ZONA ELEMENTARE 891 – AREA 13regatti.comune.modena.it/DEPMASS201606291333/16)R.07Re...50019 Sesto...

COMUNE DI MODENAPROVINCIA DI MODENA

ZONA ELEMENTARE 891 – AREA 13AREA "EX OFFICINE RIZZI"VIA MANFREDO FANTI, 90

PIANO URBANISTICO ATTUATIVODI INIZIATIVA PRIVATAPER LA FORMAZIONE

DI UNA NUOVA AREA A PARCHEGGIO

PROPRIETA’

Serenissima SGR S.p.A.Via Fermi, 237135 VeronaP.IVA. / C.F. 03402260230

IL CONSULENTE SPECIALISTA PROGETTISTA

Geo Group S.r.l.41123 Modena – Via Costa, 182Telefono 059 3967169 – Fax 059 5332019C.F. e P. IVA 02981500362www.geogroupmodena.itDott. Pieluigi DallariIscritto all’Ordine dei Geologi dell’Emilia Romagna

INRESIstituto NazionaleConsulenza Progettazione IngegneriaSocietà Cooperativa50019 Sesto Fiorentino (FI) – Via Tevere, 60Telefono 055 33671 – Fax 055 3367333C.F. e P. IVA 00515250488E-mail: [email protected]. Fortunato Della GuerraIscritto all’Ordine degli Ingegneri di Firenzeal numero 5361

ELABORATO DATA NUMERO

RELAZIONE GEOLOGICAE GEOTECNICA

Marzo

2016

Studio geologico,geotecnico e sismicoa supporto

di un Piano Urbanistico Attuativo PUA, di iniziativa privata,

zona elementare n. 891,Area 13, tra strada nazionale Canaletto sud e

via Manfredo Fanti Gennaio 2016

Rif. 744/15

P.IVA e C.F. 02981500362

www.geogroupmodena.it

Tel. 059/3967169 Fax. 059/5332019

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GEO GROUP s.r.l.Via C. Costa, 182 - 41123 MODENA

EO GROUP s r l...GASSOCIAZIONE

ANALISTI AMBIENTALI

AGI

ASSOCIATO

ASSOCIAZIONE GEOTECNICA ITALIANA

Provincia di ModenaRELAZIONE GEOLOGICA inerente le indagini eseguite, la caratterizzazione e modellazione geologica del sito (6.2.1. DM

14/01/08)

RELAZIONE GEOTECNICA basata sulle indagini geognostiche effettuate, al fine della caratterizzazione e modellazione del volume significativo di terreno del sito (6.2.2. DM 14/01/08)

Relazione concernente la “RISPOSTA SISMICA DEL SITO” (D.M. 14/01/08 - NNTC), la verifica a possibili fenomeni di liquefazione (D.M. 14 /01/2008) e studi di MICROZONAZIONE SISMICA dell'area (Delibera di Assemblea Legislativa Regionale

n.112/2007)

Dott. Geol. Pierluigi Dallari

Comune di Modena

Relazione geologico, geotecnica e sismica a supporto di un Piano Urbanistico Attuativo PUA , di iniziativa privata - zona elementare 891 area 13 - sita tra la Strada Nazionale del Canaletto Sud e via Manfredo Fanti, in Comune di Modena (MO) – Rif. 744/2015

GEO GROUP S.R.L. Indagini geognostiche, geofisiche e consulenze geologiche e geotecniche via C. Costa 182 - 41100 Modena -Tel.059/39.67.169 - fax 059/53.32.019 – E-mail:[email protected]

1

Relazione Tecnica comprendente:

RELAZIONE GEOLOGICA inerente le indagini geognostiche eseguite, la

definizione delle unità litotecniche, gli eventuali processi geomorfici al fine della

modellazione geologica del sito (6.2.1. DM 14/01/08)

RELAZIONE GEOTECNICA basata sulle indagini eseguite, fornisce tutti i dati

geotecnici necessari per il progetto e la caratterizzazione e la modellazione del

volume significativo di terreno interessato (6.2.2. DM 14/01/08)

Relazione concernente la “RISPOSTA SISMICA DEL SITO” (ai sensi del D. M.

14/01/2008 NNTC), la Verifica agli Stati Limite Ultimi (SLU) (par. 6.4 del D.M.

14/01/08) e la verifica a possibili fenomeni di liquefazione

MICROZONAZIONE SISMICA dell’area, ai sensi della Delibera di Assemblea

Legislativa n.112/2007, art. 16 – c.1 “Indirizzi per gli studi di microzonazione

sismica in Emilia Romagna per la pianificazione territoriale ed urbanistica”

Oggetto:

Studio geologico, geotecnico e sismico a supporto di un Piano Urbanistico Attuativo PUA

zona elementare 891 area 13, tra la Strada Nazionale del Canaletto Sud e via Manfredo Fanti,

nel Comune di Modena (MO)

Relazione geologico, geotecnica e sismica a supporto di un Piano Urbanistico Attuativo PUA di iniziativa privata - zona elementare 891 area 13 - sita tra la Strada Nazionale del Canaletto Sud e via Manfredo Fanti, in Comune di Modena (MO) – Rif. 744/2015


2

Indice del contenuto 1. Premesse .......................................................................................................................................... pag. 3 1.1. Inquadramento geografico ................................................................................................................. pag. 5 1.2. Notizie storiche del sito ..................................................................................................................... pag. 5 2. Relazione geologica ......................................................................................................................... pag. 6 2.1 .Geologia e geomorfologia del sito ...................................................................................................... pag. 6 2.2. Indagini geognostiche ........................................................................................................................ pag. 7 2.2.1 Prove penetrometriche statiche CPT .............................................................................................. pag. 7 2.2.2. Prove penetrometriche statiche CPTU ........................................................................................... pag. 10 2.3. Caratteristiche geotecniche e litostratigrafiche .................................................................................. pag. 14 3. Relazione geotecnica ....................................................................................................................... pag. 18 3.1. Modello geotecnico del sottosuolo ..................................................................................................... pag. 18 3.2. Stima della portanza e Cedimenti ...................................................................................................... pag. 19 3.3. Modulo di sottofondo ......................................................................................................................... pag. 24 3.4. Verifica di stabilità del fronte di scavo ................................................................................................ pag. 25 4. Caratterizzazione sismica del sottosuolo ....................................................................................... pag. 29 4.1. Sismicità dell’area .............................................................................................................................. pag. 29 4.2. Indagini geofisiche ............................................................................................................................. pag. 31 4.2.1 Indagine sismica MASW .................................................................................................................. pag. 32 4.2.2 Indagine sismica Re.Mi. ................................................................................................................... pag. 33 4.2.2 Indagine sismica ESAC. .................................................................................................................. pag. 36 4.2.3 Indagini sismiche HVSR .................................................................................................................. pag. 37 4.3. Studi di microzonazione sismica ........................................................................................................ pag. 38 4.3.1. Approfondimenti di primo livello ...................................................................................................... pag. 40 4.3.2. Approfondimenti di secondo livello .................................................................................................. pag. 40 4.4. Approfondimenti di terzo livello .......................................................................................................... pag. 41 4.5. Cedimenti post sismici ....................................................................................................................... pag. 49 4.6. Verifica a liquefazione ....................................................................................................................... pag. 52 5. Considerazioni conclusive ............................................................................................................... pag. 57

Tavole

Tav. n. 1: “Carta Corografica” scala 1: 25.000 Tav. n. 2: “Carta Topografica” scala 1: 10.000 Tav. n. 3: “Ripresa fotografica generale dell’area di interesse” scala grafica Tav. n. 4: “Carta della litologia di superficie” scala 1: 5.000 Tav. n. 5a: “Indagini geotecniche” scala grafica Tav. n. 5b: “Indagini geofisiche” scala grafica Tav. n. 6: “Carta dei depositi del sottosuolo che influenzano il moto sismico in superficie” scala grafica Tav. n. 7: “Rischio sismico: carta delle aree soggette ad effetti locali” scala grafica Tav. n. 8: “Carta delle aree potenzialmente suscettibili di effetti locali per eventi sismici” scala grafica Tav. n. 9: “Carta di microzonazione sismica” scala grafica Tav. n. 10: “Sezione Litostratigrafica A-A’ ” scala grafica Tav. n. 11: “Sezione Litostratigrafica B-B’ ” scala grafica

Allegati

ALL. n. 1 Prove penetrometriche statiche CPT e CPTU corredate di interpretazione geotecnica; ALL. n. 2 Verifiche geotecniche; ALL. n. 3 Indagini sismiche; ALL. n. 4 Verifiche alla liquefazione; ALL. n. 5 Verifica di stabilità dei fronti di scavo



3

1 PREMESSE

Nei mesi di Dicembre 2015 e Gennaio 2016 su incarico di Coop Alleanza 3.0 e in accordi

con il progettista e calcolatore delle strutture è stato eseguito il presente elaborato

geologico, geotecnico e sismico a supporto di un Piano Urbanistico Attuativo PUA di

iniziativa privata - zona elementare n. 891, Area 13 - da eseguirsi tra la Strada Nazionale

del Canaletto Sud e via Manfredo Fanti, in Comune di Modena (MO).

Fig. 1.1: Ripresa aerea dell’area di interesse, tratta da Google Maps

Fig. 1.2: Ripresa aerea di dettaglio dell’area di interesse, tratta da Google Maps.



4

Fig. 1.3: Stralcio della tavola di progetto dell’area in oggetto.

Fig. 1.4: Stralcio della planimetria catastale dell’area oggetto di studio.

Per ottemperare alle richieste del D.M. 14/01/2008 il presente studio verrà suddiviso

nelle seguenti sezioni:

1) RELAZIONE GEOLOGICA riguardante le indagini geognostiche eseguite, la

caratterizzazione e modellazione geologica del sito (6.2.1. DM 14/01/08);

2) RELAZIONE GEOTECNICA basata sulle indagini eseguite, fornisce la

caratterizzazione e la modellazione del volume significativo di terreno interessato (6.2.2.

DM 14/01/08);

3) Relazione concernente la “RISPOSTA SISMICA DEL SITO” (ai sensi del D. M.

14/01/2008 NNTC) , la verifica dello Stato Limite Ultimo (SLU) (par. 6.4 del D.M.

14/01/08) e la verifica a possibili fenomeni di liquefazione (D.M. 14 /01/2008).

4) MICROZONAZIONE SISMICA DELL’AREA ai sensi della Delibera Assemblea

Legislativa (DAL) n. 112/2007 Art. 16 c.1 ”indirizzi per gli studi di microzonazione sismica

in Emilia-Romagna per la pianificazione territoriale e urbanistica”.



5

1.1 INQUADRAMENTO GEOGRAFICO

L’area in esame è sita nella porzione nord del comune di Modena (MO), tra via Canaletto

e via Manfredo Fanti, come illustrato nella “Carta corografica”, alla scala 1: 25.000 (tav. n. 1), tavola CTR n. 201_SE, nella “Carta topografica” alla scala 1: 10.000, sezione CTR

n. 201120 “Modena Nord Est (tav. n. 2) e nella “Ripresa fotografica generale” (tav. n. 3

e fig. 1.1),

Le coordinate geografiche relative al sito in oggetto, calcolate mediante apposito

software ed utilizzando la maglia di punti riportata in figura 1.3 sono le seguenti:

Fig. 1.3: Maglia di punti che identificano l’area di interesse

1.2 NOTIZIE STORICHE DEL SITO

Sono state analizzate alcune foto aeree dell’area tratte dal “Geoportale Emilia Romagna e

dal Geoportale Nazionale” dall’anno 1943 all’anno 2006 per vedere l’evoluzione della zona

oggetto di studi nel tempo.

Figura n.1-FOTO RAF (Royal Air Force) 1943-1944 (REGIONE EMILIA ROMAGNA) sono evidenti nella ripresa fotografica le zone in cui sono esplose le bombe.



6

Figura n.2-FOTO RAF di dettaglio(Royal Air Force) 1943-1944 (REGIONE EMILIA ROMAGNA) sono evidenti nella ripresa fotografica le zone in cui sono esplose le bombe.

Come si evince dalle foto aeree sopra esposte, si nota che l’area dal 1943 e’ sempre stata

sede delle Officine Rizzi che sono state demolite a partire dal 2000.

2 RELAZIONE GEOLOGICA

2.1 GEOLOGIA e GEOMORFOLOGIA del sito

L’area oggetto di studi si colloca tra Strada Nazionale del Canaletto Sud e via Manfredo

Fanti, nella parte nord della città di Modena, a sud dell’ex mercato bestiame. La zona si

trova ad una quota topografica media di 33.0 m s.l.m..

Dal punto di vista geologico nell’area affiorano i depositi di seguito illustrati e riportati

nella “Carta della litologia di superficie” (tav. n. 4) a scala 1:5.000, tratta dal “Progetto

cartografia della Regione Emilia Romagna “ CARG:

- AES8a Unità di Modena Depositi ghiaiosi passanti a sabbie e limi di terrazzo alluvionale. Limi prevalenti nelle

fasce pedecollinari di interconoide. Unità definita dalla presenza di un suolo a

bassissimo grado di alterazione, con profilo.potente meno di 100 cm, calcareo, grigio-

giallastro o bruno grigiastro. Nella pianura ricopre resti archeologici di età romana del VI

secolo d.C.. Potenza massima di alcuni metri (< 10 m).



7

Post-VI secolo d.C.

Nell’area mancano evidenze geomorfologiche degne di nota, la zona è completamente

pianeggiante con una leggera inclinazione verso nord-nord est in concordanza con

l’andamento generale della Pianura Padana. Siamo in un’area modificata in modo

rilevante dall’azione antropica.

2.2 INDAGINI GEOGNOSTICHE

In relazione alla litologia presente nell’area e in base alla tipologia dello studio in oggetto

relativo ad un Piano Urbanistico Attuativo PUA, zona elementare n. 891, Area 13, tra

Strada Nazionale del Canaletto Sud e via Manfredo Fanti, comune di Modena, si sono

eseguite le seguenti indagini geognostiche:

o N. 3 PROVE PENETROMETRICHE STATICHE CON PUNTA MECCANICA CPT; o N. 2 PROVE PENETROMETRICHE STATICHE CON PUNTA ELETTRICA CPTU; o N. 1 INDAGINE SISMICA MASW; o N. 1 INDAGINE SISMICA RE.MI.; o N. 1 INDAGINE SISMICA ESAC; o N. 2 INDAGINI SISMICHE PASSIVE HVSR.

L’ubicazione di tutte le indagini eseguite è illustrata nella tav. n. 5, riportata in allegato,

mentre i diagrammi relativi alle CPT e CPTU eseguite, dotati d’interpretazione

geotecnica, sono presenti nell’allegato n. 1; in allegato n. 3 sono visibili i grafici e i

risultati delle indagini sismiche MASW, Re.Mi., ESAC e HVSR.

2.2.1 Prove penetrometriche statiche con punta meccanica CPT

Nell’area di interesse sono state eseguite, in data 29/12/2015 e 30/12/2015, n. 3 prove penetrometriche statiche CPT, spinte rispettivamente fino alla profondità di – 23.20 m

da p.c. (CPT n. 1) , – 22.60 m da p.c. (CPT n. 2) e – 23.00 m da p.c. (CPT n. 3).

Nell’Allegato n. 1 sono riportati i grafici e le tabelle riguardanti le prove eseguite,

corredate dell'elaborazione geotecnica e litostratigrafica.

Le caratteristiche tecniche dello strumento impiegato (Gouda da 20 ton.) sono le

seguenti:

Punta meccanica Begemann Spinta 200 kN Intervalli di misura 20 cm Parametri registrati Rp (resistenza alla punta) Rl (resistenza attrito laterale) Area punta 10 cm2

Angolo alla punta 60°



8

La prova penetrometrica statica CPT (Cone Penetration Test) viene realizzata infiggendo

nel terreno, alla velocità di 2 cm/sec, la punta meccanica Begemann (fig. 2.2). La punta

presenta alla sua estremità inferiore un cono avente un angolo al vertice di 60°, un

diametro alla base di 36 mm e quindi un area di base di 10 cm2. Esso supporta lungo il

suo stelo un manicotto d’attrito, la cui superficie laterale è di 150 cm2. I valori degli sforzi

di reazione che il suolo oppone alla penetrazione della punta, allo scorrimento del

manicotto laterale e l’avanzamento dell’insieme punta più aste, verranno registrati ogni

20 cm di avanzamento in profondità.

L’esecuzione della prova avviene tramite il seguente schema di avanzamento (fig. 2.2):

1) posizione di riposo con punta completamente chiusa;

2) spinta esercitata sulle aste interne con avanzamento di 4 cm del solo cono;

visualizzazione dello sforzo di punta (Rp);

3) spinta esercitata sulle aste interne con avanzamento di 4 cm di cono + manicotto;

visualizzazione dello sforzo di punta + attrito laterale (Rl);

4) spinta esercitata sulle aste esterne con avanzamento di 12 cm e ritorno alla

posizione di riposo con punta completamente chiusa; visualizzazione dello sforzo di

punta + attrito + attrito della batteria di aste (Rt).

Nella fase d’avanzamento in cui viene letta la resistenza alla punta, il display restituisce

automaticamente il carico unitario di resistenza (Rp) tenuto conto della superficie di

infissione di circa 10 cm2. Nella fase di avanzamento in cui viene letta la somma delle

resistenze alla punta ed al manicotto di frizione il display visualizza il carico assoluto

espresso in kg diviso per 10 (Rl).

Ad ogni profondità di misura (x), i valori reali della resistenza alla penetrazione della

punta “qc” e dell’attrito laterale locale “fs” possono essere calcolati tramite le seguenti

formule:

Punta Begemann (a) e schema di avanzamento (b)



9

qc (x) = Rp (x) [kg/cm2]

dove:

AP (Area Punta) = 10 cm2

AM (Area Manicotto Laterale) = 150 cm2

fS (X) = (Rl(x+1) – Rp(x+1)) · (AP/AM) = (Rl(x+1) – Rp(x+1)) / 15

La particolare punta utilizzata per la perforazione Friction Jacket Cone è servita a

determinare, oltre al carico di rottura, anche la litologia dei terreni investigati: dal

rapporto tra la resistenza penetrometrica alla punta e la resistenza laterale locale è infatti

possibile risalire, attraverso l’esperienza di Begemann, modificata da Schmertmann (di

seguito descritti), alla granulometria, e di conseguenza alla litologia, dei terreni

attraversati dall’indagine.

Metodo di Begemann: Il metodo di BEGEMANN considera il rapporto tra Rp e Rl come parametro indicativo

delle variazioni litologiche. In particolare l’Autore suggerisce le seguenti correlazioni:

Va ricordato che tali correlazioni sono valide solo per terreni immersi in falda.

Metodo di Schmertmann: Il metodo di SCHMERTMANN considera come indicativo della litologia della verticale

indagata il rapporto delle resistenze Fr (con Fr%=100 Rl/Rp), secondo il grafico

seguente:



10

2.2.2 Prove penetrometriche statiche con piezocono CPTU

Nell’area in oggetto, per la realizzazione del PUA in progetto sono state eseguite anche

n. 2 prove penetrometriche statiche CPTU, spinte alle profondità di -23.71 m (CPTU 1), e

-21.01 m (CPTU 2) da piano campagna attuale.

Il penetrometro utilizzato per realizzare le prove statiche è stato, come già detto un

Gouda da 200 kN di spinta, montato su autocarro gommato a trazione integrale.

La prova penetrometrica statica con punta elettrica (CPTE/U), consiste essenzialmente

nella misura della resistenza alla penetrazione di una punta conica standard, connessa

all’estremità inferiore di una batteria di aste cave, che viene infissa a pressione e velocità

costante nel terreno tramite un dispositivo di spinta idraulico che agisce alla sommità

delle aste.

Fig. 2.4.1: Attrezzatura di prova utilizzata.

La punta elettrica è strumentata con sensori elettrici e un sistema di trasmissione dei dati

in superficie via cavo, che permette l’acquisizione e la registrazione dei dati quasi in

continuo, ogni centimetro. I dati misurati durante la prova sono la resistenza totale alla

penetrazione Qt, la resistenza alla penetrazione della punta Qc e la resistenza laterale

del manicotto Fs; è possibile inoltre monitorare, durante l’esecuzione della prova, alcuni

parametri di controllo quali l’inclinazione rispetto alla verticalità e la velocità di

penetrazione del cono.

Una punta elettrica particolare, detta “piezocono”, è dotata anche di un dispositivo di

misura della pressione, attraverso il quale viene misurata la pressione dell’acqua nei pori

del terreno u (CPTU). La pressione che viene misurata è la pressione u = u0 + Δu, dove

u0 è la pressione dovuta al livello idrostatico e Δu quella generata dallo sforzo alla

penetrazione nel terreno.

Il piezocono da Noi utilizzato è un Pagani, con sistema di acquisizione TGAS07 ed è

dotato di un dispositivo di misura della pressione costituito da un cilindro metallico



11

saturato con grasso, situato poco al di sopra della punta conica. Si riportano, di seguito,

la composizione dell’attrezzatura di prova ed il collegamento con il sistema di

acquisizione dei dati digitale TGAS07 (Fig.2.2) e le caratteristiche del piezocono (Fig.

2.3):

Fig. 2.4.2: Attrezzatura di prova e collegamento con il sistema di acquisizione digitale.

Fig. 2.4.3: Caratteristiche del Piezocono Pagani.

I dati acquisiti sono stati elaborati con software CPeT – IT v. 1.7.4.13 prodotto da

GeoLogisMiki – Geotechnical Software. I report, in cui sono riportati su grafici i dati di

resistenza e pressione interstiziale misurati ed illustrata l’interpretazione litostratigrafica e

geotecnica delle prove, sono riportati in Allegato n. 1.



12

La caratterizzazione litostratigrafica del terreno è stata effettuata in funzione delle carte

proposte da Robertson, in cui il tipo di comportamento del terreno è definito da tre

parametri: qt, resistenza alla punta corretta, Rf, Bq, nella prima carta (1986) e con i

parametri normalizzati nella seconda (1990).

La ricerca e la disponibilità di numerosi dati ottenuti in camera di calibrazione e in

campagna ha prodotto numerose correlazioni tra i dati misurati in sito e il valore dei

parametri geotecnici caratteristici dei terreni. Il software utilizzato per l’elaborazione delle

prove utilizza le correlazioni riportate nello schema seguente.



13

Fig. 2.4.4: Correlazioni utilizzate per la stima dei parametri geotecnici.

Foto. 2.4.5: Ripresa fotografica CPT1.




14


2.3 CARATTERISTICHE LITOSTRATIGRAFICHE E GEOTECNICHE DEL TERRENO DI FONDAZIONE

Sulla base dei dati emersi dall’elaborazione geotecnica e litostratigrafica delle prove

penetrometriche da Noi eseguite in sito e illustrate nell’allegato n. 1, si può riassumere

quanto segue:

Le n. 3 prove penetrometriche CPT da Noi eseguite in sito in data 29/12/2015 e

30/12/2015 hanno rilevato una buona omogeneità litostratigrafica sia in senso

verticale che orizzontale;

Per quanto riguarda il grado di consolidazione dei materiali coesivi, è stata

rinvenuta in tutte le CPT la presenza di terreni sovraconsolidati SC (con OCR > 4) fino a profondità comprese tra - 10.00 m e - 12.00 m da p.c., seguiti da terreni

leggermente consolidati LC (2 < OCR < 4) fino a fondo foro.



15

CPT 1 CPT 2 CPT 3 CPTU 1 CPTU 2 LITOLOGIA

-4.80 m da piano

campagna

-4.00 m da piano

campagna

-5.00 m da piano

campagna

-5.40 m da piano

campagna

-5.00 m da piano

campagna

Al di sotto di un primo strato di terreno di riporto, superato tramite prefori eseguiti mediante trivella meccanica, è stato individuato un livello argilloso limoso a scarsa consistenza con una resistenza alla punta del penetrometro statico compresa mediamente tra 0.50 e 0.80 Mpa nelle varie prove.

-6.60 m -6.40 m -5.60 m

Di seguito è presente un strato costituito da argille limose mediamente consistenti con una resistenza alla punta del penetrometro statico media compresa tra 1.10 e 1.50 Mpa nelle prove con punta meccanica.

-11.00 m -12.60 m -10.20 m -10.40 m -11.00 m

Livello di argille limose consistenti con rare intercalazioni limose, con una resistenza alla punta del penetrometro statico media compresa tra 2.30 e 2.70 Mpa nelle CPT e tra 1.30 e 1.50 MPa nelle CPTU.

-19.00 m -19.40 m -19.00 m -19.40 m -18.00 m

Argille amedia consistenza, con una resistenza media compresa tra 1.30 e 1.50 Mpa nelle CPT e tra 1.00 e 1.20 MPa nelle CPTU.

-22.00 m -22.20 m -22.20 m -23.40 m -21.00 m

Argille amedio elevata consistenza, con una resistenza media compresa tra 2.00 e 2.50 Mpa nelle CPT e tra 1.50 e 1.70 MPa nelle CPTU.

-23.20 m -22.60 m -23.00 m -23.60 m Ghiaie sabbiose addensate, densità relativa pari a 70%.



16

Dall’esecuzione delle prove penetrometriche statiche con piezocono CPTU, la cui

elaborazione è riportata sempre in allegato n.1, sono stati rilevati i parametri geotecnici

e la litostratigrafia del sottosuolo, visibili nello stesso allegato e di seguito (fig. 2.2.4.1)

illustrati.

Fig. 2.3.1: Schema rappresentativo della litostratigrafia ricavata dalla prova penetrometrica statica con punta elettrica e piezocono CPTU1.



17

Fig. 2.3.2: Schema rappresentativo della litostratigrafia ricavata dalla prova penetrometrica statica con punta elettrica e piezocono CPTU2.

Al termine delle prove penetrometriche è stata rilevata la soggiacenza della falda freatica

all’interno dei fori di sondaggio. La quota si attesta alla profondità pari a:

N. PROVE Soggiacenza falda freatica in m da p.c. 29/12/2015 e 30/12/2015

CPT n. 1 - 0.55 m

CPT n. 2 - 0.70 m

CPT n. 3 - 0.30 m

CPTU n. 1 - 0.30 m

CPTU n. 2 - 0.30 m

Dalla consultazione della “Carta del tetto delle ghiaie “ della provincia di Modena redatta

nell’ anno 2000 si evince che nell’area in studio il tetto del primo livello ghiaioso-sabbioso

addensato si attesta ad una profondità variabile da – 20.00 m a – 23.00 m da p.c.. Tale

dato conferma i risultati da Noi ottenuti dall’ elaborazione delle prove penetrometriche

statiche CPT/CPTU eseguite.

Figura 2.3.1 - Estratto della carta del tetto delle ghiaie della Provincia di Modena (2000),

l’area in studio è racchiusa nel cerchio verde.



18

3 RELAZIONE GEOTECNICA

3.1 MODELLO GEOTECNICO DEL SOTTOSUOLO

In relazione alla litologia presente nell’area e in base all’intervento proposto che consiste

nella realizzazione di un Piano Urbanistico Attuativo PUA in via Canaletto a Modena,

tenendo delle indagini geognostiche eseguite, si riporta, di seguito, un modello

geotecnico medio schematico del terreno investigato, finalizzato a fornire tutti i dati

geotecnici necessari per i futuri interventi edificatori.

Modello geotecnico schematico medio

Strato Profondità Falda da p.c. Litotipo Parametri geotecnici

1 0.00 – 5.40 m da p.c.

-0.30 m

Argilla limosa a scarsa consistenza

1750 kg/cm3 ≈ 17.50 kN/m3 da p.c. ’ 2050 kg/cm3 ≈ 20.50 kN/m3

Cuk 0.40 kg/cm2 ≈ 40.0 kN/m2 C’k 0.08kg/cm2 ≈ 8.0 kN/m2 M0 30.0 kg/cm2 ≈ 3000 kN/m2 k 20° ν 0.50 Es 56.0 kg/cm2 ≈ 5600 kN/m2

2 5.40 – 6.60 m da p.c. Argilla limosa

media consistenza

1800 kg/cm3 ≈ 18.00 kN/m3 ’ 2100 kg/cm3 ≈ 21.00 kN/m3

Cuk 0.50 kg/cm2 ≈ 50.0 kN/m2 C’k 0.10 kg/cm2 ≈ 10.0 kN/m2 M0 40.0 kg/cm2 ≈ 4000 kN/m2

k 23° ν 0.40

Es 70.0 kg/cm2 ≈ 7000 kN/m2


consistente

1850 kg/cm3 ≈ 18.50 kN/m3 ’ 2150 kg/cm3 ≈ 21.50 kN/m3

Cuk 0.90 kg/cm2 ≈ 90.0 kN/m2 C’k 0.18kg/cm2 ≈ 18.0 kN/m2 M0 70.0 kg/cm2 ≈ 7000 kN/m2 Es 126.0 kg/cm2 ≈ 12600 kN/m2

k 25° ν 0.35


media consistenza

1800 kg/cm3 ≈ 18.00 kN/m3 ’ 2100 kg/cm3 ≈ 21.00 kN/m3

Cuk 0.60 kg/cm2 ≈ 60.0 kN/m2 C’k 0.12 kg/cm2 ≈ 12.0 kN/m2 M0 45.0 kg/cm2 ≈ 4500 kN/m2

k 23° ν 0.40

Es 84.0 kg/cm2 ≈ 8400 kN/m2


consistente

1850 kg/cm3 ≈ 18.50 kN/m3 ’ 2150 kg/cm3 ≈ 21.50 kN/m3

Cuk 0.90 kg/cm2 ≈ 90.0 kN/m2



19

C’k 0.18 kg/cm2 ≈ 18.0 kN/m2 M0 60.0 kg/cm2 ≈ 6000 kN/m2

k 25° ν 0.35

Es 126.0 kg/cm2 ≈ 12600 kN/m2

6 22.20 – 25.00 m da p.c. Ghiaia con sabbia

addensata

1900 kg/cm3 ≈ 19.00 kN/m3 ’ 2200 kg/cm3 ≈ 22.00 kN/m3

Dr% 70 Es 700.0 kg/cm2 ≈ 70000 kN/m2

k 34° ν 0.30

Si riportano di seguito le referenze bibliografiche e le correlazioni utilizzate per la determinazione dei parametri geotecnici sopra riportati: ' = peso dell'unità di volume (efficace) del terreno [Terzaghi & Peck 1967 - Bowles 1982]

Cuk = coesione non drenata (terreni coesivi) [Formula di Lunne & Eide] Dr = densità relativa (terreni granulari) [Schmertmann 1976] M0 = modulo di deformazione edometrico (terreni coesivi e granulari) [Sanglerat 1972 - Mitchell & Gardner 1975 - Ricceri et al. 1974 - Holden 1973] Es = modulo elastico (terreni coesivi) [Trofimemkov 1974]

k = angolo di attrito interno efficace (terreni granulari) [Meyerhof 1956/1976, sabbie limose] k = angolo di attrito interno efficace (terreni coesivi) [prove di laboratorio CID da Noi eseguite su

analoghi litotipi presso Nostro laboratorio certificato dal “Ministero delle infrastrutture e dei trasporti n.1845"per l'esecuzione e certificazione di prove su terre e rocce, categoria A]

3.2 STIMA DELLA PORTANZA DEL TERRENO DI FONDAZIONE e CEDIMENTI

Sono state eseguite verifiche di portanza del terreno ipotizzando varie tipologie di

fondazione, relative ai vari futuri interventi edificatori. Si sono ipotizzate delle fondazioni

dirette superficiali nastriformi impostate a D= -1.00 m da p.c., per l’intervento sul

LOTTO A, delle fondazioni a platea con quota di imposta pari a Dw = - 3.50 m da

piano campagna attuale, in considerazione della realizzazione di un piano interrato, per

l’intervento sul LOTTO B e fondazioni profonde su pali trivellati o CFA, immersi e

approfonditi nel livello ghiaioso con sabbia addensato, rinvenuto a partire da circa 22.20

m da p.c. attuale per quanto riguarda la realizzazione di una passerella pedonale. Il

calcolo della portanza è stato fatto solamente per i primi due casi relativi a fondazioni

dirette superficiali, ed è stato effettuato mediante software CARL12.0 (vers.12.01a) di

Aztec Informatica S.r.l., utilizzando i parametri geotecnici del terreno emersi

dall’elaborazione delle prove geognostiche eseguite in sito e riportati nel § 3.2.

Il calcolo della capacità portante del terreno di fondazione è stato effettuato

relativamente ad una fondazione diretta superficiale nastriforme e a platea, con quota di

imposta rispettivamente a D = -1.00 m da p.c. e D = -3.50 m da p.c.. Si richiamano di

seguito brevemente i metodi utilizzati.



20

Verifica al carico limite

Il rapporto fra il carico limite in fondazione e la componente normale della risultante dei carichi trasmessi sul terreno di fondazione deve essere superiore a q. Cioè, detto Qu, il carico limite ed R la risultante verticale dei carichi in fondazione, deve essere:

Qu / R >= q

Terzaghi ha proposto la seguente espressione per il calcolo della capacità portante di una fondazione superficiale.

qu = cNcsc + qNq + 0.5B N s

La simbologia adottata è la seguente: c coesione del terreno in fondazione; angolo di attrito del terreno in fondazione; peso di volume del terreno in fondazione;

B larghezza della fondazione; D profondità del piano di posa; q pressione geostatica alla quota del piano di posa. I fattori di capacità portante sono espressi dalle seguenti relazioni: e2(0.75 - /2)tg( ) Nq = ––––––––––––––––– 2cos2(45 + /2) Nc = (Nq - 1)ctg tg Kp N = ––––– ( ––––––––– - 1 ) 2 cos2 I fattori di forma sc e s che compaiono nella espressione di qu dipendono dalla forma della fondazione. In particolare valgono 1 per fondazioni nastriformi o rettangolari allungate e valgono rispettivamente 1.3 e 0.8 per fondazioni quadrate. Il termine Kp che compare nell'espressione di N non ha un'espressione analitica. Pertanto si assume per N l'espressione proposta da Vesic N = 2(Nq + 1)tg

Calcolo delle tensioni indotte

Metodo di Boussinesq Il metodo di Boussinesq considera il terreno come un mezzo omogeneo elastico ed isotropo. Dato un carico concentrato Q, applicato in superficie, la relazione di Boussinesq fornisce la seguente espressione della tensione verticale indotta in un punto P(x,y,z) posto alla profondità z:



21

3Qz3 qv = –––––––

2 R5

dove: R = (x2 + y2 + z2)1/2; Per ottenere la pressione indotta da un carico distribuito occorre integrare tale espressione su tutta l'area di carico, considerando il carico Q come un carico infinitesimo agente su una areola dA. L'integrazione analitica di questa espressione si presenta estremamente complessa specialmente nel caso di carichi distribuiti in modo non uniforme. Pertanto si ricorre a metodi di soluzione numerica. Dato il carico agente sulla fondazione, si calcola il diagramma delle pressioni indotto sul piano di posa della fondazione. Si divide l'area di carico in un elevato numero di areole rettangolari a ciascuna delle quali compete un carico dQ: la tensione indotta in un punto P(x,y,z), posto alla profondità z, si otterrà sommando i contributi di tutte le areole di carico calcolati come nella formula di Boussinesq.

Il calcolo, effettuato secondo l’ l’Approccio 1 - combinazione (A1+M1+R2) nelle due

condizioni non drenate e drenate, ha fornito i seguenti risultati:

Cmb Indice della combinazione Fnd Indice della fondazione PF Rottura per punzonamento in presenza di falda qu Portanza ultima, espressa in [kg/cmq] qd Portanza di progetto, espressa in [kg/cmq] Pu Portanza ultima, espressa in [kg] Pd Portanza di progetto, espressa in [kg] V Carico ortogonale al piano di posa, espresso in [kg] Fattore di sicurezza a carico limite ( =Pd/V)

FONDAZIONE NASTRIFORME

CONDIZIONI NON DRENATE

Cmb

Fnd PF qu qd Pu Pd

[kg/cmq] [kg/cmq] [kg] [kg] 1 1 NO 1,61 0,89 120557 66976

CONDIZIONI DRENATE

Cmb

Fnd PF qu qd Pu Pd






22


Cmb

Fnd PF qu qd Pu Pd


CONDIZIONI DRENATE

Cmb

Fnd PF qu qd Pu Pd


PLATEA


Cmb

Fnd PF qu qd Pu Pd


CONDIZIONI DRENATE

Cmb

Fnd PF qu qd Pu Pd





Cmb

Fnd PF qu qd Pu Pd




23

CONDIZIONI DRENATE

Cmb

Fnd PF qu qd Pu Pd


Le verifiche sono riportate con maggior dettaglio in allegato n. 2.

CEDIMENTI DELLA FONDAZIONE

Cedimenti della fondazione Metodo Edometrico Il metodo edometrico è il classico procedimento per il calcolo dei cedimenti in terreni a grana fina, proposto da Terzaghi negli anni '20. L'ipotesi edometrica è verificata con approssimazione tanto migliore quanto più ridotto è il valore del rapporto tra lo spessore dello strato compressibile e la dimensione in pianta della fondazione. Tuttavia il metodo risulta dotato di ottima approssimazione anche nei casi di strati deformabili di grande spessore. L'implementazione del metodo è espressa secondo la seguente espressione:

n i

H = ––––––– zi i=1 Eed,i

dove:

è la tensione indotta nel terreno, alla profondità z, dalla pressione di contatto della fondazione; Eed è il modulo elastico determinato attraverso la prova edometrica e relativa allo strato i-esimo; z rappresenta lo spessore dello strato i-esimo in cui è stato suddiviso lo strato

compressibile e per il quale si conosce il modulo elastico. È stata eseguita una stima dei cedimenti della fondazione, ipotizzando che trasmetta un

carico al terreno di fondazione pari a ΔP = 0.80 kg/cm2. E’ stato calcolato il seguente

cedimento Δw:


Strato

Terreno H w

[m] [cm] 1 AL SCARSA

CONSISTENZA 3,10 4,0050

3,10 4,0050



24

PLATEA

Strato

Terreno H w

[m] [cm] 1 AL SCARSA

CONSISTENZA 1,90 2,5917

2 AL MEDIA C 1,20 1,1792 3 AL CONSISTENTE 1,60 0,8239 4,70 4,5948

3.3 MODULO DI SOTTOFONDO

Il modello di Winkler considera il terreno come formato da una distribuzione di vincoli

semplici bilaterali elastici. La relazione che ne regola il comportamento è di tipo lineare

tra il cedimento (w) e la pressione di contatto (p): p = kw.

k (kN/mc) = 40 *Qlim effettivamente applicato*Fc,

dove Fc = 2.54/cedimento della fondazione (cm), e dove Qlim effettivamente applicato

è = 3 x ΔP (incremento di carico effettivamente applicato sul terreno, nel nostro caso pari

a 0.80 kg/cm2 80 kN/m2), quindi si avrà nel nostro caso Qlim = 3 x 0.80 kg/cm2 3 x

80 kN/m2 = 2.40 kg/cm2 240 kN/m2. Considerando inoltre un cedimento S = 4.00 cm il

modulo di sottofondo o costante di Winkler è risultato pari a:


Modulo di sottofondo

Cedimento di riferimento Incremento di carico sul terreno Costante di Winkler S = 4.00 cm ΔP = 0.80 kg/cm2 80 kN/m2 0.61 kg/cm3 ≈ 6100 kN/m3

PLATEA

Modulo di sottofondo

Cedimento di riferimento Incremento di carico sul terreno Costante di Winkler S = 4.60 cm ΔP = 0.80 kg/cm2 80 kN/m2 0.53 kg/cm3 ≈ 5300 kN/m3



25

3.4 VERIFICA DI STABILITA’ DEL FRONTE DI SCAVO

Dal momento che per l’esecuzione del fabbricato dotato di piano interrato (LOTTO B), si

dovrà eseguire uno scavo approfondito a D = – 3.50 m da p.c. attuale, e, tenendo conto

del fatto che la soggiacenza della falda è stata rinvenuta a Dw = - 0.30/0.70 m da p.c. attuale, dovendo abbassare il livello di falda si dovrà procedere nel seguente modo:

- si farà uno scavo nel terreno tenendo una pendenza dei fronti di scavo di 45°. Lo

scavo dovrà essere attrezzato sul fondo con pompe per eliminare l’acqua presente e

previa asciugatura permettere il getto di calcestruzzo della platea di fondazione.

Per poter far ciò, si è ritenuto opportuno procedere ad eseguire una verifica di stabilità

dei fronti di scavo in progetto con quota d’imposta a – 3.50 m dal p.c. attuale inclinati

a α = 45°. E’ stata analiticamente eseguita una verifica di stabilità (mediante software di

calcolo STAP FULL 11.0 - versione 11.03a prodotto da Aztec Informatica) (Allegato n. 5).

La verifica di stabilità del fronte di scavo è stata effettuata in accordo con quanto

prescritto dal D.M. 14/01/2008 – Nuove Norme Tecniche sulle Costruzioni (N.N.T.C.), sulla base dei parametri geotecnici emersi dall’elaborazione delle indagini geognostiche.

Riferimenti normativi

Le verifiche di stabilità del fronte di scavo sono state eseguite in accordo con quanto

prescritto dal D.M. 14/01/2008 – Nuove Norme Tecniche sulle Costruzioni (N.T.C.). Le N.T.C. 2008 si basano sul concetto dei coefficienti di sicurezza parziali e considera

due tipi di combinazioni (indicate come A1-M1 e A2-M2), nel caso in esame si è eseguita

la modalità:

- caso A2-M2: in questo tipo di combinazioni vengono incrementati i carichi variabili e

vengono ridotte le caratteristiche di resistenza del terreno (tg(Φ) o c) secondo i

coefficienti parziali definiti nella finestra Coefficienti di sicurezza.

Per la stabilità dei fronti di scavo le Norme indicano che le verifiche devono essere

effettuate secondo l’Approccio 1:

Combinazione 2 (A2 + M2 + R2) con fattore di sicurezza R2 = 1.1



26

Si precisa che le analisi di stabilità del fronte di scavo sono state condotte considerando

la falda freatica a Dw = - 0.30 m da p.c. attuale (caso peggiore più cautelativo) come

rilevato dalle indagini geognostiche eseguite in sito.

I coefficienti di sicurezza parziali utilizzati per le analisi sono i seguenti:

Coefficienti parziali per le azioni o per l'effetto delle azioni: Carichi Effetto A1 A2 Permanenti Favorevole Gfav 1,00 1,00 Permanenti Sfavorevole Gsfav 1,30 1,00 Variabili Favorevole Qfav 0,00 0,00 Variabili Sfavorevole

QQ

Qsfav 1,50 1,30 Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno: Parametri M1 M2 Tangente dell'angolo di attrito tan ' 1,00 1,25 Coesione efficace c' 1,00 1,25 Resistenza non drenata cu 1,00 1,40 Resistenza a compressione uniassiale qu 1,00 1,60 Peso dell'unità di volume

q

1,00 1,00 Coefficienti di partecipazione caso sismico Coefficienti parziali per le azioni o per l'effetto delle azioni: Carichi Effetto A1 A2 Permanenti Favorevole Gfav 1,00 1,00 Permanenti Sfavorevole Gsfav 1,00 1,00 Variabili Favorevole Qfav 0,00 0,00 Variabili Sfavorevole

QQ

Qsfav 1,00 1,00 Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno: Parametri M1 M2 Tangente dell'angolo di attrito tan ' 1,00 1,25 Coesione efficace c' 1,00 1,25 Resistenza non drenata cu 1,00 1,40 Resistenza a compressione uniassiale qu 1,00 1,60 Peso dell'unità di volume

qq

1,00 1,00 Coefficiente di sicurezza richiesto 1.10 Le superfici sono state analizzate per i casi: [PC] [A2M2] Analisi condotta in termini di tensioni totali

Si ricorda che, in accordo con il DM 14/01/2008, il coefficiente di sicurezza richiesto è Fs = 1.10.

L’analisi è stata condotta solo in condizioni non drenate (breve termine senza effetti

sismici) in termini di tensioni totali.



27

Risultati ottenuti con i metodi di calcolo Janbu e Bishop semplificati

Al fine di modellizzare e caratterizzare il più realisticamente possibile le condizioni di

stabilità del fronte di scavo in oggetto, sono state analiticamente calcolate n.2 verifiche di

stabilità mediante software di calcolo STAP FULL versione 11.0 prodotto da AZTEC. Tali

verifiche di stabilità sono state effettuate considerando la base dello scavo ubicata a D =

– 3.50 m da p.c. con un’inclinazione del fronte di scavo pari a = 45°. Le verifiche di

stabilità sono state eseguite con il metodo Janbu, e il metodo Bishop semplificato, come illustrato nell’allegato “Verifiche di Stabilità” allegato n. 5. Si precisa che tali verifiche sono state eseguite “in condizioni transitorie”, cioè a scavo

eseguito con le pareti di scavo libere prive di opere di sostegno.

Per la verifica è stato considerato un modello a tre strati. I parametri geotecnici utilizzati,

desunti dalla prova penetrometrica eseguita, sono illustrati nella tabelle seguente:

STRATO N. 1 – ARGILLA LIMOSA A SCARSA CONSISTENZA Coesione non drenata Cu = 0.40 kg/cm2 40 kN/m2 Coesione efficace C’= 0.08 kg/cm2 8,0 kN/m2 Peso di volume naturale = 1750 kg/m3 17,50 kN/m3 Peso di volume saturo = 1950 kg/m3 19,50 kN/m3 Angolo di attrito φ = 20°

STRATO N. 2 – ARGILLA LIMOSA MEDIAMENTE CONSISTENTE Coesione non drenata Cu = 0.50 kg/cm2 50 kN/m2 Coesione efficace C’= 0.10kg/cm2 10.0 kN/m2 Peso di volume naturale = 1800 kg/m3 18,00 kN/m3 Peso di volume saturo = 2100 kg/m3 21,00 kN/m3 Angolo di attrito φ = 23°

STRATO N. 3 – ARGILLA LIMOSA CONSISTENTE Coesione non drenata Cu = 0.90 kg/cm2 90 kN/m2 Coesione efficace C’= 0.18 kg/cm2 18.0 kN/m2 Peso di volume naturale = 1850 kg/m3 18,50 kN/m3 Peso di volume saturo = 2150 kg/m3 21,50 kN/m3 Angolo di attrito φ = 25°

Di seguito si riportano i grafici e i valori dei fattori di sicurezza minimi ottenuti con il

metodo di Bishop semplificato e Janbu. Ulteriori informazioni sono riportate in

allegato n. 5.



28

Programma di calcolo: STAP FULL 11.0 TENSIONI TOTALI – BREVE TERMINE (Condizioni non drenate) Metodo Janbu

TRANSITORIO: SCAVO APERTO

Fs = 2.427

Metodo Bishop semplificato Fs = 2.368

Come si può notare nella condizione transitoria (scavo aperto) nei calcoli

sopradescritti, l’analisi di stabilità eseguita evidenzia che i fronti di scavo, se verranno

realizzati con una pendenza massima delle pareti di scavo di = 45°, si possono

considerare stabili con entrambi i metodi di calcolo utilizzati, a breve termine. Infatti il

fattore di sicurezza calcolato è risultato sempre superiore al valore minimo imposto dal

D.M. 14/01/2008 (Fs = 1.10, in condizioni sismiche).



29

Gli scavi dovranno comunque essere eseguiti in idonea stagione asciutta e dovranno essere lasciati aperti il minor tempo possibile.

4 CLASSIFICAZIONE e CARATTERIZZAZIONE SISMICA DEL SOTTOSUOLO

4.1 SISMICITÀ DELL’AREA

Con l’entrata in vigore del D.M. 14/01/2008 recante “Nuove Norme tecniche per le

costruzioni”, il Comune di Modena (MO) è stato classificato in classe di sismicità 3.

Fig. 4.1: Classificazione sismica vigente dei comuni della regione Emilia-Romagna ed ubicazione del

territorio comunale di Modena(MO).

Sulla base della nuova normativa sismica per gli edifici, sopracitata, secondo le indagini

geofisiche eseguite in sito si classifica il terreno di fondazione come appartenente alla

categoria C, corrispondente a depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati

o terreni a grana fine di media consistenza con spessori superiori a 30 metri,

caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità

e da valori di Vs30 compresi tra 180 m/s e 360 m/s (ovvero 15 < NSPT,30 < 50 nei terreni a

grana grossa e 70 < cu30 < 250 KPa nei terreni a grana fine).

Per l’area in oggetto, secondo quanto indicatoci dall’ing. Bruni, si è considerata, per i

futuri fabbricati una classe d’uso II identificata dalle seguenti coordinate geografiche

(Sistema di riferimento ED50): Latitudine: 44.656180°, Longitudine 10.933622°, in

relazione ad un periodo di riferimento TR stimato di 475 anni (classe II), ed è stato

definito un parametro di accelerazione massima attesa ag pari a ag attesa= 0.163g .

CLASSE d’Uso II, Tr = 475 anni



30

Tabelle 4.1.1 – Tabelle dei parametri sismici desunti dal programma “Parametri Sismici” di GEO STRU.

L’accelerazione orizzontale di picco attesa ag è definita in condizioni di campo libero su

sito di riferimento rigido (suolo categoria A) e con superficie topografica orizzontale.

L’accelerazione ag rappresenta uno dei parametri principali che definisce la pericolosità sismica di base, insieme ai parametri che F0 e Tc* dello spettro di risposta elastico,

desumibili nelle tabelle riportate sopra.

Ai fini della definizione dell’azione sismica, determinata la pericolosità sismica di base,

occorre valutare gli effetti di sito mediante specifiche analisi di risposta sismica locale.

Si ricava quindi il fattore stratigrafico Ss, caratteristico del sito secondo le N.N.T.C. -

D.M. 14/01/2008, mediante la seguente relazione, valida suoli in classe C:

1.00 Ss = 1.70 - (0.60 Fo ag/g) 1.50

(4.1.1)

dove:

Fo = fattore che quantifica l’amplificazione spettrale massima, su sito di riferimento rigido

orizzontale, ed ha valore minimo pari a 2.2; per il sito oggetto di studio tale valore,

calcolato mediante l’utilizzo di apposito software, risulta pari a 2.436;



31

ag/g = accelerazione orizzontale del sito, con tempo di ritorno pari a 475

anni/accelerazione di gravità;

SS = coefficiente di amplificazione stratigrafica o fattore stratigrafico, calcolato tramite la

relazione 4.1.1; per il sito oggetto di studio risulta pari a 1.46 (classe II);

Successivamente, sulla base delle condizioni topografiche del sito studiato, si calcola il

fattore topografico ST dalla seguente tabella:

Categoria topografica Caratteristiche della superficie topografica Fattore topografico ST

T1 Superficie pianeggiante, pendii e rilievi isolati con inclinazione media i ≤ 15°

1.0

T2 Pendii con inclinazione media i > 15° 1.2

T3 Rilievi con larghezza in cresta molto minore che alla base e inclinazione media 15° ≤ i ≤ 30°

1.2

T4 Rilievi con larghezza in cresta molto minore che alla base e inclinazione media i > 30°

1.4

Per l’area studiata, sita, come suddetto in una zona di pianura e appartenente, quindi

alla categoria topografica T1, si ottiene un fattore topografico ST pari a 1.0.

In base a tali valori del fattore stratigrafico SS e del fattore topografico ST si procede al

calcolo dell’ accelerazione massima orizzontale Amax:

Amax = SS ST ag= 1.46 1.0 0.163g = 0.238 g Classe II (475 anni)

4.2 INDAGINI GEOFISICHE

Per la classificazione sismica dell’area in studio, interessata da realizzazione PUA, zona

elementare n. 891 Area 13, tra Strada Nazionale del Canaletto Sud e via Fanti nel

comune di Modena sono state eseguite in sito, come già precedentemente enunciato le

seguenti indagini geofisiche:

o N. 1 INDAGINE SISMICA MASW o N. 1 INDAGINE SISMICA RE.MI. o N. 1 INDAGINE SISMICA ESAC o N. 2 INDAGINI SISMICHE PASSIVE HVSR

L’ubicazione delle indagini eseguite è riportata nella Tav. n. 5, mentre in Allegato n. 3

sono presenti i grafici relativi ai risultati ottenuti dall’elaborazione delle indagini sismiche.



32

4.2.1 Indagini sismiche – tecnica MASW

Per potere classificare con precisione l’area da un punto di vista sismico, è stata

eseguita nell’area in oggetto n. 1 indagine sismica con metodo MASW, ubicata come

riportato nella tav. n. 5 e i cui risultati sono riportati in Allegato n. 3.

Per misurare le velocità delle onde di taglio si possono eseguire prospezioni sismiche

mediante stendimenti superficiali, utilizzando geofoni verticali da 4,5 Hz ed acquisendo

attivamente i segnali delle onde rifratte alla superficie mediante una sorgente

artificialmetne provocata. Questa tecnica, nota con la sigla MASW (Multichannel

Analysis of Surface Waves), permette di ricostruire il profilo verticale delle Vs con

procedimenti di modellazione diretta delle velocità di fase delle onde, rifratte alla

superficie. Partendo dal sismogramma registrato mediante sorgente energizzante in

asse con lo stendimento, viene eseguita un’analisi spettrale che ha consentito di

elaborare un’immagine della distribuzione del segnale di velocità sismica in funzione

delle diverse frequenze che lo compongono. Da tale elaborazione, tramite una fase di

“picking” del segnale ad elevata intensità è stata ottenuta la “curva di dispersione”,

dalla cui inversione è stato calcolato il modello sismo-stratigrafico espresso in termini

di velocità delle onde di taglio (Vs). I dati sono stati registrati mediante un sismografo

Geode Geometrics 24 bit con filtri disinseriti, velocità di campionamento (sample rate) di

0.2 millisecondi e lunghezza delle acquisizioni di 1 secondo. Si effettuano battute poste

ad offset diversi (es. 10.00 m da geofono 1 e 15.00 m da geofono 1) mediante grave da

8,0 kg di massa.

Fig. 4.2.1: Schema di Array lineare e punto energizzante.

Il calcolo del profilo delle velocità delle onde di Rayleigh, V(fase)/freq., può essere

convertito nel profilo Vs/profondità. Tale metodo non è univoco e quindi il modello che ne

scaturisce è un modello teorico; per questo motivo è preferibile operare in presenza di

dati di taratura (come nel caso specifico) onde ricavare il modello reale.



33

Le indagini eseguite hanno permesso la determinazione dell’andamento della velocità

delle Vs fino a circa 35 m di profondità. Dalle indagini realizzate è stata ricavata la Vs30

desunta dalla formula:

I valori ottenuti, nell’area indagata, per la classificazione sismica dei terreni di fondazione

seguendo le indicazioni del D.M. 14/01/2008, sono risultati pari a:

MASW Vs30 = 200 m/s categoria C

Pertanto secondo la classificazione del suolo, si definisce, sulla base dei dati ottenuti da

tutte le indagini MASW eseguite, il terreno di fondazione dell’area studiata come

appartenente alla categoria C, corrispondente a depositi di terreni a grana grossa

mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente consistenti con spessori

superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche

con la profondità e da valori di VS30 compresi tra 180 e 360 m/s (ovvero 15 < NSPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e 70 < cu,30 < 250 kPa nei terreni a grana fina).

Foto 4.2.1- Apparecchiatura di registrazione per le indagini sismiche

4.2.2 Indagine sismica passiva con metodo dei microtremori (Re.Mi)

La caratterizzazione geotecnica dei terreni dal punto di vista sismico richiede come

elemento indispensabile la conoscenza del profilo delle velocità delle onde di taglio Vs

vihiVs

3030



34

degli strati del terreno presenti nel sito di studio, fino alla profondità di almeno 30 metri

dal piano di posa delle fondazioni.

La normativa, sulla base del suddetto profilo, fornisce una classificazione dei suoli

suddivisa nelle tipologie A, B, C, D, E ed S1, S2.

Per misurare le velocità delle onde di taglio si possono eseguire rilievi in foro di

sondaggio meccanico con tecnica down-hole, se si dispone di un foro singolo o cross-

hole fra due fori, oppure prospezioni sismiche mediante stendimenti superficiali

utilizzando geofoni orizzontali con opportune energizzazioni del terreno o tramite geofoni

verticali acquisendo i segnali dei microtremori rifratti ambientali.

Questa tecnica, nota con la sigla Re.Mi. (Refraction Microtremors), permette di

ricostruire il profilo verticale delle Vs con procedimenti di modellazione diretta delle

velocità di fase delle onde relative ai rumori sismici locali, rifratte alla superficie.

Nell’approccio teorico si utilizzano le onde superficiali di Rayleigh per la determinazione

dei parametri di comportamento meccanico dei terreni a bassi livelli di deformazione,

modulo di taglio e coefficiente di smorzamento, e si basa sulle proprietà dispersive che

queste onde subiscono durante l’attraversamento di tali terreni.

Le onde di Rayleigh costituiscono un particolare tipo di onde superficiali che si

trasmettono sulla superficie libera di un mezzo isotropo e omogeneo, e sono il risultato

dell’interferenza tra onde di pressione “P” e di taglio “S”.

In un mezzo stratificato queste onde sono di tipo dispersivo e vengono definite di

pseudo- Rayleigh o di superficie.

La dispersione è una deformazione di un treno d’onde dovuta ad una variazione di

propagazione di velocità con la frequenza; le componenti a frequenza minore penetrano

più in profondità rispetto a quelle a frequenza maggiore.

Il calcolo del profilo delle velocità delle onde Rayleigh, Velocità/frequenza può essere

convertito mediante opportuno software in profilo Velocità/profondità.

La metodologia permette di raggiungere livelli di profondità generalmente compresi fra

1/4 e 1/3 della lunghezza dello stendimento dei geofoni.

Esempio: Profondità = (Lunghezza stendimento / 4 3) = (120 ml / 4 3) = 300 40 ml

Lo studio analitico del metodo Re.Mi. consente di operare favorevolmente in ambienti

fortemente inquinati da rumori urbani e/o industriali.

Una volta determinate le velocità delle onde di taglio fino alla massima profondità

raggiunta, si calcola una media pesata dei valori delle Vs di ogni strato per una



35

profondità di 35 metri dal piano campagna e con tale parametro è possibile catalogare il

sito nella classe di riferimento dell’ordinanza in oggetto.

Modalità operative

L’indagine sismica è stata eseguita in sito utilizzando 24 geofoni verticali con frequenza

naturale di 14 Hz fissati al terreno ad intervalli regolari di 5 metri per una lunghezza

complessiva dello stendimento pari a 115 metri.

I dati sono stati registrati mediante un sismografo GEODE Geometrics 24 bit con filtri

disinseriti, velocità di campionamento (sample rate) di 2 millisecondi e lunghezza delle

acquisizioni di 30 secondi.

Complessivamente sono stati registrati 10 files ad intervalli irregolari nell’arco di circa 1

ora di tempo.

Classificazione del terreno in base alle VS,30 – D.M. 14/01/2008

L’elaborazione (Allegato n. 3) restituisce un grafico che riporta la curva di dispersione

attraverso un’immagine a colori che mostra il profilo delle velocità delle onde di Rayleigh

come velocità di fase e frequenza. Analizzando tale grafico si ottiene un modello teorico

dell’andamento delle Vs con la profondità fino ad una quota di – 35.00 m dal piano di

posa delle fondazioni, attraverso la formula:

I valori ottenuti nell’area indagata, sono di seguito esposti:

RE.MI Vs30 = 206 m/s Categoria C

Quindi, secondo la classificazione del suolo, secondo le indicazioni del D.M. 14 Gennaio

2008 e in base ai risultati ottenuti dall’ indagine geofisica Re.Mi. si conferma il terreno di

fondazione dell’area in studio come appartenente alla categoria C, corrispondente a

“DEPOSITI DI TERRENI A GRANA GROSSA MEDIAMENTE ADDENSATI O TERRENI A GRANA FINA

MEDIAMENTE CONSISTENTI CON SPESSORI SUPERIORI A 30 METRI, CARATTERIZZATI DA UN

GRADUALE MIGLIORAMENTO DELLE PROPRIETÀ MECCANICHE CON LA PROFONDITÀ E DA

VALORI DI VS30 COMPRESI TRA 180 M/S E 360 M/S (OVVERO CON VALORI DI 15<NSPT,30< 50 NEI

TERRENI A GRANA GROSSA E 70< CU30< 250 KPA NEI TERRENI A GRANA FINA)”.



36

4.2.3 Indagine sismica passiva mediante registrazione di microtremori naturali in array 2-D (Metodologia ESAC)

Per estendere la caratterizzazione sismica del sottosuolo e raggiungere un’elevata

coerenza dei dati acquisiti, sono state svolte acquisizioni di rumore sismico ambientale

utilizzando un array 2D. Tale tecnica, conosciuta come la metodologia ESAC, permette

di campionare le frequenze più basse, caratterizzanti le porzioni più profonde del

sottosuolo. In generale le tecniche sfruttano la capacità di poter mettere in relazione le

velocità di fase e le frequenze, relative alle onde di taglio, con le forme di dispersione

delle onde di superficie. I microtremori sismici naturali determinano, in corrispondenza

della superficie, la formazione di onde superficiali di Rayleigh.

Si utilizzano dunque i microtremori naturali come sorgente sismica, i quali vengono

misurati attraverso geofoni verticali disposti secondo array lineari. L'analisi avviene

grazie a un passaggio delle registrazioni ottenute, attraverso la trasformata di Fourier, da

un dominio spazio/tempo a un dominio frequenza/inverso della velocità. Il risultato

dell'analisi è l'identificazione dello spettro energetico del segnale, in funzione della

frequenza e dell'inverso della velocità. Dato che i livelli energetici possono variare

significativamente alle diverse frequenze, lo spettro durante la fase di elaborazione viene

normalizzato.

Modalità operative

L’indagine sismica è stata eseguita in sito utilizzando 24 geofoni verticali, distanziati di 2

m, con frequenza naturale di 4.5 Hz fissati al terreno ad intervalli regolari.

I dati sono stati registrati mediante un sismografo GEODE Geometrics 24 bit con filtri

disinseriti, velocità di campionamento (sample rate) di 4 millisecondi e lunghezza delle

acquisizioni di 30 secondi.

Classificazione del terreno in base alle VS,30 – D.M. 14/01/2008

L’elaborazione (allegato n. 3) restituisce un grafico che riporta la curva di dispersione

attraverso un’immagine a colori che mostra il profilo delle velocità delle onde di Rayleigh

come velocità di fase e frequenza. Analizzando tale grafico si ottiene un modello teorico

dell’andamento delle Vs con la profondità fino ad una quota di –30.00 m dal piano di

posa delle fondazioni, attraverso la formula:



37

A seguito dell’elaborazione dell’indagine ESAC eseguita è stato ottenuto un valore di

VS30 pari a:

ESAC Vs30 = 236 m/s

Pertanto, secondo la classificazione del suolo imposta dalle NNTC 2008, si definisce il

terreno di fondazione dell’area studiata come appartenente alla CATEGORIA [C], corrispondente a depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati o terreni a

grana fina mediamente consistenti con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un

graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di Vs30

compresi tra 180 e 360 m/s (ovvero 15 < NSPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e 70

< cu,30 < 250 kPa nei terreni a grana fina).

4.2.4 Indagini sismiche Horizontal to Vertical Spectral Ratio (HVSR) – Metodo di Nakamura

La caratterizzazione sismica dei terreni tramite la tecnica di indagine sismica passiva HVSR (Horizontal to Vertical Spectral Ratio – Metodo di Nakamura) è finalizzata

all'individuazione delle frequenze caratteristiche di risonanza di sito. Esse sono

correlabili ai cambi litologici presenti sia all'interno della copertura che nell'ammasso

roccioso. L'utilizzo di algoritmi di calcolo finalizzati ad una modellizzazione sintetica dello

spettro H/V, permette di correlare ogni picco spettrale con le discontinuità presenti nel

sottosuolo (per esempio i cambi litologici). I dati che si possono ricavare sono spessori,

profondità e velocità di propagazione delle onde di taglio all'interno del sismo–strato

individuato. Tramite l'elaborazione di moti superiori e l'analisi dell'andamento delle tre

componenti del moto, è possibile distinguere i picchi di origine naturale da quelli generati

dai moti superiori o da artefatti, al fine di garantire una corretta interpretazione dello

spettro sismico registrato. La tecnica dei rapporti spettrali (HVSR) trova la sua massima

applicazione negli studi di microzonazione sismica poiché fornisce un parametro

fondamentale (frequenza propria di risonanza di sito) per una corretta progettazione di

edifici antisismici. Negli ultimi anni si è affermata anche per la sua versatilità poiché si è

dimostrato come lo spettro sismico può rappresentare un modello sismo – stratigrafico

del sottosuolo.

La tecnica HVSR è totalmente non invasiva, molto rapida, si può applicare ovunque e

non necessita di nessun tipo di perforazione, né di stendimenti di cavi, né di

energizzazioni esterne diverse dal rumore ambientale che in natura esiste ovunque. Per

l'acquisizione dei dati è stato utilizzato un “velocimetro triassiale” conforme alle norme

SESAME.



38

I risultati che si possono ottenere da indagini sismiche HVSR sono:

La frequenza caratteristica di risonanza del sito che rappresenta un

parametro fondamentale per il corretto dimensionamento degli edifici antisismici. Si

dovranno adottare adeguate precauzioni nell'edificare strutture aventi la stessa

frequenza di vibrazione del terreno, per evitare l'effetto di "doppia risonanza",

fenomeno estremamente pericoloso per la stabilità delle costruzioni.

La frequenza fondamentale di risonanza di un edificio, qualora la misura

venga effettuata all'interno dello stesso. In seguito sarà possibile confrontarla con quella

caratteristica del sito e capire se, in caso di sisma, la costruzione potrà essere o meno a

rischio.

La velocità media delle onde di taglio Vs calcolata tramite un apposito codice

di calcolo. È necessario, per l'affidabilità del risultato, conoscere la profondità di un

riflettore noto dalla stratigrafia (prova penetrometrica, sondaggio, etc.) e riconoscibile

nella curva H/V. E' possibile calcolare la Vs30 e la relativa categoria del suolo di

fondazione come esplicitamente richiesto dalle Norme Tecniche per le Costruzioni del 14

gennaio 2008.

La stratigrafia del sottosuolo con un range di indagine compreso tra 0.5 e 700

m di profondità, anche se il dettaglio maggiore si ha nei primi 100 metri. Il principio su cui

si basa la tecnica HVSR, in termini di stratigrafia del sottosuolo, è rappresentato dalla

definizione di strato, inteso come unità distinta da quelle sopra e sottostanti per un

contrasto d'impedenza, ossia per il rapporto tra i prodotti di velocità delle onde

sismiche nel mezzo e densità del mezzo stesso.

Sono state eseguite per lo studio dell’area di interesse nel periodo compreso tra

Gennaio 2013 e Gennaio 2014 n. 15 indagini sismiche passive HVSR che hanno portato

ai risultati di seguito esposti.

Determinazione della frequenza caratteristica di sito

Gli spettri H/V ottenuti dall’elaborazione delle indagini sismiche HVSR eseguite in sito

non ha evidenziato alcuna frequenza di sito degna di nota.

4.3 MICROZONAZIONE SISMICA: Rischio Sismico

L’Assemblea Legislativa della Regione Emilia-Romagna con deliberazione n.112-

oggetto n°2131 del 02/05/2007 ha approvato l’atto di indirizzo e coordinamento tecnico

ai sensi dell’art. 16, c.1, della LR 20/2000: “Indirizzi per gli studi di microzonazione



39

sismica in Emilia-Romagna per la pianificazione territoriale e urbanistica” e dei suoi

allegati.

In tale documento sono forniti i criteri per l’individuazione delle aree soggette ad effetti

locali e per la microzonazione sismica del territorio con particolare riguardo alla tipologia

ed al livello di approfondimento degli studi da effettuare per una migliore definizione della

risposta sismica locale.

E’ ormai accertato da numerosi studi a livello internazionale che, a parità di magnitudo e

localizzazione della sorgente sismica (ipocentro), terreni a caratteristiche fisico

meccaniche diverse subiscono deformazioni di intensità differente. Strumentalmente, ciò

è rilevabile attraverso la modifica del moto sismico (accelerogramma o spettro di risposta

elastico) impressa in termini di accelerazione in un dato periodo di tempo. Il moto

sismico, impresso alle particelle, si propaga in modo contiguo nel terreno ampliandosi o

smorzandosi in funzione del grado di addensamento e viscosità del materiale

attraversato, caratterizzandosi per velocità delle onde di taglio (Vsh), più veloci tanto più

il mezzo attraversato è addensato.

Tutto ciò risulta di primaria importanza per un’attenta analisi della risposta sismica

locale, al fine di individuare delle aree soggette ad effetti locali e per orientare

un’accurata indagine di campagna finalizzata alla definizione delle proprietà di seguito

elencate:

Indagine geologica e geomorfologia classica:

a) stratigrafia delle formazioni superficiali con definizione del contatto tra copertura

superficiale e bedrock;

b) morfologia di dettaglio dell’area con rilievo delle forme lineari o strutturali che

possono generare amplificazione del moto sismico.

Studi geofisici specifici:

c) profili di velocità delle onde sismiche trasversali Vs e longitudinali dentro le

formazioni superficiali.

Recentemente, per la valutazione della pericolosità sismica di base si può fare

riferimento all’Allegato A4 della Dal. Regione Emilia-Romagna n. 112 del 2.5.2007

“Indirizzi per gli studi di microzonazione sismica in Emilia Romagna per la pianificazione

territoriale e urbanistica” in cui sono riportati i valori di accelerazione massima

orizzontale al suolo (con probabilità di eccedenza del 10% in 50 anni) per ogni Comune

della Regione.



40

Secondo tale classificazione il comune di Modena presenta un valore di accelerazione

massima orizzontale di picco al suolo (cioè per periodo T=0) arefg = 0.163 (espressa

sempre in frazione dell’accelerazione di gravità).

4.3.1 PRIMO LIVELLO DI APPROFONDIMENTO: Carta delle aree suscettibili di effetti locali

Il primo livello di approfondimento raggruppa gli studi e la cartografia di base

propedeutica alla redazione della “Carta degli Effetti Attesi” in cui sono evidenziate le

zone caratterizzate da differenti scenari di pericolosità locale con indicazione degli effetti

locali attesi.

Dalla consultazione della tavola 2.2a 04 “Rischio sismico: carta delle aree suscettibili di

effetti locali” tratta dagli Elaborati cartografici di Piano del PTCP del 2009 vigente per la

Provincia di Modena, riportata nella tavola n. 8, redatta sulla base delle tavole n. 6 e n. 7 in allegato, è emerso che l’area studiata ricade in una zona classificata come: “Area

soggetta ad amplificazione per caratteristiche litologiche e a potenziali cedimenti.”

Gli studi richiesti per tali aree sono quindi l’ approfondimento di II livello per la

valutazione del coefficiente di amplificazione litologico e di III livello per la stima dei

cedimenti attesi .

Per maggiore sicurezza sono però da Noi stati eseguiti approfondimenti di III livello

anche per la valutazione del coefficiente di amplificazione litologica nell’area interessata

da PUA.

Si rammenta inoltre che gli approfondimenti di III livello per gli studi di Microzonazione

sismica sono stati eseguiti considerando una classe d’uso dei fabbricati corrispondente a

Classe II.

4.3.2 SECONDO LIVELLO DI APPROFONDIMENTO: Carta di microzonazione sismica

Una volta identificati gli scenari che individuano il livello di approfondimento dell’area in

oggetto, dovrà essere valutato il coefficiente di amplificazione litologico, quindi sarà

necessario effettuare studi di microzonazione sismica di dettaglio del territorio indagato.

Sulla base dei dati bibliografici raccolti per l’area in oggetto e di tutti i risultati ottenuti

dalle indagini geognostiche eseguite in sito (indagine sismica MASW: MASW Vs30 = 200m/sec, Re.Mi. Vs30 = 206 m/sec ed ESAC Vs30 = 236 m/sec ), premesso che tale



41

area ricade, secondo l’allegato A2 del D.A.L. 112 della L.R. 20/2000, all’interno

dell’ambito definito come: “PIANURA 2” caratterizzato da profilo stratigrafico costituito da presenza di alternanze di sabbie e peliti, con spessori anche deca metrici, talora con intercalazioni di orizzonti di ghiaie (di spessore anche di decine di metri), con substrato profondo (≥ 100 m da p.c., vedi tavola n. 6), si riportano, per

la microarea sismica zonizzata e indagata, i coefficienti di amplificazione sismica

sempre sulla base delle tabelle dell’ l’allegato A2 del D.A.L. 112 della L.R. 20/2000:

Da indagini MASW , Re.Mi.ed ESAC: F.A. P.G.A. = 1,5 F.A. SI (0,1<To<0,5) = 1,8 F.A. SI (0,5<To<1,0) = 2,5 dove:

- PGA= accelerazione massima orizzontale alla superficie

- SI = indice di Housner

- F.A. P.G.A.= Fattore di amplificazione P.G.A.

- F.A. 0.1-0.5 (intensità spettrale 0.1sec<To<0.5sec);

- F.A. 0.5-1.0 (intensità spettrale 0.5sec<To<0.1sec)

44..44 AAZZIIOONNEE SSIISSMMIICCAA:: SSTTUUDDIIOO DDII MMIICCRROOZZOONNAAZZIIOONNEE SSIISSMMIICCAA ((IIIIII LLIIVVEELLLLOO DDII AAPPPPRROOFFOONNDDIIMMEENNTTOO))

Alla luce di quanto esposto nel § 3.2.2 del D.M. 14/01/2008 e in accordo con quanto

esposto nella D.a.l 112/2007 della Regione Emilia Romagna, è stata definita l’azione

sismica di progetto secondo uno studio di risposta sismica locale, secondo III livello di approfondimento. Per ottemperare ai riferimenti normativi citati l’analisi è stata svolta

secondo quanto indicato al § 7.11.3 del D.M. 14/01/2008, attraverso analisi numerica

monodimensionale in campo lineare equivalente. Per fare ciò è stato utilizzato come

strumento di lavoro il software di calcolo STRATA (University of Texas - Austin).

Ai fini della restituzione degli spettri di accelerazione, relativi allo stato limite SLV, è stata

svolta la verifica dell’amplificazione del sito mediante l’utilizzo di un modello simulato in

campo lineare equivalente. Tale analisi è svolta per ottemperare a ciò che è richiesto

dalla normativa nazionale vigente (NNTC 2008), la normativa regionale dell’Emilia

Romagna (D.a.l. n° 112/2007).

Utilizzando un modello lineare equivalente è possibile ottenere una soluzione di un

modello non lineare, attraverso analisi lineari complete nelle quali, al termine di ogni

interazione vengono aggiornati i parametri di rigidezza e smorzamento che sono

dipendenti dallo stato di deformazione del terreno. Attraverso un'iterazione di calcoli si

raggiunge una convergenza prefissata a monte della fase di computazione.



42

Il software STRATA è in grado di valutare la risposta sismica di un deposito di terreno,

considerando un profilo monodimensionale in cui si propagano linearmente le onde

sismiche, in funzione dei parametri dinamici attribuiti al terreno. Il terreno viene

schematizzo come un sistema di N strati orizzontali omogenei, isotropi e visco-elastici,

sovrastanti un semispazio uniforme, attraversati da un treno di onde di taglio che

incidono verticalmente le superfici. Ogni strato è descritto per mezzo dello spessore H,

del modulo di taglio massimo Gmax o dalla corrispondente velocità massima Vmax, dal

valore dello smorzamento D, dal peso dell’unità di volume γ e dalle curve di

decadimento del modulo di rigidezza a taglio normalizzato (G / G0 -γ ) e le corrispondenti

curve dello smorzamento ( D -γ ) con la deformazione di taglio γ. Il modello lineare visco-

elastico fa riferimento al modello reologico di Kelvin-Voigt, costituito da una molla e uno

smorzatore viscoso in parallelo. Tale modello è descritto quindi dalla rigidezza (G) e

dallo smorzamento (D). L'onda monodimensionale viene descritta dall'equazione in cui lo

spostamento provocato (u) è funzione della profondità (z) e del tempo (t):

u(z, t) = A exp [i (ωt + k z)] + B exp [i (ωt − k z)]

Nell'equazione appena presentata A e B rappresentano le corrispettive amplificazioni del

tetto e della base dello strato considerato. Il fattore k* risulta dipendente dal modulo di

taglio (G), dal grado di smorzamento (D) e dalla densità del terreno (ρ). Le relazioni sono

le seguenti:

Dove G* e v*s rappresentano il modulo di taglio e la velocità di taglio.



43

Fig. 4.4.1 – Modello a strati continui adottato per la simulazione con il codice di calcolo STRATA

MODELLO SIMULATO

Il modello simulato deriva dai dati ottenuti dalle prove che compongono la campagna

geognostica eseguita in sito. Tale profilo approssima il comportamento del sottosuolo,

dal punto di vista sismico, in corrispondenza dell’area studiata. Il profilo considerato

deriva dall’interpolazione dei dati provenienti dalle indagini geofisiche eseguite e i dati, di

natura bibliografica, disponibili per il sito di riferimento.

Non disponendo di dati geofisici profondi, utili all’identificazione diretta del luogo definito

“bedrock sismico” dal quale il segnale sismico subisce amplificazione, è stata

considerata cautelativamente una quota di -200.00 m da p.c. attuale. Sulla scorta di ciò

l’analisi RSL verrà sviluppata facendo amplificare i n. 3 segnali di riferimento selezionati

a una profondità di -200.00 m da p.c..

Interpolando la profondità dell’unità rigida (bedrock) e i dati geofisici di superficie, ottenuti

dalle indagini MASW e Re.Mi eseguite, si ottiene il seguente modello:



44



45

Fig. 4.4.2 – A sinistra: Interpolazione dei dati osservati con quelli noti da bibliografia. A destra: Modello di riferimento per l'analisi RSL

Per descrivere il comportamento dinamico dei terreni costituenti il modello sono state

considerate curve di decadimento dei moduli di rigidezza e smorzamento, al variare della

deformazione percentuale γ(%). Si riportano successivamente le curve di decadimento

considerate per l'esecuzione del calcolo di risposta sismica locale:



46

Fig. 4.4.3 – Curva di decadimento dei moduli G/Gmax e D, utilizzata per descrivere il comportamento dei materiali coesivi che compongono il sottosuolo in oggetto

Trattandosi di una verifica a monte di una fase di verifica urbanistica, in accordo con

quanto esposto nella DAL 112/07, l’analisi RSL in oggetto è stata svolta adottando come

input sismico 3 accelerogrammi, corrispodenti allo stato limite SLV, scalati per il Comune

di Modena e forniti dalla Regione Emilia Romagna (Servizio Geologico e Sismico dei

Suoli).

RISULTATI OTTENUTI

Sulla scorta delle verifiche svolte mediante software STRATA, in riferimento al modello

considerato, è stato possibile definire, nel dominio delle frequenze, la funzione TF

(Funzione di trasferimento) e rapporto spettrale di amplificazione associato. Per via

grafica si inserisce successivamente la funzione di trasferimento TF ottenuta a seguito

dell'analisi RSL in oggetto. Attraverso tale funzione è possibile definire il campo di

frequenze entro il quale il sottosuolo, in corrispondenza del sito in oggetto, amplifica il

segnale sismico, oltre che a quantificare l'amplificazione stessa.



47

Fig. 4.4.4 – In alto: funzione FTT, funzione FT e rapporto spettrale di amplificazione.

Definiti i parametri che descrivono il comportamento del sottosuolo nel campo elastico

lineare equivalente e descritti gli accelerogrammi su suolo rigido validi per il sito in



48

oggetto, attraverso il software STRATA sono state definite le seguenti forme spettrali, in

termini accelerazione e velocità alla superficie:

Fig. 4.4.5 – Accelerazioni spettrali relative a un periodo di ritorno pari a 475 anni (SLV)

Fig. 4.4.6 – Velocità spettrali relative a un periodo di ritorno pari a 475 anni (SLV)

A seguito delle risultanze dello studio RSL svolto si definiscono i seguenti parametri

sismici caratteristici del sito analizzato:



49

PGA0 FA PGA FA SI (0.00 < T(s)< 0.50) FA SI (0.50 < T(s)< 1.00) PGAMAX

SLV 0.163 1.59 2.04 1.94 0.259

Tab. 4.4.1 – Parametri che identificano lo spettro normalizzato (SLV - Tr 475 – Cu II), derivato dall'analisi mediante il software di calcolo STRATA

44..55 SSTTIIMMAA DDEEII CCEEDDIIMMEENNTTII PPOOSSTT--SSIISSMMIICCII

La generazione di sovrappressioni interstiziali durante l'applicazione di carichi ciclici, in

condizioni non drenate, provoca all'interno dei terreni una riduzione degli sforzi efficaci.

Una volta che il sistema è soggetto a drenaggio, la pressione in eccesso si dissipa e il

terreno è soggetto a una variazione dell'indice dei vuoti. Così facendo si generano

deformazioni volumetriche negative, che comportano l'instaurarsi di cedimenti

permanenti all'interno del terreno stesso.

Per tale motivo, durante input sismico, i terreni subiscono un fenomeno di

riconsolidazione dovuta all'applicazione di un carico ciclico. Pertanto risulta essenziale

stimare la potenziale deformazione volumetrica del sottosuolo, considerando l'azione

sismica di riferimento.

I cedimenti post-sismici sono stati calcolati secondo quanto descritto nel All. n. 3 della

D.a.l. n. 112/2007. Per tale stima sono state considerate le n. 3 prove CPT eseguite in

corrispondenza del sito in oggetto.

44..55..11 CCeeddiimmeennttii ppoosstt--ssiissmmiiccii ddeeii tteerrrreennii ccooeessiivvii

La stima dei cedimenti post-sismici nei terreni coesivi viene eseguito mediante la

seguente formula:

dove H è l’altezza dello strato e εvr (%) è la deformazione volumetrica post-ciclica. εvr è

stato stima, come da procedura descritta nel All. n. 3 della D.a.l. n. 112/2007, secondo la

seguente relazione



50

in cui α (costante sperimentale) è stata posta uguale a 1, l’indice dei vuoti e il parametro

Cr è stato ricavato dal modulo edometrico, che a sua volta è stato derivato

dall’elaborazione delle prove CPT eseguite considerando la relazione di Mitchell e

Gardner (1975).

La stima dei cedimenti è stata svolta considerando le n. 3 verticali relative alle CPT

eseguite in corrispondenza dell’area in oggetto. Per lo svolgimento del calcolo la

superficie piezometrica è stata considerata a -0.30 m da p.c.. Per quanto riguarda

l’azione sismica, è stato considerato il valore di PGA di 0.259 g, derivato dall’analisi RSL

eseguita. Come descritto nel All. n. 3, contenuto nella D.a.l. n. 112/2007, la stima è stata

svolta solamente per i livelli coesivi molto soffici (cu ≤ 70 kPa) e plastici (Ip ≥ 30 %).

Si riportano successivamente i valori di cedimenti post-sismici, relativi ai terreni a natura

coesiva, calcolati per ciascuna indagine CPT:

CEDIMENTI POST-SISMICI DEI TERRENI COESIVI

CPT 1 CEDIMENTO POST SISMICO (cm)

TOTALE 3.370* * (calcolati su una verticale di 20.00 m)





Tab. 4.5.1 – Sommatoria dei cedimenti post-sismici totali, calcolati per ciascuna verticale di prova considerata



51

-Graf. 4.5.1 – Grafico dei valori di cedimenti post-simici, calcolati per ogni step (0.20 cm) di lettura

44..55..22 CCeeddiimmeennttii ppoosstt--ssiissmmiiccii ddeeii tteerrrreennii iinnccooeerreennttii ssaattuurrii

I cedimenti post-sismici dei terreni granulari viene valutata con l’analoga formula appena

descritta:

dove H è l’altezza dello strato e εvr (%) è la deformazione volumetrica post-ciclica. εvr è

stato stima, come da procedura descritta nel All. n. 3 della D.a.l. n. 112/2007, secondo la

seguente relazione



52

in cui α (costante sperimentale) è stata posta uguale a 1, l’indice dei vuoti e il parametro

Cr è stato ricavato dal modulo edometrico, che a sua volta è stato derivato

dall’elaborazione delle prove CPT eseguite considerando la relazione di Robertson e

Campanella (1983).

Non si è ritenuto necessario verificare la potenziale verificabilità dei cedimenti dei livelli incoerenti saturi data la mancanza di spessori rilevanti di terreni sabbiosi.

4.6 VERIFICA ALLA LIQUEFAZIONE

Con il termine liquefazione si indicano, in via generale, alcuni fenomeni fisici

(liquefazione ciclica, mobilità ciclica e fluidificazione) che interessano i depositi sabbiosi

saturi, caratterizzati dalla perdita di resistenza al taglio dei terreni sotto l’azione di

sollecitazioni cicliche, in condizioni non drenate. Durante un evento sismico, per effetto

dell’instaurarsi di condizioni non drenate, dovute alla rapidità di applicazione della

sollecitazione ciclica di taglio, si verifica nel deposito un incremento delle pressioni

interstiziali che può provocare una drastica caduta della resistenza al taglio e quindi una

perdita di capacità portante del terreno. Quando la pressione interstiziale cresce fino ad

eguagliare la pressione di confinamento, si ha un annullamento della resistenza al taglio

del terreno: si verifica in questo caso il fenomeno della fluidificazione, per cui il terreno si

trova ad assumere il comportamento caratteristico dei liquidi.

Un terreno incoerente saturo, in assenza di sollecitazioni sismiche, è soggetto soltanto

alla pressione litostatica, dovuta al peso dei sedimenti sovrastanti (in campo libero e con

superficie piana). Durante una sollecitazione sismica vengono indotte nel terreno delle

sollecitazioni cicliche di taglio, dovute alla propagazione delle onde sismiche verso la

superficie, mentre la pressione litostatica resta costante. Per tutta la durata della scossa

ogni elemento di terreno è soggetto ad una serie di sforzi tangenziali che cambiano

ripetutamente verso ed ampiezza.

Nel terreno si possono generare fenomeni di liquefazione se la scossa sismica produce

un numero di cicli tale da far sì che la pressione interstiziale uguagli la pressione di

confinamento. Nei depositi la pressione di confinamento aumenta con la profondità,

mentre l'ampiezza dello sforzo di taglio indotto dal sisma diminuisce. La resistenza alla

liquefazione quindi è maggiore con la profondità. Si osserva inoltre che, maggiore è la

durata di un terremoto (maggior numero di cicli), più alta è la possibilità che si arrivi

alla liquefazione e che maggiore è l'ampiezza della vibrazione e della deformazione

indotta e minore è il numero di cicli necessari per giungere a tale condizione.



53

Il terreno può essere però soggetto a sforzi di taglio statici dovuti alla presenza di

strutture in superficie o alla sua particolare posizione (per es. al di sotto di un versante).

In questo caso l'instaurarsi del fenomeno della liquefazione dipende, oltre che dalle

caratteristiche del sisma, anche dal rapporto che si stabilisce tra le tensioni di taglio

indotte da quest'ultimo e quelle statiche preesistenti al terremoto. La probabilità che un

deposito raggiunga le condizioni per la liquefazione dipende anche dallo stato di

addensamento, dalla composizione granulometrica, dalle condizioni di drenaggio, dalla

storia delle sollecitazioni sismiche e dall'età del deposito stesso.

Tanto minore è il grado di addensamento del materiale (elevato indice dei vuoti e

bassa densità relativa) tanto maggiore è la probabilità che, a parità di altre condizioni, un

deposito raggiunga lo stato di liquefazione.

Anche la distribuzione, la forma delle particelle e il grado di uniformità influenzano

notevolmente il fenomeno, per le implicazioni che questi fattori hanno sulla resistenza al

taglio e per il modo di dissiparsi della pressione interstiziale in eccesso.

Per quanto riguarda la storia delle sollecitazioni sismiche, si può affermare che

precedenti deformazioni moderate influiscano positivamente sulla resistenza del

deposito, mentre una storia caratterizzata da alti livelli di deformazione (deposito già

soggetto a liquefazione) ha effetti negativi sul potenziale di ri-liquefazione.

I depositi sabbiosi con più alto potenziale di liquefazione sono i più recenti. A parità di

composizione e di altre condizioni lo stesso deposito, se più antico, avrà sviluppato

legami intergranulari e cementazioni sempre più forti con il tempo.

Inoltre, la struttura di un deposito antico sarà resa più stabile e omogenea per gli effetti

delle vibrazioni indotte da precedenti terremoti di piccola entità.

Secondo una classifica internazionale le manifestazioni della liquefazione sono:

- crateri, vulcanelli, fuoriuscite di acqua e sabbia,

- grandi oscillazioni e rotture del terreno,

- abbassamenti e sollevamenti del terreno,

- movimenti orizzontali del terreno (lateral spreading),

- movimento di masse fluide/collasso in pendii naturali e artificiali,

- perdita di capacità portante delle fondazioni,

- galleggiamento di opere sotterranee,

- collasso di opere di sostegno e banchine portuali.

La liquefazione avviene quando si verifica la concomitanza di uno o più fattori

predisponenti e dei fattori scatenanti.

I FATTORI PREDISPONENTI comprendono le seguenti condizioni:

- profondità dello strato potenzialmente liquefacibile < 15-20 m da p.c.;



54

- profondità della falda < 5 m;

- densità relativa Dr < 60 %;

- diametro medio 0.02 mm < D50 < 2 mm;

- frazione di fini (diametro < 0.005 mm) < 15 %;

I fattori geotecnici importanti sono la profondità della falda (< 5 m), la presenza e lo

spessore degli strati non liquefacibili superficiali, l’assenza di cementazione tra i grani,

l’origine e l’età del deposito, la presenza di strati drenanti grossolani intercalati alla

sabbia fine liquefacibile, la morfologia.

I FATTORI SCATENANTI riguardano invece le caratteristiche dell’azione sismica:

- magnitudo > 5.5;

- PGA > 0.15g;

- durata > 15-20 sec;

Non essendo in presenza di strati incoerenti saturi addensati è stata eseguita una stima

del rischio di liquefazione dei terreni sotto falda, in condizioni sismiche, mediante il

metodo semplificato di “Robertson e Wride”.

I metodi semplificati richiedono che venga definito un sisma di progetto, attraverso

l'introduzione dell'accelerazione sismica orizzontale massima in superficie e della

magnitudo di riferimento.

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

deposito attraverso un coefficiente di sicurezza, dato dal rapporto fra la resistenza al taglio mobilitabile nello strato ( R ) e lo sforzo tangenziale indotto dal sisma (T). In

pratica si avrà:

TRFs TR

Un deposito dovrà essere considerato suscettibile di liquefazione se il coefficiente di

sicurezza Fs sarà minore di 1.

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

massima al suolo 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

statiche.

La grandezza T viene ricavata attraverso la relazione:

MSFr

ga

T dv

v 1'

65.00

0max

v0

v00



55

dove: amax = accelerazione sismica massima; g = accelerazione di gravità = 980.7 cm/s2;

v0 = pressione verticale totale alla profondità z dal p.c.; v0’ = pressione verticale efficace alla profondità z dal p.c.;

rd = coefficiente funzione della profondità dal p.c., valutabile secondo il seguente schema: rd=1-0.00765z per z 9.15 m rd=1.174-0.0267z per 9.15<z 23 m rd=0.774-0.008z per 23<z 30 m rd=0.5 per z>30 m

MSF = coefficiente correttivo funzione della magnitudo del sisma.

Il metodo di Robertson e Wride permette di correlare la resistenza al taglio CRR

mobilitata nel terreno con i dati delle prove penetrometriche statiche (CPTE/U). La

procedura di calcolo si basa sulle due seguenti equazioni:

per (qc1n)cs <50;

per 50 (qc1n)cs <160.

La grandezza (qc1n)cs rappresenta la resistenza alla punta normalizzata a circa 100 KPa e

corretta per tenere conto della percentuale di fine presente.

Il valore di CRR7.5 è calcolato per un terremoto di magnitudo 7.5: per i terremoti di

magnitudo minore o maggiore, CRR7.5 sarà corretto utilizzando la seguente relazione:

E’ stata eseguita una stima del rischio di liquefazione di terreni sotto falda, in condizioni

sismiche, mediante il metodo semplificato di “Robertson e Wride”. Tale metodo (R &

W), nella versione più aggiornata si ritiene uno tra i più affidabili dei metodi semplificati.

L’indice del potenziale di liquefazione è una misura integrale che dipende dalle

caratteristiche del terreno fino ad una profondità di 20.00 m da p.c., dalla profondità del

livello di falda e dall’azione sismica messa in conto attraverso alcuni parametri (tra cui

PGA). Le caratteristiche del terreno fino a – 20.00 m da p.c. sono state definite

attraverso il profilo della resistenza penetrometrica di punta qc.

Calcolo dell’indice di liquefacibilità

Una stima del rischio di liquefazione complessivo lungo una verticale di calcolo viene

fornita dal parametro indice di liquefazione IL. Tale indice viene definito dalla seguente

relazione:



56

n

izzFWIL

1)(

dove:

n = numero degli intervalli di calcolo di Fs lungo la verticale;

F = 1-Fs per Fs 1 e F = 0 per Fs>1;

z = spessore dell’intervallo di calcolo;

W(z) = 10 – 0,5z, con z = profondità di calcolo (massimo 20 m).

In base al valore di IL ottenuto è possibile fornire un’indicazione del rischio di

liquefazione attraverso la seguente tabella:

IL Rischio di liquefazione IL=0 Molto basso 0<IL 5 Basso 5<IL 15 Alto 15<IL Molto alto

La verifica alla liquefazione è stata eseguita solo per le verticali di prova delle prove

penetrometriche con piezocono (queste ultime eseguite con software CLiq v. 1.7.1.6

prodotto da GeoLogisMiki – Geotechnical Software).

Tali verifiche sono state eseguite tutte secondo il metodo di Robertson e Wride.

Nel nostro caso, elaborando i valori delle due CPTU, sono stati ottenuti i seguenti valori

di LPI, considerando una magnitudo di riferimento M = 6,14, una accelerazione massima

al suolo, ricavata da STRATA Amax = 0.291 g (secondo D.M. 14/01/2008 per classe d’uso II) e considerando la soggiacenza della falda freatica alla profondità Dw = - 0.30 da p.c.. Si rammenta che la liquefazione calcolata sulle CPTU è molto più precisa ed

attendibile di quella calcolata sulle verticali delle CPT che dà valori di Indice di

Liquefazione sottostimati.

INDAGINE Valore di IL

CPTU N. 1 IL = 0.00 rischio molto basso

CPTU N. 2 IL = 0.385 rischio basso

Come si nota dai risultati ottenuti abbiamo valori che oscillano da rischio molto basso a

rischio basso.



57

5. CONSIDERAZIONI CONCLUSIVE

La presente relazione, stilata ai sensi del D.M. 14 Gennaio 2008 “Nuove Norme

Tecniche per le costruzioni”, è stata redatta a supporto della realizzazione di un Piano

Urbanistico Attuativo PUA, di iniziativa privata, zona elementare n. 891, Area 13, tra via

Canaletto sud e via Manfredo Fanti, in comune di Modena.

Ai sensi della D.A.L. della Regione Emilia Romagna n.112/2007 si sono inoltre eseguiti

gli studi di microzonazione sismica dell’area con approfondimenti di III livello per edifici a classe d’uso II.

Per effettuare la caratterizzazione geologico-geotecnica del terreno di fondazione, sono

state da Noi eseguite n.3 prove penetrometriche statiche CPT e n.2 prove

penetrometriche statiche con punta elettrica CPTU.

Sulla base dei dati ricavati da tali indagini si può dare una prima indicazione dei valori di

portata del terreno agli SLU, ipotizzando sia fondazioni superficiali dirette nastriformi,

che fondazioni impostate su platea in c.a., rispettivamente con piano di posa a D = - 1.00 m da p.c. e D = -3.50 m da p.c..

Nel caso della passerella in progetto, con luce pari a 12.00 m, si dovranno utilizzare

fondazioni profonde impostate su pali trivellati o CFA, approfonditi ed immersi nel livello

ghiaioso con sabbia addensato, rinvenuto a partire da circa – 22.00 m da p.c.(dati

ricavati dalle indagini eseguite). Per tale tipologia di fondazione non sono state eseguite

le verifiche geotecniche.

Per l’esecuzione dello scavo necessario per la realizzazione del piano interrato, si è

proceduto ad eseguire una verifica di stabilità del fronte di scavo in progetto con quota

d’imposta a – 3.50 m dal p.c. attuale inclinato a α = 45°, in frase transitoria cioè a

scavo aperto con le pareti di scavo libere, prive di opere di sostegno e con il livello di

falda a Dw = -0.30 m da p.c. (caso più cautelativo). E’ stata analiticamente eseguita una

verifica di stabilità (mediante software di calcolo STAP FULL 11.0 - versione 11.03a

prodotto da Aztec Informatica) (Allegato n. 5).

La verifica di stabilità del fronte di scavo è stata effettuata in accordo con quanto

prescritto dal D.M. 14/01/2008 – Nuove Norme Tecniche sulle Costruzioni (N.N.T.C.),

sulla base dei parametri geotecnici emersi dall’elaborazione delle indagini geognostiche.

L’analisi è stata condotta solo in condizioni non drenate (breve termine senza sismica)

in termini di tensioni totali.



58

I risultati ottenuti con i metodi di calcolo Janbu e Bishop semplificato hanno dato sempre fattori di sicurezza superiori al valore minimo imposto dal D.M. 14/01/2008 (Fs = 1.10) e sono di seguito esposti:

Programma di calcolo: STAP FULL 11.0 TENSIONI TOTALI – BREVE TERMINE (Condizioni non drenate) Metodo Janbu

TRANSITORIO: SCAVO APERTO

Fs = 2.427

Metodo Bishop semplificato Fs = 2.368

Gli scavi dovranno essere eseguiti in idonea stagione asciutta e dovranno essere lasciati aperti il minor tempo possibile.

Essendo stato inoltre, durante l’esecuzione delle indagini, rinvenuto il livello della falda

freatica a profondità variabile da Dw= - 0.30 m da p.c. a Dw= - 0.70 m da p.c. attuale,

sarà necessario, per abbassare il livello di falda, in prima fase eseguire lo scavo nel

terreno tenendo una pendenza massima dei fronti di scavo di 45° e posizionare sul

fondo delle pompe per eliminare l’acqua presente e, previa asciugatura, permettere il

getto di calcestruzzo della platea di fondazione.

In seconda fase, al fine di evitare infiltrazioni idriche nel piano interrato, sarà necessario

adottare adeguati sistemi di impermeabilizzazione, quali la posa di guaine o stuoie

bentonitiche o vasche bianche con additivi o prodotti similari. Sarà altresì opportuno

prevedere negli angoli del piano interrato la posa di pozzetti al cui interno saranno

alloggiate pompe di sollevamento per l’eventuale acqua di infiltrazione.

Si evidenzia che la soggiacenza della falda a Dw = - 0.30 m da p.c. è un dato anomalo,

dovuto sia al periodo di misurazione successivo ad eventi piovosi, sia al fatto che la zona

si trova in un’area con presenza di parecchio materiale di riporto. Tali caratteristiche

hanno fatto si che l’acqua si accumulasse proprio in tale livello di riporto, sovrastante al

livello argilloso impermeabile. In fase esecutiva sarà pertanto necessario verificare con

precisione il livello piezometrico, che, nell’area in esame, da indagini eseguite in zone

limitrofe si attesta generalmente alla profondità di circa Dw = -1.00 m da p.c. In relazione a quanto esposto nel Testo Unico Nuove Norme Tecniche per le costruzioni

in zona sismica, redatto dal Ministero delle infrastrutture e dei trasporti edito nel Gennaio

2008, si è proceduto alla verifica nei confronti degli stati limite ultimi (SLU). Per quanto

riguarda le opere di fondazione ipotizzate, nelle verifiche di sicurezza agli stati limite



59

ultimi è stato calcolato lo SLU sia a breve che a lungo termine determinato sia per fondazioni nastriformi che per fondazioni a platea, utilizzando i seguenti approcci di

calcolo:

1) Approccio 1 - combinazione 2 (A2 + M2 + R2); 2) Approccio 2 - combinazione (A1 + M1 + R3).

Si riassumono nelle seguenti tabelle i valori di portanza del terreno di fondazione agli

stati limite ultimi SLU:


Portanza del terreno

SLU APP1 COMB 2 - F.S. = 1.8 SLU APP2 - F.S. = 2.3

Condizioni non drenate

Condizioni drenate


Condizioni drenate

0.89 kg/cm2 0.58 kg/cm2 0.94 kg/cm2 0.64 kg/cm2

PLATEA

Portanza del terreno

SLU APP1 COMB 2 - F.S. = 1.8 SLU APP2 - F.S. = 2.3


Condizioni drenate


Condizioni drenate

1.57 kg/cm2 1.25 kg/cm2 1.60 kg/cm2 1.59 kg/cm2

Per effettuare la caratterizzazione sismica del terreno sono state eseguite n.1 indagine

sismica con metodo MASW, n.1 indagine sismica Re.Mi. , n.1 indagine sismica con

metodo ESAC e n. 2 indagini sismiche passive HVSR da cui si sono ricavati i risultati

esposti di seguito.

Le indagini sismiche MASW, Re.Mi. ed ESAC hanno permesso di determinare la velocità

delle onde sismiche di taglio nei primi 35 m di profondità, restituendo i seguenti valori:

MASW Vs30 = 200 m/s categoria C Re.Mi. Vs30 = 206m/s ESAC Vs30 = 236 m/s

Gli spettri H/V ottenuti dall’elaborazione delle indagini sismiche HVSR eseguite in sito

non hanno evidenziato alcuna frequenza di sito degna di nota.

Per l’area in oggetto, sulla base dei dati fornitici dall’ing. progettista, si è considerata, per

i futuri interventi edificatori una classe d’uso II identificata dalle seguenti coordinate



60

geografiche (Sistema di riferimento ED50): Latitudine: 44.656180°, Longitudine

10.933622°, in relazione ad un periodo di riferimento TR stimato di 475 anni, ed è stato

definito un parametro di accelerazione massima attesa ag pari a ag attesa= 0.163g .

E’ stata poi calcolata l’ accelerazione massima orizzontale Amax:

Amax = SS ST ag= 1.46 1.0 0.163g = 0.238 g Classe II (475 anni)

In base a tali risultati, e sulla base della nuova normativa sismica per gli edifici (D.M. 14 Gennaio 2008), si classifica il terreno di fondazione in esame come appartenente alla

categoria C, corrispondente a depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati

o terreni a grana fina mediamente consistenti con spessori superiori a 30 metri,

caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità

e da valori di Vs30 compresi tra 180 m/s e 360 m/s (ovvero con valori di 15 < NSPT,30 < 50

nei terreni a grana grossa e 70< Cu30 < 250 kPa nei terreni a grana fina).

Si sono inoltre, essendo in fase di progettazione, eseguiti gli studi di microzonazione

sismica, ai sensi della D.A.L. della Regione Emilia Romagna n.112/2007, con

approfondimenti di III livello per la valutazione del coefficiente di amplificazione litologico,

e per la stima degli eventuali cedimenti per edifici a classe d’uso II . Per ottemperare ai

riferimenti normativi citati è stata eseguita una risposta sismica locale (RSL), come

indicato § 7.11.3 del D.M. 14/01/2008, mediante analisi numerica monodimensionale in

campo lineare equivalente mediante software considerando il codice di calcolo STRATA.

I risultati sono esposti nel paragrafo 4.4 e hanno portato ai seguenti risultati,

considerando un modello continuo lineare equivalente:

SLV – Cu II

Tab. 5.1 – Parametri che identificano lo spettro normalizzato (SLV - Tr 475 – Cu II), derivato dall'analisi mediante il software di calcolo STRATA

Sono inoltre stati calcolati i cedimenti post sismici sia per i livelli coesivi che incoerenti,

riassunti nel paragrafo 4.5 , che hanno dato valori modesti e ammissibili con i futuri

interventi in progetto.



61

La verifica alla liquefazione è stata eseguita solo sulle verticali di prova delle prove

penetrometriche con piezocono (queste ultime eseguite con software CLiq v. 1.7.1.6

prodotto da GeoLogisMiki – Geotechnical Software).

Tali verifiche sono state eseguite tutte secondo il metodo di Robertson e Wride.

Nel nostro caso, elaborando i valori risultati dalle due CPTU, sono stati ottenuti i

seguenti valori di IL, considerando una magnitudo di riferimento M = 6,14, una

accelerazione massima al suolo, ricavata da STRATA Amax = 0.259 g (secondo D.M. 14/01/2008 per classe d’uso II) e considerando la soggiacenza della falda freatica alla

profondità Dw = - 0.30m da p.c.(caso peggiorativo più cautelativo). Si rammenta che

la liquefazione calcolata sulle CPTU è molto più precisa ed attendibile di quella calcolata

sulle verticali delle CPT che da valori di Indice di Liquefazione sottostimati.

INDAGINE Valore di IL



A disposizione per ulteriori chiarimenti cogliamo l’occasione per porgere distinti saluti.

Modena, 11 Gennaio 2016

Dott. Geol. Pier Luigi Dallari

GEO GROUP s.r.l. Indagini geognostiche e geofisiche – geologia applicata alle costruzioni – laboratorio geotecnico - idrogeologia – coltivazione cave– bonifiche – consolidamenti – geologia ambientale – consulenze geologiche e geotecniche

Via C. Costa, 182 – 41100 Modena – Tel. 059/3967169 Fax. 059/5332019 – e-mail: [email protected] P.IVA :02981500362

TAVOLE

LegendaArea di interesse

Tav. n. 1 “Carta corografica”

Scala 1: 25000

N

Tavola C.T.R. n° 201 - SE

Indagini geognostiche, geofisiche e consulenze geologiche e geotecniche182, via C. Costa 41100 Modena - Tel. 059/3967169 - Fax. 059/5332019- E-mail: [email protected]

GEO GROUP s.r.l.

LegendaArea di interesse

Tav. n. 2 “Carta topografica”

Scala 1: 10000

N

Sezione C.T.R. n° 201120 - Modena Nord-est


GEO GROUP s.r.l.

Scala 1: 500

Tav. n. 3 “Ripresa fotografica generale”

area di interesse

Legenda

N


GEO GROUP s.r.l.

Area di interesse

Ambiente deposizionale e litologia affiorante

AES8a Unità di Modena-Argille

Tessitura

Scala 1: 5000

Tav. n. 4 “Carta della litologia di superficie”

Legenda

Estratto da Regione Emilia-Romagna - Servizio Geologico Sismico e dei suoli -Da: http://www.regione.emilia-romagna.it/wcm/geologia/canali/cartografia/sito_cartografia/sito_cartografia.htm

Carta geologica e dei suoli

N

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182, via C. Costa 41100 Modena - Tel. 059/3967169 - Fax. 059/5332019- E-mail: [email protected]

(Ripresa aerea Bing Maps)

Scala grafica

Tav. n. 5a “Ubicazioni indaginigeotecniche ”


GEO GROUP s.r.l.

Prove penetrometriche statiche con punta meccanica CPT

20 m

CPT 1CPT 2CPTu 1

CPTu 2

CPT 3

Prove penetrometriche statiche con punta elettrica e piezocono CPTU

(Ripresa aerea Bing Maps)

Scala grafica

Tav. n. 5b “Ubicazioni indaginigeofisiche ”


GEO GROUP s.r.l.

Indagini sismiche passive HVSR

Indagine sismica con metodo MASW

20 m

HV1

HV2

MA

SW

ESAC

RE

MI

Indagine sismica con metodo ESAC

Indagine sismica con metodo REMI

GEO G

ROUP

s.r.l.

Inda

gini

geo

gnos

tiche

, geo

fisic

he e

con

sule

nze

geol

ogic

he e

geo

tecn

iche

182,

via

C. C

osta

411

00 M

oden

a - T

el. 0

59/3

9671

69 -

Fax.

059

/533

2019

- E-m

ail:

geo.

grou

p@lib

ero.

it

Scala grafica

Tav. N. 9 “Carta di Microzonazione Sismica”

Microarea indagata mediante ind. sismica MASW - Vs30 = 200 m/s ind sismica Re.Mi. - Vs30 = 206 m/s ind. sismica ESAC - Vs30 = 236 m/s

2° e 3° livello di approfondimentoL.R. 20/2000 D.G.R 112

PIANURA 2: spessori decametrici, talora con intercalazioni di orizzonti di ghiaie (anche decine di metri), con substrato profondo (maggiore di 100 m da p.c.)

alternanze di sabbie e peliti con

FATTORE DI AMPLIFICAZIONE F.A. MEDIOF.A. PGA = 1.5

(PGA accelerazione massima orizz. alla superficie)

F.A. (intensità spettrale 0.1s<To< 0.5s) = 1.8

F.A. (intensità spettrale 0.5s<To< 1.0s) = 2.5

II livello di approfondimento

MICROAREA INDAGATA:Valutazione del coefficiente di amplificazione

litologico,dei cedimenti attesi e delpot.le di liquefazione, APPR. di II eIII Livello

III livello di approfondimento

PGA di rif. per territorio Modena =0.163PGA in sup.da modello simulato STRATA:

CPT

CPTU indagine sismica MASW

indagine sismica RE.MI.

indagine sismica ESAC

INDAGINI ESEGUITE

legenda INDAGINI ESEGUITE

MICROAREA INDAGATA:Valutazione del coefficiente di amplificazione

litologico e dei cedimenti attesi APPR. di II e III Livello

CPT 2

CPT 1

CPT 3

CPTU 1

CPTU 2

Tav. n. 10 “Sezione litostratigrafica media”

A-A’Scala grafica

A’GE

O GR

OUP

s.r.l

.In

dag

ini g

eo

gn

osti

ch

e, g

eo

fisic

he e

co

nsu

len

ze g

eo

log

ich

e e

geo

tecn

ich

e182, via

C. C

osta

41100 M

odena -

Tel. 0

59/3

967169 -

Fax. 059/5

332019-

E-m

ail:

geo.g

roup@

libero

.it

Legenda litologica-geotecnica

Legenda

CPT

Argille limose consistenti - Alle TA (Fs=3)

Argille limose a scarsa consistenza - Alle TA (Fs=3)

Ghiaia con sabbia addensata - Alle TA (Fs=3)

Argille limose a medio-elevata consistenza- Alle TA (Fs= 3)

ACPT n. 3CPT n.2 Piano

campagna attuale

TRACCIA DELLA LINEA DI SEZIONE A-A’

traccia A-A’

Scala Grafica

Argille limose a media consistenza- Alle TA (Fs= 3)

Ghiaia con sabbia addensata

1

2

3

4

5

6

CPT n. 1

7

8

9

Depositi argilloso limosi consistenti

Depositi argilloso limosi a medio-elevata consistenza


Depositi argilloso limosi a media consistenza

Depositi argilloso limosi a scarsa consistenza


10

11

12

13

14

15

16

17

18

19

2020

21

22

0

A

A’N

Soggiacenza falda Freatica Dw = - 0.30 m da p.c.

Tav. n. 11 “Sezione litostratigrafica media”

B-B’Scala grafica

B’GE

O GR

OUP

s.r.l

.In

dag

ini g

eo

gn

osti

ch

e, g

eo

fisic

he e

co

nsu

len

ze g

eo

log

ich

e e

geo

tecn

ich

e182, via

C. C

osta

41100 M

odena -

Tel. 0

59/3

967169 -

Fax. 059/5

332019-

E-m

ail:

geo.g

roup@

libero

.it

Legenda litologica-geotecnica

Legenda

CPTU

Argille limose consistenti - Alle TA (Fs=3)

Argille limose a scarsa consistenza - Alle TA (Fs=3)

Ghiaia con sabbia addensata - Alle TA (Fs=3)

Argille limose a medio-elevata consistenza- Alle TA (Fs= 3)

BCPT n. 3 Piano

campagna attuale

TRACCIA DELLA LINEA DI SEZIONE B-B’

traccia A-A’

Scala Grafica

Argille limose a media consistenza- Alle TA (Fs= 3)

Ghiaia con sabbia addensata


Depositi argilloso limosi a medio-elevata consistenza



Depositi argilloso limosi a scarsa consistenza


B

B’N

Soggiacenza falda Freatica Dw = - 0.30 m da p.c.

CPT

CPTU n. 3

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

15

16

17

18

19

2020

21

22

0

Project: Studio del terreno di fondazione

GEO GROUP S.r.l.Geologia e Ambiente178, v. Cesare Costa 41123 MODENATel 0593967169 - Fax 0595960176

Total depth: 23.71 mSurface Elevation: 0.00 mModena, Ex officina Rizzi

CPT: CPTU 1

Location:

The plot below presents the cross correlation coeficient between the raw qc and fs values (as measured on the field). X axes presents the lagdistance (one lag is the distance between two sucessive CPT measurements).

CPeT-IT v.1.7.6.42 - CPTU data presentation & interpretation software - Report created on: 04/01/2016, 11:39:13 1Project file: \\GEOSRV2\Riferimenti2015\Rif.744_15-Mo via Canaletto area EX RIZZI\cptu\CPTU.cpt




CPT: CPTU 1

Location:

SBT - Bq plots

SBT legend1. Sensitive fine grained

2. Organic material

3. Clay to silty clay

4. Clayey silt to silty clay

5. Silty sand to sandy silt

6. Clean sand to silty sand

7. Gravely sand to sand

8. Very stiff sand to clayey sand

9. Very stiff fine grained




Modena, Ex officina RizziLocation:Total depth: 23.71 m, Date: 29/12/2015

Surface Elevation: 0.00 m

CPT: CPTU 1

SBTn legend1. Sensitive fine grained

2. Organic material








SBT - Bq plots (normalized)





CPT: CPTU 1

Location:


2. Organic material











Total depth: 23.71 m, Date: 29/12/2015Surface Elevation: 0.00 mModena, Ex officina Rizzi

CPT: CPTU 1

Location:


2. Organic material












CPT: CPTU 1

Location:

Calculation parameters

Phi: Based on Kulhawy & Mayne (1990)User defined estimation data





CPT: CPTU 1

Location:


User defined estimation data





CPT: CPTU 1

Location:







CPT: CPTU 2

Location:

The plot below presents the cross correlation coeficient between the raw qc and fs values (as measured on the field). X axes presents the lagdistance (one lag is the distance between two sucessive CPT measurements).





CPT: CPTU 2

Location:

SBT - Bq plots


2. Organic material











Modena, Ex officina RizziLocation:Total depth: 21.01 m, Date: 04/01/2016

Surface Elevation: 0.00 m

CPT: CPTU 2


2. Organic material








SBT - Bq plots (normalized)





CPT: CPTU 2

Location:


2. Organic material











Total depth: 21.01 m, Date: 04/01/2016Surface Elevation: 0.00 mModena, Ex officina Rizzi

CPT: CPTU 2

Location:


2. Organic material












CPT: CPTU 2

Location:


Phi: Based on Kulhawy & Mayne (1990)User defined estimation data





CPT: CPTU 2

Location:






ALLEGATO N° 2VERIFICA DELLA PORTANZA DEL TERRENO

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ALLEGATO N° 3INDAGINI SISMICHE E DETERMINAZIONE DELLE VS30



INDAGINI SISMICHE CON METODO MASW

GEO GROUP s.r.l. Sede legale: Via C. Costa, 182 - 41123 MODENA Sede operativa: via Per Modena, 12 – 41051 Castelnuovo Rangone (MO) Tel. 059/3967169 Fax. 059/5332019 E-mail: [email protected] P.IVA e C.F. 02981500362 www.geogroupmodena.it

ANALISI SISMICA DI SITO SECONDO METODOLOGIA MASW Cantiere: via Manfredo Fanti, Modena (MO) Data: 29/12/2015 Lavoro: Studio terreno di fondazione Operatori: Dott.ssa Sonia Gilioli, Dott. Cristiano Casarini Elaborazione: Dott.ssa Sonia Gilioli Responsabile: Dott. Geol. Pier Luigi Dallari

RIF. MASW 744/15

UBICAZIONE DELLO STENDIMENTO SISMICO IMPIEGATO


SPETTRO RELATIVO ALLE VELOCITÁ DI FASE REGISTRATE NEL DOMINIO DELLE FREQUENZE



BEST MODEL

VS30 = 200 m/s



INDAGINI SISMICHE CON METODO RE.MI.


ANALISI SISMICA DI SITO SECONDO METODOLOGIA Re.Mi. Cantiere: via Manfredo Fanti, Modena (MO) Data: 29/12/2015 Lavoro: Studio terreno di fondazione Operatori: Dott.ssa Sonia Gilioli, Dott. Cristiano Casarini Elaborazione: Dott.ssa Sonia Gilioli Responsabile: Dott. Geol. Pier Luigi Dallari

RIF. Re.Mi. 744/15



MODELLO VS30 DERIVATO DALL’INDAGINE Re.Mi. ESEGUITA

BEST MODEL VS30 = 206 m/s



INDAGINI SISMICHE CON METODO ESAC


ANALISI SISMICA DI SITO SECONDO METODOLOGIA ESAC Cantiere: via Manfredo Fanti, Modena (MO) Data: 29/12/2015 Lavoro: Studio terreno di fondazione Operatori: Dott.ssa Sonia Gilioli, Dott. Cristiano Casarini Elaborazione: Dott.ssa Sonia Gilioli Responsabile: Dott. Geol. Pier Luigi Dallari

RIF. Re.Mi. 744/15



MODELLO VS30 DERIVATO DALL’INDAGINE ESAC ESEGUITA

BEST MODEL VS30 = 236 m/s



INDAGINI SISMICHE PASSIVE HVSR


ANALISI SISMICA DI SITO SECONDO METODOLOGIA HVSR Cantiere: via Manfredo Fanti, Modena (MO) Data: 29/12/2015 Lavoro: Studio terreno di fondazione Operatori: Dott.ssa Sonia Gilioli, Dott. Cristiano Casarini Elaborazione: Dott.ssa Sonia Gilioli Responsabile: Dott. Geol. Pier Luigi Dallari

RIF. 744/15 HVSR 1

UBICAZIONE DELLA STAZIONE DI MISURA


PERSISTENZA HVSR

DIREZIONALITÁ HVSR


VELOCITÁ SPETTRALI

RAPPORTO HVSR DERIVATO DALL’ACQUISIZIONE ESEGUITA

FREQUENZA DERIVATA nessun picco stratigrafico rilevato

=== Criteria for a reliable H/V curve ================================ #1. [f0 > 10/Lw]: 0.684 > 0.5 (OK) #2. [nc > 200]: 780 > 200 (OK) #3. [f0>0.5Hz; sigmaA(f) < 2 for 0.5f0 < f < 2f0] (OK)

=== Criteria for a clear H/V peak (at least 5 should be fulfilled) =========== #1. [exists f- in the range [f0/4, f0] | AH/V(f-) < A0/2]: (NO) #2. [exists f+ in the range [f0, 4f0] | AH/V(f+) < A0/2]: yes, at frequency 0.7Hz (OK) #3. [A0 > 2]: 1.8 < 2 (NO) #4. [fpeak[Ah/v(f) ± sigmaA(f)] = f0 ± 5%]: (NO) #5. [sigmaf < epsilon(f0)]: 7.873 > 0.103 (NO) #6. [sigmaA(f0) < theta(f0)]: 0.209 < 2 (OK)


ANALISI SISMICA DI SITO SECONDO METODOLOGIA HVSR Cantiere: via Manfredo Fanti, Modena (MO) Data: 29/12/2015 Lavoro: Studio terreno di fondazione Operatori: Dott.ssa Sonia Gilioli, Dott. Cristiano Casarini Elaborazione: Dott.ssa Sonia Gilioli Responsabile: Dott. Geol. Pier Luigi Dallari

RIF. 744/15 HVSR 2

UBICAZIONE DELLA STAZIONE DI MISURA


PERSISTENZA HVSR

DIREZIONALITÁ HVSR


VELOCITÁ SPETTRALI

RAPPORTO HVSR DERIVATO DALL’ACQUISIZIONE ESEGUITA

FREQUENZA DERIVATA nessun picco stratigrafico rilevato

=== Criteria for a reliable H/V curve ================================ #1. [f0 > 10/Lw]: 0.684 > 0.5 (OK) #2. [nc > 200]: 780 > 200 (OK) #3. [f0>0.5Hz; sigmaA(f) < 2 for 0.5f0 < f < 2f0] (OK)

=== Criteria for a clear H/V peak (at least 5 should be fulfilled) =========== #1. [exists f- in the range [f0/4, f0] | AH/V(f-) < A0/2]: (NO) #2. [exists f+ in the range [f0, 4f0] | AH/V(f+) < A0/2]: yes, at frequency 0.7Hz (OK) #3. [A0 > 2]: 1.8 < 2 (NO) #4. [fpeak[Ah/v(f) ± sigmaA(f)] = f0 ± 5%]: (NO) #5. [sigmaf < epsilon(f0)]: 7.873 > 0.103 (NO) #6. [sigmaA(f0) < theta(f0)]: 0.209 < 2 (OK)



ALLEGATO N° 4VERIFICA A LIQUEFAZIONE

Zone A1: Cyclic liquefaction likely depending on size and duration of cyclic loadingZone A2: Cyclic liquefaction and strength loss likely depending on loading and groundgeometryZone B: Liquefaction and post-earthquake strength loss unlikely, check cyclic softeningZone C: Cyclic liquefaction and strength loss possible depending on soil plasticity,brittleness/sensitivity, strain to peak undrained strength and ground geometry

ZONA ELEMENTARE 891 – AREA 13regatti.comune.modena.it/DEPMASS201606291333/16)R.07Re...50019 Sesto...

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