Vibroflottazione di terreni sabbiosi in ambito portuale - Keller ...

Ground Improvement Techniques
Vibroflottazione di
terreni sabbiosi in
aree ad uso banchina
nel porto intermodale
di Ravenna
Maurizio Lenzi, Federico Zoli
ACMAR, Ravenna
Fabio Maletti
Autorità Portuale di Ravenna
Marco Roncuzzi,
GEOLOG, Ravenna
Alessandro Bretoni, Roberta Zambrini
Watersoil, Ravenna
Leonello Sciacca,
Sapir, Ravenna
Marco Vidotto,
Keller Fondazioni, Verona
Keller Fondazioni S.r.l.
Verona - Sede centrale
Via della Siderurgia, 10
I-37139 Verona
Tel. (045) 8 18 68 11
Fax (045) 8 18 68 18
E-mail m.contini@keller-fondazioni.com
www.keller-fondazioni.com
Regione Nord-Ovest
Via Lombardia, 11
I-10071 Borgaro Torinese (TO)
Tel. (011) 4 70 26 21
Fax (011) 4 70 26 21
E-mail b.zappalorto@kellerfondazioni.com
Alto Adige / Südtirol
Löwecenter
Via Isarco, 1 / Eisackstraße, 1
I-39040 Varna / Bressanone (BZ)
I-39040 Vahrn / Brixen (BZ)
Tel. (0472) 20 19 09
Fax (0472) 20 19 14
E-mail g.schafferer@kellergrundbau.at
Technical paper 11-58 I
1

VIBROFLOTTAZIONE DI TERRENI SABBIOSI IN AREE AD USO BANCHINA NEL
PORTO INTERMODALE DI RAVENNA
VIBROFLOTATION OF LOOSE SAND SOIL IN HARBOUR AREAS INSIDE THE PORT OF
RAVENNA
Maurizio Lenzi (1) - Federico Zoli (1) - Fabio Maletti (2) - Marco Roncuzzi (3) - Alessandro Bertoni (4) - Roberta Zambrini (4)
Leonello Sciacca (5) - Marco Vidotto (6)
Sommario
Nella memoria si illustrano i risultati conseguiti con il trattamento di vibroflottazione utilizzato per la
compattazione profonda di depositi sabbiosi presenti nell’area portuale di Ravenna. Scopo dell’intervento è
stato quello di migliorare la risposta sismica e le caratteristiche meccaniche degli strati di sabbie sciolte o
poco addensate ove si ancorano i tiranti di una banchina portuale di nuova realizzazione.
Summary
In the paper the deep compaction by vibratory probes of loose sand soil executed in the Port of Ravenna is
presented. The aim was to improve the seismic behaviour and the mechanical properties of the upper layers
of the soil where the tiebacks of a new bulkhead are anchored.
1. Introduzione
Nell’ambito del Piano di Interventi di Potenziamento dello scalo marittimo ravennate, l’Autorità Portuale di
Ravenna ha appaltato all’ACMAR la costruzione in fregio alla Pialassa Piomboni di un tratto di banchina di
collegamento tra le banchine già esistenti negli insediamenti produttivi Saipem e Colacem (Fig. 1). L’opera a
mare è costituita da un palancolato metallico, ottenuto assemblando in opera profili HZ 975C intercalati a
profili AZ 18, sormontato da una trave di coronamento in cui sono alloggiati tiranti ed arredi. La banchina si
estende da quota +2.50 m (quota piazzale) sino a quota -26.20 m, con fondale di progetto a quota -11.50 m e
fondale massimo previsto a quota -12.00 m, fissata ipotizzando fenomeni locali di scalzamento. La struttura
è vincolata in sommità a quota +1.00 m da tiranti di ancoraggio lunghi 30 m di cui 20 m di parte attiva,
inclinati alternativamente di 12° e 15° e disposti ad interasse di 1.79 m come il passo del modulo delle
palancole (Fig. 2-3-4). Il sovraccarico di progetto sul piazzale nelle condizioni di esercizio è di 60 KPa,
contemporaneo ad un tiro nelle bitte di 500 KN.
La natura del terreno interagente con la banchina presenta caratteristiche tipiche dell’area portuale ravennate,
contraddistinta sino ad una profondità di circa 11 m da una successione di sabbie fini e di sabbie limose, da
sciolte a poco addensate, a cui fa seguito un potente banco di argille limose normalconsoladite, da molli a
poco consistenti. In relazione alla natura dei terreni ed alla recente classificazione del Comune di Ravenna in
zona sismica 3 è subentrata la necessità di un intervento di compattazione profonda del banco sabbioso. Ciò
al fine sia di ridurre il potenziale di liquefazione degli strati incoerenti superficiali, sia di migliorare le
caratteristiche meccaniche della fascia in cui si ancorano i tiranti di sostegno della banchina, il cui tiro utile
in esercizio di 800 KN costituisce un valore non marginale per il terreno nelle condizione di sedime.
E’ stato pertanto progettato ed eseguito un intervento di vibroflottazione a tergo della banchina esteso in
senso trasversale da una distanza minima di 3.00 m dal palancolato metallico sino alla verticale del temine
della parte attiva dei tiranti, mentre in senso longitudinale l’intervento ha interessato l’intera estensione della
nuova banchina (150 m). In profondità la vibroflottazione è stata spinta sino a 9 m rispetto alla quota
originaria del piazzale (+2.00 m)
.
Per validare il progetto preliminare e verificare in opera l’entità del miglioramento conseguito è stata poi
effettuata una estesa campagna di indagini geotecniche e geofisiche integrata da un campo prove di
vibroflottazione e da prove a rottura di tiranti. Il resoconto dei risultati ottenuti è illustrato nel seguito.
(1) ACMAR – Ravenna (2) AUTORITA’ PORTUALE di RAVENNA
(3) GEOLOG – Ravenna (4) WATERSOIL – Ravenna
(5) SAPIR - Ravenna (6) KELLER Fondazioni - Verona

5280
Fig. 1 – Vista area del sito
Fig. 1 – Arial view of the site
PARATIA PRINCIPALE- SEZIONE TIPO
Scala 1:100
area di influenza 30 m
1.79
Scala 1:100
1.79 1.79 1.79
1.79
240
300
135 105 165 165
165 165 165 165 165 165
165
165
165 165 165 165
165 165
+0.90
+0.60
250
0.00 S.L.M.M.
4 A B 2
COLONNE DI GHIAIA
VIBROFLOTTATE
D
3
900
12°
15°
1000
+2.50 S.L.M.M.
0.03 TAPPETO D’USURA
0.10 BYNDER
0.30 STABILIZZATO
TIRANTI
a 7 trefoli 0.6" i=1.79 m
L=30.00m (Lparte libera=10.00m, Lbulbo=20.00m)
alternare le inclinazioni
3.30
3.30
1
C
1.79
1.65
1.65
2.44
1.79
2.44
1.65
1.65
3.30
2000
1200
A-B-C-D PUNTI DI CONTROLLO CPT
R Q P O N M L I H G F E D C B A
ASSE PALANCOLATO DI BANCHINA
−12.00 (FONDALE DI
CALCOLO)
−11.50 (MAX DRAGAGGIO)
ZONA DI INFLUENZA VIBROFLOTTAZIONE
Scala 1:100
−19.90 m S.L.M.M.
4
1
C
A B 2
C
3
−26.20 m S.L.M.M.
Fig.2 – Sezione tipica della banchina con indicazione della posizione delle colonne di ghiaia
Fig. 2 – Cross section of the bulkhead with locations of the stone columns
2

Fig. 3 – Infissione delle palancole metalliche
Fig. 3 – Driving of the king piles
Fig. 4 - Vista del palancolato ad infissione ultimata
Fig. 4 - View of the sheet pile wall at the end of the driving operations
3

154
CPTU5
30 20
AREA ESTERNA
CPTU4
CPT4
CPTU3
CPTU2
CPT3
CPT2
CPTU6
PZ1
CPT1
CAMPO
PROVE
KELLER
DP
CPTU1
AREA VIBROFLOTTATA
LATO MARE
Fig. 5 - Ubicazione delle prove penetrometriche e dei sondaggi
Fig. 5 - Locations of the Penetrometer Tests and Sampling
2. Caratterizzazione del sito
a) Per poter definire in dettaglio le caratteristiche dell’intervento di compattazione é necessario ovviamente
disporre di una caratterizzazione adeguata del sito. Nel caso in esame sono state pertanto effettuate prove
geotecniche e geofisiche, prima e dopo la vibroflottazione, allo scopo sia di definire la risposta del terreno in
condizioni statiche (d’esercizio della banchina) ed in condizioni sismiche, sia per verificare il grado di
addensamento conseguito con la vibroflottazione. Nel corso dell’indagine geotecnica sono state perciò
eseguite (fig. 5) :
- prove penetrometriche statiche CPT (ante trattamento)
-
- prove penetrometriche statiche CPTU con piezocono (post trattamento)
- prove penetrometriche dinamiche continue in campo prove (penetrometro dinamico KELLER)
- sondaggi con prelievo di campioni
- analisi granulometriche
indagini che consentono di effettuare una caratterizzazione meccanica puntuale del terreno. La stratigrafia
risultante dai sondaggi, i campioni prelevati , i diagrammi penetrometrici e le analisi granulometriche
relative al terreno nelle condizioni di sedime ante trattamento sono riportate nelle Fig. 6-7-8-9.
Nel corso delle indagini geofisiche sono state invece eseguite :
- prove di rifrazione sismica lungo 3 allineamenti longitudinali
- prove microtremors per la determinazione della velocità delle onde di taglio
- prove sismiche cross-hole nei fori di sondaggio
al fine di ottenere una caratterizzazione dinamica del terreno in termini di velocità di propagazione delle
onde di compressione e delle onde di taglio, necessaria per definire l’inquadramento sismico del sito. I
risultati forniti dalle indagini geofisiche sono illustrati e riassunti in un paragrafo successivo.
4

Committente:
Oggetto:
Comune:
Località:
Data:
Metodo di perforazione:CAROTAGGIO CONTINUO.
Strumento di perforazione:SONDA A ROTAZIONE
ACMAR s.c.p.a. Via G. Rossi, 5 - 48100 Ravenna
Indagine geognostca
Ravenna
Porto Banchina Saipem
31/03/06
Sondaggio
PZ1
X:759550 (UTM32)
Y:4928558 (UTM32)
Quota p.c.:
Quota inizio (m s.l.m.):
profondità falda m
Profondità sondaggio (m):
Inclinazione (gradi):
15,00
0
4,10
Profondità Quote Spessore Stratigrafia S.P.T.
Campioni
Descrizione litologica (A.G.I. 1977)
Profondità SPT
da p.c. (m) m s.l.m. Strati (m) A.G.I. 1977 tipo n° prof. N1 N2 N3
1
2,00
Terreno di riporto, formato da sabbia media color
marroncino, con clasti centimetrici di natura
prevalentemente carbonatica
2
2,00
2,70
0,70
~~~
~~~ ~~~
~~~ ~~~
~~~ ~~~
Limo argilloso plastico, color avana
3
0,60 Sabbia media, matrice limosa, color grigio
4
5
6
7
3,30
5,10
6,80
~ ~ ~ ~
~ ~ ~ ~
~ ~ ~ ~
~ ~ ~ ~
1,80 ~ ~ ~ ~
~ ~ ~ ~
~ ~ ~ ~
~ ~ ~ ~
~ ~ ~ ~
1,70
~ ~ ~
Composito
Composito
Limo sabbioso, color marroncino
4,50
S1
5,00
6,00
Sabbia limosa poco consistente, color marroncino
S2
6,50
0,80 Sabbia media, matrice limosa, color marroncino
4,00
4,45
7,00
1 2 6
2 2 5
7,45
7,60
8
0,90
Composito
S2
8,00
8,50
Limo sabbioso, poco consistente, color marroncino
8,70
9
0,70
Sabbia media, mediamente consistente, color
marroncino
9,00
11 9
11
9,40
9,45
1,10
Sabbia media color avana umida
10
Fig. 6 – Stratigrafia risultante dal sondaggio PZ1 (da p.c. a 10 m)
Fig. 7 – Soil Profile - Sampling PZ1 (from 0 to 10 m)
Fig. 7 – Carote in cassetta catalogatrice - Sondaggio PZ1 (da p.c. a 15 m)
Fig. 8 – Soil Samples PZ1 (from 0 to 15 m)
5

Fig. 6 – Prove penetrometriche CPT (ante vibroflottazione)
Fig. 6 – CPT Diagrams (before deep compaction)
BANCHINA SAIPEM-COLACEM - ANALISI GRANULOMETRICA
100
90
80
Passante percentuale [%]
70
60
50
40
30
S1 - PROF. -4.5/-5.0 m
S2 - PROF. -6.0/-6.5 m
S3 - PROF. -8.0/-8.5 m
20
10
0
0.001 0.01 0.1 1 10 100
Diametro dei grani [mm]
Fig. 9 – Analisi granulometria del sito
Fig. 9 – Particle size distribution curve of the site
6

3. Vibroflottazione
a) E’ noto che per conseguire la compattazione dei terreni incoerenti la tecnica più idonea è quella della
vibrazione impressa; nel caso specifico di addensamento del terreno in sito si impiegano allo scopo punte
vibranti infisse sino alla profondità massima da compattare. La densità dei punti di trattamento dipende dalla
natura del suolo, dalla potenza delle macchina impiegata e dalla densità relativa del terreno che si vuole
raggiungere. Nel caso in esame la maglia del trattamento di vibroflottazione che è stata prescelta é quella a
quinconce con spaziatura S=2.44 m risultante da un interasse in senso ortogonale al palancolato di 3.30 m e
di 1.79 m, pari all’interasse dei tiranti a cui risultano intercalate, in senso parallelo alla banchina (Fig. 10).
La profondità del terreno trattato è stata, come indicato, di 9.00 m che costituisce l’ampiezza della fascia in
cui si attesta la parte attiva dei tiranti.
In sede di progetto si è fatto riferimento al criterio per il quale l’efficacia del trattamento di vibroflottazione
decresce in direzione radiale al crescere della distanza dal centro di infissione della punta vibrante. Il metodo
utilizzato consiste nell’assegnare in base alla potenza della macchina e delle caratteristiche del terreno, un
valore dell’efficienza denominato coefficiente di influenza ad ogni circonferenza concentrica con il punto di
trattamento (Fig. 11). E’ possibile in tal modo determinare il valore risultante di tale coefficiente in vari punti
significativi, quali il centro della maglia delle colonne (punto di densità minima) e l’asse dei futuri tiranti,
sommando in un dato punto i valori dei coefficienti di influenza pertinenti alle varie verticali di
vibroflottazione.
1
136101628
4 2
3
Fig. 10 – Schema dell’intervento di vibroflottazione
Fig.10 – Deep Compaction Design Model
Determinato in tal modo il coefficiente di influenza risultante, CF, si è poi adottata in base ai dati di
letteratura ([1],[2],[3]) una correlazione lineare tra questo valore e la densità post-trattamento (D rf ) assegnata
la densità relativa ante trattamento (D ro ):
D rf = D ro + 2 CF (1)
Il risultato dell’elaborazione é riportato in fig. 12 nel caso esemplificativo di densità relativa iniziale del
terreno del 50%, sebbene tale valore sia risultato a consuntivo un limite superiore per le caratteristiche di
addensamento iniziale. Viceversa i valori di densità relativa stimati per il terreno compattato sono risultati
anche maggiori di quelli previsti. S’intende che i valori indicati vanno intesi come medi sulla lunghezza
della colonna vibroflottata, variando come noto con la profondità l’influenza della pressione litostatica di
confinamento sui valori di densità relativa del terreno in sito.
7

VIBROFLOTTAZIONE
COEFFICIENTI DI INFLUENZA
25
20
Coefficiente di inflienza [-]
15
10
Coeff. di influenza
5
0
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5 1,6 1,7 1,8
Distanza [m]
Fig. 11 - Correlazione tra coefficiente di influenza e distanza dal vibroflot
Fig. 11 - Influence coefficients vs distance from vibroflot
50
4
1
78 71
65 74
2
1
E
A
C
B
4
78 71
3
F
3
D
Fig. 12. Densità relative teoriche risultanti dallo schema di vibroflottazione
Fig. 12. Theoretical values of the density index resulting from ibroflotation design
8

) Da un punto di vista operativo il trattamento di vibroflottazione è consistito nell’addensare il terreno
sabbioso in profondità mediante la vibrazione impressa da una massa eccentrica rotante calettata in punta su
un asta tubolare allo scopo attrezzata ed infissa con l’ausilio di un getto d’acqua. Il macchinario impiegato,
vibroflot da sabbia KELLER VS 300, impiega una potenza di 120 KW, con una forza centrifuga di 27 t
generata operando ad una frequenza di 60 Hz. L’amperaggio medio assorbito è risultato di circa 300 A .
All’interno del cono di depressione e delle colonne vibroflottate è stata immesso materiale inerte calcareo di
grossa pezzatura (Fig. 13-14-15), di dimensioni massime dell’ordine di 100 mm, in ragione di circa 1 metro
cubo per metro lineare di colonna, parametro veramente emblematico riguardo il grado di addensamento del
terreno di sedime nella condizione iniziale.
Fig.13-14-15:Vibroflot KELLER VS300 con prolunghe e cumulo del materiale di riempimento delle colonne
Fig. 13-14-15: Vibroflot KELLER VS 300 with vibratory probe and coarse filling of the stone columns
9

4. Efficacia del trattamento
Per stabilire un criterio di giudizio sull’efficacia del trattamento di compattazione profonda si ritiene utile
richiamare alcuni concetti informatori che saranno utilizzati nel seguito. E’ noto che l’intervento di
vibroflottazione consente di ottenere la compattazione di strati di terreno incoerente, quali sabbie o sabbie
con modesti livelli di frazioni limose, che vengono liquefatte dall’azione del vibroflot. Viceversa nei terreni
ad alto contenuto di frazione limosa e nei terreni coesivi, a causa dello lo smorzamento delle vibrazione
impresse che queste frazioni operano, il trattamento colonnare risulta meno efficace. L’addensamento si
basa infatti sulla separazione dei grani causata della vibrazione e della sovrapressione interstiziale da questa
generata, cause che riducono entrambe la pressione efficace di contatto tra i grani. Una volta separate le
particelle si compattano poi in uno stato più denso per gravità durante la fase di estrazione della punta al
cessare della vibrazione impressa.
Questi aspetti peculiari della risposta dei terreni incoerenti alla vibroflottazione trovano puntuale riscontro
anche nel caso in esame come si può notare confrontando i valori di resistenza alla punta nelle prove CPTU
riportate in Fig 16 e Fig. 17 eseguite rispettivamente la prima al di fuori dell’area trattata a 50 m dalla
banchina e la seconda sempre sulla stessa ortogonale al centro dell’area vibroflottata. I due profili
stratigrafici sono tipici dell’area e rappresentativi delle campagna di prove eseguita.
Il diagramma delle resistenze relative al post trattamento (Fig. 17) mostra come l’efficacia dell’intervento sia
stata eccellente nella fascia sino a 5.00 m in cui è presente sabbia sciolta o poco addensata, con resistenze
alla punta incrementate da 4 MPa ad oltre 10 MPa. In tale tratto si può notare peraltro la presenza a
profondità di 2.0 m e di 5.0 m di due livelli di spessore decimetrico di modestissima resistenza
corrispondenti esattamente ai due picchi presenti nel diagramma che fornisce il rapporto tra la resistenza
laterale e la resistenza alla punta (friction ratio), picchi che denotano appunto la presenza di lenti argillose.
L’intervento ha avuto poi una efficace minore, ma comunque rilevante con incrementi di resistenza alla
punta anche dell’ordine del 50% e oltre, nella fascia compresa tra i 5 m e 9 m in cui si ha presenza nel
terreno di sedime di una frazione limosa significativa e con indice plastico nullo. Al di sotto dei 9 m di
profondità i due diagrammi sono sovrapponibili, ad indicare come non vi sia stato alcun miglioramento
apprezzabile al di sotto di tale quota.
La marcata compattazione conseguita negli strati sabbiosi trova poi conferma anche nelle misure della
pressione interstiziale registrate nelle prove effettuate con piezoconono (fig. 18). Come si può constatare, i
valori delle sovrapressioni misurate durante l’infissione della punta conica nella zona vibroflottatata sono
risultate tutte negative per l’intera profondità trattata, per poi ridiventare marcatamente positive, come
devono, nello strato argilloso inferiore. Viceversa i valori registrati dal piezocono nella zona esterna non
trattata presentano valori di sovrappressione positiva, come lecito attendersi.Valori negativi di
sovrappressione corrispondono a suzione e sono imputabili al fenomeno della dilatanza [Pasqualini, 1981]
che si verifica durante la rottura di terreni incoerenti molto compatti quale lo strato sabbioso in esame nella
condizione post-trattatmento. L’infissione delle aste provoca una rottura locale del terreno sotto la punta del
piezocono che avviene con aumento di volume, dovendosi rompere nei terreni compatti anche il mutuo
incastro tra i grani. L’aumento di volume che si genera durante la rottura richiama acqua verso il piezocono
invece di generarne la espulsione, manifestandosi in tal modo un effetto di suzione.
In termini numerici il miglioramento ottenuto trova riscontro anche nella stima dei parametri di resistenza a
taglio, eseguita utilizzando per l’angolo d’attrito le correlazioni proposte da Schertmann e nella stima della
densità relativa percentuale (v. Tab. I) effettuata con la relazione proposta da Baldi:
(2)
nella quale q c è la resistenza alla punta, σ’ vo è la tensione verticale efficace e C o , C 1 e C 2 sono costanti.
10

Fig. 16 - PROVA CPTU5 - Zona centrale a 50 m dalla banchina, al di fuori della zona trattata
Fig. 16 - CPTU5 Test - Central area 50 m from the bulkhead, out of the compacted zone
Fig. 17 - PROVA CPTU6. Zona centrale a 20 m dalla banchina, al centro della zona trattata
Fig. 17 - CPTU6 Test.- Central area 20 m from the bulkhead, in the compacted zone
11

0
BANCHINA SAIPEM-COLACEM
MISURE DI PRESSIONE INTERSTIZIALE
100
200
300
Z [cm]
400
500
Prova CPTU6 - Area vibroflottata
Prova CPTU5 - Area esterna
600
700
800
900
-200 -175 -150 -125 -100 -75 -50 -25 0 25 50 75 100 125 150 175 200
U [KPa]
Fig. 18 – Misure di pressione interstiziale nell’area vibroflottata (CPTU6) e nell’area esterna non trattata (CPU5)
Fig. 18 – Pore pressure measures in the compacted zone (CPTU6) and out of the compacted zone (CPU5)
Tab. I – Valori percentuali di densità relative del terreno ante e post trattamento (C o =157; C 1 =0.55; C 2 =2.41)
Tab. I – Percent values of the density index before and after the vibroflotation .
Profondità
Ante vibroflottazione
Post Vibroflottazione
(m) CPT1-CPT2 CPT3-CPT4 CTU2 CPTU4 CPTU6
0.50 ÷ 2.50 41 57 60 77 78
2.50 ÷ 4.50 36 20 75 76 76
4.50 ÷ 8.50 30 27 53 56 50
8.50 ÷ 10.50 21 20 42 42 32
12

I dati di compattazione sono poi confermati anche dai risultati dalle prove penetrometriche dinamiche
continue (Fig. 19 e Fig. 20) eseguite nel campo prove con penetrometro di cantiere KELLER durante il
corso dei lavori. A questo proposito va evidenziato il fatto che, essendo il terreno più superficiale molto
permeabile, le prove dinamiche continue hanno risentito in maniera decisiva del disturbo arrecato dalla
esecuzione contemporanea alla prova di colonne pur distanti, al punto che prove eseguite a distanza
temporale via via maggiori fornivano resistenze alla punta inferiori. Le prove dinamiche nel campo prove
sono state pertanto ripetute a distanza di un mese dall’esecuzione delle colonne di pertinenza, ad
avanzamento sufficiente dei lavori tale da poter ritenere minimo il disturbo citato, ottenendo conferma del
sostanziale incremento di resistenza alla punta.
Fig. 19 – Posizione delle prove penetrometriche dinamiche nel campo prove di vibroflottazione
Fig. 19 – Locations of the dynamic penetrometer tests inside the vibroflotation test area
Fig. 20 -. Diagrammi penetrometrici dinamici comparativi (Nr.blows/10 cm)
Fig. 20 - Comparative diagrams resulting from the dynamic penetrometer tests (Nr.blows/10 cm)
13

5. Indagini geofisiche
Per la verifica del grado di addensamento conseguito con la vibroflottazione e per la caratterizzazione
sismica e dinamica del sito, l’attività ricognitiva di tipo diretto è stata integrata con indagini di tipo geofisico,
ossia di tipo indiretto, anch’esse realizzate prima e dopo la vibroflottazione.
Il vantaggio principale dei metodi geofisici consiste nella possibilità di dedurre e definire le caratteristiche
del sottosuolo attraverso le informazioni rilevabili dalla superficie, naturalmente dopo aver eseguito
un’adeguata taratura con le informazioni stratigrafiche provenienti dalle prove dirette.
Fig. 21. Stendimento di sismica a rifrazione e
microtremors
Fig. 21. Seismic refraction and microtremors lines
Fig. 22. − Fori cross-hole
Fig. 22 − Cross-hole Location
Nel caso in esame l’obiettivo principale era quello, si è detto, di rilevare il parametro V S,30 che caratterizza la
risposta sismica locale del terreno. Peraltro questo dato geofisico, che rappresenta la velocità media di
propagazione delle onde di taglio nei primi 30 m di profondità, non era nel presente caso da solo sufficiente
a definire il grado di compattezza del terreno dato che la colonna stratigrafica risulta caratterizzata, oltre che
da materiale di riporto in superficie, da strati sabbiosi sciolti e strati argillosi posti al di sotto della quota di
falda (-2.5 m dal p.c).
E’ nota la difficoltà di propagazione delle onde di taglio (S) nei sistemi con fase fluida satura [Rapolla, 1992]
e pertanto si è ritenuto di corredare l’indagine sismica con misure della velocità delle onde di pressione (P)
tramite stendimenti a rifrazione (Fig.21) e rilievi in foro di tipo cross-hole (Fig.22). Le tre metodologie
impiegate sfruttano gli stessi principi della propagazione delle onde sismiche ma sia l’acquisizione sia
l’elaborazione dei dati seguono processi molto differenti fra di loro.
La tecnica “microtremors”, impiegata per il rilievo delle velocità delle onde di taglio, necessita di uno
stendimento superficiale dell’ordine di un centinaio di metri di geofoni verticali equidistanti e registra i
rumori ambientali denominati microtremori che vengono rifratti nel terreno. Un software dedicato consente
di ricostruire il profilo verticale delle velocità delle onde S attraverso l’analisi della dispersione delle onde
superficiali di Rayleigh che si originano dall’interferenza delle onde S e delle onde P.
14

Fig. 23. Planimetria stendimenti sismici
Fig. 23. Location of the refraction lines
Fig.24 – Ubicazione stendimenti sismici
Fig.24 – Position of the refraction lines
La sismica a rifrazione (fig. 23,24,25) utilizza la medesima strumentazione con la differenza che in questo
caso è necessaria una sorgente di onde sismiche, che può essere la massa battente utilizzata nel presente caso.
Dai sismogrammi si ricavano così i tempi di percorrenza dei raggi rifratti: questi sono trattati con softwares
tomografici d’inversione che ipotizzano la suddivisione della porzione di terreno investigato in tante celle;
all’interno di ciascuna di esse viene effettuato il calcolo statistico con la tecnica dei minimi quadrati per
determinare quale sia stato il percorso effettivo compiuto dall’onda e tale da impiegare il tempo registrato. Il
risultato finale è una sezione bidimensionale di velocità.
X
Sorgente
V1
p.c.
Geofono
onda diretta
V1
onda rifratta
V1
h
ic
ic
sin ic = V1/V2
V2
Superficie di
discontinuità
Fig. 25 − Percorso dei raggi rifratti
Fig. 25. − Path of the refracted ray
L’indagine cross-hole è stata a sua volta eseguita sfruttando due fori di sondaggio, distanti circa 5 m l’uno
dall’altro, impiegando in questo caso non più geofoni, poiché i fori sono riempiti di acqua, ma idrofoni che
vengono calati all’interno della cavità e che registrano i fronti d’onda degli impulsi generati dal dispositivo
di energizzazione “sparker” inserito nel foro adiacente. Queste operazioni vengono eseguite mantenendo
fissa la posizione degli idrofoni variando quella della sorgente che all’inizio si trova sul fondo foro,
facendola salire a steps successivi verso la superficie. In questo modo si ottengono i tempi di percorso
dell’onda diretta, e quindi le relative velocità, ad ogni quota in cui è stata fatta la misura. Anche per questi
dati si è scelta l’elaborazione tomografica. Le velocità sismiche ricavate da questo tipo d’indagine risultano
poi molto utili per la taratura delle altre due metodologie impiegate dato che vengono analizzati i percorsi
diretti dell’onda lungo la colonna stratigrafica.
15

Banchina Saipem Ravenna Porto: Vs Model comparazione
0
0 50 100 150 200 250 300 350 400
Profondità (m)
-5
Progressiva metrica (m)
-10
-15
Depth, m
Profondità (m)
Progressiva metrica (m)
-20
Materiale di
riporto
Sabbie limose
da mediamente a
poco consistenti,
sature
Sabbie mediamente
Argille
consistenti
e
Limi argillosi
-25
300 500 700 900 1100 1300 1500 1700
-30
Vs30 (prima fase - senza intervento) = 174 m/s
-35
Vs30 (seconda fase - dopo vibroflottazione) = 189 m/s
Shear-Wave Velocity, m/s
Fig. 26 - Profili di velocità delle onde S
Fig. 26 - Shear waves S profile vs depth
6. Risultati delle indagini geofisiche
Fig. 27. Sezioni bidimensionali tomografiche di
sismica a rifrazione e cross-hole
Fig. 27. Tomographic bidimensional sections
Resulting from seismic refraction and cross-hole
Si commentano nel seguito i risultati delle indagini geofisiche richiamando dapprima l’attenzione sul fatto
che la stratigrafia fornita dal sondaggio eseguito nei fori della prova cross-hole ha dato conferma che la
sequenza dei terreni è formata da sabbie limose e limi sabbiosi o comunque con contenuto di materiale fine
significativo, a cui fanno seguito dalla profondità di circa 11 m strati di argille limose e di limi argillosi .
Dall’analisi visiva delle carote, dai risultati delle prove SPT eseguite nei fori di sondaggio nonché dalla
prova di taglio in sito, è risultato come vari livelli di limo sabbioso e sabbie limose si presentino da
mediamente a poco consistenti, prefigurando zone a caratteristiche geotecniche mediocri suscettibili di
degrado meccanico a seguito di eventi sismici naturali, con tutte le problematiche connesse, possibile
liquefazione e perdita di capacità portante. In tale contesto il miglioramento delle proprietà meccaniche
conseguente alla vibroflottazione e quello litologico compositivo prodotto dalle colonne di ghiaia si
conferma essere funzionale alla risoluzione delle problematiche citate.
Entrando nel merito dei risultati delle prove geofisiche riepilogati in fig. 26-27-28, le misurazioni della
velocità diretta delle onde sismiche registrata nei due fori di sondaggio, tecnica Cross-Hole, hanno
evidenziato come i terreni investigati rientrino in un range di velocità compreso tra 300-1900 m/sec, valori
confermati anche dai riscontri lungo gli stendimenti sismici.
Per quanto riguarda la risposta ottenuta in termini di velocità delle onde elastiche con la tecnica a rifrazione
sismica, si evidenzia come nella fattispecie la linea sismica più esterna rispetto alla banchina risulta subire un
aumento di tali velocità a seguito dei miglioramenti meccanici conseguiti.
Tale aspetto risulta evidente nella zona subsuperficiale, fino a profondità di circa 5 m ove si registra un
aumento di circa 200 m/sec, passando da velocità attorno ai 400 m/sec a velocità dell’ordine di 600 m/sec.
Tale variazione è da attribuirsi al miglioramento avvenuto a mezzo della vibroflottazione ed il dato é in
accordo con i risultati delle prove dirette (prove penetrometriche).
16

DROMOCRONE
Linea Sismica "Esterna"
Tempo
Tempo
Progressiva metrica
prima della vibroflottazione
Progressiva metrica
dopo la vibroflottazione
Fig., 28 – Dromocrone
Fig. 28 – Travel time curves
In termini di velocità delle onde di taglio i valori fornite dalle prove microtremors evidenziano il passaggio
da una velocità media nei primi 30 m di 174 m/sec (Categoria Stratigrafica D; S=1.35) prima del trattamento
colonnare ad una velocità media di 189 m/sec (Categoria Stratigrafica C; S=1.25) dopo la vibroflottazione.
La variazione di velocità registrata per le onde P e le onde S non è da ritenere marginale ed è strettamente
legata alla natura del terreno investigato in termini di litologia, porosità, cementazione, saturazione ed in
particolar modo alla densità (Tatham 1982). L’aumento della densità, parametro che compare al
denominatore nelle leggi che regolano le velocità di pressione (V p ) e di taglio (V s ), provoca una diminuzione
della velocità; poiché spesso le cause che portano ad un aumento della densità provocano anche un
contemporaneo e forte aumento dei moduli elastici, si ha come effetto netto un aumento delle velocità di
propagazione delle onde sismiche.
Un effetto duale è poi da ascrivere all’inserimento di colonne di ghiaia che produce localmente un
abbassamento delle velocità sismiche, in quanto tali velocità dipendono anche dalla litologia, ed in particolar
modo dalla granulometria, essendone inversamente proporzionali alla stessa. Cosi, in genere, una sabbia fa
registrare una velocità più bassa di un’argilla e più alta di una ghiaia, circostanza legata alla presenza di vuoti
in cui non si verifica la propagazione delle onde elastiche.
L’aumento delle velocità sismiche registrate ed evidenziate in maggior misura nella linea più esterna, rientra
in una logica del miglioramento conseguito con la vibroflottazione che ha evidentemente prodotto un
aumento della densità e dei moduli delle litologie interessate. E’ altresì probabile, considerato l’aumento di
velocità, che lo stendimento abbia intercettato non tanto le colonne di ghiaia, bensì la zona fra di esse in cui
si risente maggiormente dell’effetto di compattazione ed in cui non c’è stato alcun cambiamento
granulometrico. Si deve poi riferire ad un processo di consolidazione, dovuto al peso non trascurabile della
ghiaia inserita nei punti di trattamento, l’aumento delle velocità delle onde di taglio, V s , evidenziato dagli
andamenti dei profili delle velocità all’aumentare della profondità.
In sintesi, a fronte da un lato di un possibile abbassamento delle velocità di propagazione dovuto
all’inserimento di materiale di grossa pezzatura ed al consistente rimaneggiamento che subisce il terreno
durante un intervento invasivo come la vibroflottazione che altera marcatamente la storia geologica del sito
in termini di legami intergranulari e di cementazione, si registra, dall’altro lato ed in maniera comparativa,
una sostanziale uniformità dei valori delle velocità che risultano localmente aumentate, confermando la
bontà del trattamento litologico compositivo e di miglioramento meccanico per addensamento conseguito,
che si può ipotizzare si incrementi nel tempo a seguito della ricostruzione dei legami intergranulari e della
cementazione tra i grani.
17

7. Potenziale di liquefazione
a) E’ stato già accennato che uno degli obiettivi primari fissati per l’intervento di compattazione profonda è
stato quello migliorare la risposta sismica degli strati incoerenti sotto falda. La modesta densità relativa delle
sabbie degli strati superiori nella condizione naturale espone infatti il sito a problematiche connesse alla
liquefazione, problematiche che possono risultare critiche per la zona di ancoraggio dei tiranti dove già
agiscono in condizioni di free-field le tensioni tangenziali di aderenza nelle interfacce tra tiranti e terreno. In
fase sismica tali strati sono soggetti a sollecitazione tangenziale ciclica (fig. 29) dovuta alla propagazione
verso la superficie delle onde di taglio generate dal sisma. Tale sollecitazione viene fronteggiata dalla
resistenza a taglio del terreno che per gli strati in falda dipende dal valore locale della tensione efficace. Al
ripetersi dei cicli di sollecitazione sismica insorgono consistenti flussi idrici e, in relazione alle condizioni di
drenaggio che possano ostacolare tale flusso, gradienti di pressione interstiziale tali da ridurre od azzerare la
pressione efficace e la resistenza a taglio del terreno. La suscettibilità alla liquefazione (fig. 30) è perciò in
genere maggiore negli strati più superficiali ove è minore la pressione efficace di confinamento e dove é
massima l’ampiezza delle onde di taglio. Tali effetti si contrastano incrementando la resistenza a taglio del
terreno con l’addensamento in sito e migliorando le condizioni di drenaggio attraverso l’inserimento delle
colonne di ghiaia, criteri entrambi adottati come si è visto nel caso in esame.
b) La vulnerabilità del banco incoerente è stata valutata effettuando una stima del potenziale di liquefazione
del terreno adottando il criterio di Seed e Idriss che individua ad ogni profondità z del deposito il coefficiente
di sicurezza alla liquefazione nel rapporto:
CRR
F L
= ⋅MSF (3)
CSR
Nella relazione precedente CRR rappresenta la resistenza a taglio in condizioni cicliche,τ ult , normalizzata
rispetto alla pressione verticale efficace σ ' v 0
:
τ
CRR = ult
(4)
σ ' v0
Il suo valore numerico è fornito dall’abaco di fig. 31 in funzione delle resistenza alla punta normalizzata N 1
[N 1 = C N N SPT ; N SPT ≅ q c /4.5; C N ≅ (p a /σ’ v ) 0.5 ], della percentuale di parti fini, FC, e del rendimento energetico
d’infissione rapportato ad una efficienza del 60%. Per la sollecitazione ciclica media normalizzata CSR vale
l’espressione:
τ Sa
media
g σ
v
CSR = = 0.65 rd
(5)
σ ' g σ
v0 '
v0
nella quale r d è un fattore riduttivo funzione della proofndità che mette in conto la deformabilità del terreno.
Nella definizione del coefficiente di sicurezza MSF è un fattore di scala che tiene conto della magnitudo, M,
dei terremoti attesi e che assume valore unitario per M=7.5. Per il sito in esame, considerando una magnitudo
M=6.0 (zona 3; a g =0.15g; S=1.35), si è assunto MSF=1.482 utilizzando la relazione (AGI, 2005):
MSF = 6.9·exp(-M/4) - 0.058. (6)
L’individuazione del coefficiente di sicurezza locale ad ogni quota consente poi di definire l’indice [I L ] del
potenziale di liquefazione, indicativo dell’estensione della liquefazione all’interno del deposito, in base alla
seguente correlazione:
I = H
F( z)
w(
z)
dz (7)
L
∫
0
proposta da Iwasaki e ripresa anche dalle recenti Linee Guida AGI [14]. In essa H è la potenza del banco
(H max =20 m), z è la profondità dal piano campagna in metri, w( z)
= 10 − 0. 5z
è un coefficiente che assegna
un peso maggiore alla liquefazione degli strati più superficiali ed F(z) un fattore che si assume pari a:
18

σ
σ
σ
τ
σ
σ
τ
σ
τ
τ
σ
σ
Fig. 29 – Sequenza di sforzi taglianti ciclici in condizioni sismiche
Fig. 29 – Cycle shear stress in the soil in seismic conditions
100
90
BANCHINA SAIPEM - COLACEM
FASCE GRANULOMETRICHE DI SUSCETTIBILITA' ALLA LIQUEFAZIONE
LIMO SABBIA GHIAIA
80
Passante percentuale [%]
70
60
50
40
30
Limiti per terreni liquefacibili
Granulometria
media del sito
Limiti per terreni potenzialmente l iquefacibili
UC ≈ 10
20
10
0
0.001 0.01 0.1 1 10 100
Diametro dei grani [mm]
Fig. 30 – Fasce granulometriche suscettibili alla liquefazione e granulometria del sito
Fig. 30 – Liquefaction limit curves and size distribution curves of the site
0.80
0.70
Rapporto di resistenza ciclica, CRR
0.60
0.50
0.40
0.30
0.20
FC < 5%
FC = 15%
FC = 35%
0.10
0.00
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45
Numero di colpi normalizzato, (N 1 ) 60
Fig. 31 – Resistenza a taglio ciclica in funzione della resistenza alla punta normalizzata
Fig. 31 – Cycle Soil shear resistance vs normalized number of blow.
19

F( z)
= 1−
F L
per F L ≤1. 0 (8)
F ( z)
= 0 per F L >1. 0 (9)
ossia pari al valore complementare positivo del coefficiente di sicurezza F L alla generica quota z. Si
considera suscettibile il singolo strato per il quale F L

8. Prove a rottura dei tiranti
Figura 32 - Schema del tirante d’ancoraggio
Figura 32 – Schematic design of the g round anchor
Completata la fase esecutiva e quella di indagine geotecnica-geofisica ante e post trattamento e valutato
l’incremento dei parametri meccanici in termini di densità relativa e di angolo di attrito, si è successivamente
proceduto alla esecuzione dei tiranti di prova. La banchina, si è detto, è ancorata in sommità mediante tiranti
con bulbo attivo di 20 m di lunghezza, armati con 7 trefoli da 0.6” e con tiro di esercizio di 800 KN. Allo
scopo di testarne la capacità portante si é deciso di sottoporre a prova di rottura tre tiranti, di cui due eseguiti
nel terreno vibroflottato ed uno nella zona non trattata. I tiranti di prova sono stati confezionati con 10 trefoli
in modo da assicurare una resistenza lato acciaio in campo elastico non inferiore a 2000 KN. Lo schema
tipico del tirante utilizzato è riportato in fig. 32. Il risultato delle prove eseguite con impiego di martinetti
multipli (Fig. 33) è invece riportato in fig.36 dove è rappresentata la curva sforzi-allungamenti del 1° tirante
di prova ed in fig. 37 che riporta la curva flessibilità-allungamenti dedotta applicando il metodo dell’inversa
pendenza ai valori del tirante di prova nr. 2. Nel caso del tirante esterno all’area vibroflottata (tirante nr. 3)
la rottura si è verificata per un tiro di 1350 KN mentre per i due tiranti inseriti nel terreno vibroflottato è stato
raggiunto il tiro di 2000 KN senza che i tiranti manifestassero allungamenti anomali, mantenendo nel tempo
il carico senza perdita di pressione ai martinetti e mostrando una significativa resistenza residua ancora
mobilitabile. Questo rilievo è confermato dalla stima della lunghezza libera equivalente effettuata in base alla
misura degli allungamenti (E=195000 N/mm 2 ; A=1390 mm 2 , F = 2000 KN; F o = 150 KN; δ F-Fo = 112.6 mm):
L eq = EA δ F-Fo / (F-F o ) (11)
che è risultata a 2000 KN pari a 16.50 m, corrispondente ad punto di incastro posizionato a circa 1/3 del
tratto attivo(fig. 34). Data la significativa aliquota di resistenza limite comunque mobilitata è stato possibile
dedurre per i tiranti 1 e 2 la resistenza ultima utilizzando il metodo dell’inversa pendenza (fig. 35), di cui si
illustra l’applicazione al caso specifico dei tiranti d’ancoraggio [Lenzi, Rosetti ,1992]. L’ipotesi adottata è
quella di schematizzare la curva sforzi-allungamenti del tirante mediante una legge iperbolica del tipo:
relazione nella quale:
F = δ / (m + n δ) (12)
F = tiro applicato
δ = allungamento, correlativo al tiro, della sola parte di tirante interagente con il terreno (parte attiva)
m = parametro di interazione corrispondente all’inverso della rigidezza iniziale
n = parametro di interazione corrispondente all’inverso della resistenza limite (valore asintotico)
Il significato dei parametri di interazione m ed n si deduce osservando che la rigidezza del sistema
strutturale, espressa dal rapporto F/δ, nell’origine (δ=0) risulta valere K e =1/m mentre invece lo sforzo
necessario per imprimere uno spostamento illimitato (δ=∞) tende al valore F u = 1/n. La relazione precedente
si presta ad un utilizzo agevole introducendo come variabile ausiliaria la flessibilità del sistema strutturale:
Y = δ/F (13)
21

Lp
F
La
δ
Leq
Fig. 33 – Fase di tesatura di un tirante di prova
Fig. 33 – Load Test Operations
Fig .34 – Lunghezza libera equivalente del tirante
Fig .34 – Equivalent free length of the anchor.
In base alle definizioni precedenti nel piano Y - δ la correlazione tra flessibilità ed allungamento diviene:
Y = m + nδ (14)
che rappresenta l’equazione di una retta avente pendenza pari ad n ed intercetta sull’asse delle ordinate pari
ad m. Disponendo nel piano Y-δ i dati sperimentali, si può constatare che al crescere del carico applicato
questi si dispongono all’interno di una ristretta fascia nella quale è possibile tracciare la retta interpolante e
dedurre di conseguenza i parametri n ed m e, per inversione (da cui il nome del metodo), il carico limite e la
rigidezza iniziale. Riguardo la resistenza ultima così stimata va osservato che nell’impiego del metodo
dell’inversa pendenza nel caso dei tiranti d’ancoraggio occorre depurare le misure dell’allungamento
registrato ai martinetti dell’allungamento elastico del tratto libero (L p =10 m), che ovviamente non interviene
nella interazione struttura-terreno. Nel caso specifico i dati utilizzati sono quelli relativi agli allungamenti del
2° ciclo di carico, depurati anche del residuo del 1° ciclo di carico per evitare di sopravvalutare la resistenza
ultima.
F
δ/F
punti sperimentali
retta interpolante
Fu = 1/n
FLIM = 0.9/n
2δ
0.9 FLIM
δ
F = δ / (m+nδ)
n
δ/F = m+nδ
Ke = 1/m
m
δ
δ
Correlazione sforzo - allungamento del tirante
Diagramma flessibilità-allungamento
Fig. 35 – Metodo dell’inversa pendenza
Fig. 35 – Inverse Slope Method
Stimato il carico asintotico per spostamento illimitato si è poi adottata come resistenza a rottura il valore del
tiro in corrispondenza del quale si verifica un raddoppio dell’allungamento per un incremento di sforzo del
10%, ottenendo:
F LIM ≅ 0.9 F u ≅ 2600 KN
I risultati dell’elaborazione sono riportati in Tab. IV. Come si può notare anche dal grafico riportato in fig.
37 la validità dell’ipotesi assunta è confermata dall’andamento praticante lineare della curva di flessibilità
che unisce i punti sperimentali del 2° ciclo di carico nel range compreso tra 1200 KN e 2000 KN.
22

Tab. IV – Stima della capacità portante dei tiranti di prova con il metodo dell’inversa pendenza
Tab. IV – Evaluation of the ultimate load of the test anchors by means of the Inverse Slope Method
Tirante Carico max di prova Carico asintotico F u Carico limite [2δ] Nota
Nr.
[KN]
[KN]
[KN]
1 2000 2993 2693 Terreno vibroflottato
2 2000 2867 2580 Terreno vibroflottato
3 1350 1350 1215 Terreno non trattato
BANCHINA SAIPEM-COLACEM - TIRANTE DI PROVA NR. 1
2100
1950
112.6
1800
95.6
1650
82.2
SFORZO APPLICATO [KN]
1500
1350
1200
1050
900
750
30.3 32.7 35.0
22.3 28.7
42.2
49.2 51.1
60.0
71.2
600
450
300
5.4
5.1
10.3
16.4
15.1
19.5
28.8
150 0.0 9.1
27.8
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150 160 170 180 190 200
ALLUNGAMENTO MEDIO DEI TREFOLI [mm]
Fig .36 – Tirante di prova nr. 1 – Correlazioni sforzi-allungamenti
Fig .36 – Test Anchor nr. 1 – Pull-Elongations Diagrams
BANCHINA SAIPEM - COLACEM. TIRANTE DI PROVA NR. 2
METODO DELL'INVERSA PENDENZA
0.040
0.035
2000 KN
Flessibilità δ a / F [mm / KN]
0.030
0.025
0.020
0.015
0.010
1200 KN
1350 KN
1500 KN
1650 KN
1800 KN
2° ciclo - allungamento del tratto attivo
0.005
0.000
0 10 20 30 40 50 60 70 80
Allungamenti del tratto attivo, δ a [mm]
Fig. 37 – Tirante di prova nr. 2 – Metodo dell’inversa pendenza
Fig. 37 – Test Anchor nr. 2 – Inverse Slope Method
23

9. Considerazioni conclusive
La costruzione di una nuova banchina nel Porto di Ravenna ha costituito l’occasione per effettuare una
ampia indagine sperimentale di tipo diretto (geotecnico) ed indiretto (geofisico) sulla risposta di terreni
sabbiosi, sciolti od a bassa densità relativa, al trattamento di addensamento per vibroflottazione. I risultati
conseguiti confermano l’efficacia del metodo di miglioramento attraverso vibrazione per le sabbie a bassa
percentuale di parti fini e per gli strati sciolti, con penalizzazioni via via crescenti all’aumentare del
contenuto della frazione limosa sino ad azzerarsi nelle intercalazioni argillose. La risposta globale, intesa
come incremento della densità relativa degli strati incoerenti e come riduzione del potenziale di liquefazione,
è ampiamente soddisfacente e risulta confermata oltre che dai riscontri penetrometrici anche dalle misure di
pressione interstiziale. Nell’area d’intervento e per l’intera profondità trattata la pressione interstiziale
misurata mediante piezocono è risultata infatti ovunque negativa, circostanza questa indice di un elevato
grado di compattazione raggiunto ed associato al comportamento dilatante a rottura del terreno addensato. I
riscontri geofisici hanno a loro volta confermato l’incremento della densità degli strati sabbiosi, come si
evince in particolare dai risultati delle prove cross-hole. La presenza delle colonne di ghiaia comporta invece
che la risposta alla rifrazione sismica del terreno vibroflottato vada correttamente interpretata come quella di
un materiale non più omogeneo, ove si possono registrare aumenti o diminuzioni delle velocità di
propagazione a seconda che la sezione tomografica intersechi o meno zone rimaneggiate o le stesse colonne
di ghiaia. In termini di V S30 peraltro il sito, a cui in base alle caratteristiche di origine andava attribuita la
Categoria Stratigrafica D, diviene in base al miglioramento delle caratteristiche meccaniche classificabile in
Categoria Stratigrafica C, ossia equiparabile ad un terreno naturale meno deformabile con amplificazione in
superficie della PGA più contenuta (S=1.25). Come dato consuntivo finale si può asserire che la
vibroflottazione va intesa come un intervento propedeutico, da eseguire con un certo anticipo rispetto alla
realizzazione dei tiranti per poter consentire la dissipazione del disturbo indotto dalla formazione delle
colonne di ghiaia. Il miglioramento delle caratteristiche in sito, oltre a valutazioni di natura speculativa
basate sui risultati delle indagini geotecniche e geofisiche, é poi stato validato sul campo dai risultati delle
prove a rottura su tiranti del tipo a bulbo attivo di 20 m con trefoli post-tesi, ottenendo resistenze a rottura
dell’ordine di 2600 KN a fronte di valori praticamente dimezzati per i tiranti realizzati al fuori dell’area
trattata.
Ravenna 8/11/2006
Ringraziamenti
Gli Autori desiderano ringraziare per la fattiva collaborazione il sig. Antonio Colamartino della Soc. Isofond
di Forlì esecutrice dei tiranti di ancoraggio.
Scheda Tecnica dell’Intervento
Committente
Responsabile del Procedimento
Direzione dei Lavori e
Coordinatore per la Sicurezza
Progetto Esecutivo
Capo Progetto
Direzione di Cantiere
Tecnico di Cantiere
Capo Cantiere
Indagini Geotecniche
Indagini Geofisiche
Impresa Esecutrice
Vibroflottazione
Tiranti d’ancoraggio
AUTORITA’ PORTUALE di RAVENNA
Ing. Fabio Maletti
Ing. Leonello Sciacca
Geom. Fausto Valmori
Ing. Maurizio Lenzi - Ing. Federico Zoli
Geom. Giorgio Morigi
Ing. Vincenzo Padovani - Ing. Roberta Osti
Ing. Roberto Morelli
Sig. Luciano Casadio
GEOLOG Ravenna
Dott. Marco Roncuzzi − Dott. Oberdan Drappelli
WATERSOIL Ravenna
Dott. Alessandro Bertoni − Dott. Paolo Di Paola
Dott. Diego Peraccini − Dott.ssa Roberta Zambrini
ACMAR - Ravenna
KELLER Fondazioni - Verona
ISOFOND - Forlì
24

Bibliografia
A.G.I. (2005) − Aspetti geotecnici della progettazione in zona sismica. Linee Guida. Roma,
A.I.C.A.P. (1993) − Ancoraggi nei terreni e nelle rocce. Raccomandazioni. Roma
AA.VV.(2005) − Applicazioni delle tecniche di vibrocompattazione profonda in ambito portuale
e marino. Atti del Convegno organizzato da KELLER Fondazioni, Genova.
BROWN R.E.,(1977) − Vibroflotation compaction of cohesionless soil ASCE, JGED GT12
CASTELLI, R. J. (1991) − Vibratory Deep Compaction of Underwater Fill. ESRIG/BACHUS, Editors,
Deep Foundation Improvements: Design, Construction and Testing, Proceedings, American Society for
Testing and Measurements, Philadelphia.:
CESTARI, F. (1996) − Prove geotecniche in sito. Ed. Geograph, Milano
CRESPELLANI, T., NARDI, R., SIMONCINI, C. (1988) − La liquefazione del terreno in condizioni
sismiche. Ed. Zanichelli, Bologna.
GAMBI, A., LENZI, M. CAMPRINI. M. (2005) − Vibroflottazione di riempimenti a mare realizzati
con materiale proveniente da attività di demolizione. Rivista INARCOS, nr. 570, Bologna.
GARASSINO, A., PASQUALINIi, E.(1981) − La Vibroflottazione. in Metodi per il miglioramento dei
terreni, 10° Ciclo di Conferenze di Geotecnica di Torino.
LENZI, M. , ROSETTI, R. (1992) − Evaluation of soil-structure interaction in the construction of a wharf
inside the AGIP Base - North Operating Sector in the Port of Ravenna. Proceedings of 10 th International
Harbour Congress, Antwerp, Belgium.
MASSARCH, K.R. (1991). − Deep Soil Compaction Using Vibratory Probes. ESRIG/BACHUS, Editors,
Deep Foundation Improvements: Design, Construction and Testing, Proceedings, American Society for
Testing and Measurements, Philadelphia.
NEELY,W., LEROY, D. (1991) − Densification of Sand Using a Variable Frequency Vibratory Probe.
ESRIG/BACHUS, Editors, Deep Foundation Improvements: Design, Construction and Testing,
Proceeeding, American Society for Testing and Measurements, Philadelphia.
NORINELLI, A. (1992) − Elementi di geofisica applicata, Patron Editore, Bologna.
PALMER, D. (1980) − The Generalized Reciprocal Method of Seismic Refraction Interpretation.
Kenneth B.S. Burke, Canada, 1980
RAPOLLA, A. (1992) − Le indagini geofisiche per lo studio del sottosuolo: metodi geoelettrici e sismici,
Liguori Editore, Napoli.
REYNOLDS, J.M. (2002) − An introduction to applied and environmental geophysics, Wiley & S.,West
Sussex, 2002.
TANZINI, M. (2002) − L’indagine geotecnica. Ed. Flaccovio, Palermo, 2002
UNI EN 1537 (2002) − Tiranti di ancoraggio. UNI, Ente Italiano di Unificazione, Milano
25