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Studio Geologico Dott. Geol. Andrea Carpena pag. 1 Uffici: V.Fioruzzi, 15 – 29121 Piacenza (tel. 0523/716923-0523/454042) fax: 0523/462427
E-mail: [email protected] – P.IVA n.01177410337 (Iscriz. Albo Professionale Geologi Emilia Romagna n. 636)
INDICE
1. INTRODUZIONE ............................................................................................................................ 3
2. INQUADRAMENTO GEOLOGICO – GEOMORFOLOGICO ......................................................... 6
3. INQUADRAMENTO IDROGRAFICO E IDROGEOLOGICO.......................................................... 8
4. ANALISI SISMICA ........................................................................................................................ 13
5. ASSETTO SISMOTETTONICO .................................................................................................... 13
6. SISMICITA’ DI BASE .................................................................................................................... 16
7. ANALISI DEI MICROTREMORI ................................................................................................... 22
7.1 Descrizione del metodo ......................................................................................................... 22
7.2 Strumentazione e criteri di acquisizione ................................................................................ 23
7.3 Elaborazione dati ................................................................................................................... 24
8. CALCOLO DELLE Vs30 ............................................................................................................... 26
9. RISPOSTA SISMICA LOCALE – INDIRIZZI METODOLOGICI DELLA D.R. 112/2007 .............. 28
10. INDAGINI GEOGNOSTICHE .................................................................................................... 31
10.1 Prova penetrometrica statica di tipo meccanico CPT ....................................................... 31
11. PARAMETRIZZAZIONE GEOTECNICA ................................................................................... 34
11.1 Appendice alla determinazione del coefficiente di Winkler ............................................... 37
12. CALCOLO DELLA RESISTENZA DI PROGETTO DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI ...... 39
13. INDAGINE HVSR ...................................................................................................................... 47
13.1 Premessa........................................................................................................................... 47
13.2 Strumentazione e acquisizione ......................................................................................... 47
13.3 Elaborazione ...................................................................................................................... 49
14. VERIFICA DELLA POSSIBILITA’ DI OCCORRENZA DI FENOMENI DI LIQUEFAZIONE ..... 51
14.1 Premessa e riferimenti normativi ....................................................................................... 51
14.2 Analisi numeriche – impostazione metodologica .............................................................. 53
14.2.1 Metodo di Robertson e Wride (1998) ........................................................................ 53
15. CONCLUSIONI .......................................................................................................................... 60
ALLEGATI
Elaborazione prove penetrometriche statiche (CPT)
FIGURE
Fig. 1 Inquadramento territoriale scala 1:10.000 – 1:2.000 (formato A3)
Fig. 2 Estratto dalla Carta geologica regionale scala 1:5.000 (formato A3)
Fig. 3 Ubicazione delle indagini scala 1:1.000 (formato A3)
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DOCUMENTAZIONE E BIBLIOGRAFIA DI RIFERIMENTO
Norme, raccomandazioni generali, Decreti Ministeriali e Delibere Regionali
1. D.M. 14.01.2008: "Norme tecniche per le costruzioni".
2. Circ. Ministero Infrastrutture e Trasporti 02/02/2009 n. 617 – Istruzioni per l’applicazione
delle «Nuove Norme Tecniche per le costruzioni» di cui al DM 14/01/2008.
3. Delibera Regione Emilia Romagna nr. 112 del 02 maggio 2007.
4. Associazione Geotecnica Italiana: Atti del XVII Convegno Nazionale di Geotecnica, 1989.
5. Associazione Geotecnica Italiana: Atti del XIX Convegno Nazionale di Geotecnica, 1995.
Articoli e libri generali
6. Cestari F.: Prove geotecniche in sito; Geo-Graph Ed., Segrate, 1990.
7. T. William Lambe-Robert V. Whitman: Meccanica dei terreni, 1997 (Ed. Flaccovio).
8. K. Terzaghi-R.B. Peck: Geotecnica, 1974 (Ed. Utet).
9. John Atkinson: Geotecnica-meccanica delle terre e fondazioni, 1993 (Ed. McGraw-Hill).
10. Renato Lancellotta: Geotecnica, 1987 (Ed. Zanichelli).
11. Maurizio Tanzini: L’Indagine Geotecnica, 2002 (Ed. Flaccovio).
12. Roberto Nova: Fondamenti di meccanica delle terre, 2002 (Ed. McGraw-Hill).
13. Pietro Colombo: Elementi di Geotecnica, 1974 (Ed. Zanichelli).
14. Giulio Riga: La liquefazione dei terreni, 2007 (Ed. Flaccovio).
15. Giulio Riga: LIQUESAB, 2007 (Ed. Flaccovio).
16. Dati climatologici estratti dalle banche dati della Regione Emilia Romagna.
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1. INTRODUZIONE
Su incarico del Comune di Gossolengo, è stato eseguito uno studio geologico, geotecnico e sulla pericolosità sismica relativa ai lavori di ampliamento della scuola d’infanzia sita in Via della Cooperazione, nr. 36 nel Comune di Gossolengo, Provincia di Piacenza.
Fig. 1 – Inquadramento territoriale da foto satellitare (AGEA 2011).
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In particolare l’intervento prevede l’ampliamento della struttura esistente sul lato orientale (Fig. 2), con la posa di una platea in C.A. di spessore di 30 cm, per un’estensione di circa 6 x 32,81 metri (Fig. 3).
Fig. 2 – Prospetto anteriore della scuola d’infanzia.
Fig. 3 – Schema della platea di base per il nuovo ampliamento.
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Per le finalità appena sopra dette, il lavoro è stato sviluppato attraverso l’esecuzione delle seguenti fasi elencate in ordine cronologico:
• inquadramento geologico – geomorfologico – idrogeologico e sismico dell’area di studio con relativa produzione di carte tematiche in scale adeguate;
• esecuzione di indagini geognostiche mediante l’esecuzione di nr. 2 prove penetrometriche statiche (CPT), ubicate in modo idoneo in relazione all’estensione dell’area di sedime del futuro progetto di ampliamento;
• esecuzione di un’analisi sismica dei microtremori (metodo ReMI), finalizzata al calcolo delle Vs30 e alla definizione del suolo di fondazione e dei fattori di amplificazione (FA), sulla base del DM del 14 gennaio 2008;
• parametrizzazione geotecnica dei terreni individuati dall’elaborazione delle indagini geognostiche;
• calcolo della Resistenza di progetto (Rd) del complesso terreno-fondazione, secondo geometrie fondazionali forniteci dai Progettisti;
• calcolo della frequenza fondamentale di risonanza del terreno (indagine HVSR); • verifica della possibilità di occorrenza dei fenomeni di liquefazione.
NOTA: Il presente studio è stato anche inquadrato nell’ambito delle procedure proposte
dalla Regione Emilia Romagna e contenute nella Delibera n. 112 del 02 maggio 2007, che
fornisce gli indirizzi e i criteri attuativi per la valutazione della risposta sismica locale e per la
microzonazione sismica del territorio. Tali indirizzi si basano sulle più recenti metodologie di
analisi (Allegato A alla Direttiva Regionale 112/2007) messe a punto dalla comunità
scientifica nazionale.
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2. INQUADRAMENTO GEOLOGICO – GEOMORFOLOGICO
Il quadro stratigrafico (Regione Emilia Romagna, 1998) è costituito da n. 3 Sequenze
Deposizionali principali, o Supersintemi:
Supersintema Emiliano Romagnolo (SER);
Supersintema del Quaternario Marino (Qm);
Supersintema del Pliocene medio – superiore.
Queste tre sequenze deposizionali costituiscono la risposta sedimentaria ad altrettante fasi
tettoniche regionali. L’area di studio, in particolare, ricade nel “Supersintema Emiliano
Romagnolo”. Tale ciclo quaternario continentale, risulta suddivisibile in n. 2 Unità
riconosciute e correlate a livello regionale in:
Sintema Emiliano Romagnolo Superiore (in cui ricade l’area di studio);
Sintema Emiliano Romagnolo Inferiore.
Esse sono separate da una superficie di discontinuità, spesso con discordanza angolare,
testimonianza di un’importante fase tettonica regionale.
Il Sintema Emiliano Romagnolo Superiore è caratterizzato dapprima da depositi che
testimoniano la persistenza della subsidenza, seguiti da strutture e depositi che indicano una
fase di prevalente sollevamento della catena e di conseguente erosione e terrazzamento
delle unità precedenti.
Questa unità è costituita da depositi prevalentemente grossolani, di ambiente di conoide
alluvionale ghiaiosa, di interconoide e, localmente, di piana alluvionale.
In particolare, il Sintema Emiliano Romagnolo Superiore (SES), rappresenta un’unità
alluvionale terrazzata, costituita da ghiaie prevalenti (depositi di conoide e di terrazzo
intravallivo) in corrispondenza degli apparati fluviali principali, passanti a limi prevalenti, con
rare intercalazioni di sabbia e ghiaie, nelle aree di interconoide. Nell’area in questione
raggiunge uno spessore massimo di circa 150-160 metri. L’età complessiva dell’Unità è
Pleistocene superiore – Olocene.
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Fig. 4 – Estratto della Carta geologica e geomorfologica (PSC – QC_B.01).
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A livello locale, l’area in oggetto ricade specificatamente all’interno del Subsintema di
Ravenna (AES8).
Si tratta di ghiaie sabbiose, sabbie e limi stratificati con copertura discontinua di limi-argillosi;
depositi intravallivi terrazzati e di conoide ghiaiosa. Limi e limi – sabbiosi; depositi di
interconoide. Il profilo di alterazione varia da qualche decina di cm fino ad 1 m.
Il tetto dell’unità è rappresentato dalla superficie de posizionale, per gran parte relitta,
corrispondente al piano topografico, mentre il contatto di base è discordante sulle unità più
antiche. Lo spessore massimo dell’unità è inferiore a 20 metri.
L’età è Pleistocene superiore – Olocene (post circa 18.000 anni B.P.).
Dal punto di vista prettamente geomorfologico, il lotto si presenta totalmente pianeggiante,
senza alcuna evidenza di carattere geomorfologico e nelle immediate vicinanze non sono
presenti dissesti in atto, tali da compromettere la stabilità dell’area.
3. INQUADRAMENTO IDROGRAFICO E IDROGEOLOGICO
In prossimità dell’area d’indagine, la rete idrografica minore è costituita da una serie di
rogge/scolmatori e canali irrigui artificiali gestiti dal Consorzio di Bonifica di Piacenza che
garantiscono un regolare drenaggio delle acque verso valle.
L’elemento di maggior rilievo della rete idrica superficiale è rappresentato dal Rio Gosa che
scorre a sud dell’area oggetto di studio.
Dal punto di vista idrogeologico, l’area in oggetto ricade all’interno del Gruppo Acquifero
denominato A. Si tratta di ghiaie e conglomerati, sabbie e peliti di terrazzo e conoide
alluvionale organizzati in strati lenticolari di spessore estremamente variabile, da alcune
decine di centimetri a svariati metri.
Con riferimento ai caratteri locali degli acquiferi e delle acque circolanti al loro interno, si
rileva che, nel territorio piacentino, il Gruppo A ha uno spessore che varia da 0 m sul
margine collinare (fascia Ziano – Ponte dell’Olio – Castell’Arquato) a 200 m nelle massime
depressioni (zona di Castelvetro). Lo spessore cumulativo degli orizzonti poroso –
permeabili (sabbie e ghiaie acquifere sfruttabili) va da 0 a 100 m (depocentro nell’area S.
Nazzaro – S. Pietro in Cerro – Villanova). L’acquifero è in buona parte saturato di acqua
dolce, di tipo bicarbonato – calcico.
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La ricarica avviene fondamentalmente per infiltrazione delle acque superficiali dalla pianura
medio – alta ed in corrispondenza delle conoidi recenti e degli alvei attuali. La conducibilità
idraulica, ossia la velocità del flusso idrico negli orizzonti saturi, varia da 10-3 m/s
(paleoalvei) a 10-5 m/s.
Come si può osservare nella Carta idrogeologica (Fig. 5), la zona è caratterizzata da una
soggiacenza media della falda freatica superficiale di circa 6-8 metri di profondità da piano
campagna e quindi tale da non creare interferenze con le costruzioni anche in presenza di
seminterrati.
Il flusso idrico sotterraneo ha una direzione prevalente verso NNE. Tuttavia, è bene ricordare
che a causa della stretta connessione che intercorre tra le acque di falda e le acque di alveo
e subalveo del Fiume Trebbia, sono possibili sensibili variazioni del senso di flusso della
falda; in condizioni normali il Fiume Trebbia svolge, nei confronti della falda, un’azione
drenante.
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Fig. 5 – Estratto della Carta idrogeologica (PSC – QC_B.05).
Area di studio
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Le aree di vulnerabilità delle acque all’inquinamento permettono l’individuazione delle
porzioni di pianura particolarmente sensibili alle fonti puntuali e diffuse di inquinamento
superficiale, di particolare utilità per le valutazioni di compatibilità ambientale. Si tratta della
vulnerabilità cosiddetta naturale o intrinseca, che si basa sulle caratteristiche del sottosuolo
nei primi metri di profondità, più precisamente sulla permeabilità degli orizzonti litologici
superficiali, sulla presenza di ghiaie nei primi 10 m dal piano campagna e sulla presenza di
falda libera o in pressione.
In occasione della stesura del PTCP 2000 è stata per la prima volta elaborata in formato
digitale la Carta della Vulnerabilità dell’Acquifero, redatta dalla Provincia di Piacenza
(Servizio PT-BI) sulla scorta dei dati disponibili secondo la metodologia CNR, che prevede
l’individuazione di diverse classi di vulnerabilità in riferimento a parametri di permeabilità,
profondità dell’acquifero, profondità del tetto delle ghiaie, litologia di superficie, differenti
tipologie d’acquifero (libero o confinato) e si basa sul criterio di zone omogenee (Tab. 1).
La Carta della Vulnerabilità dell’Acquifero consente la perimetrazione, nell’ambito del
territorio, di aree a differente grado di vulnerabilità, ovvero ambiti in cui gli acquiferi
sotterranei risultano più o meno protetti dallo strato insaturo sovrastante e presenta un
maggiore o minore rischio di contaminazione dall’eventuale percolazione di sostanze
inquinanti dalla superficie topografica.
Tab. 1 – Tabella della vulnerabilità (Francani, Beretta, Zavatti et Alii).
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In riferimento alla situazione idrogeologica locale, le stesse caratteristiche che rendono il
Gruppo A l’acquifero più sfruttato, ne determinano anche la più elevata vulnerabilità, sia in
termini qualitativi (immissione di sostanze inquinanti da parte dell’uomo) sia quantitativi
(frequenti, e talvolta cospicue, oscillazioni dei livelli piezometrici).
Sulla base delle cartografie allegate al Piano Strutturale Comunale vigente (Fig. 6), l’area di
studio risulta essere caratterizzata da vulnerabilità intrinseca dell’acquifero superficiale
ALTA. Le classi definite nel documento comunale sono conformi alla classificazione
succitata del PTCP 2007.
Fig. 6 – Estratto della Carta della vulnerabilità intrinseca dell’acquifero superficiale (PSC).
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4. ANALISI SISMICA
Ad integrazione, viene qui di seguito illustrato schematicamente un quadro sismotettonico
dell’area in oggetto ed un suo adeguato intorno (per ulteriori dettagli geologico – stratigrafici,
si rimanda alla consultazione dei capitoli geotecnici).
Sulla base dei dati in nostro possesso e di dati consultati presso enti, si è cercato di fornire,
in questa sede, una classificazione del suolo di fondazione sulla base della nuova
classificazione sismica del territorio nazionale.
Le procedure per la valutazione della risposta sismica locale seguono la Delibera
Regionale n. 112 del 02 maggio 2007 che fornisce gli indirizzi e i criteri attuativi per la
valutazione della risposta sismica locale e per la microzonazione sismica del territorio.
Tali indirizzi si basano sulle più recenti metodologie di analisi (Allegato A alla Direttiva
Regionale 112/2007) messe a punto dalla comunità scientifica nazionale.
5. ASSETTO SISMOTETTONICO
L’area in esame ricade nel contesto generale della Pianura Padana che costituisce nel
Mesozoico l’avanpaese comune delle catene (Alpi ed Appennini); dall’Oligocene in poi tale
area si evolve in avanfossa, prima legata al Sudalpino e poi, dal Messiniano, alla catena
appenninica.
L’avanzata delle opposte falde, sviluppatesi in due distinte fasi, hanno indotto
sprofondamenti flessurali nell’antistante avanpaese padano e il formarsi di successivi bacini
di avanfossa confinati al margine delle due catene in surrezione (Fig. 7).
Le due fosse a polarità opposta si accrescono quindi successivamente sullo stesso
avanpaese e vengono in parte a sovrapporsi.
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Fig. 7 – Tappe dell’accrezione tettonica delle Alpi Calcaree Meridionali e dell’Appennino
dall’Oligocene al Pleistocene (Castellarin et al., 1992, modif.): 1 – presunto fronte delle catene nel pre
– Oligocene; 2 – fronte delle catene nel Miocene medio; 3 – fronte delle catene nel Plio – Pleistocene.
Spesse coltri di sedimenti plio – pleistocenici ricoprono i sistemi di thrusts appenninici e
alpini (Fig. 8). Il complesso sistema frontale di accavallamento degli edifici appenninico ed
alpino è strutturato secondo faglie a cinematica inversa a basso angolo, che spesso si
manifestano morfologicamente attraverso sistemi di pieghe.
Al di sotto di questi sistemi, ad oltre 10 Km di profondità, è presente un basamento
magnetico, interessato da sovrascorrimenti ed immergente al di sotto del fronte
pedeappenninico, dove raggiunge la profondità di 14-15 Km.
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La maggior parte dei fuochi è concentrata entro i primi 10-15 Km di profondità, con un
approfondimento nel settore di Borgotaro – Pontremoli oltre il quale si hanno poi profondità
decisamente maggiori per l’area della Garfagnana (da Guide Geologiche Regionali n°6
Appennino Ligure – Emiliano).
Fig. 8 – Quadro sismotettonico della Pianura Padana.
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6. SISMICITA’ DI BASE
La sismicità storica del Comune di Gossolengo è congrua con il quadro sismotettonico
descritto nel precedente Capitolo. Le informazioni ad essa relative sono state desunte dal
Catalogo Parametrico dei Terremoti italiani, redatto grazie all’INGV dal Gruppo di lavoro
CPTI nel 2011 (CPTI-11), che elenca tutti i terremoti avvenuti dal 1000 al 2006.
La versione 2011 del catalogo CPT rappresenta un’evoluzione significativa rispetto alla
versione 2004, con particolare riferimento a contenuti e struttura.
Innanzitutto il catalogo si riferisce ad un database macrosismico (DBMI11; Locati et alii,
2011) e su una base di dati strumentali molto più ampia ed aggiornata. In aggiunta,
sviluppando quanto già avviato con le versioni CPTI08 e CPTI08aq, il catalogo contiene
anche un certo numero di record relativi a foreshock e repliche per cui sono disponibili dati
macrosismici e/o strumentali.
I terremoti più prossimi all’area di Gossolengo, estratti da questo catalogo, sono elencati
nella Tab. 2 in ordine decrescente di Magnitudo (MwM) con epicentro a distanza inferiore ai
40 km da Gossolengo (Lat: 45.004068, Lon: 9.619698) e indicati nella mappa riportata in
Fig. 9.
La sismicità è classificabile come bassa e la dimostrazione ci viene fornita dalle osservazioni
storiche, dove gli unici eventi di rilievo di Magnitudo superiore a 5 ubicati nelle vicinanze di
Gossolengo sono i primi quattro riportati nella Tab. 2. Come è possibile osservare nella
mappa in Fig. 9, i terremoti sono prevalentemente ubicati nel parmense.
L’attività sismica storica e strumentale si presume legata a singole e limitate strutture sepolte
(thrusts o elementi di svincolo trasversale di lunghezza ≤ 10 Km) appartenenti all’arco
pavese ed al prospiciente arco alpino.
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Tab. 2 – Sismicità storica nell’area di studio.
Fig. 9 – Distribuzione degli eventi sismici estratta dal catalogo parametrico dei terremoti italiani del
2011 (CPTI 11) che mostra gli epicentri dei terremoti più significativi avvenuti nell’area interessata e
zone limitrofe.
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La più recente Zonazione Sismogenetica realizzata è denominata ZS9 ed è stata elaborata
da INGV (Meletti C. e Valensise G., 2004); tale zonazione è stata utilizzata per la redazione
della Mappa della Pericolosità Sismica del territorio nazionale.
In generale, le Zone Sismogenetiche (ZS), che vanno dalla 901 alla 910, sono legate
all’interazione tettonica Adria – Europa. Il settore in cui è osservata la massima convergenza
tra le placche adriatica ed europea (904-905 e subordinatamente 906) è caratterizzato dalle
strutture a pieghe sud-vergenti e dalle faglie inverse associate del Sudalpino orientale e,
nelle aree ad est del confine friulano, da faglie trascorrenti destre con direzione NO-SE.
L’Arco appenninico settentrionale è invece stato organizzato secondo cinque fasce parallele
longitudinali alla catena.
L’area del Comune di Gossolengo, oggetto di studio, ricade nella zona sismogenetica 911
(Fig. 10). Tale Zona rappresenta il limite Nord dell’arco appenninico settentrionale, che
comprende il cosiddetto “Arco di Pavia” e tutte le strutture ad esso associate, con funzione di
svincolo cinematico del sistema tettonico supposto in migrazione verso ovest.
Lo smembramento di tale zona nelle diverse zone appenniniche longitudinali è causa di una
sismicità di livello non trascurabile.
Fig. 10 – Zonazione sismogenetica ZS9: l’Italia del Nord (da Meletti C. e Valensise G., 2004).
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In generale, la valutazione della Pericolosità sismica di un sito si realizza attraverso quattro
diverse fasi:
1) Identificazione e caratterizzazione di tutte le sorgenti di eventi sismici in grado di
produrre uno scuotimento significativo al sito. La caratterizzazione delle sorgenti
include la definizione di ogni geometria di sorgente e relativo potenziale sismico.
2) Individuazione della distribuzione di probabilità dei terremoti o relazione di ricorrenza
delle sorgenti considerate, che specifica il tasso medio di superamento di un
terremoto di definita magnitudo.
3) Valutazione dello scuotimento del suolo prodotto dagli eventi sismici attraverso le
relazioni di attenuazione.
4) Combinazione delle incertezze per ottenere la probabilità che un parametro
descrittivo dello scuotimento del terreno sia superato in un determinato intervallo
temporale.
L’analisi di pericolosità, definita anche PSHA (Probabilistic Seismic Hazard Assessment),
necessita quindi di:
• Sorgenti sismogenetiche
• Cataloghi sismici (storici e/o strumentali)
• Relazioni di attenuazione
Gli effetti di tutti i terremoti di differente magnitudo, a differente distanza, in differenti zone
sismogenetiche e a differente probabilità di occorrenza sono integrati nelle curve di
pericolosità sismica che mostrano la probabilità di eccedenza di differenti valori di un dato
parametro descrittivo dello scuotimento, ad esempio l’accelerazione, durante uno specificato
periodo di tempo.
Nuove carte sulla pericolosità sismica sono state recentemente prodotte dall’ Istituto
Nazionale di geofisica e Vulcanologia (INGV); tale cartografia, realizzata per tutto il territorio
italiano, si basano quindi su studi accurati che prevedono l’utilizzo dei dati contenuti nel
Catalogo Parametrico dei Terremoti Italiani (CPTI11), delle informazioni relative alla più
recente Zonazione Sismogenetica ZS9 e dei relativi modelli cinematici di sviluppo della
tettonica crostale, ed infine di una serie relazioni di attenuazione stimate sulla base di
misurazioni accelerometriche effettuate sia sul territorio nazionale che europeo.
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Il valore del parametro di scuotimento fornito dall’analisi di pericolosità sismica non
corrisponde quindi ad un particolare evento ma, deve essere considerato come il prodotto,
espresso in termini probabilistici, degli effetti combinati di tutti gli eventi di differente
magnitudo e distanza rappresentativi dell’intera storia sismica dell’area in esame.
La carta di riferimento per valutazioni di pericolosità sismica è rappresentata dalla
distribuzione probabilistica dell’accelerazione massima al suolo, definita PGA (Peak Ground
Acceleration) ed espressa come frazione dell’accelerazione di gravità “g”, pari a 9,81 m/sec2.
La carta che riveste una particolare importanza dal punto di vista progettuale è quella in cui il
valore di PGA è caratterizzato da tempi di ritorno di 475 anni, corrispondente ad una
probabilità di accadimento del 10% in 50 anni (Fig. 11).
Occorre tuttavia sottolineare che i valori di accelerazione massima vengono riferiti a suoli
rigidi (Vs>800 m/sec; Cat. A); per tale motivo, le carte di pericolosità sismica non tengono
conto dei possibili fenomeni di amplificazione dovuti a condizioni geologiche locali, che sono
invece oggetto delle analisi di risposta sismica locale (RSL).
Per il Comune di Gossolengo dalle carte di pericolosità sismica è possibile ottenere un
valore pari a 0,097 g per un tempo di ritorno di 475 anni.
Sulla base della documentazione allegata al Nuovo Testo Unico 2008, si riportano di seguito
i valori dei parametri ag, F0, TC* peri periodi di ritorno TR di riferimento.
Come si può notare esiste una buona coincidenza con i valori regionali sopra riportati,
specificatamente riguardo al valore di arefg per un tempo di ritorno di 475 anni.
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Fig. 11 – Mappa di pericolosità sismica del territorio nazionale espressa in accelerazione massima
riferita a suoli rigidi (Vs>800 m/sec; Cat. A) con probabilità di eccedenza del 10% in 50 anni.
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7. ANALISI DEI MICROTREMORI
7.1 Descrizione del metodo
La determinazione delle Vs30 risulta essere fondamentale per la definizione dei suoli
secondo l’inquadramento della nuova normativa tecnica in materia di progettazione
antisismica.
Per tale valutazione, oltre alla sismica in foro (downhole e crosshole) ed alla sismica di
superficie (rifrazione e riflessione ad onde S) metodi alternativi di modellazione del
sottosuolo basati sull’analisi delle onde superficiali (Rayleigh) hanno assunto importanza
progressivamente crescente negli ultimi anni.
Tra le varie tecniche disponibili, l’analisi dei microtremori risulta essere particolarmente
soddisfacente sia dal punto di vista dei risultati che dal punto di vista economico, essendo
realizzabile con procedure operative molto simili a quelle impiegate per la sismica di
superficie convenzionale.
Nel caso specifico tuttavia i tempi di registrazione dei files sismici devono essere
necessariamente più lunghi, generalmente non inferiori ai 15 secondi.
Le geometrie e la strumentazione di acquisizione devono essere in grado di fornire
informazioni sulle onde di superficie internamente ad una banda di frequenza che va dai 2 ai
40 Hz circa.
L’elaborazione del segnale consiste nel trasformare le registrazioni effettuate in spettri
bidimensionali di tipo “slowness – frequency” che permettono, attraverso un picking
manuale, la definizione di una curva di dispersione caratteristica del moto sismico in
superficie, strettamente correlata ai valori Vs relativi ai terreni prossimi alla superficie.
L’inversione di questa curva consente di ricostruire l’andamento delle velocità delle onde S
con la profondità, da cui poi risulta agevole determinare le Vs30.
Il software con cui è stato realizzata questo tipo di elaborazione è denominato ReMi e viene
prodotto dalla Optim LLC (Reno, Nevada – USA).
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7.2 Strumentazione e criteri di acquisizione
Per l’acquisizione sismica è stato impiegato un sismografo a 24 canali (GEODE) facente
parte della gamma dei prodotti Geometrics; questo strumento è dotato di un convertitore
analogico – digitale a 24 bit che permette intervalli di campionamento estremamente ridotti
(da 0.02 ms a 16 ms), di un range dinamico di sistema di ben 144 dB e di un’ampia banda di
ingresso (da 1.75 Hz a 20 kHz), in grado di riprodurre in modo molto accurato il segnale
sismico.
I sensori disposti sul terreno sono geofoni caratterizzati da una frequenza di smorzamento di
4.5 Hz. La geometria di acquisizione in campagna è stata realizzata mediante l’allineamento
di nr. 24 geofoni con spaziatura costante pari a 3 metri.
Fig. 12 – Stendimento sismico per indagine ReMi.
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7.3 Elaborazione dati
I dati, acquisiti in formato SEG-2, sono stati trasferiti su PC e convertiti in un formato
compatibile (SEGY) con il software ReMi impiegato per l’elaborazione.
Ciascuna delle registrazioni effettuate, è stata convertita in uno spettro frequency –
slowness, sul quale è stata interpretata la curva di dispersione relativa alle componenti in
frequenza dei tremori a cui è sottoposto il sottosuolo sul sito in esame.
Fig. 13 – Grafico illustrante un esempio di spettro di tipo “frequency – slowness”
e picking della curva di dispersione.
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L’inversione della curva di dispersione, ha consentito la valutazione dell’andamento delle Vs
con buona affidabilità fino a circa 40 metri di profondità.
Fig. 14 – Grafici illustranti i risultati dell’inversione della curva di dispersione stimata.
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8. CALCOLO DELLE Vs30
Per il calcolo delle Vs30, sulla base dei dati ottenuti dalle indagini dei microtremori (ReMI), è
stata impiegata la formula riportata nel D.M. del 14 gennaio 2008 “Norme Tecniche per le
Costruzioni” così di seguito enunciata:
dove hi e Vi indicano lo spessore (in metri) e la velocità delle onde di taglio (per deformazioni
di taglio γ < 10 – 6) dello strato i-esimo per un totale di N strati presenti nei 30 metri superiori.
0
10
20
30
40
0 200 400 600 800 1000
Prof
ondi
tà (m
)
Vs (m/sec)
Strato Spessore Velocità(n) (m) (m/sec)1 13,4 5572 11,4 7803 15,2 827
Vs30 = 667 m/sec
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9. NORMATIVA ANTISISMICA NAZIONALE – D.M. 14 settembre 2005
Il Territorio nazionale è stato suddiviso in quattro zone sismiche, ognuna caratterizzata da
un diverso valore di accelerazione orizzontale massima ag riferita al bedrock sismico,
espressa come frazione dell’accelerazione di gravità g (9,81 m/sec2) e caratterizzata da una
probabilità di superamento del 10% in 50 anni. I valori di ag per ciascuna zona sono riportati
nella seguente tabella:
* E’ tuttavia doveroso ricordare che, sulla base di quanto contenuto nelle ultime NTC2008 tale
classificazione non viene più menzionata.
Ai fini dell’applicazione di queste Norme viene inoltre prevista la suddivisione dei suoli di
fondazione nelle seguenti categorie:
A) formazioni litoidi o suoli omogenei molto rigidi, caratterizzati da valori di Vs30
superiori a 800 m/sec, comprendenti eventuali strati di alterazione superficiale di
spessore massimo pari a 5 metri.
B) depositi di sabbie e ghiaie molto addensate o argille molto consistenti, con
spessori di diverse decine di metri, caratterizzati da un graduale miglioramento delle
proprietà meccaniche con la profondità e da valori di Vs30 compresi tra i 360 e gli
800 m/sec.
C) depositi di sabbie e ghiaie mediamente addensate o di argille di media consistenza,
con spessori variabili da diverse decine fino a centinaia di metri, caratterizzati da
valori di Vs30 compresi tra i 180 ed i 360 m/sec.
D) depositi di terreni granulari da sciolti a poco addensati oppure coesivi da poco a
mediamente consistenti, caratterizzati da valori di Vs30 inferiori a 180 m/sec.
E) profili di terreno costituiti da strati superficiali alluvionali, con valori di Vs30 simili a
quelle dei tipi c e d e spessore compreso tra 5 e 20 metri, giacenti su di un substrato
di materiale più rigido con Vs30 maggiore di 800 m/sec.
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Sulla base degli esiti dell’indagine ReMI, per i quali le Vs30 assumono un valore di 667
m/sec, il suolo di fondazione dell’area di studio ricade nella categoria di tipo B.
L’area di studio, facente parte del Comune di Gossolengo, ricade quindi nella Zona sismica
4 ed è caratterizzata da un suolo di tipo B.
9. RISPOSTA SISMICA LOCALE – INDIRIZZI METODOLOGICI DELLA D.R. 112/2007
Lo scopo della Delibera Regionale 112/2007, emessa dalla Assemblea Legislativa della
Regione Emilia Romagna in data 2 Maggio 2007, è quello di fornire i criteri per
l’individuazione delle aree che potrebbero essere soggette ed affetti sismici locali e per la
microzonazione sismica del territorio in modo da orientare le scelte di pianificazione verso le
aree a minor rischio.
La metodologia indicata per tali tipi di studio prevede due fasi di analisi, con diversi livelli di
approfondimento.
La prima fase ha carattere qualitativo ed è diretta a identificare le parti di territorio suscettibili
di effetti locali (amplificazione del segnale sismico, cedimenti, instabilità dei versanti,
fenomeni di liquefazione, rotture del terreno, ecc.). Essa viene realizzata sulla base di rilievi,
osservazioni e valutazioni di tipo geologico e geomorfologico, svolte a scala territoriale,
associati a raccolte di informazioni sugli effetti indotti dai terremoti passati.
La seconda fase ha invece come obiettivo la microzonazione sismica del territorio indagato.
Sulla base degli scenari individuati dalle analisi svolte nel corso della prima fase, nella
seconda fase si attuano due diversi livelli di approfondimento:
a) analisi semplificata (secondo livello di approfondimento); basata, oltre che
sull’acquisizione di dati geologici e geomorfologico più dettagliati di quelli rilevati nel
primo livello, su prove geofisiche in sito e su prove geotecniche di tipo standard; essa
viene svolta nelle aree pianeggianti e sub-pianeggianti, incluse le zone di fondovalle
appenniniche, con stratificazione orizzontale e sub-orizzontale, e sui versanti stabili
con acclività minore o uguale a 15° in cui il deposito ha spessore costante
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b) analisi approfondita (terzo livello di approfondimento); richiesta nei seguenti casi (vedere
Allegato A1 della D.L. 112/2007):
• Aree soggette a liquefazione e densificazione;
• Aree instabili e potenzialmente instabili;
• Aree in cui le coperture hanno spessore fortemente variabile, come ad esempio nelle
aree pedemontane e di fondovalle a ridosso dei versanti;
• Aree in cui è prevista la realizzazione di opere di rilevante interesse pubblico.
L’analisi approfondita richiede un significativo numero di prove geofisiche e geotecniche, sia
in sito che in laboratorio, volte alla valutazione quantitativa del comportamento dei terreni
sotto sollecitazione dinamica.
Il Comune di Gossolengo ricade in Zona 4; per l’area di studio si suggerisce di non applicare
l’analisi ”approfondita”, dal momento che peraltro non rappresenta nessuno dei casi,
precedentemente elencati, critici dal punto di vista degli effetti sismici di sito.
L’analisi semplificata del secondo livello prevede la valutazione dei fattori di amplificazione
Fa sulla base delle velocità medie delle onde di taglio all’interno della copertura (VsH) o nei
primi 30 metri dalla superficie (Vs30), calcolate secondo le seguenti formule:
La Delibera Regionale 112/2007, per una analisi semplificata del secondo livello, propone
l’utilizzo di una serie di tabelle di carattere empirico che mettono in relazione i valori di VsH o
di Vs30 con i fattori di amplificazione. Le varie Tabelle rispecchiano situazioni geologiche
tipiche del territorio regionale, tra le quali occorre scegliere quella che meglio corrisponde
alle caratteristiche dell’area di studio.
I fattori stimati esprimono l’amplificazione del moto sismico al passaggio dal bedrock alla
superficie. Essi possono essere espressi sia come rapporto di PGA che come rapporto tra le
intensità spettrali calcolate sugli spettri di pseudo – velocità all’interno di due intervalli distinti:
• 0.1-0.5 sec
• 0.5-1.0 sec
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La tabella di riferimento per la valutazione dei fattori di amplificazione Fa è riportata in Fig.
15.
Fig. 15 – Tabella Vs30/F.A. in relazione al PGA ed alle Intensità Spettrali
(0.1s<T0<0.5s) e (0.5s<T0<1.0s).
La tabella è relativa ad una stratigrafia costituita da alternanze di sabbie e peliti, con
spessori anche decametrici, talora con intercalazioni di orizzonti di ghiaie di spessore anche
di decine di metri, con substrato profondo ≥ 100 metri da p.c. (Allegato A2 della D.R. 112 del
2 maggio 2007) che corrisponde, con le naturali approssimazioni insite in ogni tipo di
suddivisione o classificazione, alle conoscenze geologiche disponibili nell’area di studio
basate su pregresse indagini geognostiche.
In base al valore di Vs30 ottenuto dall’analisi dei microtremori (Cap. 8) pari a 667 m/sec, si
ottengono i seguenti fattori di amplificazione:
PGA (0.097) Fa=1,0
SI (0.1-0.5 sec) Fa=1,0
SI (0.5-1.0 sec) Fa=1,2
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10. INDAGINI GEOGNOSTICHE
10.1 Prova penetrometrica statica di tipo meccanico CPT
La prova consisterà nella misura della resistenza alla penetrazione di una punta conica di
dimensioni e caratteristiche standard, infissa a velocità costante nel terreno tramite un
dispositivo di spinta che agisce alternativamente su una batteria di aste esterna e su una
interna, alla cui estremità inferiore è connessa la punta.
Il dispositivo di spinta viene ancorato in forma tale da poter usufruire per intero della propria
capacità di spinta totale.
Il dispositivo di spinta dovrà essere un martinetto idraulico in grado di esercitare una spinta
sulla batteria di aste una spinta di 10 - 20 t, a seconda delle esigenza, ed avente una corsa
pari ad un metro.
La velocità di infissione della batteria di aste dovrà essere pari a 2 cm/s (± 0.5 cm/s) e dovrà
essere costante nel corso della prova, indipendentemente dalla resistenza offerta dal
terreno. La punta conica telescopica dovrà essere infissa indipendentemente dalla batteria
di aste esterne cave e dovrà presentare le seguenti dimensioni:
− diametro di base del cono: 37.5 mm
− angolo di apertura del cono: 60°.
La resistenza per attrito laterale fs sarà determinata con un manicotto avente superficie
laterale di 150 ÷ 200 cm2. Le aste di tipo cavo, dovranno avere diametro esterno di 36 mm.
Le astine interne a sezione piena, dovranno avere diametro inferiore di 0.5 ÷ 1 mm rispetto a
quello interno delle stesse cave.
Si dovrà verificare che all'interno delle aste cave, quando collegate fra loro, non ci siano
sporgenze in corrispondenza della estremità filettata.
Le aste interne a sezione piena dovranno scorrere senza attriti all'interno delle aste cave.
La misura verrà effettuata con un manometro con fondo scala massimo da 100 kg/cm2 ed
uno con fondo scala superiore, collegati in modo tale che il primo sia escluso
automaticamente dal circuito oleodinamico in caso di pressioni troppo elevate.
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La precisione di lettura deve essere contenuta entro i seguenti limiti massimi:
10% del valore misurato
2% del valore di fondo scala.
Il penetrometro dovrà essere posizionato opportunamente in modo da garantire la verticalità
della applicazione del carico.
La prova si eseguirà facendo avanzare le astine interne fino ad esaurire l'intera corsa della
punta e della punta + manicotto, misurando la pressione di spinta nel primo e nel secondo
caso; si faranno quindi avanzare le aste cave, fino alla chiusura della batteria telescopica,
misurando ed annotando la pressione totale di spinta.
Le misure di qc ed fs saranno discontinue, con annotazione ogni 20 cm di penetrazione.
La prova sarà quindi eseguita fino al raggiungimento dei limiti strumentali di resistenza o fino
alla profondità massima prevista dal programma delle indagini.
La prova deve essere sospesa una volta raggiunta la profondità di circa 30 m, in quanto
senza controllo degli spostamenti dalla verticale, i risultati stessi possono perdere di
significatività.
Le indagini hanno raggiunto le profondità di:
• CPT1: 4.4 metri dal piano campagna attuale dove ha dato valori di rifiuto.
• CPT2: 4.0 metri dal piano campagna attuale dove ha dato valori di rifiuto.
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Fig. 16-17 – Prove penetrometriche CPT1 E CPT2.
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11. PARAMETRIZZAZIONE GEOTECNICA
Le indagini geognostiche sono state finalizzate alla definizione dell’andamento stratigrafico e
delle proprietà fisico – meccaniche del terreno di futura edificazione.
L’indagine eseguita, unitamente ai dati bibliografici in nostro possesso, ha mostrato una
situazione litologica uniforme caratterizzata da nr. 3 livelli con proprietà geomeccaniche
relativamente omogenee.
Nel dettaglio è stata riconosciuta la seguente stratigrafia schematica:
- Livello A si tratta di terreno umifero/vegetale di circa 0.60 m di spessore.
- Livello B è caratterizzato da argilla prevalente consistente, caratterizzata da una
resistenza media alla punta Rp compresa fra 25 e 30 Kg/cm2 fino ad una
profondità di circa 1.6-2.0 m.
- Livello C si tratta di ghiaia-sabbiosa e sabbia-ghiaiosa eterometrica, molto addensata,
immersa in scarsa matrice limosa-argillosa, caratterizzata da una resistenza
media alla punta Rp compresa fra 280 e 360 Kg/cm2; dopo circa 2.4 metri di
penetrazione, si raggiungono valori tali da causare il disancoraggio della
strumentazione dato l’alto grado di addensamento dei depositi granulari.
N.B. tale livello C (granulare), da informazioni desunte da strumenti urbanistici e banche
dati provinciali (pozzi), dovrebbero estendersi, in profondità e con simili caratteristiche
geotecniche, sino a circa 30 metri da p.c.
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I valori di resistenza penetrometrica sono stati elaborati attraverso specifici programmi di
calcolo, in grado di determinare, sulla base delle correlazioni semiempiriche riconosciute in
letteratura geotecnica (Schmertmann 1970 - 1977), i parametri di resistenza al taglio e di
deformabilità.
Di seguito si riporta il modello geotecnico adottato per le successive calcolazioni. Si precisa
che la determinazione dei parametri geotecnici di riferimento dei terreni in esame è stata
condotta mediante elaborazione statistica di tutti i dati disponibili, che ha permesso di
determinare i principali elementi di statistica descrittiva della popolazione di dati, espressi da
media, valore caratteristico e deviazione standard. In particolare la variabilità statistica dei
parametri fisici è espressa da distribuzioni attorno alla media (valore caratteristico inferiore –
valore caratteristico superiore), mentre la resistenza alla penetrazione standard e alla
penetrazione statica, la densità relativa ed i parametri di resistenza e deformabilità sono
rappresentati da distribuzioni comprese tra il valore caratteristico inferiore e la media.
Tale approccio consente di tenere implicitamente conto delle ridotte dimensioni geometriche
del dato campionato (da pochi centimetri a qualche decimetro) in rapporto allo sviluppo delle
potenziali superfici di rottura (diversi metri), ed è conforme a quanto prescritto
dall’Eurocodice 7 – Progettazione geotecnica – in base a cui il valore caratteristico deve
corrispondere ad una valutazione cautelativa del valore medio assunto dal parametro
considerato all’interno del volume di terreno coinvolto nella mobilizzazione dello stato limite
ultimo.
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Sulla base delle considerazioni sopra riportate sono qui di seguito indicati i parametri
geotecnici caratteristici :
livello A (da p.c. attuale a 0.60 m): TERRENO HUMIFERO/VEGETALE
γ = 1.80 t/m3
livello B (da 0.60 a 1.60-2.00 m): TERRENO COESIVO MOLTO CONSISTENTE
γ = 1.88 t/m3
Cu = 14 – 16 t/m2
Med = 500 - 800 t/m2
livello C (da 1.60-2.00 a 4.0-4.4 m): TERRENO GRANULARE MOLTO ADDENSATO
γ = 2.10 t/m3
c' = 0 t/m2
φ' = 38 ° (ridotto a favore di sicurezza)
E = 2200 - 4500 t/m2 ν = 0.19
dove :
γ = peso di volume naturale del terreno
cu = coesione in termine di sforzi totali
φ' = angolo di attrito in termine di sforzi efficaci
E = modulo elastico
Med = modulo edometrico
ν = coeff. di Poisson
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11.1 Appendice alla determinazione del coefficiente di Winkler
Dal punto di vista fisico, come risaputo, il mezzo alla Winkler può essere assimilato ad un
letto di molle elastiche mutualmente indipendenti, o meglio ad un liquido di peso specifico k
nel quale la fondazione galleggia.
In effetti il coefficiente di reazione del terreno è, per definizione, il rapporto fra carico e
cedimento. In un terreno reale il cedimento dipende, oltre che dai valori del carico e dalle
proprietà del terreno, anche dalla forma e dalle dimensioni della fondazione e dalla
costituzione del sottosuolo.
E’ evidente quindi che il coefficiente di sottofondo K non è una proprietà solo ed
esclusivamente del terreno e quindi appare discutibile fornire valori tipici per tipo di terreno.
Inoltre la determinazione di K non è semplice in quanto spesso il terreno è stratificato, ha
diversi spessori e perciò il valore del coefficiente di sottofondo dovrebbe, almeno, dipendere
dallo spessore dello strato di terreno interessato dalle sollecitazioni e dalle sue
caratteristiche. Maggiore è lo spessore, minore sarà il valore di K.
L’uso del metodo di Winkler, nelle applicazioni, richiede pertanto un’attenta valutazione di un
appropriato valore di K da adottare, caso per caso, in funzione di fattori quali il modello del
sottosuolo e la dimensione e forma della fondazione.
Fortunatamente, i risultati del calcolo, in termini di caratteristiche della sollecitazione, non
sono molto sensibili ai valori di K; pertanto non è indispensabile una valutazione molto
accurata del parametro, ma basta una stima ragionevole.
Detto questo, riportiamo qui di seguito un range ragionevolmente rappresentativo del
coefficiente di sottofondo K (da tabella Pozzati) rispettivamente per l’Unità B e l’Unità C su
cui si deciderà di poggiare le strutture fondazionali del progetto in questione.
Unità B: K = 8.0 – 10.0 kg/cm3
Unità C: K = 10.0 – 25.0 kg/cm3
Nota: tali valori rappresentano valori puramente orientativi che potranno essere affinati e/o
modificati, attraverso successive calcolazioni, da parte dello strutturista, in base all’effettivo
stato tensionale della struttura stessa.
Si allega qui di seguito la Tabella di riferimento del Prof. Pozzato.
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Fig. 18 – Tabella di riferimento per i coefficienti di Winkler.
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12. CALCOLO DELLA RESISTENZA DI PROGETTO DELLE FONDAZIONI
SUPERFICIALI
Secondo le NTC 2008, per la valutazione della sicurezza delle costruzioni, si devono
adottare criteri probabilistici scientificamente comprovati. Nel metodo semiprobabilistico agli
stati limite, la sicurezza strutturale deve essere verificata tramite il confronto tra la resistenza
e l’effetto delle azioni.
Attraverso la verifica della sicurezza nei riguardi degli stati limite ultimi di resistenza, che
sarà effettuata in fase di progetto esecutivo sulla base di dati più specifici della struttura,
dovrà essere rispettata, per ogni stato limite ultimo, la condizione :
Rd ≥ Ed dove
Rd è la resistenza di progetto, valutata in base ai valori di progetto della resistenza dei
materiali ed ai valori nominali delle grandezze geometriche interessate;
Ed è il valore di progetto dell’effetto delle azioni, valutato in base ai valori di progetto Fdj
= Fkj*γFj delle azioni come indicato nella Normativa vigente.
La verifica della suddetta condizione deve essere 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).
I coefficienti parziali γF relativi alle azioni sono indicati nella Tab. 6.2.I, i coefficienti parziali
dei valori caratteristici dei parametri fisico-meccanici dei terreni γM sono definiti nella tabella
6.2.II e i coefficienti relativi alle resistenze sono definiti nella tabella 6.4.I.
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Il calcolo della resistenza Rd sarà effettuato seguendo i due approcci:
Approccio 1:
Combinazione 2: (A2+M2+R2) Approccio 2:
(A1+M1+R3)
NOTA
Verranno qui di seguito esplicitati nr. 2 differenti scenari di quote d’imposta fondazioni.
Il primo scenario prevede di intestare le strutture fondazionali nel livello C in prevalenza
granulare (molto addensato). In questo caso si ritiene ragionevolmente remota la possibilità
di innesco di fenomeni di cedimenti assoluti e differenziali, in relazione ai carichi indotti dalla
struttura in progetto.
Il secondo scenario prevede invece di intestare le strutture fondazionali nel livello B in
prevalenza coesivo (mediamente molto consistente).
In questa caso occorre tenere in debita considerazione, anche se minimi, i possibili
cedimenti assoluti e differenziali (soprattutto per fenomeni di essiccamento della coltre
superficiale) in relazione ai carichi indotti dalla struttura.
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IPOTESI FONDAZIONI INTESTATE SUL LIVELLO C (GRANULARE ADDENSATO)
E’ stata considerata, in questo caso, una fondazione a platea con L = 30.81 m e B = 6.0
metri, con piano di imposta D = 2.0 metri da p.c., impostando quindi le fondazioni in litologie
in prevalenza granulari mediamente addensate (livello C).
Nell'ipotesi di realizzazione di fondazioni intestate nel livello granulare, è stata valutata la
capacità portante del complesso fondazioni-terreno, secondo l'approccio di Brinch e Hansen
(1970):
Qlim = 1/2 . γ . B . Nγ . sγ . iγ . bγ . gγ + q . Nq . sq . dq. iq . bq . gq
dove:
N c-Nγ-Nq = Fattori di capacità portante, Brinch e Hansen (1961).
s c = Fattore correttivo di forma della fondazione, Vesic (1970).
i c = Fattore correttivo che tiene conto dell'inclinazione del carico, Vesic
(1970).
b c = Fattore correttivo che tiene conto dell'inclinazione della base della
fondazione, Brinch e Hansen (1970).
g c = Fattore correttivo che tiene conto dell'inclinazione del piano
campagna, Vesic (1970).
d c = Fattore dipendente dalla profondità del piano di posa, Brinch e
Hansen (1970).
q = Sovraccarico totale agente ai bordi della fondazione.
L = Lunghezza della fondazione.
B = Larghezza della fondazione.
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Ipotizzando per le costruzioni in esame:
L = 30.81 m
B = 6.0 m
D = 2.0 m
d = 0.0 m (effetto di bordo fondazione)
APPROCCIO 1 (Combinazione 2) (M2+R2) In questo approccio, i valori caratteristici dei parametri fisico-meccanici dei terreni vanno
ridotti secondo i coefficienti γM riportati nella tabella 6.2.II (Colonna M2)
Dati di input :
γ = 2.1 t/m3
φ' = 38 °
φ'(corretto) M2 = 32 °
Nγ = 30.22
Nq = 23.18
sγ = 0.92
sq = 1.12
iγ , iq = 1
bγ , bq = 1
gγ , gq = 1
dq = 1
q= γ . d = 0.0 t/m2
γR = 1.8 (coefficiente parziale R2)
Rd = 97.31 t/m2 (9.7 Kg/cm2) (951.24 KN/m2)
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APPROCCIO 2 (M1+R3) In questo approccio, i valori caratteristici dei parametri fisico-meccanici dei terreni vanno
ridotti secondo i coefficienti γM riportati nella tabella 6.2.II (Colonna M1).
Dati di input :
γ = 2.1 t/m3
φ' = 38 °
φ'(corretto) M1 = 38 °
Nγ = 78.03
Nq = 48.93
sγ = 0.92
sq = 1.15
iγ , iq = 1
bγ , bq = 1
gγ , gq = 1
dq = 1
q= γ . d = 0.0 t/m2
γR = 2.3 (coefficiente parziale R3)
Rd = 196.63 t/m2 (19.7 Kg/cm2) (1931.91 KN/m2)
Attraverso la determinazione dei carichi strutturali, non strutturali e variabili, il progettista sarà in grado di verificare o meno la condizione, per entrambi i casi sopra esposti:
Rd ≥ Ed E’ implicito che i carichi dovranno tener conto dei coefficienti moltiplicativi γF relativi alle azioni nella Tab. 6.2.I.
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IPOTESI FONDAZIONI INTESTATE SUL LIVELLO B (COESIVO MOLTO CONSISTENTE)
E’ stata considerata, in questo caso, una fondazione a platea con L = 30.81 m e B = 6.0
metri, con piano di imposta D = 1.0 metri da p.c., impostando quindi le fondazioni in litologie
in prevalenza coesive mediamente consistenti (livello B).
In ragione della plasticità dei depositi argillosi, è possibile affermare che le condizioni critiche
per la stabilità della fondazione si verificano immediatamente dopo l’applicazione dei carichi.
L’analisi di stabilità viene pertanto effettuata in “condizioni non drenate”, per le quali
l’inviluppo di rottura risulta individuato dai seguenti parametri:
Cu > 0
Φu = 0
dove:
Cu = resistenza al taglio non drenata
Φu = angolo di resistenza in termini di tensioni totali
Per quanto concerne il calcolo della capacità portante vari autori si sono espressi in merito
con relazioni empiriche.
Ai fini di questo studio è stata presa in considerazione la soluzione esposta da Brinch e
Hansen (1970), secondo la quale la capacità portante è regolata dalla seguente equazione:
Qlim = Cu * Nc * (sc*dc*i’c*bc*gc) + q
dove:
N c = Fattore di capacità portante, Brinch e Hansen (1961).
s c = Fattore correttivo di forma della fondazione, Vesic (1970).
i c = Fattore correttivo che tiene conto dell'inclinazione del carico, Vesic
(1970).
b c = Fattore correttivo che tiene conto dell'inclinazione della base della
fondazione, Brinch e Hansen (1970).
g c = Fattore correttivo che tiene conto dell'inclinazione del piano
campagna, Vesic (1970).
d c = fattore dipendente dalla profondità del piano di posa, Brinch e
Hansen (1970).
q = Sovraccarico totale agente ai bordi della fondazione.
L = Lunghezza della fondazione.
B = Larghezza della fondazione.
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Ipotizzando per le costruzioni in esame:
L = 30.81 m
B = 6.0 m
D = 1.0 m
d = 0.0 m (effetto di bordo fondazione)
APPROCCIO 1 (Combinazione 2) (M2+R2) In questo approccio, i valori caratteristici dei parametri fisico-meccanici dei terreni vanno
ridotti secondo i coefficienti γM riportati nella tabella 6.2.II (Colonna M2)
Dati di input:
Nc = 5.14
s c = 1.04
d c = 1.07
i c = 1
b c = 1
g c = 1
γ = 1.88 t/m3
q= γ * d = 0.00 t/m2.............effetto stabilizzante
Cu= 14/(1.4) = 10.0 t/m2
γR = 1.8 (coefficiente parziale R2)
Rd = 31.78 t/m2 (3.2 Kg/cm2) (313.81 KN/m2)
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APPROCCIO 2 (M1+R3) In questo approccio, i valori caratteristici dei parametri fisico-meccanici dei terreni vanno
ridotti secondo i coefficienti γM riportati nella tabella 6.2.II (Colonna M1).
Dati di input:
Nc = 5.14
s c = 1.04
d c = 1.07
i c = 1
b c = 1
g c = 1
γ = 1.88 t/m3
q= γ * d = 0.00 t/m2.............effetto stabilizzante
Cu= 14/(1) 14.0 t/m2
γR = 2.3 (coefficiente parziale R3)
Rd = 34.82 t/m2 (3.5 Kg/cm2) (343.23 KN/m2)
Attraverso la determinazione dei carichi strutturali, non strutturali e variabili, il progettista
sarà in grado di verificare o meno la condizione, per entrambi i casi sopra esposti:
Rd ≥ Ed
E’ implicito che i carichi dovranno tener conto dei coefficienti moltiplicativi γF relativi alle
azioni nella Tab. 6.2.I.
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13. INDAGINE HVSR
13.1 Premessa
L’indagine HVSR consente di calcolare la frequenza di risonanza fondamentale del sito
investigato.
L’importanza di conoscere la frequenza di risonanza del sito risiede nella necessità di
prevedere ed evitare eventuali fenomeni di risonanza tra il suolo e le strutture insistenti
durante un terremoto.
Tale informazione, ricercata anche da Nakamura con il metodo HVSR nel 1989, risulta
particolarmente preziosa al progettista delle opere civili, in quanto è opportuno dimensionare
la struttura e le sue fondazioni in maniera da evitare fenomeni di risonanza tra la struttura e il
sito sottostante. Occorre cioè evitare la coincidenza tra le frequenze naturali di vibrazione
della struttura (edificio, ponte, torre, opera di sostegno, serbatoi, ecc) e la frequenza di
risonanza del sito. Si osservi però che la struttura potrebbe andare in risonanza in
corrispondenza di diverse frequenze, corrispondenti ai vari tipi di onde: S, P, Rayleigh
(componente orizzontale piuttosto che verticale), Love. Dato che le strutture sono
generalmente più vulnerabili per la componente orizzontale del sisma, piuttosto che per la
componente verticale, allora in genere si attribuisce maggiore importanza alla frequenza di
risonanza delle onde S verticali.
13.2 Strumentazione e acquisizione
Il Tromometro digitale (Tromino) è costituito da una centralina ed un geofono a tre
componenti (velocimetri) per la registrazione dei microtremori ambientali nell’intervallo di
frequenze compreso fra 0.1 e 200 Hz.
Tale strumento è inoltre dotato di bussola per orientare l’apparato di registrazione affinché il
suo asse maggiore sia parallelo alla direzione N-S (nel caso di misure all’aperto destinate
allo studio delle successioni stratigrafiche) oppure parallelo all’asse principale degli edifici
(nel caso di misure finalizzate alla stima delle frequenze di risonanza di infrastrutture –
DIN4150).
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Fig. 19 – Tromometro digitale: centralina e geofono a tre componenti.
La tecnica, molto rapida ed efficace, è totalmente non invasiva; ciò significa che non
necessita di alcun tipo di perforazione e neppure di cavi sismici o sorgenti esterne differenti
dal rumore ambientale.
L’acquisizione è stata eseguita per un tempo di 900 secondi (15 minuti), con una frequenza
di campionamento pari a 141 Hz.
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13.3 Elaborazione
I dati acquisiti sono stati elaborati attraverso l’impiego di un software specifico (Geopsy) che
consente di analizzare le misure in sito per il calcolo della curva HVSR sperimentale e quindi
le frequenze di risonanza sperimentali del sito.
Sul grafico del segnale nel dominio del tempo sono visualizzate graficamente le finestre
temporali sulle quali il programma Geopsy esegue in automatico l’elaborazione; vengono
scartati i transienti più importanti. Al termine dell’elaborazione Geopsy mostra il grafico della
curva H/V risultante e colora in modo diverso ogni finestra temporale selezionata (Fig. 20).
Fig. 20 – Grafico del segnale nel dominio del tempo.
La curva H/V, detta di ellitticità, rappresenta il rapporto spettrale tra il segnale delle
componenti orizzontali e quello della componente verticale (Fig. 21).
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Fig. 21 – Curva H/V risultante (Geopsy).
La curva nera continua rappresenta il rapporto H/V medio, mentre le curve nere tratteggiate,
dette “curve di confidenza”, sono il risultato della moltiplicazione (curva superiore) e
divisione (curva inferiore) dei valori del rapporto H/V medio per la deviazione standard dei
valori delle singole curve H/V.
Le curve colorate sono i rapporti H/V delle singole finestre; grazie al colore è possibile
associare ogni curva alla corrispondente finestra temporale.
Le due bande grigie identificano la frequenza principale, o f0, individuata automaticamente
dal programma. La f0 del rapporto medio è esattamente al centro delle due bande, mentre
l'area coperta dalle bande è ottenuta aggiungendo e sottraendo alla f0 del rapporto medio la
deviazione standard delle f0 delle singole curve.
Nel caso specifico si ottiene f0 = 0,746523.
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14. VERIFICA DELLA POSSIBILITA’ DI OCCORRENZA DI FENOMENI DI
LIQUEFAZIONE
14.1 Premessa e riferimenti normativi
Il fenomeno della liquefazione interessa depositi sabbiosi e sabbioso-limosi saturi che
durante e immediatamente dopo una sollecitazione di tipo ciclico subiscono una drastica
riduzione della resistenza al taglio, a seguito della quale le condizioni di stabilità non sono
più garantite e la massa di terreno interessata dal fenomeno comincia ad assestarsi fino a
che la nuova configurazione del terreno non è compatibile con la diminuita resistenza al
taglio. I parametri che governano il fenomeno sono rappresentati in generale da:
condizioni di drenaggio e grado di saturazione del deposito;
granulometria del deposito;
stato di addensamento;
intensità, forma spettrale e durata delle sollecitazioni cicliche;
stato tensionale iniziale;
storia tensionale e deformativa del deposito;
fenomeni di aging.
Durante un evento sismico vengono indotte nel terreno sollecitazioni cicliche di taglio,
dovute alla propagazione delle onde sismiche verso la superficie, mentre la tensione
geostatica rimane invariata. In seguito a sollecitazioni cicliche, la struttura granulare del
terreno tende a diventare più compatta, ma essendo molto più compressibile dell’acqua, la
sollecitazione viene trasmessa all’acqua interstiziale. Se l’incremento della pressione
interstiziale è tale da raggiunge il valore della tensione geostatica di confinamento, il terreno
inizia a subire deformazioni, la cui entità dipende essenzialmente dal suo grado di
addensamento.
Se il terreno ha una modesta densità relativa la pressione interstiziale aumenterà molto
rapidamente fino a valori prossimi a quelli della tensione geostatica di confinamento e il
terreno comincerà a subire grosse deformazioni, con totale annullamento della resistenza a
taglio. Diversamente, se il terreno è addensato, esso potrà avere alla fine dei cicli di carico
una pressione interstiziale pari alla tensione geostatica di confinamento ma, poiché i terreni
addensati si deformano con aumento di volume per il fenomeno della dilatanza, la pressione
interstiziale subirà una brusca caduta e il terreno riuscirà a sviluppare una resistenza a taglio
sufficiente a sostenere le sollecitazioni applicate.
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Poiché la tensione geostatica aumenta con la profondità mentre l'ampiezza dello sforzo di
taglio indotto dal sisma diminuisce, ne consegue che la resistenza alla liquefazione di un
terreno cresce con la profondità.
Numerose evidenze sperimentali dimostrano infatti che il fenomeno della liquefazione può
generarsi fino a profondità massime di circa 20 m.
Occorre inoltre considerare che il terreno può essere soggetto a sforzi di taglio statici dovuti
alla presenza di strutture in superficie; in tali condizioni l’innesco del fenomeno della
liquefazione è condizionato anche dal rapporto tra le tensioni di taglio indotte dalla
sollecitazione sismica e quelle statiche preesistenti.
La resistenza alla liquefazione è infine influenzata dall’entità dei legami intergranulari e di
cementazione connessi a fenomeni di aging che si sviluppano nel tempo. Inoltre la struttura
di un deposito antico è in genere più stabile per gli effetti di ripetute sollecitazioni cicliche
subite nel tempo che, qualora non abbiano dato luogo a fenomeni di liquefazione, avranno
prodotto un significativo incremento della resistenza a taglio ciclica.
In caso di accertata liquefacibilità del terreno di fondazione occorrerà valutare le
deformazioni indotte e le conseguenze delle stesse sulla funzionalità delle opere previste in
progetto. Dal punto di vista normativo il vigente D.M. 16/01/96 - Norme tecniche per le
costruzioni in zone sismiche - affronta il problema della suscettibilità alla liquefazione in
modo generico, limitandosi ad affermare al punto A.2 che “devono essere eseguite indagini
specifiche per tenere conto in modo adeguato della eventualità che, in concomitanza con le
azioni sismiche, possano verificarsi, nel sottosuolo dell’opera o in zone ad essa adiacenti,
fenomeni di liquefazione” senza la definizione di requisiti di sicurezza minimi da verificare.
Nel D.M. 14/09/05 – Norme tecniche per le costruzioni – che diventerà cogente a far data dal
01 gennaio 2008, la materia è trattata approfonditamente al punto 7.4.4. e al punto 2.3 della
OPCM 3274/03 che ne costituisce documento applicativo di dettaglio, in cui si stabilisce che
un terreno è da considerare liquefacibile nel caso in cui il rapporto tra la resistenza a taglio
ciclica e lo sforzo di taglio ciclico indotto dal sisma sia inferiore a 1.25 e si indica inoltre che
“se il terreno risulta suscettibile di liquefazione e gli effetti conseguenti appaiono tali da
influire sulla capacità portante o sulla stabilità delle fondazioni, occorre procedere ad
interventi di consolidamento del terreno e/o trasferire il carico a strati di terreno non
suscettibili di liquefazione tramite fondazioni profonde”.
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14.2 Analisi numeriche – impostazione metodologica
14.2.1 Metodo di Robertson e Wride (1998)
Al fine di valutare la reale entità dei potenziali fenomeni di liquefazione, lungo lo sviluppo
dell’opera in esame, si è utilizzato il metodo semplificato di Robertson e Wride (1998), il
quale si basa sulle prove geotecniche eseguite nell’area in esame e sulla valutazione, ad
ogni quota z del deposito, compresa nei primi 20 metri, del coefficiente di sicurezza, FSL.
FSL = (CRR/CSR)
La resistenza alla liquefazione dei terreni è espressa in termini di rapporto tra la resistenza
ciclica CRR e lo sforzo di taglio ciclico, generato dalla sollecitazione sismica, espresso in
termini di rapporto di sollecitazione ciclica CSR.
Il metodo di Robertson e Wride utilizza l’indice di comportamento per il tipo di suolo Ic che
viene calcolato mediante l’utilizzo della seguente formula:
qc : resistenza alla punta misurata
σvo : tensione geostatica totale alla profondità considerata
σ'vo : tensione geostatica efficace alla profondità considerata
pa : tensione di riferimento (1 atmosfera) nelle stesse unità di σ’vo
fs: attrito del manicotto
n : esponente che dipende della granulometria del terreno.
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Inizialmente si assume n = 1, come per un suolo argilloso e si procede al calcolo di Ic.
Se il valore di Ic calcolato con n = 1.0 è superiore al valore di soglia di 2.6 il terreno è
probabilmente di natura argillosa e l’analisi si ferma dato che il terreno non è liquefacibile.
Se invece il valore calcolato di Ic è minore di 2.6 il terreno è di natura granulare e quindi
l’ipotesi assunta è errata e Ic deve essere ricalcolato nuovamente, assumendo, questa volta,
n = 0.5.
Nel caso in cui il nuovo valore di Ic risulti inferiore a 2.6 il terreno è classificabile come
granulare non plastico ed il valore di così Ic calcolato è da considerarsi corretto.
Se il valore di Ic ricalcolato è superiore a 2.6 il terreno è da considerarsi limoso e plastico. In
questo caso Ic viene ricalcolato usando un esponente n = 0.75.
Sulla base dei valori finali di Ic è possibile classificare i terreni indagati in accordo alla
seguente tabella:
Indice di terreno (Ic) Classe di terreno
Ic ≤ 1.31 sabbia ghiaiosa e sabbia addensata
1.31 < Ic ≤ 2.05 da sabbia a sabbia limosa
2.05 < Ic ≤ 2.60 da sabbia limosa a limo sabbioso
2.60 < Ic ≤ 2.95 da limo argilloso ad argilla limosa
2.95 < Ic ≤ 3.60 da argilla limosa ad argilla
Ic > 3.60 terreni organici: torbe
Il valore di Ic pari a 2.6 costituisce la soglia che separa i terreni potenzialmente liquefacibili
dai terreni non liquefacibili per i quali l’analisi può considerarsi conclusa.
Per i terreni potenzialmente liquefacibili si calcola quindi la resistenza alla penetrazione
normalizzata, a mezzo delle seguenti relazioni:
qc : resistenza alla punta misurata
pa : tensione di riferimento (1 atmosfera) nelle stesse unità di σ’vo
n : esponente funzione della granulometria del terreno (si utilizza lo stesso del calcolo di Ic)
σ'vo = tensione geostatica efficace alla profondità considerata
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La correzione alla resistenza alla punta, dovuta al contenuto di materiale fine, viene valutata
con la seguente relazione:
(qc1N)cs = Kc * qc1N
dove il fattore correttivo Kc è definito sulla base delle seguenti relazioni:
Kc = 1.0 per Ic ≤ 1.64
Kc = - 0.403 Ic4 + 5.581 Ic3 – 21.63 Ic2 + 33.75 Ic –17.88 per Ic > 1.64
A partire dai valori di (qc1N)cs si determina quindi il rapporto di resistenza ciclica per eventi di
magnitudo pari a 7.5, sulla base delle seguenti relazioni:
CRR(7.5) = 0.833 [(qc1N)cs/1000] + 0.05 per (qc1N)cs < 50
CRR(7.5) = 93 [(qc1N)cs/1000] + 0.08 per (qc1N)cs ≥ 50
Il valore di CRR(7.5) viene poi scalato in funzione della magnitudo dell’evento sismico atteso
in base alle seguenti relazioni:
CRR = CRR(7.5) * MSF
con MSF (fattore di scala per la magnitudo) calcolato come segue:
per valori di M < 7.5 il fattore correttivo MSF si ricava come media tra il valore ottenuto con
la precedente relazione ed il valore ottenuto con la seguente relazione:
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I valori del rapporto di resistenza ciclica CRR vanno confrontati con i valori del rapporto di
sollecitazione ciclica generati dal sisma di progetto CRS determinati con la seguente
relazione:
CSR = 0.65 (amax/g) (σvo/σ’vo) rd (Seed & Idriss, 1971)
amax = accelerazione massima di progetto
σvo = tensione geostatica totale alla profondità considerata
σ'vo = tensione geostatica efficace alla profondità considerata
rd = fattore di riduzione dello sforzo
Il valore di riduzione dello sforzo rd viene calcolato mediante la seguente procedura:
rd = 1 – 0.00765z se z < 9.15
rd = 1.174 – 0.00267z se 9.15<z < 23
z = profondità [m]
I valori di CSR e di CRR determinati consentono il calcolo del fattore di sicurezza alla
liquefazione FSL che permette l’immediata individuazione dei livelli di terreno realmente
soggetti a liquefazione nelle ipotesi di calcolo considerate.
Dal momento che la metodologia di calcolo adottata comporta il calcolo di valori puntuali di
FSL, al fine di determinare le condizioni di sicurezza del sito e le possibili ripercussioni in
superficie dei singoli livelli di terreno soggetti a liquefazione occorre tener conto anche dello
spessore dei singoli livelli e della loro distanza dalla superficie libera superiore.
A tale proposito si calcola un potenziale di liquefazione PL in accordo alla seguente
relazione:
PL = Σ F(z) w(z) hi (Iwasaki et al., 1982)
F(z) = funzione del fattore di sicurezza alla liquefazione FSL
w(z) = funzione della profondità;
hi = spessore dello strato considerato
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Il valore di F(z) risulta pari a:
F(z) = 0 per FSL ≥ 1
F (z) = 1 - FSL per FSL < 1
mentre la funzione di profondità w(z) si calcola in accordo alla:
w(z) = 10 – 0.5z con z = profondità [m]
La sommatoria va estesa fino alla profondità di 20 m, oltre la quale il fenomeno di
liquefazione può essere escluso.
Il valore di PL può variare tra 0 e 100, e sulla base del suo valore si può stabilire l’entità del
rischio di liquefazione secondo la seguente tabella:
PL Rischio di liquefazione
0 nullo
0 < PL ≤ 5 basso
5 < PL ≤ 15 alto
PL > 15 molto alto
Il valore di PL = 5 rappresenta la soglia oltre la quale il fenomeno della liquefazione risulta
significativo ai fini ingegneristici.
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I risultati delle analisi condotte con il metodo di calcolo di Robertson e Wride sono di
seguito sintetizzati. Il calcolo si basa sui valori di resistenza alla punta (qc) e resistenza
laterale (fs) ottenuti con la prova penetrometrica statica CPT1, spinta fino alla profondità di
4.4 metri dal p.c.
L’analisi relativa alla possibilità di occorrenza di fenomeni di liquefazione eseguita su questi
materiali è verificata, con valori di Fs (fattore di sicurezza) sempre maggiori ai valori di soglia
fissati da Robertson & Wride e dall’O.P.C.M. 3274. Inoltre si hanno:
Indice di potenziale di liquefazione (IPL) = 0,0
Rischio di liquefazione (Iwasaki et al., 1978) = molto basso
Fig. 22 – Grafico dell’andamento del Fs.
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Fig. 23 – Verifica fenomeni di liquefazione.
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15. CONCLUSIONI
In base alle indagini effettuate si può concludere quanto segue.
A. Dal punto di vista geologico, l’area in oggetto ricade all’interno del Subsintema di
Ravenna (AES8). Si tratta di ghiaie sabbiose, sabbie e limi stratificati con copertura
discontinua di limi – argillosi; depositi intravallivi terrazzati e di conoide ghiaiosa.
B. Dal punto di vista prettamente geomorfologico, il lotto si presenta totalmente
pianeggiante, senza alcuna evidenza di carattere geomorfologico e nelle immediate
vicinanze non sono presenti dissesti in atto che possano interferire con l’intervento
edificatorio previsto.
C. Dal punto di vista idrogeologico, l’area in oggetto ricade all’interno del Gruppo
Acquifero denominato A. Si tratta di ghiaie e conglomerati, sabbie e peliti di terrazzo e
conoide alluvionale organizzati in strati lenticolari di spessore estremamente variabile,
da alcune decine di centimetri a svariati metri.
D. La zona è caratterizzata da una soggiacenza media della falda freatica superficiale di
circa 6-8 metri di profondità da piano campagna; il flusso idrico sotterraneo ha una
direzione prevalente verso NNE. La vulnerabilità intrinseca dell’area è alta.
E. Dalle prove penetrometriche statiche (CPT1; CPT2) eseguite nell’area d’intervento e
da informazioni desunte da strumenti di pianificazione vigenti, si è potuto rilevare la
seguente stratigrafia schematica:
- Livello A si tratta di terreno umifero/vegetale di circa 0.60 m di spessore.
- Livello B è caratterizzato da argilla prevalente consistente, caratterizzata da una
resistenza media alla punta Rp compresa fra 25 e 30 Kg/cm2 fino ad una
profondità di circa 1.6-2.0 m.
- Livello C si tratta di ghiaia-sabbiosa e sabbia-ghiaiosa eterometrica, molto addensata,
immersa in scarsa matrice limosa-argillosa, caratterizzata da una resistenza
media alla punta Rp compresa fra 280 e 360 Kg/cm2; dopo circa 2.4 metri di
penetrazione, si raggiungono valori tali da causare il disancoraggio della
strumentazione dato l’alto grado di addensamento dei depositi granulari.
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N.B. tale livello C (granulare), da informazioni desunte da strumenti urbanistici e banche
dati provinciali (pozzi), dovrebbero estendersi, in profondità e con simili caratteristiche
geotecniche, sino a circa 30 metri da p.c.
F. Il Comune di Gossolengo ricade in Zona sismica 4. Dalle carte di pericolosità sismica
è possibile ottenere un valore di arefg pari a 0,097 g per un tempo di ritorno di 475
anni.
G. Il calcolo delle Vs30, è stato ottenuto analizzando i risultati semiempirici eseguiti
nell’area attraverso l’acquisizione di nr. 1 REMI. E’ stato pertanto ricavato un valore di
Vs30 di 667 m/sec. Per cui, sulla base della classificazione sismica dei suoli riportata
nel Testo Unico, il suolo di fondazione dell’area di studio ricade nella categoria di tipo
B.
H. In base a quanto riportato nel D.L. 112/2007, sulla base ai valori di Vs30 pari 667
m/sec, si ottengono i seguenti fattori di amplificazione:
PGA (0.097) Fa=1,0
SI (0.1-0.5 sec) Fa=1,0
SI (0.5-1.0 sec) Fa=1,2
I. Per quanto riguarda il calcolo della resistenza di progetto del complesso terreno –
fondazione (Rd) sono stati considerati nr. 2 differenti scenari di quote d’imposta
fondazioni. Il primo scenario prevede di intestare le strutture fondazionali nel livello
C in prevalenza granulare (molto addensato). In questo caso si ritiene
ragionevolmente remota la possibilità di innesco di fenomeni di cedimenti assoluti e
differenziali, in relazione ai carichi indotti dalla struttura in progetto. Il secondo
scenario prevede invece di intestare le strutture fondazionali nel livello B in
prevalenza coesivo (mediamente molto consistente). In questa caso occorre tenere
in debita considerazione, anche se minimi, i possibili cedimenti assoluti e differenziali
(soprattutto per fenomeni di essiccamento della coltre superficiale) in relazione ai
carichi indotti dalla struttura.
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IPOTESI FONDAZIONI INTESTATE SUL LIVELLO C (GRANULARE ADDENSATO)
Ipotizzando per le costruzioni in esame:
L = 30.81 m
B = 6.0 m
D = 2.0 m
d = 0.0 m (effetto di bordo fondazione)
APPROCCIO 1 (Combinazione 2) (M2+R2)
Rd = 97.31 t/m2 (9.7 Kg/cm2) (951.24 KN/m2)
APPROCCIO 2 (M1+R3)
Rd = 196.63 t/m2 (19.7 Kg/cm2) (1931.91 KN/m2)
IPOTESI FONDAZIONI INTESTATE SUL LIVELLO B (COESIVO MOLTO CONSISTENTE)
Ipotizzando per le costruzioni in esame:
L = 30.81 m
B = 6.0 m
D = 1.0 m
d = 0.0 m (effetto di bordo fondazione)
APPROCCIO 1 (Combinazione 2) (M2+R2)
Rd = 31.78 t/m2 (3.2 Kg/cm2) (313.81 KN/m2)
APPROCCIO 2 (M1+R3)
Rd = 34.82 t/m2 (3.5 Kg/cm2) (343.23 KN/m2)
Studio Geologico Dott. Geol. Andrea Carpena pag. 63 Uffici: V.Fioruzzi, 15 – 29121 Piacenza (tel. 0523/716923-0523/454042) fax: 0523/462427
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J. Attraverso l’indagine HVSR è stato possibile ricavare la curva H/V sperimentale e la
frequenza principale di risonanza del terreno pari a f0 = 0,746523.
K. L’analisi relativa alla possibilità di occorrenza di fenomeni di liquefazione, eseguita
utilizzando il metodo semplificato di Robertson e Wride (1998), che si basa sulle
prove geotecniche eseguite nell’area in esame, è verificata, con valori di Fs (fattore di
sicurezza) sempre maggiori ai valori di soglia fissati da Robertson & Wride e
dall’O.P.C.M. 3274. Inoltre si hanno:
Indice di potenziale di liquefazione (IPL) = 0,0
Rischio di liquefazione (Iwasaki et al., 1978) = molto basso
Dott. Geol. ANDREA CARPENA
(Iscrizione all’Albo Professionale dei Geologi della Regione Emilia Romagna: n. 636)
Studio Geologico Dott. Geol. Andrea Carpena Uffici: V.Fioruzzi, 15 – 29121 Piacenza (tel. 0523/716923-0523/454042) fax: 0523/462427
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ALLEGATI
Committente: Comune di Gossolengo Data: 28/04/14
Località: Ampliamento Scuola dell'Infanzia Falda (m dal p.c.): 0,00
Prof. Qc fs Rf Strat. Litologia γ σ φ Cu Eml Kg/cmq Kg/cmq % t/mc kg/cmq (°) Kg/cmq Kg/cmq
0,2 1 0,07 6,67 ====== argilla incosistente 1,7 0,01 0 0,1 80,4 21 0,60 2,86 .~.:~.:~:. limo sabb. molto consist 1,90 0,03 22 0,0 500,6 30 2,07 6,89 ====== argilla molto consistente 1,75 0,05 0 1,9 530,8 25 2,53 10,13 ====== argilla molto consistente 1,75 0,06 0 1,6 511,0 58 0,53 0,92 .°:o:.:°:. sabbia ghiaiosa mod. add 2,00 0,08 46 0,0 871,2 23 2,60 11,30 ====== argilla molto consistente 1,70 0,10 0 1,4 501,4 23 2,07 8,99 ====== argilla molto consistente 1,75 0,11 0 1,4 501,6 25 2,13 8,53 ====== argilla molto consistente 1,75 0,13 0 1,6 511,8 69 1,80 2,61 .~.:~.:~:. limo sabb. molto consist 1,90 0,14 23 0,0 1042,0 88 3,27 3,71 ~-~-~-~ limo argi. molto consist 1,90 0,16 18 0,0 1322,2 131 3,60 2,75 .~.:~.:~:. limo sabb. molto consist 1,90 0,18 22 0,0 1972,4 144 1,60 1,11 .°:o:.:°:. sabbia ghiaiosa addensata 2,00 0,20 41 0,0 2162,6 95 1,20 1,26 .:.:.:.:.:.: sabbia mod. addensata 2,00 0,22 38 0,0 1432,8 183 1,67 0,91 .°:o:.:°:. sabbia ghiaiosa addensata 2,00 0,24 46 0,0 2753,0 180 3,33 1,85 .:~:.::~.: sabbia limosa addensata 2,00 0,26 29 0,0 2703,2 185 1,47 0,79 o.°.o.°.o ghiaia sabbiosa addensata 2,00 0,28 50 0,0 2783,4 173 3,20 1,85 .:~:.::~.: sabbia limosa addensata 2,00 0,30 29 0,0 2603,6 289 2,73 0,95 .°:o:.:°:. sabbia ghiaiosa mol. add 2,00 0,32 45 0,0 4343,8 350 4,67 1,33 .:.:.:.:.:.: sabbia molto addensata 2,00 0,34 36 0,0 5254,0 305 5,60 1,84 .:~:.::~.: sabbia limosa molto add 2,00 0,36 29 0,0 4584,2 370 1,67 0,45 o°o°o°o ghiaia molto addensata 2,10 0,38 63 0,0 5554,4 375 1,53 0,41 o°o°o°o ghiaia molto addensata 2,10 0,40 65 0,0 563
PROVA PENETROMETRICA STATICA CPT1
Committente: Comune di Gossolengo Data: 28/04/14
Località: Ampliamento Scuola dell'Infanzia Falda (m dal p.c.): 0,00
Prof. Qc fs Rf Strat. Litologia γ σ φ Cu Eml Kg/cmq Kg/cmq % t/mc kg/cmq (°) Kg/cmq Kg/cmq
0,2 1 0,07 6,67 ====== argilla incosistente 1,7 0,01 0 0,1 80,4 27 1,33 4,94 =~=~=~ argilla lim. molto cons 1,75 0,03 0 1,3 510,6 35 1,53 4,38 ~-~-~-~ limo argi. molto consist 1,80 0,05 0 1,5 560,8 28 2,13 7,62 ====== argilla molto consistente 1,75 0,06 0 1,7 521,0 22 2,60 11,82 ====== argilla molto consistente 1,70 0,07 0 1,4 501,2 20 2,13 10,67 ====== argilla consistente 1,70 0,09 0 1,2 501,4 21 1,87 8,89 ====== argilla molto consistente 1,70 0,10 0 1,3 501,6 24 2,00 8,33 ====== argilla molto consistente 1,75 0,12 0 1,5 501,8 33 2,33 7,07 ====== argilla molto consistente 1,75 0,13 0 2,1 542,0 56 2,07 3,69 ~-~-~-~ limo argi. molto consist 1,80 0,15 0 2,1 842,2 78 1,20 1,54 .:.:.:.:.:.: sabbia mod. addensata 2,00 0,17 33 0,0 1172,4 132 3,33 2,53 .~.:~.:~:. limo sabb. molto consist 1,90 0,19 24 0,0 1982,6 185 1,47 0,79 o.°.o.°.o ghiaia sabbiosa addensata 2,00 0,21 50 0,0 2782,8 234 4,73 2,02 .:~:.::~.: sabbia limosa molto add 2,00 0,23 27 0,0 3513,0 190 1,33 0,70 o.°.o.°.o ghiaia sabbiosa addensata 2,00 0,25 53 0,0 2853,2 180 2,67 1,48 .:.:.:.:.:.: sabbia addensata 2,00 0,27 34 0,0 2703,4 188 2,20 1,17 .°:o:.:°:. sabbia ghiaiosa addensata 2,00 0,29 40 0,0 2823,6 292 2,80 0,96 .°:o:.:°:. sabbia ghiaiosa mol. add 2,00 0,31 45 0,0 4383,8 341 2,93 0,86 .°:o:.:°:. sabbia ghiaiosa mol. add 2,00 0,33 47 0,0 5124,0 374 1,00 0,27 o°o°o°o ghiaia molto addensata 2,10 0,35 73 0,0 561
PROVA PENETROMETRICA STATICA CPT2
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