La classificazione dei terreni del MIT prevede: la distinzione tra terreni a grana fine (d<0.6 mm) e grana grossa (d>0.6 mm) la distinzione tra terreni a grana fine (d<0.06 mm) e grana grossa (d>0.06 mm) la distinzione tra terreni a grana fine e plastici la distinzione tra terreni elastici e plastici.
Qual è la definizione di peso dell'unità di volume della parte solida γs? è il rapporto Ps/Vs è il rapporto Pw/Vw è il rapporto P/V è il rapporto Pw/Vs.
Un provino di argilla con contenuto d'acqua pari al 20% è caratterizzato da un valore del limite liquido wL=40%, un valore del limite plastico wP=15%. Qual è il valore dell'indice di consistenza Ic? 0.9 0.8 1.0 0.7.
L’indice dei vuoti di un provino saturo con contenuto d'acqua w=25% e Gs=2.6 è pari a: 1.25 0.65 0.85 0.45.
Si richiede di calcolare il contenuto d'acqua w, essendo noto Gs=2.7, Sr=1 ed e=0.8 w=0.629 w=2.6% w=26.9% w=29.6%.
Nota la porosità di un elemento di terreno n=0.4, si richiede di calcolare l'indice dei vuoti corrispondente e=0.98 e=0.785 e=0.67 e=1.25.
La grandezza emin rappresenta l'indice dei vuoti corrispondente allo stato di addensamento minimo l'indice dei vuoti corrispondente allo stato di addensamento naturale l'indice dei vuoti corrispondente allo stato di addensamento massimo la densità minima del terreno.
() Se un terreno 1 ha densità relativa maggiore di un terreno 2 significa che l'indice dei vuoti massimo del terreno 1 è maggiore dell'indice dei vuoti massimo del terreno 2 il terreno 1 è più denso del terreno 2 l'indice dei vuoti minimo del terreno 1 è minore dell'indice dei vuoti minimo del terreno 2 il terreno 1 è meno denso del terreno 2.
La grandezza emax rappresenta l'indice dei vuoti corrispondente allo stato di addensamento massimo l'indice dei vuoti corrispondente allo densità relativa massima l'indice dei vuoti corrispondente allo stato di addensamento minimo l'indice dei vuoti corrispondente allo stato naturale.
Qual è la definizione di contenuto d'acqua nei rapporti tra le fasi un terreno? è il rapporto tra il peso totale e il peso dell'acqua è il rapporto tra il peso dell'acqua e il peso dei solidi è il rapporto tra il peso dell'acqua e il peso totale è il rapporto tra il volume dell'acqua e il volume dei solidi.
Come è definito il peso specifico dei grani Gs? è il rapporto γw/γs è il rapporto γ'/γw è il rapporto γs/γw è il rapporto γsat/γs.
Come è la definizione di porosità? è il volume dei vuoti sul volume totale è il volume dei solidi sul volume dell'acqua è il volume dei vuoti sul volume dei solidi è il volume dei vuoti sul volume dell'acqua.
Come è definito il volume specifico del terreno? è il volume dei vuoti diviso il volume dei solidi è il volume dei solidi diviso il volume totale è il volume totale diviso il volume dei solidi è il volume dei vuoti diviso il volume totale.
Una sabbia ha e=0.76, emax=0.93, emin=0.59. La sua densità relativa è: Dr=0.50 Dr=0.17 Dr=0.93 Dr=0.76.
Il terreno saturo: è caratterizzato dall'avere i pori pieni di aria è senza vuoti è caratterizzato da un grado di saturazione pari a 1 è caratterizzato da un grado di saturazione pari a 0.
La densità relativa di un terreno: è data dal rapporto tra il volume dei vuoti e il volume dei solidi è il confronto tra le densità di due terreni assume valori compresi tra 0 e 1 è data dal rapporto tra il volume dei solidi e il volume dei vuoti.
Cosa si intende per grado di saturazione di un terreno? il rapporto tra il volume dell'acqua contenuta nei pori e il volume dei vuoti il rapporto tra il volume dei solidi e quello del gas contenuto in essi definisce la saturazione (0 se il terreno è saturo, 1 se il terreno è asciutto) indica che il terreno non è asciutto.
Cosa si intende per indice dei vuoti di un terreno? il volume occupato dai grani il volume del solido il rapporto tra il volume dei vuoti e il volume dei solidi il rapporto tra il volume dei vuoti e il volume totale.
La curva di distribuzione granulometrica: rappresenta la percentuale di trattenuto da ciascun setaccio in funzione del diametro del medesimo setaccio rappresenta la percentuale di passante in funzione del diametro delle particelle rappresenta la percentuale di trattenuto da ciascun setaccio in funzione del diametro delle particelle rappresenta la percentuale di trattenuto da ciascun setaccio in funzione del diametro delle particelle.
Qual è la definizione del coeffciente di uniformità? è il coefficiente di porosità U= d10 / d60 U= d60 / d10 è il coefficiente di granulometria.
Il limite liquido di un terreno: si determina con il cucchiaio di Casagrande si determina con la scatola di Casagrande dipende dell'indice dei vuoti si determina con la setacciatura.
I risultati di una prova di setacciatura su un provino di terreno mostrano che il passante a 2 mm è pari al 70%, il passante a 0.6 mm è pari al 50% e il passante a 0.06mm è pari al 30%. Quale è la percentuale di sabbia del provino? 50% 75% 40% 30%.
Un campione di argilla è caratterizzato da w=37%, wL=54%, wP=22%. Si richiede di determinare l'indice di consistenza Ic=0.47 Ic=0.53 Ic=0.32 Ic=0.35.
I risultati di una prova di setacciatura su un provino di terreno mostrano che il passante a 2 mm è pari al 70%, il passante a 0.6 mm è pari al 50% e il passante a 0.06mm è pari al 20%. Quale è la percentuale di sabbia del provino? 40% 30% 50% 60%.
Dato lo stato tensionale rappresentato in figura, si richiede di determinare le tensioni agenti sul piano B-B, attraverso la procedura grafica dei cerchi di Mohr. tensione normale=25 kPa, tensione tangenziale=-25 kPa tensione normale=-25 kPa, tensione tangenziale=-16 kPa tensione normale=25 kPa, tensione tangenziale=-8.7 kPa tensione normale=8.7 kPa, tensione tangenziale=-25 kPa.
Un deposito di argilla normalconsolidata è caratterizzato da un peso dell’unità di volume, coincidente con il peso dell’unità di volume del terreno saturo, pari a 20 kN/m3; la posizione del livello piezometrico si trova 1 m al disotto della quota del piano campagna. Si calcoli la tensione verticale efficace litostatica agente su un elemento di terreno di tale deposito posto alla profondità di 8 m dal piano campagna. 70 kPa 90 kPa 160 kPa 80 kPa.
Un deposito di argilla normalconsolidata è caratterizzato da un peso dell’unità di volume, coincidente con il peso dell’unità di volume del terreno saturo, pari a 20 kN/m3; la posizione del livello piezometrico coincide con il piano campagna. Si calcoli la tensione verticale efficace litostatica agente su un elemento di terreno di tale deposito posto alla profondità di 8 m. 160 kPa 20 kPa 80 kPa 8 kPa.
In condizioni litostatiche il rapporto esistente tra la tensione orizzontale efficace e quella verticale efficace è espresso da: coefficiente di spinta passiva Kp coefficiente di spinta attiva Ka coefficiente di spinta in quiete K0 peso dell'unità di volume δ.
Un deposito di argilla normalconsolidata è caratterizzato da un peso dell’unità di volume, coincidente con il peso dell’unità di volume del terreno saturo, pari a 20 kN/m3; la posizione del livello piezometrico si trova 1 m al disopra della quota del piano campagna (si immagini come se fosse un “laghetto” di acqua al disopra del p.c.). Si calcoli la tensione verticale efficace litostatica agente su un elemento di terreno di tale deposito posto alla profondità di 8 m dal piano campagna. 160 kPa 90 kPa 80 kPa 120 kPa.
Un deposito di argilla normalconsolidata è caratterizzato da un peso dell’unità di volume, coincidente con il peso dell’unità di volume del terreno saturo, pari a 20 kN/m3; la posizione del livello piezometrico coincide con il piano campagna. Si calcoli la tensione verticale efficace litostatica agente su un elemento di terreno di tale deposito posto alla profondità di 10 m. 300 kPa 100 kPa 200 kPa 400 kPa.
Il percorso di carico in compressione (stress path) sul piano p-q risulta inclinato di: 3 a 6 2 a 3 1 a 3 1 a 1.
() Il percorso di carico isotropo (stress path) sul piano p-q risulta: orizzontale con q=cost e p che aumenta verticale con p=cost inclinato di 1 a 3 orizzontale con q=0 e p che aumenta.
Si definisce gradiente idraulico “i”: il rapporto tra la perdita di carico piezometrico Δh e l'altezza piezometrica il rapporto tra la perdita di carico piezometrico Δh e la pressione interstiziale u il rapporto tra la pressione interstiziale u e il tratto di terreno L in cui si ha la perdita di carico il rapporto tra la perdita di carico piezometrico Δh e il tratto di terreno L in cui essa si verifica.
La conducibilità idraulica K (L∙T-1) rappresenta: la velocità di filtrazione per gradiente unitario la velocità di filtrazione per area unitaria la velocità di filtrazione per portata unitaria la velocità di filtrazione per altezza unitaria.
la permeabilità del terreno aumenta con il diminuire della granulometria con la percentuale di argilla con l'attività dell'argilla con il crescere della granulometria.
La determinazione indiretta della permeabilità del terreno può essere fatta attraverso: prove di permeabilità a carico costante prove edometriche prove di emungimento da pozzo prove di permeabilità a carico variabile.
Nella prova di permeabilità a carico costante, la portata Q è: inversamente proporzionale alla conducibiltà idraulica inversamente proporzionale all'area della sezione trasversale del permeametro dipendente dal materiale di costruzione dello strumento di misura proporzionale alla conducibiltà idraulica.
Nel caso di flusso parallelo alla stratificazione la permeabilità equivalente risulta: uguale ai singoli coefficienti di permeabilità prossima al valore del coefficiente di permeabilità minore prossima al valore del coefficiente di permeabilità maggiore dipendente dal coefficiente di uniformità.
La permeabilità equivalente in caso di giacitura degli strati ortogonale alla direzione di flusso è: prossima al valore del coefficiente di permeabilità minore dipende dalla resistenza degli strati prossima al valore del coefficiente di permeabilità maggiore dipende dalla dilatanza del terreno a grana grossa.
La legge di Darcy correla: la velocità di filtrazione alla massa del terreno la velocità di filtrazione al diametro dei grani la velocità di filtrazione al gradiente idraulico la velocità di filtrazione al volume di terreno interessato dal moto di filtrazione.
Nelle reti di filtrazione a maglie quadre la differenza di carico tra due linee di flusso successive è costante il flusso è dal basso verso l'alto il flusso è dall'alto verso il basso la differenza di carico tra due equipotenziali successive è costante.
In presenza di sifonamento in un terreno incoerente si ha la perdita della resistenza a trazione del terreno la perdità della densità relativa del terreno la perdita della coesione del terreno la perdita della resistenza a taglio del terreno.
Al valore del gradiente che dà luogo al fenomeno del sifonamento viene dato il nome di gradiente in uscita gradiente medio gradiente critico gradiente in entrata.
In presenza di moto di filtrazione le "forze di filtrazione" sono: proporzionali al gradiente idraulico proporzionali all dilatanza inversamente proporzionali al gradiente idraulico inversamente proporzionali al peso dell'acqua.
Le condizioni drenate vengono raggiunte alla fine del processo di consolidazione su terreno a grana fine all'inizio del processo di consolidazione su terreno a grana grossa all'inizio del processo di consolidazione su terreno a grana fine alla fine del processo di consolidazione su terreno a grana grossa.
Le condizioni non drenate si hanno all'istante di applicazione del carico su terreno a grana grossa saturo alla fine del processo di consolidazione su terreno a grana grossa saturo alla fine del processo di consolidazione su terreno a grana fine saturo all'istante di applicazione del carico su terreno a grana fine saturo.
Le condizioni non drenate possono essere intese: a volume costante a pressioni interstiziali costanti a velocità di sedimentazione costante a capacità portante costante.
In condizioni non drenate le sovrappressioni interstiziali si manifestano solo se la sabbia è grossa sono uguali nel caso l'argilla sia normalconsolidata o sovraconsolidata non dipendono da OCR sono diverse nel caso l'argilla sia normalconsolidata o sovraconsolidata.
In condizioni non drenate, i coefficienti A e B di Skempton consentono di determinare le Δu in condizioni isotrope consentono di determinare le Δu in condizioni monodimensionali consentono di determinare le Δu in condizioni tridimensionali consentono di determinare le Δu in condizioni assialsimmetriche.
In condizioni non drenate le sovrappressioni interstiziali calcolate secondo la formula di Skempton dipendono dal percorso di carico dipendono dal diametro del permeametro dipendono dai coefficienti di uniformmità sono costanti.
Dato un deposito di terreno asciutto (γ=20 kN/m3) sul quale viene applicato in superficie un carico Δqs = 40 kPa distribuito su un’area circolare di diametro pari a 6 m, le tensioni verticali alla profondità di 3 m al disotto del centro dell’area di carico sono: 45.6 kPa 40 kPa 80.6 kPa 85.6 kPa.
Dato un carico nastriforme (a=3m, Δqs=10 kPa), il carico verticale indotto in asse a 9 m di profondità è circa: -----10 con 3 a 9----- 30 kPa 3 kPa 10 kPa 4 kPa.
Dato un carico circolare (a=2m, Δqs=10 kPa), il carico verticale indotto in asse a 6 m di profondità è circa: -----10 con 2 a 6----- 4 2 30 10.
Dato un carico circolare (a=3m, Δqs=20 kPa), il carico verticale indotto in asse a 9 m di profondità è circa: -----20 con 3 a 9----- 16 20 3 8.
Dato un carico circolare (R=3m, Δqs=10 kPa), il carico verticale indotto in asse a 4.8 m di profondità è circa: -----10 con 3 a 4.8----- 3 kPa 10 kPa 4 kPa 40 kPa.
Dato un carico circolare (R=3m, Δqs=20 kPa), il carico verticale indotto in asse a 4.8 m di profondità è circa: -----20 con 3 a 4.8----- 4 kPa 8 kPa 20 kPa 3 kPa.
Dato un carico circolare (R=2 m, Δqs=10 kPa), il carico verticale indotto in asse a 3.2 m di profondità è circa: -----10 con 2 a 3.2----- 2 kPa 10 kPa 4 kPa 8 kPa.
Dato un carico circolare (R=3m, Δqs=10 kPa), il carico verticale indotto a Z=0 m di profondità è circa: -----10 con 3 a 0----- 3 kPa 10 kPa 4 kPa 30 kPa.
Dato un deposito di terreno asciutto (γ=20 kN/m3) sul quale viene applicato in superficie un carico rettangolare (area BxL=5m x 6m). Se l'entità del carico è Δqs = 100 kPa, la tensione verticale su un punto A al di sotto dello spigolo, che si trova a profondità zA = 2 m dal p.c. è: 64.2 40.4 20.4 80.4.
Dato un deposito di terreno asciutto (γ=20 kN/m3) sul quale viene applicato in superficie un carico rettangolare (area BxL=5m x 6m). Se l'entità del arico è Δqs = 100 kPa, la tensione verticale indotta su un punto A al di sotto dello spigolo, che si trova a profondità zA = 2 m dal p.c. è: 34.2 kPa 38.5 kPa 24.2 kPa 20.5 kPa.
Dato un deposito di terreno asciutto (γ=20 kN/m3) sul quale viene applicato in superficie un carico rettangolare (area BxL=2m x 6m). Se l'entità del arico è Δqs = 100 kPa, la tensione verticale indotta su un punto A al di sotto dello spigolo, che si trova a profondità zA = 2 m dal p.c. è: 100 kPa 20.5 kPa 60.4 kPa 80.4 kPa.
In cella triassiale è possibile eseguire: prove non drenate poiché non è possibile controllare il drenaggio prove drenate e prove non drenate solo prove drenate solo prove non drenate.
Come è il percorso di carico relativo alla fase di compressione isotropa sul piano degli invarianti triassiali di tensione p'-q? inclinato 2 a 3 verticale con p'=3 inclinati 1 a 3 orizzontale con q=0.
Come viene realizzata la fase di compressione isotropa in cella triassiale? applicando una pressione interstiziale al provino applicando uno sforzo verticale applicando una pressione di cella assiale applicando una pressione di cella.
In cella triassiale viene misurata la variazione di volume del provino? no sì, si ricava dalla misura delle sovrappressioni interstiziali sì, ma solo se la prova è drenata sì, ma solo se la prova è non drenata.
In edometro le deformazioni laterali del provino: sonno pari a 2/3 di quelle assiali sono impedite sono 3 volte quelle assiali sono pari a 1/3 di quelle assiali.
Nel corso di una prova edometrica le deformazioni assiali: coincidono con le deformazioni di volume coincidono con le deformazioni radiali sono nulle coincidono con le deformazioni di taglio.
Queli sono le grandezze misurate durante una prova edometrica? la forza assiale, gli abbassamenti del provino, il tempo le deformazioni assiali, quelle radiali e il tempo le tensioni normali e tangenziali applicate al provino nel tempo le defomrazioni di taglio e il tempo.
Attraverso quali prove di laboratorio vengono determinate la caratteristiche di compressibilità di un terreno? prove di taglio semplice prove di taglio diretto prove edometriche prove di setacciatura.
Il grado di sovraconsolidazione OCR se il terreno è normalconsolidato è minore di 1 assume valore unitario è un multiplo di 1 è maggiore di 1.
L'indice di compressibilità Cc rappresenta: la pendenza della linea di rigonfiamento sul piano di compressibilità la pendenza della linea di scarico-ricarico sul piano di rottura la pendenza della linea di scarico-ricarico sul piano di compressibilità la pendenza della linea di compressione vergine sul piano di compressibilità.
Cosa rappresenta il coefficiente di compressibilità Cs? la pendenza della linea di compressione vergine sul piano di compressibilità la pendenza della linea di rigonfiamento sul piano di rottura la pendenza della linea di rigonfiamento sul piano di compressibilità la pendenza della linea di compressione vergine sul piano di rottura.
04. Come è definito il grado di sovraconsolidazione OCR ? rapporto tra tensione attuale e massima tensione verticale applicata rapporto tra massima tensione verticale applicata e minima tensione verticale applicata rapporto tra massima tensione verticale applicata e tensione attuale rapporto tra minima tensione verticale applicata e tensione attuale.
Da cosa è definita una curva di compressibilità? dalle coppie di valori di (Sr, e) relativi all’istante finale in cui viene considerato esaurito il processo di consolidazione (primaria) indotto all’applicazione dei vari gradini di carico è la curva di Casagrande dalle coppie di valori di (e, σ’a) o (v, σ’a) relativi all’istante iniziale in cui avviene l’applicazione dei vari gradini di carico dalle coppie di valori di (e, σ’a) o (v, σ’a) relativi all’istante finale in cui viene considerato esaurito il processo di consolidazione (primaria) indotto dall’applicazione dei vari gradini di carico.
Sul piano degli invarianti triassiali (p',q) come è il percorso di carico relativo alla compressione edometrica? è verticale inclinato di 1 a 3 è rappresentato dalla retta K0 è orizzontale.
Il coefficiente K0 si mantiene costante: nella fase di scarico edometrico nella fase di compressione edometrica nella fase di taglio nella fase deviatorica.
I valori del coefficiente K0 in condizioni edometriche sono maggiori nella fase di carico rispetto a quelli di scarico in condizioni di deformazione triassiale sono maggiori nella fase di carico rispetto a quelli di scarico in condizioni isotrope sono maggiori nella fase di carico rispetto a quelli di scarico in condizioni edometriche sono minori nella fase di carico rispetto a quelli di scarico.
Cosa rappresenta geometricamente il modulo edometrico Eed? la tangente alla curva γ-σ in un punto il rapporto tra il cedimento iniziale e quello finale la perpendicolare alla curva γ-σ nel punto la tangente alla curva di compressibilità in un punto.
La procedura di Casagrande per la determinazione della pressione di preconsolidazione da prova edometrica si basa sulla curva: e (scala lineare) - σ'v (scala logaritmica) U (scala lineare) - t (scala logaritmica) e (scala logaritmica) - σ'v (scala logaritmica) e (scala lineare) - t (scala logaritmica).
Quando viene definito un terreno normalconsolidato? quando la massima tensione verticale efficace alla quale è stato sottoposto ogni suo elemento è unitaria quando la massima tensione verticale efficace alla quale è stato sottoposto ogni suo elemento è minore della tensione verticale efficace attuale quando la massima tensione verticale efficace alla quale è stato sottoposto ogni suo elemento coincide con la tensione verticale efficace attuale quando la massima tensione verticale efficace alla quale è stato sottoposto ogni suo elemento è maggiore della tensione verticale efficace attuale.
Quando un terreno può essere definito sovraconsolidato? quando la massima tensione verticale efficace sopportata durante la storia geologica risulta uguale a quella attuale quando la massima tensione verticale efficace sopportata durante la storia geologica risulta inferiore a quella attuale quando la massima tensione verticale efficace sopportata durante la storia geologica risulta unitaria quando la massima tensione verticale efficace sopportata durante la storia geologica risulta superiore a quella attuale.
Un terreno sovraconsolidato rispetto ad uno normalconsolidato è caratterizzato da: da una maggiore compressibilità da una minore compressibilità dalla stessa resistenza a taglio dalla stessa compressibilità.
Come viene determinata sperimentalmente la tensione di preconsolidazione? per mezzo di una prova edometrica, attraverso la procedura di Casagrande per mezzo di una prova edometrica, attraverso la procedura di Taylor per mezzo di una prova di taglio diretto con la scatola di Casagrande per mezzo di una prova di taglio diretto, attraverso la procedura di Casagrande.
Nell'applicazione del metodo edometrico per il calcolo dei cedimenti quali ipotesi vengono formulate sulle deformazioni? che le deformazioni del deposito siano solo distorsionali che le deformazioni del deposito siano solo radiali che le deformazioni del deposito siano solo orizzontali che le deformazioni del deposito siano solo verticali.
Il metodo edometrico è un metodo diffuso per il calcolo dei cedimenti di fondazioni su quali tipi di terreno? su terreni a grana grossa su terreni coesivi su terreni non coesivi su roccia.
A quale istante temporale corrisponde il cedimento di un deposito di terreno saturo calcolato con il metodo edometrico? All'inizio del processo di consolidazione Alla fine del processo di consolidazione All'inizio dell'applicazione del carico All'istante finale di applicazione del carico.
Nel calcolo del cedimento con il metodo edometrico quali grandezze devono essere note? le caratteristiche di compressibilità del deposito la coessione efficace e l'angolo di attrito efficace del deposito le caratteristiche di resistenza del deposito la coesione non drenata del deposito.
Il metodo edometrico per il calcolo dei cedimenti d un terreno a grana fine, rigorosamente è applicabile nel caso in cui le deformazioni possono essere considerate radiali le deformazioni possono essere considerate bidimensionali le deformazioni possono essere considerate monodimensionali le deformazioni possono essere considerate non drenate.
Nel calcolo del cedimento di un terreno sovraconsolidato con il metodo edometrico se la pressione di preconsolidazione verticale efficace è minore della tensione verticale efficace attuale, è sufficiente conoscere solo Cs se la pressione di preconsolidazione verticale efficace è maggiore della tensione verticale efficace attuale, è sufficiente conoscere solo Cs se la pressione di preconsolidazione verticale efficace è maggiore della tensione verticale efficace attuale, è sufficiente conoscere solo Cc se la pressione di preconsolidazione verticale efficace è maggiore della tensione verticale efficace attuale, è necessario conoscere sia Cc che Cs.
La condizione al contorno su contorno drenante per la risoluzione dell’equazione differenziale della consolidazione monodimensionale di Terzaghi prevede: che le sovrappressioni interstiziali siano uguali al carico applicato che le sovrappressioni interstiziali siano il doppio del carico applicato che le sovrappressioni interstiziali siano nulle che le sovrappressioni interstiziali siano uguali alla metà del carico applicato.
La condizione al contorno su contorno impermeabile per la risoluzione dell’equazione differenziale della consolidazione monodimensionale (in direzione verticale) di Terzaghi, prevede: che la velocità di filtrazione in direzione verticale sia nulla che le sovrappressioni interstiziali siano pari alla metà del carico alla profondità H che la velocità di filtrazione in direzione orizzontale sia nulla che le sovrappressioni interstiziali siano nulle.
Come è definito il coefficiente di consolidazione Cv? Cv=KG/HEed Cv=KEed/H Cv=KywEed/H Cv=KEed/yw.
La condizione iniziale per la risoluzione dell’equazione differenziale della consolidazione monodimensionale di Terzaghi, prevede: che le sovrappressioni indotte dal carico siano pari alla metà del carico applicato che le sovrappressioni indotte dal carico siano nulle che le sovrappressioni indotte dal carico siano pari al carico applicato che le sovrappressioni indotte dal carico siano pari al cedimento indotto.
Al tempo di fine consolidazione l'isocrona finale corrisponde alle seguente condizione: sovrappressioni interstiziali pari a Δq a qualsiasi profondità z con 0<z<H sovrappressioni interstiziali nulle a qualsiasi profondità z con 0<z<H sovrappressioni interstiziali pari a 0 solo a z=0 sovrappressioni interstiziali pari a Δq solo a profondità z=H.
Al tempo t=0 di applicazione del carico Δq l'isocrona iniziale corrisponde alle seguente condizione: sovrappressioni interstiziali pari a 0 a z=H sovrappressioni interstiziali pari a 0 a z=0 sovrappressioni interstiziali nulle a qualsiasi profondità z con 0<z<H sovrappressioni interstiziali pari a Δq a qualsiasi profondità z con 0<z<H.
La condizione di velocità di filtrazione nulla in direzione ortogonale al contorno impermeabile impone analiticamente sul contorno stesso: la condizione di ortogonalità tra isocrona e contorno impermeabile sovrappressioni interstiziali nulle sul contorno carico idraulico nullo sul contorno la condizione di parallelismo tra isocrona e contorno impermeabile.
Cosa si intende per isocrona? Il luogo dei punti che rappresentano i valori delle sovrappressioni interstiziali ad uno stesso istante t Il luogo dei punti che rappresentano i valori delle sovrappressioni interstiziali al variare del tempo t Il luogo dei punti che rappresentano i valori dei tempi ad una stessa pressione interstiziali Il luogo dei punti che rappresentano i valori delle pressioni interstiziali al variare di z.
All'interno di un provino edometrico in cui si sviluppa il processo di consolidazione per ogni step di carico, il massimo percorso di filtrazione H coincide con: la metà dell'altezza del provino la base del provino l'altezza del provino il doppio dell'altezza del provino.
Nel caso di contorno permeabile superiore e contorno permeabie inferiore di uno strato di terreno in cui si ha il processo di consolidazione, il massimo percorso di filtrazione H coincide con: il doppio dello spessore dello strato lo spessore dello strato quattro volte lo spessore dello strato la metà dello spessore dello strato.
Nel caso di contorno drenante superiore e contorno impermeabie inferiore, il massimo percorso di filtrazione H coincide con: lo spessore dello strato metà dello spessore dello strato l'isocrona delle altezze l'isocrona delle sovrappressioni interstiziali.
Il grado di consolidazione medio consente la valutazione del decorso del cedimento nel tempo Indotto da un carico in un terreno a grana grossa asciutto Indotto da un carico in un terreno a grana fine saturo Indotto da un carico in un terreno a grana grossa saturo Indotto da un carico in un terreno a grana fine asciutto.
Il grado di consolidazione medio dipende dalle seguenti grandezze: t (tempo) t (tempo) e H (massimo percorso di filtrazione) t (tempo) e z (profondità dal piano campagna) t (tempo) e z (profondità dal piano campagna).
I cedimenti di una fondazione superficiale su terreno a grana fine possono variare nel tempo anche per: la variazione del grado di saturazione del terreno la variazione dello stato di tensione totale effetto delle deformazioni viscose dello scheletro solido, che possono risultare non trascurabili particolarmente per i depositi naturali caratterizzati da una elevata componente organica la variazione dello stato di tensione totale che si accompagna alla formazione nel tempo delle sovrappressioni interstiziali.
Il grado di consolidazione medio assume valori sempre maggiori di 1 diminuisce al crescere del fattore tempo T assume valori unitari cresce al crescere del fattore tempo T.
Il grado di consolidazione medio dipende da z e da t, quantifica il decorso della consolidazione nello spazio e nel tempo in termini locali è sempre unitario dipende solo da z, quantifica il decorso della consolidazione nello spazio dipende solo da t, definisce l'evoluzione temporale del processo di consolidazione.
Una delle assunzioni della teoria della consolidazione prevede che all'interno dei pori non ci sia moto di filtrazione il moto dell’acqua nei pori sia governato dalla legge di d’Arcy il grado di saturazione del terreno sia iunferiore all'unità il grado di saturazione del terreno sia nullo.
Una delle ipotesi fondamentali nella teoria della consolidazione è che: non vi sia moto di filtrazione all'interno del terreno il terreno sia parzialmente saturo le fasi solida e liquida siano compressibili le fasi solida e liquida siano incompressibili.
Nella teoria della consolidazione una delle ipotesi fondamentali è: il comportamento meccanico dello scheletro solido sia governato dal principio delle tensioni totali il terreno sia perfettamente saturo il terreno sia parzialmente saturo le fasi solida e liquida siano compressibili.
I cedimenti di una fondazione superficiale su terreno a grana fine possono variare nel tempo per: la variazione dello stato di tensione totale la variazione dello stato di tensione efficace che si accompagna alla dissipazione nel tempo delle sovrappressioni interstiziali provocate nel terreno dalla variazione dello stato tensionale totale a breve termine la variazione dello stato di tensione totale che si accompagna alla formazione nel tempo delle sovrappressioni interstiziali la variazione del grado di saturazione del terreno.
Il decorso dei cedimenti nel tempo risulta tanto più lento quanto più quanto più piccolo è il massimo percorso di filtrazione H quanto più il terreno è caratterizzato da elevata rigidezza quanto più il terreno è permeabile quanto più grande è il massimo percorso di filtrazione H.
Il decorso dei cedimenti nel tempo risulta tanto più veloce quanto più il terreno è permeabile e di bassa rigidezza il terreno è impermeabile e di elevata rigidezza il terreno è impermeabile e di bassa rigidezza il terreno è permeabile e di elevata rigidezza.
Dalla definizione del fattore tempo T si osserva che il tempo necessario per raggiungere un prefissato valore del grado di consolidazione medio è: direttamente proporzionale alla permeabilità k del terreno inversamente proporzionale al modulo edometrico Eed del terreno direttamente proporzionale al modulo edometrico Eed del terreno inversamente proporzionale al modulo di taglio G del terreno.
Dalla definizione del fattore tempo T si osserva che il tempo necessario per raggiungere un prefissato valore del grado di consolidazione medio è: inversamente proporzionale alla permeabilità k del terreno direttamente proporzionale al modulo edometrico Eed del terreno proporzionale all'angolo di attrito del terreno direttamente proporzionale alla permeabilità k del terreno.
Il cedimento di un deposito di terreno a grana fine saturo al generico istante t durante il processo di consolidazione può essere calcolato come: il rapporto tra il cedimento finale e il grado di consolidazione medio corrispondente al tempo finale il prodotto tra il cedimento finale e il grado di consolidazione medio corrispondente al tempo finale il rapporto tra il cedimento al tempo t e il grado di consolidazione medio il prodotto tra il cedimento finale e il grado di consolidazione medio corrispondente al tempo t.
Al tempo t=∞ di fine consolidazione il grado di consolidazione medio vale: 0.5 0 0.2 1.
Al tempo t=0 di inizio consolidazione il grado di consolidazione medio vale: 0 0.5 1 0.95.
Quanto vale il coefficiente di consolidazione Cv in un deposito di terreno a grana fine saturo tra due contorni drenanti se lo spessore dello strato è 8 m, T50=0.2 e t50=5 minuti? 0.011 m2/s 0.003 m2/s 0.0148 m2/s 0.267 m2/s.
Quanto vale il coefficiente di consolidazione Cv in un deposito di terreno a grana fine saturo posto al di sopra di un basamento roccioso impermeabile se lo spessore dello strato è 8 m, T50=0.2 e t50=3 minuti? 0.0178 m2/s 0.0148 m2/s 0.0089 m2/s 0.0711 m2/s.
La consolidazione secondaria: è un riassestamento delle particelle che dà luogo ad una struttura meccanicamente instabile consiste in processi deformativi dovuti alla dissipazione delle sovrappressioni interstiziali e alla conseguente variazione delle tensioni efficaci consiste in processi deformativi dovuti alla dissipazione delle sovrappressioni interstiziali è un riassestamento delle particelle che si presume dia luogo ad una struttura più stabile.
Dato uno strato di argilla satura dello spessore di 6 m quanto è il cedimento secondario dopo 5 anni dall'applicazione di un carico di 100 kPa, conoscendo e0
=0.8, c∝=0.003, t100=730 giorni? 0.019 m 0.002 mm 0.040 m 0.0040 m.
La consolidazione secondaria consiste: in fenomeni deformativi che avvengono a pressioni interstiziali costanti e sono dovuti ad effetti viscosi deformazioni provocate dalla suzione del terreno in fenomeni deformativi che avvengono a tensioni efficaci costanti e sono dovuti ad effetti viscosi in fenomeni di variazione dello stato tensionale isotropo dovuti ad effetti viscosi.
Durante la fase di deviatorica di una prova triassiale standard l'invariante q è: è pari alla pressione di cella è pari all'invariante p/3 sommato alla pressione di cella nullo per qualsiasi valore di p è pari alla forza assiale diviso l'area trasversale del provino.
Durante la fase deviatorica drenata di una prova triassiale standard la deformazione di volume si calcola: come rapporto tra la variazione di volume del provino e il suo volume iniziale come rapporto tra la variazione di altezza del provino e la sua altezza iniziale come rapporto tra la variazione di volume del provino e la sua altezza iniziale come somma della deformazione assiale più il doppio di quella radiale.
Durante la fase di taglio drenata di una prova triassaile standard la deformazione radiale si ottiene: come rapporto tra variazione di larghezza del provino e la sua larghezza iniziale come un terzo della deformazione assiale come la metà della differenza tra defomrazione di volume e deformazione assiale come un terzo della defomrazione di volume.
Durante la fase di taglio non drenata di una prova triassaile standard: la deformazione di volume è la metà di quella assiale la deformazione di volume è nulla la deformazione di volume è pari alle sovrappressioni interstiziali la deformazione radiale è ricavata dalla differenza tra quella di volume e quella assiale.
Le grandezze misurate nel corso della prova di taglio diretto sono: la forza assiale e gli spostamenti in direzione orizzontale la forza assiale e gli spostamenti in direzione verticale e orizzontale la forza assiale e le pressioni interstiziali la forza assiale e gli spostamenti in direzione verticale.
Nella prova di taglio diretto la banda di taglio del provino: ha uno spessore di circa 1,5 cm è molto spessa (in genere è pari a circa 100 volte lo spessore di un grano) è molto sottile (in genere è pari a circa 10 volte lo spessore di un grano) è molto sottile (in genere è pari a circa 1 volta lo spessore di un grano).
La prova di taglio diretto consente di determinare sperimentalmente: le caratteristiche di rigidezza del terreno le caratteristiche di compressibilità del terreno le caratteristiche di resistenza del terreno le caratteristiche di permeabilità del terreno.
Con l’apparecchio di taglio diretto è possibile determinare: la tensione assiale sul provino e tangenziale sul piano di scorrimento tra le due semiscatole la tensione radiale e tangenziale sul provino la tensione assiale e radiale sul provino la tensione assiale e tangenziale sul provino.
La prova di taglio diretto è costituita dalle seguenti fasi: compressione isotropa - taglio compressione edometrica - fase non drenata compressione edometrica - taglio compressione isotropa - fase deviatorica.
I diversi valori della tensione normale a cui sono sottoposti i provini durante la prova di taglio diretto dipendono: dal valore della forza verticale applicata corrispondente alla rottura del provino dal valore costante della forza verticale applicata dal valore della forza verticale applicata che cresce fino a fine prova dal valore crescente della forza orizzontale applicata.
I risultati delle prove di taglio diretto vengono rappresentati sui seguenti piani: tensioni tangenziali vs deformazioni di taglio e deformazioni assiali vs deformazioni di taglio forze tangenziali vs deformazioni di taglio e forze assiali vs deformazioni di taglio forze tangenziali vs spostamenti orizzontali e forze assiali vs spostamenti orizzontali tensioni tangenziali vs spostamenti orizzontali e spostamenti verticali vs spostamenti orizzontali.
Nella interpretazione dei risultati di prove di taglio diretto i punti sul piano di Mohr che vengono interpolati dalla retta del criterio di rottura di Mohr Coulomb sono individuati: dalla tensione normale e tensione tangenziale di inizio prova dalla tensione normale e tensione tangenziale a rottura dalla tensione normale e tensione tangenziale di fine prova dalla tensione normale e spostamento orizzontale di rottura.
I parametri di resistenza del materiale possono essere determinati sperimentale attraverso l'esecuzione di: prove di taglio diretto prove di sedimentazione prove di permeabilità a carico variabile prove edometriche.
Un importante risultato sperimentale delle prove di taglio diretto è che: tutti i punti rappresentativi delle condizioni di rottura risultano allineati sul piano delle tensioni tangenziali vs tensioni normali tutti i punti rappresentativi delle condizioni di rottura risultano allineati sul piano degli spostamenti verticali vs spostamenti orizzontali tutti i punti rappresentativi delle condizioni di rottura risultano allineati sul piano delle tensioni tangenziali vs spostamenti orizzontali tutti i punti rappresentativi delle condizioni di rottura formano tre curve con un picco ben definito sul piano delle tensioni tangenziali vs tensioni normali.
I parametri di resistenza del terreno sono: la coesione e l'angolo di attrito efficaci il modulo di resistenza a trazione Il modulo edometro Eed e il modulo di taglio G la coesione non drenata.
La coesione e l'angolo di attrito efficaci: rappresentano rispettivamente la pendenza della retta del criterio di rottura di Mohr-Coulomb sull’asse delle tensioni tangenziali e l’intercetta della retta stessa sul piano di
Mohr rappresentano rispettivamente la pendenza della retta del criterio di rottura di Mohr-Coulomb e l’intercetta sull’asse delle tensioni normali rappresentano rispettivamente l’intercetta della retta del criterio di rottura di Mohr-Coulomb sull’asse delle tensioni tangenziali e la pendenza della retta stessa sul piano di
Mohr dipendono dal modulo edometrico del materiale.
La determinazione della coesione efficace e dell'angolo di attrito efficace del terreno attraverso prove di taglio diretto avviene: determinando i tre cerchi di Mohr sul piano di Mohr a rottura interpolando con una retta almeno tre punti sperimentali sul piano di Mohr a rottura misurando l'abbassamento del provino al termine della fase deviatorica determinando se l'argilla è NC oppure OC.
Attraverso il criterio di rottura espresso in termini di tensioni principali si definisce: l'angolo di attrito efficace il coefficiente di spinta attiva Ka e passiva Kp la coesione efficace la coesione non drenata.
Nel criterio di resistenza a rottura di un argilla NC espresso in termini di invarianti triassiali, il coefficiente M è correlato: all'angolo di attrito efficace dell'argilla NC alla coesione efficace dell'argilla NC al modulo di taglio dell'argilla NC alla coesione non drenata cu.
Il criterio di rottura di Mohr Coulomb consente di determinare: i parametri di resistenza del terreno i parametri di rigidezza del terreno i parametri di compressibilità del terreno i parametri di permeabilità del terreno.
Interpolando i risultati sperimentali di prove di taglio diretto con il criterio di Mohr Coulomb, si ricavano: i parametri di compressibilità del terreno (coesione efficace ed angolo di attrito efficace) i parametri di compressibilità del terreno (modulo di Young e modulo edometrico) i parametri di resistenza del terreno (indice di compressibilità e permeabilità) i parametri di resistenza del terreno (coesione efficace ed angolo di attrito efficace).
Durante la fase deviatorica di una prova triassiale CIU in un'argilla fortemente OC: lo svilupparsi di sovrappressioni interstiziali positive nell’interno del provino fa sì che il percorso delle tensioni efficaci, in condizioni non drenate, in parte si trovi a destra
di quello delle tensioni totali le deformazioni di volume accumulate nell’interno del provino fanno sì che il percorso delle tensioni efficaci, in condizioni non drenate, in parte si trovi a destra di quello
delle tensioni totali il percorso delle tensioni efficaci e totali coincidono lo svilupparsi di sovrappressioni interstiziali negative nell’interno del provino può fare sì che il percorso delle tensioni efficaci, in condizioni non drenate, in parte si trovi a destra di quello delle tensioni totali.
Il comportamento delle argille sovraconsolidate osservato sperimentalmente lungo percorsi di tensione che conducono a rottura mostra: un fenomeno di aumento di volume per effetto dell’incremento del deviatore che prende il nome di dilatanza un fenomeno di diminuzione di volume per effetto del decremento del deviatore che prende il nome di contraenza un fenomeno di diminuzione di volume per effetto dell’incremento del deviatore che prende il nome di dilatanza un fenomeno di diminuzione di volume per effetto del decremento dell'invariante p' che prende il nome di contraenza.
Durante una prova triassiale CID su un provino di argilla OC, al termine della fase di compressione isotropa, il punto O di inizio della fase di taglio sul percorso sul piano v-p' si trova: sulla linea di consolidazione normale su una linea di rigonfiamento sulla retta vergine sulla retta di inviluppo a rottura.
La curva q-εa che si ottiene sperimentalmente da una prova triassiale CID su un'argilla fortemente OC mostra: un percorso inclinato 3:1 un picco ben definito e un comportamento duttile un picco non definito e un comportamento duttile un picco ben definito e un comportamento fragile.
Sul piano delle deformazioni εv-εa la curva ottenuta da una prova triassilae CID su un'argilla OC mostra: solitamente un percorso inclinato 3:2 solitamente un percorso inclinato 3:1 solitamente un comportamento contraente e poi dilatante solitamente un comportamento solo contraente.
Sul piano delle deformazioni εv-εa la curva ottenuta da una prova triassilae CID su un'argilla NC mostra: un comportamento contraente una pendenza 3:1 un comportamento prima dilatante e poi contraente un comportamento dilatante.
Il percorso relativo alla fase deviatorica di una prova triassiale CIU su un'argilla OC sul piano v(ascissa)-p'(ordinata) è: orizzontale verticale curvilineo inclinato 3:1.
Il percorso delle tensioni totali relativo alla fase deviatorica di una prova triassiale CIU su un'argilla OC sul piano p(ascissa)-q(ordinata) è: verticale curvilineo orizzontale inclinato 3:1.
Al termine di una prova triassiale CID su un provino di argilla fortemente OC: le condizioni ultime coincidono con quelle di picco le condizioni ultime coincidono con quelle iniziali le condizioni ultime coincidono con quelle a rottura le condizioni ultime non coincidono con quelle a rottura.
Se si effettuano prove triassiali non drenate portando a rottura alcuni provini di argilla OC caratterizzati dallo stesso volume specifico ma da diversi p': i punti (p’,q) corrispondenti alle condizioni constant volume risultano approssimativamente allineati su una retta (superficie di Hvorslev) i punti (p’,q) corrispondenti alle condizioni di rottura risultano approssimativamente allineati su una retta (superficie di Hvorslev) i punti (p’,q) corrispondenti alle condizioni di rottura, risultano approssimativamente allineati su una retta (superficie di Roscoe) i punti (p’,q) corrispondenti alle condizioni constant volume risultano approssimativamente allineati su una retta (superficie di Taylor).
La superficie di Hvorslev rappresenta: il luogo di tutti i possibili punti constant volume per le argille NC il luogo di tutti i possibili punti constant volume per le argille OC il luogo di tutti i possibili punti di rottura per le argille NC il luogo di tutti i possibili punti di rottura per le argille OC.
Esprimendo il criterio di rottura di Mohr Coulomb in termini di tensioni principali si osserva che: il coefficiente di spinta attiva e il coeffciente di spinta passiva dipendono dall'angolo di attrito efficace il coefficiente di spinta passiva dipende dalla coesione efficace il coefficiente di spinta attiva dipende dalla coesione efficace il coefficiente di spinta attiva e il coeffciente di spinta passiva dipendono dalla coesione efficace.
Per un'argilla sovraconsolidata su cui vengono effettuate prove di taglio diretto: l’inviluppo dei punti rappresentativi delle condizioni residue è caratterizzato da coesione uguale a quella di picco e da angolo di attrito residuo maggiore di quello di picco l’inviluppo dei punti rappresentativi delle condizioni residue è caratterizzato da coesione nulla e da un angolo di attrito residuo maggiore di quello di picco l’inviluppo dei punti rappresentativi delle condizioni residue è caratterizzato da coesione nulla e da un angolo di attrito residuo minore di quello di picco l’inviluppo dei punti rappresentativi delle condizioni residue è caratterizzato da coesione maggiore di quella di picco.
Sperimentalmente si è osservato che la resistenza residua di un'argilla: cresce al crescere della granulometria diminuisce al crescere della granulometria diminuisce al crescere della frazione argillosa cresce al crescere della frazione argillosa.
Attraverso prove di taglio diretto su argille si osserva che: l'argilla NC ha comportamento duttile con resistenza di picco, post picco e residua l'argilla OC ha comportamento duttile con resistenza di picco, post picco e residua; l'argilla NC ha comportamento fragile l'argilla OC ha comportamento fragile con resistenza di picco, post picco e residua;.
Per un'argilla sovraconsolidata su cui vengono effettuate prove di taglio diretto: l’inviluppo delle condizioni di post-picco è caratterizzato da un valore dell’angolo di attrito nullo e da un’intercetta di coesione pari a quella delle condizioni di picco l’inviluppo delle condizioni di post-picco è caratterizzato dallo stesso valore dell’angolo di attrito di picco ma da un’intercetta di coesione nulla l’inviluppo delle condizioni di post-picco è caratterizzato da un valore dell’angolo di attrito nullo e da un’intercetta di coesione nulla l’inviluppo delle condizioni di post-picco è caratterizzato dallo stesso valore dell’angolo di attrito di picco e dalla stessa intercetta di coesione.
Sperimentalmente si osserva che la resistenza al taglio di un'argilla sovraconsolidata è caratterizzata da: una componente solo coesiva coesione nulla e angolo d'attrito nullo una componente solo attritiva un'aliquota coesiva e un'aliquota attritiva.
La resistenza non drenata cu dipende dal volume specifico v può considerarsi un parametro distintivo del materiale dipende dal grado di saturazione non dipende dal volume specifico v.
In una formazione di argilla NC in sito la resistenza non drenata cu è pari alla metà della tensione litostatica verticale efficace è direttamente proporzionale alla tensione litostatica verticale efficace è inversamente proporzionale alla tensione litostatica verticale efficace è uguale alla tensione litostatica verticale efficace.
In una formazione di argilla NC in sito la resistenza non drenata cu dipende: unicamente dal grado di sovraconsolidazione OCR dal grado di saturazione dalla tensione verticale efficace e dal grado di sovraconsolidazione OCR solo dalla tensione verticale efficace.
Una prova triassiale non consolidata non drenata (prova UU) viene eseguita su un provino di argilla satura. Il provino viene sottoposto ad una pressione di cella pari a 200 kPa e la condizione di rottura si raggiunge per un valore del deviatore delle tensioni q = 300 kPa. Si richiede di determinare: la coesione non drenata cu. cu=150 kPa cu=400 kPa cu=600 kPa cu=100 kPa.
Il criterio di resistenza di Mohr-Coulomb ottenuto sul piano di Mohr da prove triassiali non drenate eseguite su provini identici effettuate seguendo diversi percorsi delle tensioni totali è dato da: una retta inclinata di 45° una retta verticale una retta orizzontale una retta inclinata di un angolo pari a cu.
La resistenza non drenata si determina sperimentalmente: sottoponendo il provino ad una prova triassiale di rottura in condizioni non drenate, senza alcuna fase di consolidazione iniziale (prova non consolidata, non drenata – prova UU). sottoponendo il provino ad una prova triassiale di rottura in condizioni drenate sottoponendo il provino ad una prova triassiale di rottura in condizioni non drenate, preceduta da una fase di consolidazione iniziale (prova consolidata, non drenata – prova CIU). sottoponendo il provino ad una prova triassiale di rottura a drenaggio aperto.
Il comportamento meccanico esibito da una sabbia densa sul piano q-εa è: fragile, simile a quello di un'argilla OC duttile, simile a quello di un'argilla OC duttile, simile a quello di un'argilla OC fragile, simile a quello di un'argilla NC.
Il comportamento meccanico esibito da una sabbia sciolta sul piano q-εa è: fragile, simile a quello di un'argilla OC duttile, simile a quello di un'argilla NC fragile, simile a quello di un'argilla NC duttile, simile a quello di un'argilla OC.
Il comportamento meccanico esibito da una sabbia densa sul piano εv-εa è: dilatante, alla stregua di quello di un'argilla OC contraente, alla stregua di quello di un'argilla OC dilatante, alla stregua di quello di un'argilla NC contraente, alla stregua di quello di un'argilla NC.
Il comportamento meccanico esibito da una sabbia sciolta sul piano εv-εa è: contraente, alla stregua di quello di un 'argilla OC contraente, alla stregua di quello di un 'argilla NC dilatante, alla stregua di quello di un 'argilla OC dilatante, alla stregua di quello di un 'argilla NC.
Anche per le sabbie è individuabile uno "stato critico" che rappresenta: le condizioni di rottura del materiale denso le condizioni ultime del materiale denso coincidenti con l’inviluppo a rottura del materiale sciolto le condizioni iniziali dei provini le condizioni di rottura del materiale denso coincidenti con l’inviluppo a rottura del materiale sciolto.
Secondo la teoria della dilatanza prevista dal modello di Taylor, i contributi alla resistenza al taglio di un terreno a grana grossa sono dati da: dilatanza e riassestamento dei grani dilatanza e mutuo incastro dei grani angolo di attrito interno del materiale e dilatanza angolo di attrito interno del materiale e riassestamento dei grani.
Nel diagramma di Rowe i tre contributi della resistenza di un terreno a grana grossa sono: dilatanza, angolo di attrito interno del materiale e riassestamento dei grani dilatanza, angolo di attrito a rottura e densità relativa dilatanza, angolo di attrito interno del materiale e densità relativa dilatanza, riassestamento dei grani e porosità.
Dal diagramma di Rowe che descrive la resistenza dei terreni a grana grossa si osserva che: il contributo della dilatanza (o grado di mutuo incastro) cresce con l’addensamento dei grani il contributo della dilatanza (o grado di mutuo incastro) non dipende dall’addensamento dei grani il contributo della dilatanza (o grado di mutuo incastro) non dipende dalla porosità il contributo della dilatanza (o grado di mutuo incastro) diminuisce con l’addensamento dei grani.
Oltre al contributo dell'angolo di attrito interno e del riassestamento tra i grani, nella resistenza a taglio di un terreno a grana grossa c'è anche il contributo: della dilatanza della granulometria del terreno delle pressioni interstiziali della resistenza a compressione dei grani.
Lo stato limite passivo (Rankine) si raggiunge se il terreno: subisce uno scarico tensionale in direzione orizzontale fino al raggiungimento di una condizione di collasso subisce uno scarico tensionale in direzione verticale fino al raggiungimento di una condizione di collasso subisce una compressione in direzione verticale fino al raggiungimento di una condizione di collasso subisce una compressione in direzione orizzontale fino al raggiungimento di una condizione di collasso.
Lo stato limite attivo (Rankine) si raggiunge se il terreno: subisce una compressione in direzione orizzontale fino al raggiungimento di una condizione di collasso subisce una compressione in direzione verticale fino al raggiungimento di una condizione di collasso subisce uno scarico tensionale in direzione orizzontale fino al raggiungimento di una condizione di collasso subisce uno scarico tensionale in direzione verticale fino al raggiungimento di una condizione di collasso.
Nella determinazione della distribuzione delle tensioni orizzontali e della spinta attiva su parete verticale in terreni coesivi (c’>0, f’>0) nell'ipotesi di attrito nullo terreno-parete, nel caso di terreno omogeneo, assenza di falda e di sovraccarichi in superficie a tergo della parete: la tensione orizzontale efficace attiva σ'haa z=0 è negativa la tensione verticale efficace a z=0 è negativa la tensione verticale efficace a z=H/2 è negativa la tensione orizzontale efficace attiva σ'ha a z=H/2 è negativa.
La spinta attiva Pa a tergo della parete di h = 6m (terreno omogeneo con γ=18 kN/m3, c'=0, fi'=35°), assenza di falda e di sovraccarichi in superficie a tergo della parete - v. figura) vale: 125.7 kN/m 125 kN 87.8 kN/m 0.271.
Nell'ambito delle varie teoria nel calcolo dei coefficienti di spinta, in presenza di attrito all'interfaccia parete-terreno l’assunzione di una superficie di scorrimento piana nel caso della spinta attiva è: a favore di stabilità e comporta comunque errori notevoli dal punto di vista progettuale a sfavore di sicurezza a favore di stabilità e comporta comunque errori trascurabili dal punto di vista progettuale a sfavore di stabilità e comporta comunque errori notevoli dal punto di vista progettuale.
Nell'ambito delle varie teorie nel calcolo dei coefficienti di spinta, in presenza di attrito all'interfaccia parete-terreno l’assunzione di una superficie di scorrimento piana nel caso della spinta passiva: comporta errori grossolani e a sfavore di sicurezza comporta errori minimi e a favore di sicurezza comporta errori grossolani ma a favore di sicurezza comporta errori minimi e a sfavore di sicurezza.
In presenza di attrito all'interfaccia perete-terreno, per il calcolo della resistenza passiva: sono da adottare i metodi delle strisce si può fare riferimento a metodi quali quello di Coulomb con superficie di rottura piana sono da adottare metodi che considerano nulle le pressioni interstiziali sulla superficie di scorrimento sono da adottare metodi che considerano superfici di scivolamento curvilinee.
In presenza di attrito all'interfaccia perete-terreno, per il calcolo della spinta attiva: sono da adottare metodi che considerano superfici di scivolamento curvilinee si può fare riferimento a metodi quali quello di Coulomb con superficie di rottura piana l’assumere una superficie di scorrimento piana comporta errori grossolani e a sfavore di sicurezza si deve usare l'abaco di NAVFAC.
In condizioni sismiche il metodo di Mononobe e Okabe ed è basato sull'analisi limite interazione struttura-terreno in campo dinamico sull'accelerogramma registrato sull’equilibrio limite globale di un cuneo di terreno soggetto ad azioni di natura dinamica (indotte dal sisma), in aggiunta a quelle di natura statica.
La stabilità di un muro a mensola è data dall'armatura della parete verticale dal peso del terreno che grava sulla suola di fondazione dal peso del terreno che grava sulla parete dall'armatura della fondazione.
Lla stabilità del muro a gravità è affidata interamente all'armatura della parete verticale al peso proprio all'armatura della fondazione al peso del rinterro di terreno.
Nelle verifiche di stabilità di un muro di sostegno nei riguardi del ribaltamento: il peso del muro ha un effetto ribaltante il peso del muro può essere trascurato il peso del muro ha un effetto stabilizzante il peso del muro deve essere trascurato.
Nella verifica a traslazione orizzontale di un muro di sostegno a mensola devono essere considerate Le caratteristiche di compressibilità del terreno di riempimento a tergo del muro Le caratteristiche di resistenza del terreno di fondazione Le caratteristiche di resistenza del terreno di riempimento a tergo del muro Le caratteristiche di compressibilità del terreno di fondazione.
Nella verifica allo stato limite di collasso per scorrimento sul piano di posa (NTC08) le azioni sono: le forze che si oppongono allo scorrimento in direzione parallela al piano di scorrimento le forze che favoriscono lo scorrimento in direzione parallela al piano di scorrimento i momenti che favoriscono lo scorrimento in direzione parallela al piano di scorrimento i momenti che si oppongono allo scorrimento in direzione parallela al piano di scorrimento.
Nella verifica di un muro di sostegno allo stato limite di collasso per scorrimento sul piano di posa (NTC08) le resistenze sono date dal: valore della risultante delle forze che favoriscono lo scorrimento in direzione parallela al piano di scorrimento valore della forza resistente parallela al piano di scorrimento valore del momento resistente parallelo al piano di scorrimento valore dei momenti delle forze che favoriscono lo scorrimento in direzione parallela al piano di scorrimento.
Nelle verifiche di stabilità di un muro di sostegno nei riguardi dello stato limite di collasso per scorrimento sul piano di posa: il peso del muro può essere trascurato il peso del muro deve essere trascurato il peso del muro rappresenta un'azione che induce lo scorrimento il peso del muro ha un effetto stabilizzante.
Nella verifica di stabilità di un muro di sostegno a mensola nei riguardi del ribaltamento, la componente orizzontale della spinta attiva dà luogo: al peso del rinterro al momento ribaltante al momento stabilizzante all'azione orizzontale favorevole.
Nella verifica a carico limite di un muro di sostegno, il peso del muro: non ha effetti significativi rappresenta l'azione può essere trascurata rappresenta la resistenza.
La verifica di breve termine a carico limite verticale di una fondazione su sabbia con ghiaia si esegue: condizioni non drenate in termini di tensioni efficaci in condizioni drenate in termini di tensioni totali in condizioni drenate in termini di tensioni efficaci in condizioni drenate sommando ad ogni istante i valori delle sovrappressioni interstiziali alle tensioni efficaci indotte dal carico.
Nella verifica a traslazione orizzontale di un muro di sostegno a mensola devono essere considerate Le caratteristiche di compressibilità del terreno di riempimento a tergo del muro Le caratteristiche di compressibilità del terreno di fondazione Le caratteristiche di resistenza del terreno di fondazione Le caratteristiche di resistenza del terreno di riempimento a tergo del muro.
Nel caso di fondazioni dirette o superficiali i carichi sono trasmessi al terreno tramite sforzi distorsionali sforzi di taglio alla base (quelli normali sono trascurabili) sforzi normali alla base (quelli di taglio sono trascurabili) sforzi normali alla base e sforzi di taglio laterali.
In genere il meccanismo di rottura generale per una fondazione diretta si verifica per terreni poco deformabili, quali sabbie addensate, argille consistenti per terreni poco deformabili, quali sabbie poco addensate o argille poco consistenti per terreni deformabili, quali sabbie addensate, argille consistenti per terreni deformabili, quali sabbie poco addensate o argille poco consistenti.
Per le fondazioni dirette il meccanismo di rottura per punzonamento è caratterizzato dalla formazione di superfici di scorrimento che partendo dalla fondazione si estendono fino al piano campagna consente di individuare agevolmente il valore del carico limite attraverso una procedura grafica consente di individuare facilmente il valore di Qlim è caratterizzato dall’assenza di una superficie di scorrimento ben definita.
Riguardo i meccanismi di rottura delle fondazioni dirette, a parità di profondità del piano di posa all'aumentare della densità relativa del terreno, si tende a passare dalla rottura generale a quella per punzonamento si verifica la sempre la rottura locale della fondazione al diminuire della densità relativa del terreno, si tende a passare dalla rottura generale a quella per punzonamento al diminuire della densità relativa del terreno, si tende a passare dalla rottura per punzonamento a quella generale.
Nell'espressione trinomia del carico limite di fondazioni dirette, i fattori di capacità portante dipendono: dalla coesione del terreno di fondazione dal peso specifico del terreno di fondazione dall'angolo di attrito del terreno di fondazione dalla coesione e dall'angolo di attrito del terreno di fondazione.
L’espressione del carico limite di una fondazione diretta mette in luce come la pressione limite, che determina la rottura del terreno per fenomeni di taglio, sia
una funzione dei seguenti tre fattori: il peso proprio del terreno al di sotto della fondazione, la coesione al di sotto della superficie di scorrimento, il sovraccarico applicato sulla fondazione il peso proprio del terreno all’interno della superficie di scorrimento, la coesione agente lungo la superficie di scorrimento, il sovraccarico applicato ai lati della fondazione il peso proprio del terreno all’interno della superficie di scorrimento, la coesione al di sotto della superficie di scorrimento, il sovraccarico applicato sulla fondazione il peso proprio del terreno al di fuori della superficie di scorrimento, la coesione al di sotto della superficie di scorrimento, il sovraccarico applicato sulla fondazione.
Nella formula di Brinh Hansen per il calcolo del carico limite delle fondazioni dirette: i fattori di forma consentono l’estensione della soluzione ottenuta per fondazione nastriforme ai casi generali di fondazione rettangolare o circolare i fattori di forma dipendono dall'angolo di attrito del terreno i fattori di forma dipendono dall'angolo di attrito e dalla coesione del terreno i fattori di forma consentono l’estensione della soluzione ottenuta al caso di fondazione nastriforme.
Una soluzione esatta relativa al problema di capacità portante di una fondazione diretta è quella di Reissner (1924) relativa al seguente caso semplificato: ipotesi di un terreno caratterizzato da c’=0 e ∅’≠0 e privo di peso (γ’=0) e nel caso di fondazione nastriforme con sovraccarico ai bordi (q’ = γ’D ≠ 0) ipotesi di un terreno caratterizzato da c’=0 e ∅’≠0 e privo di peso (γ’=0) e nel caso di fondazione nastriforme superficiale (q’ = 0) ipotesi di un terreno caratterizzato da una coesione non drenata cu ipotesi di un terreno caratterizzato da c’≠0 e ∅’≠0 e privo di peso (γ’=0).
Una delle ipotesi nella soluzione approssimata di Terzaghi relativa al problema di capacità portante di una fondazione diretta è la seguente: carichi agenti verticali e non centrati rispetto alla fondazione carichi agenti inclinati e centrati rispetto alla fondazione carichi agenti verticali e centrati rispetto alla fondazione carichi agenti orizzontali.
Una delle ipotesi nella soluzione approssimata di Terzaghi relativa al problema di capacità portante di una fondazione diretta è la seguente: fondazione nastriforme (forma in pianta di striscia indefinita) fondazione quadrata terreno non omogeneo terreno stratificato.
Una delle ipotesi nella soluzione approssimata di Terzaghi relativa al problema di capacità portante di una fondazione diretta è la seguente: fondazione quadrata piano di posa della fondazione orizzontale piano di posa della fondazione inclinato superficie del terreno inclinata.
Sulla scorta delle soluzioni di Vesic della rottura per punzonamento di una fondazione diretta, il fenomeno risulta dipendere da un indice di rigidezza che a sua volta dipende: dalla granulometria del terreno dalla permeabilità k dal modulo G dal peso specifico.
Una soluzione esatta relativa al problema di capacità portante di una fondazione diretta è quella di Prandtl (1921) relativa al seguente caso semplificato: ipotesi di un terreno caratterizzato coesione nulla e angolo di attrito efficace non nullo ipotesi di un terreno caratterizzato coesione non drenata e nel caso di fondazione superficiale (q’=0) nastriforme ipotesi di un terreno caratterizzato coesione e angolo di attrito efficaci ma privo di peso (γ’=0) e nel caso di fondazione superficiale (q’=0) nastriforme ipotesi di un terreno caratterizzato coesione non drenata cu.
Nelle verifiche di stabilità a carico limite verticale per strutture di fondazione poggianti su terreni a grana fine, in condizioni di lungo termine si considerano: le condizioni di breve termine le condizioni non drenate le condizioni drenate le tensioni totali.
Nella formula di Brinch Hansen per il calcolo del carico limite delle fondazioni dirette, in condizioni non drenate: Nc=1 Nc=0 Nq=1 Nq=0.
Le verifiche di stabilità per strutture di fondazione poggianti su terreni a grana fine, con riferimento alle condizioni di breve termine vengono eseguite in condizioni non drenate vengono eseguite in condizioni drenate vengono eseguite in termini di tensioni efficaci vengono eseguite considerando che le pressioni interstiziali si siano completamente dissipate.
Le verifiche di stabilità per strutture di fondazione poggianti su terreni a grana fine, con riferimento alle condizioni di lungo termine vengono eseguite utilizzando i coeffcienti di Skempton vengono eseguite in termini di tensioni totali vengono eseguite in condizioni drenate vengono eseguite in condizioni non drenate.
Nelle verifiche di stabilità per strutture di fondazione poggianti su terreni a grana grossa si considera il terreno sollecitato in condizioni drenate si affronta l'analisi in termini di tensioni totali si affronta l'analisi adottando i coefficienti di Skempton si considera il terreno sollecitato in condizioni non drenate.
Nella formula di Brinch Hansen per il calcolo del carico limite delle fondazioni dirette, in condizioni non drenate: Nγ=0 Nq=0 Nγ=5.14 Nγ=1.
Nel calcolo del carico limite verticale delle fondazioni dirette, in presenza di carichi eccentrici, si considera: una fondazione di dimensioni ridotte per la quale il carico risulti centrato una fondazione di dimensioni aumentate per la quale il carico risulti di trazione una fondazione di dimensioni ridotte per la quale il carico risulti di trazione una fondazione di dimensioni ridotte per la quale il carico risulti esterno all'area.
Nella formula di Brinch Hansen per il calcolo del carico limite delle fondazioni dirette: i fattori di forma dipendono dall'angolo di attrito del terreno i fattori di forma dipendono dalla coesione non drenata in presenza di carichi eccentrici si tiene conto della eccentricità considerando una fondazione di dimensioni aumentate della quale il punto C di applicazione dei carichi sia il baricentro in presenza di carichi eccentrici si tiene conto della eccentricità considerando una fondazione di dimensioni ridotte della quale il punto C di applicazione dei carichi sia il baricentro.
Nella formula di Brinch Hansen per il calcolo del carico limite delle fondazioni dirette: i coefficienti per l’inclinazione del piano di posa consentono di tenere conto dell'inclinazione del piano di posa della fondazione i fattori di forma dipendono dall'angolo di attrito del terreno i fattori di forma consentono l’estensione della soluzione ottenuta al caso di fondazione nastriforme i coefficienti per l’inclinazione del piano di posa consentono di tenere conto dell'inclinazione del piano campagna.
Nella formula di Brinch Hansen per il calcolo del carico limite delle fondazioni dirette: i fattori di forma consentono l’estensione della soluzione ottenuta al caso di fondazione nastriforme i fattori di forma dipendono dall'angolo di attrito del terreno i fattori di forma dipendono dall'angolo di attrito e dalla coesione del terreno i fattori di capacità portante sono funzione dell’angolo di attrito del terreno.
Nelle verifiche di stabilità a carico limite verticale per strutture di fondazione poggianti su terreni a grana grossa, in condizioni di breve termine si considerano: le condizioni non drenate le condizioni drenate le tensioni totali le sovrappressioni interstiziali.
Nelle verifiche di stabilità a carico limite verticale per strutture di fondazione poggianti su terreni a grana fine, in condizioni di breve termine si considerano: le condizioni di lungo termine le condizioni non drenate le tensioni efficaci le condizioni drenate.
Nella verifica di sicurezza di una fondazione diretta allo Stato limite di collasso per carico limite verticale nei terreni di fondazione: l'azione di progetto è il valore della forza normale al piano di posa cui corrisponde il raggiungimento del carico limite nei terreni di fondazione l'azione di progetto è la risultante delle forze in direzione normale al piano di posa l'azione di progetto è la risultante delle forze in direzione parallela al piano di posa l'azione di progetto è il valore della forza parallela al piano di posa cui corrisponde il raggiungimento del carico limite nei terreni di fondazione.
Nella verifica di sicurezza di una fondazione diretta allo Stato limite di collasso per carico limite verticale nei terreni di fondazione: l'azione di progetto è il valore della forza normale al piano di posa cui corrisponde il raggiungimento del carico limite nei terreni di fondazione l'azione di progetto è la risultante delle forze in direzione normale al piano di posa l'azione di progetto è la risultante delle forze in direzione parallela al piano di posa l'azione di progetto è il valore della forza parallela al piano di posa cui corrisponde il raggiungimento del carico limite nei terreni di fondazione.
Nella verifica di sicurezza di una fondazione diretta allo Stato limite di collasso per scorrimento sul piano di posa: l'azione di progetto è la risultante delle forze in direzione parallela al piano di scorrimento della fondazione l'azione di progetto è la risultante delle forze in direzione normale al piano di scorrimento della fondazione la resistenza di progetto è la risultante delle forze inclinate l'azione di progetto è il carico verticale di esercizio.
Le fondazioni profonde o pali di fondazione trasmettono il carico al terreno: solo attraverso tensioni normali alla base o punta attraverso il carico di esercizio sia attraverso tensioni tangenziali sulla superficie laterale, sia attraverso tensioni normali alla base o punta solo attraverso tensioni tangenziali sulla superficie laterale del palo.
I pali battuti sono eseguiti: solo di grande diametro senza asportazione di terreno solo di medio diametro con asportazione di terreno.
I pali di grande diametro sono caratterizzati da: un'area della punta maggiore di 1 m2 una lunghezza maggiore di 10 m un diametro maggiore o uguale a 70 cm un diametro maggiore o uguale a 1 m.
I pali trivellati sono eseguiti: senza asportazione di terreno solo se l'area della punta è superiore a 1 m2 solo se di piccolo diametro con asportazione di terreno.
I pali battuti in acciaio possono essere soggetti con il tempo alla corrosione sono caratterizzati da modesta resistenza a flessione sono caratterizzati da scarsa resistenza a compressione sono caratterizzati da modesta resistenza a trazione.
I principali tipi di pali trivellati di piccolo diametro sono pali vibroinfissi pali di tipo Radice e di tipo Tubfix pali battuti pali eseguiti senza asportazione di terreno.
Tra le verifiche SLU di tipo geotecnico (GEO) di un palo di fondazione c'è: collasso della fondazione diretta collasso per carico limite del palo nei riguardi dei carichi assiali collasso per rottura dell'elemento strutturale collasso riguardante la formazione di una cerniera plastica.
Nel caso dei pali trivellati di grande diametro la resistenza alla punta si mobilita per spostamenti molto modesti la resistenza laterale è trascurabile la resistenza alla punta si mobilita per spostamenti elevati la resistenza alla punta è trascurabile.
La resistenza laterale s di un palo di fondazione in argilla in condizioni non drenate dipende: dal modulo di Young dalla coesione efficace c' dall'angolo d'attrito efficace dalla coesione non drenata cu.
I risultati sperimentali di prove di carico su pali mostrano che la resistenza laterale raggiunge il suo valore limite per cedimenti del palo di 5 ÷ 10 mm circa, indipendentemente dal diametro del palo, mentre la resistenza alla punta si
mobilita solo dopo cedimenti dell’ordine del 10 % ÷ 25 % del diametro del palo la resistenza laterale raggiunge il suo valore limite solo dopo cedimenti dell’ordine del 10 % ÷ 25 % del diametro del palo la resistenza laterale raggiunge il suo valore limite per cedimenti del palo di 5 ÷ 10 cm circa la resistenza alla punta raggiunge il suo valore limite per cedimenti del palo di 5 ÷ 10 mm circa, indipendentemente dal diametro del palo.
La resistenza alla punta di un palo di fondazione su argilla in condizioni non drenate dipende: dalla coesione non drenata cudell'argilla dalla coesione efficace c' dell'argilla dall'angolo di attrito efficace del terreno dalla permeabilità dell'argilla.
La resistenza alla punta di un palo di fondazione su sabbia in condizioni drenate dipende: dalla permeabilità del terreno dalla coesione non drenata del terreno dalla coesione c' del terreno dall'angolo di attrito efficace del terreno.
In condizioni non drenate nel calcolo del carico limite verticale di un palo di fondazione, per la resistenza laterale si assume che: il coefficiente di attrito sia un’aliquota della coesione non drenata e che l’adesione sia nulla il coefficiente di attrito sia nullo e che l’adesione sia pari ad un’aliquota della coesione non drenata il coefficiente di attrito sia unitario l’adesione sia pari ad un’aliquota del coefficiente di attrito.
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