazione media 15° ≤ i
≤ 30°
Rilievi con larghezza in cresta molto minore che alla base e inclinazione media i > 30°
T4
Per quanto riguarda la superficie topografica del sito d’interesse, essa ricade nella
categoria “T2”.
Sulla base di quanto premesso, i dati caratteristici dell’area in oggetto, utilizzati per il
calcolo dello spettro di risposta elastica sono i seguenti:
Longitudine del sito:
10.934644°
Latitudine del sito:
44.510543°
Vita nominale del sito (anni):
50
Probabilità di superamento (%):
10
Accelerazione sismica orizzontale massima del sito (g):
0.29
Componente dello spettro:
orizzontale
Categoria sottosuolo:
C
Categoria topografica:
T2
Coefficiente di smorzamento (%):
5
Fattore massimo
di amplificazione dello
spettro
di accelerazione
2.388
orizzontale - Fo:
Periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro di
0.46
accelerazione orizzontale (s) – Tc:
Lo spettro ottenuto per il sito in oggetto è riportato in Allegato n. 5 e nella figura
seguente:
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Fig. n. 7.1 – Spettro di risposta elastico secondo il D.M. 14 gennaio 2008
11. VALUTAZIONE DEI CEDIMENTI SOTTO AZIONI SISMICHE
In terreni incoerenti sciolti le vibrazioni prodotte da un evento sismico possono
condurre ad un aumento del grado di addensamento degli strati su cui poggia la
fondazione. Un metodo semplificato per stimare il cedimento immediato conseguente
ad eventi sismici è quello di Klein e Sperling (2003) basato sulla seguente relazione:
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Nel nostro caso, sono state ipotizzate fondazioni dirette nastriformi, avente lato pari a
1.5 m e impostate alla profondità di -1.00 m da p.c.; considerando tali fondazioni e un
carico di progetto orientativamente pari a 1.5 Kg/cm2, da verificare in fase esecutiva
tramite un’analisi più approfondita, sono stati calcolati i seguenti valori di cedimento:
Calcolo dei cedimenti immediati indotti da un sisma
Ipotesi di fondazioni dirette superficiali nastriformi
Classe sismica
Categoria del suolo
Frazione dell’accelerazione di gravità g
Cedimento del terreno senza l’azione sismica
Cedimento del terreno con l’azione sismica
Cedimento indotto dal sisma
2
C
ag = 0.163g (bedrock)
S = 38.0 mm
S = 47.9 mm
S = 9.9 mm
Il valore del cedimento indotto dal sisma ottenuto dai calcoli e sopra esposto è pertanto
risultato modesto e ammissibile per le future strutture in progetto. Tale valore sarà
comunque da verificare in fase esecutiva tramite uno studio approfondito del terreno
ed una conoscenza dettagliata delle strutture in progetto.
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Fig. n. 11.1 – Calcolo del cedimento dovuto ad un evento sismico basato sull’applicazione di una
procedura alla Newmark, nell’ipotesi di un cinematismo alla Coulomb.
12. VERIFICA ALLA LIQUEFAZIONE
Per liquefazione di un terreno s'intende il quasi totale annullamento della sua
resistenza al taglio, con l'assunzione del comportamento meccanico caratteristico dei
liquidi. I fenomeni di liquefazione interessano i depositi sabbiosi saturi e dipendono
da:
• proprietà geotecniche dei terreni;
• caratteristiche delle vibrazioni sismiche e loro durata;
• genesi e storia geologica dei terreni;
• fattori ambientali.
Un terreno incoerente saturo, in assenza di sollecitazioni sismiche è soggetto
soltanto alla pressione litostatica, dovuta al peso dei sedimenti sovrastanti (in campo
libero e con superficie piana).
Durante una sollecitazione sismica vengono indotte nel terreno delle sollecitazioni
cicliche di taglio, dovute alla propagazione delle onde sismiche verso la superficie,
mentre la pressione litostatica resta costante. Per tutta la durata della scossa ogni
elemento di terreno è soggetto ad una serie di sforzi tangenziali che cambiano
ripetutamente verso ed ampiezza.
Nel terreno si possono generare fenomeni di liquefazione se la scossa sismica
produce un numero di cicli tale da far sì che la pressione interstiziale uguagli la
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pressione di confinamento. Nei depositi la pressione di confinamento aumenta con la
profondità, mentre l'ampiezza dello sforzo di taglio indotto dal sisma diminuisce. La
resistenza alla liquefazione quindi è maggiore con la profondità. Di conseguenza,
maggiore è la durata di un terremoto (maggior numero di cicli), più alta è la possibilità
che si arrivi alla liquefazione. Inoltre, maggiore è l'ampiezza della vibrazione e della
deformazione indotta e minore è il numero di cicli necessari per giungere a tale
condizione.
Il terreno può essere però soggetto a sforzi di taglio statici dovuti alla presenza di
strutture in superficie o alla sua particolare posizione (per es. al di sotto di un
versante). In questo caso l'instaurarsi del fenomeno della liquefazione dipende, oltre
che dalle caratteristiche del sisma, anche dal rapporto che si stabilisce tra le tensioni di
taglio indotte da quest'ultimo e quelle statiche preesistenti al terremoto.
La probabilità che un deposito raggiunga le condizioni per la liquefazione dipende
anche dallo stato di addensamento, dalla composizione granulometrica, dalle
condizioni di drenaggio, dalla storia delle sollecitazioni sismiche e dall'età del deposito
stesso.
Tanto minore è il grado di addensamento del materiale (elevato indice dei vuoti e
bassa densità relativa) tanto maggiore è la probabilità che, a parità di altre condizioni,
un deposito raggiunga lo stato di liquefazione.
Anche la distribuzione, la forma delle particelle e il grado di uniformità influenzano
notevolmente il fenomeno, per le implicazioni che questi fattori hanno sulla resistenza
al taglio e per il modo di dissiparsi della pressione interstiziale in eccesso.
Per quanto riguarda la storia delle sollecitazioni sismiche, si può affermare che
precedenti deformazioni moderate influiscano positivamente sulla resistenza del
deposito, mentre una storia caratterizzata da alti livelli di deformazione (deposito già
soggetto a liquefazione) ha effetti negativi sul potenziale di riliquefazione.
I depositi sabbiosi con più alto potenziale di liquefazione sono i più recenti. A parità di
composizione e di altre condizioni lo stesso deposito, se più antico, avrà sviluppato
legami intergranulari e cementazioni sempre più forti con il tempo.
Inoltre, la struttura di un deposito antico sarà resa più stabile e omogenea per gli effetti
delle vibrazioni indotte da precedenti terremoti di piccola entità.
Dopo aver caratterizzato il terreno attraverso l’interpretazione di dati da prove
penetrometriche statiche CPT e delle indagini geofisiche di sismica a rifrazione con la
determinazione dell’andamento delle onde sismiche Vs in relazione alla profondità, è
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stata eseguita una stima del rischio di liquefazione di terreni sotto falda in condizioni
sismiche, mediante il metodo semplificato di “Andrus e Stokoe” e il metodo
semplificato di “Robertson e Wride”.
I metodi semplificati richiedono che venga definito un sisma di progetto, attraverso
l'introduzione dell'accelerazione sismica orizzontale massima in superficie e della
magnitudo di riferimento.
I dati del sisma di progetto sono stati ricavati attraverso l’analisi probabilistica dei dati
del Catalogo Sismico Nazionale.
Tutti i metodi semplificati permettono di esprimere la suscettibilità alla liquefazione del
deposito attraverso un coefficiente di sicurezza, dato dal rapporto fra la resistenza al
taglio mobilitabile nello strato ( R ) e lo sforzo tangenziale indotto dal sisma ( T ).
In pratica si avrà:
Fs =
R
.
T
Un deposito dovrà essere considerato suscettibile di liquefazione se il coefficiente di
sicurezza Fs sarà minore di 1.
La grandezza T dipende dai parametri del sisma di progetto (accelerazione sismica e
magnitudo di progetto), R è funzione delle caratteristiche meccaniche dello strato,
principalmente del suo stato di addensamento, e può essere ricavato direttamente
attraverso correlazioni con i risultati delle indagini geognostiche.
La grandezza T viene ricavata attraverso la relazione:
T = 0.65
a max σ v 0
1
rd
;
g σ v 0 ' MSF
dove:
amax
= accelerazione sismica massima;
g
= accelerazione di gravità = 980.7 cm/s2;
σv0
= pressione verticale totale alla profondità z dal p.c.;
σv0’
= pressione verticale efficace alla profondità z dal p.c.;
rd
= coefficiente funzione della profondità dal p.c., valutabile
secondo il seguente schema:
rd=1-0.00765z per z≤9.15 m
rd=1.174-0.0267z per 9.15<z≤23 m
rd=0.774-0.008z per 23<z≤30 m
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rd=0.5 per z>30 m
MSF
= coefficiente correttivo funzione della magnitudo del sisma.
Il metodo di Robertson e Wride permette di correlare la resistenza al taglio R
mobilitata nel terreno con i risultati della prova penetrometrica statica (CPT). La
procedura di calcolo si basa sulle due seguenti equazioni:
 (q ) 
R = 0.883 c1n cs  + 0.05
 1000 
per (qc1n)cs <50 e
 (q ) 
R = 93 c1n cs  + 0.08
 1000 
per 50≤(qc1n)cs <160.
3
La grandezza (qc1n)cs rappresenta la resistenza alla punta normalizzata e corretta per
tenere conto della percentuale di fine presente.
Il metodo di Andrus e Stokoe permette di correlare la resistenza al taglio R mobilitata
nel terreno con i risultati della prova geofisica.
Viene considerato non liquefacibile un deposito in cui sia Fs >1.
Indice di liquefacibilità
Una stima del rischio di liquefazione complessivo viene fornita dal parametro indice di
liquefazione IL.
In base al valore di IL ottenuto è possibile fornire un’indicazione del rischio di
liquefazione attraverso la seguente tabella:
IL
IL=0
0<IL≤5
5<IL≤15
15<IL
Rischio di liquefazione
Molto basso
Basso
Alto
Molto alto
Nel caso studiato è stato ottenuto, in entrambe le verifiche effettuate (Andrus e Stokoe,
Robertson e Wride) un valore di IL = 0, indice di un rischio di liquefazione “molto
basso” e il fattore di sicurezza calcolato ed esposto nel grafico è risultato sempre Fs >
1, considerando una magnitudo M = 5
e un’accelerazione sismica A = 0,29 g.
(accelerazione massima attesa).
51
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13. CONSIDERAZIONI CONCLUSIVE
Sulla base dei dati emersi dall’elaborazione delle indagini in sito e in relazione alle
verifiche eseguite, il terreno di fondazione è risultato idoneo da un punto di vista
geologico, geotecnico e sismico alla realizzazione del Piano Particolareggiato di
Iniziativa Privata, denominato “Bersella”, sito in Via Cavalliera, angolo Via Bergognina,
nel comune di Castelvetro, in Provincia di Modena.
La presente relazione è stata redatta ai sensi dell’OPCM 3274, delle Norme Tecniche
per le costruzioni DM delle Infrastrutture e dei Trasporti del 14/09/2005, della D.G.R.
Emilia Romagna n° 1677/05 del 24/10/2005 e del D.M. 14 Gennaio 2008 “Nuove
Norme Tecniche per le costruzioni”. Si prende inoltre in esame la valutazione relativa
al rischio sismico, elaborata in base alle indicazioni dell’Atto di indirizzo e
coordinamento tecnico ai sensi dell’ art. 16, c. 1 della L.R 20/2000 “indirizzi per gli studi
di microzonazione sismica in Emilia Romagna per la pianificazione territoriale e
urbanistica”, e alla Delibera dell’Assemblea Legislativa della Regione Emilia Romagna
n. 12 del 2 maggio 2007.
In base alla nuova classificazione sismica, redatta al fine di definire un sistema
normativo per la progettazione antisismica e acquisire dei criteri generali per la
classificazione sismica del territorio nazionale, il Comune di Castelvetro di Modena
ricade in classe 2, indicativa di zona a media pericolosità sismica.
E’ stata condotta una caratterizzazione del terreno attraverso la realizzazione di n. 2
stendimenti sismici a rifrazione con la tecnica dei microtremori Re.Mi. (allegato n. 2)
con la determinazione delle velocità delle onde “s” (vs) nel terreno, eseguiti
rispettivamente nel 2006 e nel 2010. I valori ottenuti hanno permesso di determinare la
velocità delle onde sismiche di taglio nei primi 30 m (Vs30), tali velocità sono risultate
pari a:
Vs30 = 323 m/s (Stendimento eseguito nel 2006)
Vs30 = 305 m/s (Stendimento eseguito nel 2010)
Secondo la classificazione del suolo, sulla base della nuova normativa sismica per gli
edifici (D. M. 14 Gennaio 2008) in base ai dati ottenuti dagli stendimenti sismici
eseguiti, si classifica il terreno di fondazione interessato dalla realizzazione del Piano
Particolareggiato, come appartenente alla categoria C, corrispondente a depositi di
terreni a grana grossa mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente
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consistenti con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento
delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di VS30 compresi tra 180 e
360 m/s (ovvero 15 < NSPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e 70 < cu,30 < 250 kPa
nei terreni a grana fina).
Sulla base dei contenuti del D.M. 14/01/2008 “Nuove norme tecniche per le
costruzioni” è stato definito un parametro di accelerazione massima attesa ag in
relazione ad un tempo di riferimento TR stimato di 475 anni, per l’area in oggetto; tale
parametro è risultato pari ad ag
attesa=
0.163g.
Poiché tale valore di accelerazione sismica orizzontale ag si riferisce al bedrock, per
definire il valore di ag in superficie si calcola inizialmente il fattore stratigrafico o
coefficiente di amplificazione stratigrafico Ss caratteristico dell’area secondo il D.M.
14/01/2008 (“Nuove norme tecniche per le costruzioni”) da cui :
Ss = 1,00 ≤ 1,70 - (0,60 • Fo • ag/g) ≤ 1,50
In base a tale valore del fattore stratigrafico si procede al calcolo dell’accelerazione
massima orizzontale al suolo Amax da cui:
Amax = SS • St • ag = 1.47 • 1.2 • 0.163g = 0.29 g
In relazione a quanto esposto nel Testo Unico Nuove Norme Tecniche per le
costruzioni in zona sismica redatto dal Ministero delle infrastrutture e dei trasporti edito
nel Gennaio 2008 si è proceduto alla verifica nei confronti degli stati limite ultimi (SLU)
sia nel caso di fondazioni superficiali che nel caso di fondazioni profonde. Nel nostro
caso specifico, per quanto riguarda le opere di fondazione superficiali, nelle verifiche
di sicurezza agli stati limite ultimi è stato calcolato l’ SLU sia a breve che a lungo
termine, utilizzando i seguenti approcci di calcolo:
1) Approccio 1, combinazione 2 (A2 + M2 + R2);
2) Approccio 2 combinazione (A1 + M1 + R3).
I risultati di tali calcoli sono visibili al paragrafo 7.
Le verifiche delle portate dei pali trivellati sono state eseguite sia alle TENSIONI
AMMISSIBILI TA che allo STATO LIMITE ULTIMO SLU. Riassumendo, da quanto
visibile nell’allegato n. 2 e nei par. 7 e 8, si evince che, un palo di lunghezza “utile”
pari a L = 12.00 m e di diametro variabile da φ = 600 mm a φ = 800 mm, è dotato di
una portata ammissibile, calcolata alle tensioni ammissibili TA, anch’essa variabile tra
Qamm. = 792.4 kN ≈ 79.24 ton e Qamm. = 1132.1 kN ≈ 113.21 ton. La verifica dei pali allo
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stato limite ultimo SLU ha dato i seguenti risultati: un palo di lunghezza “utile” pari a L
= 13.00 m e di diametro variabile da φ = 600 mm a φ = 800 mm, verificato sotto azione
sismica è dotato di una portata anch’essa variabile (SLU) da 1406.6 kN ≈ 140.66 ton
a SLU = 3214.4 kN ≈ 321.44 ton.
Le verifiche eseguite nel presente studio sono da considerarsi delle ipotesi ed hanno
carattere generale; per la realizzazione dei futuri fabbricati, vista l’estrema eterogeneità
dell’area su cui è sito il Piano Particolareggiato in oggetto, sarà necessaria
un’ulteriore indagine geotecnica di approfondimento per ogni singolo lotto.
Per quanto riguarda gli studi propedeutici di suscettibilità ed amplificazione sismica è
stata redatta una tavola di dettaglio (tav n. 8), tratta dalla cartografia del Rischio
Sismico redatta dalla Provincia di Modena, nell’ambito del PTCP 2008, in cui l’area in
oggetto e il suo intorno ricadono all’interno di una “zona potenzialmente soggetta ad
amplificazione per caratteristiche litologiche”. Tale classe, in relazione alla valutazione
della microzonazione sismica (art.16, comma 1 - L.R. 20/2000), determina di realizzare
approfondimenti di II livello per la valutazione del coefficiente di amplificazione
litologico. E’ stata inoltre individuata un’area sita a nella zona nord-ovest della
lottizzazione classificata come “potenzialmente soggetta ad amplificazione per
caratteristiche litologiche e topografiche”; per tale classe sono previsti approfondimenti
di II livello.
E’ stata altresì redatta la “Carta di Microzonazione Sismica” (tav. n. 9) quale sintesi
dei risultati delle indagini geofisiche eseguite per la definizione del modello
sismostratigrafico e dei profili di velocità di propagazione delle onde di Taglio Vs.
Per l’area oggetto di studio sono stati determinati dalle nostre analisi, come illustrato
nella tavola n. 9, i seguenti fattori di amplificazione (F.A. medio):
•
F.A. P.G.A. = 1,6
•
F.A. (Intensità spettrale 0,1s<T0<0,5s) = 1,8
•
F.A. (Intensità spettrale 0,5s<T0<1,0s) = 2,4
Si può concludere, infine, che l’area, dal punto di vista dei fenomeni di amplificazione e
rischio sismico, non presenta criticità e pericolosità degne di nota, si assevera
quindi l’idoneità dei terreni dal punto di vista sismico alla realizzazione del Piano
Particolareggiato di Iniziativa Privata denominato “Bersella”.
La verifica a potenziale liquefazione dei terreni in concomitanza di eventi sismici ha
dato esito negativo definendo il sottosuolo investigato caratterizzato da un indice di
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liquefazione “molto basso”(verifica eseguita tenendo conto del D.M. 14 Gennaio
2008).
E’ stata eseguita una verifica di stabilità di versante nell’area posta a nord della Via
Cavalliera, zona in cui è stata verificata la presenza di uno strato di terreno di riporto
proveniente dagli scavi eseguiti per la realizzazione dei fabbricati adiacenti.
Tale analisi, eseguita col metodo di Janbu semplificato, ha permesso di ottenere i
risultati riportati di seguito e nell’allegato 9:
VERIFICA di STABILITA’
METODO:
Fattore di sicurezza F.S.
JANBU
3.035
Nella condizioni attuali, ipotizzate nei calcoli descritti nel paragrafo 9, l’analisi di
stabilità eseguita sul versante in oggetto determina che il fattore di sicurezza calcolato
è sempre superiore al minimo valore imposto dal D.M. 14/01/2008 (Fs = 1.10, in
condizioni sismiche), per tale motivo alle condizioni attuali il versante è considerato
stabile.
Si raccomanda comunque di effettuare il costipamento del terreno di riporto presente
nell’area studiata e di eseguire delle opere di sostegno al piede di tale strato di terreno,
al fine di evitare il crearsi di fenomeni di instabilità di versante, come descritto nel
paragrafo 9.
A disposizione per ulteriori chiarimenti, cogliamo l’occasione per porgere distinti saluti.
Modena, 01 Febbraio 2010
Dott. Geol. Pier Luigi Dallari
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