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Comune THIENE
Provincia VICENZA
Committente
LIDL ITALIA S.r.l.
Oggetto
Progetto di nuovo edificio commerciale in
Comune di THIENE: RELAZIONE GEOLOGICA E GEOTECNICA
Data 08 agosto 2019
Il Direttore Tecnico dott. geol. Marco Daguati
2
INDICE
PREMESSA ... 3
PARTE PRIMA: STUDIO GEOLOGICO ... 4
1.1 Inquadramento geologico, geomorfologico e idrogeologico ... 4
1.2 Pericolosità idraulica ... 5
1.3 Inquadramento sismico... 6
1.4 Vincoli e compatibilità geologica... 6
ALLEGATI 1 – 2 ... 6
PARTE SECONDA: STUDIO SISMICO ... 9
2.1 Indagine geofisica con la metodologia MASW: descrizione del metodo e della strumentazione utilizzata ... 10
2.2 Definizione della categoria di sottosuolo ai sensi delle NTC18 ... 15
2.3 Spettro di risposta elastico secondo la normativa antisismica ... 16
2.4 Analisi del potenziale di liquefazione dei terreni di fondazione ... 18
PARTE TERZA: STUDIO GEOTECNICO ... 20
3.1 Indagine geognostica: modalità esecutive e criteri interpretativi ... 20
3.2 Modello geotecnico di riferimento ... 27
3.3 Valutazione degli Stati Limite Ultimi (SLU) e di Esercizio (SLE) geotecnico: stima della capacità portante e dei cedimenti dei terreni di fondazione ... 29
3.4 Formazione del cassonetto del piazzale e del fabbricato ... 33
3.5 Suggerimenti e considerazioni conclusive ... 35
ALLEGATO 3 – Ubicazione delle indagini e sezioni geotecniche ... 36
ALLEGATO 4 – Prove penetrometriche ... 38
ALLEGATO 5 – Sondaggi ... 44
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PREMESSA
In seno al progetto di un nuovo edificio commerciale in Comune di Thiene, la scrivente Società ha ricevuto l’incarico di definire le caratteristiche geologiche, geotecniche e sismiche dei terreni per un corretto dimensionamento delle strutture di fondazione ai sensi del D.M.
17.01.2018.
Dato lo scopo del presente lavoro, che prevede la ricostruzione geologica e geotecnica della porzione più superficiale di sottosuolo, sono state eseguite:
- n. 4 prove penetrometriche;
- n. 7 sondaggi a carotaggio continuo;
- n. 1 stendimento geofisico tipo “MASW” per definire l’azione sismica di progetto;
Nella figura seguente è indicata l’area di intervento, ubicata nel settore meridionale del centro abitato di Thiene, lungo via Marconi angolo via Degli Orti.
Figura 1 - Ubicazione dell’area di intervento (tratta da: Google Earth).
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PARTE PRIMA: STUDIO GEOLOGICO
1.1 Inquadramento geologico, geomorfologico e idrogeologico
L’area di intervento si inserisce nel settore pedemontano della Provincia di Vicenza, allo sbocco della valle del torrente Astico, al margine S-orientale del Gruppo del Novegno; la successione geologica comprende un basamento scistoso-cristallino di età Paleozoica e sequenze di copertura dal Permiano al Quaternario, a partire dalle rocce sedimentarie (Dolomia Principale e Calcari grigi del Noriglio) sino ai depositi alluvionali e fluvioglaciali, come si evince dalla cartografia geologica ufficiale (Carta Geologica d’Italia alla scala 1:100.000 - Foglio n. 37 “Bassano del Grappa”).
La morfologia è condizionata dalla giacitura degli strati e dai sistemi di faglie con orientazione circa NW-SE, che ricalcano a piccola scala (Sovrascorrimento di Santorso) quelle dei grandi lineamenti tettonici a Nord dell’area di studio (Linea delle Giudicarie).
L’area oggetto d’indagine si presenta come una superficie sub-pianeggiante ad una quota di circa 130 m s.l.m., modellata in depositi alluvionali e fluvioglaciali grossolani (ghiaia e sabbia) di fondo valle.
Figura 2 – Stralcio della “Carta Geologica d’Italia” alla scala 1:100.000, Foglio 37 “Bassano del Grappa”.
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Per quanto concerne la circuitazione idrogeologica di superficie, da informazioni provenienti da letteratura,essa risulta ospitata nei depositi sciolti quaternari di natura ghiaioso-sabbiosa, alimentata sia per infiltrazione diretta, sia dai conoidi dei principali corsi d’acqua; le acque sotterranee assumono una direzione di flusso verso quadranti meridionali mentre la soggiacenza sulla verticale dell’intervento si attesta intorno a 30-40 m da piano campagna.
1.2 Pericolosità idraulica
In Figura 5 si riporta uno stralcio della “Mappa della Pericolosità Idraulica” del Piano di Gestione del Rischio Alluvioni del Distretto Idrogeologico delle Alpi Orientali, da cui si evince come l’area di intervento non sia interessata da alcuna pericolosità per inondazione dal reticolo idrografico.
Tr=30 anni Tr=100 anni
Tr=300 anni
Figura 3 – Stralcio della “Mappa della Pericolosità Idraulica” tratta dal Piano di Gestione del Rischio Alluvioni del Distretto Idrogeologico delle Alpi Orientali.
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1.3 Inquadramento sismico
Per quanto concerne la sismicità locale, la D.C.R. Veneto 67 del 03/12/2003 classifica l’area d’intervento in zona sismica 3 (Figura 4).
Figura 3 - Classificazione sismica dei comuni del Veneto (D.C.R. Veneto 67 del 03/12/2003).
1.4 Vincoli e compatibilità geologica
L’area di intervento non è interessata da alcun vincolo di natura geologica (Allegato 1).
In merito alla compatibilità geologica, il PAT del Comune di Thiene classifica l’area come Area idonea (Allegato 2).
ALLEGATI 1 – 2
Stralci tratti dallo Studio Geologico del P.A.T. di Thiene (anno 2011):
Allegato 1: Carta dei vincoli Allegato 2: Carta delle fragilità
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Allegato 1 – Carta dei vincoli
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Allegato 2 – Carta delle fragilità
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PARTE SECONDA: STUDIO SISMICO
Facendo riferimento alla Carta delle Microzone omogenee in prospettiva sismica (MOPS) elaborata nell’ambito dello studio di Microzonazione Sismica (2017), l’area rientra nella zona 2 – Depositi prevalentemente ghiaioso-sabbiosi con spessori > 100 m e Vs 360-700 m/s - appartenente alle “zone stabili suscettibili di amplificazioni locali”.
Estratto della Carta delle MOPS con ubicazione dell’area in esame.
Per quanto sopra indicato, l’obiettivo dello studio è stato quello di definire la categoria di sottosuolo ai sensi delle NTC18 per determinare le caratteristiche geologiche proprie del sito in grado di modificare il moto sismico in superficie (modifiche della pericolosità sismica di base – amplificazioni locali); a tale scopo è stato individuato lo spettro di riposta elastico che permette una corretta progettazione strutturale in relazione alle condizioni sito-specifiche (O.P.C.M. 3274 e s.m.i; D.M. 17.01.2018).
Per il raggiungimento dell’obiettivo, è stata eseguita un’indagine sismica con la metodologia MASW, attraverso la quale è stato ricostruito l’andamento della velocità delle onde sismiche di taglio (onde S) con la profondità (Vs-profondità); quest’ultimo costituisce l’aspetto
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principale sia nella stima degli effetti sismici di sito che nella definizione dell’azione sismica di progetto, in quanto consente di conoscere l’incidenza delle locali condizioni lito- stratigrafiche nella modifica della pericolosità sismica di base.
2.1 Indagine geofisica con la metodologia MASW: descrizione del metodo e della strumentazione utilizzata
La prova MASW, messa a punto nel 1999 da ricercatori del Kansas Geological Survey (Park C.B. et al., 1999) permette di determinare in modo dettagliato l’andamento della velocità delle onde sismiche di taglio (o onde S) in funzione della profondità attraverso lo studio della propagazione delle onde superficiali di Rayleigh.
Il metodo di indagine MASW si distingue in “attivo” e “passivo” (Zywicki D.J., 1999; Park C.B., Miller R.D., 2006; Roma V., 2006):
1) Nel “metodo attivo” le onde superficiali sono prodotte da una sorgente impulsiva disposta a piano campagna e vengono registrate da uno stendimento lineare composto da numerosi ricevitori posti a breve distanza (distanza intergeofonica).
2) Nel “metodo passivo” lo stendimento presenta le stesse caratteristiche geometriche del metodo attivo ma i ricevitori non registrano le onde superficiali prodotte da una sorgente impulsiva, bensì il rumore di fondo (detto anche “microtremori”) prodotto da sorgenti naturali (vento) e antropiche (traffico, attività industriali).
Le due tecniche indagano bande spettrali differenti: mentre il metodo attivo consente di ottenere una curva di dispersione nel range di frequenza compreso tra 10 e 40 Hz e fornisce informazioni sulla parte più superficiale di sottosuolo (fino a circa 20-30 m di profondità in funzione della rigidezza del suolo), il metodo passivo consente di determinare una curva di dispersione nella banda di frequenza tra 4 e 20 Hz e fornisce informazioni sugli strati più profondi (generalmente al di sotto dei 30 m).
La combinazione delle due tecniche consente di ottenere uno spettro completo nella banda di frequenza comprese tra 4 e 40 Hz e permette una dettagliata ricostruzione dell’andamento della velocità delle onde di taglio fino a circa 30-40 m di profondità (sempre in funzione della rigidezza degli strati).
L’analisi delle onde superficiali è stata eseguita utilizzando la strumentazione classica per la prospezione sismica a rifrazione disposta sul terreno secondo un array lineare da 24 geofoni con spaziatura pari a 1.0 m (la configurazione geometrica adottata è stata dettata sia dalle
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condizioni logistiche che dalla necessità di ricostruire al meglio lo spettro di velocità delle onde superficiali di Rayleigh).
Per ottenere una buona risoluzione in termini di frequenza, oltre ad utilizzare geofoni da 4.5 Hz, è stato utilizzato un sismografo a 24 bit.
Nell’esecuzione della prova MASW attiva è stato utilizzato come sistema di energizzazione una mazza di 8 Kg battente su piattello metallico. Per aumentare il rapporto segnale/rumore si è proceduto alla somma di più energizzazioni (processo di stacking).
La sorgente è stata posta ad una distanza compresa tra 6 e 12 m dal primo geofono effettuando più energizzazioni in punti differenti (“Optimum Field Parameters of an MASW Survey”, Park C.B. et al., 2005; Dal Moro G., 2008; Dal Moro G., 2012).
Terminata l’indagine attiva, con la stessa configurazione geometrica si è passati alla registrazione dei microtremori (MASW passiva o ReMi) acquisendo in totale 10 registrazioni di rumore, ciascuna della lunghezza di 30 s.
Di seguito si riassumono le principali caratteristiche della strumentazione utilizzata per l’esecuzione della prova MASW
n° Strumentazione Caratteristiche
1 Unità di acquisizione sismografo GEOMETRICS “GEODE” a 24 bit 24 Geofoni verticali “Geospace” con f0= 4.5 Hz
1 Cavo sismico L = 60 m
1 Sorgente Mazza battente su piattello metallico
12 Figura 1: Vista dello stendimento MASW effettuato.
Elaborazione dati
I dati sperimentali, acquisiti in formato SEG-2, sono stati trasferiti su PC e convertiti in un formato compatibile (KGS format file) per l’interpretazione attraverso l’utilizzo di uno specifico programma di elaborazione (SurfSeis 5.0 della Kansas University, Park C. B., 2016).
Tale programma permette di elaborare i dati acquisiti sia con il metodo attivo che con quello passivo. L’analisi consiste nella trasformazione dei segnali registrati in uno spettro bidimensionale “phase velocity-frequency (c-f)” che analizza l’energia di propagazione delle onde superficiali lungo la linea sismica.
Gli spettri bidimensionali ottenuti dalle registrazioni con il metodo attivo e con quello passivo, elaborati in fasi separate, vengono successivamente combinati in modo da ottenere uno spettro unico.
In questo grafico è possibile distinguere il “modo fondamentale” delle onde di superficie, in quanto le onde di Rayleigh presentano un carattere marcatamente dispersivo che le differenzia da altri tipi di onde (onde riflesse, onde rifratte, onde multiple).
Inoltre, la combinazione dei due metodi MASW consente di individuare il “modo fondamentale” delle onde di superficie nel campo di frequenze compreso tra i 4 e i 40 Hz e di ottenere informazioni sia “superficiali” che “profonde”.
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Sullo spettro di frequenza viene eseguito un “picking” attribuendo ad un certo numero di punti una o più velocità di fase per un determinato numero di frequenze (si veda la curva di dispersione riportata in figura 2).
Tali valori vengono successivamente riportati su un diagramma periodo-velocità di fase per l’analisi della curva di dispersione e l’ottimizzazione di un modello interpretativo.
Variando la geometria del modello di partenza ed i valori di velocità delle onde S si modifica automaticamente la curva calcolata di dispersione fino a conseguire un buon “fitting” con i valori sperimentali.
L’analisi dello spettro bidimensionale c-f consente in questo modo di ricostruire un modello sismico monodimensionale del sottosuolo, il quale risulta costituito dall’andamento della velocità delle onde di taglio Vs in funzione della profondità.
Figura 2: Spettro bidimensionale c-f e picking della curva di dispersione utilizzata per la procedura di inversione.
Dall’inversione della curva di dispersione (relativa al “modo fondamentale” delle onde superficiali di Rayleigh) si ottiene il seguente modello medio di velocità delle onde sismiche di taglio con la profondità, rappresentativo dell’area investigata:
14 Strato Spessore [m] Vs [m/s]
1 0.7 329
2 0.9 298
3 1.2 306
4 1.5 329
5 1.8 455
6 2.3 532
7 2.8 435
8 3.6 604
9 4.4 702
10 5.5 654
11 6.9 573
12 6.3 763
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2.2 Definizione della categoria di sottosuolo ai sensi delle NTC18
A partire dal modello sismico monodimensionale ricostruito attraverso l’indagine geofisica effettuata, è stato possibile calcolare il valore della VS,eq, che rappresenta la velocità equivalente di propagazione delle onde di taglio fino alla profondità del bedrock sismico H (substrato con VS>800 m/s). Per depositi con profondità H del substrato superiore a 30 m, la velocità equivalente delle onde di taglio è definita dal parametro VS,30 ottenuto ponendo H=30 m nella seguente equazione (D.M. 17.01.2018 “Aggiornamento delle norme tecniche per le costruzioni”)
,
1 ,
S eq N
i
i S i
V H
h
= V
=
∑
dove hi e VS,i indicano lo spessore (in m) e la velocità delle onde di taglio dello strato i-esimo (fino al bedrock sismico o a 30 m dalla quota di imposta delle fondazioni), N il numero di strati e H la profondità del substrato con VS>800 m/s.
Poiché il bedrock sismico è posto oltre 30 m dal piano fondazionale, ai sensi delle NTC18 il valore di VS,eq coincide con il valore di VS,30 (si è assunta come quota di calcolo [q.r.] il piano di esecuzione dello stendimento sismico):
Profondità di posa delle fondazioni da q.r.
VS,eq = VS,30
[m/s] Categoria sottosuolo
0.0 m 515.0 B
1.0 m 527.4 B
2.0 m 543.9 B
Categoria Descrizione
A
Ammassi rocciosi affioranti o terreni molto rigidi caratterizzati da valori di velocità delle onde di taglio superiori a 800 m/s, eventualmente comprendenti in superficie terreni di caratteristiche meccaniche più scadenti con spessore massimo pari a 3 m
16 B
Rocce tenere e depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fina molto consistenti, caratterizzati da un miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di velocità equivalente compresi tra 360 m/s e 800 m/s.
C
Depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente consistenti con profondità del substrato superiori a 30 m, caratterizzati da un miglioramento del-le proprietà meccaniche con la profondità e da valori di velocità equivalente compresi tra 180 m/s e 360 m/s.
D
Depositi di terreni a grana grossa scarsamente addensati o di terreni a grana fina scarsamente consistenti, con profondità del substrato superiori a 30 m, caratterizzati da un miglioramento del-le proprietà meccaniche con la profondità e da valori di velocità equivalente compresi tra 100 e 180 m/s.
E
Terreni con caratteristiche e valori di velocità equivalente riconducibili a quelle definite per le categorie C o D, con profondità del substrato non superiore a 30 m.
Tabella 2: Categorie di sottosuolo (D.M. 17.01.2018).
2.3 Spettro di risposta elastico secondo la normativa antisismica
Nel presente capitolo si definiscono gli spettri di risposta elastici previsti dalla normativa antisismica vigente. La quantificazione della risposta sismica locale avviene mediante l’utilizzo di categorie di sottosuolo che consentono una stima dell’amplificazione stratigrafica, generata dalle particolari condizioni lito-meccaniche dei terreni che costituiscono l’area in esame (approccio semplificato - Cap. 3.2.2 Categorie di sottosuolo e condizioni topografiche).
Nel calcolo dell’azione sismica si è fatto riferimento a quanto contenuto nel D.M. 17.01.2018, in particolare ai capitoli 2 e 3.
Le ipotesi assunte nella definizione degli spettri di risposta elastici in accelerazione risultano
Zona sismica = 3 (D.C.R. Veneto 67 del 03/12/2003 – figura 4);
Vita nominale della struttura: VN= 50 anni;
Classe d’uso = III;
Periodo di riferimento per l’azione sismica VR= 75 anni (CU=1.5);
Valori di accelerazione massima orizzontale e dei parametri spettrali per i diversi stati limite (valori interpolati ottenuti dalla media pesata con i 4 punti della griglia di accelerazioni che comprendono il sito in esame [ED50: Lat 45.699992 - Long 11.481227]):
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PVR TR ag FO TC*
[anni] [g/10] [s]
SLO 81% 45 0.549 2.503 0.2479 SLD 63% 75 0.722 2.457 0.2612 SLV 10% 712 1.890 2.421 0.2894 SLC 5% 1462 2.433 2.409 0.2943
• Categoria di sottosuolo = B, categoria topografica = T1 (ST=1.0) e coefficiente di smorzamento viscoso ξ =5% a cui corrispondono i seguenti valori:
SS CC S TB TC TD
[s] [s] [s]
SLO 1.20 1.45 1.20 0.12 0.36 1.82
SLD 1.20 1.44 1.20 0.13 0.38 1.89
SLV 1.20 1.41 1.20 0.14 0.41 2.36
SLC 1.17 1.40 1.17 0.14 0.41 2.57
In figura 3 si riportano gli spettri di risposta elastici previsti dalla normativa antisismica per lo stato limite di salvaguardia della vita SLV e per lo stato limite di prevenzione del collasso SLC (formule riportate nel paragrafo 3.2.3.2.1).
Figura 3: Spettri di risposta elastici previsti dalla normativa antisismica per gli stati limite (SLV e SLC) - Categoria sottosuolo B.
0,00 0,10 0,20 0,30 0,40 0,50 0,60 0,70 0,80
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0
Psa [g]
Periodo [s]
SLV - suolo B SLC - suolo B
18 Figura 4: Classificazione sismica dei comuni della Regione Veneto.
2.4 Analisi del potenziale di liquefazione dei terreni di fondazione
La liquefazione è un fenomeno associato alla perdita di resistenza al taglio o a un accumulo di deformazioni plastiche in terreni saturi, prevalentemente sabbiosi, sollecitati da azioni dinamiche (terremoti) che agiscono in condizioni non drenate.
L’analisi della suscettibilità alla liquefazione di un dato sito dipende da:
• caratteristiche dell’azione sismica (intensità e durata);
• proprietà geotecniche dei terreni;
• caratteristiche litologiche dei terreni e profondità della falda.
La liquefazione di un deposito è dunque il risultato dell’effetto combinato di due principali categorie di fattori: le condizioni del terreno (fattore predisponente) e la sismicità (fattore scatenante).
Ai sensi delle NTC18 (Cap. 7.11.3.4.2) la verifica della liquefazione può essere omessa qualora si manifesti almeno una delle seguenti condizioni:
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1. Accelerazioni massime attese al piano campagna in assenza di manufatti (condizione di campo libero) <0.10g;
2. Profondità media stagionale della falda superiore a 15 m dal piano campagna;
3. Depositi costituiti da sabbie pulite con resistenza penetrometrica normalizzata (N1)60>30 oppure qc1n>180.
Per l’area in esame risulta:
Accelerazione massima orizzontale amax=0.227g (amax=ag*S – condizione SLV);
Magnitudo di riferimento MW=6.60 (la zona sismogenetica 906 denominata “Garda- Veronese”);
Falda di progetto >>15 m da piano campagna (informazioni sito-generiche di letteratura);
Poiché la soggiacenza di falda risulta maggiore di 15 m da piano campagna ed i depositi di substrato risultano costituiti in prevalenza da materiale medio-grossolani (condizioni di esclusione ai sensi delle NTC18), si può assumere che i terreni di substrato non sono soggetti a fenomeni di liquefazione in condizioni sismiche.
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PARTE TERZA: STUDIO GEOTECNICO
3.1 Indagine geognostica: modalità esecutive e criteri interpretativi
Come accennato in premessa, la campagna di indagini geotecniche si è avvalsa dei risultati di:
- 4 prove eseguite con penetrometro dinamico continuo di tipo superpesante (DPSH), spinte ad una profondità massima di ca. 5 m da piano campagna (profondità entro la quale tutte le prove hanno raggiunto il rifiuto strumentale);
- 7 sondaggi a carotaggio continuo spinti alla profondità massima di 9 m, con prove speditive in foro (S.P.T.).
L’ubicazione delle indagini è riportata in Allegato 3; si segnala che l’ubicazione delle prove è stata vincolata dalle condizioni logistiche e dal fabbricato esistente che ha impedito una più razionale distribuzione delle verticali d’indagine.
Prove penetrometriche dinamiche (SCPT)
L’indagine mediante penetrometro dinamico prevede l’infissione di una punta attraverso massa battente che esercita una energia costante per tratti consecutivi di 30 cm. Durante la prova vengono misurati il numero di colpi (Np) necessari alla penetrazione della punta; le caratteristiche tecniche dell’attrezzatura impiegata sono le seguenti:
- Peso massa battente (Maglio) M = 73 Kg - Altezza di caduta libera del maglio H = 0,75 m
- Punta conica : diametro Dp = 50,8 mm angolo apertura = 60°
- Aste: peso = 4,6 Kg/m
La documentazione allegata comprende copia delle letture delle grandezze registrate a campagna (Np).
Poiché le correlazioni esistenti in letteratura ed utilizzate per l’interpretazione delle prove penetrometriche fanno riferimento essenzialmente alle prove tipo “S.P.T.” (Nspt), i valori di Np misurati sono stati debitamente trasformati in funzione delle modalità esecutive adottate.
Per il penetrometro DPSH la relazione tra il numero di colpi Nspt (normalizzati al 60%) e i dati Np (anch’essi normalizzati) misurati alle medesime quote è:
Nspt(60%) = C*Np(60%) In cui
C=1.5-2.0 Terreni con ghiaie
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C=2.0-2.8 Terreni sabbiosi C=2.8-4.0 Argille +/- limose
In fase di rielaborazione, tuttavia, i risultati sono stati rivisti in modo critico: è bene non scordare, infatti, i limiti operativi dello strumento e la possibilità di errore insita nella misura dei valori di Np, soprattutto nel caso di ghiaie a granulometria grossolana che possono produrre valori ben più elevati della effettiva resistenza del terreno.
Per quanto concerne l’esecuzione delle prove, si rammenta che l’utilizzo del rivestimento nella prova S.C.P.T. serve essenzialmente a ridurre l’attrito sulla batteria delle aste nel caso di terreni coesivi: non esiste in letteratura una correlazione ufficialmente adottata fra il numero di colpi di punta e di rivestimento misurati e la litologia degli strati attraversati. Pertanto, sebbene l’indagine penetrometrica tipo S.C.P.T. fornisca dati geotecnici attendibili, le informazioni sulla natura litologica e granulometrica dei terreni attraversati non trovano in letteratura un supporto scientifico e derivano soprattutto dal tipo di risposta allo strumento adottato.
I metodi utilizzati per il calcolo dei parametri geotecnici (terreni incoerenti) sono i seguenti (successivamente rivisti in modo critico):
ANGOLO DI RESISTENZA AL TAGLIO φ
Per stimare questo fondamentale parametro sono stati utilizzati i seguenti metodi, confrontandone i risultati:
SHIOI & FUKUNI o “Road Bridge Specification” (1982), valido per tutti i tipi di suolo, in cui l’angolo è pari a
DE MELLO (1971): questa correlazione è valida per tutti i tipi di suolo e l’angolo si ricava da un grafico in funzione di Nspt e σvo [kg/cm2].
22 MALCEV (1964): questa correlazione è valida per i terreni sabbiosi e per qualsiasi profondità, tranne che per i primi 2 m sotto il piano campagna. L’angolo è funzione del numero di colpi e della pressione litostatica efficace, valutata in kg/cm2.
DENSITÀ RELATIVA DR.
Sono stati utilizzati in modo integrato i metodi di Gibbs e Holtz (1957), di Schultze e Mezenback (1961) e di Skempton (1986).
MODULO DI DEFORMAZIONE E.
E’ stato calcolato attraverso diversi metodi, confrontati tra loro criticamente:
BURLAND & BURBIDGE (1985): questa correlazione è valida per tutti i tipi di suolo ed il modulo si ricava in funzione di Nspt
Per Nspt = 4 E = (1,6 ÷ 2,4) * N spt Per Nspt = 10 E = (2,2 ÷ 3,4) *N spt Per Nspt = 30 E = (3,7 ÷ 5,6)* Nspt Per Nspt = 60 E = (4,6 ÷ 7,0) *Nspt
D’APOLLONIA ET AL.: questa correlazione è valida per le sabbie con ghiaia e per le sabbie sovraconsolidate. La correlazione calcola il modulo di Young senza considerare l’influenza della pressione efficace, portando così ad una diminuzione del valore di E con la profondità.
Per ghiaia + sabbia E= 7,71* Nspt +191 Per sabbia SC E= 10,63* Nspt + 375
WEBB: questa correlazione è valida solo per le sabbie sotto falda e per le sabbie con fine plastico:
23 Per sabbia satura E= 4,87 * Nspt + 73
Per sabbia con fine plastico E = 3,22* Nspt +16
SCHMERTMANN (1978): Definisce il valore del modulo di Young utilizzando la seguente correlazione empirica:
E (t/mq) = 2 x B x Nspt con
Nspt = numero di colpi medio nello strato.
B = costante variabile in funzione della litologia
SCHULTZE e MENZEBACH: Definisce il valore del modulo di deformazione non considerando l’influenza della pressione efficace, che porta, a parità di Nspt, ad una diminuzione di E con la profondità:
E (kg/cmq) = 5.27 x Nspt + 76
Sondaggi a carotaggio continuo
Per ricostruire correttamente il modello geologico e geotecnico locale sono stati eseguiti n. 7 sondaggi a carotaggio continuo spinti alla profondità massima di 9 m rispetto al piano campagna, all’interno dei quali sono state eseguite alcune prove S.P.T. (Standard Penetration Test) in avanzamento, a punta aperta secondo la normativa standard ISSMFE.
Il materiale, carotato e collocato in apposite cassette catalogatrici di 5 metri cadauna, è stato descritto, valutato e fotografato. Le stratigrafie ricostruite e la documentazione fotografica sono presentate in Allegato 5.
Prove tipo S.P.T.
La prova S.P.T. consiste nell’infissione, mediante battitura con un maglio standard, di un campionatore a pareti sottili, registrando il numero di colpi necessario per produrne l’infissione, per tre intervalli di 15 cm ciascuno. Dalla prova si ottengono tre valori (N1, N2, N3): si assume quale resistenza alla penetrazione il parametro NSPT=N2+N3; ilprimo valore annotato viene scartato in quanto risente del disturbo sul fondo foro derivante dall’esecuzione del sondaggio.
In fase di elaborazione dei dati, inoltre, si deve considerare che i risultati ottenuti sono influenzati dalle modalità di esecuzione della prova, in particolare dai vari dispositivi di
24
infissione e dalla tensione verticale efficace del terreno alla profondità di esecuzione della prova. Tenendo conto di questi fattori è stato quindi calcolato il valore normalizzato di NSPT, ovvero (N1)60, mediante la seguente espressione:
SPT
N
ER N
C
N ) = ( / 60 ) ⋅ λ ⋅ (
1 60In cui:
CN = coefficiente di correzione dipendente dal valore di σ’vo [Liao & Whitman, 1986];
σ’vo = pressione efficace alla quota di esecuzione della prova;
ER = rendimento medio del dispositivo di infissione espresso in percentuale (nello specifico caso: 60%);
λ = parametro che tiene conto della perdita di energia per la lunghezza delle aste.
Di seguito si riportano i valori di resistenza (N1)60 calcolati (e corretti in modo critico) per i vari sondaggi e un grafico dei valori di (N1)60in funzione della profondità (Figura 1); nel grafico, quando i valori di Nspt sono giunti a rifiuto, è stato assunto un valore convenzionale pari a 100, non considerato per il successivo calcolo dei parametri geotecnici.
SONDAGGIO Sa
Profondità da p.c. N1 N2 N3 NSPT (N1)60 Litologia
da 4.50 a 4.95 m 14 22 19 41 41 Ghiaia sabbiosa
da 6.00 a 6.45 m Rif. - - - - Ghiaia sabbiosa
da 7.50 a 7.95 m Rif. - - - - Ghiaia sabbiosa
Risultati delle prove S.P.T. eseguite nel foro di sondaggio Sa e valori di (N1)60 calcolati.
SONDAGGIO Sb
Profondità da p.c. N1 N2 N3 NSPT (N1)60 Litologia
da 6.00 a 6.45 m 47 29 25 54 52 Ghiaia sabbioso limosa
da 9.00 a 9.45 m Rif. - - - - Ghiaia sabbiosa
Risultati delle prove S.P.T. eseguite nel foro di sondaggio Sb e valori di (N1)60 calcolati.
SONDAGGIO Sc
Profondità da p.c. N1 N2 N3 NSPT (N1)60 Litologia
da 3.00 a 3.45 m 34 23 35 58 58 Ghiaia sabbiosa
da 6.00 a 6.45 m 30 45 25 70 68 Ghiaia sabbiosa
da 9.00 a 9.45 m 13 8 17 25 20 Ghiaia sabbiosa
Risultati delle prove S.P.T. eseguite nel foro di sondaggio Sc e valori di (N1)60 calcolati.
25 SONDAGGIO Sd
Profondità da p.c. N1 N2 N3 NSPT (N1)60 Litologia
da 4.50 a 4.95 m 32 26 35 61 61 Ghiaia sabbiosa
da 6.00 a 6.45 m 40 28 28 56 54 Ghiaia sabbiosa
da 7.50 a 7.95 m Rif. - - - - Ghiaia sabbiosa
da 9.00 a 9.45 m Rif. - - - - Ghiaia sabbiosa
Risultati delle prove S.P.T. eseguite nel foro di sondaggio Sd e valori di (N1)60 calcolati.
Figura 1 – Valori di (N1)60 determinati nel corso dell’indagine in funzione della profondità.
0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 5,5 6 6,5 7 7,5 8 8,5 9 9,5 10
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 85 90 95 100
Profondità [m]
N1(60)
Sa Sb Sc Sd
26
Per la stima dei parametri geotecnici si è fatto ricorso alle correlazioni di De Mello (1971) e Shioi&Fukuni (1982) per l’angolo di attrito e alla correlazione di Schmertmann (1978) e Schultze e Menzebach per il calcolo del modulo di Young unitamente ai risultati penetrometrici.
27
3.2 Modello geotecnico di riferimento
Nella ricostruzione della stratigrafia e del modello geotecnico locale sono emersi i seguenti aspetti:
1) il substrato delle strutture in progetto è costituito da unità geotecniche che presentano caratteristiche differenti;
2) durante l’esecuzione delle prove in sito non è stata rilevata acqua sotterranea entro le profondità indagate, in accordo con le informazioni derivate dallo studio geologico del PAT che suggerisce una soggiacenza di falda maggiore di 15 m.
Sulla base delle prove eseguite è stato ricostruito il seguente modello geotecnico, rappresentativo dell’area in esame e punto di partenza per le elaborazioni successive.
Unità R Si tratta di terreno vegetale e materiale di riporto, rilevato sino a un massimo di ca. 1 m (Sb).
Unità A
E’ un discontinuo orizzonte di ghiaia sabbioso-limosa, poco addensata e di modeste proprietà geotecniche, per la quale sono stati calcolati un angolo di attrito Φ =25°-27° e un modulo di deformazione E=90- 120 kg/cm2.
Unità B
Alla base dell’unità A (o a diretto contatto con il riporto) si riconosce un deposito granulare grossolano (ghiaia e sabbia) di buone caratteristiche geotecniche, entro il quale tutte le prove penetrometriche sono giunte rapidamente a rifiuto strumentale (Φ=31°-33°; E=250-350 kg/cm2).
Sulla scorta di quanto sopra descritto, sono state valutate le risposte geotecniche dei terreni alle previste strutture di fondazione in corrispondenza della verticale Sb (rappresentato nella seguente figura), mentre la geometria delle singole unità è descritta nelle sezioni in Allegato 3.
28
29
3.3 Valutazione degli Stati Limite Ultimi (SLU) e di Esercizio (SLE) geotecnico: stima della capacità portante e dei cedimenti dei terreni di
fondazione
Nel corso della verifica di cui al presente studio, è stata calcolata la capacità portante per fondazioni dirette in condizioni di SLU (stato limite ultimo) secondo la procedura del D.M.
17.01.2018.
Per stato limite s’intende una particolare condizione raggiunta la quale l’opera non è più in grado di svolgere la funzione per cui è stata progettata. Si definisce come stato limite ultimo (SLU) la condizione oltre la quale si verifica una situazione di collasso, per esempio quando il carico applicato supera la capacità portante del sistema terreno-fondazione. Il termine stato limite di esercizio viene invece usato nel caso si esamini una situazione in cui, pur non verificandosi il collasso, l’opera subisce lesioni tali da risultare inutilizzabile.
Sulla base del modello geotecnico innanzi definito e rappresentato nel precedente profilo verticale, è stata valutata la risposta geotecnica dei terreni ipotizzando una struttura di fondazione a plinto con eccentricità nulla posato entro l’Unità A e un incastro nei terreni (“D”) pari ad almeno 1.0 m.
Si precisa che non dovranno essere confusi la profondità di posa (rispetto al piano campagna) e l’“incastro nei terreni (D)”, da cui deriva il fattore “γD” (nell’espressione polinomia della formula di capacità portante); quest’ultimo esprime il contrasto al cuneo di rottura dei terreni posti sopra il piano di posa della struttura. Sarà quindi necessario valutare la presenza di eventuali massetti, pavimentazioni, vespai, riporti ecc. a lato/sopra la fondazione, i quali concorrono in modo incerto o insignificante nella determinazione della capacità portante.
Per la valutazione del carico limite, si è fatto ricorso all’espressione trinomia di Terzaghi (programma di calcolo LOADCAP), successivamente controllata con altri metodi (Meyerhof, Brinch-Hansen):
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qd = cNcsc + γ1DNq +0.5γ2BNγsγ
dove
γ1,2 = peso di volume medio rispettivamente sopra e sotto il piano di posa c = coesione del terreno
D = profondità di posa della fondazione
B = larghezza della fondazione (dimensione del lato corto)
Nc , Nq , Nγ = coefficienti adimensionali legati rispettivamente al contributo del terreno coesivo, al terreno posto sopra al piano di posa della fondazione ed agli strati di coesione nulla
sc , sγ = fattori adimensionali legati alla forma della fondazione
Le verifiche di sicurezza nei confronti degli stati limite ultimi sono state condotte tenendo conto dei coefficienti parziali per le azioni (A1), per i parametri geotecnici (M1) e per le resistenze (R3), riportati nelle tabelle 6.2.I, 6.2.II del citato D.M. 17.01.2018 (NTC2018).
Le verifiche allo SLU sono avvenute seguendo l’APPROCCIO 2, costituito dalla seguente combinazione A1+M1+R3.
Secondo normativa si raggiunge un adeguato grado di sicurezza quando risulta verificata la relazione:
Rd/Ed ≥ 1
I valori di progetto delle azioni (Ed) andranno calcolati utilizzando gli opportuni coefficienti parziali γG (carichi permanenti) e γQ (carichi variabili) da applicare, in funzione della combinazione 1 e 2, ai carichi trasmessi dalla sovrastruttura alla fondazione.
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STATI LIMITE ULITIMI (SLU) GEOTECNICI: VALUTAZIONE DELLA CAPACITA’
PORTANTE IPOTESI PROGETTUALE
Tipologia di fondazione = plinto a base quadrata con eccentricità nulla Incastro minimo della fondazione nei terreni (D) = 1.0 m
Terreni di fondazione = Unità A
Approccio 2 (A1+M1+R3)
coefficienti parziali applicati: γγ = 1; γc’=1; γφ’ = 1; γR=2.3
La resistenza Rd del sistema geotecnico ponendo Rd = qlim*(B*L)/γR è:
B [cm] L [cm] qlim [kg*cm-2] qlim [kPa] γR qlim/γR
[kg*cm-2]
qlm/γR
[kPa]
Rd [kg*103] Rd [kN]
200 200 4,07 399,13 2,3 1,77 173,54 70,78 694,14
250 250 5,07 497,20 2,3 2,20 216,17 137,77 1351,08
300 300 6,03 591,34 2,3 2,62 257,10 235,96 2313,94
350 350 6,95 681,56 2,3 3,02 296,33 370,16 3630,06
STATI LIMITE D’ESERCIZIO (SLE) GEOTECNICI: VALUTAZIONE DEI CEDIMENTI In fase di verifica, dopo aver determinato la distribuzione delle tensioni (Metodo di Newmark) prodotte da un’azione (Ed) pari alla resistenza del terreno (Rd) calcolata con l’approccio 2, sono stati stimati i cedimenti assoluti ricorrendo alla “Teoria dell’elasticità” (o Metodo semplificato di Terzaghi, 1943) (programma di calcolo “Settle 3D 4.0” di Rocscience), la cui compatibilità con la struttura in elevazione andrà verificata in fase di progettazione strutturale. I risultati sono riassunti nella seguente tabella:
B [cm] L [cm] qlim/γR
[kg*cm-2] qlm/γR [kPa] Ed [kg*103] Ed [kN] Ced. S [mm]
200 200 1,77 173,54 70,78 694,14 16-18
250 250 2,20 216,17 137,77 1351,08 24-26
300 300 2,62 257,10 235,96 2313,94 37-39
350 350 3,02 296,33 370,16 3630,06 43-45
Nel caso dei plinti di fondazione di maggiori dimensioni, per azioni (Ed) corrispondenti alle resistenze del terreno (Rd) calcolate come SLU GEO in approccio 2 sono attesi cedimenti superiori ai limiti suggeriti dalla geotecnica tradizionale (25-30mm): si consiglia, quindi, di ridurre le azioni strutturali (Ed) in condizioni di SLE al fine di contenere i cedimenti entro valori più bassi.
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Pur rammentando come i cedimenti siano funzione anche delle dimensioni della fondazione, nella seguente tabella sono stati calcolati i cedimenti riducendo (in condizioni di SLE) le pressioni sul piano di posa, mantenendo invariata la geometria della fondazione con lato B=3.5 m.
B [cm] L [cm] Ed [kg*cm-2] Ed [kPa] Ed [kg*103] Ed [kN] Cedimento S (mm)
350 350 2,00 196,13 245,00 2402,63 28-30
350 350 1,80 176,52 220,50 2162,37 25-27
350 350 1,60 156,91 196,00 1922,10 22-24
PLINTO DI FONDAZIONE
Si precisa che quello calcolato è il massimo atteso nella peggiore delle condizioni rilevate, con cedimenti significativamente più bassi in assenza dei depositi dell’unità A (localmente sostituiti dall’unità B), fattore che darà luogo a sensibili comportamenti differenziali da tenere in considerazione in sede di progettazione strutturale
Va comunque ricordato come per la determinazione degli SLE sia necessaria una interazione tra valutazioni geotecniche ed esigenze strutturali/progettuali: i cedimenti, infatti, sono funzione sia della geometria della fondazione che dei carichi applicati (azioni progettuali) mentre la massima deformazione accettabile dalla sovrastruttura non può che essere definita nel progetto strutturale.
Le informazioni sui cedimenti, pertanto, non sono da considerarsi una valutazione definitiva sugli SLE geotecnici, bensì un primo approccio indispensabile per la loro determinazione.
33
3.4 Formazione del cassonetto del piazzale e del fabbricato
Secondo il capitolato standard di LIDL, il cassonetto deve avere uno spessore di almeno 55 cm (piazzale) e di 50 cm (fabbricato) ed essere costituito da due strati:
- uno strato di fondazione, di 40 cm di spessore minimo, in misto granulare naturale o equivalente di materiale riciclato (conforme alla Circolare MinAmbiente n. 5205 del 15/07/2005);
- uno strato di base, di 15 cm (piazzale) o di 10 cm (fabbricato) di spessore, in misto granulare stabilizzato.
I terreni impiegati, gli spessori e il grado di costipamento dovranno comunque garantire, nel loro complesso, la stabilità del piazzale al passaggio dei mezzi pesanti (45 tonnellate). A compattazione avvenuta del cassonetto standard si suggerisce di ottenere le seguenti prestazioni minime:
STRATO DI FONDAZIONE: modulo di deformazione Md1 ≥ 70 MPa e grado di compattazione Md2/Md1 ≤ 2,5 verificati con prove di carico su piastra con ciclo per “strato di fondazione”; le prestazioni potranno essere ottenute anche ricorrendo a un misto granulare miscelato con cemento in percentuale da definire a cura della D.L.;
STRATO DI BASE: modulo di deformazione Md1 ≥ 80 MPa e grado di compattazione Md2/Md1 ≤ 2,2, verificati con prove di carico su piastra con ciclo per “strato di base”.
I moduli di deformazione e i rapporti fra i moduli (al primo e al secondo ciclo di carico) andranno determinati con prove di carico a doppio ciclo con piastra circolare secondo normativa CNR B.U. A. XXVI n°146 – 1992. Le prove di carico su piastra dovranno essere eseguite in ragione di una ogni 500 mq nelle corsie di maggior transito e almeno una in zona rampa (per un totale minimo di n. 4 prove di carico su piastra per ciascuno strato sull’intero piazzale e altrettante nella zona del fabbricato).
Da una prima analisi dei terreni di substrato, l’area appare parzialmente interessata da materiale di riporto, le cui caratteristiche potrebbero già rispondere ai requisiti prestazionali richiesti dagli standard progettuali di LIDL. Discorso a parte, invece, meritano le aree in cui affiorano terreni naturali, di cui non sono note le caratteristiche di deformabilità rispetto alla futura sovrastruttura rappresentata dal cassonetto.
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Secondo la buona pratica geotecnica salvo diverse e più restrittive prescrizioni motivate in sede di progettazione dalla necessità di garantire la stabilità del rilevato, il modulo di deformazione Md, determinato sul piano di posa (naturale o bonificato) secondo la norma CNR 146/92 al primo ciclo di carico nell'intervallo compreso tra 0,05÷0,15 N/mm2, deve risultare non inferiore a:
- 15 Mpa (valore minimo per consentire il corretto costipamento degli strati soprastanti), quando la distanza del piano di posa del rilevato rispetto al piano di appoggio della pavimentazione è maggiore di 2,00 m;
- 20 Mpa, quando la distanza del piano di posa del rilevato rispetto al piano di appoggio della pavimentazione è compresa tra 1,00 e 2,00 m;
- 30 Mpa, quando la distanza del piano di posa del rilevato rispetto al piano di appoggio della pavimentazione è compresa tra 0.50 e 1,00 m;
- per distanze inferiori a 0.50 m si applicano i requisiti richiesti ai sottofondi.
Sarà quindi necessario verificare preventivamente i moduli di deformazione dei terreni di sottofondo alla sovrastruttura (cassonetto); in difetto rispetto alle prestazioni sopra indicate, si dovranno adottare specifici interventi volti a migliorare le caratteristiche del piano di appoggio del rilevato.
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3.5 Suggerimenti e considerazioni conclusive
Sulla scorta di quanto sopra definito, in fase progettuale ed esecutiva sarà necessario rammentare quanto segue:
1. La capacità portante di un terreno, e conseguentemente la sua resistenza, è funzione diretta oltre che delle caratteristiche geotecniche anche della geometria della fondazione; qualora venissero significativamente variate le caratteristiche geometriche rispetto a quelle ipotizzate sarà necessario verificare nuovamente la risposta geotecnica.
2. Nel caso di carichi eccentrici agenti sulla fondazione, dovrà essere debitamente valutata la riduzione delle prestazioni geotecniche che da essi può derivare.
3. Per quanto concerne gli stati limite d’esercizio, questi consentiranno di definire forma, dimensioni e rigidezza della struttura di fondazione nel rispetto delle esigenze progettuali dell’opera. Come per la capacità portante, anche l’entità dei cedimenti calcolata nei paragrafi precedenti deve intendersi come una stima di primo riferimento per la definizione dello stato limite di esercizio (ai sensi della normativa vigente), da rivedersi in funzione della compatibilità con i requisiti prestazionali della struttura in elevazione.
4. Si ricorda che l’unità A si presenta discontinua sull’area d’indagine, sostituita frequentemente dai depositi di migliori caratteristiche geotecniche dell’unità B che, se affioranti direttamente sul piano di fondazione, potranno migliorare sensibilmente le reazioni geotecniche rispetto a quelle calcolate (sia in termini di SLU che di cedimenti). Si rammenta infine che, a causa del fabbricato esistente, non è stato possibile indagare buona parte del sedime del futuro edificio commerciale; si suggerisce quindi, al termine delle demolizioni, di verificare la natura dei depositi di substrato nella porzione di area oggi non investigabile, adattando, nel caso, il dimensionamento delle strutture di fondazione.
Codogno, 08.08.2019 GEOLAMBDA Engineering S.r.l.
dott. geol. Marco Daguati
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ALLEGATO 3 – Ubicazione delle indagini e sezioni geotecniche
Sondaggi geognostici (S) Prove penetrometriche (DPSH)
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Sezione AA
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ALLEGATO 4 – Prove penetrometriche
Prova penetrometrica P. 1 Prova penetrometrica P. 2
Prova penetrometrica P. 3 Prova penetrometrica P. 4
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REGISTRAZIONI STRUMENTALI DEI VALORI PENETROMERICI e RELATIVA CORRELAZIONE TRA LE UNITA’ GEOTECNICHE
Unità geotecniche
DPSH P.1 DPSH P.2 DPSH P.3 DPSH P.4
Prof. (m) Nscpt Prof. (m) Nscpt Prof. (m) Nscpt Prof. (m) Nscpt
Unità R 0,3 19 0,3 13 0,3 22 0,3 5
Unità A
0,6 6 0,6 19 0,6 16 0,6 12
0,9 3 0,9 8 0,9 7 0,9 17
1,2 6 1,2 7 1,2 7 1,2 19
1,5 6 1,5 10 1,5 6 1,5 16
Unità B
1,8 11 1,8 16 1,8 16 1,8 14
2,1 28 2,1 21 2,1 18 2,1 23
2,4 46 2,4 17 2,4 24 2,4 28
2,7 Rif. 2,7 19 2,7 26 2,7 24
3,0 3,0 22 3,0 22 3,0 38
3,3 3,3 28 3,3 26 3,3 Rif.
3,6 3,6 24 3,6 20 3,6
3,9 3,9 29 3,9 19 3,9
4,2 4,2 50 4,2 25 4,2
4,5 4,5 Rif. 4,5 48 4,5
4,8 4,8 4,8 Rif. 4,8
40
PROFILI PENETROMETRICI
41
42
43
44
ALLEGATO 5 – Sondaggi
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Foto 1: ubicazione del sondaggio Sa
Foto 2: sondaggio Sa da 0 a 5 m
Foto 3: sondaggio Sa da 5 a 9 m
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Foto 4: ubicazione del sondaggio Sb
Foto 5: sondaggio Sb da 0 a 5 m
Foto 6: sondaggio Sb da 5 a 9 m
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Foto 7: ubicazione del sondaggio Sc
Foto 8: sondaggio Sc da 0 a 5 m
Foto 9: sondaggio Sc da 5 a 9 m
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Foto 10: ubicazione del sondaggio Sd
Foto 11: sondaggio Sd da 0 a 5 m
Foto 12: sondaggio Sd da 5 a 9 m
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53
Foto 13: ubicazione del sondaggio Se
Foto 14: sondaggio Se da 0 a 3 m
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Foto 15: ubicazione del sondaggio Sf
Foto 16: sondaggio Sf da 0 a 3 m
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Foto 17: ubicazione del sondaggio Sg
Foto 18: sondaggio Sg da 0 a 3 m
