REGIONE VENETO PROVINCIA DI VENEZIA COMUNE DI NOVENTA DI PIAVE RELAZIONE GEOLOGICA E GEOTECNICA PIANO DI LOTTIZZAZIONE PROGETTO NORMA 21 AMBITO B1

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2 REGIONE VENETO PROVINCIA DI VENEZIA COMUNE DI NOVENTA DI PIAVE RELAZIONE GEOLOGICA E GEOTECNICA OPERA: PIANO DI LOTTIZZAZIONE PROGETTO NORMA 21 AMBITO B1 COMMITTENTE: AUTOVIE VENETE SPA, PIOVESAN E., P., A., CADAMURO B., DAVANZO M., DORO A. Cod.Rif.Int.: 6300/146 Data: giugno 2012 Via Siora Andriana del Vescovo, 7 - TREVISO Tel. 0422/ Fax 0422/ contepegorer@libero.it

3 INDICE 1 PREMESSA NORMATIVA DI RIFERIMENTO UBICAZIONE DELL AREA IN ESAME MODELLO GEOLOGICO DEL SITO PREMESSA NOTE GEOLOGICHE GENERALI INDAGINI DI CAMPAGNA LA PROVA PENETROMETRICA STATICA (CPT) VALUTAZIONI E PARAMETRI RICAVATI DALLE PROVE CARATTERISTICHE STRATIGRAFICHE LOCALI PRESENZA DI FALDE MODELLO GEOTECNICO DEL SITO VERIFICA NEI CONFRONTI DEGLI STATI LIMITE ULTIMI VERIFICA NEI CONFRONTI DEGLI STATI LIMITE DI ESERCIZIO MODELLAZIONE SISMICA PRESCRIZIONI RELATIVE AI TERRENI DI FONDAZIONE Categorie di suolo di fondazione VERIFICA ALLA LIQUEFAZIONE Requisiti nei confronti degli stati limite Metodi di analisi Risultati delle analisi CONCLUSIONI

4 1 PREMESSA Nel mese di giugno 2012 è stata eseguita un indagine geologica volta alla valutazione delle caratteristiche dell area, sita in comune di Noventa di Piave, in via Calnova, destinata all attuazione di un piano di lottizzazione industriale. L indagine è consistita nell esecuzione di due prove penetrometriche statiche spinte sino alla profondità massima di circa 15 m dal p.c.. Lo scopo dell indagine è la verifica analitica della consistenza e della natura del terreno di fondazione per la determinazione dei più significativi parametri geologici e geotecnici in relazione al progetto in esame. L interpretazione dei dati ricavati ha permesso di evidenziare le caratteristiche stratigrafiche e geotecniche dell area campionata e di fornire le indicazioni necessarie alla progettazione delle più opportune opere di fondazione. 1.1 Normativa di riferimento Il lavoro è stato condotto secondo quanto previsto dalla vigente normativa in materia. In particolare si è fatto riferimento a: D.M. 11/03/1988 Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce ; Ministero dei Lavori Pubblici - Circolare 9 Gennaio 1996, n. 218/24/3 Legge 2 febbraio 1974, n. 64. Decreto del Ministero dei lavori pubblici 11 marzo Istruzioni applicative per la redazione della relazione geologica e della relazione geotecnica A.G.I. (1977) Raccomandazione sulla esecuzione e programmazione delle indagini geognostiche. Ordinanza n del 20/03/03 Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica. Decreto ministeriale (infrastrutture) 14 gennaio 2008 Approvazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni. -3-

5 2 UBICAZIONE DELL AREA IN ESAME L area indagata è sita nel comune di Noventa di Piave, in via Calnova, a nord est del centro abitato, lungo l autostrada A4 Venezia-Trieste. L'area cade nella Carta Tecnica Regionale a cavallo tra gli elementi , , , , le quote del piano campagna variano intorno a 3 m slm. Il sito è catastalmente censito al comune di Noventa di Piave foglio 8, mappali 386 (parte), 394 (parte), 648, 652, 653, 654, 655. Figura 1 estratto catastale. Secondo il PRG di Noventa il sito ricade zona industriale D2. -4-

6 3 MODELLO GEOLOGICO DEL SITO Relazione geologica e geotecnica 3.1 Premessa Il modello geologico del sito ricostruisce i caratteri stratigrafici e litologici strutturali ed idrogeologici del sito. Di seguito viene descritto quanto emerso dalle indagini specifiche eseguite in sito. 3.2 Note geologiche generali L'area in esame appartiene ad una zona di pianura caratterizzata da quote che variano sui 3 m sul livello del mare. La topografia è rappresentata in allegato (scala 1:5.000). Le caratteristiche geologiche del sito sono quelle tipiche della bassa pianura veneta, ubicata a valle della linea delle risorgive. Il sottosuolo è costituito da materiali fini a bassa o nulla permeabilità (argille e limi) alternati ad orizzonti sabbiosi, sabbioso-ghiaiosi. Tali orizzonti a più elevata permeabilità contengono normalmente delle falde in pressione ("falde artesiane" o "falde risalienti"), alimentate esclusivamente dal potente acquifero contenuto nell'alta Pianura. Si genera quindi un sistema multistrato, con terreni acquiferi separati da potenti bancate di materiali argillosi. Non è possibile sfruttare la falda freatica a scopi potabili in quanto, pur potendosi ancora localizzare in lenti di terreno prevalentemente sabbioso, vengono rapidamente a decadere i presupposti di permeabilità del mezzo e soprattutto la continuità e l'abbondanza dell'alimentazione. Inoltre, vista la superficialità della falda, la stessa è facilmente inquinabile e pertanto la qualità è generalmente scadente. La prima falda si pone ad un livello di circa 1,5-2 m da p.c., il deflusso medio della falda è diretto verso Sud. Il Fiume Piave scorre meandriforme a 1,7 km in direzione ovest. Per quanto riguarda la morfologia, il territorio è caratterizzato da un andamento in linea generale piatto, articolato dalle profonde modifiche apportate dall'uomo (bonifiche, infrastrutture, edifici, cave) e dal fitto intreccio di corsi d'acqua. La morfologia non presenta perciò le caratteristiche originarie naturali; l intensa urbanizzazione, l industrializzazione e le attività estrattive hanno in effetti stravolto alcuni aspetti tipici della pianura alluvionale. -5-

7 3.3 Indagini di campagna Relazione geologica e geotecnica Per conoscere le caratteristiche dei terreni indagati, è stata eseguita una ricerca bibliografica volta a raccogliere tutti i dati disponibili sull area in oggetto. Sono quindi state realizzate due prove penetrometriche spinte sino alla profondità massima di 15 m dal p.c La prova penetrometrica statica (CPT) La prova penetrometrica statica (CPT=Cone Penetration test) consiste nell infiggere a pressione nel terreno una punta conica misurando progressivamente, ma con continuità, lo sforzo necessario per la penetrazione della punta e l adesione terrenoacciaio di un manicotto posto al di sopra della punta. La punta meccanica, di dimensioni e caratteristiche standardizzate, è infissa nel terreno a velocità costante di 2 cm/s (±0.5%). L attrezzatura è istallata su un autocarro opportunamente zavorrato al suolo per mezzo di eliche di contrasto. L infissione del cono avviene attraverso un sistema idraulico che agisce su una batteria di aste, contenute entro tubi di rivestimento; prima è fatto avanzare il solo cono, poi sia il cono che il manicotto. Lo sforzo necessario per l avanzamento viene misurato con una cella idraulica. Le caratteristiche della punta sono: Area = 10 cm 2 ; Conicità pari a 60 ; Manicotto cilindrico con area di 150 cm 2 (punta tipo Begemann ). Nella prima fase della prova si misura la resistenza alla punta Rp, nella seconda fase la resistenza totale, somma di quella laterale Rl e di punta: Rt=Rl+Rp. Per ogni metro di infissione nel terreno campionato vengono eseguite 5 misure di Rp e Rl. La prova CPT permette di: 1. Rilevare l andamento stratigrafico lungo una verticale; 2. Individuare i tipi di terreni attraversati; 3. Interpolare l andamento degli strati fra verticali di sondaggio. La profondità di penetrazione nel terreno è funzione delle possibilità di spinta del penetrometro impiegato e della natura del terreno. Ghiaia e ciottoli costituiscono normalmente un ostacolo alla penetrazione. -6-

8 Per l identificazione dei terreni attraversati ci si avvale di correlazioni empiriche fra tipo di terreno e rapporto fra attrito laterale e resistenza alla punta, rapporto considerato in relazione alla resistenza alla punta. La valutazione dei parametri geotecnici è anch essa fondata su correlazioni empiriche. La litologia è ricavata in base alle teorie di BEGEMANN (1966) e SCHMERTMANN (1978) che utilizzano il rapporto fra la resistenza alla punta Rp con la resistenza laterale Rl. Il dato ricavato deve essere considerato, comunque indicativo. Begemann propone una classificazione dei terreni in base al valore di Rp ed Rl come riportato nel grafico seguente. La classificazione è valida solo per terreni immersi in falda. Il metodo di SCHMERTMANN considera come indicativo della litologia della verticale indagata, il rapporto delle resistenze Fr = 100 x Rl/Rp (vedi figura seguente). Il metodo è stato sviluppato dallo studio di Begemann ed è basato su correlazioni dei terreni della florida (USA). -7-

9 I principali parametri geotecnici che possono essere determinati dall analisi dei risultati delle prove CPT sono: per i terreni incoerenti (componente sabbiosa o ghiaiosa dominante): - Angolo di resistenza al taglio φ; - Densità relativa Dr; - Modulo di deformazione E 50 e modulo edometrico Mo; per i terreni coesivi (componente limosa o argillosa dominante): - Coesione non drenata; - modulo edometrico Mo; - rapporto di sovraconsolidazione OCR. La capacità portante delle fondazioni superficiali viene valutata conducendo delle verifiche allo schiacciamento del sottosuolo suddiviso in strati dello spessore di 20 cm. -8-

10 Si ricava una valutazione della portanza, secondo la teoria dell elasticità di Boussinesq, nei confronti delle tensioni verticali indotte dal carico agente in superficie. La pressione ammissibile fornita (q amm ) è il valore del carico unitario, inteso come incremento netto di pressione in corrispondenza del piano di posa della fondazione, che determina nel sottosuolo tensioni verticali massime (al centro della superficie di carico) compatibili con la resistenza allo schiacciamento ammissibile R amm dei vari strati del banco comprimibile. 3.5 Valutazioni e parametri ricavati dalle prove Dai dati ottenuti in campagna è stato possibile ricavare alcune indicazioni utili sulle caratteristiche litologiche dell area. Negli allegati alla presente relazione sono evidenziati i risultati ottenuti. In particolare sono riportati: 1. il diagramma di resistenza e la tabella dei valori di resistenza; 2. le valutazioni litologiche; 3. una tabella con i parametri geotecnici; 4. uno schema con alcune tipologie di fondazioni ipotizzate. Nel diagramma di resistenza sono riportati i valori di resistenza, alla punta e laterale, rilevati in campagna, e il livello della falda, anch esso rilevato dalla prova eseguita in loco. LE VALUTAZIONI LITOLOGICHE Le valutazioni litologiche, presentate graficamente nell allegato, sono state ottenute in base al rapporto F=Rp/Rl, valide in via approssimata per terreni immersi in falda. Per una classificazione della natura del terreno si fa riferimento ai valori riportati nella tabella seguente (Begemann 1965): F=Rp/Rl NATURA LITOLOGICA PROPRIETA F<15 Torbe e argille organiche Coesive 15<F<30 Limi e argille Coesive 30<F<60 Limi sabbiosi e sabbie limose Granulari F>60 Sabbie e sabbie con ghiaia Granulari -9-

11 Vengono riportate inoltre le valutazioni stratigrafiche fornite da Schmertmann (1978), ricavabili in base ai valori di Rp e di FR=(Rl/Rp)%: AO Att At Am Ac Acc ASL SAL Ss Sm Sd SC Argilla organica e terreni misti Argilla inorganica molto tenera Argilla inorganica tenera Argilla inorganica di media consistenza Argilla inorganica consistente Argilla inorganica molto consistente Argilla sabbiosa e limosa Sabbia e limo / sabbia e limo argilloso Sabbia sciolta Sabbia mediamente addensata Sabbia densa o cementata Sabbia con molti fossili, calcareniti Nella tabella dei parametri geotecnici sono riassunte, strato per strato, le principali caratteristiche del terreno in esame. In modo specifico rivestono particolare importanza i seguenti parametri: - γ = peso specifico (dell unità di volume) del terreno; - σ vo = tensione verticale geostatica efficace del terreno(pari alla tensione dovuta al peso del terreno sovrastante il livello considerato); Per i terreni a natura granulare: - Dr = densità relativa = e max-e e max -e min Per i terreni a natura coesiva: -10- in cui e max è l indice dei pori allo stato attuale, mentre e min è l indice dei pori allo stato denso. Dr=1 indica un materiale molto denso; Dr=0 indica un materiale sciolto. - φ = angolo di attrito interno efficace; - Amax/g = accelerazione al suolo che può causare liquefazione rapportata al valore dell accelerazione gravitazione; - E 50 E 25 = modulo di deformazione in condizioni drenate (mobilitazione sforzo deviatorico 50-25%) - Mo = modulo di deformazione edometrico.

12 - cu = coesione non drenata, corrisponde alla resistenza al taglio in condizione non drenata; - OCR = grado di sovraconsolidazione; - Eu 50 Eu 25 = modulo di deformazione in condizioni non drenate (mobilitazione sforzo deviatorico 50-25%) - Mo = modulo di deformazione edometrico. È da ricordare che lo stato di un terreno in posto può dipendere da molteplici fattori, i principali sono: la storia tensionale, le condizioni delle falde, il peso proprio e i carichi applicati in superficie. Se il terreno è sottoposto all azione del solo peso proprio (tensioni litostatiche o geostatiche) la tensione cui è soggetto un singolo strato è pari a: σ vo =σ vo +u o dove: σ vo = pressione totale verticale = profondità dello strato x peso specifico del terreno σ vo = tensione effettiva; u o = pressione neutrale. La pressione orizzontale risulta: σ h =K x σ v -11- con K = coefficiente di spinta. E definito, per i terreni di natura coesiva, grado di sovraconsolidazione OCR il rapporto tra la tensione di consolidazione (la massima tensione effettiva cui il terreno è stato sottoposto nella sua storia) e la tensione iniziale media. OCR = σ' p σ' vo La tensione di consolidazione σ p è la massima tensione effettiva cui il terreno è stato sottoposto nella sua storia, è una tensione di snervamento: al di sotto si presentano deformazioni di tipo elastico, al di sopra di tipo plastico. Per argille normalmente consolidate N.C. si ha σ p = σ vo e OCR =1 Per argille sovraconsolidate O.C. si ha σ p > σ vo e OCR >1 Con grado di consolidazione medio U% si definisce la percentuale di cedimento totale (di consolidazione) avvenuta in un certo tempo. Generalmente le argille NC presentano cedimenti superiori delle argille OC per pressioni inferiori a quella di consolidazione. Un altro dei parametri determinati è il modulo di deformazione edometrico, pari al rapporto tra l incremento di pressione verticale e la deformazione verticale unitaria.

13 Tale modulo elastico è un parametro impiegato nel calcolo dei cedimenti verticali delle fondazioni e differisce dal modulo elastico E in quanto determinato in ipotesi di deformazione radiale impedita. Per i terreni granulari riveste una certa importanza il parametro φ, angolo d attrito interno efficace. In base alla granulometria sono indicati da Schmertmann i seguenti valori dell angolo di attrito (valori di picco): - φ1s = sabbia fine uniforme; - φ2s = sabbia media uniforme / sabbia fine ben graduata; - φ3s = sabbia grossa uniforme / sabbia media ben graduata; - φ4s = sabbia e ghiaia poco limosa / ghiaietto uniforme. È riportata una valutazione approssimata dell angolo di attrito φ dm in funzione della resistenza alla punta e alla tensione verticale efficace (sabbie N.C., quarzose, non cementate); è inoltre proposta una valutazione dell angolo, φ my, in funzione della sola resistenza alla punta, valida per sabbie limose (frazione limosa > 5%). 3.6 Caratteristiche stratigrafiche locali Sintetizzando i risultati stratigrafici si può suddividere l intera area indagata in livelli distinti. PROVA CPT 1 - livello 1: dal piano campagna a circa 2,00 m si rileva la presenza di terreno argilloso, organico tra 1 e 2 m da p.c., poco compatto, con valori di resistenza alla punta di 15 kg/cm 2. - livello 2: da 2.00 m a 5.00 m si hanno limi argillosi a tratti limi sabbiosi mediamente compatti; i valori di resistenza sono pari in media a kg/cm 2. - livello 3: da 5.00 m a m si hanno in prevalenza sabbie mediamente addensate con intercalazioni argillose e limose poco compatte; i valori di resistenza per le sabbie sono pari in media a kg/cm 2, per le argille a 10 kg/cm 2. - livello 4: da m a m si rilevano sabbie da mediamente addensate ad addensate; i valori di resistenza sono pari in media a 120 kg/cm 2. - livello 5: da m a m si hanno sottili alternanze di argille e limi sabbiosi; i valori di resistenza sono pari in media a 20 kg/cm

14 PROVA CPT 2 - livello 1: dal piano campagna a circa 2,00 m si rileva la presenza di terreno argilloso a tratti organico poco compatto, con valori di resistenza alla punta di 15 kg/cm 2. - livello 2: da 2.00 m a 6.40 m si hanno limi argillosi a tratti limi sabbiosi mediamente compatti; i valori di resistenza sono pari in media a kg/cm 2. - livello 3: da 6.40 m a m si hanno in prevalenza sabbie mediamente addensate con intercalazioni argillose e limose poco compatte; i valori di resistenza per le sabbie sono pari in media a 100 kg/cm 2, per le argille a 10 kg/cm 2. - livello 4: da m a m si rilevano sabbie addensate; i valori di resistenza superano i 150 kg/cm 2. - livello 5: da m a m si hanno sottili alternanze di argille e limi sabbiosi; i valori di resistenza sono pari in media a 20 kg/cm 2. Dalle stratigrafie sopra descritte, si evince la presenza di uno strato superficiale di terreni argillosi, a tratti organici, spesso circa 2 m con caratteristiche geotecniche mediocri. Per questo strato si possono assumere i seguenti parametri: peso di volume (γ) 1,85 t/mc; coesione (cu) 0,70 kg/cmq, Tra 2 m e 5-6 m si hanno limi argillosi a tratti limi sabbiosi con discreta resistenza alla punta. Per questo strato si possono assumere i seguenti parametri: peso di volume (γ) 2,00 t/mc; coesione (cu) 1,20 kg/cmq, Tra 5-6 m e 12 m si hanno in prevalenza sabbie con intercalazioni argillose con caratteristiche geotecniche buone. Per questo strato si possono assumere i seguenti parametri: peso di volume (γ) 2,00 t/mc; angolo d attrito (φ) 38 Tra 12 e 15 m si hanno limi e argille con scarsa resistenza alla punta Per questo strato si possono assumere i seguenti parametri: -13-

15 peso di volume (γ) 1,90 t/mc; coesione (cu) 0,80 kg/cmq, 3.7 Presenza di falde Il livello della falda è generalmente determinato in sito tramite delle prove freatimetriche all interno del foro di sondaggio, in questo caso i terreni hanno ceduto all interno del foro non consentendo la misura. Normalmente la falda freatica si colloca a circa 2 2,3 m dal piano campagna ed è contenuta nelle sabbie ghiaiose sotto i 5 m da p.c.. 4 MODELLO GEOTECNICO DEL SITO Il modello geotecnico del sito individua, in funzione del tipo di opera, le caratteristiche fisiche e meccaniche dei terreni necessarie per valutare la sicurezza e la funzionalità, in termini di curabilità e robustezza, dell opera in progetto. Il paragrafo 2.1 Principi fondamentali delle Norme tecniche per le costruzioni riporta la definizione di stato limite: La sicurezza e le prestazioni di un opera o di una parte di essa devono essere valutate in relazione agli stati limite che si possono verificare durante la vita nominale. Stato limite è la condizione superata la quale l opera non soddisfa più le esigenze per le quali è stata progettata. La norma specifica inoltre: In particolare, secondo quanto stabilito nei capitoli specifici, le opere e le varie tipologie strutturali devono possedere i seguenti requisiti: - sicurezza nei confronti di stati limite ultimi (SLU): capacità di evitare crolli, perdite di equilibrio e dissesti gravi, totali o parziali, che possano compromettere l incolumità delle persone ovvero comportare la perdita di beni, ovvero provocare gravi danni ambientali e sociali, ovvero mettere fuori servizio l opera; - sicurezza nei confronti di stati limite di esercizio (SLE): capacità di garantire le prestazioni previste per le condizioni di esercizio; - robustezza nei confronti di azioni eccezionali: capacità di evitare danni sproporzionati rispetto all entità delle cause innescanti quali incendio, esplosioni, urti. Il superamento di uno stato limite ultimo ha carattere irreversibile e si definisce collasso. Il superamento di uno stato limite di esercizio può avere carattere reversibile o irreversibile. -14-

16 Le verifiche di sicurezza relative agli stati limite ultimi (SLU) sono state condotte nel rispetto dei principi generali e delle procedure contenute nel paragrafo Verifiche nei confronti degli stati limite ultimi (SLU). La norma specifica che ogni stato limite deve essere rispettata la condizione: E d R d dove E d è il valore di progetto dell azione o dell effetto dell azione e R d è il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico. Il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico è calcolato, come specificato nel paragrafo Resistenze, sulla base dei seguenti tre metodi: in modo analitico, con riferimento al valore caratteristico dei parametri geotecnici del terreno; in modo analitico, con riferimento a correlazioni con i risultati di prove in sito; sulla base di misure dirette su prototipi. Ogni metodo fa riferimento a coefficienti parziali γ M e γ R ricavabili da specifiche tabelle attraverso due tipologie di approccio. 4.1 Verifica nei confronti degli stati limite ultimi Di seguito viene valutata il carico limite dei terreni. Il carico è stato calcolato con il metodo proposto da Meyerhof. Questo metodo riprende la formula di Terzaghi e calcola diversamente i coefficienti di fondazione Nq ed Nγ. Inoltre inserisce nella formula i coefficienti relativi alla forma, alla profondità, all inclinazione del carico. qlim = cncscdcic + γ DNqSqDqIq + ½ γ BNγ Sγ Dγ Iγ Inoltre consente di calcolare qlim anche in caso di carico applicato eccentricamente. In caso di carico eccentrico si usano B ed L al posto di B ed L: B =B 2*b ; L = L 2*l. La verifica è stata condotta per gli stati limite ultimi (SLU) di tipo geotecnico, applicando l approccio 1 con la combinazione M2+R2 utilizzando i parametri geotecnici ricavati per lo strato argilloso posto tra p.c. e 2 m da p.c

17 CARICO LIMITE E CAPACITÀ PORTANTE Fondazioni superficiali Meyerhof (1963) Caratteristiche geometriche: Caratteristiche geotecniche: B = 3,00 [m] γ = 18,50 [kn/m 3 ] D = 1,00 [m] φ = 0,0 [ gradi] L = 3,00 [m] c = 0,00 [kn/m 2 ] eb = 0,00 [m] cu = 70,00 [kn/m 2 ] el = 0,00 [m] ca = 0,00 [kn/m 2 ] β = 0,0 [ gradi] gr = 1,80 - Carichi applicati: Valori corretti: V = 0,00 [kn] B = 3,00 [m] H = 0,00 [kn] L = 3,00 [m] η = 0,0 [ gradi] φ' = 0,0 [ gradi] δ' = 0,0 [ gradi] Profondità falda: c = 0,00 [kn/m 2 ] cu = 50,00 [kn/m 2 ] zw = 2,00 [m] kp = 1,00 - Caratteristiche applicate: Fattori di correzione: Tipologia di fondazione: Quadrata sc = 1,200 Caratteristiche litologiche: Normali sq = 1,000 Azione sismica: Nessuna s γ = 1,000 Applicazione carico: H parallelo a L dc = 1,067 sq dq = 1,000 Fattori di fondazione: d γ = 1,000 Nc = 5,142 ic = 1,000 Nq = 1,000 iq = 1,000 N γ = 0,000 i γ = 0,000 rγ = 1,

18 Carichi e tensioni: Q = 3129,22 [kn] qlim = 347,69 [kn/m 2 ] Rd = 193,16 [kn/m 2 ] Legenda: B = Base γ = Peso di volume V = Carico verticale D = Profondità φ = Angolo di attrito H = Carico orizzontale L = Lunghezza c = Coesione η = Inclinazione carico eb = Eccentricità (B) cu = Coesione non drenata δ' = Angolo el = Eccentricità (L) ca = Adesione in B β = Inclinazione kp = Coeff. Spinta passiva Il carico limite per le argille nel caso di plinto è di 347 kn/mq (3,4 kg/cmq), la capacità portante applicando il coefficiente di 1,8 stabilito per fondazioni superficiali dalle NTC08 è di 1,9 kg/cmq. -17-

19 CARICO LIMITE E CAPACITÀ PORTANTE Fondazioni superficiali Meyerhof (1963) Caratteristiche geometriche: Caratteristiche geotecniche: B = 1,00 [m] γ = 18,50 [kn/m 3 ] D = 1,00 [m] φ = 0,0 [ gradi] L = 20,00 [m] c = 0,00 [kn/m 2 ] eb = 0,00 [m] cu = 70,00 [kn/m 2 ] el = 0,00 [m] ca = 0,00 [kn/m 2 ] β = 0,0 [ gradi] gr = 1,80 - Carichi applicati: Valori corretti: V = 0,00 [kn] B = 1,00 [m] H = 0,00 [kn] L = 20,00 [m] η = 0,0 [ gradi] φ' = 0,0 [ gradi] δ' = 0,0 [ gradi] Profondità falda: c = 0,00 [kn/m 2 ] cu = 50,00 [kn/m 2 ] zw = 2,00 [m] kp = 1,00 - Caratteristiche applicate: Fattori di correzione: Tipologia di fondazione: Nastriforme/Rettangolare sc = 1,010 Caratteristiche litologiche: Normali sq = 1,000 Azione sismica: Nessuna s γ = 1,000 Applicazione carico: H parallelo a L dc = 1,200 sq dq = 1,000 Fattori di fondazione: d γ = 1,000 Nc = 5,142 ic = 1,000 Nq = 1,000 iq = 1,000 N γ = 0,000 i γ = 0,000 rγ = 1,

20 Carichi e tensioni: Q = 6602,10 [kn] qlim = 330,11 [kn/m 2 ] Rd = 183,39 [kn/m 2 ] Legenda: B = Base γ = Peso di volume V = Carico verticale D = Profondità φ = Angolo di attrito H = Carico orizzontale L = Lunghezza c = Coesione η = Inclinazione carico eb = Eccentricità (B) cu = Coesione non drenata δ' = Angolo el = Eccentricità (L) ca = Adesione in B β = Inclinazione kp = Coeff. Spinta passiva Il carico limite per le argille nel caso di trave continua è di 330 kn/mq (3,3 kg/cmq), la capacità portante applicando il coefficiente di 1,8 stabilito per fondazioni superficiali dalle NTC08 è di 1, 8 kg/cmq. -19-

21 4.2 Verifica nei confronti degli stati limite di esercizio Per le opere e i sistemi geotecnici, gli stati limite di esercizio si riferiscono al raggiungimento di valori critici di spostamenti e rotazioni, assoluti e/o relativi, e distorsioni che possano compromettere la funzionalità dell opera. È quindi necessario valutare, utilizzando i valori caratteristici delle azioni e delle resistenze dei materiali, gli spostamenti e le rotazioni delle opere, nonché il loro andamento nel tempo. Per effetto delle azioni trasmesse in fondazione, i terreni subiscono deformazioni che provocano spostamenti del piano di posa. Le componenti verticali degli spostamenti (cedimenti) assumono in genere valori diversi sul piano di posa di un manufatto. Si definisce cedimento differenziale la differenza dei cedimenti tra punti di una stessa fondazione, di fondazioni distinte con sovrastrutture comuni e di fondazioni distinte con sovrastrutture staticamente indipendenti. Di seguito viene valutato il carico ammissibile sulla base dei cedimenti associati all azione di compressione assiale a centro fondazione. I cedimenti sono stati valutati con il metodo edometrico, nell ipotesi di consolidazione monodimensionale del sottosuolo, sulla scorta di opportune correlazioni fra la resistenza alla punta Rp ricavata dalle prove penetrometriche effettuate ed il modulo di deformazione edometrico Mo. Prefissato lo spessore Hc del banco comprimibile (entro il quale condurre le valutazioni della capacità portante e dei cedimenti), viene condotta la verifica allo schiacciamento dei diversi strati di sottosuolo (spessore 20 cm) nei confronti delle tensioni verticali indotte dal carico agente in superficie e valutate secondo la teoria dell`elasticità (Boussinesq). La pressione ammissibile del terreno di fondazione q.amm è quel valore del carico unitario (inteso come incremento netto di pressione in corrispondenza del piano di posa della fondazione) che determina nel sottosuolo tensioni verticali massime (al centro della superficie di carico) compatibili con la resistenza allo schiacciamento ammissibile R.amm dei vari strati del banco comprimibile. IPOTESI DI PARTENZA: -20-

22 - consolidazione monodimensionale (schema edometrico), Relazione geologica e geotecnica - tensioni verticali nel sottosuolo secondo la teoria dell`elasticità (Boussinesq), - valutazione dei cedimenti nell`ambito della profondità Hc del banco comprimibile, - modulo edometrico Mo = a Rp valutato in base alla natura litologica (presunta). Il calcolo dei cedimenti (esteso all`intera profondità Hc del banco comprimibile) viene condotto per strati successivi (spessore h = 20 cm), valutando per ciascuno strato la tensione verticale sv (al centro della superficie di carico), nonchè il relativo valore del modulo edometrico Mo, in base all`espressione : Cedimento S = n S(h sv / Mo) ove : n = eventuale coefficente di riduzione (n <= 1) che tiene conto della rigidezza strutturale. Lo stesso procedimento di calcolo è stato utilizzato imponendo il carico di esercizio agente sulla fondazione ed ottenendo così i cedimenti corrispondenti. Nella scelta della q.amm di progetto va opportunamente tenuto conto dei cedimenti totali, considerando l`eventualità di cedimenti differenziali che possono pregiudicare la statica del fabbricato. Nell allegato alla presente relazione è riportata un elaborazione relativa alla determinazione della carico ammissibile delle fondazioni che s intendono realizzare, sulla base dei cedimenti. Nell elaborazione si è ipotizzata la realizzazione di fondazioni su plinto e su trave continua a 1 m da p.c.. Nel caso di plinto a base quadrata (lato 3 m) con piano di posa a 1 m dal p.c., ad un carico di esercizio pari a 1,0 kg/cm 2, corrisponde un valore del cedimento pari a 3 cm. Nel caso di trave continua (lato 1 m) con piano di posa a 1 m dal p.c., ad un carico di esercizio pari a 1,2 kg/cm 2, corrisponde un valore del cedimento pari a 3,5 cm. -21-

23 Le caratteristiche generali di portanza del terreno sono idonee alla realizzazione dell' intervento edilizio in progetto. Valori superiori del carico comporterebbero deformazioni poco accettabili e tensioni verticali nel sottosuolo poco compatibili con la resistenza allo schiacciamento del terreno. 5 MODELLAZIONE SISMICA Secondo l Ordinanza n del 20/03/03 Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica il comune di Noventa di Piave viene a ricadere in zona 3. Per il sito in esame i parametri sismici specifici sono: latitudine: 45, [ ] longitudine: 12, [ ] Classe d'uso: II. Costruzioni il cui uso preveda normali affollamenti, senza contenuti pericolosi per l ambiente e senza funzioni pubbliche e sociali essenziali. Industrie con attività non pericolose per l ambiente. Ponti, opere infrastrutturali, reti viarie non ricadenti in Classe d uso III o in Classe d uso IV, reti ferroviarie la cui interruzione non provochi situazioni di emergenza. Dighe il cui collasso non provochi conseguenze rilevanti. Vita nominale: 50 [anni] Parametri sismici Categoria sottosuolo: C Categoria topografica: T1 Periodo di riferimento: 50 anni -22-

24 Coefficiente cu: 1 Relazione geologica e geotecnica Le coordinate espresse sono in ED Prescrizioni relative ai terreni di fondazione Secondo la normativa il sito in costruzione ed i terreni in esso presenti dovranno essere esenti da rischi di instabilità di pendii e di cedimenti permanenti causati da fenomeni di liquefazione o eccessivo addensamento in caso di terremoto. Scopo -23-

25 delle indagini sarà quello di classificare il terreno nelle categorie del punto delle Norme tecniche per le costruzioni CATEGORIE DI SUOLO DI FONDAZIONE Il paragrafo delle Nuove Norme Tecniche Per Le Costruzioni definisce, al fine della determinazione dell azione sismica di progetto le seguenti categorie di profilo stratigrafico del suolo di fondazione: A - Ammassi rocciosi affioranti o terreni molto rigidi caratterizzati da valori di Vs,30 superiori a 800 m/s, eventualmente comprendenti in superficie uno strato di alterazione, con spessore massimo pari a 3 m.. B - Rocce tenere e depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fina molto consistenti con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di Vs,30 compresi tra 360 m/s e 800 m/s (ovvero NSPT,30 > 50 nei terreni a grana grossa e cu,30 > 250 kpa nei terreni a grana fina). C - 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 Vs,30 compresi tra 180 m/s 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). D - Depositi di terreni a grana grossa scarsamente addensati o di terreni a grana fina scarsamente consistenti, con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di Vs 30 inferiori a 180 m/s (ovvero NSPT 30 < 15 nei terreni a grana grossa e cu,30 < 70 kpa nei terreni a grana fina). E - Terreni dei sottosuoli di tipo C o D per spessore non superiore a 20 m, posti sul substrato di riferimento (con Vs > 800 m/s). In aggiunta a queste categorie, per le quali nel punto vengono definite le azioni sismiche da considerare nella progettazione, se ne definiscono altre due, per le quali sono richiesti studi speciali per la definizione dell'azione sismica da considerare: S1 - Depositi di terreni caratterizzati da valori di Vs,30 inferiori a 100 m/s (ovvero 10 < cu,30 < 20 kpa), che includono uno strato di almeno 8 m di terreni a grana fina di bassa consistenza, oppure che includono almeno 3 m di torba o di argille altamente organiche; -24-

26 S2 - Depositi di terreni suscettibili di liquefazione, di argille sensitive o qualsiasi altra categoria di sottosuolo non classificabile nei tipi precedenti. La velocità equivalente delle onde di taglio Vs Nel nostro caso, le prove penetrometriche effettuate consentono di classificare il terreno di fondazione nella categoria C: C - 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 Vs,30 compresi tra 180 m/s 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). 5.2 Verifica alla liquefazione Le suddette norme tecniche prescrivono altresì di valutare la suscettibilità alla liquefazione al fine di escludere fenomeni di instabilità che causino cedimenti permanenti. Il fenomeno della liquefazione interessa i depositi sabbiosi saturi, che durante ed immediatamente dopo una sollecitazione di tipo ciclico, subiscono una drastica riduzione della resistenza al taglio. La causa di tale evento è determinata dall aumento delle pressioni interstiziali, che assumendo valori prossimi alle pressioni totali, fanno sì che il terreno sabbioso si comporti come un liquido pesante. La verifica a liquefazione può essere omessa quando si manifesti almeno una delle seguenti circostanze: 1. eventi sismici attesi di magnitudo M inferiore a 5; 2. accelerazioni massime attese al piano campagna in assenza di manufatti (condizioni di campo libero) minori di 0,1g; 3. profondità media stagionale della falda superiore a 15 m dal piano campagna, per piano campagna sub-orizzontale e strutture con fondazioni superficiali; 4. depositi costituiti da sabbie pulite con resistenza penetrometrica normalizzata (N1)60 > 30 oppure qc1n > 180 dove (N1)60 è il valore della resistenza determinata in prove penetrometriche dinamiche (Standard Penetration Test) normalizzata ad una tensione efficace verticale di 100 kpa e qc1n è il valore della resistenza -25-

27 determinata in prove penetrometriche statiche (Cone Penetration Test) normalizzata ad una tensione efficace verticale di 100 kpa; 5. distribuzione granulometrica esterna alle zone indicate nella Figura (a) nel caso di terreni con coefficiente di uniformità Uc < 3,5 ed in Figura (b) nel caso di terreni con coefficiente di uniformità Uc > 3,5. Figura a) Figura b) -26-

28 Nel nostro caso nel sito in esame a g >0,10 g. Le prove penetrometriche hanno rivelato la presenza di strati sabbiosi con le caratteristiche sopra citate tra 7e 9 m da p.c. e tra 10 e 13 m REQUISITI NEI CONFRONTI DEGLI STATI LIMITE Le Norme tecniche per le costruzioni 2008, nel capitolo 7.1 indicano i requisiti nei confronti degli stati limite. In mancanza di espresse indicazioni in merito, il rispetto dei vari stati limite si considera conseguito: - nei confronti di tutti gli stati limite di esercizio, qualora siano rispettate le verifiche relative al solo SLD; - nei confronti di tutti gli stati limite ultimi, qualora siano rispettate le indicazioni progettuali e costruttive riportate nel seguito e siano soddisfatte le verifiche relative al solo SLV. La verifica alla liquefazione sarà condotta quindi utilizzando la A max relativa alla Salvaguardia Della Vita (SLV) METODI DI ANALISI In adeguamento alle NTC2008, si riporta di seguito il principale metodo per il calcolo della suscettibilità a liquefazione dei terreni sabbiosi saturi. Tale metodo fa parte dei metodi semplificati che si basano su risultati di prove in situ quali sono le prove penetrometriche statiche. Il fattore di sicurezza, Fs nella verifica di resistenza alla liquefazione di un livello di terreno è per definizione il rapporto tra la capacità di resistenza alla liquefazione, espressa in termini di rapporto di resistenza ciclica CRR (Cyclic Resistance Ratio), e la domanda di resistenza alla liquefazione, espressa in termini di rapporto di tensione ciclica CSR. Si ha dunque: Fs = CRR/ CSR Calcolo della domanda di resistenza a liquefazione (CSR) La variabile CSR può essere stimata attraverso l equazione semi empirica proposta da Seed e Idriss (1971): dove: -27-

29 L equazione utilizzata per il calcolo di r d viene di seguito riportata: L equazione utilizzata per il calcolo di MSF viene di seguito riportata: La stima della Magnitudo attesa nel sito è stata calcolata con la Mappa interattiva di pericolosità sismica con il metodo Disaggregazione del valore di a(g) con probabilità di eccedenza del 10% in 50 anni Calcolo della capacità di resistenza a liquefazione da prove penetrometriche statiche (CRR) Si applica il metodo di Robertson e Wride (1997). La valutazione della capacità di resistenza alla liquefazione (CRR) da prove penetrometriche statiche (CPT) viene stimata dagli autori con la seguente espressione: -28-

30 -29- Relazione geologica e geotecnica

31 Il metodo si basa sulla determinazione del fattore di sicurezza Fs = CRR/CSR. Quest ultimo è indicativo della propensione o meno del terreno a liquefare. Il deposito sabbioso saturo è potenzialmente liquefacibile se risulta Fs 1,1. Poiché le prove penetrometriche sono molto simili la verifica è stata condotta sulla prova CPT

32 5.2.3 RISULTATI DELLE ANALISI VERIFICA DELLA LIQUEFAZIONE DEI TERRENI a max 149 cm/s 2 accelerazione orizzontale di picco prodotta dal terremoto in superficie g 980 cm/s 2 accelerazione di gravità M 5,71 Magnitudo del terremoto calcola MSF 2,459 Coefficiente correttivo funzione della magnitudo del sisma a/g 0,152 h 2 m profondità falda da p.c. CALCOLO CSR z σv' σv rd CSR [m] [kg/cmq] [kg/cmq] 6,80 0,82 1,30 0,948 0,0604 7,00 0,84 1,34 0,946 0,0607 7,20 0,86 1,38 0,945 0,0609 7,40 0,88 1,42 0,943 0,0612 7,60 0,9 1,46 0,942 0,0614 7,80 0,92 1,50 0,940 0,0616 8,00 0,94 1,54 0,939 0,0618 8,20 0,96 1,58 0,937 0,0620 8,40 0,98 1,62 0,936 0,0622 8,60 1 1,66 0,934 0,0623 8,80 1,02 1,70 0,933 0,0625 9,00 1,04 1,74 0,931 0,0626 9,20 1,05 1,77 0,928 0,0629 CSR σv' σv rd z domamda di resistenza alla liquefazione tensione verticale litostatica totale tensione verticale litostatica efficace coefficiente di riduzione delle tensioni profondità dal piano campagna PROVA PENETROMETRICA STATICA CPT1 CALCOLO CRR: METODO DI ROBERTSON E WRIDE (1997) z σv' σv qc fs F Q Ic CQ n qc1n Kc (qc1n)cs CRR FS [m] [kg/cmq] [kg/cmq] 6,80 0,82 1, ,33 1,69 95,98 2,260 1,104 0,5 88,35 ok 1, ,49 0,472 7,810 Non liquefacibile 7,00 0,84 1, ,33 1,25 126,98 2,121 1,091 0,5 117,84 ok 1, ,05 0,587 9,682 Non liquefacibile 7,20 0,86 1, ,73 1,85 108,86 2,242 1,078 0,5 102,44 ok 1, ,97 0,640 10,510 Non liquefacibile 7,40 0,88 1, ,13 1,23 104,07 2,176 1,066 0,5 99,14 ok 1, ,50 0,457 7,476 Non liquefacibile 7,60 0,90 1, ,53 1,73 98,38 2,258 1,054 0,5 94,87 ok 1, ,66 0,559 9,099 Non liquefacibile 7,80 0,92 1, ,73 1,69 111,41 2,218 1,043 0,5 108,43 ok 1, ,64 0,675 10,956 Non liquefacibile 8,00 0,94 1, ,40 6,23 23,89 2,899 1, ,53 ok 5, ,26 0,365 5,906 Non liquefacibile 8,20 0,96 1, ,40 3,22 12,94 3,003 1, ,58 ok 6,775 98,80 0,170 2,738 Non liquefacibile 8,40 0,98 1, ,73 1,90 39,16 2,554 1,010 0,5 40,41 ok 3, ,47 0,255 4,103 Non liquefacibile 8,60 1,00 1, ,60 1,70 94,34 2,266 1,000 0,5 96,00 ok 1, ,05 0,596 9,566 Non liquefacibile 8,80 1,02 1, ,93 1,96 96,37 2,288 0,990 0,5 99,01 ok 1, ,16 0,709 11,357 Non liquefacibile 9,00 1,04 1, ,20 1,11 104,10 2,154 0,981 0,5 107,86 ok 1, ,39 0,524 8,371 Non liquefacibile 9,20 1,05 1, ,73 1,30 53,55 2,387 0,976 0,5 56,60 ok 2, ,96 0,275 4,371 Non liquefacibile CRR σv' σv (qc1n)cs F Q qc fs FS Cyclic resistance ratio tensione verticale litostatica totale tensione verticale litostatica efficace resistenza alla punta corretta e normalizzata attrito laterale specifico normalizzato resistenza alla punta resistenza alla punta misurata espressa in kg/cmq attrito laterale specifico misurato espresso in kg/cmq Fattore di sicurezza = CRR/CRS -31-

33 VERIFICA DELLA LIQUEFAZIONE DEI TERRENI a max 149 cm/s 2 accelerazione orizzontale di picco prodotta dal terremoto in superficie g 980 cm/s 2 accelerazione di gravità M 5,71 Magnitudo del terremoto calcola MSF 2,459 Coefficiente correttivo funzione della magnitudo del sisma a/g 0,152 h 2 m profondità falda da p.c. CALCOLO CSR z σv' σv rd CSR [m] [kg/cmq] [kg/cmq] 10,60 1,19 2,05 0,891 0, ,80 1,21 2,09 0,886 0, ,00 1,23 2,13 0,880 0, ,20 1,25 2,17 0,875 0, ,40 1,27 2,21 0,870 0, ,60 1,29 2,25 0,864 0, ,80 1,3 2,28 0,859 0, ,00 1,32 2,32 0,854 0, ,20 1,35 2,37 0,848 0, ,40 1,37 2,41 0,843 0, ,60 1,39 2,45 0,838 0, ,80 1,41 2,49 0,832 0, ,00 1,43 2,53 0,827 0, ,20 1,45 2,57 0,822 0, ,40 1,47 2,61 0,816 0, ,60 1,49 2,65 0,811 0,0580 CSR σv' σv rd z domamda di resistenza alla liquefazione tensione verticale litostatica totale tensione verticale litostatica efficace coefficiente di riduzione delle tensioni profondità dal piano campagna PROVA PENETROMETRICA STATICA CPT1 CALCOLO CRR: METODO DI ROBERTSON E WRIDE (1997) z σv' σv qc fs F Q Ic CQ n qc1n Kc (qc1n)cs CRR FS [m] [kg/cmq] [kg/cmq] 10,60 1,19 2, ,47 0,44 90,71 2,001 0,917 0,5 100,84 ok 1, ,25 0,290 4,706 Non liquefacibile 10,80 1,21 2, ,87 0,69 104,88 2,052 0,909 0,5 117,27 ok 1, ,23 0,470 7,642 Non liquefacibile 11,00 1,23 2, ,67 0,49 110,46 1,965 0,902 0,5 124,43 ok 1, ,41 0,436 7,114 Non liquefacibile 11,20 1,25 2, ,93 2,30 67,06 2,422 0,894 0,5 76,92 ok 2, ,91 0,668 10,943 Non liquefacibile 11,40 1,27 2, ,33 1,23 21,09 2,688 0, ,83 ok 3,910 89,28 0,146 2,404 Non liquefacibile 11,60 1,29 2, ,80 2,37 26,16 2,721 0, ,91 ok 4, ,77 0,224 3,703 Non liquefacibile 11,80 1,30 2, ,40 2,66 40,55 2,599 0,877 0,5 48,24 ok 3, ,20 0,462 7,638 Non liquefacibile 12,00 1,32 2, ,00 1,86 81,58 2,325 0,870 0,5 95,74 ok 2, ,57 0,765 12,689 Non liquefacibile 12,20 1,35 2, ,27 1,03 91,58 2,177 0,861 0,5 108,44 ok 1, ,77 0,576 9,632 Non liquefacibile 12,40 1,37 2, ,87 1,26 108,46 2,168 0,854 0,5 129,01 ok 1, ,23 0,884 14,834 Non liquefacibile 12,60 1,39 2, ,20 1,31 121,26 2,143 0,848 0,5 145,04 ok 1, ,14 1,113 18,766 Non liquefacibile 12,80 1,41 2, ,33 1,10 85,47 2,212 0,842 0,5 103,58 ok 1, ,68 0,584 9,892 Non liquefacibile 13,00 1,43 2, ,07 1,39 103,83 2,200 0,836 0,5 126,27 ok 1, ,60 0,949 16,137 Non liquefacibile 13,20 1,45 2, ,93 0,95 67,19 2,258 0,830 0,5 83,05 ok 1, ,20 0,401 6,860 Non liquefacibile 13,40 1,47 2, ,73 1,34 37,00 2,512 0,825 0,5 47,01 ok 2, ,15 0,300 5,143 Non liquefacibile 13,60 1,49 2, ,47 6,04 16,34 3,016 0, ,12 ok 6, ,40 0,263 4,545 Non liquefacibile CRR σv' σv (qc1n)cs F Q qc fs FS Cyclic resistance ratio tensione verticale litostatica totale tensione verticale litostatica efficace resistenza alla punta corretta e normalizzata attrito laterale specifico normalizzato resistenza alla punta resistenza alla punta misurata espressa in kg/cmq attrito laterale specifico misurato espresso in kg/cmq Fattore di sicurezza = CRR/CRS Le verifiche effettuate escludono il verificarsi del fenomeno di liquefazione per le sabbie presenti in sito. -32-

34 6 CONCLUSIONI Relazione geologica e geotecnica In previsione dell attuazione di un Piano Di Lottizzazione industriale denominato Progetto Norma 21 Ambito B1, in via Calnova a Noventa di Piave, è stato svolto uno studio geotecnico sull area interessata dal progetto che si è avvalso dell'esecuzione di due prove penetrometriche statiche. Dall indagine eseguita e dal confronto con i dati in possesso si sono delineate le caratteristiche stratigrafiche del terreno. Il sottosuolo è così caratterizzato: da piano campagna a 2 m di profondità si ha presenza di uno strato di terreni argillosi, a tratti organici; Tra 2 m e 5-6 m si hanno limi argillosi a tratti limi sabbiosi Tra 5-6 m e 12 m si hanno in prevalenza sabbie con intercalazioni argillose Tra 12 e 15 m si hanno limi e argille Le valutazioni sulla capacità portante dei terreni e sul carico ammissibile vengono riportate nel capitolo 4. Il livello della falda freatica è presente a 2,0-2,3 m dal piano campagna. Il direttore lavori, come previsto dal D.M. 11/03/1988, punto B.2 dovrà controllare la validità delle ipotesi di progetto durante la costruzione, considerando, oltre ai dati raccolti in fase di progetto, anche quelli ottenuti con misure e osservazioni nel corso dei lavori per adeguare, eventualmente l opera alla situazione riscontrata. Qualora risultassero condizioni diverse da quanto fin qui esposto si dovrà darne comunicazione allo scrivente. Treviso, giugno 2012 Dott. Geol. Stefano CONTE -33-

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