-
.
La discussione è molto interessante e la questione è ben posta. Però il concetto di sopraelevazione e relativo adeguamento sismico 8.4.3 non mi pare che lasci molti dubbi circa il fatto che la verifica vada estesa all'intero edificio e che il relativo collaudo sarà parte integrante della nuova SCA. Ovviamente, come da voi meglio chiarito, per ogni unità immobiliare, atteso il mantenimento dello stato di fatto rispetto ai titoli precedentemente rilasciati, le nuove SCA riporteranno il nuovo collaudo che va a sostituire il precedente. -
.
non è automatico adeguare zax, non distrarti -
.
Ora capisco Zax il tuo sforzo encomiabile se rapportato al fatto che tu lo abbia compiuto prima della nascita dei layout. Io circa 3 anni fa mi sono dovuto interfacciare con una multinazionale che lavorava con i layout e da li mi si è aperto un mondo. La grandezza dei testi, lo stile e la scala delle quote che si aggiornano automaticamente ora sono per me divenuti essenziali. Mi capita spesso di impostare una planimetria ad una determinata scala e poi doverla cambiare in corso d'opera ed il tutto in automatico. Basta visionare qualche video su YouTube e in un giorno ti metti in carreggiata. Non voglio sminuire il tuo lavoro che per me sarebbe stato prezioso fino a poco tempo fa e sono certo che sarà comunque un valido ausilio per numerosissimi utenti. -
.
A questo punto io immagino che i software facciano la seguente posizione (con riferimento a B.1961): qf=Nq*sigma'v
Si prende in considerazione la pressione verticale efficace alla punta del palo con riferimento alla condizione a lungo termine, che nelle ipotesi di Berezantzev che ha studiato il comportamento delle sabbie, appare congrua.
Appare infine doverosa una precisazione circa l'interpretazione del termine OVERBURDEN: avendo Berezantzev1961 legato la resistenza alla punta alle "caratteristiche" del fusto, probabilmente con i termini fiD e gammaD si indicano i parametri che identificano gli strati attraversati dal fusto e non allo strato immediatamente sopra la punta come precedentemente riportato. Ma come può affrontarsi il tema per terreni stratificati? Sarebbe corretto operare come Califfo in cui si calcolano i parametri Equivalenti ( gammaD e fiD in questo caso) ottenuti come media pesata in cui il 'peso' sarebbe la lunghezza del palo? -
.
Nello stesso documento tratto da AGI , "Alcune ossevazioni sullo stato attuale delle conoscenze sul calcolo dei pali di fondazione" di Jamiolkowski M. del 1973 si riporta un altro metodo per la resistenza alla punta, nel seguito denominato Berezantzev1970B.
Esso si basa sulla lettura di Av1, sempre in funzione di D/B e fi, dal grafico qui riportato:
Il qlim=Av1*Gamma*B (dove B è il diametro).
Nb. Nel documento si rinviene anche il calcolo di un altro valore Av2 che apparentemente mi sembrerebbe afferire ad una ulteriore terza metodologia. Si specifica che per la trattazione attribuita a Berezantev1970 riportata nel documento AGI non è stata attualmente trovata la fonte originale. Tuttavia dal sito Researchgate
www.researchgate.net/scientific-co...V_G_Berezantsev
è possibile visionare e scaricare, per ricercatori e docenti (quindi a me preclusi), i documenti originari qui citati:
Quindi riepilogando, dati:
B=1 m
D=20 m
fi=30
gamma=18
si ottengono per le tre metodologie sin qui analizzate, i seguenti valori della Resistenza unitaria alla punta:
Berezantzev 1961 ---- 5719.7 KN/mq
Berezantzev 1970A ---- 7002.0 KN/mq
Berezantzev 1970B ---- 5152.9 KN/mq -
.
Nel documento tratto da AGI , "Alcune ossevazioni sullo stato attuale delle conoscenze sul calcolo dei pali di fondazione" di Jamiolkowski M. del 1973
www.associazionegeotecnica.it/sites...1973_2-3_65.pdf
si espogono due metodi di Berezantzev 1970.Nel prosieguo li ho rinominati in Berezantzev 1970A e Berezantzev 1970B.
Qui trattiamo Berezantzev 1970A, di cui si riporta la tabella 1 in cui il coefficiente Av è sempre funzione di D/B e di Fi, ma mentre precedentemente l'angolo di attrito era overburden(fi relativo allo strato immediatamente sopra la punta del palo), questa volta si considera solo l'attrito sotto la punta del palo.
Pertanto, noti D, B e Fi si ricava il valore di Av dalla tabella 1. Moltiplicando Av*Gamma*B si ottiene la qf che moltiplicata per l'area fornisce la resistenza alla punta.
Nel documento si specifica che Av è un termine che tiene conto dei fenomeni d'arco che si sviluppano nel terreno sovrastante la punta del palo e che determinano così la situazione nella quale Pvb<=gamma*L
Infine segnalo di aver momentaneamente tralasciato il documento in cui si espone il Berezantzev 1965 (6th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering , Montreal 1965) di cui vi riporto lo schema di rottura alla punta che qui appare già modificato rispetto al Berezantzev 1957-1961
-
.
Per oggi vorrei concludere con un'ultima nota. Riporto uno schema in cui sono raccolti i metodi per il cacolo della resistenza alla punta adottati sino al 1943, anno della formulazione di Karl Terzaghi 
-
.
Pertanto, il metodo di Berezantzev 1961 si articola nei seguenti passi:
- Calcolo di alfaT in funzione di di Fi sopra punta del palo (Fi_D overburden) e di D/B direttamente dalla tab.1
- Calcolo di Ak e Bk in funzione di Fi sotto punta del palo direttamente dal grafico di fig.2
- Calcolo di qf =Ak∙gamma∙B + Bk∙ alfaT ∙gammaD∙D (4)
La resistenza alla punta si ottiene moltiplicando la qf per l'area della sezione trasversale del palo.
Un primo dubbio nasce circa l'interpretazione di overburden e dunque dei relativi termini gammaD e Fi_D da me interpretati come i parametri che individuano lo strato immediatamente al di sopra della punta del palo. Chi ha già trattato ampiamente il tema in Califfo ha certamente noto il 'funzionamento' del cuneo di rottura di fondazioni superficiali. Forse partendo da lì potremmo iniziare a capire meglio effettuando un parallelismo con quanto fin qui enunciato da Berezantzev, che nel corso della sua carriera, ha poi ampliato quanto sinora qui esposto.
Edited by IlPogba - 22/1/2019, 06:47 -
.
Qui invece una bozza di traduzione degli studi di Berezantzev 1961 "5th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Paris 1961 " svolto a Parigi tra il 17 e il 22 Luglio 1961.
www.issmge.org/uploads/publications/1/40/1961_02_0002.pdf
In tale documento viene esplicitato il metodo di calcolo per i pali caricati assialmente (credo sia il primo metodo identificato da B.1961)
Load Bearing Capacity and Deformation of Piled Foundations
Berezantzev 1961
Sommario
Gli autori danno i risultati teorici e delle indagini sperimentali sulla capacità portante di singoli pali in sabbia densa, effettuata da V. G. Berezantzev. L'analisi dell’equilibrio del carico assiale ha portato allo sviluppo di una formula per la capacità portante alla punta di un palo. Le indagini di laboratorio e sul campo sono state condotte da V. N. Golubkov. Il cedimento è proporzionale alla radice quadrata della dimensione della base.
V. S. Khristoforov ha analizzato la capacità portante e deformazioni di gruppi di pali e cavalletti. Il progetto di fondazioni con lunghezza libera delle pile dovrebbero essere basate su analisi delle deformazioni dei telai con montanti rigidamente ancorati.
Capacità portante dei pali in sabbia densa
I moderni metodi di messa in opera dei pali, più in particolare quelli che fanno uso della vibrazione, hanno determinato un notevole sviluppo delle fondazioni su pali. Indagini sulla capacità portante e di deformazione di tali strutture sono quindi di grande valore pratico.
La possibilità di utilizzare pali lunghi con grosse sezioni trasversali consente la costruzione di fondazioni molto pesanti, come quelle per piloni da ponte, utilizzando solo pochi pali affondati in sabbia densa o ghiaia. Gli esperimenti dimostrano che la capacità portante delle sabbie, sotto le estremità di tali pile, supera considerevolmente i valori dati dai metodi ben noti di progettazione. Risultati migliori possono essere ottenuti utilizzando il seguente nuovo metodo basato sulla teoria dell'equilibrio limite e sulle indagini sperimentali descritte in:
[1] Berezantzev V. G ., Jaroshenko , V. A. and others (1958). The investigations of bearing capacity of sands.
[2] (1952). Axial symmetrical problem of the limit equilibrium theory of earthy medium.
Se la fondazione profonda ha un rapporto di profondità più grande di 3-4 (D/B > 3-4) il cedimento della sabbia può verificarsi dopo una considerevole compattazione, accompagnata dagli spostamenti di un piccolo volume di terreno. Quindi, la capacità portante in questo caso è determinata solo dal cedimento della fondazione.
Queste caratteristiche speciali del cedimento della sabbia, tuttavia, sono peculiari di tali fondazioni, quando, durante il processo di costruzione, nessuna compattazione aggiuntiva di sabbia avviene entro i limiti di profondità uguali o superiori alla larghezza della fondazione (fondazioni in trincee, affondamento pozzi, cassoni, ecc.).
Esistono condizioni sostanzialmente diverse per un palo messo in opera con infissione o con vibrazione. Durante il processo di affondamento, la pila sposta il terreno e forma attorno a sé una zona compattata relativamente grande di terreno, che modifica le condizioni di rottura del terreno. L'equilibrio limite sotto la punta della pila corrisponde allo spostamento di zone di scorrimento notevolmente sviluppate della sabbia compattata. Queste zone raggiungono il piano orizzontale sotto il piede della pila. Questo fenomeno è illustrato in Fig.1, mostrando la deformazione della sabbia durante i test (il modello è stato affondato alla profondità pari a dieci volte la sua larghezza). I test sono stati effettuati presso l'Istituto di ingegneria ferroviaria di Leningrado.
Quindi, la capacità portante sotto l'estremità di tali singoli pali può essere determinata approssimativamente usando lo schema 2 (a) [1], dato in Fig. 2.
Il sovraccarico delle zone di scorrimento al livello della punta del palo sono pari al peso del volume del cilindro "bcda – b1c1d1a1" diminuito del valore dell'attrito interno T (figura 2) sulla superficie laterale di questo volume. Questo attrito interno si manifesta durante lo spostamento del volume "bcda - b1c1d1a1" nel processo di compattazione del terreno sotto la punta del palo.
Il valore dell'attrito interno alla profondità Z può essere approssimativamente calcolato come prodotto di tan D (D angolo di attrito interno) e ez – pressione laterale sulla superficie “bc,b1c1” con raggio l0=l+R. Mediante l'analisi della pressione laterale sulle superfici cilindriche nel problema assial-simmetrico della teoria dell'equilibrio limite [2], ez è calcolato mediante la seguente formula:
Il risultato dei calcoli della capacità portante per le sabbie dense sotto le singole pile, dopo (4), mostra che i dati teorici sono in ragionevole accordo con gli esperimenti. Questi valori sono superiori a quelli ottenuti da metodi precedenti. La formula (4) può essere utilizzata solo per il calcolo della capacità portante del terreno alla punta; l'attrito laterale, se necessario, può essere determinato attraverso i metodi convenzionali. La capacità portante dei pali in gruppo è determinata dal cedimento. I risultati delle indagini sulle deformazioni del terreno e dei cedimenti di fondazione sono discussi di seguito.
-
.
Parto dalla lettura del primo documento rinvenuto del 1957 "4th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, London 1957", Berezantzev con Yaroshenko:
www.issmge.org/uploads/publications/1/41/1957_01_0059.pdf
In tale documento vengono illustrate, sulla base dei test condotti, le possibili modalità di rottura per fondazioni superficiali e profonde di cui vi allego una bozza di traduzione sicuramente ancora perfezionabile. é possibile rinvenire alla fine del documento, nel caso 2b, la seguente frese:"La capacità portante del caso 2b è determinata solo dal calcolo dei cedimenti . In questo caso è necessario risolvere il problema misto della teoria dell'equilibrio limite e della teoria della compattazione"
The Bearing Capacity of Sands under Deep Foundations
Berezantzev 1957
Sommario
Le indagini sulla stabilità delle fondazioni sia profonde che dirette su sabbie sono state eseguite nell'Istituto di ricerca scientifica per la costruzione dei trasporti e nell'Istituto di ingegneri ferroviari di Leningrado.
• Nella prima sezione vengono discussi i risultati dei test sperimentali sulle modalità di deformazione e stabilità delle sabbie dense e sciolte. Si può osservare l'espulsione della sabbia densa causata dall’interfaccia delle fondazioni. Nelle sabbie sciolte la fondazione con qualsiasi rapporto di profondità causa l'interazione tra la zona di scorrimento e la zona di compattazione sopra o sotto la base della fondazione. Lo stesso processo avviene in sabbie dense sotto fondazioni profonde. La capacità portante aumenta notevolmente con l'aumento del rapporto di profondità e della densità della sabbia.
• Nella seconda sezione del rapporto, sulla base di un'indagine sperimentale, è stata trovata una nuova soluzione teorica per determinare la capacità portante di fondazioni profonde. I metodi per fondazioni continue e circolari sono stati trovati sulla base della teoria dell'equilibrio limite.
Experimental Investigation of the Bearing Capacity of Sands
Stiff part of core = Parte rigida del nucleo
Plastic part of core = Parte plastica del nucleo
Experimental procédure of the tests— La deformazione delle sabbie è stata studiata in un contenore con pareti di vetro mediante la fotografia di still e ciné, che ha permesso l'osservazione delle traiettorie delle particelle, e delle successive formazioni di un nucleo compatto e delle superfici di scorrimento. La capacità portante ultima delle sabbie è stata studiata sia per la striscia caricata centralmente che per fondazioni circolari di dimensioni diverse. Le fondazioni sono state testate in situ (cand. techn. I. F. Razorenov) by means of the centrifuge (cand. techn. A. G. Prokopovitch) e in laboratorio. Durante le prove sono state prese le misure del sollevamento della superficie del terreno così come gli spostamenti di un lato e i cedimenti della fondazione.
Results of experimental investigations— All'inizio degli spostamenti verticali della fondazione (a qualsiasi valore di densità del suolo e rapporto di profondità D/B), le traiettorie delle particelle di sabbia sono continue (tranne che per piccole aree vicino al bordo stesso della fondazione) e sono dirette verso il basso con una piccola deviazione dall'asse verticale. La zona di spostamento delle particelle (zona di compattazione) si diffonde ad una grande profondità.
Per uguali cedimenti di una fondazione, la zona di compattazione cresce con l'aumentare della densità della sabbia. La fondazione si assesta senza spostarsi da un lato, o sollevarsi della superficie del terreno (see a-b on the curve s = f(), and a'-b' on the curve s = f'() ( Fig. 2). La prima fase della deformazione è quindi principalmente una fase di compattazione: non vi è un improvviso aumento dei cedimenti o degli spostamenti laterali che possono essere dannosi per la struttura. Un ulteriore cedimento della fondazioni sia su sabbie sciolte che su sabbie compatte, è generato dalla formazione di un nucleo compatto separato dalla superficie di rottura. Il nucleo compatto causa lo spostamento del suolo lungo le superfici di scorrimento le quali raggiungono la superficie del terreno o terminano nello spessore del terreno, in funzione della profondità e della densità del terreno (Figs. 2 and 3). L'assestamento della fondazione aumenta poi improvvisamente e quando la superficie di rottura viene osservata a livello del suolo, la fondazione scivola di lato (see b-c on the curve s = f(), and b'-c' on the curve s = f'() ( Fig. 2)
Pertanto la fase di deformazione delle sabbie dopo la formazione del nucleo compattato è quella dello scorrimento, che è accompagnata da un diverso grado di compattazione. Ci sono significativi rapidi aumenti dei cedimenti che potrebbero essere pericolosi per la struttura. Il nucleo compatto formato nel processo di transizione dalla fase di compattazione alla fase di scorrimento consiste di due parti; ‘Rigida’ e 'plastica' (figura 1). La parte rigida del nucleo si muove come una parte della fondazione. Il suo contorno è simmetrico e ha quasi una forma triangolare con l'angolo superiore di 85 gradi per un fondazione superficiale su sabbia densa e di 60 gradi per fondazioni profonde su sabbia sciolta. La grandezza e la direzione degli spostamenti delle particelle di sabbia nella parte 'plastica' del nucleo differiscono dalla grandezza e dalla direzione dello spostamento della fondazione. La caratteristica distintiva di questa parte del nucleo è che non è simmetrica rispetto all'asse di fondazione; le superfici di scorrimento sono l’immediato proseguimento della parte inferiore del nucleo (figura 1).
Nel processo di assestamento la forma della parte "plastica" del nucleo e la disposizione della sua parte superiore sono permanentemente cambiate, a seconda della direzione della minor resistenza. Il nucleo causa lo spostamento laterale delle zone di sabbia contigue; le traiettorie del movimento delle particelle al di fuori del nucleo ottengono un distinto percorso (vedi Fig. 1). Aumentando la densità di sabbia e diminuendo lo strato di copertura entrambi aumentano l'angolo di svoltaangle of turning. I dati sperimentali consentono la determinazione del momento di rottura della sabbia, che inizia quando il processo di formazione del nucleo compattato è finito. I seguenti fenomeni si verificano in questo momento:
(1) Nel caso in cui vi è il sollevamento del suolo si può osservare l’inizio di uno spostamento generale del suolo lungo le superfici di scorrimento;
(2) Quando non c'è sollevamento, si può osservare l'intenso aumento dei cedimenti di fondazione nei confronti della zona di scorrimento e interazione della zona di compattazione.
In accordo alle deformazioni osservate ci sono quattro casi principali di rottura della sabbia.
Caso 1a è caratterizzato dallo spostamento del terreno adiacente il nucleo compattato lungo le superfici di scorrimento ben definite che raggiungono il livello del suolo con un angolo = 45° - / 2. La rottura della fondazione attraverso lo scivolamento su un lato, con un improvviso aumento dei cedimenti e diminuzione della capacità portante. Questo caso è stato riscontrato solo con fondazioni superficiali su sabbia densa.
Caso 1b è in generale simile al caso 1° con la sola differenza la sola differenza che il piano di rottura e il livello del terreno si intersecano in un punto con un angolo > 45° - / 2 (Fig. 2). Ciò è stato rilevato per le fondazioni superficiali su sabbia densa (0.5 < Df/B < 1, at B > 1 m) e fondazioni superficiali su sabbia media.
Caso 2a Spostamenti profondi di grandi volumi di terreni si verificano adiacenti al nucleo compattato, accompagnati dalla compattazione del sovraccarico (fig. 3).
I cedimenti della fondazione al momento della rottura aumentano rapidamente, a volte senza aumentare la capacità portante. Non è stato osservato un spostamento laterale apprezzabile della fondazione. Su ulteriore carico della fondazione il diagramma s = f(), diventa quasi lineare(fig. 3). Il presente caso si è riscontrato per fondazioni superficiali su sabbie medie e dense (1 < Df/B < 3, by B > 1 m).
Caso 2b In tal caso gli spostamenti profondi di piccoli volumi di terreno si verificano direttamente in adiacenza al nucleo compattato, accompagnato dalla compattazione della sabbia principalmente al di sotto della base. Nel momento in cui il processo di formazione del nucleo compattato è terminato (a "rottura"), l'assestamento della fondazione e la capacità portante aumentano. Su ulteriore carico della fondazione il diagramma s = f(), diventa parabolico. Non ci sono spostamenti laterali della fondazione. Il caso 2b è stato riscontrato per fondazioni profonde su sabbie medie e dense (DfB>3) e su fondazioni superficiali su sabbie sciolte.
I risultati sperimentali confermano che la comprimibilità della sabbia aumenta con l'aumentare delle dimensioni della fondazione, per la stessa densità del suolo e rapporto di profondità Df/B, e una rottura con un piano di rottura ben definito e un sollevamento del terreno si osserva solo con superficie e fondazione superficiale su sabbia densa. A causa della produzione di una zona di taglio estesa e di una grande zona di compattazione, il periodo di deformazione diventa più lungo. La curva s = f(), diventa più regolare senza una precisa indicazione del raggiungimento della capacità portante ultima (la rottura). Lo stesso fenomeno si osserva sia con fondazioni circolari che quadrate.
Theoretical Investigations of Bearing Capacity of Sands
Diversi diagrammi teorici corrispondono a diverse possibilità di raggiungere la capacità portante ultima delle sabbie come mostrato nei test.
Caso 1a
……..
Caso 1b
……..
Caso 2a
……..
Caso 2b
La capacità portante del caso 2b è determinata solo dal calcolo dei cedimenti di fondazione. In questo caso è necessario risolvere il problema misto della teoria dell'equilibrio limite e della teoria della compattazione.
Edited by IlPogba - 21/1/2019, 18:50 -
.
Per ultimare questa prima parte di reperimento dati, dal sito AGI è possibile scaricare "Alcune ossevazioni sullo stato attuale delle conoscenze sul calcolo dei pali di fondazione" di Jamiolkowski M. del 1973
http://www.associazionegeotecnica.it/sites...1973_2-3_65.pdf
in cui 'viene effettuato in forma sintetica un esame critico degli attuali metodi di calcolo del singolo palo e delle fondazioni su pali, Vengono indicati inoltre, per ogni problema affrontato, gli attuali orientamenti degli studiosi e dei ricercatori allo scopo di rendere la trattazione utile ai fini applicativi'
Da tale documento è possible estrarre il noto grafico di Berezantzev in cui D/B varia da 4 a 32. -
.
Ancor prima, nel 4° congresso internazionale del 1957 svolto a Londra dal 12 al 24 Agosto "4th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, London 1957", Berezantzev con Yaroshenko aveva illustrato il primo dei suoi 'tre studi' fin qui elencati:
www.issmge.org/uploads/publications/1/41/1957_01_0059.pdf
Ancora tutto questo materiale non è stato discusso e presentato in maniera organica, vedremo successivamente se riusciremo ad organizzarlo. Bisogna prima comprendere il significato dei tre documenti soprattutto in ordine alla modalità di rottura alla punta ipotizzata dall'autore, che inizio ad intuire sia diverso dalle modalità di rottura sviluppate sino a quel momento (terzaghi, meyerhof) i quali si erano approcciati trattando la punta del palo come una fondazione diretta posta a "profondità z maggiore"
Edited by IlPogba - 19/1/2019, 09:37 -
.
Ed ecco che con grande sorpresa, stupore e incredulità mi spunta fuori un secondo, per me inedito, documento ufficiale in cui si espone il Berezantzev 1965 per pali di grande diametro, o molto più probabilmente come vedremo, per fondazioni a pozzo o a cassone ???The present paper deals with the methods of footing design of shell and heavy sinking wells and caissons (6th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering , Montreal 1965)
www.issmge.org/uploads/publications/1/39/1965_02_0050.pdf
da cui estraggo il seguente grafico:
Edited by IlPogba - 22/1/2019, 07:17 -
.
Colgo l'occasione per citare il sito in questione:
International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering
Su tale sito si riscontra un annuncio (del2017) in cui si rendeva noto che la società avrebbe messo a disposizione gli atti di tutti i meeting svolti dall'origine sino ad oggi.
Ho appreso (vedi lista riportata a seguire) che a partire dal 1936, con cadenza quadriennale prima e biennale poi, si sono svolte le conferenze mondiali dei geotecnici.
- Council Meeting, Seoul 17 September 2017
- Council Meeting, Edinburgh 12 September 2015
- 18th International Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering Council Meeting, Paris 1 September 2013
- Council Meeting, Toronto 2 October 2011
- 17th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Council Meeting, Alexandria 4 October 2009
- Council Meeting, Brisbane, 21 October 2007
- 16th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Council Meeting, Osaka, 11 September 2005
- Minutes of the Council Meeting, Prague, 24 August 2003
- 15th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Council Meeting, Istanbul 26 August 2001
- Minutes of the Council Meeting, Amsterdam 6 June 1999
- 14th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Council Meeting, Hamburg 7 September 1997
- Minutes of the Council Meeting, Cairo 10 December 1995
- 13th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng., New Delhi 4 January 1994
- Meeting, Florence 26 May 1991
- 12th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng., Rio de Janeiro 12 August 1989
- Meeting, Dublin 19 August 1987
- 11th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Meeting of the Executive Committee, San Francisco 9 August 1985
- Meeting of the Executive Committee, Paris 16 May 1983
- 10th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Meeting of the Executive Committee, Stockholm 12 June 1981
- Meeting of the Executive Committee, Oaxaca 9 March 1979
- 9th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Meeting of the Executive Committee, Tokyo 8 July 1977
- Meeting of the Executive Committee, Istanbul, 1975
- 8th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Meeting of the Executive Committee, Moscow, 1973
- Meeting of the Executive Committee, Sydney, 1971
- 7th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Meeting of the Executive Committee, Mexico City, 1969
- 6th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Meeting of the Executive Committee, Montreal, 1965
- 5th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Meeting of the Executive Committee, Paris, 1961
- 4th Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Meeting of the Executive Committee, London, 1957
- 3rd Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Zurich, Switzerland 1953
- 2nd Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Rotterdam, Netherlands, 1948
- 1st Int. Conf. on Soil Mech. and Geot. Eng. Cambridge, MA, June 1936
Il documento cui abbiamo fatto riferimento è stato estratto proprio dal 'Meeting of the Executive Committee, Paris, 1961'. Ed infatti in tal senso nei nostri testi di geotecnica la formula di Berezantzev in questione viene identificata con B. 1961 e ad essa si fa riferimento nel calcolo di pali di piccolo e grande diametro.
Una prima annotazione riguarda le curve prima descritte: I rapporti di D/B vanno da 5 a 25 mentre nei testi abituali tale rapporto è spinto fino a 50. Ci sarebbe dunque da spulciare ancora quest'ultimo caso (D/B=50) qualora Berezantzev lo avesse effettivamente trattato.
La seconda annotazione riguarda i pali di grande diametro (quella che in numerosi testi viene chiamata B.1965 ed identificate dai due rapporti D/B=4 e D/B=32). In tale direzione la prima ricerca, avendo a riferimento la data del 1965, sarà la ricerca in Meeting of the Executive Committee, Montreal, 1965
Edited by IlPogba - 21/1/2019, 19:29 -
.
Bene, resettiamo il tutto. Forse per il metodo di Berezantzev è quantomai inopportuno parlare di Nq. Su suggerimento di quattropassi mi sono imbattuto nel seguente documento relativo al "5th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Paris 1961 " svolto a Parigi tra il 17 e il 22 Luglio 1961.
www.issmge.org/uploads/publications/1/40/1961_02_0002.pdf
In questo documento sono mostrate le ipotesi di calcolo di Berezantzev. Di fatto non esistono le curve che noi tutti oggi ritroviamo nei testi sotto forma di Nq e fi:
Dal precedente grafico è possibile ricavare in funzione di fi i due termini Ak e Bk utili ai fini del calcolo della resistenza alla punta:
Rp = Ak*Gamma*B+ Bk*Qt
dove
Qt=AlfaT*GammaD*D
D è la quota della punta del palo
B è il diametro
Sempre nel medesimo documento, fissati i 5 rapporti di D/B (D/B=5,D/B=10,D/B=15,D/B=20,D/B=25) , Berezantzev in tabella 1 fornisce i valori di alfaT per valori dell'angolo di attrito compresi tra 26° e 40°.
Edited by IlPogba - 22/1/2019, 07:25
Il Bar dell'Ingegneria
Votes taken by IL Pogba |
