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REGIONE VENETO – PROVINCIA DI VERONA

COMUNE DI PESCHIERA DEL GARDA

PROGETTO PER L’AMPLIAMENTO DELLA CANTINA VINICOLA OTTELLA

A PESCHIERA DEL GARDA (VERONA)

COMMESSA

ELABORATO

RELAZIONE GEOLOGICA E GEOTECNICA (AI SENSI DEL D. M. 14/01/2008)

COMMITTENTE AZIENDA AGRICOLA OTTELLA

Via Morgagni, 24 – 37135 Verona Tel. 045/952072 – Fax 045/8646464 P . I v a e C . F . 0 4 2 5 3 6 6 0 2 3 9 i n f o @ u n i t e c h p r o g e t t i . c o m

Dott. Geol. Alberto Cò

Ing. Alessia Canteri

0 GA CO AC 31/03/16

REV descrizione elaborato verificato approvato Data

CODICE UNI 15 093 NUM. ELABORATO 01 File: UNI15093 – Relazione geologica - geotecnica.doc

Relazione geologica e geotecnica 2

PROGETTO PER L’AMPLIAMENTO DELLA CANTINA VINICOLA OTTELLA A PESCHIERA DEL GARDA (VERONA)

INDICE

1 PREMESSA ......................................................................................................................................... 3

2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO .......................................................................................................... 4

3 DESCRIZIONE DEL PROGETTO IN ESAME ........................................................................................... 5

4 .................................................................................................................... 6 4.1 INQUADRAMENTO GEOGRAFICO DEL TERRITORIO ........................................................................................................... 6 4.2 INQUADRAMENTO GEOMORFOLOGICO E GEOLOGICO ..................................................................................................... 7 4.3 INQUADRAMENTO IDROGRAFICO ED IDROGEOLOGICO .................................................................................................. 12 4.4 INQUADRAMENTO TETTONICO - STRUTTURALE .............................................................................................................. 15 4.5 SISMICITÀ DELL’AREA ...................................................................................................................................................... 17 4.6 ANALISI DEL PIANO DI ASSETTO TERRITORIALE INTERCOMUNALE (P.A.T.I.) .................................................................... 18

5 ................................................................................................................. 21 5.1 CAMPAGNA INDAGINI ..................................................................................................................................................... 21

5.1.1 PROVA PENETROMETRICA STATICA ...................................................................................................................................... 22 5.1.2 PROVE PENETROMETRICHE STATICHE CON PIEZOCONO (CPTU) .................................................................................................. 23 5.1.3 PROVE PENETROMETRICHE DINAMICHE ................................................................................................................................ 24 5.1.4 INDAGINE GEOFISICA ........................................................................................................................................................ 28

5.2 INTERPRETAZIONE DEI RISULTATI E MODELLO GEOTECNICO DELL’AREA ....................................................................... 30 5.3 CARATTERIZZAZIONE SISMICA DEL SITO PROGETTUALE ................................................................................................. 32 5.4 STIMA DELLA CAPACITÀ PORTANTE ................................................................................................................................. 34 5.5 STIMA DEI CEDIMENTI ..................................................................................................................................................... 38 5.6 STABILITÀ DEI FRONTI DI SCAVO ...................................................................................................................................... 39

6 CONSIDERAZIONI CONCLUSIVE ....................................................................................................... 43

BIBLIOGRAFIA DI RIFERIMENTO ................................................................................................................. 45

ALLEGATI AL TESTO

ALLEGATO 1: COROGRAFIA IN SCALA 1:5000

ALLEGATO 2: PLANIMETRIA CON UBICAZIONE INDAGINI

ALLEGATO 3: PROFILI PENETROMETRICI

ALLEGATO 4: INDAGINE GEOFISICA

ALLEGATO 5: SEZIONI GEOTECNICHE INTERPRETATIVE



Codice di Rif.: UNI15093 Verona, 31 Marzo 2016

1 PREMESSA

Nell’ambito del progetto per l’ampliamento della cantina vinicola Ottella situata in loc.

Boschetti nel Comune di Peschiera del Garda (Verona), è stato condotto il presente studio

geologico e geotecnico ai sensi del D.M. 14/01/2008 e finalizzato:

I. all’inquadramento geologico, geomorfologico, idrogeologico e sismico dell’area di

interesse progettuale;

II. alla ricostruzione del modello litostratigrafico e geotecnico dei terreni costituenti il

primo sottosuolo dell’area oggetto d’intervento;

III. all’individuazione delle possibili problematiche di carattere geologico e geotecnico

connesse all’esecuzione dell’intervento.

Lo studio è stato redatto sulla base di informazioni bibliografiche, avvalendosi dell’esperienza

maturata dallo scrivente in studi precedentemente svolti nel medesimo contesto geologico e,

soprattutto, alla luce di una mirata campagna indagini condotta all’interno del sito di futura

edificazione.



2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO

La presente relazione è stata redatta in ottemperanza alla seguente Normativa di riferimento

ed alle successive raccomandazioni:

CIRC. REGIONE VENETO 30.01.1990 N°2

Osservanza della normativa vigente sull’uso del sottosuolo ai fini edificatori e, in particolare, dell’obbligo, nei casi

previsti, della Relazione geologica e della Relazione geotecnica.

ORDINANZA DEL PRESIDENTE DEL CONSIGLIO 20.03.2003 N°3274 (G.U. 08.05.2003 N°105)

Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normativa

tecnica per le costruzioni in zona sismica.

DELIBERA DI GIUNTA REGIONALE 21/07/2003 N° 1435

Prime disposizioni di attuazione dell’ordinanza del O.P.C.M. n° 3274/2003 recante “Primi elementi in materia di

criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in

zona sismica”.

DELIBERA DEL CONSIGLIO REGIONALE DEL VENETO 03.12.2003 N°67

Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri 20.03.2003 n°3274 “Primi elementi in materia di criteri

generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona

sismica” – Approvazione della classificazione sismica e direttive per l’applicazione.

ORDINANZA DEL PRESIDENTE DEL CONSIGLIO 28.04.2006 N°3519

Criteri generali per l’individuazione delle zone sismiche e per la formazione e l’aggiornamento degli elenchi delle

medesime zone.

DELIBERA DELLA GIUNTA REGIONALE DEL VENETO 22.01.2008 N°71

Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri 28 aprile 2006, n. 3519 “Criteri generali per l’individuazione

delle zone sismiche e per la formazione e l’aggiornamento degli elenchi delle medesime zone” – Direttive per

l’applicazione. Adozione del provvedimento n°96/CR del 7 agosto 2006.

D.M. 14.01.2008

Nuove norme tecniche per le costruzioni.

CIRC. MIN. 02.02.2009 N°617

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

PIANO DI TUTELA DELLE ACQUE DELLA REGIONE VENETO (P.T.A.) D.G.R.V. 05.11.2009 N°107

Norme per il governo del territorio.



3 DESCRIZIONE DEL PROGETTO IN ESAME

L’intervento in oggetto prevede la costruzione delle seguenti opere a servizio della cantina

vitivinicola “Ottella”:

n° edificio dimensioni

1 magazzino per lo stoccaggio delle barrique 450 m2

2 magazzino per le botti basse 590 m2 (49,3 x 12,0 m)

3 magazzino per le botti basse 134 m2 (14,1 x 9,2 m)

4 magazzino per le botti alte 490 m2 (35,0 x 14,1 m)

5 locale tecnico (o ampliamento della zona 3) 63 m2 (14,1 x 4,5 m)

6 Zona imbottigliamento e primo magazzino 395 m2 (39,5 x 10,0 m)

98.20 (95.32)

98.

30

98.3

0

96.5

0

93.1

5

96.4

0

93.

15

93.

15

92.4

0

98.0

3

98.

30

98.

50 99.

20

93.30

98.80

55

0

1050

pun

to p

iù la

rgo

bar

rique

Fig. 1. Estratti degli elaborati progettuali:: planimetria generale dell’intervento (in alto), sezione “Tr1” (sopra).

Tr1

Sezione “Tr1”

1 2 3 6

edificio esistente



4

4.1 INQUADRAMENTO GEOGRAFICO DEL TERRITORIO

Il lotto d’interesse progettuale ricade nella porzione Sud – occidentale del territorio comunale

di Peschiera del Garda, precisamente in località Boschetti. Inserito in un contesto

prevalentemente agricolo ai margini del nucleo abitato di Boschetti, il sito oggetto di futuro

intervento confina a Sud con la cantina vitivinicola di proprietà mentre sui restanti lati con

campi coltivati a vigneto.

Fig. 2. Inquadramento geografico (in alto) e foto aerea del sito di studio (sopra).

Per una precisa ubicazione del sito oggetto di studio si fa riferimento alla Carta Tecnica

Regionale del Veneto in scala 1:5.000 – Elementi n. 122161 (“Santa Cristina”) e n. 122162

(“Boschetti”) di cui si allega un estratto in calce al presente elaborato (v. Allegato 1).



4.2 INQUADRAMENTO GEOMORFOLOGICO E GEOLOGICO

Per un inquadramento cartografico generale a tematismo geologico - geomorfologico si fa

riferimento alla “Carta Geologica dell’Anfiteatro Morenico frontale del Garda fra il Chiese e

l’Adige” in scala 1:40.000 (Venzo, 1965), di cui si riporta un estratto nella figura seguente.

Fig. 3. Estratto della “Carta Geologica dell’Anfiteatro Morenico frontale del Garda fra il Chiese e l’Adige” in scala 1:40.000 (Venzo S., 1965).

Alluvium antico (Aa): bassi terrazzi sabbioso - argillosi con ghiaie.

Fluvioglaciale tardowürmiano (fl. W. II): basso terrazzo ghiaioso – argilloso, dovuto agli

scaricatori delle cerchie più interne del Wϋrm II, sospeso con scarpate di alcuni metri e incassato

di alcuni metri rispetto al fl.W.I. All’interno delle cerchie esso è comprensivo della fase di ritiro

tardowurmiana, a sabbie – ghiaie e spesso con morenico fangoso di fondo.

Fluvioglaciale del massimo würmiano (fl. W. I): basso terrazzo ghiaioso – argilloso del Mincio e

ghiaioso dell’Adige, con terreno bruno, talora rossastro per dilavamento del Riss, dovuto agli

scaricatori delle cerchie esterne del Wϋrm.

Wϋrm (W): morenico ghiaioso – sabbioso e fangoso, bianco, con terreno bruno; cerchie principali

e scaricatori (frecce).

Riss (R): morenico, talora debolmente cementato, alterato per 0,50 ÷ 1 m in argille rosso – brune

e con qualche ciottolo calcareo; esso è generalmente dilavato del paleosuolo sulle grandi cerchie,

cosicché affiorano le sottostanti ghiaie bianche. Cordoni principali e scaricatori.



L’area in esame si inserisce nel contesto dell’anfiteatro morenico frontale gardesano compreso

tra il Lago di Garda (a Nord) ed i rilievi collinari di origine glaciale (a Sud), la cui genesi ha

profondamente condizionato le caratteristiche geomorfologiche, idrogeologiche e litologiche

dell’intero territorio.

Le cerchie moreniche, che costituiscono gli elementi in rilievo dell’anfiteatro non sono altro

che il materiale eroso dal ghiacciaio lungo il suo percorso, successivamente trasportato

durante la fase di avanzamento e rilasciato dal ghiacciaio stesso in corrispondenza del fronte

(morene frontali) e dei lati (morene laterali) durante la fase di arretramento. I rilievi presenti

nella porzione di territorio in esame sono i resti dei cordoni morenici più recenti, risalenti alle

ultime fasi di avanzamento della glaciazione würmiana prima del definitivo ritiro.

Nello specifico, il sito oggetto di futuro intervento si colloca sul versante settentrionale di un

cordone morenico di età würmiana orientato in direzione Est – Ovest, in un lotto di terreno

posto tra le quote altimetriche di riferimento di 95 e 100 m s.l.m.. Il contesto morfologico

locale si presenta pressoché pianeggiante, debolmente degradante verso Nord - Est (3 ÷ 5°). La

morfologia originaria dei luoghi risulta in buona parte mascherata da interventi antropici

operati in passato con finalità per lo più agricole; in particolare il sito oggetto di studio si

colloca lungo un versante interessato da un significativo intervento di riprofilatura attraverso

la stesa di terreno agrario e l’innalzamento del piano campagna di circa un metro per favorire

la coltivazione a vigneto. Più recentemente, all’interno del lotto di proprietà è stata effettuata

una nuova movimentazione di terreno, nello specifico l’apertura di uno scavo di altezza

variabile tra 4 / 5 m su di un’area di dimensioni pari a 60 x 35 m ca. (v. fig. seguenti).

Fig. 4. Panoramica del lotto oggetto di futura edificazione (vista da Nord).

4 m



Fig. 5. Panoramica del lotto oggetto di futura edificazione (vista da Est).

Alla luce del rilievo effettuato, da un punto di vista morfologico in corrispondenza del sito di

studio non sono riscontrabili evidenze che indichino situazioni di particolare criticità, né

sussistono fenomeni di dissesto in atto o quiescenti. Il progetto non comporta significative

modifiche che possano in qualche modo incidere sulla stabilità dei luoghi.

Dal punto di vista geolitologico, è bene anticipare fin da subito come natura, composizione e

granulometria dei depositi presenti nel territorio in esame siano strettamente connesse

all’evoluzione geomorfologica dell’area, ai diversi agenti ”modellatori” ed alle condizioni

climatiche stabilitesi durante le varie fasi di erosione e deposito.

Facendo riferimento al contesto geologico descritto ed alla fig. 3 di pag. 7, il modello

litostratigrafico caratteristico del territorio in cui si inserisce il lotto di studio è quindi

riconducibile alla presenza di depositi morenici di età wϋrmiana (W) di natura prevalentemente

ghiaioso – sabbiosa in matrice fine.

Nello specifico, il sito di futuro intervento sorge in corrispondenza di un cordone morenico i

cui depositi si presentano eterometrici e non stratificati, costituiti da limi ed argille nella

frazione fine, da ghiaia con trovanti decimetrici nello scheletro grossolano. Lungo le scarpate

che delimitano lo sbancamento effettuato all’interno del lotto di proprietà, è possibile

prendere visione diretta dei terreni che costituiscono il primo sottosuolo; significativamente

discordanti appaiono al riguardo le stratigrafie rilevabili sui fronti Est (v. fig. 6) da quelle visibili

sui fronti opposti (v. fig. 7).

4 / 5 m



Fronte di scavo Est (H ≈ 3,50 / 4,50 m):

SPESSORE LITOLOGIA

1,50 / 2,00 m

Terreno di copertura costituito da limo debolmente argilloso

con sparsa ghiaia centimetrica, di colore bruno. Deposito

asciutto e ben addensato. I primi 40 cm hanno un colore

tendente al nocciola con presenza di radici e resti vegetali.

2,00 / 3,00 m

Limo argilloso con sparsa sabbia e locali ciottoli centimetrici di

colore nocciola. Deposito asciutto e dotato di buon grado di

addensamento e cementazione.

Fig. 6. Fronte di scavo osservato sul fianco Est del lotto di proprietà.



Fronte di scavo Ovest (H ≈ 4,00 / 5,50 m):

SPESSORE LITOLOGIA

1,00 / 2,00 m

Terreno di copertura costituito da limo e argilla con sparsa

ghiaia centimetrica, di colore bruno, asciutto e ben addensato.

Si tratta di terreno rimaneggiato, presumibilmente “ricaricato” e

lavorato in passato con finalità agricole.

2,00 / 3,00 m

Limo debolmente sabbioso e argilloso con ghiaia centimetrica e

locali trovanti (Ø 25 cm), di colore nocciola. La percentuale di

ghiaia diminuisce con la profondità. Deposito asciutto e dotato

di buon grado di addensamento e cementazione.

Fig. 7. Fronte di scavo osservato sul fianco Ovest del lotto di proprietà.

A conferma di quanto sopra detto, la campagna indagini condotta all’interno del sito di

progetto ha permesso di verificare un modello litostratigrafico locale fortemente discontinuo,

rappresentato nei primi 10 metri da una alternanza di depositi sabbioso limosi con sparsa

ghiaia, depositi da limo – sabbiosi a sabbioso limosi essenzialmente privi di elementi grossolani

e lenti di terreno limoso e argilloso.



4.3 INQUADRAMENTO IDROGRAFICO ED IDROGEOLOGICO

Dal punto di vista idrografico gli elementi più significativi della porzione di territorio limitrofa

al sito di progetto sono il Laghetto del Frassino e il Lago di Garda, ubicati rispettivamente ad

una distanza di 1 e 3 km a Nord, e il Fiume Mincio, emissario del Garda che scorre ad una

distanza di circa 3 km ad Est dal sito di studio. Alla luce della distanza di tali elementi idrografici

e della posizione elevata rispetto alla pianura circostante, si ritiene che il sito non possa essere

interessato da fenomeni di rischio idraulico.

Fig. 8. Immagine aerea del territorio ove ricade il sito oggetto di intervento (in rosso) con i principali elementi idrografici dell’area (in giallo).

Da un punto di vista “idrografico - amministrativo”, il sito oggetto di studio rientra nell’ambito

dell’Autorità di Bacino del Fiume Po e non ricade fra le aree a pericolosità idraulica né fra

quelle soggette a dissesto idrogeologico individuate dal Piano di Assetto Idrogeologico (P.A.I.).

Alla luce del quadro geologico delineato nel capitolo precedente, si rileva che i particolari

caratteri geologici, geomorfologici e strutturali del contesto morenico condizionano

strettamente anche l'assetto idrogeologico. In particolare, la disomogeneità dei depositi e

l’alternanza di materiali a diversa permeabilità condizionano geometria ed assetto

piezometrico. Nella zona morenica del Garda e lungo la fascia costiera gli acquiferi sfruttati si

trovano a profondità notevoli. Si tratta di acquiferi di tipo confinato e semiconfinato,

sviluppatisi in orizzonti granulari ed alternati a più potenti depositi di materiale fine. Queste

prerogative impediscono la formazione di falde freatiche o artesiane ben definite, mentre si

possono reperire anche a debole profondità corpi d’acqua sotterranei di variabile entità la cui

alimentazione è legata per lo più alle precipitazioni meteoriche. La ricostruzione dell’assetto

piezometrico in area morenica è quindi quanto mai puntuale, certamente non estendibile a

modello territoriale.

Sito di studio

Lago di Garda

Laghetto del

Frassino

Fiume Mincio



Va comunque precisato che anche i depositi morenici presenti nel primo sottosuolo del

territorio in esame possono essere interessati da una localizzata circolazione idrica sotterranea

di modesta entità, sviluppata in orizzonti granulari anche superficiali, la cui alimentazione

dipende quasi esclusivamente dalle precipitazioni meteoriche. Da un punto di vista

idrogeologico, l’alternanza di materiali a diversa permeabilità quali terreni sabbioso – ghiaiosi

e limoso – argillosi può infatti determinare la formazione di falde sospese nei livelli a

granulometria più grossolana maggiormente permeabili.

Con specifico riferimento alla porzione di territorio oggetto di studio, è possibile affermare che

i depositi morenici presenti, seppur costituiti da materiali granulometricamente molto

eterogenei, presentano una permeabilità primaria per porosità da media a bassa (a causa

dell’abbondante matrice fine e del buon grado di addensamento che li contraddistingue) e

molto variabile sia verticalmente che orizzontalmente (vista la variabilità litologica anche a

breve distanza emersa dalle indagini effettuate – cfr. Par. 5.1). In particolare, laddove la

frazione fine risulta prevalente, in concomitanza di periodi piovosi molto prolungati si possono

formare in superficie aree a deflusso difficoltoso. Al contrario i terreni a granulometria più

grossolana tendono a favorire l’infiltrazione in profondità e l’alimentazione della falda

profonda.

Nel corso del sopralluogo effettuato sono emerse alcune situazioni caratterizzate da difficoltà

di drenaggio superficiale all’interno del lotto di progetto; lungo i lati Sud, Est ed Ovest dell’area

interessata dallo scavo sono infatti presenti alcuni ristagni idrici (v. fig. 9) che, in prima analisi,

sono ascrivibili a modeste venute d’acqua localizzate lungo le scarpate legate alla presenza di

livelli più permeabili e ad alimentazione meteorica.

Fig. 9. Particolare del lotto di studio con indicazione delle aree interessate da ristagno idrico (vista da Nord).

ristagno idrico



I ristagni appena descritti sono inoltre dovuti al ruscellamento delle acque meteoriche che

agisce sulle pareti dello scavo creando solchi profondi alcuni centimetri (v. fig. 10). Una tale

situazione di ristagno è quindi favorita dalla bassissima permeabilità dei terreni superficiali

(valori di k compresi tra 10-7 ÷ 10-8 m/s) e dalla morfologia sub pianeggiante del lotto.

Fig. 10. Particolare del lotto di studio con indicazione delle aree interessate dal ristagno idrico (in azzurro) e dei solchi di ruscellamento (in blu) lungo le pareti dello scavo (vista da Est).

Ai fini progettuali è importante sottolineare come al termine dell’esecuzione delle prove

penetrometriche il livello freatimetrico all’interno dei fori di prova sia stato misurato a

profondità variabili tra 0,50 e 1,50 m ca. da p.c. Trattasi tuttavia nello specifico di un acquifero

di non significativa rilevanza, probabilmente di risalita; in tal senso va detto come le pressioni

interstiziali registrate in fase di campagna indagini (v. Cap. ) sembrerebbero collocare una falda

più significativa e più verosimile in termini idrogeologici ad una profondità compresa tra 3,00 e

3,50 m da piano campagna attuale.

PPrreemmeessssoo qquuaannttoo ssoopprraa,, ppeerr qquuaannttoo ccoonncceerrnnee ll’’aassppeettttoo iiddrrooggrraaffiiccoo –– iiddrrooggeeoollooggiiccoo llooccaallee,, iinn

ccoorrrriissppoonnddeennzzaa ddeell ssiittoo ddii iinntteerreessssee pprrooggeettttuuaallee nnoonn ssii sseeggnnaallaannoo ssiiggnniiffiiccaattiivvee ccrriittiicciittàà

ppootteennzziiaallii oo iinn aattttoo..

solchi di ruscellamento

ristagno idrico



4.4 INQUADRAMENTO TETTONICO - STRUTTURALE

Sulla base della cinematica, della geodinamica e dell’evoluzione tettonica verificatesi nel

Pleistocene medio - Olocene, l’Italia nord – orientale è suddivisibile in quattro unità cinematico

– strutturali (Slejko et. alii. 1987 - v. fig. 11):

I. Alpi e settore settentrionale delle Alpi Meridionali (Unità 1);

II. Dinaridi Esterne (Unità 2);

III. Settore meridionale del Sudalpino (Unità 3);

IV. Avampaese sudalpino – appenninico (Unità 4).

Fig. 11. “Unità cinematico – strutturali dell’Italia Nord Orientale” (Slejko et alii, 1987). Il pallino rosso indica l’ubicazione del sito di studio.

Il sito in esame si trova nel Settore meridionale del Sudalpino che è l’unità contraddistinta

dall’attività neotettonica e sismica più elevata, anche se non uniformemente distribuita. La

batimetria della Moho denuncia un approfondimento verso Nord che potrebbe essere legato

alla massima profondità del settore alpino s.s., oppure, più probabilmente, a processi ensialici

di taglio e scorrimento di età neogenico – quaternaria interessanti tutta la litosfera e connessi

anche all’attuale formazione della catena alpina orientale. Faglie trascorrenti, con direzioni

comprese tra NO – SE e NNE – SSO, sono molto comuni almeno a livello superficiale, ma solo in

pochi casi mostrano rilevanza da un punto di vista sismotettonico.

In termini di neotettonica, con riferimento al “Catalogo delle faglie capaci - ITHACA” redatto

dall’ISPRA (v. estratto in fig. 12), nella porzione di territorio in cui ricade il sito oggetto di studio

si riconoscono alcuni lineamenti tettonici identificabili come “faglie capaci”, ossia quelle

strutture che hanno generato fagliazione superficiale negli ultimi 20.000 anni e ritenute,

pertanto, potenzialmente in grado di creare nuove deformazioni in superficie.



In particolare si segnalano:

1. la linea “Sirmione – Garda” (in verde in figura): faglia inversa di lunghezza pari a circa 18 km

che attraversa la Conca di Garda, taglia la penisola di Sirmione e procede verso Sud – Ovest

passando ad una distanza di circa 3 km dal sito di studio. È caratterizzata da media

probabilità di riattivazione, con le ultime evidenze di attività in età olocenica fino a 10.000

anni fa (Castaldini & Panizza, 1991);

2. il “Gomito del Garda” (in rosso in figura): si tratta di un sistema di faglie inverse di lunghezza

complessiva pari a circa 60 km che si sviluppa secondo tre direttrici con andamento ad arco

a partire dalle cerchie moreniche frontali poste nella porzione Sud - Orientale del Lago di

Garda. Sebbene il sito di studio si collochi tra due di tali lineamenti, secondo recenti studi di

sismicità locale (Serva, 1990) il sistema di faglie del “Gomito del Garda” è caratterizzato da

bassa probabilità di riattivazione.

Fig. 12. Mappa delle “faglie capaci” presenti nelle vicinanze del Comune di Peschiera del Garda (estratto dal “Catalogo delle faglie capaci - ITHACA”). In giallo il sito di studio.

NNeellll’’oottttiiccaa ddii uunn’’aannaalliissii ““ssiittoo ssppeecciiffiiccaa””,, iill rriilliieevvoo ccoonnddoottttoo nnoonn hhaa iinnddiiccaattoo eevviiddeennzzee rriiccoonndduucciibbiillii

aa ccrriittiicciittàà ddii ccaarraatttteerree tteettttoonniiccoo –– ssttrruuttttuurraallee..

1 – Sirmione - Garda

2 – Gomito del Garda



4.5 SISMICITÀ DELL’AREA

Con specifico riferimento alla classificazione sismica definita dall’O.P.C.M. 3274/03, il Comune

di Peschiera del Garda rientra in zona 3. Ciò premesso, per delineare la sismicità storica della

porzione di territorio in cui ricade il sito di studio si è fatto specifico riferimento alle seguenti

carte tematiche (v. fig.e 13 e 14):

1. “Catalogo dei Forti Terremoti d'Italia” precedenti all’anno 1997 (I.N.G.V.);

2. “Mappa degli epicentri” registrati sul territorio della Provincia di Verona dal 1997 ad oggi

(da Italian Seismological Instrumental and Parametric Database - ISIDE).

1) Analizzando il “Catalogo dei forti terremoti d'Italia” redatto dall'Istituto Nazionale di

Geofisica e Vulcanologia si osserva come nella zona del Basso Lago si siano registrati eventi

con magnitudo Mw compresa tra 3 e 6 (v. fig. 13). Estendendo l’analisi all’intero territorio

gardesano, in epoca storica, sono segnalati significativi seppur isolati eventi di magnitudo

anche superiore a 6, come lo sono stati i terremoti di Salò e San Zeno di Montagna.

Fig. 13. Estratto dal “Catalogo dei forti terremoti d'Italia” che riporta ubicazione e magnitudo dei maggiori sismi registrati dal 461 a.C. al 1997 (fonte: I.N.G.V.). In nero il sito di studio.

2) Per quanto riguarda invece il periodo successivo al 1997, come riportato nella “Mappa degli

epicentri” dei terremoti avvenuti sul territorio della Provincia di Verona e dintorni (v. fig.

14), nelle immediate vicinanze del territorio comunale di Peschiera del Garda si segnalano

solo isolati eventi tellurici di intensità non elevata. Gli eventi più frequenti del territorio

provinciale, sebbene di magnitudo massima sempre inferiore a 5, sono localizzati

principalmente fra i territori comunali di Negrar e Grezzana e nell’Alto Garda ad una

distanza di alcune decine di chilometri dal sito di interesse.



Fig. 14. Ubicazione e magnitudo dei maggiori sismi registrati dal 1997 nella regione esaminata (fonte: Italian Seismological Instrumental and Parametric Database - ISIDE). In azzurro l’ubicazione del sito oggetto di studio.

In caso di evento sismico gli elementi morfologici e stratigrafici che possono produrre

un’amplificazione dell’onda sismica sono essenzialmente legati a:

presenza di faglie o fratture maggiori collegate alle faglie principali;

instabilità dei pendii nei confronti dell’azione sismica;

linee di cresta marcate o bruschi cambiamenti di pendenza;

contatti geologici che mettono a contatto terreni a differente impedenza acustica;

presenza sui versanti di coltri detritiche o di accumuli franosi (sia attivi che quiescenti);

vicinanza a scarpate di grande altezza soggette a fenomeni di crollo e rotolamento;

presenza di falda freatica a bassa profondità con sottosuolo costituito da terreni

granulari soggetti a liquefazione (sabbie fini o limi sabbiosi poco addensati).

CCoonn rriiffeerriimmeennttoo aa qquuaannttoo ssoopprraa ddeessccrriittttoo,, aallllaa lluuccee ddeellllee iinnffoorrmmaazziioonnii bbiibblliiooggrraaffiicchhee rraaccccoollttee ee

ddeell ssoopprraalllluuooggoo ccoonnddoottttoo ssii rriittiieennee cchhee ll’’aarreeaa ddii iinntteerreessssee pprrooggeettttuuaallee nnoonn pprreesseennttii ppootteennzziiaallii

ccrriittiicciittàà ddii ccaarraatttteerree ggeeoommoorrffoollooggiiccoo ee ggeeoollooggiiccoo llaa ccuuii pprreesseennzzaa ppoottrreebbbbee,, iinn ccaassoo ddii tteerrrreemmoottoo,,

eessaallttaarree ggllii eeffffeettttii ddii uunn’’oonnddaa ssiissmmiiccaa..

4.6 ANALISI DEL PIANO DI ASSETTO TERRITORIALE INTERCOMUNALE (P.A.T.I.)

Con specifico riferimento alle tematiche di natura geologica ed idrogeologica connesse con la

realizzazione del progetto in esame, l’analisi del Piano di Assetto Territoriale Intercomunale di

Peschiera del Garda e Castelnuovo del Garda, delle tavole e delle “norme tecniche di

attuazione” ha evidenziato quanto segue.



“Carta dei Vincoli e della Pianificazione Territoriale”: in corrispondenza del sito di studio

non sussiste alcun vincolo o limitazione di carattere geologico, geomorfologico o

idrogeologico in relazione alle opere in progetto (v. fig. 15).

Fig. 15. Estratto dalla “Carta dei Vincoli e della Pianificazione Territoriale” (TAV. 1) del P.A.T.I. di Peschiera del Garda e Castelnuovo del Garda. In rosso il lotto di intervento.

“Carta delle Invarianti”: all’interno delle aree di progetto non grava alcun vincolo legato alla

presenza di invarianti di tipo geologico, geomorfologico e/o idrogeologico, né ambiti

territoriali caratterizzati da particolari evidenze ed unicità geologiche (v. fig. 16).

Fig. 16. Estratto dalla “Carta delle Invarianti” (TAV. 2) del P.A.T.I. di Peschiera del Garda e Castelnuovo del Garda. In rosso il lotto di intervento.

Colline moreniche (art. 26)



Dall’analisi della “Carta delle Invarianti” emerge che il sito di studio ricade nell’ambito delle

colline moreniche, invariante di natura paesaggistica; la tematica esula in ogni caso dagli

aspetti discussi nel presente elaborato.

“Carta delle Fragilità”: il lotto oggetto di intervento ricade nel seguente ambito (v. fig. 17):

terreno idoneo a condizione secondo la compatibilità geologica (art. 29).

Fig. 17. Estratto dalla “Carta delle Fragilità” (TAV. 3) del P.A.T.I. di Peschiera del Garda e Castelnuovo del Garda. In rosso il lotto di intervento.

Compatibilità geologica: terreno idoneo a condizione (art. 29)

All’interno delle aree interessate da “terreno idoneo a condizione”, l’art. 29 delle Norme

Tecniche di Attuazione richiede l’esecuzione di studi / indagini geologiche ed una specifica

relazione geologica finalizzata a definire la fattibilità dell’intervento, il possibile effetto

sull’equilibrio idrogeologico dell’area, le modalità esecutive e gli interventi da attuare per la

corretta realizzazione delle opere. In tal senso la presente relazione ha ricostruito il modello

geologico e geotecnico locale, analizzandone interferenze e compatibilità con l’intervento in

esame. In prima istanza non si ravvisano impedimenti alla realizzazione del progetto, il quale

appare del tutto compatibile con il quadro geologico e idrogeologico delineato.

PPuurr rriimmaannddaannddoo aallllee ppaaggiinnee ssuucccceessssiivvee ppeerr uunn’’eessaauussttiivvaa ttrraattttaazziioonnee ddeellllee tteemmaattiicchhee ppiiùù

ssttrreettttaammeennttee ggeeootteeccnniicchhee,, ssii rriittiieennee cchhee nnoonn eessiissttaa aallccuunn vviinnccoolloo oo lliimmiittaazziioonnee ddii ccaarraatttteerree

ggeeoollooggiiccoo -- iiddrrooggeeoollooggiiccoo iinn rreellaazziioonnee aallllaa ffaattttiibbiilliittàà ddeellll’’iinntteerrvveennttoo iinn pprrooggeettttoo..



5 5.1 CAMPAGNA INDAGINI

Per la ricostruzione del modello geologico e geotecnico di dettaglio dell’area di studio, tra il

mese di Settembre e Ottobre 2015 in corrispondenza del sito di interesse progettuale è stata

eseguita una mirata campagna indagini attraverso l’esecuzione di:

n. 1 prova penetrometrica statica (“CPT 1”);

n. 2 prove penetrometriche statiche con piezocono (“CPTU 1 ÷ CPTU 2”);

n. 5 prove penetrometriche dinamiche (“DPSH 2 ÷ DPSH 6”);

nr. 1 stendimento sismico di tipo ReMi (Refraction Microtremor);

nr. 1 indagine sismica passiva di tipo HVSR (Horizontal to Vertical Spectral Ratio).

Per quanto riguarda le prove penetrometriche effettuate, nella tabella seguente si riportano le

profondità raggiunte da ciascuna verticale di indagine:

CPT 1 CPTU 1 CPTU 2 DPSH 2 DPSH 3 DPSH 4 DPSH 5 DPSH 6

PROFONDITÀ (m da p.c.)

5,60 10,00 4,10 8,80 9,20 10,20 10,20 10,20

Le indagini sono state realizzate all’interno del lotto di intervento così come illustrato nella

planimetria riportata in Allegato 2 e nella figura seguente che ne rappresenta un estratto.

Fig. 18. Planimetria con ubicazione delle prove penetrometriche eseguite all’interno del lotto di intervento.



5.1.1 PROVA PENETROMETRICA STATICA

La prova penetrometrica statica (CPT) consiste nell’infiggere a pressione nel terreno, con

velocità costante, una punta meccanica di forma conica di caratteristiche standardizzate,

misurando con continuità lo sforzo necessario per la penetrazione della punta e la resistenza

dovuta all’attrito terreno – acciaio di un manicotto posto sulla punta. Tale prova rappresenta il

sistema migliore per:

rilevare l’andamento stratigrafico lungo una verticale;

individuare i tipi di terreno attraversati;

interpolare l’andamento degli strati fra verticali di sondaggio.

La prova CPT può essere influenzata da fattori dipendenti dall’attrezzatura (forma della punta

penetrometrica, posizione e dimensioni del filtro) e, in misura minore, da errori strumentali o

connessi con l’esecuzione della prova stessa. La profondità di penetrazione nel terreno è

funzione della possibilità di spinta del penetrometro utilizzato e della natura del terreno, per

cui ghiaia e ciottoli costituiscono di norma un ostacolo alla penetrazione.

Nel caso specifico, il mezzo utilizzato è stato un Pagani TG 63 (200 kN) così costituito:

punta conica meccanica di tipo Begemann con diametro del cono di punta di 35,7 mm, area

trasversale della punta conica di 10 cm2, angolo di apertura del cono di 60°, area laterale del

manicotto per la misura dell'attrito laterale di 150,42 cm2;

batteria di aste di spinta doppie coassiali di lunghezza 1 m ciascuna (l'asta sulla quale è avvitata la

punta meccanica presenta un anello allargatore posizionato ad 1 m dalla base della punta);

corpo cella di carico con innesto a baionetta e selettore (otturatore);

velocità di avanzamento costante e pari a 2 cm/s;

passo delle letture 20 cm.

Dal rapporto tra la resistenza all’avanzamento della punta “qc” e la resistenza laterale locale

“fs” è possibile, mediante correlazioni empiriche, risalire con una certa approssimazione alla

natura dei terreni attraversati. Schematicamente, in terreni coesivi le misure di resistenza alla

penetrazione (qc) consentono nello specifico una stima del valore della resistenza al taglio in

condizioni non drenate (cu), il peso di volume (γ), il grado di sovraconsolidazione (OCR) ed il modulo di deformazione edometrico (Mo). Nei terreni granulari è possibile valutare lo stato di

addensamento (densità relativa “DR”), l’angolo di resistenza al taglio (φ'), il peso di volume (γ) e il modulo elastico (Ey).

All’interno del lotto di studio è stata effettuata n. 1 prova penetrometrica statica di tipo CPT.

Pur rimandando all’Allegato 3 per una completa consultazione del profilo penetrometrico

emerso e dei parametri ottenuti dalla prova, di seguito si riporta un quadro riepilogativo in cui

si evidenziano i valori di resistenza alla punta misurati nella presente fase di indagine e la più

probabile interpretazione litologica di ciascun orizzonte intercettato.



CPT 1 – Profondità: 5,60 m da p.c.

PROFONDITÀ (m)

SPESSORE (m)

qC (kg/cm

2)

INTERPRETAZIONE LITOLOGICA

0,00 ÷ 1,40 1,40 50 ÷ 180 sabbia limosa / limo sabbioso

1,40 ÷ 2,00 0,60 500 ÷ 610 limo ghiaioso e sabbioso




5,40 ÷ 5,60 0,20 370 limo ghiaioso e sabbioso

La prova CPT1 si è interrotta alla profondità di 5,60 m ca. da p.c. in corrispondenza di un livello

dotato di elevata resistenza alla penetrazione (con ogni probabilità per la presenza di ghiaia)

che non ha permesso di procedere oltre. All’interno del foro di prova è stata rilevata la

presenza di acqua alla profondità di 0,95 m da piano campagna.

5.1.2 PROVE PENETROMETRICHE STATICHE CON PIEZOCONO (CPTU)

La prova con piezocono viene eseguita con la medesima attrezzatura utilizzata per le prove

penetrometriche statiche descritte al paragrafo precedente, tuttavia la punta è di tipo elettrico

ed è strumentata per la misura in continuo lungo un profilo verticale delle seguenti grandezze

fisiche, correlabili poi empiricamente con numerosi parametri geotecnici:

resistenza alla penetrazione statica (qc) della punta conica e resistenza per attrito laterale (fs);

pressione idrostatica del terreno, inclusa la sovrapressione indotta dall’avanzamento della punta;

dissipazione nel tempo della sovrapressione idrostatica indotta nel terreno, a quote

predeterminate.

La prova consiste nell’infiggere a velocità costante una punta conica di caratteristiche standard

misurando separatamente ma con continuità lo sforzo necessario per la penetrazione della

punta, la resistenza dovuta all’attrito terreno – acciaio sviluppata sulle aste e la pressione

interstiziale del terreno, cioè la sovrapressione indotta dall’avanzamento della punta. La prova

con piezocono è particolarmente indicata per i terreni coesivi. Anche per questo tipo di prova,

l’identificazione della natura dei terreni attraversati si basa su correlazioni empiriche tra la

resistenza all’avanzamento della punta e la resistenza laterale locale e attraverso correzioni in

relazione alla sovrapressione indotta nel terreno.

Nel caso specifico il mezzo meccanico utilizzato per le prove con piezocono è stato il medesimo

che ha permesso l’esecuzione della prova penetrometrica statica (cfr. Par. 5.1.1), con le

seguenti differenze:

utilizzo di punta conica di tipo elettrico;

lettura dei dati in forma digitale con la frequenza di una lettura per ogni centimetro di

avanzamento.



All’interno del lotto di studio sono state effettuate n. 2 prove penetrometriche statiche con

piezocono di tipo CPTU.

Pur rimandando all’Allegato 3 per una completa consultazione dei profili penetrometrici

emersi e dei parametri ottenuti dalle prove, di seguito si riporta un quadro riepilogativo in cui

si evidenziano i valori di resistenza alla punta misurati nella presente fase di indagine e la più

probabile interpretazione litologica di ciascun orizzonte intercettato.

CPTU 1 – Profondità: 10,00 m da p.c.

PROFONDITÀ (m)

SPESSORE (m)

qC (kg/cm

2)



1,00 ÷ 1,80 0,80 25 ÷ 45 argilla limosa / limo argilloso



6,50 ÷ 8,20 1,70 10 ÷ 25 argilla limosa / limo argilloso


CPTU 2 – Profondità: 4,10 m da p.c.

PROFONDITÀ (m)

SPESSORE (m)

qC (kg/cm

2)






La prova CPTU 2 si è interrotta alla profondità di 4,10 m ca. da p.c. in corrispondenza di un

livello dotato di elevata resistenza alla penetrazione (con ogni probabilità per la presenza di

ghiaia) che non ha permesso di procedere oltre. Sebbene all’interno dei fori di prova sia stata

rilevata la presenza di acqua alla profondità di 0,50 m (CPTU 1) e 1,60 m (CPTU 2) da p.c., le

pressioni interstiziali registrate (in particolare il valore di “U2” della prova CPTU1)

sembrerebbero collocare una falda più significativa e più verosimile in termini idrogeologici ad

una profondità compresa tra 3,00 e 3,50 m da piano campagna attuale.

5.1.3 PROVE PENETROMETRICHE DINAMICHE

La prova penetrometrica dinamica consiste nella misura della resistenza alla penetrazione di

una punta conica di dimensioni standard, infissa per battitura nel terreno per mezzo di un

idoneo dispositivo a percussione; la spinta per l’infissione delle aste viene effettuata da una

massa battente di dimensioni standard in caduta libera da un’altezza costante. Si conta il

numero di colpi NDP necessari per fare penetrare la punta per ciascun tratto di lunghezza

stabilita. La prova fornisce informazioni lungo un profilo verticale attraverso misure fisiche

dirette correlabili empiricamente con numerosi parametri geotecnici.



Dal numero di colpi necessari per l’avanzamento della punta è possibile risalire con una certa

approssimazione alla natura dei terreni attraversati, mediante una valutazione qualitativa del

grado di addensamento e della consistenza dei materiali attraversati.

Per una maggiore precisione nell’esecuzione della prova è possibile l’utilizzo di tubi di

rivestimento in acciaio di diametro esterno non superiore a quello della punta penetrometrica,

necessari per ridurre l’attrito laterale sulla batteria principale. Dopo la penetrazione della

punta la procedura prevede l’infissione del rivestimento rilevando ancora il numero dei colpi;

in tale modo è possibile considerare come trascurabile l’attrito laterale corrispondente alla

lunghezza dell’asta appena infissa.

L’interpretazione delle prove dinamiche comprende tre tipi di approccio:

I. il primo consiste nel risalire dal valore del numero dei colpi della prova penetrometrica dinamica

(NDP) al valore del numero dei colpi N della prova SPT;

II. il secondo prevede di ricavare dalla prova i valori della resistenza dinamica correlandola poi alla

resistenza alla punta qc relativa alle prove penetrometriche statiche ed, infine, utilizzando la

correlazione tra il valore di qc e i parametri geotecnici;

III. l’ultimo consiste nel correlare i valori di NDP direttamente alla resistenza alla punta qc.

Con tale indagine è possibile ottenere informazioni sugli indici di resistenza; tali dati, derivando

da correlazioni empiriche, vanno comunque valutati e considerati con le dovute cautele.

Nel caso specifico è stato utilizzato il secondo approccio di cui all’elenco puntato precedente,

ossia è stato correlato il numero di colpi misurato dalla prova dinamica con la resistenza

equivalente relativa alle prove penetrometriche statiche, in modo da poter confrontare i

risultati delle diverse prove effettuate. I valori di resistenza alla penetrazione della punta così

ottenuti consentono, per i terreni coesivi, una stima del valore di resistenza al taglio in

condizioni non drenate (Cu), peso di volume (γ), grado di sovraconsolidazione (OCR) e modulo di deformazione edometrico (Mo). Nei terreni granulari è possibile valutare stato di

addensamento (densità relativa “DR”), angolo di resistenza al taglio (φ'), peso di volume (γ) e modulo di Young (Ey).

Il mezzo meccanico utilizzato per le prove è stato un Penetrometro Dinamico Superpesante

(DPSH) montato su una sonda Pagani TG 63 (200 kN), conforme allo standard europeo delle

norme EN ISO – ISSMFE, e così costituito:

� punta conica meccanica con area di base della punta conica di 20,43 cm2 (A), diametro da 51,0

mm e angolo di apertura della punta di 90°;

� peso sistema di battuta 1,80 kg;

� batteria di aste di spinta di lunghezza 1 m ciascuna;

� tubi esterni di rivestimento con scarpa sagomata e tagliante alla base;



� peso massa battente 63,5 kg (M);

� peso delle aste a metro 6,31 Kg/m (P);

� altezza di caduta libera 0,75 m (H);

� avanzamento punta 0,20 m.

Il parametro caratteristico dello stato di addensamento dei terreni è la resistenza di rottura

dinamica alla punta “Rd” ricavabile dalla formula degli “Olandesi”:

Rd = [(M ∙ H) / (e ∙ A)]

dove:

e = numero dei colpi necessari per avere 0,20 m di approfondimento.

Una volta ottenuta la misura della resistenza di rottura dinamica (“Rd”) è così possibile

calcolare il valore della resistenza alla punta equivalente alla prova penetrometrica statica (“qc-

equiv”) attraverso un fattore di conversione (α):

Qc equiv = α ∙ Rd

Tuttavia, dal momento che i valori di resistenza alla punta equivalente determinati prendendo

l’effettivo numero di colpi della prova dinamica non sembrano del tutto concordi con i valori di

qc determinati con le prove penetrometriche statiche (“CPT”, “CPTU 1” e “CPTU 2”), si è

ritenuto significativo determinare con più precisione il fattore di conversione confrontando tra

loro la prova dinamica e la prova statica con piezocono eseguita in corrispondenza. In

particolare sono stati fatti gli abbinamenti DPSH6-CPTU1 e DPSH5-CPTU2. Sono state poi

applicate una serie di correlazioni sul calcolo della “qc-equiv” delle DPSH fino a trovare la

correzione in grado di far convergere i valori su quelli delle CPTU. La correlazione risultata più

rappresentativa, secondo la quale il valore del fattore di conversione risulta variabile in base

alla resistenza di rottura dinamica alla punta, è la seguente:

Rd calcolato qc equiv

Rd > 25 qc equiv = 0,95 ∙ Rd

Rd > 15 qc equiv = 0,8 ∙ Rd




Rd ≤ 5 qc equiv = 0,4 ∙ Rd

Vista la buona corrispondenza garantita da tale correzione, il metodo è stato adottato per

l’interpretazione di tutte le DPSH effettuate. Per la stima dei principali parametri geotecnici,

sono state infine scelte quelle correlazioni per le DPSH che meglio si adattano con quelle delle

CPTU, le quali presentano una migliore sensibilità ed hanno una maggiore bibliografia di

riferimento.



Nel lotto di studio sono state effettuate n. 5 prove penetrometriche dinamiche di tipo DPSH.

Pur rimandando all’Allegato 3 per una completa consultazione dei profili penetrometrici e dei

parametri ottenuti dalle prove, di seguito si riporta un quadro riepilogativo in cui si evidenzia,

per ciascuna unità litologica individuata, profondità, spessore, numero di colpi, resistenza alla

punta equivalente e interpretazione litologica. Accanto alla denominazione di ciascuna prova è

stata riportata la profondità raggiunta dall’indagine e dal tubo di rivestimento utilizzato (in

alcuni casi non è stato possibile inserire il rivestimento oppure si è interrotta l’infissione a

causa della presenza di ghiaia che non ha permesso di procedere oltre).

DPSH 2 – Profondità prova: 8,80 m da p.c. – Rivestimento: da 0,00 a 5,40 m da p.c.

PROFONDITÀ (m)

SPESSORE (m)

NUMERO COLPI (N20)

qC - EQUIV (kg/cm

2)


0,00 ÷ 2,60 2,60 7 ÷ 20 20 ÷ 65 sabbia limosa / limo sabbioso

2,60 ÷ 8,80 6,20 26 ÷ 50 100 ÷ 300 limo ghiaioso e sabbioso


PROFONDITÀ (m)

SPESSORE (m)

NUMERO COLPI (N20)

qC - EQUIV (kg/cm

2)



2,60 ÷ 3,80 1,20 4 ÷ 7 15 ÷ 25 argilla limosa / limo argilloso



DPSH 4 – Profondità prova: 10,20 m da p.c. – Rivestimento: non inserito

PROFONDITÀ (m)

SPESSORE (m)

NUMERO COLPI (N20)

qC - EQUIV (kg/cm

2)






DPSH 5 – Profondità prova: 10,20 m da p.c. – Rivestimento: non inserito

PROFONDITÀ (m)

SPESSORE (m)

NUMERO COLPI (N20)

qC - EQUIV (kg/cm

2)










PROFONDITÀ (m)

SPESSORE (m)

NUMERO COLPI (N20)

qC - EQUIV (kg/cm

2)








Le prove DPSH 2 e DPSH 3 sono state interrotte rispettivamente alle profondità di 8,80 e 9,20

m da p.c. per la presenza di trovanti e/o orizzonti litologici grossolani.

All’interno dei fori di prova è stata rilevata la presenza di acqua entro il primo metro di

profondità dal piano campagna.

5.1.4 INDAGINE GEOFISICA

Per la caratterizzazione sismica dell’area di progetto è stata eseguita una campagna geofisica

attraverso la realizzazione di nr. 01 stendimento di tipo Re.Mi. (Refraction Microtremor) e nr.

01 indagine sismica passiva di tipo H.V.S.R., ubicati come riportato in fig. 18 ed in Allegato 2.

L’utilizzo incrociato delle due tecniche geofisiche ha permesso di ottenere un modello sismo -

stratigrafico del sottosuolo affidabile in corrispondenza della zona d’interesse. L’indagine

Re.Mi. ha evidenziato lo stato di addensamento dei materiali, individuato le discontinuità

sismiche superficiali e stimato le velocità di propagazione delle onde S, importanti per la fase

successiva di caratterizzazione geotecnica e sismica dei terreni di fondazione. La prospezione

passiva a stazione singola (H.V.S.R.) eseguita tramite inversione congiunta, ha stimato il grado

di rigidità dei terreni e ha permesso la restituzione delle curve di risposta elastica del sito

determinandone così le possibili frequenze di risonanza, cioè i valori di frequenza attesi in

superficie in occasione di evento sismico.

Lo stendimento di tipo Re.Mi. ha permesso di ricostruire il profilo verticale di velocità delle

onde di taglio (Vs) e calcolare i valori di Vs30 (v. fig. 19) per la determinazione della categoria

del sottosuolo di fondazione. I risultati della prova evidenziano la presenza di terreni con grado

di addensamento progressivamente crescente con la profondità. In particolare l’indagine ha

evidenziato la presenza di un orizzonte superficiale di spessore metrico (2 m ca.)

moderatamente addensato (Vs ≈ 250 m/s) poggiante su sedimenti progressivamente più rigidi

(Vs ≈ 380 ÷ 420 m/s) fino alla profondità di 20 m da p.c. A tale profondità si segnala un deciso

aumento della velocità di propagazione delle onde (Vs ≈ 570 m/s). Il bedrock geofisico, inteso

come quel materiale che presenta Vs ≥ 800 m/s, è stato individuato ad una profondità di circa

45 m dal piano campagna locale.



Fig. 19. Profilo verticale delle onde di taglio (Vs) registrate.

Dalle indagini è stato possibile ricavare la velocità media di propagazione delle onde di taglio

fino a 30 m dal piano di posa delle fondazioni, come espressamente richiesto dalla normativa

vigente (Norme Tecniche sulle Costruzioni – D.M. 14/01/2008). A seguire si riportano i valori di

Vs,30 riferibili ai primissimi metri (p.c. ÷ 3,00 m) di sottosuolo.

Dalla ricostruzione del quadro geofisico emerso dal presente studio e dalle indicazioni

normative, è possibile inserire il sottosuolo del sito d’indagine nella categoria “B” così definita:

“Depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fine molto 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 360 m/s e 800 m/s (ovvero Nspt30 >

50 nei terreni a grana grossa e cu30 > 250 kPa nei terreni a grana fina)”.

Vs = 250 m/s

Vs = 380 ÷ 420 m/s

Vs = 570 m/s

20 m

2 m

Vs = 820 m/s

45 m



Analizzando i risultati ottenuti dall’indagine sismica passiva di tipo H.V.S.R. condotta (v. grafico

riportato in fig. 20) è possibile considerare la finestra frequenziale di circa 1,8 ÷ 4,0 Hz come

range di possibili valori di vibrazione del terreno in caso di evento sismico.

Fig. 20. Rapporto spettrale H/V misurato dall’indagine H.V.S.R. La curva spettrale rossa rappresenta l’andamento sismico medio registrato mentre le curve nere rappresentano l’intervallo di confidenza al 95%.

La frequenza caratteristica di risonanza del sito, generata dalla discontinuità sismica a più

elevato rapporto spettrale (H/V ≈ 2,3), è di circa 2,7 Hz. Le strutture subiscono le sollecitazioni

sismiche maggiori quando c’è coincidenza tra la frequenza di vibrazione naturale del terreno

investito da un’onda sismica e quella dell’edificio, pertanto si dovrà porre estrema attenzione

nell’edificare strutture aventi lo stesso periodo di vibrazione del terreno poiché il rapporto H/V

calcolato è tale da ipotizzare un fattore di amplificazione del moto sismico in superficie.

Per un approfondimento nel merito si rimanda all’Allegato 5 in calce al presente elaborato.

5.2 INTERPRETAZIONE DEI RISULTATI E MODELLO GEOTECNICO DELL’AREA

Le prove penetrometriche descritte nel paragrafo precedente hanno consentito di ricostruire il

modello geologico e geotecnico relativo alla successione dei terreni che costituiscono il primo

sottosuolo dell’area di progetto fino ad una profondità indicativa di 10 m dall’attuale piano

campagna. Sebbene differenti tra loro, le varie prove hanno permesso una buona

comprensione del modello del sottosuolo che può pertanto essere suddiviso nelle tre unità

litotecniche principali, variabili per spessore ed estensione, di seguito riportate:

UNITÀ TERRENO LITOLOGIA COMPORTAM. γnat (kN/m

3)

ϕ' (°)

Ey (MPa)

Cu (kPa)

Mo (MPa)

mediocre

argilla limosa limo argilloso

coesivo 18,0 ÷ 18,5 - - 50 ÷ 70 5 ÷ 15

buono

sabbia limosa limo sabbioso

granulare 18,5 ÷ 19,0 31 ÷ 34 50 ÷ 150 - 10 ÷ 50

molto buono

limo ghiaioso e sabbioso

granulare 19,0 ÷ 20,0 34 ÷ 38 150 ÷ 250 - 50 ÷ 130

A

B

C

1,8 Hz 4,0 Hz



I principali parametri geotecnici riportati nella tabella di cui alla pagina precedente sono stati

ottenuti mediando e ponderando cautelativamente quanto emerso dall’elaborazione dei

risultati delle prove penetrometriche ed utilizzando le seguenti correlazioni:

� per i terreni coesivi: coesione non drenata (Cu): Ladd (1991)

modulo edometrico (Mo): Togliani (2012 e 2014)

� per i terreni granulari: angolo di resistenza al taglio (ϕ'): Mayne et al. (2014)

modulo elastico (Ey): Lambe & Withman (1983)

Di seguito si riportano alcune sezioni geotecniche interpretative (v. All.i 2 e 5) che

ricostruiscono l’assetto litostratigrafico del primo sottosuolo in corrispondenza del sito

d’interesse progettuale.

Fig. 21. Sezioni geotecniche (A-A’ e B-B’) del primo sottosuolo del lotto di progetto.



Fig. 22. Sezioni geotecniche (C-C’ e D-D’) del primo sottosuolo del lotto di progetto.

5.3 CARATTERIZZAZIONE SISMICA DEL SITO PROGETTUALE

In riferimento alla classificazione sismica definita dall’O.P.C.M. 3274/03 il Comune di Peschiera

del Garda è inserito in zona 3. La recente normativa definisce la pericolosità sismica di base del

sito di costruzione in termini di accelerazione massima orizzontale attesa ag in condizioni di

campo libero su sito di riferimento rigido (VS,30>800 m/s) con superficie topografica orizzontale,

nonché di ordinate dello spettro di risposta elastico in accelerazione ad essa corrispondente

Se(T), con riferimento a prefissate probabilità di superamento (PvR), in funzione del periodo di

riferimento VR. Con l’entrata in vigore del D.M. 14/01/2008 la stima di tale parametro viene

definita mediante un approccio “sito dipendente” e non più tramite un criterio “zona

dipendente”. Secondo quanto riportato nell’allegato A del D.M. del 14/01/2008, definite le

coordinate del sito interessato dal progetto, questo sarà sempre compreso tra quattro punti

della griglia di accelerazioni (“reticolo di riferimento”) tramite media pesata, utilizzando la

formula riportata di seguito.



∑

∑

=

==4

1

4

1

1

i i

i i

i

d

d

p

p

p valore del parametro di interesse nel punto in esame;

pi valore del parametro di interesse nell’iesimo punto della maglia elementare contenente il punto in esame;

di distanza del punto in esame dall’iesimo punto della maglia suddetta.

Si otterranno così i seguenti parametri spettrali:

ag accelerazione orizzontale massima;

F0 valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale;

T*c periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale.

Sulla base dell’orografia del territorio e considerato l’effetto topografico sulla risposta sismica

locale, si ritiene che il coefficiente di amplificazione debba essere posto pari a ST = 1,00

(categoria topografica T1: superficie pianeggiante, pendii con inclinazione media i ≤ 15°).

Ai fini della definizione dell’azione sismica di progetto, la normativa definisce varie categorie di

“sottosuolo di fondazione” secondo cui il sottosuolo locale viene classificato sulla base delle

specifiche caratteristiche geotecniche. Queste categorie, correlate alla specifica accelerazione

orizzontale su suolo di categoria A (ag) definiscono le azioni sismiche di progetto. Alla luce dei

risultati dell’indagine geofisica eseguita all’interno del lotto di futura edificazione è possibile

inserire il sito di progetto nella categoria di suolo di fondazione “B” definita in precedenza.

Nel presente caso di studio i parametri spettrali caratteristici sono stati valutati considerando

una classe d’uso II (costruzioni il cui uso preveda normali affollamenti, senza contenuti

pericolosi per l’ambiente e senza funzioni pubbliche e sociali essenziali) ed una vita nominale VN

≥ 50 anni. In tali ipotesi il periodo di riferimento VR risulta pari a 50 anni.

In riferimento allo stato limite di salvaguardia della vita (SLV), [definito come condizione in cui

“a seguito del terremoto la costruzione subisce rotture e crolli dei componenti non strutturali

ed impiantistici e significativi danni dei componenti strutturali cui si associa una perdita

significativa di rigidezza nei confronti delle azioni orizzontali; la costruzione conserva invece

una parte della resistenza e rigidezza per azioni verticali e un margine di sicurezza nei confronti

del collasso per azioni sismiche orizzontali”], considerando una probabilità di superamento PvR

del 10% nel periodo di riferimento VR pari a 50 anni cui corrisponde un tempo di ritorno di 475

anni, sono stati calcolati i parametri di progetto riportati di seguito (v. fig. 23).

PARAMETRO SISMICO VALORI

Accelerazione orizzontale massima ag [g] 0,158

Valore max. fatt. di amplificazione F0 2,424

Periodo inizio tratto vel. Cost. spettro T*c [s] 0,276



Fig. 23. Parametrizzazione sismica del sito d’interesse progettuale.

5.4 STIMA DELLA CAPACITÀ PORTANTE

In relazione al quadro geologico e geotecnico ricostruito e tenendo presenti le caratteristiche

dell’intervento in esame si espongono di seguito alcune considerazioni concettuali e di calcolo

che possono ritenersi di orientamento per la fase progettuale. Per fornire un quadro indicativo

della capacità portante del terreno si è presa in considerazione l’opera più significativa fra

quelle previste da progetto, un edificio di forma rettangolare e dimensioni pari a 35,00 x 14,10

m (v. fig. 1 a pag. 5), per il quale si ipotizzano le seguenti geometrie di fondazione:

� IPOTESI “1”: profondità piano d’imposta: 1,00 m ca. da p.c. attuale

tipologia fondazione: trave continua

dimensioni adottate (L x B): 35,00 x 1,20 m

stato sedime: bagnato

� IPOTESI “2”: profondità piano d’imposta: 1,00 m ca. da p.c. attuale

tipologia fondazione: platea

dimensioni adottate (L x B): 35,00 x 14,00 m

stato sedime: bagnato



Alla luce dell’assetto geologico – geotecnico ricostruito, il sedime di fondazione sarà costituito

in parte dall’UNITÀ “A”, di natura limosa - argillosa e comportamento prevalentemente

coesivo, ed in parte dall’UNITÀ “B”, di natura sabbiosa - limosa e comportamento

prevalentemente granulare.

Per il calcolo vero e proprio della portanza viene adottata la seguente parametrizzazione

geotecnica in cui i dati inseriti rappresentano i valori medi sono stati attentamente ponderati e

scelti come valore intermedio negli intervalli Par. 5.2:

UNITÀ SEDIME DI FONDAZIONE COMPORT. γnat

(kN/m3)

ϕ' (°) Cu (kPa)

A argilla limosa / limo argilloso coesivo 18,5 - 60

B sabbia limosa / limo sabbioso granulare 19,0 33° -

Pur non conoscendo l’esatta entità dei carichi di progetto, in ottemperanza al D.M.

14/01/2008 ed in considerazione della tipologia di opere in progetto si fornisce di seguito una

stima della capacità portante del terreno utilizzando il metodo degli stati limite.

“Il metodo degli stati limite prevede l’impiego di coefficienti parziali di sicurezza da applicare alle

azioni (A1, A2) ed ai loro effetti, alle caratteristiche dei materiali (M1, M2) e alle resistenze (R1, R2,

R3). Tali coefficienti possono essere diversamente raggruppati e combinati fra di loro in funzione del

tipo e delle finalità delle verifiche, nei diversi stati limite considerati. Nell’ambito delle verifiche

geotecniche rispetto agli stati limite ultimi, la normativa prevede che possano essere utilizzati due

approcci progettuali distinti ed alternativi che prevedono l’adozione di differenti gruppi di

coefficienti di sicurezza. Nel primo approccio progettuale (Approccio 1) sono previste due diverse

combinazioni di gruppi di coefficienti: la combinazione 1 (A1 + M1 + R1) è generalmente più severa

nei confronti del dimensionamento strutturale delle opere a contatto col terreno, mentre la

combinazione 2 (A2 + M2 + R2) è generalmente più severa nei riguardi del dimensionamento

geotecnico. Nel secondo approccio progettuale (Approccio 2) è prevista un’unica combinazione di

gruppi di coefficienti (A1 + M1 + R3), da adottare sia nelle verifiche strutturali che nelle verifiche

geotecniche. Per quanto riguarda le fondazioni superficiali, le verifiche di sicurezza nei confronti

degli stati limite ultimi devono fare riferimento sia allo sviluppo di meccanismi di collasso

determinati dal raggiungimento della resistenza del terreno interagente con le fondazioni (SLU di

tipo geotecnico o GEO), sia al raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che

compongono la fondazione stessa (SLU di tipo strutturale o STR).”

Il caso discusso nel presente lavoro rientra nell’ambito delle verifiche di tipo GEO, ed in particolare di

quella relativa al collasso per carico limite dell’insieme fondazione – terreno, ritenuta significativa in

relazione alle caratteristiche delle opere in progetto ed al modello geologico – geotecnico ricostruito.

Nel caso di terreni coesivi, per il calcolo vero e proprio della capacità portante del terreno si è

adottato il metodo di Brinch Hansen (1970) secondo cui il valore limite di portanza, nel caso in

cui l’angolo d’attrito ϕ sia uguale a zero, il carico verticale e il piano campagna e di fondazione siano orizzontali, è espresso da:



DsNcq ccu 1lim γ+=

dove:

qlim = capacità portante limite del terreno

cu = coesione non drenata del terreno su cui poggia la fondazione

γ1 = peso di volume del terreno posto sopra il piano di posa

D = profondità di posa della fondazione

Nc è un fattore adimensionale di portanza, nel caso specifico pari a 5,14;

sc è un fattore di forma così definito:

L

B

N

Ns

c

qc += 1 (dove: Nq = 1 per ϕ' = 0)

Nel caso di terreni granulari, per il calcolo della capacità portante del terreno si è adottato il

metodo di Brinch Hansen (1970) secondo cui il valore limite di portanza è espresso da:

γγγγγγ βδγβδγβδ gisBNgiDNsgiscNq qqqqqqcccccc 21lim 21++=

dove:

qlim = capacità portante del terreno

c = coesione del terreno su cui poggia la fondazione

γ1 = peso di volume del terreno posto sopra il piano di posa γ2 = peso di volume del terreno posto sotto il piano di posa D = profondità d’incastro

B = larghezza della fondazione

� Nc, Nq, Nγ sono dei fattori adimensionali di portanza e sono dati da:

)2

45(2)(ϕϕπ += tgeN tgq ϕgNN qc cot)1( −= ϕγ tgNN q )1(5,1 −=

� sc, sq, sγ, sono dei fattori di forma e sono dati da:

L

B

N

Ns

c

qc += 1 ϕtg

L

Bsq += 1 L

Bs 4,01−=γ (ϕ > 0)

ove L = lunghezza della fondazione

� δc, δq, δγ sono fattori correttivi per tener conto della profondità del piano di posa:

kc 4,01+=δ ksentgq2)1(21 ϕϕδ −+= 1=γδ

K = D/B se D/B ≤ 1 e k = arctg D/B se D/B > 1

� gc, gq, gγ sono fattori correttivi per tener conto dell’inclinazione del pendio;

� ic, iq, iγ considerano un eventuale inclinazione dei carichi;

� βc, βq e βγ servono per tener conto dell’inclinazione della base della fondazione.

Nel caso di fondazione e piano campagna orizzontali, carico verticale tali termini sono unitari.



Per quanto riguarda la parametrizzazione del sedime di fondazione, i valori geotecnici di

progetto adottati sono riportati nelle tabelle seguenti.

UNITÀ “A” SECONDO COEFFICIENTI M1 SECONDO COEFFICIENTI M2

PESO DI VOLUME DEL TERRENO NATURALE γn = 18,5 kN/m3 γn = 18,5 kN/m

3

COESIONE NON DRENATA Cu = 60 kPa Cu = 43 kPa

UNITÀ “B” SECONDO COEFFICIENTI M1 SECONDO COEFFICIENTI M2

PESO DI VOLUME DEL TERRENO NATURALE γn = 19,0 kN/m3 γn = 19,0 kN/m

3

ANGOLO DI ATTRITO ϕ' = 33° ϕ' = 27,45°

Considerando la presenza di falda in corrispondenza del piano di posa ed ipotizzando per le

fondazioni caratteristiche costruttive secondo le due ipotesi geometriche indicate nella tabella

seguente, vengono successivamente riportati i risultati del calcolo della capacità portante

secondo gli approcci progettuali rilevanti ai fini geotecnici, previsti da normativa.

IPOTESI IPOTESI “1” IPOTESI “2”

TIPO DI FONDAZIONE trave continua platea

PROFONDITÀ PIANO DI POSA ≈ 1,00 m da p.c. ≈ 1,00 m da p.c.

BASE FONDAZIONE (L X B) 35,00 x 1,20 m 35,00 x 14,00 m

INCASTRO FONDAZIONE (D) D = 0,50 m D = 0,50 m

I valori di portanza di progetto (Rd) forniti al progettista per il confronto con il valore di

progetto delle azioni (Ed), si ricavano dalle tabelle seguenti, considerando rispettivamente

come sedime di fondazione l’UNITÀ “A” e l’UNITÀ “B”.

UNITÀ “A” (terreno coesivo):

APPROCCIO COMBINAZIONE QSLU

(IPOTESI “1” – UNITÀ “A”) QSLU

(IPOTESI “2” – UNITÀ “A”)

1 A2+M2+R2 146 kN/m2 136 kN/m

2

2 A1+M1+R3 158 kN/m2 148 kN/m

2

UNITÀ “B” (terreno granulare):

APPROCCIO COMBINAZIONE QSLU

(IPOTESI “1” – UNITÀ “B”) QSLU

(IPOTESI “2” – UNITÀ “B”)

1 A2+M2+R2 111 kN/m2 377 kN/m

2

2 A1+M1+R3 176 kN/m2 686 kN/m

2



Pur ribadendo il carattere indicativo dei valori sopra riportati, alla luce dei carichi dovuti alla

struttura in progetto, il calcolo della capacità portante eseguito tramite il metodo di Brinch

Hansen ha permesso di confermare l’idoneità dei terreni di fondazione, sia considerando l’unità

geotecnica “A” che l’unità “B”, a supportare una tipologia costruttiva corredata da fondazioni

dirette, sia nel caso di un’ipotesi fondazionale a “travi continue” che a “platea”.

Premesso come considerazioni più precise nel merito della capacità portante saranno possibili

solo alla luce delle effettive sollecitazioni indotte e delle reali geometrie fondazionali, vista la

presenza di terreni a comportamento coesivo è preferibile l’adozione di uno schema di

fondazione “continuo” in grado di distribuire più uniformemente le pressioni. Per una

valutazione esaustiva di tale aspetto si rimanda tuttavia al paragrafo successivo ove nello

specifico viene stimata l’incidenza dei cedimenti così da poter confermare o, se necessario,

riconsiderare in forma più conservativa, i limiti di portanza sopra indicati.

5.5 STIMA DEI CEDIMENTI

Dal momento che il primo sottosuolo risulta costituito da un’alternanza di terreni limo -

argillosi e depositi ghiaiosi in matrice fine soggetti a possibili deformazioni sotto il peso delle

nuove strutture, si è ritenuto opportuno valutare la compatibilità dei carichi con i cedimenti

del piano di fondazione. I cedimenti sono stati stimati con il metodo di Terzaghi considerando il

modulo di deformazione ricavato dalle prove penetrometriche effettuate, confrontando in

particolare la prova migliore (“DPSH 5”) con la prova dai risultati peggiori (“DPSH 6”); ciò per

fare una valutazione indicativa anche degli eventuali cedimenti differenziali.

Il calcolo dei cedimenti è stato eseguito in quella porzione di sottosuolo che rientra nel

“volume significativo” di terreno che contribuisce al cedimento (volume entro il quale

l’incremento di pressione verticale provocato dal carico in fondazione è superiore al 10% della

tensione litostatica efficace - Lancellotta).

Il calcolo è stato eseguito a partire dalla quota di imposta delle fondazioni, ossia ad una

profondità di -1,00 m ca. da attuale piano campagna e considerando cautelativamente la

presenza della falda immediatamente al di sotto di “quota fondazioni”. Come verifica, il

cedimento è stato calcolato integrando il metodo proposto da Terzaghi con quello di

Boussinesq che per la stima delle tensioni indotte dalla fondazione semplifica il terreno come

un mezzo omogeneo, elastico ed isotropo.

Il cedimento è dato da:

Δzi = Spessore dello strato i-esimo in cui è diviso lo strato compressibile;

Δσi = Pressione indotta dalla fondazione alla profondità z;

Edi = Modulo in condizioni udometriche relativo allo strato i-esimo.



Nel calcolo sono state adottate le seguenti ipotesi:

� pressione indicativa e cautelativa di 150 kPa;

� tipologia fondazionale “a trave continua” (dimensioni: L = 35,00 m e B = 1,20 m).

In virtù di una caratterizzazione geotecnica non supportata da specifiche analisi di laboratorio

e delle assunzioni imposte dal metodo di calcolo, i risultati ottenuti sono da ritenersi

indicativi. Nella tabella seguente vengono riportati i principali dati utilizzati nel calcolo dei

cedimenti ed i risultati ottenuti.

Struttura edificio “botti alte”

Tipologia di fondazione trave continua

Dati di riferimento modulo di deformazione da prova penetrometrica

Profondità del piano di posa da p.c. 1,00 m

Falda coincidente col piano di posa della fondazione

Dimensioni della fondazione “L x B” 35,00 m x 1,20 m

Pressione di contatto (Cd/A’) 150 kPa

Cedimento totale “∆h” min – DPSH 5 8,6 mm

Cedimento totale “∆h” max – DPSH 6 32,4 mm

Considerando una pressione trasmessa in esercizio dalla fondazione nell’ordine di 150 kPa,

l’entità del cedimento risulta variabile da meno di 1 cm a poco oltre i 3 cm, con un cedimento

differenziale di circa 2 cm. In relazione alle ipotesi di calcolo sopra esposte ed alla luce della

destinazione d’uso dell’opera progettuale si ritiene che i cedimenti ottenuti siano compatibili

con le strutture in progetto. L’entità effettiva dei cedimenti potrà tuttavia essere valutata

solamente alla luce dei reali carichi di esercizio e della geometria di fondazione adottata.

Alla luce di quanto fin qui esposto e dei cedimenti stimati si ritengono necessarie fondazioni

dotate di idonea continuità e rigidità così da contenere l’incidenza dei cedimenti e garantire

una migliore ridistribuzione delle sollecitazioni.

5.6 STABILITÀ DEI FRONTI DI SCAVO

Per la verifica di stabilità globale del versante al termine dei lavori di sistemazione è stato

utilizzato il programma FLAC/Slope 5.0, una mini-versione di FLAC (Itasca Consulting Group,

2005) creata appositamente per il calcolo del fattore di sicurezza nelle analisi di stabilità dei

pendii. FLAC è un programma bidimensionale alle differenze finite esplicite che simula il

comportamento di strutture in terra, roccia o altro materiale che, raggiunto il limite di

snervamento, subisce uno scorrimento plastico. Il materiale viene rappresentato in elementi, o

zone, che formano una griglia regolabile dall’utente secondo le condizioni dell’oggetto da

modellare.



Ogni elemento si comporta in accordo ad una prefissata legge sforzi/deformazioni lineare o

non lineare in risposta alle forze applicate e alle condizioni al contorno imposte. FLAC/Slope

fornisce un’alternativa ai tradizionali programmi basati sull’“equilibrio limite” per la

determinazione del fattore di sicurezza Fs, tradizionalmente definito come il rapporto tra

l’attuale resistenza a taglio del terreno e la minima resistenza a taglio richiesta per giungere a

rottura (Bishop, 1955), ovvero:

mob

res

T

TFs =

Come sottolineato da Duncan (1996), in altri termini Fs è il fattore per il quale deve essere

divisa la resistenza a taglio del terreno per portare il pendio al limite di rottura. Essendo

definito come un fattore di riduzione della resistenza a taglio, un metodo immediato per

calcolare Fs con un programma agli elementi finiti o alle differenze finite, come FLAC, è

semplicemente quello di ridurre la resistenza a taglio del terreno finché non si raggiunga il

collasso. Il fattore di sicurezza risultante è il rapporto tra la resistenza a taglio iniziale del

terreno e quella ridotta a rottura.

La “tecnica di riduzione della resistenza a taglio” presenta notevoli vantaggi rispetto ai metodi

a conci nell’analisi di stabilità dei pendii. Il più importante è che la superficie di rottura viene

individuata automaticamente, non sulla base di una serie di ipotetiche superfici di slittamento

definite anticipatamente. In FLAC/Slope viene utilizzato un approccio simile a quello proposto

da Dawson, Roth e Drescher (1999). Il coefficiente di sicurezza Fs è definito in base alle

equazioni:

ctrial = (1/Ftrial)c ϕtrial = arctan((1/Ftrial)tanϕ)

Con una procedura di tipo iterativo, vengono eseguite una serie di simulazioni utilizzando dei

valori di prova del fattore Ftrial per ridurre la coesione c e l’angolo d’attrito ϕ finché il pendio raggiunge la rottura.

Il criterio di convergenza in FLAC è fornito dalla forza nodale “non equilibrata”, cioè dalla

somma di tutte le forze agenti su un nodo della maglia, secondo cui è stato modellato il

terreno, ad opera degli elementi vicini. Una simulazione è considerata convergente quando la

forza “non equilibrata” normalizzata di ogni nodo della griglia è inferiore a 10-3.

Il valore di Fs per il quale tale condizione risulta verificata è il coefficiente di sicurezza cercato.

In FLAC/Slope i risultati vengono presentati in diagrammi in cui vengono evidenziati

cromaticamente gli intervalli di variazione delle deformazioni a taglio nel terreno, consentendo

così di individuare nettamente i limiti della superficie critica di scivolamento (considerando il

processo di calcolo adottato dal programma le superfici colorate sono super

regione veneto – provincia di verona comune di … · regione veneto – provincia di verona...

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