relazione geotecnica 1 - comune.capoterra.ca.it · geotecnica, di cui al § 6.2.2, ... occupano...

Relazione geotecnica relativa all’adeguamento del P.U.C. del Comune di Capoterra al Piano Paesaggistico Regionale e al Piano di Assetto Idrogeologico

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_______________________________________________________________________________________________________________________________________________________________ Dott. Geol. Antonello Frau – Via Aldo Moro n° 43 – 08030 – Nurallao (CA) – tel. 0782816012 cell. 33329377333

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PREMESSA........................................................................................... 2

INQUADRAMENTO TOPOGRAFICO......................................................... 5

CONTESTO LITOSTRATIGRAFICO DI RIFERIMENTO.............................. 6

DEFINIZIONE GEOTECNICA DEI LITOTIPI PRESENTI ............................ 6

INDICAZIONI SUGLI SCAVI E STABILITA’ DELLE PARETI .................... 15

CRITERI DI VERIFICA DELLA PORTANZA E DI ANALISI DELLA

STABILITA’ ........................................................................................ 17

CLASSIFICAZIONE SISMICA ............................................................... 26

CONSIDERAZIONI CONCLUSIVE.......................................................... 29


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PREMESSA

Con incarico conferito al sottoscritto dal Comune di Capoterra, è stata realizzata la

presente relazione geotecnica, per l’adeguamento del P.U.C. al P.P.R. ed al P.A.I. Quanto

richiamato nella presente, disciplina, per gli aspetti geotecnici, l'attuazione del Piano

Urbanistico Comunale e costituisce, a tutti gli effetti, parte integrante delle relative Norme.

La relazione regola inoltre, per i soli aspetti geotecnici, gli interventi sul suolo o nel

sottosuolo secondo quanto previsto dalle Norme Tecniche per le costruzioni di cui al D.M.

14.01.2008 e in particolare al cap. 6 (Progettazione Geotecnica) e al cap. 7.11 (Opere e

sistemi geotecnici). Sulla base del DM 11/03/1988 (Sezione H) e delle NTC 2008 capitolo

6.12, tutti gli atti di pianificazione devono obbligatoriamente essere corredati da

un'indagine geotecnica che assieme alla relativa cartografia fornisce gli elementi di base per

una corretta pianificazione comunale. Tutti i progetti edilizi pubblici e privati, sempre sulla

base delle norme citate devono essere sempre corredati da una relazione geotecnica, firmata

dai professionisti abilitati (Ingegnere o geologo) e che devono trovare nella presente un

valido riferimento per gli studi di dettaglio.

L’analisi geotecnica è stata eseguita in conformità alla normativa vigente (Norme

Tecniche sulle Costruzioni di cui al D.M. 14/01/2008) che definiscono i principi per il

progetto, l’esecuzione e il collaudo delle costruzioni, nei riguardi delle loro prestazioni

richieste in termini di requisiti essenziali di resistenza meccanica e di stabilità anche in

caso di incendio e curabilità. Esse forniscono i criteri generali di sicurezza, precisano le

azioni che devono essere utilizzate nel progetto e definiscono le caratteristiche dei materiali

e dei prodotti e più in generale trattano gli aspetti attinenti alla sicurezza strutturale delle

opere.

Nello specifico si è fatto esplicito riferimento a quanto riportato al paragrafo 6.1.2 delle

NTC 2008 secondo il quale “Le analisi di progetto devono essere basate su modelli

geotecnici dedotti da specifiche indagini e prove che il progettista deve definire in base alle

scelte tipologiche dell’opera o dell’intervento e alle previste modalità esecutive. Le scelte

progettuali, il programma e i risultati delle indagini, la caratterizzazione e la modellazione

geotecnica, di cui al § 6.2.2, unitamente ai calcoli per il dimensionamento geotecnico delle

opere e alla descrizione delle fasi e modalità costruttive, devono essere illustrati in una

specifica relazione geotecnica.

Il Paragrafo 6.2.2. recita: le indagini geotecniche devono essere programmate in funzione del

tipo di opera e/o di intervento e devono riguardare il volume significativo di cui al § 3.2.2, e

devono permettere la definizione dei modelli geotecnici di sottosuolo necessari alla

progettazione. I valori caratteristici delle grandezze fisiche e meccaniche da attribuire ai

terreni devono essere ottenuti mediante specifiche prove di laboratorio su campioni

indisturbati di terreno e attraverso l’interpretazione dei risultati di prove e misure in sito.


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Omissis…... Per modello geotecnico si intende uno schema rappresentativo delle condizioni

stratigrafiche, del regime delle pressioni interstiziali e della caratterizzazione fisico-

meccanica dei terreni e delle rocce comprese nel volume significativo, finalizzato all’analisi

quantitativa di uno specifico problema geotecnico.

Oltre a quanto indicato si è inoltre fatto riferimento alla Circolare 2 febbraio 2009 n. 617

C.S.LL.PP. (G.U. n. 47 del 26 febbraio 2009 - S.O. n. 27) Istruzioni per l’applicazione

delle“Nuove norme tecniche per le costruzioni” di cui al D.M. 14 gennaio 2008.

L’analisi geotecnica di supporto alla redazione del Piano Urbanistico comunale di

Capoterra, in adeguamento al P.P.R ed al P.A.I., è stata svolta sulla base geologica e

costituisce un elaborato derivato dalla Carta geolitologica in quanto le voci di legenda

vengono estratte secondo una riclassificazione delle litologie ed una valutazione dello stato

di aggregazione, del grado di alterazione e del conseguente comportamento meccanico che

le singole unità assumono nei confronti dei possibili interventi insediativi e infrastrutturali

che lo strumento urbanistico introduce. Per quanto riguarda i materiali delle coperture, il

riferimento fondamentale è quello che richiama il processo di messa in posto del deposito o

dell’accumulo, lo stato di addensamento, la tessitura dei materiali costituenti. Allo stato

attuale ci si è limitati all’applicazione del processo definito nelle linee guida della R.A.S. e il

campo dati risulta strutturato come di seguito riportato.

Per la carta geotecnica è stata utilizzata come base cartografica la Cartografia

C.T.R.N. fornita dall’Ufficio del Piano Comunale e la cartografia di dettaglio disponibile

sull’ambito urbano e zone periferiche. I dati topografici sono stati interfacciati inoltre con le

informazioni tematiche esistenti sia nel precedente PUC del Comune e sia nei database

regionali.

I dati sono stati organizzati in un modello dati GIS in cui gli elementi geometrici che

rappresentano le forme/voci di legenda sono stati registrati e distinti in attributi: elementi

puntuali, elementi lineari, elementi areali. E’ stata inoltre prodotta una versione CAD in

cui ogni voce di legenda è stata registrata in un layer separato. Sia nel caso GIS che CAD,

sono state osservate le specifiche definite con i manuali regionali.

LA RELAZIONE GEOTECNICA

La Relazione Geotecnica, secondo il dettato dell’allegato XXI° del D. Lgs. 163/2006 -

art. 10 lett. “b”, “definisce, alla luce di specifiche indagini, il comportamento meccanico del

volume del terreno influenzato, direttamente o indirettamente, dalla costruzione del

manufatto e che a sua volta influenzerà il comportamento del manufatto stesso. Illustra

inoltre i calcoli per gli aspetti che si riferiscono al rapporto del manufatto con il terreno”. Il

nuovo Regolamento sul Codice dei Contratti e degli Appalti Pubblici di cui al D.P.R.

5.10.2010, n° 207 ha ulteriormente specificato che la Relazione Geotecnica “definisce, alla


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luce di specifiche indagini, scelte in funzione del tipo di opera e delle modalità costruttive, il

modello geotecnico del volume del terreno influenzato, direttamente o indirettamente, dalla

costruzione del manufatto e che a sua volta influenzerà il comportamento del manufatto

stesso. Illustra inoltre i procedimenti impiegati per le verifiche geotecniche, per tutti gli stati

limite previsti dalla normativa tecnica vigente, che si riferiscono al rapporto del manufatto

con il terreno, e i relativi risultati. Per le costruzioni in zona sismica e nei casi per i quali sia

necessario svolgere specifiche analisi della risposta sismica locale, la relazione geotecnica

deve comprendere l’illustrazione delle indagini effettuate a tal fine, dei procedimenti adottati

e dei risultati ottenuti”.

Le nuove Norme Tecniche sulle Costruzioni di cui al D.M. 14.01.2008, di seguito

“NTC 2008”, definiscono la Relazione Geotecnica come elaborato distinto ed

indispensabile di progetto, l’obbligatorietà comprende in modo indistinto sia le opere di

edilizia pubblica che privata.

Le NTC 2008 al paragrafo 6.2.2. contengono la definizione di indagini,

caratterizzazione e modellazione geotecnica, introducendo il concetto di “Modello

Geotecnico”.

Per Modello Geotecnico, secondo le NTC 2008, deve intendersi “uno schema

rappresentativo delle condizioni stratigrafiche, del regime delle pressioni interstiziali e della

caratterizzazione fisico-meccanica dei terreni e delle rocce comprese nel volume significativo,

finalizzato all'analisi quantitativa di uno specifico problema geotecnico”.

Sempre secondo le NTC 2008 la Relazione Geotecnica è costituita da due parti

essenziali, relativamente agli aspetti affrontati, ai contenuti e alla sequenza temporale del

loro sviluppo:

� la caratterizzazione fisico-meccanica del sottosuolo, con definizione del suo

modello geotecnico e più in particolare del volume significativo delle

fondazioni, a seguito di appropriate indagini geotecniche (prove in sito,

prove di laboratorio etc., Relazione geotecnica sulle indagini,

caratterizzazione e modellazione del volume significativo di terreno - §

6.2.2 delle NTC08);

� le verifiche della sicurezza e delle prestazioni geotecniche attese del

complesso terreno-opera nei previsti stati di sollecitazione, compreso

quello sismico, che possono attuarsi solo con le indicazioni fornite dal

progettista strutturale nella fase finale della progettazione (Verifiche della

sicurezza e delle prestazioni - § 6.2.3 delle NTC08);

Una precedente definizione di Relazione Geotecnica, che può citarsi solo per


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completezza del quadro normativo, la si rileva nel D.M. 11.03.1988 che recita, al punto

B.5: “Essa deve comprendere ed illustrare la localizzazione dell’area interessata, i criteri di

programmazione ed i risultati delle indagini in sito ed in laboratorio e le tecniche adottate,

nonché la scelta dei parametri geotecnici di progetto, riferiti alle caratteristiche della

costruenda opera, ed il programma di eventuali ulteriori indagini, che si raccomandano per la

successiva fase esecutiva”. Al successivo comma 6 del citato punto B.5 del decreto

ministeriale si prevede poi che “la caratterizzazione geotecnica e la ricostruzione geologica

devono essere reciprocamente coerenti. A tale riguardo la relazione geotecnica deve fare

esplicito riferimento alla relazione geologica e viceversa”.

INQUADRAMENTO TOPOGRAFICO

Il territorio comunale di Capoterra è individuabile nella Carta Topografica d’Italia in

scala 1:25.000, Foglio 565 sez. I (Capoterra) e 566 sez. IV (La Maddalena) e nella C.T.R.N.

Sez. 565040 (Capoterra), 565070 (Monte Lattias), 565080 (Santa Barbara), 566010 (Ponte

Maramura), 566050 (Villa D’Orri).

E’ localizzato nel settore occidentale del Golfo di Cagliari e confina con i comuni di Sarroch

a Sud, Assemini a Nord ed Ovest, Uta a Nord e Cagliari ad Est.

Figura 1: Localizzazione topografica E’ Geograficamente delimitato, nel tratto compreso tra Cala d’Orrì e Ponte

Maramura, dal Golfo di Cagliari, mentre il settore Ovest del territorio è delimitato da una

cintura montuosa in cui svettano Monte Is Pauceris Mannus (quota 720 m. s.l.m.), Monte

Capeddu (704 m.), M.te Conchioru (740 m.) , P.ta Is Postas (612 m.); P.ta Su Aingiu Mannu

(605 m). A partire dalla quota di circa 25 m. s.l.m., si sviluppa il settore pedemontano e


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montano che mostra comunque uno scarso sviluppo edificatorio. Gran parte dell’edificato

occupa le vaste aree subpianeggianti interne dell’entroterra costiero e quelle del settore

costiero.

CONTESTO LITOSTRATIGRAFICO DI RIFERIMENTO

Nell’ambito del riordino delle conoscenze è stato eseguito un rilevamento geologico

diretto di dettaglio atto ad aggiornare le basi geologiche già conosciute quali appunto la

base dati fornita dalla R.A.S. (Carta geologica ex progetto CARG) ed inoltre la Carta

geologica allegata al vigente P.U.C. di Capoterra.

Dall’esame e rilievo si osserva che l’ossatura geologica del territorio è rappresentata

dalle litologie metamorfiche paleozoiche e da quelle magmatiche granitiche. Tali litologie

occupano tutto il settore pedemontano e collinare posto a Ovest del territorio. Il settore Est

del medesimo e che si sviluppa sino alla piana costiera, è invece occupato dai depositi a

diversa consistenza, derivati dall’erosione dei rilievi e che si sono depositati nella piana

antistante. Nello specifico, questi depositi quaternari mostrano una variabilità areale anche

consistente per effetto dei meccanismi deposizionali, dell’ambiente deposizionale e del

periodo di accumulo.

Gli spessori sono differenti e possono raggiungere anche decine di metri.

Si passa infatti da depositi di tipo lacustre e palustre, ai depositi di spiaggia, a quelli

alluvionali antichi e recenti con granulometrie differenti, depositi alluvionali terrazzati,

detriti di versante. Gran parte dei depositi superficiali, talvolta limitati da orizzonti argillosi

sottostanti, sono inoltre sede di risalita di falda o comunque sono individuabili come

acquiferi freatici.

DEFINIZIONE GEOTECNICA DEI LITOTIPI PRESENTI

Sulla base delle caratteristiche geolitologiche del settore è stata effettuata una

riclassificazione delle litologie ed una valutazione dello stato di aggregazione, del grado di

alterazione e del conseguente comportamento meccanico che le singole unità assumono nei

confronti dei possibili interventi insediativi e infrastrutturali che lo strumento urbanistico

introduce. Per quanto riguarda i materiali delle coperture, il riferimento fondamentale è

quello che richiama il processo di messa in posto del deposito o dell’accumulo, lo stato di

addensamento, la tessitura dei materiali costituenti.

I litotipi presenti nel territorio sono stati accorpati sulla base delle loro

caratteristiche secondo la seguente classificazione:


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o litotipi coerenti – leucomonzograniti, monzogranodioriti, filoni acidi e basici non

stratificati e fratturati

o litotipi coerenti – metarenarie, metasiltiti, metaquarziti, metavulcaniti e

metaconglomerati plurilitologici stratificati e fratturati

o litotipi semi-coerenti; materiale granulare cementato o molto addensato a grana

prevalentemente grossolana

o litotipi semi-coerenti, terreni eterogenei ad assetto caotico

o litotipi incoerenti, materiale detritico eterogeneo ed eterometrico

o litotipi incoerenti, materiale granulare sciolto o poco addensato a prevalenza

grossolana

o litotipi incoerenti, materiale granulare sciolto o poco addensato a prevalenza sabbiosa

o litotipi incoerenti, materiale granulare sciolto o poco addensato a prevalenza fine

Sulla base geologica, tale accorpamento è stato rappresentato nella tavola A.A.2 del P.U.C.

alla quale si rimanda per i dettagli e che viene sinteticamente così rappresentata.

Figura 2: carta geologico-tecnica del territorio di Capoterra

La differenziazione sopra riportata permette di definire che i settori nei quali è attualmente

svolta l’edificazione come sotto riportati, sono rappresentati da:


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- Centro urbano di Capoterra: litotipi semi coerenti rappresentati da materiali

granulari cementati o molto addensati a grana prevalentemente grossolana; nel

settore posto a SE dell’abitato verso il tratto iniziale di Via Cagliari e Viale Trento

si rinvengono invece litotipi semi coerenti rappresentati da terreni eterogenei ad

assetto caotico;

- Frazione Santa Rosa: nel settore Ovest sono presenti litotipi coerenti rappresentati

da vulcaniti magmatiche. La restante parte della frazione, fatta eccezione per il

settore estremamente meridionale della stessa, è posto sui litotipi incoerenti,

sebbene caratterizzati a tratti da deboli spessori, rappresentati da materiali

detritici eterogenei ed eterometrici.

- Poggio dei Pini: quasi tutte le aree infrastrutturate e quelle immediatamente

limitrofe sono ubicate su litotipi coerenti a carattere granitico; solo nei settori a

sud dell’azienda Buccellato o nella Residenza del Poggio e tutto il quartiere posto

tra Via S. Agostino e Via Eraclito sono posti su litotipi semicoerenti rappresentati

da materiali granulari cementati o molto addensati a grana grossolana. Alcuni

settori intermedi sono caratterizzati da terreni eterogenei ad assetto caotico. La

medesima situazione si riscontra nella lottizzazione del Rio San Girolamo. Può

comunque capitare che anche le litologie granitiche possano essere arenizzate o

comunque ricoperti da spessori limitati detritici non cartografati a causa della loro

esigua estensione areale o comunque per la scarsa potenza.

- Frutti D’Oro e Su Spantu: tutti i terreni posti sia sulle frazioni indicati che nelle

immediate vicinanze sono rappresentati da litotipi semi coerenti ad assetto

caotico.

- Residenza del Sole: quasi tutti i terreni di edificazione che nelle immediate

vicinanze sono rappresentati da litotipi semi coerenti ad assetto caotico fatta

eccezione per i settori che sono prossimi alle saline dove i depositi sono di tipo

incoerente per effetto della presenza di materiale sciolto o poco addensato a grana

in prevalenza fine.

I settori caratterizzati dalla presenza di elementi litoidi e coerenti sono quindi quelli

collinari e montani. Per ciò che concerne le litologie ascrivibili alle magmatiti erciniche

(leucomonzograniti, monzogranodioriti, filoni acidi e basici, fratturati), si osserva che

all’interno delle diverse differenziazioni, è comunque presente una variabilità strutturale

che condiziona la qualità dell’ammasso. In via del tutto generale si osserva che quasi tutte


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le vulcaniti sane si presentano dure e compatte con struttura granulare massiccia. Possono

comunque rilevarsi anche situazioni nei quali l’alterazione superficiale dell’ammasso si

sviluppa per potenze variabili sino ad alcuni metri con prevalente disgregazione di tipo

granulare. Si manifesta quindi ha un passaggio graduale dal litotipo duro e compatto a

quello estremamente granulare con caratteristiche simili più ad una terra ghiaiosa e

sabbiosa. In tali casi, per qualsiasi verifica vengono quindi utilizzati i criteri della

meccanica delle terre e non della meccanica delle rocce.

Talvolta sono presenti numerose fratture che separano e isolano totalmente volumi

unitari rocciosi anche di grosse dimensioni. Non si rilevano particolari famiglie di

discontinuità ma le fratture appaiono in genere variamente orientate e inclinate.

Al fine di fornire alcuni parametri utili per caratterizzare i litotipi magmatici, è stata

effettuata una classificazione utilizzando alcuni dati che, in rapporto alla situazione

geologica riscontrata definisca le condizioni medio basse di qualità in cui si possa trovare

l’ammasso stesso quando questo si presenta intensamente fratturato. Oltre tale limite è

sempre auspicabile l’utilizzo della meccanica delle terre. Si evidenzia che ai fini della

caratterizzazione dell’ammasso roccioso rivestono particolare importanza la definizione dei

parametri che riguardano la composizione geometrica delle discontinuità (orientazione,

spaziatura, persistenza e dimensioni dei blocchi), il meccanismo di trasmissione degli sforzi

e la circolazione idrica (scabrezza, apertura dei giunti, permeabilità e caratteristiche del

materiale di riempimento).

Ai fini della definizione della qualità dell’ammasso roccioso è stato utilizzato il

metodo di Bieniawski (1989). Esso si basa sul rilievo di sei parametri ad ognuno dei quali è

assegnato un peso:

- R1 resistenza a compressione uniassiale della roccia intatta;

- R2 indice RQD;

- R3 spaziatura delle discontinuità;

- R4 condizioni delle discontinuità;

- R5 condizioni idrauliche;

- R6 orientamento delle discontinuità.

La classificazione definisce due valori dell’indice RMR:

RMRbase = R1 + R2 + R3 + R4 + R5

RMRcorretto = R1 + R2 + R3 + R4 + R5 + R6

I parametri di resistenza e di elasticità sono dedotti dall'RMRbase :

- coesione in termini di tensioni efficaci:

c’ = 5 · RMRbase (KPa);

- angolo d’attrito in termini di tensioni efficaci:

φ’= 5 + RMRbase/2 (°);


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- modulo di deformabilità:

relazione di Bieniawski (1978)

Ed =2 RMRbase – 100 (Gpa) con RMRbase > 50

relazione di Serafim Pereira (1983)

Ed =10 (RMRbase – 10)/40 (Gpa) con RMRbase < 50

Il valore di RQD (parametro R2) può essere determinato indirettamente dalle relazione di

Priest e Hudson (1976):

RQD = 100 e –0,1 n (0,1 n + 1)

con n numero medio di giunti per metro.

Sulla base dei seguenti parametri di ingresso mediati in corrispondenza di

misurazioni effettuate su diversi ammassi, ipotizzando dei litotipi granitici fratturati ma

scarsamente alterati e in condizioni di giacitura delle discontinuità favorevoli al

pendio:

PARAMETRI VALORI

R1 - resistenza a compressione uniassiale 100,00 MPa R2 - R.Q.D. 30,0 % R3 - spaziatura delle discontinuità 0,40 m R4a - lunghezza discontinuità 1 - 3 m R4b - apertura discontinuità 1 - 5 mm R4c - rugosità Leggermente rugosa R4d - riempimento Nessuno R4e - alterazione Leggermente alterata R5 - condizioni idrauliche Asciutto R6 - orientamento discontinuità (pendio) Favorevole Alterabilità della massa rocciosa Media resistenza all'alterazione

Tab I: parametri di ingresso nella classificazione di Bieniawski (graniti)

Si ottengono i seguenti risultati.

base corretto RMR 57,6 52,6 Classe III III Descrizione Discreto Discreto φ (°) 33,8 31,3 c (KPa) 288,12 263,12 Ed (GPa) 15,25 5,25 Q index 4,544 2,607 RSR index 55,24 52,04

Tab II: di Bieniawski

Se la stessa verifica viene eseguita considerando invece i medesimi parametri di

ingresso ma con orientamento delle discontinuità in maniera sfavorevole (caso b) al

pendio si ottiene:


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base corretto RMR 57,6 32,6 Classe III IV Descrizione Discreto Scadente φ (°) 33,8 21,3 c (KPa) 288,12 163,12 Ed (GPa) 15,25 3,68 Q index 4,544 0,283 RSR index 55,24 39,20

Tab III: risultati classificazione di Bieniawski (caso b)

Le stesse verifiche possono essere effettuate anche per le metamorfiti (metarenarie,

metasiltiti, metaquarziti, metavulcaniti e metaconglomerati plurilitologici stratificati e

fratturati) che in genere si presentano abbastanza coerenti e comunque al massimo

caratterizzati da superfici di scistosità marcate e interessate da vari sistemi di giunti

variamente spaziati. Applicando il medesimo metodo, ipotizzando condizioni cautelative

tipiche di un ammasso roccioso fratturato (R.Q.D. 30%) con spaziatura ridotta delle

discontinuità e nelle condizioni sotto indicate comunque con orientamento delle

discontinuità favorevoli al pendio:

PARAMETRI VALORI

R1 - resistenza a compressione uniassiale 50,00 MPa R2 - R.Q.D. 30,0 % R3 - spaziatura delle discontinuità 0,20 m R4a - lunghezza discontinuità 1 - 3 m R4b - apertura discontinuità 1 - 5 mm R4c - rugosità Leggermente rugosa R4d - riempimento <5 mm mater. tenero R4e - alterazione Poco alterata R5 - condizioni idrauliche Asciutto R6 - orientamento discontinuità (pendio) Favorevole Alterabilità della massa rocciosa Media resistenza all'alterazione

Tab IV: parametri di ingresso nella classificazione di Bieniawski (metamorfiti)

Si ottengono i seguenti risultati:

base corretto RMR 46,2 41,2 Classe III III Descrizione Discreto Discreto φ (°) 28,1 25,6 c (KPa) 231,02 206,02 Ed (GPa) 8,04 6,03 Q index 1,278 0,733 RSR index 47,91 44,71

Tab V: risultati classificazione di Bieniawski


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Se la stessa verifica viene eseguita considerando invece i medesimi parametri di

ingresso ma con orientamento delle discontinuità in maniera sfavorevole al pendio si

ottiene:

base corretto

RMR 46,2 21,2 Classe III IV Descrizione Discreto Scadente φ (°) 28,1 15,6 c (KPa) 231,02 106,02 Ed (GPa) 8,04 1,91 Q index 1,278 0,079 RSR index 47,91 31,87

Tab VI: risultati classificazione di Bieniawski (caso b)

Per ciò che concerne gli SLU in rocce non fratturate si osserva che la resistenza a

compressione libera della roccia va presa con il suo valore caratteristico al quale si applica

un fattore di sicurezza pari a 1,6 ossia:

Nelle rocce fratturate il valore di progetto della resistenza deve essere

rappresentativo del comportamento dell’ammasso. Si devono quindi ricavare i parametri di

resistenza dell’ammasso attraverso i vari metodi (RMR, Hoeck-Brown) in vari punti

dell’ammasso e dai vari rilievi si ricostruiscono la media e la variabilità dei parametri di

resistenza e quindi il 5° percentile (della distribuzione della media o del campione, secondo

il problema geotecnico)

Per ciò che concerne i litotipi semi-coerenti e incoerenti, considerata l’estrema

variabilità locale di tali sedimenti, è sempre auspicabile effettuare una accurata

caratterizzazione geotecnica atta ad individuare correttamente i parametri geotecnici

necessari per le verifiche di stabilità dei pendii e di dimensionamento di eventuali opere.

Inoltre l’analisi geotecnica dovrebbe essere sempre relazionata alla parte geologica al fine di

individuare anche eventuali elementi geomorfologici di interesse per gli aspetti edificatori

(ad esempio i paleoalvei)

In via del tutto generale si osserva che permane una certa difficoltà di ottenere

parametri esatti per i materiali detritici e alluvionali per effetto della notevole eterogeneità

della composizione granulometrica e clastica: frazioni sabbiose, e limose sono infatti i

costituenti che “legano” blocchi e ciottoli “litoidi” di varia dimensione, ma più

frequentemente a pezzatura grossolana, spigolosi, di natura eterogenea (granitica e

scistosa) e che conferiscono al complesso dei detriti e alluvioni un medio e a tratti alto


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grado di addensamento o pseudocoesione. Per tali motivi si considera in questa sede che i

dati ottenibili da elaborazioni potrebbero essere in alcuni casi fuorvianti e molto dispersivi

nonché di scarso significato per l’eterogeneità riscontrata in fase di osservazione sui

numerosi scavi, fronti e esistenti nel territorio. Per la condizione di rottura superficiale, in

caso di dimensionamento, considerando l’insieme delle alluvioni e dei detriti, la condizione

limite richiederebbe l’adozione di un valore di coesione pari a 0 (C=0) e un angolo di attrito

sostanzialmente pari a 30°- 33° circa; più elevato nel caso delle ghiaie. Cautelativamente

possono essere assegnati valori di peso di volume di 1.6 - 1.9 t/m3 – (tenuto conto del fatto

che la massa detritica è costituita in parte da elementi litici di dimensione centimetrica e

decimetrica e che quindi in genere il peso di volume da considerare dovrebbe essere pari ad

un valore intermedio tra quello del terreno e quello degli elementi litici), angolo di attrito

pari cautelativamente a 30°; coesione=0 sebbene il materiale abbia un grado di

cementazione che conferisce una pseudocoesione tale da consentirne (assieme all’effetto

dell’angolo di attrito) la stabilità su parete subverticale. Nell’area subpianeggiante le

verifiche dovrebbero essere sempre condotte, a vantaggio della sicurezza, ipotizzando

comunque la presenza dell’acqua sul piano fondale o comunque ipotizzando l’azione

destabilizzante delle pressione d’acqua. L’adozione di tali parametri nel complesso

alluvionale, sarebbe comunque abbastanza cautelativa e a vantaggio della sicurezza per

qualsiasi dimensionamento ma è comunque necessaria una adeguata caratterizzazione di

ogni singolo intervento infrastrutturale eseguendo una accurata progettazione di natura

geologica e geotecnica secondo le disposizioni di legge in vigore.

In realtà qualora si dovessero applicare i concetti della nuova normativa, di cui alle

NTC 2008 entrate in vigore nel mese di luglio 2009, per certe categorie di opere occorrerà

inserire il concetto di variabile aleatoria. Per i nostri scopi basta ricordare che una variabile

non è un numero singolo ma un insieme o pacchetto di numeri riferito alla stessa

grandezza fisica. La variabile può essere rappresentata da vari parametri (ad esempio

media) ma la trattazione deve necessariamente riguardare tutti i possibili valori della

variabile, e non solo il valore atteso (media).

Con la nuova normativa non si utilizzano infatti più i valori di resistenza dei

parametri geotecnici così come riscontrati in una normale certificazione di laboratorio ma

occorre definire i valori caratteristici dei parametri di progetto.

Dall’analisi di diversi elaborati messi a disposizione dall’Ufficio Tecnico non sono

emersi sempre dati significativi ed omogenei per la caratterizzazione geotecnica di provini di

terre analizzati in laboratorio. In alcuni casi durante le operazioni di scavo di pozzetti

geognostici realizzati specie durante l’esecuzione di progetti di urbanizzazione, sono

stati prelevati alcuni campioni al fine di sottoporli ad analisi di laboratorio per i

quali sono state eseguite su alcuni sia le prove di taglio che quelle di classificazione


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14

delle terre. La prova di taglio consiste nel sottoporre il campione di terreno,

opportunamente preparato, a due forze poste su piani ortogonali tra loro, una verticale e

una di taglio o orizzontale. In particolare il campione è sottoposto ad una forza verticale

costante σσσσv (un carico) e uno sforzo di taglio orizzontale ττττ che aumenta progressivamente

fino alla rottura. Tutto è confinato in un cilindro in grado di dividersi in due sezioni

traslanti su un piano orizzontale. Alla rottura il valore che avrà raggiunto lo sforzo ττττ sarà ττττf,

mentre σσσσf = σσσσv esercitata dal carico ⊥ al piano di rottura resterà in modo costante durante

tutta la prova. In assenza di coesione la retta inviluppo passa per l’origine degli assi e per il

punto di coordinate σσσσf;ττττf. Con tre prove, eseguite con carichi diversi, potrà essere definito il

grafico dei tre punti dell’inviluppo che allineati all’origine degli assi danno la Retta

Inviluppo attendibile e di conseguenza l’angolo di attrito φφφφ del materiale.

Di seguito si riportano a titolo esemplificativo i risultati delle analisi di laboratorio,

per ciò che concerne i principali parametri riscontrati nelle alluvioni antiche e che

sono riassunte nel seguente prospetto:

Tab. VII: Parametri desunti dalle analisi di laboratorio

In cui:

φφφφ = angolo di attrito interno

C = Coesione

Ip = Indice di plasticità

γγγγ = peso specifico naturale

γγγγs = peso specifico dei grani

Class= classificazione CNR 10006

In alcuni casi ai medesimi depositi vengono assegnati valori dell’indice di

consistenza 0.5-0.75, valori di coesione non drenata compresi tra 0,5 e 1.

Campione φφφφ C (Kg/cm2) Ip γγγγ (g/cm3) γγγγs (g/cm3) Class.

C1 19 A 7-5

C2 19.93 0.44 22 1.562 2.644 A 7-6

C3 27 A 2- 7

C4 26.15 0.27 9 1.614 2.702 A5

σσσσv σσσσ1f

ττττf Piano di rottura


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15

Tutti i valori elencati hanno puro valore indicativo ma si ripete che in fase di

realizzazione di qualsiasi progettazione sia pubblica che privata il modello geotecnico di

riferimento deve essere ricostruito unicamente con valori provenienti da specifiche indagini

in situ.

INDICAZIONI SUGLI SCAVI E STABILITA’ DELLE PARETI

In relazione alle modalità di esecuzione delle opere si evidenzia che eventuali

interventi di scavo o di rimodellamento di pendii, dovrebbero sempre essere caratterizzati

sulla base di accurate progettazioni geologiche e geotecniche definendo gli appositi

parametri di progetto sulla base di indagini specifiche. Pur rimarcando l’obbligatorietà di

accurate indagini e verifiche di pendio basate su parametri specifici derivati dalle attività di

indagine, si riporta di seguito qualche indicazione di tipo generale in relazione alla stabilità

dei fronti di scavo. Si evidenzia che interventi di scavo per profondità inferiore ad 1,0 metri

saranno comunque in genere svolti, con la massima probabilità, su terreni di riporto o

orizzonti pedologici a diversa consistenza ma nei quali non si verifica la necessità (tranne

rari casi) di utilizzo di opere di sostegno delle pareti.

Tutti gli eventuali approfondimenti o comunque gli eventuali interventi (anche solo

di sistemazione) che potenzialmente potrebbero interessare profondità maggiori a quelle

indicate o comunque interventi su parete etc.., necessitano di un allargamento dello scavo,

con conseguente possibilità che lo stesso debba essere opportunamente sbadacchiato.

Nonostante in certi casi si riscontri una buona coesione dei sedimenti terrigeni, specie nei

casi in cui debbano essere effettuate lavorazioni che comportano anche tempistiche

abbastanza lunghe di esecuzione delle lavorazioni, si consiglia la protezione dello scavo

con sistemi idonei e comunque la rimozione e rimodellamento degli strati superficiali più

allentati. Si evidenzia che l’apertura di uno scavo, anche provvisorio, altera sempre la

pendenza naturale delle scarpate creando i presupposti per pericolosi incrementi degli

sforzi di taglio, i quali possono condurre alla creazione di superfici di rottura e quindi al

collasso dello scavo. La scelta delle pendenze di sicurezza da assegnare al profilo degli scavi

dipende dalla resistenza al taglio del terreno, dall’altezza dello scavo e dalle condizioni di

circolazione delle acque sotterranee (parametri che devono quindi essere sempre riscontrati

con accurate progettazioni ed indagini in situ).

Si riporta di seguito un grafico ricavato dalla letteratura ricavato dal frutto

dell’esperienza acquisita sul comportamento dei pendi in vari tipi di terreno e rocce.


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16

Figura 3 inclinazione delle scarpate in funzione delle condizioni litologiche

Si osservi come nel caso ad esempio di interventi che possano essere svolti nella piana di

Capoterra, caratterizzata dalla presenza di terreni poco coerenti o incoerenti, possano

essere consigliate pendenze su terreno comprese tra 1/1 e 1/1.5.

Per i pendii naturali o artificiali in zona sismica, le norme vigenti hanno introdotto

nuove disposizioni che consentono l’uso di metodi di verifica pseudo-statici già noti

(Fellenius, Bishop, Morgestern, Janbu, Espinoza), e metodi di analisi dinamica, valutando

sempre in modo opportuno le azioni indotte dalle vibrazioni sismiche.

Per i parametri di resistenza a taglio del terreno si possono in generale usare i valori

applicabili in condizioni statiche non drenate.

Per i terreni coesivi il parametro appropriato è la coesione non drenata cu,

eventualmente modificata per tener conto dell’elevata velocità di applicazione del carico e

degli effetti di degradazione ciclica sotto sollecitazione sismica (ove tale modificazione sia

necessaria e suffragata da dati sperimentali adeguati).

Per i terreni non coesivi, il parametro di resistenza appropriato è la resistenza a

taglio ciclica non drenata, che dovrebbe tener conto dell’eventuale incremento di pressione

interstiziale. L’incremento di pressione interstiziale o la perdita di rigidezza del terreno

vanno valutati in generale mediante prove sperimentali di tipo ciclico riferite alle effettive

condizioni iniziali.

In assenza di tali prove, ed a titolo di verifica preliminare, tale incremento può

essere stimato mediante correlazioni empiriche.


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17

CRITERI DI VERIFICA DELLA PORTANZA E DI ANALISI DELLA STABILITA’

La verifica di portanza nella realizzazione di opere ed infrastrutture dovrà essere

effettuata intervenendo direttamente con l’ausilio di apposite e appropriate indagini

geotecniche in situ ed in laboratorio.

Occorre evidenziare che dal Luglio 2009 sono entrate in vigore le nuove norme NTC

2008 e pertanto le relazioni e le indagini devono essere eseguite in conformità alla

normativa vigente (Norme Tecniche sulle Costruzioni di cui al D.M. 14/01/2008) che

definisce i principi per il progetto, l’esecuzione e il collaudo delle costruzioni, nei riguardi

delle loro prestazioni richieste in termini di requisiti essenziali di resistenza meccanica e di

stabilità anche in caso di incendio e curabilità.

Esse forniscono i criteri generali di sicurezza, precisano le azioni che devono essere

utilizzate nel progetto e definiscono le caratteristiche dei materiali e dei prodotti e più in

generale trattano gli aspetti attinenti alla sicurezza strutturale delle opere. Inoltre è

necessario fare riferimento alla Circolare 2 febbraio 2009 n. 617 C.S.LL.PP. (G.U. n. 47 del

26 febbraio 2009 - S.O. n. 27) Istruzioni per l’applicazione delle“Nuove norme tecniche per

le costruzioni” di cui al D.M. 14 gennaio 2008.

In particolare si segnala il punto 2.7 del D.M. 2008 secondo il quale, sebbene sia

obbligatorio l’utilizzo del metodo di calcolo agli stati limite definito nel punto 2.6 della

normativa, è ammesso che per le costruzioni di tipo 1 e 2, e Classe d’uso I e II,

limitatamente a siti ricadenti in Zona 4, il Metodo di verifica alle tensioni ammissibili.

Per tali verifiche si deve fare riferimento alle norme tecniche di cui al D.M. LL. PP.

14.02.92, per le strutture in calcestruzzo e in acciaio, al D.M. LL. PP. 20.11.87, per le

strutture in muratura e al D.M. LL. PP. 11.03.88 per le opere e i sistemi geotecnici.

Relativamente al suddetto punto, anche la Circolare esplicativa definisce che in generale le

NTC impongono di adottare, per le verifiche, il metodo agli stati limite di cui al § 2.6 della

normativa; a tale imposizione sono ammesse alcune eccezioni finalizzate a consentire, nel

caso di ridotta pericolosità sismica del sito e di costruzioni di minore importanza sia in

termini di progettazione che in termini di destinazione d’uso, la tradizionale verifica alle

tensioni ammissibili. Fanno dunque eccezione all’imposizione citata le costruzioni di tipo 1

(VN �10 anni) e tipo 2 (50 anni � VN <100 anni) e Classe d’uso I e II, purché localizzate in

siti ricadenti in Zona 4; per esse è ammesso il metodo di verifica alle tensioni ammissibili,

da applicare utilizzando i riferimenti normativi riportati nelle NTC.

Per l’identificazione della zona sismica in cui ricade ciascun comune o porzione di

esso, occorre fare riferimento alle disposizioni emanate ai sensi dell’art. 83, comma 3, del

DPR 6.6.2001, n. 380. La Sardegna e nello specifico il Comune di Capoterra ricade in zona

4 e per la stessa è quindi ammesso il calcolo e la verifica con le tensioni ammissibili quando

l’opera in progetto può essere classificata di tipo 1 e 2 e con vita nominale così come


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18

indicato nella tabella 2.4.I del decreto:

Le classi di riferimento secondo le NTC e la circolare esplicativa 617/2009 sono le

seguenti:

Classe I: Costruzioni con presenza solo occasionale di persone, edifici agricoli.

Classe II: Costruzioni il cui uso preveda normali affollamenti, senza contenuti pericolosi per

l’ambiente e senza funzioni pubbliche e sociali essenziali. Industrie con attività non

pericolose per l’ambiente. Ponti, opere infrastrutturali, reti viarie non ricadenti in Classe

d’uso III o in Classe d’uso IV, reti ferroviarie la cui interruzione non provochi situazioni di

emergenza. Dighe il cui collasso non provochi conseguenze rilevanti.

Classe III: Costruzioni il cui uso preveda affollamenti significativi. Industrie con attività

pericolose per l’ambiente. Reti viarie extraurbane non ricadenti in Classe d’uso IV. Ponti e

reti ferroviarie la cui interruzione provochi situazioni di emergenza. Dighe rilevanti per le

conseguenze di un loro eventuale collasso.

Classe IV: Costruzioni con funzioni pubbliche o strategiche importanti, anche con

riferimento alla gestione della protezione civile in caso di calamità. Industrie con attività

particolarmente pericolose per l’ambiente. Reti viarie di tipo A o B, di cui al D.M. 5

novembre 2001, n. 6792, “Norme funzionali e geometriche per la costruzione delle strade”,

e di tipo C quando appartenenti ad itinerari di collegamento tra capoluoghi di provincia

non altresì serviti da strade di tipo A o B. Ponti e reti ferroviarie di importanza critica per il

mantenimento delle vie di comunicazione, particolarmente dopo un evento sismico. Dighe

connesse al funzionamento di acquedotti e a impianti di produzione di energia elettrica.

Per quanto riguarda le classi d’uso III e IV, definizioni più dettagliate sono contenute

nel Decreto del Capo Dipartimento della Protezione Civile n. 3685 del 21 ottobre 2003 con

il quale sono stati, fra l’altro, definiti, per quanto di competenza statale, gli edifici di

interesse strategico e le opere infrastrutturali la cui funzionalità durante gli eventi sismici

assume rilievo fondamentale per le finalità di protezione civile (quindi compresi nella classe

IV in quanto costruzioni con importanti funzioni pubbliche o strategiche, anche con

riferimento alla gestione della protezione civile in caso di calamità); ancora il predetto

decreto, sempre nell’ambito di competenza statale, ha definito gli edifici e le opere che

possono assumere rilevanza in relazione alle conseguenze di un eventuale collasso (e,

quindi, comprese nella classe III, in quanto costruzioni il cui uso preveda affollamenti

significativi).


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19

A titolo di esempio, in classe III ricadono scuole, teatri, musei, in quanto edifici

soggetti ad affollamento e con la presenza contemporanea di comunità di dimensioni

significative. Per edifici il cui collasso può determinare danni significativi al patrimonio

storico, artistico e culturale (quali ad esempio musei, biblioteche, chiese) vale quanto

riportato nella “Direttiva del Presidente del Consiglio dei Ministri per la valutazione e

riduzione del rischio sismico del patrimonio culturale con riferimento alle Norme tecniche

per le costruzioni” del 12.10.2007 e ss.mm.ii.

Si riporta di seguito lo stralcio delle opere di classe III e IV riportate nella citata ordinanza e

per le quali non si applica la verifica alle tensioni ammissibili.


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20

Qualora si utilizzino i metodi di calcolo alle tensioni ammissibili, le verifiche

potranno essere eseguite con diversi sistemi, sviluppati da vari autori, che presuppongono

un comportamento del terreno di tipo rigido-plastico con rottura di tipo generale. Di seguito

sono riportate le espressioni di calcolo secondo i metodi seguiti da Terzaghi, Meyerhof,

Brinch-Hansen sia per il carico ammissibile che per i cedimenti. Le verifiche possono

essere eseguite considerando ancora la normativa base del D.M. 11/03/88 nelle tipologie di

classi compatibili.

I metodi di calcolo della capacità portante per una fondazione superficiale sviluppati dai

vari autori presuppongono un comportamento del terreno di tipo rigido-plastico con rottura

di tipo generale.

Per tenere conto dei casi di rottura locale si possono seguire le indicazioni di Terzaghi

(1943) riducendo angolo d'attrito e coesione o di Vesic (1943) applicando dei fattori

correttivi all'equazione del carico limite.

Metodo di Terzaghi

Espressione del carico limite:

q = c Nc Sc ξc+ q0 Nq ξq+ 0,5 γ B Nγ Sγ ξγ

in cui:


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21

- B è la larghezza della fondazione: B = Br - 2 eB, (Br = larghezza della fondazione

reale; eB = eccentricità lungo B);

- L è la lunghezza della fondazione: L = Lr - 2 eL (Lr = lunghezza della fondazione

reale; eL = eccentricità lungo L);

- D è la profondità del piano di posa della fondazione;

- φ è l’angolo d’attrito;

- c è la coesione;

- γ è il peso di volume;

- q0 = γD è il sovraccarico;

- Nc, Nq, Nγ sono i fattori di capacità portante:

Nq = tan2 (45 + φ/2) e π tan φ;

Nc = (Nq - 1) / tan φ;

per Nγ Terzaghi non ha fornito un'espressione analitica ma un grafico in cui Nγ è espresso in

funzione dell'angolo d'attrito;

- Sc, Sγ sono i fattori di forma della fondazione:

- per fondazione nastriforme:

Sc = 1; Sγ = 1

· per fondazione rettangolare:

Sc = (1 + 0,2 B/L);

Sγ = (1 - 0,2 B/L);

· ξc, ξq, ξγ sono i fattori correttivi per la rottura locale;

· Metodo di Meyerhof

Espressione del carico limite:

q = c Nc Sc Dc Ic ξc + q0 Nq Sq Dq Iq ξq+ 0,5 γ B Nγ Sγ Dγ Iγ ξγ

in cui:

o B è la larghezza della fondazione: B = Br - 2 eB (Br = larghezza della fondazione


o L è la lunghezza della fondazione: L = Lr - 2 eL (Lr = lunghezza della fondazione


o D è la profondità del piano di posa della fondazione;

o δ = angolo d’inclinazione del carico rispetto alla verticale;

o φ è l’angolo d’attrito;

o c è la coesione;

o γ è il peso di volume;

o q0 = γD è il sovraccarico;


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22

o Nc, Nq, Nγ sono i fattori di capacità portante:

Nq = tan2 (45 + φ/2) e π tan φ;

Nc = (Nq - 1) / tan φ;

Nγ = (Nq - 1) tan(1,4 φ);

o Sc, Sq, Sγ sono i fattori di forma della fondazione:

posto K = tan2(45 + φ/ 2)

Sc = 1 + 0,2 K B/L;

con φ = 0 → Sq = 1; con φ > 0 → Sq = 1 + 0.1 K B/L ;

Sγ = Sq ;

o Dc, Dq, Dγ sono i fattori di profondità del piano di posa:

posto K = tan2(45 + φ/ 2)

Dc = 1 + 0,2 √K D/B ;

con φ = 0 → Dq = 1; con φ > 0 → Dq = 1 + 0,1 √K D/B

Dγ = Dq;

o Ic, Iq, Iγ sono i fattori di inclinazione del carico:

Ic = Iq = (1 - δ/90)2;

Iγ = (1 - δ/φ)2;

o ξc, ξq, ξγ sono i fattori correttivi per la rottura locale;

Metodo di Brinch-Hansen

Espressione del carico limite per terreni con φ>0:

q = c Nc sc dc ic bc gc ξc+ q0 Nq sq dq iq bq gq ξq + 0,5 γ B Nγ sγ dγ iγ bγ gγ ξγ

in cui

o B è la larghezza della fondazione: B = Br - 2 eB (Br = larghezza della fondazione


o L è la lunghezza della fondazione: L = Lr - 2 eL (Lr = lunghezza della fondazione


o D è la profondità del piano di posa della fondazione;

o δ = angolo d’inclinazione del carico rispetto alla verticale;

o φ è l’angolo d’attrito;

o c è la coesione;

o γ è il peso di volume;

o q0 = γD è il sovraccarico;

o Nc, Nq, Nγ sono i fattori di capacità portante


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23

Nq = tan2 (45 + φ/2) e π tan φ;

Nc = (Nq - 1) / tan φ;

Nγ = 1,5 (Nq - 1) tan φ;

o sc, sq, sγ sono i fattori di forma della fondazione:

Sc = 1 + 0.2 (B/L)(1 + Sin φ)/(1 - Sin φ);

Sq = 1 + 0.1 (B/L)(1 + Sin φ)/(1 - Sin φ);

Sγ = Sq

o ic, iq, iγ sono i fattori d’inclinazione del carico:

η = angolo d’inclinazione della fondazione con l’orizzontale

H = componente del carico orizzontale alla fondazione

N = componente del carico verticale alla fondazione

iq = [1-(0,5 H)/(N + B L c cot φ)]5

ic = iq -(1-iq)/(Nq-1)

con η = 0 → iγ = [1-(0,7 H)/(N + B L c cot φ)]5

con η > 0 → iγ = [1-((0,7-η°/450)H)/(N + B L c cot φ)]5

· dc,dq,dγ sono i fattori di profondità della fondazione:

con D/B ≤ 1 → dq = 1 + 2 tan φ (1 - Sin φ)2 D/B

con D/B > 1 → dq = 1 + 2 tan φ (1 - Sin φ)2 arctan(D/B)

dc = dq -(1 - dq)/(Nc tan φ)

dγ = 1

o bc, bq, bγ sono i fattori d’inclinazione del piano di posa della fondazione:

η= angolo d’inclinazione della fondazione con l’orizzontale

bq = bγ =(1 - ηtan φ)2

bc = bq -(1 - bq)/(Nc tan φ)

o gc, gq, gγ sono i fattori d’inclinazione del terreno:

o β � = angolo d’inclinazione del terreno con l’orizzontale

gq = gγ =(1 - tan β)2

gc = gq -(1 - gq)/(Nc tan φ)

o ξc, ξq, ξγ sono i fattori correttivi per la rottura locale;


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24

Rottura locale

Secondo Terzaghi (1943) si può tenere conto della rottura locale adottando valori

ridotti dell'angolo d'attrito e della coesione:

tgφr = 0,666 tgφ;

cr = 0,666 c;

Per ciò che concerne l’applicazione della nuova normativa si evidenzia che la

novità fondamentale riguarda non solo la definizione dei valori caratteristici ma

anche la definizione della resistenza di progetto che deve essere inferiore a quella di

Ed .

Figura 4: schema di utilizzo del vecchio metodo alle tensioni ammissibili

Figura 5: schema di utilizzo del nuovo metodo agli stati limite


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25

Ai fini del calcolo occorrerà procedere dapprima con la scelta dei valori caratteristici dei

parametri di progetto.

Figura 6: sintesi sulla scelta dei valori caratteristici del terreno

Figura 7: sintesi sulla verifica SLSP per fondazioni superficiali

I punti fondamentali della verifica geotecnica nelle nuove norme sono quindi i seguenti:

- determinazione dei valori caratteristici dei parametri di progetto

- scelta del DA (Approccio di progetto 1 o 2); determinazione di Rd (Stati limite ultimi)

- determinazione di Sc (cedimenti caratteristici) negli stati limite di esercizio;

- verifica disequazione: Ed�Rd, Ed�Cd.

Per ciò che concerne l’analisi di stabilità dei pendii, in base alla nuova normativa si

osservano le seguenti distinzioni:


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26

o pendii naturali: si utilizzano i valori caratteristici, non sono specificati nella

normativa gli approcci di progetto (ossia a parte l’utilizzo dei valori caratteristici la

procedura rimane simile a quella del D.M. 11.03.1988

o pendii artificiali, rilevati, fronti di scavo: si utilizza totalmente il nuovo metodo NTC

Una considerazione di importanza fondamentale è il fatto che il vecchio coefficiente di

sicurezza nelle verifiche pseudostatiche è ora sostituito dal rapporto Rd/Ed che deve avere

un valore minimo definito dal progettista secondo i dettagli inerenti ogni singola verifica;

un concentto quindi quasi simile a quello definito dalla circolare esplicativa 30483 del

D.M.11/03/1988. Secondo le NTC sono tre i metodi possibili di verifica:

o metodi pseudostatici

o metodo degli spostamenti (Newmark o simili)

o Analisi dinamica avanzata (FEM e simili)

CLASSIFICAZIONE SISMICA

Con l’emanazione dell’O.P.C.M. 3274, e ora con il D.M. 14 gennaio 2008 la

Sardegna viene nella sua totalità classificata in zona 4, pur non essendo stato effettuato

uno studio specifico sul picco di accelerazione PGA atteso.

La valutazione della sismicità deve essere eseguita con riferimento alle prescrizioni

dell’Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri n. 3274 del 20 marzo 2003, e del

decreto attuativo del 14 gennaio 2008 “Approvazione delle nuove norme tecniche per le

costruzioni” le quali prescrivono l’adozione di una classificazione dei terreni secondo cinque

categorie (A, B, C, D, E) oltre due speciali (S1 ed S2), da determinare in base alla velocità di

propagazione delle onde di taglio mediate nei primi 30 metri di profondità, ovvero alla

cosiddetta “Vs30”, da calcolare mediante l’equazione:

Vs30 = 30/�i=1,n (hi/Vsi) (1)

Dove:

• n rappresenta il numero degli strati nel modello del terreno;

• hi sono gli spessori dei diversi strati;

• Vsi sono le velocità delle onde di taglio nei diversi strati.

In dettaglio, le cinque categorie ordinarie, sono:

A: formazioni litoidi o suoli omogenei molto rigidi caratterizzati da valori di Vs30 maggiori di

800 m/s, comprendenti eventuali strati d’alterazione superficiale di spessore massimo 5 m;

B: depositi di sabbie e ghiaie molto addensate o argille molto consistenti, con spessori di

diverse decine di metri, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà


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27

meccaniche con la profondità e da valori di compresi tra 360 m/s e 800 m/s (ovvero

resistenza penetrometrica Nspt >50, o coesione non drenata Cu> 250 kPa;

C: depositi di sabbie e ghiaie mediamente addensate, o di argilla di media consistenza, con

spessori variabili da diverse decine fino a centinaia di metri, caratterizzati da valori di Vs30

compresi tra 180 m/s e 360 m/s (15<Nspt<50, 70<Cu<250 kPa);

D: depositi di terreni granulari da sciolti a poco addensati oppure coesivi da poco a

mediamente consistenti, caratterizzati da valori di Vs30 < 180 m/s (Nspt<15, Cu<70 kPa);

E: profili di terreno costituiti da strati superficiali alluvionali con valori di Vs30 simili a quelli

dei tipi C e D e spessore compreso tra 5 e 20 metri, giacenti su un substrato di materiale più

rigido con Vs30 > 800 m/s.

Si tralasciano, in quanto non d’interesse, le due ultime categorie, per le quali sono

prescritti studi speciali per la definizione della risposta a sollecitazioni sismiche.

Attualmente per la regione Sardegna non sono riportati dati specifici relativi alla

microzonazione sismica; in ogni caso la normativa nazionale prevede l’obbligatorietà

della relazione sulla modellazione sismica per qualsiasi intervento sul territorio ed

inoltre l’applicazione dei metodi di calcolo per strutture classificabili in classe

superiore alle II nella zona 4.

Le Norme tecniche per le costruzioni, nel seguito NTC, prevedono che ai fini della

definizione dell’azione sismica di progetto sia valutato l’effetto della risposta sismica locale

mediante specifiche analisi che consentano di definire le modifiche che un segnale sismico,

relativo ad un sito di riferimento rigido con superficie topografica orizzontale (sottosuolo di

categoria A) subisce, a causa delle caratteristiche topografiche e stratigrafiche dei depositi

di terreno e degli ammassi rocciosi e delle proprietà fisiche e meccaniche dei materiali che

li costituiscono. In assenza di tali analisi, per la definizione dell’azione sismica, si può fare

riferimento alle categorie di sottosuolo alle quali le NTC associano valori di parametri

numerici, che modificano gli spettri di risposta per tener conto dell’effetto “stratigrafico”.

Il riconoscimento della categoria si effettua in base ai valori della velocità

equivalente Vs30 di propagazione delle onde di taglio entro i primi 30 m di profondità, che

si raccomanda di determinare direttamente. Quando tale determinazione non sia

disponibile, la classificazione può essere effettuata in base ai valori del numero equivalente

di colpi della prova penetrometrica dinamica (Standard Penetration Test) NSPT,nei terreni

prevalentemente a grana grossa e della resistenza non drenata equivalente cu, nei terreni

prevalentemente a grana fina. Un altro parametro, il coefficiente ST, può essere utilizzato

per tener conto della morfologia superficiale (pendii, cigli). Nel caso di terreni di bassa

consistenza o suscettibili di liquefazione, non sono consentiti approcci semplificati e,

quindi, si ricorre a specifiche analisi di risposta sismica locale.


_____________________________________________________________________________________________________________________________________________________________


28

Le NTC, pertanto, richiedono che nella progettazione siano affrontati aspetti propri degli

studi di MS. È quindi conseguente che tali studi condividano alcuni obiettivi della

progettazione. È peraltro differente la scala alla quale si opera: la progettazione è riferita a

uno specifico manufatto e quindi riguarda ambiti territoriali che possono essere

estremamente limitati, a differenza di quanto avviene con gli studi di MS . In genere quindi

lo studio a supporto della progettazione fornisce informazioni più puntuali di quelle che

sono disponibili per la MS. Il grado di approfondimento per la progettazione è fissato dalla

norma. Per la MS è in funzione del livello e può anche essere pari a quello richiesto dalla

progettazione.

Le indagini in sito e in laboratorio contribuiscono alla definizione del modello del

sottosuolo, in base alle unità litotecniche presenti, ai loro rapporti stratigrafici e geometrici

e ai parametri fisico- meccanici che le caratterizzano. La conoscenza di tale modello

permette di effettuare valutazioni sui fenomeni di amplificazione locale per le zone stabili e

su eventuali fenomeni di instabilità.

Le indagini necessarie per costruire un modello del sottosuolo, possono essere così

classificate:

• rilevamenti geologici, geomorfologici e litologico-tecnici

• indagini geofisiche

• indagini geotecniche

− indagini in sito

− prove di laboratorio

Per ciò che concerne le indagini, le Norme tecniche per le costruzioni riportano:

Le scelte progettuali devono tener conto delle prestazioni attese delle opere, dei caratteri

geologici del sito e delle condizioni ambientali. (…) Le analisi di progetto devono essere

basate su modelli geotecnici dedotti da specifiche indagini e prove che il progettista deve

definire in base alle scelte tipologiche dell’opera o dell’intervento e alle previste modalità

esecutive (…).Le indagini geotecniche devono essere programmate in funzione del tipo di

opera e/o di intervento e devono riguardare il volume significativo di cui al § 3.2.2, e devono

permettere la definizione dei modelli geotecnici di sottosuolo necessari alla progettazione.

Per la progettazione sismica più precisamente si stabilisce che:

Le indagini geotecniche devono essere predisposte dal progettista in presenza di un quadro

geologico adeguatamente definito, che comprenda i principali caratteri tettonici e litologici,

nonché l’eventuale preesistenza di fenomeni di instabilità del territorio. Le indagini devono

comprendere l’accertamento degli elementi che, unitamente agli effetti topografici,

influenzano la propagazione delle onde sismiche, quali le condizioni stratigrafiche e la

presenza di un substrato rigido o di una formazione ad esso assimilabile. La

caratterizzazione fisico-meccanica dei terreni e la scelta dei più appropriati mezzi e


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procedure d’indagine devono essere effettuate tenendo conto della tipologia del sistema

geotecnico e del metodo di analisi adottato nelle verifiche. Nel caso di opere per le quali si

prevede l’impiego di metodi d’analisi avanzata, è opportuna anche l’esecuzione di prove

cicliche e dinamiche di laboratorio, quando sia tecnicamente possibile il prelievo di campioni

indisturbati. In ogni caso, la caratterizzazione geotecnica dei terreni deve consentire almeno

la classificazione del sottosuolo secondo i criteri esposti nel § 3.2.2. Nella caratterizzazione

geotecnica è necessario valutare la dipendenza della rigidezza e dello smorzamento dal

livello deformativo.

Per quanto riguarda la densità areale media dei punti di esplorazione, valori orientativi

possono essere desunti dalla letteratura (AGI, 1977 e 2005: 0.1-2 prove /ha). I valori più

alti devono essere riservati alle zone con più alto valore espositivo, alle zone con terreni di

copertura meno compatti e consistenti ed alle zone che presentano una maggiore

variabilità di caratteristiche. La localizzazione va stabilita in relazione alla possibile

maggiore suscettibilità dei terreni a dar luogo a fenomeni locali, allo stato delle conoscenze

preesistenti, alla possibilità di accesso. La profondità è anch’essa in relazione a diversi

fattori ambientali. In generale, con i sondaggi e le prospezioni geofisiche dovrebbe essere

stimata la profondità del bedrock. Indicativamente alcuni sondaggi dovrebbero raggiungere

i 50 m. I valori indicati non riguardano le zone instabili, dove i punti di esplorazione

devono essere molto ravvicinati e le indagini spinte fino alla profondità necessaria per

individuare la geometria e i caratteri delle formazioni di caratteristiche scadenti.

CONSIDERAZIONI CONCLUSIVE

Con incarico affidato al sottoscritto dal Comune di Capoterra, è stato realizzata la

presente relazione geotecnica, finalizzata all’adeguamento del P.U.C. al P.P.R ed al P.A.I.

Sulla base dei dati esistenti e delle valutazioni di dettaglio, lo studio ha permesso di

individuare una successione stratigrafica costituita da metamorfiti e vulcaniti erciniche a

cui si sovrappongono sedimenti alluvionali e coltri detritiche.

Sono state fornite indicazioni sulle diverse caratteristiche geotecniche dei terreni e

litotipi esistenti sul territorio, nonché sui criteri di verifica e stabilità da utilizzare con

particolare riferimento alle NTC 2008.

Sono state fornite indicazioni in relazione alla classificazione sismica (zona 4

attualmente per tutta la Sardegna) ma riportando delle specifiche per una corretta

progettazione e applicazione delle norme sismiche secondo quanto indicato nelle NTC 2008.


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Si rimanda alle norme di attuazione del P.U.C. per il recepimento delle prescrizioni

delle N.d.A. del P.A.I. e di quelle della presente relazione nonché e di quelle derivanti dalle

limitazioni dell’uso del territorio derivate dal presente studio.

Nurallao, lì 26/06/2012 Il professionista

Dott. Geol. Antonello Frau

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