GEO ECH - Comune di Serravalle Pistoiese · impiegati per il dimensionamento dei sistemi fognari e...

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Dott. Gianni RombenchiGeologo

GEO ECH

COMMITTENTE: PACE COSTRUZIONI S.R.L.

INDAGINE GEOLOGICA STRATIGRAFICO – GEOTECNICA E SISMICA

A SUPPORTO DEL PROGETTO ESECUTIVO DI UN FABBRICATO COSTITUITO

DA OTTO UNITA’ ABITATIVE E PARCHEGGIO PUBBLICO

DA REALIZZARSI IN VIA VECCHIA PROVINCIALE LUCCHESE

LOCALITA’ MASOTTI

COMUNE DI SERRAVALLE PISTOIESE

DOTT. GEOL. GIANNI ROMBENCHI

ORDINE GEOLOGI DELLA TOSCANA n° 1076

MONTECATINI TERME, 02.03.2012

_______________________________________________________ Dott. Geol. Gianni Rombenchi

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1 - PREMESSA

Su commissione della Società pace Costruzioni s.r.l. è stata svolta un'indagine geologica,

stratigrafico - geotecnica e sismica del sottosuolo e di compatibilità con l’assetto idrologico-idraulico

locale a supporto del progetto di un fabbricato residenziale composto da otto unità immobiliari e

relativo parcheggio pubblico da realizzarsi mediante Progetto Unitario Concordato in Via Vecchia

Provinciale Lucchese, nel Comune di Serravalle Pistoiese.

L’intervento in esame, così come risulta dagli elaborati progettuali redatti dallo Studio di

Architettura Archidue, consiste nella demolizione delle strutture edili esistenti e la realizzazione di

un fabbricato a due piani fuori terra dotato di otto unità immobiliari, oltre a parcheggi pubblici e

privati, viabilità di accesso e sistemazioni esterne a verde.

In ottemperanza a quanto richiesto dalla normativa vigente è stato eseguito l’attuale Studio

Geologico che ha avuto lo scopo di analizzare le caratteristiche morfologiche, idrogeologiche,

geolitologiche, geotecniche ed idrologico-idrauliche della zona al fine di valutare, ai sensi del

Regolamento Urbanistico Comunale e della normativa nazionale e regionale vigente per la

realizzazione dei supporti geologico-tecnici alle realizzazioni edilizie, la fattibilità generale

dell’opera in progetto e definirne nei dettagli le modalità per renderla compatibile con l’assetto

territoriale (D.M. 11.03.1988 - Min. LL.PP., Circ. LL.PP. del 24.09.1988 n° 30483, Ordinanza

P.C.M. n° 3274 del 20/03/2003, D.M. 14.09.2005, D.M. 14.01.2008, Circ. LL.PP. 617 del

02.02.2009, D.P.G.R. 36/R del 09/07/2009, DEL. R.T. 12/00 - ex DEL. 230/94, D.C.I. dell’Autorità di

Bacino del Fiume Arno n. 185/04 di adozione del Piano di Bacino del Fiume Arno, P.A.I. pubblicato

sulla G.U. n. 230 del 03/10/2005 e Carta Guida delle Aree Allagate relativa alle Norme di

Salvaguardia del Piano di Bacino del Fiume Arno D.P.C.M. 05/11/1999).

2 - INQUADRAMENTO MORFOLOGICO, GEOLOGICO ED IDROGEOLOGICO

L’area in esame si trova in corrispondenza del nucleo urbanizzato di Masotti, nel contesto

tipicamente pedecollinare e di fondovalle relativo al Torrente Stella e Fosso Caprile, ad una quota di

circa 73 m sul livello del mare.

La morfologia generale dei luoghi risulta caratterizzata da un fondovalle relativamente stretto

di tipica genesi fluviale, con pendenze verso nord-est nell’ordine dell’1 %, marginalmente delimitato

da versanti esposti a sud-est ed a nord-ovest con acclività generalmente del 15 – 17 % (TAVOLA 1).

Nel dettaglio del terreno interessato dagli interventi sono presenti condizioni morfologiche sub-

pianeggianti, che determinano una generale condizione di stabilità nei riguardi dei fenomeni


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gravitativi o erosivi del suolo (sia diffusi che concentrati), osservazione confermata anche

dall’assenza di indizi geomorfologici di instabilità potenziale o in atto, che possono interessare gli

interventi in esame.

L’assetto morfologico dell’area in esame, comunque, appare decisamente legato ai processi

alluvionali ed erosivi del Fosso Caprile e del Torrente Stella, che proprio in corrispondenza dello

sbocco nella pianura alluvionale hanno prodotto articolati depositi di origine fluviale in

corrispondenza del fondovalle. L’evoluzione geomorfologica dell’intera zona, comunque, risente in

maniera decisiva dei processi sedimentari che hanno portato al riempimento dell’antico bacino

fluvio-lacustre presente nell’area in esame nel periodo Villafranchiano (Pliocene superiore -

Quaternario).

Dal punto di vista geologico, l'area d’indagine riportata in TAVOLA 2 risulta costituita da

DEPOSITI ALLUVIONALI ATTUALI E RECENTI, prevalentemente concentrati nelle aree di fondovalle e di

pianura morfologicamente più depresse e rappresentati da sabbie limose e sabbie localmente ghiaiose

del Quaternario, che hanno avuto origine dai processi di dinamica fluviale dei corsi d’acqua della

zona e sui quali è prevista la realizzazione dell’intervento in progetto. In corrispondenza delle aree

topograficamente più rilevate e marginali all’asse vallivo, invece, sono presenti depositi detritici di

versante (talora classificati come CORPI DI FRANA) costituiti da clasti argillitici e calcarei in matrice

sabbioso-argillosa, che coprono con spessori variabili il sottostante substrato roccioso.

Quest’ultimo è costituito dalla FORMAZIONE DI SILLANO costituita dal “Complesso eterogeneo

prevalentemente argillitico”, rappresentato da argilliti grigie e nere con strati e blocchi di calcare,

spesso ad assetto caotico, di età Cretaceo – Eocene, oltre che dalla FORMAZIONE DI MONTE MORELLO

(Calcare Alberese), affiorante proprio ai margini dei rilievi prospicienti l’area d’intervento, costituito

da calcari e calcari marnosi bianchi e grigi dell’Eocene inferiore – medio (TAVOLA 2).

La natura di tali sedimenti è stata evidenziata, oltre che dal rilevamento sul posto e da

precedenti prospezioni limitrofe (schede di censimento dei dati geognostici di supporto al

Regolamento Urbanistico Comunale), dai risultati di una campagna di indagini geotecniche e

sismiche appositamente effettuate in questa sede a supporto della progettazione esecutiva delle opere,

costituite da un sondaggio geognostico con prelievo di campioni ed analisi geotecniche di

laboratorio, nonché da prospezioni sismiche di tipo MASW con elaborazione tomografica e di tipo

HVSR, che hanno permesso di individuare l’assetto stratigrafico-geotecnico generale e di dettaglio

del sottosuolo.

Relativamente agli aspetti idrogeologici (TAVOLA 3), occorre rilevare che nell’ambito del

fondovalle in cui è posto l’intervento è presente un acquifero superficiale in sedimenti sabbiosi, con

soggiacente comprese fra 2 e 3 metri dal piano di campagna, verosimilmente compatibili con la quota


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dall’alveo del Fosso Caprile e del Torrente Stella, a conferma del fatto che il livello idrico nel

sottosuolo risulta sensibile alle oscillazioni stagionali connesse al regime pluviometrico ed idraulico

dei vicini corsi d’acqua.

Nel complesso, l’assetto geologico e geomorfologico rilevato in questa sede evidenzia

condizioni di generale stabilità dell’area, peraltro confermate anche da quanto indicato nella Carta

della Pericolosità Geomorfologica di supporto al Piano Strutturale Comunale (TAVOLA 4), che

individua condizioni di bassa pericolosità (classe 2). Ciò, in riferimento alla tipologia d’intervento

previsto, comporta l’assunzione di una classe di Fattibilità Geologica 2, con normali vincoli da

precisare a livello di progetto, applicando il D.M.. 11/03/88 e le normative tecniche di settore

relativamente al dimensionando delle indagini in rapporto alla tipologia ed entità dell’intervento.

3 – CONSIDERAZIONI IDROGRAFICHE E IDRAULICHE

Nei riguardi dello smaltimento e drenaggio delle acque meteoriche della zona appare utile

evidenziare che il drenaggio superficiale avviene principalmente attraverso un sistema idrografico

costituito da collettori fognari presenti sotto le principali sedi stradali e dai corsi d’acqua Fosso

Caprile e Torrente Stella (ubicati immediatamente a sud del lotto d’intervento), convogliando i

deflussi generalmente verso nord-est, assecondando la naturale acclività del terreno.

Le condizioni di efficienza idraulica di tale sistema drenante risultano sintetizzate nella Carta

della Pericolosità Idraulica redatta a supporto del Regolamento Urbanistico comunale (TAVOLA 5),

che individua per il lotto in esame una pericolosità idraulica media (classe 3), in cui non vi sono

notizie storiche di precedenti inondazioni, ma esistono condizioni morfologiche sfavorevoli (ambito

di fondovalle di norma a quote altimetriche inferiori a 2 metri rispetto al piede esterno dell’argine o,

in mancanza, al ciglio di sponda).

Ciò, in riferimento alla tipologia d’intervento previsto, comporta l’assunzione di una classe di

Fattibilità Idraulica 3, condizionata all’esecuzione di studi approfonditi, in termini di indagini e

risoluzione delle problematiche emerse in sede di redazione del Piano Strutturale.

Sempre in riferimento alla possibilità di inondazione, inoltre, appare opportuno evidenziare

che l’area d’intervento ricade all’esterno delle zone caratterizzate da inondazioni ricorrenti, così

come definite nella “Carta Guida delle Aree Allagate” del Piano di Bacino del Fiume Arno - Stralcio

Rischio Idraulico (D.P.C.M. 05.11.99).

Il Piano di Bacino Stralcio Assetto Idrogeologico - P.A.I. (D.C.I. n. 185/04 e D.P.C.M.

6/5/2005) individua per il terreno in esame una classe di pericolosità idraulica moderata (PI 1 –


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stralcio n. 25 – livello di sintesi), consentendo la fattibilità di quanto previsto dagli strumenti di

governo del territorio.

Infine, a completamento della caratterizzazione idraulica della zona, occorre rilevare che

l’intervento in progetto risulta esterno dall’ambito “A1” definito dalla Delib. R.T. 12/00 - ex 230/94

per i corsi d’acqua classificati, pertanto non si realizzano le condizioni di prescrizione previste dalla

suddetta delibera.

3.1. OPERE DI CONTENIMENTO DEGLI EFFETTI DI IMPERMEABILIZZAZIONE DEI SUOLI

Relativamente alle prescrizioni della Norma 13 del Piano di Bacino del Fiume Arno - Stralcio

Rischio Idraulico (D.P.C.M. 05.11.99), nonché in merito a quanto disposto dall’art. 32.5 delle Norme

Tecniche di Attuazione del R.U. Comunale, in questa sede sono state valutate le portate delle acque

meteoriche in deflusso dal lotto esame (considerato complessivamente dall’area edificabile e dal

parcheggio pubblico), derivanti rispettivamente dall’utilizzo attuale e da quello futuro, stimando le

portate idriche provocate dalle precipitazioni attese con tempi di ritorno ventennali, usualmente

impiegati per il dimensionamento dei sistemi fognari e di smaltimento delle acque meteoriche,

assumendo i dati pluviometrici relativi ed una pioggia oraria di 60 mm e le superfici indicate negli

elaborati progettuali, così come rappresentato nelle tabelle seguenti:

STIMA DELLA PORTATA IN DEFLUSSO NELLA CONDIZIONE ATTUALE

Il calcolo della portata idrica in deflusso attesa attualmente a valle del lotto in esame è stato

effettuato stimando indicativamente l’aliquota di deflusso prodotta dalle attuali superfici indicate

negli elaborati progettuali (considerando impermeabili gli edifici esistenti e semipermeabile la

superficie del piazzale in massicciata di ghiaia e terra battuta), mediante la seguente relazione

“Formula Razionale”:

QPc Cd A

Tcmax

,=

⋅ ⋅⋅3 6

dove: Pc = 60,00 mm - precipitazione oraria assunta con tempo di ritorno ventennale;

Cd = coefficiente di deflusso per le superfici a diversa permeabilità;

A = area delle diverse superfici;

Tc = tempo di corrivazione espresso in ore;

SUPERFICI Cd Hc (mm) Tc (ore) Q (mc/ora)superficie impermeabile (mq) 567.00 1 60.00 1 34.02superficie permeabile (mq) 0.00 0.1 60.00 1 0.00superficie semipermeabile (mq) 1453.00 0.4 60.00 1 34.87superficie totale lotto (mq) 2020.00 68.89


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I risultati ottenuti forniscono un valore totale Qmax = 68,89 mc/ora, corrispondente alla

quantità d’acqua che viene smaltita dal sistema idrografico esistente nella condizione attuale e pre-

intervento.

STIMA DELLA PORTATA IN DEFLUSSO NELLA CONDIZIONE DI PROGETTO

In questo caso, il calcolo della portata idrica è stato effettuato mantenendo costanti il tempo di

corrivazione (1 ora) e l’altezza di pioggia critica (60,00 mm), ma stimando separatamente il

contributo del coefficiente di deflusso per i terreni a diversa permeabilità del suolo, definiti nel

progetto, relativamente all’intero lotto (area edificabile e parcheggio pubblico.

L’impiego della medesima “Formula Razionale”:

QPc Cd A

Tcmax

,=

⋅ ⋅⋅3 6

fornisce i seguenti parametri di calcolo:

SUPERFICI Cd Hc (mm) Tc (ore) Q (mc/ora)superficie impermeabile (mq) 909.00 1 60.00 1 54.54superficie permeabile (mq) 878.00 0.1 60.00 1 5.27superficie semipermeabile (mq) 233.00 0.4 60.00 1 5.59superficie totale lotto (mq) 2020.00 65.40

I risultati ottenuti considerando le superfici di progetto forniscono portate complessive pari a

Qmax = 65,40 mc/ora, corrispondenti alla quantità d’acqua che dovrà essere smaltita in un’ora nelle

condizioni che si verranno a creare a seguito dell’intervento.

Alla luce di tali considerazioni, quindi, la differenza tra la situazione di progetto e quella

attuale corrisponde a 65,40 – 68,89 = - 3,49 mc, corrispondente ad una situazione migliorativa, che

non comporta incremento nei deflussi delle acque meteoriche rispetto alla condizione attuale, già

impermeabile e semi-permeabie per effetto del piazzale e degli stessi edifici da demolire. Pertanto,

poiché le opere in progetto verranno realizzate in sostituzione delle strutture edili esistenti,

mantenendo sostanzialmente invariata la destinazione d’uso edificatoria del suolo (ma anzi

migliorandone la permeabilità complessiva mediante l’uso di aree a verde e di pavimentazioni

autobloccanti), in questa sede viene evidenziata la compatibilità dell’intervento senza dover ricorrere

alla realizzazione di vasche volano, cisterne o sistemi di autocontenimento e compensazione

temporanea dei surplus idrici, peraltro inesistenti.


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4 - CARATTERIZZAZIONE DEL TERRENO DI FONDAZIONE

4.1. INDAGINI GEOGNOSTICHE E GEOFISICHE

Allo scopo di definire le caratteristiche meccaniche e stratigrafiche del terreno oggetto

d’intervento è stato fatto riferimento a quanto previsto dall’art. 7 comma 3 del D.P.G.R. 36/R del

09/07/2009 relativamente alla classe d’indagine n° 3 (riferita alle opere di volume lordo superiore a

1.500 mc ed inferiore a 6.000 mc con altezza in gronda inferiore a venti metri), in cui la categoria di

suolo di fondazione e le geometrie sepolte si determinano mediante indagini geofisiche, quali quelle

sismiche a rifrazione o riflessione, eseguite nel sito oggetto di studio e la definizione dei parametri

geotecnici è basata su sondaggi geognostici.

L’assetto stratigrafico generale dell’area d’intervento risulta delineato nella Carta Litotecnica

di TAVOLA 6, dove viene evidenziata l’esistenza di depositi alluvionali sciolti di fondovalle

prevalentemente sabbiosi e limosi (talora poco consistenti) fino a circa 7 m di profondità, seguiti da

sabbie e ghiaie addensate (che raggiungono la profondità di circa 9 m in asse al fondovalle) e dal

substrato roccioso. Ciò è stato interpretato sulla base di precedenti indagini note (schede di

riferimento delle indagini geognostiche del repertorio dei dati di base n. 10 – 11 – 13 e 14 allegate

alla presente relazione) e confermato nel dettaglio dal sondaggio a carotaggio continuo

appositamente eseguito in questa sede.

Tale prospezione, effettuata mediante l’utilizzo di una sonda cingolata “Silent Pack”

attrezzata con carotiere semplice di diametro 101 mm, è stata spinta fino a 8,50 m di profondità ed ha

permesso la diretta osservazione stratigrafico-sedimentologica dei terreni in esame e la valutazione

dei parametri geotecnici, sia mediante determinazioni speditive con “Vane Test” sulle carote estratte,

sia a mezzo di analisi di laboratorio su un campione indisturbato di terreno prelevato nel corso della

perforazione (prova di taglio diretto consolidato non drenato C.U.), così come rappresentato nel

report in allegato.

Per quanto attiene la caratterizzazione sismica dell’area, vengono espresse considerazioni

generali nell’ambito della Carta degli effetti di amplificazione sismica redatta a supporto del

Regolamento Urbanistico e riportata in TAVOLA 7, dove sono evidenziati “effetti locali di

amplificazione per elementi litologici dovuti a valli fluviali con depositi sciolti su substrato aventi

spessore prevedibilmente compreso fra 5 e 20 m”. Il dettaglio relativo agli aspetti sismici dell’area è

stato acquisito in questa sede mediante specifiche prospezioni geofisiche in sito di tipo MASW con

elaborazione tomografica, finalizzate a definire la categoria di sottosuolo ai sensi del D.M.

14/01/2008, integrate da una prospezione sismica passiva HVSR che ha permesso la ricostruzione

sismologica profonda.


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La prospezione sismica di tipo MASW, effettuata mediante l’acquisizione di un profilo

sismico con lunghezza di 42 m ed interasse geofonico di 3,50 m, consiste nell’analisi delle onde

superficiali di Rayleigh (risultato dell’interferenza tra le onde longitudinali e quelle di taglio

verticali). Il metodo si basa sul fatto che le onde superficiali sono onde dispersive e quindi la loro

velocità dipende, oltre che dalle caratteristiche fisiche del terreno, anche dalla loro frequenza. Le

componenti a frequenza minore penetrano più in profondità rispetto a quelle a frequenza maggiore e

presentano normalmente più elevate velocità di fase.

Inoltre per un intervallo piuttosto ampio del valore del rapporto di Poisson, la velocità delle

onde di Rayleigh si avvicina molto a quella delle onde di taglio (onde S), cosa che rende possibile la

determinazione del profilo di velocità delle onde di taglio (Vs) con la profondità.

Nella prima fase di elaborazione, viene ricostruita una curva di dispersione, che associa ad

ogni frequenza la velocità di propagazione dell’onda di Rayleigh. La successiva fase di

interpretazione, detta inversione, consiste nel confrontare la curva di dispersione sperimentale con

quella relativa ad un modello sintetico che viene successivamente modificato in base alle differenze

riscontrate tra le due curve, fino ad ottenere iterativamente un modello coincidente (o quasi) con la

curva sperimentale. Il processo di inversione restituisce un profilo verticale delle Vs, che descrive la

variazione di Vs con la profondità in corrispondenza del centro dello stendimento di prospezione.

Ad ulteriore dettaglio e caratterizzazione sismologia del sottosuolo, soprattutto relativamente

alla presenza di morfologie sepolte, in questa sede è stata effettuata una specifica elaborazione in

tomografia sismica, analizzando le rifrazioni delle onde compressionali Vp, i cui dettagli sono

rappresentati in allegato. Quest’ultimo tipo di analisi non ha individuato particolari geometrie

sepolte, ma semplicemente una progressiva consistenza dei terreni con la profondità ed un moderato

approfondimento da nord-ovest verso sud-est, compatibile con l’andamento morfologico del versante

posto a nord di Via Lucchese.

Infine, allo scopo di valutare gli effetti locali di risposta sismica relativamente alle strutture in

progetto, è stata eseguita anche un’indagine passiva di tipo HVSR (Horizzontal to Vertical Spectral

Ratio), che attraverso una modellizzazione sintetica delle spettro H/V, permette di correlare ogni

picco spettrale con le discontinuità presenti nel sottosuolo. I dati che vengono ricavati sono spessori,

profondità e velocità di propagazione delle onde di compressione e di taglio all’interno del sismo–

strato individuato, oltre all’individuazione delle frequenze caratteristiche di risonanza di sito,

correlabili a cambi litologici presenti sia all’interno della copertura che nell'ammasso roccioso.

Nel caso specifico, così come rappresentato nei report tecnici allegati, da questo tipo di

prospezione sismica è stato possibile individuare:


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⇒ la frequenza caratteristica di risonanza del sito (risultata nell’ordine di 9 Hz), che rappresenta

un parametro fondamentale per il corretto dimensionamento degli edifici antisismici al fine di

evitare strutture aventi la stessa frequenza di vibrazione del terreno (fenomeno della “doppia

risonanza” estremamente pericoloso per la stabilità delle costruzioni), approssimativamente

considerata pari a 10 Hz / n° di piani.

⇒ il profilo delle velocità delle onde di taglio Vs e compressionali Vp calcolata ed interpretata

dalla curva H/V, risultati in completo accordo con la prospezione sismica di tipo MASW e

con l’assetto stratigrafico del sottosuolo evidenziato nel sondaggio.

⇒ la stratigrafia profonda del sottosuolo intesa come contrasto d'impedenza sismica (rapporto tra

i prodotti di velocità delle onde sismiche nel mezzo e la densità del mezzo stesso), che in

questa sede può essere indicativamente così interpretata:

≈ 0 - 8 m = depositi alluvionali-colluviali di fondovalle

≈ 8 – 30/35 m = substrato litoide fratturato e parzialmente alterato

≈ 30/35 – 90 m = substrato litoide integro (poco fratturato)

L’ubicazione del complesso delle indagini geotecniche e geofisiche è stata rappresentata in

TAVOLA 8, mentre i relativi certificati geofisici e stratigrafico-geotecnici delle prospezioni e delle

analisi di laboratorio sono allegati alla presente realzione.

4.2. MODELLO STRATIGRAFICO – GEOTECNICO

Dai risultati d’insieme delle prospezioni eseguite e di quelle esistenti è stato possibile ricavare

la schematizzazione generale del modello geotecnico del sottosuolo d’indagine, così come

rappresentato nella sezione di TAVOLA 9.

In particolare, sotto uno spessore di terreno di riporto e massicciata superficiale di circa 1,20

m, sono state evidenziate sabbie limose e limi sabbiosi grigio-azzurro passanti a color ocra

generalmente poco consistenti, che si estendono fino alla profondità di 5,20 m ed entro i quali

saranno realizzate le opere di fondazione dell’edificio in progetto.

Seguono, fino a 7,60 m di profondità, limi argillo-sabbiosi color ocra mediamente consistenti,

localmente con un livello lenticolare di sabbie limose e limi sabbiosi generalmente poco consistenti

(presenti fra 6,00 e 7,00 m).

Al di sotto, fino al termine del sondaggio eseguito (8,50 m di profondità), è stato rilevato il

substrato roccioso relativo al calcare alberese fratturato in clasti da pluricentimetrici a

pluridecimetrici. I valori medio-minimi dei parametri geotecnici, corrispondenti alle caratteristiche

elastiche, meccaniche e geotecniche dei livelli di terreno distinti nelle prospezioni geognostiche e

geofisiche vengono di seguito schematizzati ed interpretati sulla base di correlazioni esistenti in


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letteratura ed esperienze professionali condotte in aree limitrofe e su analoghi sedimenti, assumendo

valori dell’angolo d’attrito (Ø) e della coesione non drenata (Cu) cautelativi e compatibili con il

comportamento di resistenza a taglio dei sedimenti.

Sondaggio - Vane Test Laboratorio Livello stratigrafico γ φ Cu γ φ Cu

Terreno di riporto/massicciata 2,00 - - - - -

Sabbia limosa e limo sabbioso 2,10 - 0,2-0,3 2,10 31,7 0,32

Limo argillo-sabbioso 2,10 - 0,6-1,0 - - -

Calcare alberese fratturato 2,20 40 - - - - dove: γ = peso di volume in t/mc; φ = angolo d'attrito interno espresso in gradi; Cu = coesione non drenata in Kg/cmq;

5 - ASPETTI SISMICI

5.1. AZIONI SISMICHE

Il Comune di Serravalle Pistoiese risulta classificato sismico (Ord. P.C.M. 3274/03) ed

inserito in zona 3s, con accelerazione convenzionale massima a = 0,25 g. L’entrata in vigore del

D.M. 14.01.2008 “Norme Tecniche per le costruzioni” impone alla progettazione di assumere i

metodi di verifica agli “stati limite”, mentre la Circolare Min.LL.PP. n. 617 del 02.02.2009,

approvata dal Consiglio Sup. LL.PP. e pubblicata sulla G.U. n. 47 del 26.02.2009, detta istruzioni per

l’applicazione delle nuove N.T.C.

Le azioni sismiche di progetto, in base alle quali valutare il rispetto dei diversi stati limite

considerati, si definiscono a partire dalla pericolosità sismica di base del sito di costruzione, definita

dalla probabilità che, in un fissato lasso di tempo, nel sito in esame si verifichi un evento sismico di

entità almeno pari ad un valore prefissato.

La pericolosità sismica, in assenza di accelerogrammi specifici, è definita in termini di

accelerazione orizzontale massima attesa ag in condizioni di campo libero e su sito di riferimento

rigido (categoria di suolo “A”) con superficie topografica orizzontale (categoria “T1”), nonché di

ordinate dello spettro di risposta elastico in accelerazione ad essa corrispondente Se(T), con

riferimento a prefissate probabilità di eccedenza PVR nel periodo di tempo considerato VR.

Ai fini della normativa, le forme spettrali sono definite, per ciascuna delle probabilità di

superamento nel periodo di riferimento PVR, a partire dai valori dei seguenti parametri su sito di

riferimento rigido orizzontale: ♦ ag accelerazione orizzontale massima del sito; ♦ Fo valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale.


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♦ T*C periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale

Le N.T.C. forniscono tali valori per una rete di siti di riferimento con maglia di circa 10 Km,

da utilizzare come base per le interpolazioni di specifica definizione dei parametri corrispondenti al

punto d’intervento. Le azioni sismiche su ciascun sito d’intervento vengono valutate in relazione ad

un periodo di riferimento VR, ricavato come prodotto tra VN (vita nominale dell’opera strutturale) e

Cu (coefficiente d’uso).

La vita nominale di un’opera strutturale è intesa come il numero di anni nel quale la struttura,

purché soggetta alla manutenzione ordinaria, deve poter essere usata per lo scopo alla quale è stata

destinata. La vita nominale VN è data dalla tab. 2.4.I allegata alle N.T.C.:

Le costruzioni, inoltre, risultano suddivise, come specificato nella seguente tabella, in

conseguenze di un’eventuale interruzione di operatività o di eventuale collasso a seguito di azioni

sismiche:

Pur rimandando al Progettista della struttura la valutazione del periodo di riferimento per

l’intervento in progetto, nel caso specifico, data anche la presenza dell’abitazione al piano primo del

fabbricato, può essere ipotizzato che per funzione ed importanza il periodo di riferimento sia dato

da: VR = VN · Cu = 50 x 1 = 50 anni

Nei confronti delle azioni sismiche, gli stati limite, sia di esercizio (SLE) che ultimi (SLU),

sono individuati riferendosi alle prestazioni della costruzione nel suo complesso, includendo gli

elementi strutturali, quelli non strutturali e gli impianti.


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In particolare le N.T.C. individuano:

Stati limite di esercizio (SLE): - Stato Limite di Operatività (SLO): a seguito del terremoto la costruzione nel suo complesso, includendo gli elementi strutturali, quelli non strutturali, le apparecchiature rilevanti alla sua funzione, non deve subire danni ed interruzioni d'uso significativi; - Stato Limite di Danno (SLD): a seguito del terremoto la costruzione nel suo complesso, includendo gli elementi strutturali, quelli non strutturali, le apparecchiature rilevanti alla sua funzione, subisce danni tali da non mettere a rischio gli utenti e da non compromettere significativamente la capacità di resistenza e di rigidezza nei confronti delle azioni verticali ed orizzontali, mantenendosi immediatamente utilizzabile pur nell’interruzione d’uso di parte delle apparecchiature. Stati limite ultimi (SLU): - Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV): a seguito del terremoto la costruzione subisce rotture e crolli dei componenti non strutturali ed impiantistici e significativi danni dei componenti strutturali cui si associa una perdita significativa di rigidezza nei confronti delle azioni orizzontali; la costruzione conserva invece una parte della resistenza e rigidezza per azioni verticali e un margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni sismiche orizzontali; - Stato Limite di prevenzione del Collasso (SLC): a seguito del terremoto la costruzione subisce gravi rotture e crolli dei componenti non strutturali ed impiantistici e danni molto gravi dei componenti strutturali; la costruzione conserva ancora un margine di sicurezza per azioni verticali ed un esiguo margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni orizzontali.

Le probabilità di superamento nel periodo di riferimento PVR, cui riferirsi per individuare

l’azione sismica agente in ciascuno degli stati limite considerati, sono riportate nella successiva

Tabella 3.2.I. tratta dalle N.T.C.:

Le N.T.C. individuano le seguenti categorie di sottosuolo necessarie per la definizione

dell’azione sismica di progetto:


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In questa sede, le prospezioni geofisiche appositamente effettuate nell’ambito della proprietà

(così come rappresentato in allegato) individuano velocità progressivamente crescenti con un valore

medio Vs30 = 377,9 m/sec e pertanto il sito in esame può essere classificato in categoria di

sottosuolo B. Per quanto concerne la configurazione topografica del sito, le N.T.C. individuano le

categorie topografiche riportate nella tabella 3.2.IV, riferite a configurazioni bidimensionali, in cui

creste e dorsali allungate devono essere considerate nella definizione dell’azione sismica, solo se di

altezza superiore a 30 metri.

Trattandosi di area sub-pianeggiante è stata attribuita al sito la categoria topografica T1.

La sintesi delle elaborazioni svolte viene di seguito schematizzata: Latitudine: 43,910569 Longitudine: 10,854316 Classe: 2 Vita nominale: 50 Categoria sottosuolo: B Periodo di riferimento: 50 anni Coefficiente cu: 1 Categoria topografica: T1

Operatività (SLO): Probabilità di superamento: 81 % Tr: 30 [anni] ag: 0,051 g Fo: 2,507 Tc*: 0,247 [s]

Ss: 1,200 Cc: 1,460 St: 1,000 Kh: 0,012 Kv: 0,006 Amax: 0,600 Beta: 0,200

Danno (SLD): Probabilità di superamento: 63 % Tr: 50 [anni] ag: 0,062 g Fo: 2,536 Tc*: 0,263 [s]


Salvaguardia della vita (SLV): Probabilità di superamento: 10 % Tr: 475 [anni] ag: 0,151 g Fo: 2,416 Tc*: 0,294 [s]


Prevenzione dal collasso (SLC): Probabilità di superamento: 5 % Tr: 975 [anni] ag: 0,193 g Fo: 2,378 Tc*: 0,305 [s]



13

GEO ECH

5.2. ANALISI DELLA POTENZIALITÀ DI LIQUEFAZIONE

Per una valutazione della potenzialità di liquefazione del sottosuolo è stato fatto ricorso a

quanto previsto dalla normativa tecnica al punto 7.11.3.4. delle N.T.C., che prevede la stabilità del

sito nei confronti della liquefazione, intendendo quei fenomeni associati alla perdita di resistenza al

taglio o ad accumulo di deformazioni plastiche in terreni saturi, prevalentemente sabbiosi, sollecitati

da azioni cicliche e dinamiche che agiscono in condizioni non drenate.

Il potenziale di liquefazione prodotto per tensioni cicliche derivate da un evento tellurico

nasce dall’istantaneo incremento di pressioni neutre sottoposte all’accelerazione sismica, che

possono comportare il totale annullamento delle pressioni effettive intergranulari, determinando il

completo decadimento della resistenza tangenziale di un terreno a comportamento esclusivamente

granulare.

Nel caso esaminato in questa sede, sulla base dei risultati della prospezione geofisica, sono

state effettuate verifiche applicando una metodologia semplificata.

Tutti i metodi semplificati permettono di esprimere la suscettibilità alla liquefazione del

deposito attraverso un coefficiente di sicurezza, dato dal rapporto fra la resistenza al taglio

mobilitabile nello strato ( R ) e lo sforzo tagliante indotto dal sisma ( T ).

> 1

La grandezza T dipende dai parametri del sisma di progetto (accelerazione sismica e

magnitudo di progetto). R è funzione delle caratteristiche meccaniche dello strato, principalmente del

suo stato di addensamento, e può essere ricavato direttamente attraverso correlazioni con i risultati di

prove penetrometriche dinamiche, statiche o con i valori delle velocità delle onde S ricavati da

prospezioni sismiche. In particolare, la grandezza T viene ricavata attraverso la relazione:

dove:

La grandezza R, invece, viene ricavata attraverso il metodo di Andrus e Stokoe (1997),

secondo la seguente relazione:


14

GEO ECH

dove:

Le analisi svolte indicano l’assenza di potenzialità alla liquefazione (Fs > 1), anche

ipotizzando un livello di falda freatica alla profondità di 1,00 m dal piano di campagna ed una

percentuale di materiali fini inferiore al 5%.

6 - ANALISI GEOTECNICA

6.1. PROGETTAZIONE GEOTECNICA E CRITERI GENERALI

Per ogni stato limite ultimo, le N.T.C. impongono che debba essere rispettata la condizione:

Ed ≤ Rd

dove Ed rappresenta il valore di progetto dell’effetto delle azioni e Rd definisce il valore di progetto

della resistenza, valutata in base alla resistenza dei materiali ed alle grandezze geometriche (sistema

geotecnico). EFFETTO DELLE AZIONI DI PROGETTO Ed

RESISTENZA DI PROGETTO Rd

Effetto delle azioni e resistenza sono espresse in funzione delle azioni di progetto γFFk, dei

parametri di progetto Xk/γM e della geometria di progetto ad. L’effetto delle azioni può anche essere

valutato direttamente come Ed = Ek×γE. Nella formulazione della resistenza Rd, compare

esplicitamente un coefficiente γR che opera direttamente sulla resistenza del sistema.


15

GEO ECH

Il valore di progetto della resistenza Rd , dove non si ricorra a correlazioni dirette con prove in

sito od a misure dirette su prototipi, usualmente si determina in modo analitico con riferimento al

valore caratteristico dei parametri geotecnici del terreno, diviso per il valore del coefficiente parziale

γM specificato in tabella 6.2.II e tenendo conto, dove necessario, di coefficienti parziali γR

differenziati per ciascun tipo di opera da dimensionare ed indicati dalle N.T.C..

La verifica della condizione che si determina tra azioni (Ed) e la resistenza di progetto (Rd)

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 diversi gruppi di coefficienti di sicurezza parziali sono scelti nell’ambito

di due approcci progettuali distinti e alternativi.

Nel primo approccio progettuale (Approccio 1 - DA1) sono previste due diverse

combinazioni di gruppi di coefficienti:

(1) DA1-C1 effetto di combinazione A1+M1+R1

(2) DA1-C2 effetto di combinazioni A2+M2+R2

La prima combinazione è generalmente più severa nei confronti del dimensionamento

strutturale (STR) delle opere a contatto con il terreno, mentre la seconda combinazione è

generalmente più severa nei riguardi del dimensionamento geotecnico (GEO).

Nel secondo approccio progettuale (Approccio 2 – DA2) è prevista un’unica combinazione di

gruppi di coefficienti (DA2-C1 effetto di combinazioni A1+M1+R3) da adottare sia nelle verifiche

strutturali che in quelle geotecniche (STR+GEO).

6.2. VERIFICHE AGLI STATI LIMITE ULTIMI (SLU) PER LE OPERE DI FONDAZIONE

La verifica agli stati limite ultimi SLU per collasso dovuto al carico limite dell’insieme

terreno fondazione, intesa come “capacità portante” del terreno, è stata sviluppata nella condizione di

verifica della fondazione per i terreni a comportamento granulare, in cui il parametro della resistenza


16

GEO ECH

geomeccanica è rappresentato dall’angolo d’attrito in condizione drenata φ’, assumendo la coesione

drenata c’ = 0 e sviluppando il calcolo in termini di tensioni efficaci.

L’analisi ha tenuto conto dell’ipotesi (in accordo con il progettista strutturale) di una

fondazione rigida nastriforme a trave rovescia di lunghezza 15,00 m, larghezza 1,20 m e profondità

d’incastro minimo di 1,20 m dal piano di campagna attuale (in modo da asportare la porzione

superficiale del terreno di riporto e massicciata), sulla quale andranno a gravare i carichi indotti dalle

opere in progetto.

Tale struttura di fondazione è stata considerata appoggiata sui depositi di sabbie limose e limi

sabbiosi generalmente poco consistenti e cautelativamente saturati a partire dal piano di fondazione,

dotate dei seguenti valori caratteristici dei parametri geotecnici (valutati sulla base di una stima

ragionata e cautelativa del valore del parametro considerato, anche in relazione alle risultanze delle

prospezioni geognostiche esistenti nelle aree limitrofe e nell’ambito del medesimo fondovalle):

♦ peso di volume γk = 2,10 t/mc ♦ angolo di attrito interno φk = 27° ♦ coesione non drenata c’k = 0,00 Kg/cmq

Per la definizione della capacità portante in condizione drenata del terreno viene utilizzata la

seguente relazione di Brinch-Hansen (1970):

qlim = cu Nc sc dc ic bc gc + (γ D) Nq sq dq iq bq gq + ½ γ B Nγ sγ iγ bγ gγ

in cui:

q lim = carico limite cu = resistenza al taglio del terreno di appoggio; N = fattori di capacità portante (funzione di φ’); s = fattori di forma della fondazione dipendenti da B ed L; d = fattori correttivi per la profondità del piano di posa dipendenti da D ed assunti unitari; i = fattori correttivi per l’inclinazione del carico, assunti unitari; b = fattori correttivi per l’inclinazione della base di fondazione, assunti unitari; g = fattori correttivi per l’inclinazione del terreno, assunti unitari; γ = peso di volume del terreno (considerando la sua condizione sopra o sotto falda); D = profondità di incastro della fondazione; B = larghezza della fondazione; L = lunghezza della fondazione;

In relazione ai diversi approcci di verifica suddetti ed al diverso effetto delle relative

combinazioni, la seguente tabella riporta i valori di Rd da assumersi nelle verifiche statiche di

confronto con le azioni attese (Ed):

condizioni statiche γR γφ’ φ’d Nq,d Nγ,d Nc,d Rd(kPa)

DA1-C1 A1 M1 R1 1,0 1,00 27 13,19 14,46 23,93 413

DA1-C2 A2 M2 R2 1,8 1,25 22,2 7,96 7,30 17,07 132

DA2-C1 A1 M1 R3 2,3 1,00 27 13,19 14,46 23,93 179


17

GEO ECH

Relativamente alle verifiche in condizioni dinamiche, il D.M. 14.01.2008 prevede il rispetto

dello stato limite ultimo di salvaguardia della vita (SLV) relativamente alla resistenza del terreno.

I calcoli di definizione del valore Rd nei tre diversi approcci/combinazioni hanno adottato il

metodo di verifica pseudostatico, in cui l’azione sismica si traduce in accelerazioni del sottosuolo

(effetto cinematico) e nella fondazione (effetto inerziale) per le azioni delle forze di inerzia prodotte

nella struttura in elevazione.

In particolare, mentre non esistono studi e dati che mettano in evidenza una riduzione della

capacità portante in terreni coesivi (verifiche sismiche effettuate secondo i criteri dell’Eurocodice 8

evidenziano per terre coesive riduzioni non significative), la resistenza portante di una fondazione su

terreno incoerente si riduce secondo fattori correttivi definiti da Richard et al. - 1993 o Paolucci e

Pecker – 1997.

Nel caso specifico, l’adozione dei fattori riduttivi da applicare alla relazione di Brinch-

Hansen (1970), definiti da Paolucci e Pecker (1997), indica i seguenti coefficienti per la condizione

di verifica SLV:

Ζγ = Zq = (1 – kh / tg φ)0,35 = 0,970 Zc = 1 - 0,32 kh = 0,986

L’applicazione dei suddetti parametri fornisce i seguenti valori di Rd in condizioni sismiche,

da assumersi nelle verifiche di stato limite ultimo rispetto alle azioni attese (Ed):

6.3. VERIFICHE AGLI STATI LIMITE DI ESERCIZIO (SLE) PER LE OPERE DI FONDAZIONE

La verifica agli stati limite di esercizio (SLE) prevede che siano calcolati i valori degli

spostamenti e delle distorsioni, in modo da verificarne la compatibilità con i requisiti prestazionali

della struttura in elevazione. Analogamente la forma, le dimensioni e la rigidezza della struttura di

fondazione devono essere stabilite nel rispetto dei suddetti requisiti, tenendo presente che le verifiche

agli stati limite di esercizio possono risultare più restrittive di quelle agli stati limite ultimi.

Per ciascun stato limite di esercizio deve essere rispettata la seguente condizione:

Ed ≤ Cd

condizioni dinamiche γR γφ’ φ’d Nq,d Nγ,d Nc,d Rd(kPa)

DA1-C1 A1 M1 R1 1,0 1,00 27 13,19 14,46 23,93 368

DA1-C2 A2 M2 R2 1,8 1,25 22,2 7,96 7,30 17,07 116

DA2-C1 A1 M1 R3 2,3 1,00 27 13,19 14,46 23,93 160


18

GEO ECH

dove Ed è il valore di progetto dell’effetto delle azioni (cedimento differenziale calcolato) e Cd

definisce il prescritto valore limite del cedimento, stabilito in funzione del comportamento della

struttura in elevazione (cedimento differenziale ammissibile).

Per effetto delle azioni trasmesse in fondazione, i terreni subiscono deformazioni che

provocano spostamenti del piano di posa, generalmente in termini di componenti verticali degli

spostamenti (cedimenti), i quali possono essere valutati sia con metodi empirici che analitici ed

assumono in genere valori diversi sul piano di posa del manufatto.

Pertanto deve essere accertata l’entità del cedimento differenziale in modo che risulti

compatibile con le prestazioni attese per la struttura in elevazione. Nell’analisi della valutazione degli

spostamenti i valori delle proprietà meccaniche da utilizzare sono quelli caratteristici ed i coefficienti

parziali sulle azioni e sui parametri di resistenza risultano sempre unitari.

La stima dei cedimenti dovuti al sovraccarico indotto dalla realizzazione delle strutture edili

in ampliamento è stata condotta secondo la teoria di Steinbrenner, assumendo una fondazione rigida

che cede in maniera uniforme in tutti i punti. Il cedimento indotto dai sovraccarichi dovuti alla

costruzione delle opere edili risulta connesso al processo di consolidazione dei sedimenti, fenomeno

che avviene con l’espulsione d’acqua interstiziale contenuta dai materiali e pertanto con tempi

inversamente proporzionali alla loro permeabilità.

Il valore complessivo dei cedimenti a lungo termine deriva dalla sommatoria dei cedimenti

parziali di una serie di strati dello spessore di 20 cm che si susseguono sotto il piano di posa delle

fondazioni fino alla profondità in cui il carico indotto alla quota di calcolo non risulta inferiore ad

1/10 del carico di esercizio dissipato dalla fondazione, in funzione dello stato deformazionale del

terreno, espresso dal coefficiente di compressibilità volumetrico (mv), inverso del modulo

edometrico (E). Quest’ultimo è stato stimato in funzione del coefficiente di Poisson, a sua volta

dipendente dal rapporto Vp/Vs relativamente alla velocità delle onde sismiche compressionali o di

taglio valutate in questa sede, anche sulla base di correlazioni bibliografiche relative alla densità dei

terreni in funzione delle Vs30, dell’indice dei vuoti e delle determinazioni desunte dall’insieme delle

prospezioni limoitrofe.

La consolidazione dei materiali fini in seguito all’applicazione di un carico è valutabile tramite

la formula:

Ed = Is Δp mv H

In cui: Ed = cedimento totale; Is = fattore di influenza del sovraccarico in profondità; Δp = incremento della pressione sul terreno: (qp-qo); qp = pressione permanente delle strutture,


19

GEO ECH

qo = peso del terreno scavato per l’imposta delle fondazioni; mv = coefficiente di compressibilità volumetrica; H = spessore del singolo strato considerato cedevole.

Nell’ipotesi di utilizzo di una fondazione nastriforme è stato considerato un carico di

esercizio permanente in condizioni statiche (Δp) della costruzione da realizzare pari a 1,10 Kg/cmq,

corrispondente alla differenza fra il carico calcolato con l’analisi statica nella combinazione A2-M2-

R2 (qp = 1,34 Kg/cmq = 132 KPa) ed il peso del terreno superficiale asportato con lo scavo di 1,20 m

(qo = 0,24 Kg/cmq).

Profondità Spessore Carico di esercizio

Coefficiente di Carico indotto Coefficiente di compressibilità Cedimento

della dalla base di terreno unitario applicato Influenza alla quota di volumetrica parziale fondazione

(cm) considerato H

(cm) dalla fondazione I calcolo Qp

(kg/cmq) mv (cmq/kg) calcolato

(cm)

20 20 1.1 0.624 0.686 0.0400 0.549 40 20 1.1 0.604 0.664 0.0400 0.531 60 20 1.1 0.557 0.613 0.0400 0.490 80 20 1.1 0.500 0.550 0.0250 0.275

100 20 1.1 0.446 0.491 0.0250 0.245 120 20 1.1 0.398 0.438 0.0250 0.219 140 20 1.1 0.358 0.393 0.0250 0.197 160 20 1.1 0.323 0.356 0.0250 0.178 180 20 1.1 0.294 0.324 0.0286 0.185 200 20 1.1 0.269 0.296 0.0286 0.169 220 20 1.1 0.248 0.273 0.0286 0.156 240 20 1.1 0.229 0.252 0.0286 0.144 260 20 1.1 0.213 0.235 0.0286 0.134 280 20 1.1 0.199 0.219 0.0250 0.109 300 20 1.1 0.187 0.205 0.0250 0.103 320 20 1.1 0.175 0.193 0.0250 0.096 340 20 1.1 0.165 0.182 0.0250 0.091 360 20 1.1 0.156 0.172 0.0250 0.086 380 20 1.1 0.148 0.163 0.0333 0.109 400 20 1.1 0.141 0.155 0.0333 0.103 420 20 1.1 0.134 0.147 0.0333 0.098 440 20 1.1 0.128 0.140 0.0333 0.094 460 20 1.1 0.122 0.134 0.0333 0.089 480 20 1.1 0.117 0.128 0.0333 0.085 500 20 1.1 0.112 0.123 0.0333 0.082

Cedimento totale medio (cm) 4,619

Sulla base di tali assunzioni sono stati ottenuti i cedimenti riportati nella tabella precedente,

pari a Ed = 4,619 cm. Tali valori, non propriamente limitati, tuttavia possono essere considerati

sostanzialmente compatibili con la stabilità delle strutture in relazione alle verifiche di stato limite

d’esercizio (SLE), soprattutto in caso di cedimento uniforme (tipico di fondazioni massicce a platea o


20

GEO ECH

cellulari a reticolato) e l’assunzione di una struttura intelaiata dotata di notevole rigidezza rispetto

agli assi orizzontali, che ammette cedimenti massimi totali nell’ordine di 5 – 10 cm.

Riduzioni, anche significative, dei cedimenti in termini assoluti possono essere ottenute

riducendo l’entità del sovraccarico dissipato dalle strutture, che dovrà essere oggetto di attenta

analisi In ogni caso, la verifica di compatibilità di tali cedimenti (assoluti, differenziali e di

distorsione angolare) con le caratteristiche delle opere di fondazione e delle strutture in elevazione

dovrà essere adeguatamente valutata dal progettista strutturale, in funzione delle condizioni di

flessibilità - rigidezza dell’intera costruzione.

7 - CONSIDERAZIONI CONCLUSIVE

L'indagine geologica, stratigrafico-geotecnica e sismica del sottosuolo e di compatibilità con

l’assetto idrologico-idraulico locale, redatta a supporto del progetto di un fabbricato residenziale

composto da otto unità immobiliari e relativo parcheggio pubblico da realizzarsi mediante Progetto

Unitario Concordato in Via Vecchia Provinciale Lucchese, nel Comune di Serravalle Pistoiese, ha

permesso di valutare la positiva compatibilità dell’intervento sia in merito agli aspetti geologico-

geomorfologici, sismici, idrologico-idraulici e territoriali nel suo complesso, sia in termini di

parametri geotecnici caratteristici del sottosuolo e di risposta sismica del sito, oltre che di valutazione

della capacità portante dei terreni di fondazione e dei cedimenti indotti dal carico delle strutture.

Montecatini Terme, marzo 2012

______________________________________________ Dott. Geol. Gianni Rombenchi GEO ECH

CARTA DELLA PERICOLOSITA’ PER MOTIVI IDRAULICI

Stralcio tratto dal P.S. in scala 1.5.000

AREA D’INTERVENTO

LEGENDA

TAVOLA 2 SCALA 1:5.000

CARTA GEOLOGICA

N


AREA D’INTERVENTO

LEGENDA


CARTA IDROGEOLOGICA (Tratta dal R.U. Comunale)

N


AREA D’INTERVENTO

LEGENDA


CARTA DELLA PERICOLOSITA’ GEOMORFOLOGICA (Tratta dal P.S. Comunale)

N


AREA D’INTERVENTO

LEGENDA


CARTA DELLA PERICOLOSITA’ IDRAULICA (Tratta dal P.S. Comunale)

N


AREA D’INTERVENTO


CARTA LITOTECNICA (Tratta dal R.U. Comunale)

N

10

1113

14

10 Schede di riferimento delle indagini geognostiche del repertorio dei dati di base


AREA D’INTERVENTO

LEGENDA


CARTA DEGLI EFFETTI LOCALI DI AMPLIFICAZIONE SISMICA (Tratta dal R.U. Comunale)

N

________________________________________________________ Dott. Geol. Gianni Rombenchi GEO ECH

DOCUMENTAZIONE FOTOGRAFICA DEL SONDAGGIO A CAROTAGGIO CONTINUO

Cassetta catalogatrice n. 1 - profondità 0,00 – 5,00 m

Cassetta catalogatrice n. 2 - profondità 5,00 – 8,50 m

DNV Business Assurance

Certificato No. 111177-2012-AQ-ITA-ACCREDIA

UNI EN ISO 9001:2008 (ISO 9001:2008)

Prove geotecniche di laboratorio su terre

COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:

SONDAGGIO: CAMPIONE: PROFONDITA': m

Dott. Gianni RombenchiVia Vecchia Lucchese - Masotti (PT)

1 1 2.0-2.5

MODULO RIASSUNTIVO

Software SGEO - Mod. 2011

CARATTERISTICHE FISICHE COMPRESSIONE

ANALISI GRANULOMETRICA

PERMEABILITA'

SCISSOMETRO

TAGLIO DIRETTO

COMPRESSIONE TRIASSIALE

PROVA EDOMETRICA

Umidità naturale %

Peso di volume kN/m³Peso di volume secco kN/m³Peso di volume saturo kN/m³

Peso specifico kN/m³

Indice dei vuotiPorosità %Grado di saturazione %

Limite di liquiditàLimite di plasticitàIndice di plasticitàIndice di consistenza

%%%

Passante al set. n° 40

Limite di ritiro %

Classif. CNR-UNI

25,1

2,11,7

Ghiaia %Sabbia %Limo %Argilla %

D 10 mmD 50 mmD 60 mmD 90 mm

Passante set. 10 %Passante set. 40 %Passante set. 200 %

Coefficiente k cm/sec

σ σkPa kPaRim

τ τkPa kPa

φ

φ

Prova consolidata-rapida

c

c

°

°

kPa

kPaRes Res

31,9 31,7

φ

φ

φ

φ

C.D.

C.U.

U.U.

c

c' 'c

c

°

°°

°

kPa

kPa

kPa

kPa

d d

cu cu

cu cu

u u

σ E Cv kkPa kPa cm²/sec cm/sec

Sabbia limosa leggermente addensata



UNI EN ISO 9001:2008 (ISO 9001:2008)


COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:



1 1 2.0-2.5


Posizione delle prove

TD 0

10

20

30

40

50

cm Rp

kPaDESCRIZIONE DEL CAMPIONEcm

VTkPa

0.2

0.4

0.5

Sabbia limosa leggermente addensata0-30 cm: 10YR 5/1 grigio

25Sabbia limosa mediamente addensata30-50 cm: 10YR 5/8 marrone giallastro

52

QUALITÀ DEL CAMPIONE

TIPO DI CAMPIONE

Cilindrico

Cubico

Massivo

Q5 (Ottima)

Q4 (Buona)

Q3 (Sufficiente)

Q2 (Insufficiente)

Q1 (Pessima)




UNI EN ISO 9001:2008 (ISO 9001:2008)


CERTIFICATO DI PROVA N°: 00260

VERBALE DI ACCETTAZIONE N°: 39 del 29/02/12

Pagina 1/1 DATA DI EMISSIONE:

Apertura campione:

Inizio analisi:

Fine analisi:

02/03/12

29/02/2012

01/03/12

02/03/12

COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:



1 1 2.0-2.5

CONTENUTO D'ACQUA ALLO STATO NATURALE

Modalità di prova: Norma ASTM D 2216



Wn = contenuto d'acqua allo stato naturale (media delle tre misure) = 25,1 %

Struttura del materiale:

Omogeneo

Stratificato

Caotico

Temperatura di essiccazione: 110 °C



UNI EN ISO 9001:2008 (ISO 9001:2008)





Apertura campione:

Inizio analisi:

Fine analisi:

02/03/12

29/02/2012

01/03/12

01/03/12

COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:



1 1 2.0-2.5

PESO DI VOLUME ALLO STATO NATURALE

Modalità di prova: Norma BS 1377 T 15/E



Determinazione eseguita mediante fustella tarata

Peso di volume allo stato naturale (media delle due misure) = 2,1 kN/m³



UNI EN ISO 9001:2008 (ISO 9001:2008)





Apertura campione:

Inizio analisi:

Fine analisi:

02/03/12

29/02/2012

01/03/12

02/03/12

COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:



1 1 2.0-2.5

PROVA DI TAGLIO DIRETTO

Modalità di prova: Norma ASTM D 3080-72



Provino n°: 1 2 3Condizione del provino:Pressione verticale (kPa):Tensione a rottura (kPa):Deformazione orizzontale a rottura (mm):Deformazione verticale a rottura (mm):Umidità naturale (%):Peso di volume (kN/m³):

Indisturbato

98

82

7,17

- - -

25,3

20,1

Indisturbato

196

164

9,98

- - -

24,9

20,3

Indisturbato

294

203

10,34

- - -

- - -

21,8

0

100

200

300

400

500

0 100 200 300 400 500 600 700

Tipo di prova: Consolidata - rapida

Velocità di deformazione: 1,000 mm / min

Tempo di consolidazione (ore): 24

0

100

200

300

400

500

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20

1

23

0,3

0,2

0,1

0,0

-0,1

-0,2

-0,30 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20

123

DIAGRAMMA

Tensione - Pressione verticale

DIAGRAMMA Deform. vert. - Deform. orizz. DIAGRAMMA Tensione - Deformaz. orizz.

kPa

kPa

kPa

mm mm

mm

ττττ

σσσσ

∆∆∆∆ ττττ

δδδδ δδδδ



UNI EN ISO 9001:2008 (ISO 9001:2008)





Apertura campione:

Inizio analisi:

Fine analisi:

02/03/12

29/02/2012

01/03/12

02/03/12

COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:



1 1 2.0-2.5

PROVA DI TAGLIO DIRETTO

Modalità di prova: Norma ASTM D 3080-72


Provino 1Spostam. Tensione Deform. vert.

mm kPa mm

0,194 23 0,000,416 34 0,000,656 48 0,000,915 54 0,001,137 55 0,001,391 58 0,001,630 62 0,001,880 64 0,002,146 64 0,002,401 67 0,002,652 68 0,002,911 69 0,003,155 71 0,003,394 71 0,003,646 72 0,003,913 73 0,004,146 72 0,004,399 73 0,004,651 72 0,004,911 72 0,005,163 74 0,005,410 75 0,005,637 76 0,005,902 78 0,006,157 80 0,006,422 81 0,006,653 80 0,006,932 81 0,007,169 82 0,007,413 82 0,007,662 81 0,007,926 80 0,008,163 81 0,008,428 81 0,008,676 80 0,008,913 80 0,009,174 79 0,009,418 77 0,009,663 78 0,00


mm kPa mm

0,122 28 0,000,577 67 0,001,056 111 0,001,549 119 0,002,040 133 0,002,530 139 0,003,017 146 0,003,525 149 0,004,012 153 0,004,508 154 0,004,989 154 0,005,507 154 0,006,016 149 0,006,495 148 0,007,008 153 0,007,493 158 0,007,995 154 0,008,506 157 0,009,005 159 0,009,513 160 0,009,978 164 0,00

10,510 160 0,0010,994 155 0,00


mm kPa mm

0,180 48 0,000,395 68 0,000,671 77 0,000,895 114 0,001,153 119 0,001,374 126 0,001,641 134 0,001,861 143 0,002,105 157 0,002,367 159 0,002,592 160 0,002,856 159 0,003,137 163 0,003,355 167 0,003,608 166 0,003,876 165 0,004,098 164 0,004,392 162 0,004,600 163 0,004,844 161 0,005,086 164 0,005,350 166 0,005,607 168 0,005,850 168 0,006,097 161 0,006,345 165 0,006,585 173 0,006,874 183 0,007,085 189 0,007,364 191 0,007,596 193 0,007,874 194 0,008,087 194 0,008,345 194 0,008,615 196 0,008,836 197 0,009,091 198 0,009,331 199 0,009,609 201 0,009,846 199 0,00

10,108 203 0,0010,343 203 0,0010,576 202 0,00

Lpgeognostica indagini geofisiche di Lando U. Pacini

Via G. Garibaldi 34 – Baggiano (PT) – tel efax 057230014 – email [email protected]

MULTICHANNEL ANALISYS SURFACE WAVES Strumento DoReMi – SARA.pg - 16 bit - geofoni 4.5Hz SARA.pg – data: 23.02.2012 energizzazione Massa Battente 10Kg - commit. e Direz. Cant. : Dott. Geol. Gianni Rombenchi Cantiere Masotti – Via Vecchia Lucchese (Comune di Serravalle Pistoiese)



TOMOGRAFIA SISMICA Strumento DoReMi – SARA.pg - 16 bit - geofoni 4.5Hz SARA.pg – data: 23.02.2012 energizzazione Massa Battente 10Kg - commit. e Direz. Cant. : Dott. Geol. Gianni Rombenchi Cantiere Masotti – Via Vecchia Lucchese (Comune di Serravalle Pistoiese)



INDAGINE SISMICA PASSIVA HVSR (HORIZZONTAL TO VERTICAL SPECTRAL RATIO)

GEO ECH - Comune di Serravalle Pistoiese · impiegati per il dimensionamento dei sistemi fognari e...

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