CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEL SITO
Tipo 5: ArP Argilla a palombini, limo-argille con ghiaia sabbiose e sabbie
2.3.3 Composizione granulometrica e classificazione terre La distribuzione percentuale dei grani di un campione di terreno secondo le dimensioni,
rappresentata con una curva, costituisce la granulometria. Essa è importante in quanto spesso riflette la sua origine. La curva granulometrica di una terra è la rappresentazione delle distribuzioni percentuali dei granuli che costituiscono il campione secco; si ottiene misurando il peso, e conseguentemente la sua percentuale sul totale, del materiale trattenuto ad una serie di setacci o crivelli standard. Nei terreni analizzati è stata eseguita mediante la procedura UNI CEN ISO/TS 17892 2.
Le curve granulometriche dei terreni analizzati (Figure 74÷78) mostrano che: per i terreni CdT e TpF si ha una prevalente di frazione fine ( percentuale passante al vaglio 0,075 mm), risultando per alcuni campioni pari al 90%; i terreni OfL e GbD, a
differenza dei precedenti, hanno una prevalenza sabbia con frammenti ghiaiosi immersi in matrice limo-argillosa; infine i terreni ArP presentano un assortimento piuttosto variegato, pur mostrando sempre una forte componente di fine.
Figura 64. Composizione granulometrica dei Terreni CdT
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Figura 66. Composizione granulometrica dei Terreni OfL
Figura 67. Composizione granulometrica dei Terreni GbD
Figura 68. Composizione granulometrica dei Terreni ArP
Sulla base delle informazioni riportate nei paragrafi precedenti, è stata eseguita la classificazione secondo la CNR UNI 10006; di seguito riportata, che ha permesso, di catalogare per classi le varie litologie, cercando di raggruppare in classi i terreni a seconda del loro prevedibile comportamento meccanico, misurato attraverso alcuni, pochi, parametri che ne caratterizzano la natura in modo essenziale.
pag. 72 Si riporta di seguito la tabella che riassume la classificazione secondo la CNR UNI 10006
Caratterizzazione geotecnica del sito Capitolo II La campagna geognostica, tra le varie prove, comprendeva 7 prove per la
determinazione del peso specifico dei campioni TP 1,TP 2,TP 3,TP 4,TP 5, prelevati mediante escavatore.
Per la determinazione del peso specifico, dei grani, in accordo con la norma UNI CEN ISO/TS 17892-2-3, viene inserito all’interno di un picnometro una quantità nota (circa 30-50 g) di materiale secco, riempito per metà di acqua distillata e riposto sottovuoto per il tempo necessario ad espellere tutti i gas. Dopodiché si procede a riempire il picnometro esattamente fino al segno riportato sul collo e a pesare il tutto con una precisione di 0.01 g. Viene poi ripetuta la pesata del picnometro pieno solo di acqua distillata fino alla tacca riportata sul collo e, per differenza, si ricava il volume spostato dalle particelle solide. Da questi dati è possibile ricavare il peso specifico delle
particelle solide.
Si riportano di seguito i risultati della prova rappresentandoli in funzione della tipologia di terreno.
Tipologia terreno Numero saggio Codice Prov. Profondità Peso specifico kN/m3
Tipo 5: ArP TP1 ID 32 1,4 m 26,4 Tipo 1: CdT TP2 ID 33 1,4 m 26,6 Tipo 1: CdT TP3 ID 34 1,5 m 25,8 Tipo 1: CdT TP3 ID 38 2,5 m 25,8 Tipo 1: CdT TP3 ID 39 3,5 m 26,2 Tipo 2: TpF TP4 ID 35 2 m 25,6 Tipo 1: CdT TP5 ID 36 3 m 26,0
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2.3.4
Elaborazioni prove SPT
Come precedentemente specificato durante la campagna di indagine è stata svolta la prova dinamica Standard Penetration Test (SPT) per ogni sondaggio, cercando di effettuare la prova ogni 2 metri circa per ciascun sondaggio. La prova consiste nel far penetrare nel terreno, sotto i colpi di un maglio di 72 kg, un campionatore standardizzato detto di Raymond. L’attrezzo viene infisso nel terreno per tre avanzamenti consecutivi di 15 cm ciascuno, 45 cm totali, contando i tre valori N1, N2 e N3 del numero di colpi di maglio
necessari per ciascun avanzamento. A caratterizzare la resistenza alla penetrazione si assume il numero di colpi NSPT=N2+N3. I dati desunti dalle prove SPT sono stati elaborati
tramite opportune correlazioni empiriche funzione del tipo di terreno rinvenuto nei sondaggi, al fine di stimare alcuni parametri geotecnici.
Nel valutare quali fossero i parametri da impiegare per il calcolo si è eseguita la seguente procedura:
− Se con N1=50 l'avanzamento è minore di 15 cm l'infissione è sospesa e la prova
è stata considerata conclusa (rifiuto);
− Se con N2=50 l’avanzamento risulta minore di 30 cm è stato assunto
cautelativamente il valore di NSPT=90 (valore massimo ottenuto in sito)
− Se N3=50 il valore assunto di NSPT è pari a 2N2;
I valori di NSPT, ricavati dalla somma dei numeri di colpi N2 e N3, sono stati normalizzati
per tener conto dell’influenza del valore della tensione verticale efficace alla quota di esecuzione della prova, attraverso il fattore di correzione CN, calcolato secondo la formula
di Liao e Whitman (1986):
Dove:
σ’0 è la pressione litostatica di riferimento, assunta pari a 100 kPa;
σ’v0 è la pressione verticale efficace alla quota della prova.
I valori di SPT normalizzati sono stati ottenuti considerando l’espressione seguente:
Si fa presente che alcune delle prove eseguite in corrispondenza dei terreni OfL e GbD hanno fornito valori a rifiuto.
Caratterizzazione geotecnica del sito Capitolo II Si riporta di seguito una tabella riepilogativa delle misure della prova SPT per le varie tipologie di terreno.
Tipologia terreno Range Nspt
Tipo 1: CdT 5 - 32
Tipo 2: TpF 13 - 80
Tipo 3: OfL 45 - rifiuto Tipo 4: GbD 31 - rifiuto
Tipo 5: ArP 20 - 80
Alla luce dei dati riportati in tabella precedente si nota che la prova presenta un range di colpi molto variabile per ciascuna tipologia di terreno. Questa dispersione del numero di colpi potrebbe essere causata, come è noto, dalla forte dipendenza della prova SPT dalla modalità di esecuzione della prova stessa, , oppure dalla presenza di discontinuità nel terreno. In particolare, si è notato che nel raggruppamento dei dati dei vari sondaggi, è risultato, in alcuni casi, che misure di Nspt-i eseguite a una profondità zi risultassero
molto minori delle misure Nspt-i+1 eseguite a quota zi+1 (con zi<zi+1). Una ragione
plausibile di questo aspetto potrebbe essere causata dalla presenza di “sporco” nel foro di prova, a seguito di una errata esecuzione della prova stessa. Quest’ultimo aspetto ha portato ad escludere queste misure, non inserendole nelle correlazioni della prova in foro.
Nella figura seguente è riportato l’andamento complessivo della prova SPT dei singoli sondaggi in funzione della profondità.
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2.3.5
Resistenza al taglio
2.3.5.1 Resistenza a lungo termine
La valutazione dell’angolo d’attrito φ’ è stata ottenuta mediante:
• L’ interpretazioni della prova SPT, utilizzando le usali correlazioni della letteratura geotecnica;
• I risultati delle prove di taglio diretto (CD), prove di laboratorio;
Nel primo caso sono state utilizzate le correlazioni che meglio rispondessero alla variegata e complessa natura del terreno presente nell’area indagata. In particolare, è stata adottata la correlazione diretta RBS (Road Bridge Specification) e la correlazione di De Mello, di seguito riportate.
𝜑′= √𝑁𝑛𝑜𝑟𝑚.∙ 15 + 15 ≤ 45°
𝜑′ = 19 − 0.38𝜎 + 8.73 ∙ log(𝑁𝑛𝑜𝑟𝑚) ≤ 38°
Vengono riportate di seguito i valori dell’angolo d’attrito ottenuti dalle interpretazioni delle prove SPT in funzione della profondità.
Figura 70. Terreni CdT - Valori dell’angolo d’attrito dai risultati delle prove SPT
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Figura 72. Terreni OfL - Valori dell’angolo d’attrito dai risultati delle prove SPT
Figura 73. Terreni GbD - Valori dell’angolo d’attrito dai risultati delle prove SPT
Figura 74. Terreni ArP - Valori dell’angolo d’attrito dai risultati delle prove SPT
I dati mostrati dai grafici precedenti mostrano come la correlazione di De Mello meglio si adatti alla natura delle terre a differenza di quella RBS che risulta essere poco
cautelativa. Quindi sulla base dei dati mostrati nelle figure precedenti, per i terreni CdT i dati mostrano un valore dell’angolo d’attrito compreso fra 26° e 33°.Per i terreni TpF φ’=27°÷33°. I terreni OfL mostrano un φ’=31°÷35°, mentre per i terreni GbD il valore di φ’=31°÷35°. Per i terreni ArP φ’=31°÷34°
Caratterizzazione geotecnica del sito Capitolo II Passando ad esaminare i dati di laboratorio, sono state eseguite 26 prove a taglio diretto. La prova ha lo scopo di ricavare l’inviluppo di rottura del materiale secondo la
formulazione di Mohr Coulomb ( 𝜏 = 𝑐′+ 𝜎′ tan(𝜑)), ciò viene fatto sottoponendo
almeno 3 provini a diverse sollecitazioni normali 100 kPa, 200 kPa e 300 kPa.
La prova si suddivide in due fasi distinte, la prima di consolidazione a velocità lenta e costante, la seconda è quella di scorrimento relativo. L’obbiettivo è quello di realizzare una fase di taglio sufficientemente lenta in modo da produrre una rottura in condizioni drenate, in quanto in questa prova non è possibile controllare la condizione di
drenaggio. I parametri di picco di ogni provino vengono valutati dalle curve sforzo di taglio-spostamento orizzontale. Successivamente si riporta in un diagramma σ-τ i parametri di picco di ciascun provino associati al proprio stato di sollecitazione
normale, al fine di individuare tre coppie σ-τ corrispondenti alla rottura dei provini. Per tanto la prova viene interpretata assumendo che i valori di sforzo normale e di taglio prima definiti rappresentino lo stato di sforzo a rottura, determinando così i valori di c’ e φ’
La procedura adottata al fine di determinare i parametri di resistenza c’ e φ che sono stati impiegati nel modello geotecnico è la seguente:
• Sono stati riportati nel digramma σ-τ i dati provenienti dalle prove a taglio diretto eseguite in laboratorio di tutti i campioni (tre coppie per ogni campione) per ciascuna litologia;
• Tale diagramma risulta avere tre fasce di punti distinte, allineata ciascuna sulla medesima ascissa, 100 kPa, 200 kPa e 300 kPa
• Una volta costruito il digramma per ogni singola litologia con i campioni ad essa appartenente, è stato scelto di interpolare tali punti con due rette una che
passasse per i punti minimi ed una per quelli medi;
• Con tali rette è stato possibile applicare il criterio di Mohr-Coulomb che ha permesso di calcolare i parametri caratteristici di resistenza, c’ e φ°;
Questo raggruppamento ha permesso inoltre di verificare che la scelta di appartenenza dei campioni ad una determinata litologia fosse corretta; in quanto non è stata
riscontrata nessuna forte dispersione dei valori. Infine, a favore di sicurezza, per il calcolo della coesione efficacie del terreno più superficiale, Tipo 1 CdT, si è scelto di applicare un criterio di resistenza bilineare vedi Figura 80, che tenesse conto del fatto che per i primi metri di profondità il carico litostatico in sito risulta inferiore a 100 kPa
pag. 80
tensione verticale efficace non cresce, i risultati della prova a taglio diretto sono poco attendibili; ciò, di fatto, porta a trascurare c’ per i primi metri di profondità, ed assumere il valore di φ’ corrispondente alla tangente delle retta del primo tratto (v. Figura 80). In aggiunta, come riportato dal laboratorio, i provini disturbati ed indisturbati dei terreni CdT, terreni superficiali, presentavo sporadici frammenti litoidi eterometrici. Questo aspetto implica anche la non totale veridicità del valore della coesione efficacie ottenuto dalla prova stessa, poiché la presenza di tali elementi “falsa” il risultato.
Figura 75. Diagramma σ-τ con effettivo comportamento
Si riportano di seguito i dati delle prove, in forma grafica, utilizzati per la determinazione dei parametri geotecnici c’ e φ’ per ogni singola litologia.
Figura 76. Terreno CdT-Diagramma σ-τ terreno
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Figura 77. Terreno TpF-Diagramma σ-τ terreno
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Figura 79. Terreno GbD-Diagramma σ-τ terreno
Figura 80. Terreno ArP-Diagramma σ-τ terreno
I parametri di resistenza al taglio utilizzati per caratterizzare i terreni sono riportati in Tabella 20.
Caratterizzazione geotecnica del sito Capitolo II 2.3.5.2 Resistenza a breve termine
Per la valutazione della coesione non drenata Cu sono disponibili i risultati di • Prove in foro SPT;
• I risultati delle prove ELL (Espansione laterale libera), su due campioni; Nel primo caso la coesione non drenata è stata stimata mediante la correlazione
empirica di Stroud (1974):
𝐶𝑢 = 𝑓 ∙ 𝑁𝑠𝑝𝑡
in cui f è un coefficiente funzione dell’indice di plasticità, che assume valori compresi tra 3,5 e 6,5 kPa. Nel caso in esame, le elaborazioni (v. Figura 91÷95) sono state eseguite adottando un valore o f = 4 kPa. I valori di coesione non drenata ottenuti per i terreni sono presentati in funzione della profondità di indagine nelle figure seguenti.
Figura 81. Terreni CdT - Valori della coesione non drenata cu in funzione della profondità
pag. 84
Figura 83. Terreni OfL - Valori della coesione non drenata cu in funzione della profondità
Figura 84. Terreni GbD - Valori della coesione non drenata cu in funzione della profondità
Figura 85. Terreni ArP - Valori della coesione non drenata cu in funzione della profondità
I risultati di tali elaborazioni mostrano, in accordo con l’indice di consistenza, un valore di coesione non drenata elevato, per la maggioranza dei terreni, in particolare per i terreni, GbD e ArP, nei quali in valore di Cu non è mai risultato inferiore a 250 kPa.
Caratterizzazione geotecnica del sito Capitolo II Come riportato nel paragrafo 2.2.3 dai campioni prelevati in sito, sono state eseguite due prove di espansione laterale libera, sui campioni ID 7 e ID 23, rispettivamente appartenenti alla tipologia di terreno Tipo 2 e al Tipo 5. La prova consiste nella determinazione della resistenza al taglio non drenata di una terra coesiva, cioè la coesione Cu. Un provino ricavato da campione indisturbato, lasciato libero di espandersi lateralmente, viene sottoposto ad un carico assiale fino a rottura, La resistenza al taglio non drenata del terreno viene assunta come la metà del carico a rottura misurato. La fase di compressione avviene a velocità di deformazione costante, compresa tra lo 0.5 ed il 2% min. dell’altezza iniziale del provino. Velocità più elevate vengono richieste per i campioni plastici, dove la rottura si raggiunge con elevate deformazioni, velocità più basse sono consigliate per terreni più consistenti e fragili, nei quali la rottura avviene con deformazioni minime. La prova non differisce sostanzialmente da una triassiale condotta in condizione non consolidata non drenata (UU), nella quale la pressione laterale in cella è nulla. A causa della anisotropia naturale delle caratteristiche meccaniche del terreno è importante, per una giusta interpretazione delle prove, sapere se l’asse principale del provino coincida o meno con la direzione della stratificazione da cui è prelevato.
In laboratorio la prova è stata condotta secondo la norma UNI CEN ISO/TS 17892-7.
CAMPIONE ID7; Terreni TdF
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Figura 86. Risultati prova espansione laterale libera ID 7 CAMPIONE ID23;Terreni ApL
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Figura 87. Risultati prova espansione laterale libera ID 23
Alla luce dei risultati ottenuti si vede che il valore della coesione non drenata del primo campione, ID 7 risulta essere inferiore rispetto ai valori ottenuti delle interpretazioni della prova SPT per i terreni TpF. Una possibile causa di questa discrepanza potrebbe essere causata dal fatto che il provino su cui è stata eseguita la prova era presente un contenuto di fine inferiore al 30%; ciò, di fatto, significa che l’acqua presente nel pro- vino è stata espulsa con una velocità troppo alta, a causa della permeabilità del provino stesso, andando quindi di fatto a falsare il risultato della prova. I valori utilizzati per la coesione non drenata sono riportati in Tabella 20.
pag. 88
2.3.6
Deformabilità
2.3.6.1 Modulo di Young
La determinazione del modulo elastico dei terreni, modulo di Young, è stata ottenuta delle interpretazioni dei risultati delle prove geofisiche di tipo sismico, Down Hole (v. paragrafo 2.3.7); in quanto le prove dinamiche hanno il vantaggio che le onde elastiche attraversano il terreno senza causare il suo rimaneggiamento come accade invece nel quando si prelevano campioni di terreno da utilizzare per le prove statiche in laboratorio. Per il calcolo di È inizialmente è stato calcolato il modulo di deformabilità a taglio “iniziale” o “dinamico” G0, cioè il modulo corrispondente alle piccole deformazioni
(ipotesi di comportamento elastico) tipicamente indotte dalle azioni dinamiche, secondo la seguente relazione:
Dove γt rappresenta il perso di volume del terreno(kN/m3), mentre νs è la propagazione
delle onde di taglio (m/s). I valori di νs sono stati ottenuti dalla prova geofisica sopra
citata e calcolati i valori medi per ciascuna tipologia di terreno, facendo riferimento al sondaggio nella quale è stata eseguita, BH3, l’unico ad avere riscontrato tutto e cinque le litologie. Successivamente sono stati calcolati i valori del coefficiente di Poisson, noto come la costante che lega le deformazioni in un corpo, in base alla relazione seguente:
Infine, una volta a disposizione di tutti i dati è stato possibile calcolare il valore del modulo di elasticità iniziale (modulo di Young), secondo la seguente relazione:
I valori del modulo di elasticità sono riportati nella seguente tabella
Terreno Profondità [m] γt Vsmedia [m/s] G0 [Mpa] ν’ E' [Mpa]
CdT 0-6 18,5 386 281 0,3 749
TpF 6-9,3 19 405 318 0,5 923
OfL 9,3-13 19,5 584 678 0,4 1924
GbD 13-20 19,4 553 605 0,4 1742
ArP 20-30 21 587 738 0,4 2136
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2.3.6.2 Modulo di compressione Edometrica Eed
I valori del modulo Edometrico sono stati ricavati mediante tre prove edometriche eseguite sui campioni ID12, ID20 ed ID28,i primi due appartenenti alla prima tipologia di terreno e il terzo alla seconda, TpF. La prova consiste nel caratterizzare la storia tensionale (OCR) e le proprietà di compressibilità e rigonfiamento dello scheletro solido per effetto della variazione dello stato tensionale effettivo in condizioni monodimensionali, ed è stata seguita in accordo alla norma UNI CEN ISO/TS 17892 5. In laboratorio sono stati eseguiti sette passi di carico(da 25 a 1600 kPa) e tre di scarico (da 400 a 25 kPa). I risultati delle prove sono stati impiegati per le valutazioni
geotecniche, in particolare per la stima dei cedimenti del terreno utilizzando proprio il metodo edometrico, un approccio ingegneristico semplificato per la stima dei cedimenti nei terreni a grana fine.
Con le curve edometriche sono state ricavare le seguenti informazioni:
• Il campione ID 12, prelevato nel foro di sondaggio BH4 alla profondità
compresa tra 3.00 e 3.60 m d.p.c., si presenta debolmente sovraconsolidato con un OCR di poco inferiore a 3;
• il campione ID20, prelevato nel foro di sondaggio BH7 alla profondità compresa tra 2.50 e 2.90 m d.p.c., si presenta sovraconsolidato con un OCR circa 4;
• il campione ID 28, prelevato nel sondaggio BH9 alla profondità compresa tra 1.50 e 2.00 m d.p.c., si presenta fortemente sovraconsolidato con un OCR superiore a 7;
La sovraconsolidazione osservata nei campioni può essere stata causata da un sovraccarico depositatosi per cause geologiche e che successivamente è stato
parzialmente eroso; tuttavia spesso può derivare da sforzi di ritiro dovuti all’alternarsi di periodi secchi ed umidi, in questo caso il terreno si presenta sovraconsolidato in
prossimità della superficie (indicativamente fino a circa 3 m di profondità) mentre il terreno sottostante è normalconsolidato.
Riportando su uno stesso grafico i dati delle curve di compressibilità edometrica sforzi - indice dei vuoti (Fig. 102) per i tre campioni si può osservare che i campioni ID12 e ID20 ricadono in un range di valore dell’indice dei vuoti paragonabile, mentre il
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reversibili è superiore a quella delle deformazioni irreversibili.
Tabella 6. Risultati prova edometrica
Figura 88. Curve edometriche σ-e per i tre campioni
Osservando invece le curve cedimento–tempo per ciascuno step (vedi Allegatorisultati prove di laboratorio) e le curve e–logs (Fig. 102) si può osservare che i campioni ID 20
e ID 28 tendono a rigonfiare anche nei primi due passi di carico (25 e 50 kPa) e cominciano a comprimersi solo a partire dal carico di 100 kPa.
Ciò è spiegabile tenendo presente che i campioni ID 20 e ID 28 hanno un contenuto in acqua naturale wN sensibilmente inferiore al rispettivo limite di plasticità LP e ricadono quindi in campo solido, mentre ID 12 ricade in campo plastico (Fig. 103).
Cv k Eed Cv k Eed Cv k Eed Cv k Eed Cv k Eed cm2/s m/s MPa cm2/s m/s MPa cm2/s m/s MPa cm2/s m/s MPa cm2/s m/s MPa
BH4 C1 ID 12 3,00-3,60 8,0E-04 2,0E-10 3,8 8,9E-04 1,9E-10 4,6 5,8E-04 9,2E-11 6,2 1,5E-04 1,4E-11 11,0 8,1E-05 3,9E-12 20,2 BH7 C1 ID 20 2,50-2,90 1,6E-03 2,1E-10 7,3 8,8E-04 1,4E-10 6,0 2,6E-04 3,8E-11 6,7 8,7E-05 7,3E-12 11,6 7,0E-05 3,0E-12 23,0 BH9 ID28 1,50-2,00 9,1E-03 6,4E-10 14,0 1,1E-03 8,8E-11 12,0 7,3E-04 5,7E-11 12,5 5,4E-04 2,6E-11 20,0 1,7E-03 4,5E-11 37,6
C o d ic e p ro vi n o So n d a g g io P ro fo n d it à c a m p io n e (m ) EDOMETRIA ( a 800 kPa ) ( a 1600 kPa ) ( a 400 kPa ) ( a 200 kPa ) ( a 100 kPa )
Caratterizzazione geotecnica del sito Capitolo II
Figura 89.Grafico umidità naturale rispetto ai limiti di plasticità e di liquidità per ID 12, ID 20 e ID 28
ID 20 e ID 28 sono infatti estremamente consistenti alla prova PP. Quindi il
rigonfiamento sotto carico di ID 20 e ID 28 è legato all’assorbimento di acqua durante la fase di saturazione del campione all’inizio della prova.
La curva edometrica di ID 28 è collocata in un campo diverso dagli altri campioni in quanto, si tratta di un campione poco plastico con IP=7%, tipico più di un limo che di un’argilla.
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2.3.7
Risposa sismica
2.3.7.1 Prova geofisica in foro tipo down hole con onde P e SH
Le prove sismiche in foro di tipo down-hole vengono realizzate in fori di sondaggio appositamente attrezzati con tubi in PVC cementati all’esterno, con l’uso di geofoni da foro di tipo tridimensionale ed opportuni sistemi di energizzazione.
La prova consiste nel produrre, sulla superficie del terreno, sollecitazioni verticali per la generazione di onde di compressione (P) ed orizzontali per le onde di taglio polarizzate orizzontalmente (SH), mediante una sorgente meccanica e nel registrare l’istante di primo arrivo del treno d’onde ad un sistema composto da una coppia di geofoni tridimensionali,