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..e quello che dice Mc è un "dettaglio" da tenere presente.
Se in testa alla fd agisce solo N e T perchè il collegamento è a cerniera (pensiamo a certi plinti di capannoni metallici); la fondazione va verificata anche con un valore di M=TxH, con H uguale alla altezza della fondazione.
In ceti casi questo aspetto non è affatto trascurabile.
Ottimo Mc.
m.
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Marco, rimane il fatto che Paolucci non è la legge, nè purtroppo lo sei tu nè lo sono io. A questo proposito la normativa parla chiaro (Circolare CSLLPP 617/09): L’effetto cinematico modifica il solo coefficiente
N_gamma in funzione del coefficiente sismico Khk; il fattore N_gamma viene quindi moltiplicato sia per il coefficiente correttivo dell’effetto inerziale, sia per il coefficiente correttivo per l’effetto
cinematico. Qui la normativa non è possibilistica, non dà raccomandazioni come fa altrove ma prescrive. Se la norma interpreta in tale maniera i fattori di Paolucci Pecker, per quanto possa avere torto ci vuole un’altra norma per correggerla. Analogo è il caso della verifica dei pendii naturali, prescritta in deroga agli approcci di progetto dell’EC7 e agli SL. Possiamo protestare quanto vogliamo ma la legge, finchè qualcuno non la impugnerà e farà correggere tale paragrafo, rimarrà quella. O anche il caso delle fondazioni profonde dove la norma travisa quello che dice l'EC7. Per cui, quantunque geostru possa non avere torto dal punto di vista tecnico, lo ha decisamente dal punto di vista della normativa italiana per le costruzioni, che noi siamo d’accordo o meno. Ricordo che c'è anche stata una fase principale di correzione della normativa e della bozza della Circolare, per cui non si tratta di sviste o errori di stampa Non sono daccordo. Fino a che le valutazioni del singolo progettista sono più restrittive di quelle di normativa (per esempio appunto applicando corretamente i fattori correttivi di Paolucci, che riducono la resistenza del terreno più di quanto indichi la normativa) questo è assolutamente lecito, soprattutto se la cosa è supportata da una abbondante bibliografia. Anzi, penso che un giudice non consentirebbe ad un progettista di trincerarsi dietro a un "ho seguito la norma", quando è noto (visto che c'è stata una abbondante discussione tecnica) che la norma è controversa. Il progettista DEVE in ogni caso agire scondo scienza e coscienza. Cosi diversa, ovviamente, sarebbe se il progettista dovesse adottare un approccio meno conservativo della norma.
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Iscritto: Mar 2004
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OP
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Sì, però il fatto di rispettare la normativa, anche se contraria alla letteratura tecnica, non può essere contestato perchè il normatore può avere avuto le sue motivazioni che non ha esposto (e tutti ci chiediamo quali siano  ).
"Data speak for themselves" -Reverend Thomas Bayes 1702-1761
P(Ai|E)=(P(E|Ai)P(Ai))/P(E)
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Iscritto: Sep 2006
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Salve a tutti, ho scaricato i fogli di Mc Coy e li ho confrontati con alcuni fogli di excel che mi ero preparato per il calcolo del carico limite di progetto con B-H.
Non ho ancora inserito l'azione sismica e ho ragionato solo in condizioni statiche..però ho qualche problema con la verifica allo slittamento....
Io ho utilizzato la formula FRD=Nsd*tang(phi + ca.A'
con Nsd= carico verticale, ca= adesione fondazione-terreno e A' area della fondazione efficace, tuttavia ho difficoltà a definire la resistenza laterale derivante dalla spinta passiva...
Volevo sapere se Mccoy poteva indicarmi la formula che ha utilizzato nel foglio di calcolo in modo da poterla applicare e/o verificare o se qualcuno ha qualche suggerimento per impostare la verifica allo slittamento con qualche altro metodo..
Grazie a tutti
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Iscritto: Mar 2004
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Ho utilizzato la semplice formula per il calcolo della spinta passiva.
Bisogna fare attenzione ad utilizzare questo termine però perchè non sempre, anzi di rado, nella realtà viene mobilizzato.
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Mc spega meglio il concetto.
e la spinta passiva che intendi viene poco o nulla utilizzata, o lo slittamento?
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Iscritto: Mar 2004
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Mi riferisco alla spinta passiva, bisognerebbe che la fondazione sia gettata contro terra ma in effetti non lo è sempre, poi bisogna che intervenga un certo spostamento minimo, ecc. ecc.
La normativa, specie l'EC8, spiega bene i casi in cui può essere utilizzata la spinta passiva (sempre massimo al 30% della spinta calcolata)ma discutendo con i colleghi in effetti è emersa una certa labilità in questo fattore.
Conclusione: anche al 30%, la spinta passiva, se vogliamo utilizzarla nei calcoli, dobbiamo accertare che sia effettivamente mobilizzata.
Per l'attrito all'interfaccia fondazioni-terreno, basta utilizzare il parametro giusto (phi_cv oppure una Cu con un coefficiente di degradazione non meglio specificato).
Se la fondazione è prefabbricata e liscia possono sorgere altri problemi.
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Ciao Mc Coy, sempre con i tuoi fogli di calcolo sono alle prese con l'azione sismica, volevo chiederti alcune cose..
1) ho derivato il khi ricostruendo lo spettro di progetto (con Spettri-NTC 1.0.3) nelle componenti orizzontali e verticale e poi prendendo l'ordinata corrispondente al T1 dello spettro di risposta nella componente orizzontale allo SLC...è la procedura corretta?
2) Per le analisi agli SLU per fondazioni superficiali ho verificato il collasso per carico limite (condizioni statiche e dinamiche),slittamento (dinamiche) e stabilità globale essendo in pendio...sono sufficienti o mi sono dimenticato qualcosa?
3) nel caso si dovessero fare delle verifiche in condizioni dinamiche su roccia quali formule mi suggerisci? In precedenza io utilizzavo quella di Terzaghi (v.cap.4 Bowles)
Grazie in anticipo
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Ciao Mc Coy, sempre con i tuoi fogli di calcolo sono alle prese con l'azione sismica, volevo chiederti alcune cose..
1) ho derivato il khi ricostruendo lo spettro di progetto (con Spettri-NTC 1.0.3) nelle componenti orizzontali e verticale e poi prendendo l'ordinata corrispondente al T1 dello spettro di risposta nella componente orizzontale allo SLC...è la procedura corretta? Sì 2) Per le analisi agli SLU per fondazioni superficiali ho verificato il collasso per carico limite (condizioni statiche e dinamiche),slittamento (dinamiche) e stabilità globale essendo in pendio...sono sufficienti o mi sono dimenticato qualcosa? Sono sufficienti, a parte casirari in cui potrebbe essere richiesta una verifica EQU (ribaltamento). Ma si tratta di torri, tralicci, strutture alte e rigide generalmente 3) nel caso si dovessero fare delle verifiche in condizioni dinamiche su roccia quali formule mi suggerisci? In precedenza io utilizzavo quella di Terzaghi (v.cap.4 Bowles)
Grazie in anticipo Se l'ammasso è isotropo, la stessa formula che hai usato per i terreni. Per lo slittamento può emergere il problema di identificare il Phi_cv. Personalmente, ho verificato al collasso con phi (basso) e c (alto) derivato dai metodi tipo RMR, Roclab, e allo slittamento adottando un phi_cv di letteratura (più alto del phi-RMR) e coesione =0. Rock slope engineering di Hoek & Bray ad esempio, disponibile liberamente, riporta una tabella con i phi-cv (da loro chiamato basic angle of friction) Questo forse è un aspetto da discutere più in dettaglio, ma seguendo le raccomandazioni della Circolare, mi sembra che il metodo che ho adottato può essere ritenuto ragionevole.
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Tanto per fare due chiacchere serali:
"Sono sufficienti, a parte casirari in cui potrebbe essere richiesta una verifica EQU (ribaltamento). Ma si tratta di torri, tralicci, strutture alte e rigide generalmente"
Io credo che tra tralicci AT, tralicci per TV torri da telefonia ecc.. in italia ve ne sia qualche decina di migliaia.
Non esagero, conosco bene il tema..
Mi dispisce vedere che la verifica EQU passi spesso "sottogamba" nelle considerazioni progettuali, invece è spesso dimensionante in quei casi sopra citati.
Forse sarebbe il caso di porci maggiore attenzione...
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