A proposito di ancoraggi palificate, è noto e dimostrato che una palificata di stabilizzazione ancorata (laddove è possibile realizzare l’ancoraggio) permette una migliore efficienza statica rispetto a un analogo sistema non ancorato.

Realizzare un sistema a due vincoli garantisce (ridondanza delle azioni resistenti) una migliore distribuzione delle sollecitazioni e, di conseguenza, un loro minor valore puntuale a parità di azioni instabilizzanti che gravano sull’opera.

Inoltre permette una migliore efficienza dal punto di vista della duttilità del sistema, poiché, se adeguatamente concepita, permette di differenziare il comportamento tenso-deformativo complessivo dell’intera struttura, in funzione dello spostamento al quale avviene la crisi plastica di ciascun vincolo, quale in particolar modo:

• raggiungimento dello stato limite per flessione del palo;
• raggiungimento dello stato limite di aderenza della fondazione dell’anco­raggio.

Nella fattispecie sovradimensionare la forza limite ultima dell’ancoraggio significa permetterne un comportamento più duttile a causa del maggior spostamento accumulabile sulla struttura di collegamento con i pali prima del suo “collasso”.

Per tali ragioni l’ancoraggio dovrà realizzare il sistema di vincolo superiore garantendo adeguatamente lo schema vincolare di progetto. Il sistema di ancoraggio potrà essere realizzato secondo le seguenti differenti tipologie ricorrenti (Fig.1):

• a) a barra o a trefoli metallici sub-orizzontale;
• b) a micropalo inclinato;
• c) a trave di collegamento di micropali disposti a cavalletto;
• d) a paratia di pali verticali;
• e) a blocco in calcestruzzo.

Fig.1_Tipologie ricorrenti di ancoraggio delle palificate_Progettazione delle opere geotecniche secondo le NTC 2018 e gli Eurocodici©Maggioli Editore

Le prime due tipologie sono quelle maggiormente diffuse e riconosciute nel loro funzionamento dalle normative tecniche internazionali; al seguito si illustreranno i principali criteri di funzionamento statico e di conseguenza del loro dimensionamento geotecnico, rimandando la loro descrizione ai testi di biblio­grafia specialistica.

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Ancoraggi palificate a barra o a trefoli metallici

Sono, come noto, costituiti da un tratto libero (che non fornisce forza resistente di trasmissione al terreno circostante) e uno di fondazione (che fornisce forza resistente per trasmissione al terreno circostante), come illustrato nella figura al seguito (Fig.2).

Fig.2_Schema funzionale di tirante di ancoraggio (CSLLP, 2011)_ Progettazione delle opere geotecniche secondo le NTC 2018 e gli Eurocodici©Maggioli Editore

A loro volta tali ancoraggi possono avere funzionamento di tipo:

• a) passivo – non sono pretesati (in genere realizzati con barre);
• b) attivo – sono pretesati con una forza stabilita in progetto.

Nel primo caso l’azione del tirante è innescata solo in corrispondenza di deformazioni dello stesso indotte dallo spostamento del terreno circostante.

Nel secondo caso l’azione del tirante è già attiva prima di ulteriori spostamenti del terreno circostante, e questi provocano solo un incremento del valore di sollecitazione nello stesso.

Utilizzare uno schema a tiranti attivi significa prevenire spostamenti del terreno, a fronte di una minore capacità successiva di carico; è questo il caso di tiranti a sostegno di scavi.

Nel caso di palificate di stabilizzazione pare più opportuno ricorrere a tiranti di tipo passivo, o scarsamente pretesati.

Indipendentemente dallo stato di tesatura iniziale, (fase precedente alla tra­smissione delle azioni sulla palificata), l’ancoraggio deve essere in grado di trasferire le forze agenti sulla palificata al terreno stabile di substrato. Il trasferimento delle forze è realizzato per mezzo del tratto di fondazione.

Il tratto di fondazione, che costituisce la parte resistente dell’ancoraggio in collegamento con il terreno stabile, per essere in grado di realizzare il vincolo statico superiore della palificata di consolidamento deve possedere le seguenti caratteristiche:

1. essere ubicato in una zona (del terreno di monte) stabile e resistente sia in condizioni statiche sia sismiche;
2. essere dimensionato al fine di realizzare completamente la forza resisten­te a trazione di progetto.

La zona di fondazione deve quindi essere esente sia dai movimenti di ver­sante sia da quelli indotti dalla deformazione dell’opera di consolidamento, e deve posizionarsi a monte della palificata oltre i seguenti vincoli geometrici, in funzione dei casi:

• a) linea di rottura per condizione di spinta attiva o instabilità localizzata (in condizioni statiche e dinamiche);
• b) linea di rottura per instabilità di versante (in condizioni statiche e dinamiche).

Il vincolo geometrico di tipo b) è, nei casi di pendii potenzialmente instabili, più conservativo rispetto a quello di tipo a).

Nel caso si prevedesse una rottura per stato limite plastico (caso a), la determinazione della corrispondente linea deve essere effettuata sulla base della natura e delle caratteristiche geotecniche del terreno a monte della palificata.

Si consideri che, in caso di azioni dinamiche (scuotimento sismico o liquefa­zione sismica), è stato dimostrato, con modelli in laboratorio (Murphy, 1960) e osservazioni su casi reali, come tale superficie realizzi una inclinazione sull’oriz­zontale assai minore (fino a dimezzarsi) rispetto a quella in condizioni statiche. In questo caso in prima approssimazione, in assenza di movimenti attivi o potenziali di versante (solo spinte da stato plastico), detta linea potrebbe assumere una pendenza di circa 45° sull’orizzontale (Seed, 1969).

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Ancoraggi palificate: come avviene il dimensionamento?

Il dimensionamento dell’ancoraggio riguarda i seguenti elementi resistenti:

1. sistema di ripartizione della testata dell’ancoraggio;
2. elemento strutturale (barra o trefolo metallico);
3. interfaccia tra elemento strutturale e materiale della fondazione (generalmente costituito da boiacca cementizia);
4. interfaccia tra materiale di fondazione e terreno circostante.

Il dimensionamento più complesso dal punto di vista delle ipotesi di calcolo è quello relativo al punto 4). Il dimensionamento del tratto di fondazione (o fusto di fondazione) può essere effettuato con la procedura più ampiamente in uso (Littlejohn, 1970).

La capacità resistente a trazione dell’ancoraggio FR dipende:

• a) dalla resistenza di interfaccia R_s (resistenza di attrito) tra fusto della fondazione e terreno circostante;
• b) dalla eventuale resistenza di punta R_p fornita dal terreno alla base del fusto di fondazione:

F_r = F_s + F_p

Il secondo termine è nullo laddove il diametro del fusto di fondazione corrisponde a quello della perforazione oppure, in caso contrario (diametro della fondazione maggiore di quello del tratto libero), è generalmente da trascurarsi a favore di sicurezza.

In terreni granulari la resistenza per attrito, nel caso di fondazioni realizzate con iniezione non in pressione, è fornita dalla seguente equazione:

R_s = 1/2 kγ Htanϕ_s (πdL2)

dove:

• k = coefficiente di spinta del terreno ≈ k₀ (coefficiente di spinta a riposo del terreno);
• γ = peso di volume del terreno della fondazione;
• H = altezza litostatica gravante sull’inizio del tratto di fondazione;
• ϕ_s = angolo di attrito d’interfaccia fusto-terreno ≈ 0,7 ϕ;
• d = diametro del fusto di fondazione;
• L_r = lunghezza del fusto di fondazione.

Nel caso d’iniezione del fusto in pressione il valore “d” diviene quello del diametro efficace resistente (vedi bibliografia specializzata).

In terreni coesivi saturi la resistenza a trazione del fusto è fornita dalla seguente equazione:

R_s = πdL₂C_u

dove:

C_u = coesione non drenata del terreno della fondazione.

Alternativamente, qualora disponibile il valore della resistenza a compres­sione monoassiale (S_c) del terreno della fondazione, in forma cautelativa può essere assunto:

R_s = πdL₂ S_c/10

Le procedure di calcolo appena illustrate si basano sul presupposto che lo sforzo di taglio sull’interfaccia cilindrica fusto-terreno sia omogeneamente distribuito; ciò si verifica laddove l’attrito di interfaccia è completamente mobilitato lungo tutta la sua superficie (terreni soffici e/o non compatti).

In caso contrario (terreni molto compatti e rocce), è stato dimostrato sperimentalmente che lo sforzo di taglio decade esponenzialmente lungo il fusto di fondazione, analogamente a quanto succede nelle barre di armatura tese nel cemento armato (Hawkes & Evans, 1951), in accordo con la seguente legge:

τ_x /τ₀ = exp (-Ax/d) = R

dove:

• τ₀ = sforzo di taglio all’inizio del fusto di fondazione;
• τ_x = sforzo di taglio all’ascissa x lungo il fusto di fondazione;
• A ≈ E_a / E_a= parametro che definisce il rapporto tra lo sforzo di taglio nel terreno di fondazione e lo sforzo assiale nella barra di ancoraggio;
• E_a = modulo elastico del materiale di riempimento del fusto di ancoraggio;
• E_r = modulo elastico della barra o del trefolo;
• R = rapporto tra gli sforzi di taglio.

I dettagli per il calcolo della resistenza allo sfilamento di ancoraggi palificate realizzati in tali situazioni sono da ricercarsi nella letteratura specializzata.

In tale situazione la concentrazione degli sforzi di taglio alla sommità (inizio) del fusto di ancoraggio è potenzialmente in grado di provocare la rottura progressiva all’interfaccia con il terreno.

Può verificarsi il caso in cui una verifica non sia positiva alla rottura progressiva di una fondazione di ancoraggio; la corrispondente verifica allo sfilamento, secondo una distribuzione omogenea delle tensioni di taglio, conduce invece a una verifica positiva.

Lo sforzo di taglio agente sull’interfaccia è ricavato con calcolo iterativo per integrazione discreta degli sforzi di taglio sulla superficie segmentata in 10 tratti di uguale lunghezza.

IL testo è tratto dal volume “Progettazione delle opere geotecniche secondo le NTC 2018 e gli Eurocodici” di Piergiuseppe Froldi edito da Maggioli Editore.

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Progettazione delle opere geotecniche secondo le NTC 2018 e gli Eurocodici

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I cedimenti possono essere stimati ma non calcolati esattamente, a differenza della capacità portante delle fondazioni le cui formule danno risultati abbastanza attendibili (da un’esperienza oramai consolidata) e ci mettono al riparo dal punto di vista della sicurezza.

Tuttavia questo fatto non deve spaventare, infatti le costruzioni riescono a sopportare dei cedimenti, senza per questo subire delle conseguenze circa la sicurezza o la funzionalità. Innanzi tutto distinguiamo tra: cedimenti assoluti e cedimenti differenziali.

Cedimenti differenziali: come tenerli sotto controllo?

Essendo i secondi causati da valori del cedimento variabili sotto al piano della fondazione. Infatti, se una fondazione cedesse rigidamente e costantemente in ogni punto, potrebbe aversi un affondamento di tutta la struttura fondale che non pregiudicherebbe la funzionalità della struttura stessa, a meno che il cedimento ΔH (fig.1a) non assuma valori notevoli tali da mettere in crisi, ad esempio, gli apparati impiantistici.

Fig.1_Cedimento ΔH (a), cedimenti differenti (b) ©Maggioli Editore

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Nel caso di figura 1b si hanno cedimenti diversi, che producono una rotazione rigida dell’opera, come nel caso della famosa torre di Pisa, che, pur se non fa nascere delle fessure o delle coazioni negli elementi portanti o secondari, può comunque pregiudicare la funzionalità del manufatto. La situazione peggiore si ha quando, come indicato in figura 2, si hanno cedimenti differenziali che fanno insorgere deformazioni nella struttura e che possono creare pericoli per le strutture secondarie (tamponature e tramezzature), fino ad interessare, per elevati valori, le strutture portanti.

Fig.2_Cedimenti differenziali_©Maggioli Editore

Al fine di tenere sotto controllo i cedimenti differenziali si considera il rapporto Δh/L, dove con Δh si indica la differenza di cedimento tra due punti distinti della fondazione e L rappresenta la distanza tra i due punti considerati. Molti Autori hanno fornito dei valori limiti per evitare problemi con le sovrastrutture, ad esempio alcuni di loro per le strutture in muratura forniscono i seguenti valori da non superare per non fare innescare fessurazioni:

2 ∙ 10⁻⁴ per B/H = 1

4 ∙ 10⁻⁴ per B/H = 5

avendo indicato con B il lato più corto e con H l’altezza dell’edificio. In generale possono essere considerati i seguenti valori indicativi come limiti da non superare:

Tab.1_Valori ammissibili cedimenti differenziali_©Maggioli Editore

A volte il cedimento differenziale viene stimato sulla base del cedimento massimo, infatti, se il cedimento fosse nullo, anche quello differenziale sarebbe tale. Maggiore è il cedimento massimo, maggiore è la probabilità di averne uno differenziale, pertanto a volte si pone, detto w il cedimento differenziale e ΔHmax quello massimo verticale:

 w = kΔHmax

In via del tutto indicativa può porsi k = 3/4.

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Classificazione cedimenti in base al tipo di terreno

Tornando ai cedimenti, abbiamo detto che non siamo capaci di valutarne il valore con esattezza ma di farne una stima con una certa precisione. Per quanto possa sembrare poco razionale questa cosa, possiamo comunque stare tranquilli, in quanto, abbiamo visto che le costruzioni, per loro natura, possono sopportare dei cedimenti sia assoluti che differenziali quindi, il compito non sarà tanto quello di essere precisi nel loro calcolo ma di capire se il cedimento sarà di 20 mm o di 200 mm. Infatti, l’incertezza nella determinazione possiamo riassorbirla nella capacità delle strutture di non perdere la loro funzionalità sotto determinati valori del cedimento.

In definitiva, gli strumenti che abbiamo a disposizione non riusciranno mai ad essere rigorosi, sia per le caratteristiche di disomogeneità del terreno, sia per i modelli approssimativi dei carichi e del terreno stesso; tuttavia, sono abbastanza precisi per darci dei valori che consentiranno di dire se quella fondazione è adatta o no per il tipo di struttura in esame.

A questo punto dobbiamo ancora dire che i cedimenti si distinguono in tre diverse aliquote:

1. cedimenti immediati;
2. cedimenti di consolidazione;
3. cedimenti viscosi.

I primi sono quelli che si manifestano immediatamente dopo l’applicazione del carico e che hanno una forte componente elastica. Se esaminiamo, ad esempio, un camion carico che cammina su un terreno, spesso si nota come al passaggio della gomma il terreno si abbassi e appena la gomma è passata il terreno si rialzi mostrando un comportamento elastico. Nei terreni granulari i cedimenti sono quasi sempre immediati, in quanto dotati di elevata permeabilità.

I cedimenti per consolidazione riguardano, invece, i terreni a grana fine (argille e limi) che, essendo dotati di bassa permeabilità, impiegano del tempo a far estinguere le sovrappressioni interstiziali.Tali cedimenti avvengono nel tempo, generalmente si estinguono nell’arco di 1-7 anni, tuttavia, nel caso della torre di Pisa, ad esempio, sono durati più di 700 anni.

Infine, i cedimenti viscosi hanno inizio alla fine della consolidazione, continuano per tempi molto lunghi e riguardano il comportamento viscoso dei materiali granulari.

Continua a leggere dal volume:

Progettazione strutturale e normativa tecnica: Eurocodici e NTC 2018

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Si intitola Dissesti statici negli edifici causati dal terreno; analisi e progettazione degli interventi di sottofondazione, consolidamento e opere di sostegno secondo le NTC 2008. Si tratta del seminario che si terrà il prossimo 6 giugno a Modena, presso la Sala conferenze Giacomo Ulivi Istituto Storico Modena – Viale Ciro Menotti 137.

Nove i punti qualificanti del programma del seminario tecnico della durata di un’intera giornata. Vediamoli insieme:

1. Tipologie di dissesti statici fondazionali negli edifici

2. Rilievi materici e fessurativi dei dissesti e analisi dei fenomeni

3. Terapie di intervento fondazionale, tipologie e dimensionamento secondo le NTC 2008

4. Controlli e monitoraggio

5. Tipologie di dissesti statici negli edifici per movimenti gravitativi

6. Caratterizzazione geotecnica e statica dei fenomeni di dissesto

7. Terapie di intervento di consolidamento e sostegno, tipologie e dimensionamento secondo le NTC 2008

8. Controlli e Monitoraggio

9. Risposte a domande dei partecipanti

Il corso è strutturato in modo da permettere di acquisire la corretta padronanza della problematica analizzata così si possa, relativamente agli argomenti trattati, sapere, saper fare e fare sapere.

L’ambizioso obiettivo viene raggiunto grazie alla particolare struttura del corso:

a) individuazione, descrizione ed analisi dei fenomeni di dissesto fondazionale e gravitativo per causa geotecnica

b) determinazione degli interventi di riparazione e consolidamento delle fondazioni e delle opere di sostegno anche nei confronti di azioni sismiche

c) monitoraggi e controlli post-opera degli interventi

Nella quota di partecipazione è compresa la consegna di una copia del volume Progettazione e relazione geotecnica dell’ing. Pierluigi Froldi, relatore del corso.

Clicca sul link seguente per tutte le informazioni e per iscriversi al corso.

Inizio 2013 denso di appuntamenti importanti per i tecnici e i progettisti con due incontri dedicati alla competenza e alla sicurezza operativa nella progettazione antisismica. A condurre entrambi gli incontri sarà l’ingegnere e geologo Piergiuseppe Froldi, autore del recentissimo manuale tecnico Progettazione e relazione geotecnica.

Si inizia a Modena, il 17 gennaio 2013, con il seminario dedicato alla Progettazione geotecnica delle fondazioni profonde caricate lateralmente in zona sismica e non sismica. La partecipazione all’intera giornata (9:30 – 13:00 e 14:00 – 16:00) prevede un contributo di 80 euro + IVA e comprende la consegna dei materiali didattici e di una copia, compresa nella quota di iscrizione, del manuale Progettazione e relazione geotecnica.

Nell’arco della giornata, saranno affrontati e chiariti i fondamenti necessari per una corretta progettazione geotecnica attraverso lo sviluppo delle seguenti tematiche:
1. Identificazione dei casi di fondazioni profonde isolate e in gruppo caricate orizzontalmente (in condizioni sismiche e non sismiche).
2. Modelli di comportamento geotecnico ai carichi trasversali.
3. Caratterizzazione geotecnica dei terreni sottoposti ai carichi trasversali.
4. Stati Limite Ultimi (SLU) e di Esercizio (SLE) geotecnici e strutturali di progetto.
5. Approcci per la valutazione delle capacità portanti limite dell’insieme struttura-terreno.
6. Esempi di calcolo delle fondazioni.

Il secondo appuntamento è a Bologna il 24 gennaio prossimo e tratterà di Progettazione geotecnica di interventi di consolidamento dei terreni per fondazioni in zone sismiche soggette alla liquefazione. La partecipazione all’intera giornata (9:30 – 13:00 e 14:00 – 16:00) prevede un contributo di 120 euro + IVA e comprende la consegna dei materiali didattici e di una copia, compresa nella quota di iscrizione, del software tecnico professionale Liquefax.

L’incontro sarà dedicato alla conoscenza delle basi tecniche indispensabili per riconoscere le problematiche e orientarsi tra le possibili soluzioni, nell’ambito della seguente pianificazione:
1. Programmare, dirigere, elaborare ed interpretare una campagna di indagini geotecniche finalizzata alla determinazione della potenzialità e del rischio di liquefazione dei terreni fondazionali.
2. Determinare la potenzialità alla liquefazione del sottosuolo nell’ambito del “volume significativo” secondo le NTC 2008 e gli Eurocodici.
3. Determinare il rischio di liquefazione secondo gli Eurocodici e la letteratura scientifica di riferimento.
4. Scegliere la tipologia di fondazione e/o gli interventi di consolidamento del terreno nel caso di presenza di potenzialità di liquefazione e rischio associato, secondo la normativa nazionale, quella regionale e nell’ottica di un ottimale utilizzo delle risorse disponibili e del miglior rapporto costi-benefici.
5. Progettare (verifica o dimensionamento agli Stati Limite Ultimi SLU e di Esercizio SLW, di tipo EQU, GEO e STR) gli interventi di consolidamento secondo le NTC 2008 e gli Eurocodici.
6. Controllare, monitorare e collaudare la corretta esecuzione degli interventi di consolidamento. Esempi di calcolo di interventi di consolidamento.

Progettazione per azioni sismiche, contenuti e metodi della Relazione Geotecnica, stabilità dei pendii, fondazioni superficiali, su pali e miste, opere di sostegno e ancoraggi, opere in sotterraneo, opere in materiali sciolti e fronti di scavo, rinforzo dei terreni e delle rocce. Sono questi, in estrema sintesi, i principali contenuti del nuovo volume Progettazione e relazione geotecnica, secondo le NTC08 e gli Eurocodici, dell’ingegnere e geologo Piergiuseppe Froldi, uscito a settembre 2012 per i tipi Maggioli Editore.

Il volume di Froldi, collaboratore anche della rivista Ingegneri, è corredato da 24 applicazioni e approfondimenti specifici sviluppati su casi reali.

Con l’avvento delle Norme tecniche per le costruzioni che nei capitoli 6 e 7 trattano rispettivamente la progettazione geotecnica e la progettazione per azioni sismiche, si è concretizzato il fulcro normativo sul quale ruotano le competenze interdisciplinari della geotecnica, necessarie alla progettazione e al collaudo delle opere interagenti con il terreno.

L’integrazione tra la trattazione puramente strutturale e quella più geologica-applicativa, inserisce così a tutti gli effetti la progettazione geotecnica nel novero delle discipline afferenti alle costruzioni civili e infrastrutturali.

Questo volume interpreta i contenuti dei suddetti capitoli e ne suggerisce la corretta impostazione anche alla luce degli Eurocodici dai quali derivano le Norme, illustrando, spesso con il corredo di esempi applicativi, come la relazione geotecnica deve essere redatta a norma di legge.

Approfondisce le principali regole di analisi e progettazione delle Norme nonché di altri riferimenti tecnici, laddove utilizzabili e a condizione che garantiscano livelli di sicurezza non inferiori a quelle delle NTC 2008.

Per i lettori di Ingegneri.cc, fino al 9 novembre 2012, è possibile acquistare il volume Progettazione e relazione geotecnica al prezzo speciale di 34 euro, anziché 39.

È disponibile il testo delle Linee guida per la certificazione di idoneità tecnica dei tiranti di ancoraggio per uso geotecnico di tipo attivo, approvato dal Consiglio superiore dei lavori pubblici con il decreto n. 12391 del 22 dicembre 2011.

Per “tirante d’ancoraggio attivo” si intende un dispositivo inserito nel terreno o nell’ammasso roccioso, in grado di esercitare una coazione nel mezzo che lo ospita o un vincolo reagente a trazione per una struttura esterna.

Il documento riporta la procedura per il rilascio, da parte del Servizio Tecnico Centrale, del certificato di idoneità tecnica all’impiego di tiranti di ancoraggio per uso geotecnico ai sensi delle Norme tecniche per le costruzioni 2008.

Sono dunque fornite le procedure per la qualificazione degli elementi costituenti il singolo tirante per uso geotecnico; non vengono, invece, fornite indicazioni per gli aspetti geotecnici del sistema di ancoraggio.

Linee guida per la certificazione di idoneità tecnica dei tiranti di ancoraggio per uso geotecnico di tipo attivo

Decreto n. 12391 del 22 dicembre 2011, Approvazione delle “Linee guida per la certificazione di idoneità tecnica dei tiranti di ancoraggio per uso geotecnico di tipo attivo”

La società geotecnica giapponese (JGS, Japanese Geotechnical Society) ha redatto e messo a disposizione per il download gratuito il resoconto delle proprie attività di studio e rilevazione a seguito del terremoto dello scorso 11 marzo 2011. Il testo dal titolo Geo-hazards During Earthquakes and Mitigation Measures – Lessons and Recommendations from the 2011 Great East Japan Earthquake, in lingua inglese, è disponibile sia nella versione integrale (33 Megabyte), sia nella versione sintetica (8 Megabyte).

Riprendiamo, con questo articolo dell’ing. Cicchiello che segue la prima parte pubblicata il 30 marzo scorso (Antisismica. Microzonazione, amplificazione locale e Vs30), l’interessante percorso nell’ambito della stima dei cosiddetti effetti di sito, fenomeni di amplificazione locale delle onde sismiche che si verificano in condizioni geologiche e topografiche particolari.

Essi sono molto più difficili da caratterizzare di quanto sia possibile per instabilità dei suoli. Il caso tipico è quello della risonanza dovuta alle coltri di sedimenti, in cui l’onda sismica che giunge dal basso sulla coltre sedimentaria li mette in oscillazione alla frequenza propria con un’ampiezza che può essere limitata solamente dal damping della struttura.
Un analogo effetto di amplificazione è quello legato alla topografia, in cui le onde sismiche inducono sollecitazioni periodiche su un rilievo topografico di modeste dimensioni alla sua frequenza propria.

Continua a leggere l’articolo Microzonazione, amplificazione locale e Vs30. Ancora sulla stima dei cosiddetti ‘effetti di sito’ nel pdf allegato tratto dal numero di febbraio 2011 della rivista Ingegneri

Scarica gratuitamente i pdf dei fascicoli della rivista Ingegneri

Tra il 26 marzo e il 1° aprile 2011 una spedizione del gruppo Geotechnical Extreme Events Reconnaissance (GEER) ha effettuato un sopralluogo nelle prefetture giapponesi colpite dal terremoto dello scorso marzo. L’esito di questa spedizione ha portato alla elaborazione di un report (in lingua inglese), scritto principalmente per ingegneri e geologi che si interessano degli effetti di sismi di queste proporzioni sull’ambiente costruito.

L’ampiezza della regione esplorata si aggira sui 200 km (prefetture di Fukushima, Miyagi, Iwate, Aomori) e include a sud la Baia di Tokyo e le zone costiere fa Choshi fino a Oarai e Hitachinaka. La parte interna esplorata, lungo il fiume Tone, comprende le comuità di Tsuchiara City e Toride.
Tra le osservazioni riportate dai membri della spedizione sono stati segnalati alcuni casi di liquefazione e subsidenza.

Geotechnical Quick Report on the Kanto Plain Region during the March 11, 2011, Off Pacific Coast of Tohoku Earthquake, Japan, a cura di Scott A. Ashford, Ross W. Boulanger, Jennifer L. Donahue, and Jonathan P. Stewart (GEER) (pdf 5,4 Mb)