Da prove di carico su pali in terreni...

66
Piles Q lim /P Cov(Q lim /P) Replacement piles 12.1 0.26 CFA 37.5 0.25 Displacement piles 73.1 0.08 Da prove di carico su pali in terreni sabbiosi…… Replacement piles. CFA Displacement piles 1985 1986 1987 1988 1989 1990 1991 0 20 40 60 80 100 % Mercato Italiano - Trevisani (1992) Displacement piles mercato mondiale (van Impe 2003) 42% 55% (2004) Corso di Fondazioni - Pali

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Piles Qlim/P Cov(Qlim/P)

Replacement piles

12.1 0.26

CFA 37.5 0.25Displacement piles

73.1 0.08

Da prove di carico su pali in terreni sabbiosi……

Replacement piles.

CFA

Displacement piles1985 1986 1987 1988 1989 1990 1991

0

20

40

60

80

100

%

Mercato Italiano - Trevisani (1992)

Displacement piles mercato mondiale (van Impe 2003)42%

55% (2004)

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“At the time being, one cannot but agree with Poulos et al. (2001) that it is very difficult to recommend any single approach as being the more appropriate for estimating the axial bearing capacity of single piles. Given the very nature of the problem, the most reasonable approach seems that of going on developing regional design methods combining the local experience of both piling contractors and designers. “

da Piles and pile foundations edito da Taylor & Francis di Russo, Mandolini e Viggiani

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Qlim = Plim + Slim

∫ ⋅⋅+⋅=+=L

dzsdd

pSPQ0

2

limlimlim 4ππ

Pali carico limite .....

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Resistenza alla punta: p = Nq σ’ vL

Nq, secondo Berezantzev, dipende dal rapporto L/d (rapporto di snellezza) e dall’angolo di attrito ϕ’.

Resistenza laterale locale: s = k µ σ’ vz

dove σ’ vz è la tensione verticale effettiva litostatica alla profondità z; k è uncoefficiente empirico che dipende principalmente dalla tecnologia e dalle proprietà delterreno; il coefficienteµ è essenzialmente l’angolo di attrito disponibile all’interfacciapalo-terreno

Pali in sabbia

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Resistenza alla punta : p = Nq σ’vL

Gli esperimenti di Kerisel (1961) e Vesic (1967) mostrano che la resistenza alla punta non cresce linearmente con la profondità …….

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Silo’s effect (Berezantzev et al. 1961)

Meccanismo di rottura alla punta

(Vesic 1967)

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LNp ' σσ=

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p (qb) da Fleming et al. (Piling Engineering 1986)

)(deg3'

1))('ln10(

' N'

'

vq

reesI

kPapII

p

Nq

Rcv

DR

vqb

⋅+=−−⋅=

⋅=

φφ

σ

σ

Il valore limite può essere attribuito ad una sorta di effetto arco .... si diceva….

Una spiegazione più razionale puòessere quella che “vede” l’angolo di attrito di picco dipendere dallapressione di confinamento ....Abachi a sinistra ottenuti iterando l’uso delle formulesottostanti insieme all’abaco di Beretzantev dove Nq dipende solo da φ - Si parte da φcv ed una densità IDnote…. si trova Nq poi p’ ed infine IR ed un nuovoφ…… e si ripete…

Nq .. (Beretzantzev 1961 - solo funzione di φ)

p’ a rottura stimata come la media geometrica della pressione a rottura e della tensione litostatica

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Relazione Bolton (1984) per densità relativa(ID) corretta (IR) per tenere conto dello tensione di confinamento e derivare il valore corrente dell’angolo di picco φ’

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Molte soluzioni pubblicate per Nq

………….

Nq da Beretzantev et al. (1961) è quello più largamente utilizzato …

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2

40°+= ϕϕ m

φm = φ – 3°

Pali battuti

Pali trivellati

Kishida (1967)

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Resistenza laterale locale: s = k µ σ’vz

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Pile type Values of k for relative density

Values of µ

loose Dense Displacement: steel H section closed end pipe

precast concrete cast in place concrete

0.7 1.0

1.0 1.0

1.0 2.0

2.0 3.0

tg20° = 0.36

tg3φ/4 tgφ

Intermediate presso drill 0.7 0.9 tgφ

Replacement drilled shaft CFA

0.5 0.6

0.4 0.6

tgφ tgϕ

Viggiani, 2003 Hevelius ed.

Russo, Mandolini e Viggiani (2012)Taylor & Francis Ed..

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Pali in argilla: calcolo non drenato in tensioni totali

9=

⋅+=

c

ucvL

N

cNp σResistenza alla punta:

Resistenza laterale locale: s = α cu (Tomlinson, 1957)

(Skempton 1951)

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0,00

0,10

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,70

0,80

0,90

1,00

0,00 100,00 200,00 300,00 400,00 500,00 600,00 700,00

α

su (kPa)

alfa medio

alfa sperimentale

alfa teorico

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Validazione della formula proposta con raccolta di 15 prove di carico da letteratura per argille sovraconsolidate e consistenti – pali trivellati a secco ………….. (Cucco et al., 2007)

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0,00

2,00

4,00

6,00

8,00

10,00

12,00

14,00

16,00

18,00

20,00

22,00

0,00 0,20 0,40 0,60 0,80 1,00 1,20 1,40 1,60

Pro

fond

ità (m

)

α

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Validazione della formula proposta con raccolta di prove di carico da letteratura per argille sovraconsolidate e consistenti –pali trivellati a secco ………….. (Cucco et al., 2007)

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Fleming et al. (Piling Engineering 1986)

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API 1993 – 20th edition

API 1986

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Skempton: Argille dure di Londra

Filtrazione

Conclusioni:∆w≈1% → ∆Cu≥20%Durante lo scavo

Dopo il getto di calcestruzzo

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Skempton: Argille dure di Londra

• assorbimento dell’ acqua contenuta all’ interno del getto dicalcestruzzo;• processo di filtrazione all’ interno del banco di argilla dovuta adun gradiente idraulico che si genera in seguito alla realizzazionedello scavo;• assorbimento dell’ acqua utilizzata come lubrificante per l’attrezzo di perforazione.

Mentre l’ultima di queste cause può essere prevenuta mediante l’utilizzo di apposite tecniche di perforazione, le prime due sonoinevitabili.

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argilla di Beaumont OCR = 4÷10 IP = 25÷55%D = 0.273÷0.914 m L = 7÷24 m

O’Neill : Argille dure di Beaumont (1999)

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O’Neill : Trivellati in sabbie dense (Texas, 1999)

Cake meno spesso ed ordine di grandezza di 1-2 mm

Cake di circa 10 mm

Cake di circa 10 mm

Cake meno spesso ed ordine di grandezza di 1-2 mm – maggiore scabrezza

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0 0.4 0.8 1.2

β = τslim/σ'v

Drilled shaft in sandD = 0.914 m L = 10 m

Bentonite slurry cake < 1 mm

Polimeric slurry no cake

Bentonite slurry cake ≈ 10 mm

Ata e O’Neill (1997)

Effects of constructional details on pile behavior

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0 0.2 0.4 0.6 0.8 1

α = τslim/Cu

Beaumont clay - OCR = 4÷10 - IP = 25÷55%D = 0.273÷0.914 m L = 7÷24 m

Bored piles - polimeric slurry

Bored piles – bentonite slurry

Bored piles –

Driven steel tubular piles

O’Neill (1999)

Effects of constructional details on pile behavior

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O’Neill trova che per densità relativa pari al 65%, la resistenza offerta dal paloinfisso per battitura è leggermente maggiore di quella offerta dal palo infisso pervibrazione. Nel caso di sabbie molto dense è maggiore la resistenza del palo infisso convibrazione ……

O’Neill : pali battuti e pali vibroinfissi in sabbie sciolte e dense

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Possibile spiegazione …. per densità più basse la battitura produce un addensamentobenefico mentre per densità più alte soprattutto nella parte alta del palo labattitura produce un effetto dilatante con riduzione di densità e diresistenza al taglio………

Infisso con battitura Infisso con vibrazione

Res

iste

nza

late

rale

uni

tari

a (k

Pa)

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Pile Type αp Notes Source

Displacement

0.35 ÷ 0.5 Data base of highquality pile loadtests

Chow (1997)

0.32 ÷ 0.47 Test data Lee, Salgado (1999)

0.4 Reinterpretation of the Chow (1997) data

Randolph (2003)

0.4 for Franki piles0.57 for precast concrete piles

Data from pile load test; Qlim by Van der Veen’s criterion

Aoki , Velloso (1975)

Replacement

0.2 Load tests ondrilled shafts

Franke (1989)

0.13 ± 0.02 Calibrationchamberload tests

Ghionna et al: (1994)

0.23 exp(-0.0066DR) FEM analyses and ca- libration chamber tests

Salgado (2006)

0.20 ÷ 0.26 Test data Lee, Salgado (1999)

Pali in sabbie p = αp x qc

p = qc

p [Mpa] = K x Nspt

da Piles and Pile Foundations Ed. Taylor & Francis di Russo, Mandolini e Viggiani

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Pile Type αpNotes Source

Displacement0.9 ÷ 1.0 Soft to lightly

OC claysState of the art

0.35 for driven piles0.30 for jacked piles

Stiff clays Price, Wardle (1982)

Replacement

0.47 for pure clay0.52 for silty clay0.78 for silty clay with sand0.71 for sandy clay with silt0.83 for sandy clay

Medium to Stiffclays

Aoki, Velloso (1975)Aoki et al.(1978)

0.34 for pure clay and silty clay0.41 for silty clay with sand and sandy clay with silt0.66 for sandy clay

Medium to Stiffclays

Lopes, Laprovitera(1988)

Pali in argilla

da Piles and Pile Foundations Ed. Taylor & Francis di Russo, Mandolini e Viggiani

de Ruiter and Beringen Method (1979) 1 classificato per accuratezzaPali battuti in argille basato su prove CPTStudio di confronto basato su 60 prove di carico del Louisiana Dep. of Transp. su pali prefabbricati –precompressi in c.a.

9=⋅+=

c

ucvL

N

cNp σ s = α cu

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αq Source

0.008 for open ended steel pipe piles0.012 for precast concrete and closed-ended steel pipe piles

Schmertmann (1978)

0.004 ÷ 0.006 per DR ≤ 50%0.004 ÷ 0.007 per 50% < DR ≤ 70%0.004 ÷ 0.009 per 70% < DR ≤ 90%Closed-ended pipe piles

Lee et al.(2003)

0.0040 for clean sand0.0057 for silty sand0.0069 for silty sand with clay0.0080 for clayey sand with silt0.0086 for clayey sandDriven piles; for Franki piles: multiply number above by 0.7For drilled shafts: multiply number above by 0.5

Aoki, Velloso (1975)Aoki et al.(1978)

0.0027 for clean sand0.0037 for silty sand0.0046 for silty sand with clay0.0054 for clayey sand with silt0.0058 for clayey sandReplacement piles

Lopes, Laprovitera (1988)

0.0034 ÷ 0.006This method uses a corrected value of cone resistance qc – u, where u is the pore pressare at the depth considered

Eslami, Fellenius (1997)

Pali in sabbie

da Piles and Pile Foundations Ed. Taylor & Francis di Russo, Mandolini e Viggiani

s = αq x qc

s [Mpa] = αN+βN x N

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Pali in argilla

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αq Source0.074 ÷ 0.086 for sensitive clay0.046 ÷ 0.056 for soft clay0.021 ÷ 0.028 for silty clay or stiff clayDriven pilesThis method uses a corrected value of cone resistance qc-u, where u is the pore pressure at the depth considered

Eslami, Fellenius (1997)

0.025Displacement piles

Thorburn, McVicar (1971)

0.017 for pure clay0.011 for silty clay0.0086 for silty clay with sand0.0080 for sandy clay with silt0.0069 for sandy clayDriven piles: For Franki piles: multiply number above by 0.7For drilled shafts: multiply number above by 0.5

Aoki,Velloso (1975)Aoki et al.(1978)

0.012 for pure clay0.011 for silty clay0.010 for silty clay with sand0.0087 for sandy clay with silt0.0077 for sandy clayNon displacement piles

Lopes, Laprovitera (1988)

da Piles and Pile Foundations Ed. Taylor & Francis di Russo, Mandolini e Viggiani

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8 8

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Materiale di riporto : Frammenti lapidei di laterizi e dimisto cementizio inglobati nella matrice piroclastica con unospessore che varia tra i 0,50 m e 3,20 m

Pozzolana : Pozzolane sabbiose di colore grigio agranulometria grossolana , intervallata da strati agranulometria fine . Si rinvengono pomici di dimensioni tra0,3 cm e 1,5 cm di forma arrotondata. Lo spessore varia trai 9,30 m e 12,60 m.

Tufo : A partire dagli 11 m fino ai 30 m si rinviene il tufovesuviano di colore grigio a struttura vacuolare inglobantegrosse pomici , frammenti calcarei e blocchi di lava ricca dicristalli di leucite .

Idrogeologia : I terreni piroclastici sono caratterizzati da unapermeabilità piuttosto variabile (ordine di grandezza 10-5 cm/s). Ildeposito tufaceo è caratterizzato da una permeabilità a grande scalagovernata dalla fessurazione (stesso ordine di grandezza in media).Dalle lettura piezometriche il livello della falda acquifera risulta postotra 1,4 m e 2,8 dal p.c.

MATERIALE DI RIPORTO

POZZOLANA SABBIOSA

CON POMICI

TUFO GRIGIO

VESUVIANO

PROVE DI CARICO SU PALI C.F.A. NELLA ZONA

ORIENTALE DI NAPOLI

La zona rientra nella depressione diVolla rappresentata dalla striscia dipianura delimitata ad est dal Vesuvio ead ovest dalle colline orientali diNapoli.

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PROVE DI CARICO SU PALI C.F.A. NELLA ZONA

ORIENTALE DI NAPOLI

0

2

4

6

8

10

12

14

16

1 1,2 1,4 1,6 1,8 2

Pro

fon

dità

(m)

γ(g/cm3)Peso dell'unità di volume

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Corso di Fondazioni - Pali PROVE DI CARICO SU PALI C.F.A.

PROVE CPT

0

200

400

600

800

1000

1200

0 100 200 300 400

Qc(Kg/cmq)

Z(c

m)

Prova 1 Prova 2 Prova 3Prova 4 Prova 5 Prova 6

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

0 20 40 60 80 100

Z(c

m)

Nspt

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Dr %

Z(m

)

Dr% Kulowhy Dr% Viggiani

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

25 30 35 40 45 50 55 60f°

Z(cm

)

Schmertmann CPT Schmertmann SPT

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PALO 1D=0,8 m L=14,50m

PALO 2 PALO 3D=0,8 m L=13,00m D=0,6 m L=13,00m

INTERPOLAZIONE DI CHIN

Qlim = 15,8 MN Qlim = 15 MN Qlim = 10 MN

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9Carichi (MN)

w (

mm

)

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

0 1 2 3 4 5 6 7 8Carichi (MN)

w (

mm

)

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9Carichi (MN)

w (

mm

)

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Diagramma Carico-Cedimento

0,0

0,5

1,0

1,5

2,0

2,5

3,0

3,5

4,0

4,5

5,0

0 1 2 3 4 5 6 7 8Cedimento, W [mm]

Car

ico,

Q [M

N]

Sono state eseguite 10 prove di collaudo spinte ad un carico di prova di 1,5volte il carico di esercizio ( Qes=3,1 MN per i pali d=800 mm ).

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Pila centrale del ponte strallato sul fiume Garigliano

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Prove di carico di collaudo e pilota su pali battuti in argille.....

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0

20

40

60

80

100

120

140

0 1500 3000 4500

Q[kN]

w[m

m]

palo 1-18a palo 1_18b

Prova di carico ripetuta su palo battuto in argille 3 settimane e 2 mesi dopo l’installazione...

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OLD ITALIAN CODE

D.M. 11.03.1988 :

FS= Qlim/Qes= 2,5 if bearing capacity was determined by theoretical means

FS= Qlim/Qes= 2 if bearing capacity was determined by loading tests

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TESTO UNITARIO

NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI

D.M. 14.01.2008

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6.4.3 FONDAZIONI SU PALIIl progetto di una fondazione su pali deve comprendere la scelta del tipo di palo e delle relative tecnologie e modalità di esecuzione, il dimensionamento dei pali e delle relative strutture di collegamento, tenendo conto degli effetti di gruppo tanto nelle verifiche SLU quanto nelle verifiche SLE.Le indagini geotecniche, oltre a soddisfare i requisiti riportati al § 6.2.2, devono essere dirette anche ad accertare la fattibilità e l’idoneità del tipo di palo in relazione alle caratteristiche dei terreni edelle acque presenti nel sottosuolo.

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6.4.3.1 Verifiche agli stati limite ultimi (SLU)Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite ultimo, sia a breve sia a lungo termine.Gli stati limite ultimi delle fondazioni su pali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.Nel caso di fondazioni posizionate su o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere effettuata la verifica con riferimento alle condizioni di stabilità globale del pendio includendo nelle verifiche le azioni trasmesse dalle fondazioni.Le verifiche delle fondazioni su pali devono essere effettuate con riferimento almeno ai seguenti stati limite, quando pertinenti:- SLU di tipo geotecnico (GEO)- collasso per carico limite della palificata nei riguardi dei carichi assiali;- collasso per carico limite della palificata nei riguardi dei carichi trasversali;- collasso per carico limite di sfilamento nei riguardi dei carichi assiali di trazione;- stabilità globale;- SLU di tipo strutturale (STR)- raggiungimento della resistenza dei pali;- raggiungimento della resistenza della struttura di collegamento dei pali, accertando che la condizione (6.2.1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato.

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La verifica di stabilità globale deve essere effettuata secondo l’Approccio 1- Combinazione 2: (A2+M2+R2)tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I e 6.2.II per le azioni e i parametri geotecnici, e nella Tabella 6.8.I per le resistenze globali.

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Le rimanenti verifiche devono essere effettuate, tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle Tab. 6.2.I, 6.2.II e 6.4.II, seguendo almeno uno dei due approcci:Approccio 1:

- Combinazione 1: (A1+M1+R1)- Combinazione 2: (A2+M2+R2)Approccio 2:(A1+M1+R3)

Nelle verifiche effettuate con l’approccio 2 che siano finalizzate al dimensionamento strutturale il coefficiente γR non deve essere portato in conto.

6.4.3.1.1 Resistenze di pali soggetti a carichi assialiIl valore di progetto Rd della resistenza si ottiene a partire dal valore caratteristico Rk applicando i coefficienti parziali γR della Tab. 6.4.II.

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La resistenza caratteristica Rk del palo singolo può essere dedotta da:a) risultati di prove di carico statico di progetto su pali pilota (§ 6.4.3.7.1);b) metodi di calcolo analitici, dove Rk è calcolata a partire dai valori caratteristici dei parametri geotecnici, oppure con l’impiego di relazioni empiriche che utilizzino direttamente i risultati di prove in sito (prove penetrometriche, pressiometriche, ecc.);c) risultati di prove dinamiche di progetto, ad alto livello di deformazione, eseguite su pali pilota (§ 6.4.3.7.1).(a) Se il valore caratteristico della resistenza a compressione del palo, Rc,k, o a trazione, Rt,k, è dedotto dai corrispondenti valori Rc,m o Rt,m, ottenuti elaborando i risultati di una o più prove di carico di progetto, il valore caratteristico della resistenza a compressione e a trazione è pari al minore dei valori ottenuti applicando i fattori di correlazione ξ riportati nella Tab. 6.4.III, in funzione del numero n di prove di carico su pali pilota:

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(b) Con riferimento alle procedure analitiche che prevedano l’utilizzo dei parametri geotecnici o dei risultati di prove in sito, il valore caratteristico della resistenza Rc,k (o Rt,k) è dato dal minoredei valori ottenuti applicando alle resistenze calcolate Rc,cal (Rt,cal) i fattori di correlazione ξ riportati nella Tab. 6.4.IV, in funzione del numero n di verticali di indagine:

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PALI DI GRANDE DIAMETRO (TRIVELLATI)

Pali con diametro maggiore di 1 m

I pali trivellati di grande diametro furono sviluppati principalmenteper soddisfare le prestazioni necessarie nel caso di edifici moltoalti e con carichi unitari (per palo) elevati.

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Pali trivellati di grande diametro:

�Carichi verticali molto elevati: in funzione del diametro e della lunghezza, i carichi verticali possono variare tra 2.000 e 20.000 kN.

�La profondità può essere molto elevata: le tecniche utilizzate possono raggiungere in modo relativamente agevole profondità dell’ordine di 60 metri e più...

�Momenti flettenti e tagli molto elevati alla testa: l’armatura dei pali può essere impressionante ed arrivare ai limiti usuali che sono dell’ordine di 1,5-2 % sulla sezione di calcestruzzo.

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Pali trivellati di grande diametro

Sequenza costruttiva in terreni a grana

grossa sopra falda

1. Perforazione.....

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Pali trivellati di grande diametro

Sequenza costruttiva in terreni a grana

grossa sotto falda

1. Perforazione.....

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Pali trivellati di grande diametro

Per mobilitare la resistenza alla punta integralmente sarebbe necessario un cedimento alla punta pari a w ≈10 -20 % D.

Generalmente si fa riferimento al cedimento alla testa per ragioni pratiche ed in tal caso (compressibilità del palo....) w ≈ 25 % D

Per mobilitare la resistenza laterale lungo il fusto il cedimento alla testa del palo necessario è (in funzione anche della compressiblità del palo....) dell’ordine di pochi centimetri e risulta sostanzialmente indipendente dal diametro dello stesso.

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Pali trivellati di grande diametro

Se progettati come pali di medio diametro con i soliti coefficienti parziali di sicurezza il rischio ...di sviluppare cedimenti eccessivi sotto i carichi di esercizio ....è elevato.... praticamente certo

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Pali trivellati di grande diametro

...... Berezantzev (1965)

Calcolo della resistenza alla punta come il valore della forza trasmessa alla punta che provoca le prime deformazioni irreversibili o platiche......

Questa forza secondo il modellino di Berezantzev corrisponde a spostamenti alla punta del palo dell’ordine di w ≈ 6% -10% D

Tale forza (pressione) “limite” può essere calcolata mediante la formula :

p = N*q σ’vL

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Pali trivellati di grande diametro

Berezantzev (1965)

p = N*q σ’vL

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Pali trivellati di grande diametro

Metodo empirico di Wright & Reese (1977):

Basato su risultati di prove di carico strumentate su pali ed indagini in sito ...NSPT

s(z) = 0,7 tan φ σ’v(z)

s(z) = f (Nspt)

p lim= f (Nspt) derivato dai risultati di prova come for za corrispondente ad un cedimento di w ≈ 0,05 D

(correlazione con Nspt)

Minimo tra ...

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LARGE DIAMETER BORED PILES

Empirical method by Wright & Reese (1977):

S(z) = f (Nspt)

plim= f (Nspt)

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LARGE DIAMETER BORED PILES

Empirical method by Wright & Reese (1977):

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LARGE DIAMETER BORED PILES

Empirical method by Wright & Reese (1977):

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Slim con i due metodi vs. dati sperimentali …………

0

500

1000

1500

2000

2500

3000

0 1000 2000 3000

Slim

(spe

rimen

tale

) [to

n ]

Slim (teorico calcolato -Berezantzev) [ton]

-30%

0

500

1000

1500

2000

2500

3000

0 1000 2000 3000

Slim

(sp

erim

enta

le)

[ton]

Slim (calcolato con Wright-Reese) [ton]

+30%

-30%

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0

500

1000

1500

2000

2500

3000

0 1000 2000 3000

Qlim

(sp

erim

ent

ale

) [to

n ]

Qlim calcolato con W-R [ton]

0

500

1000

1500

2000

2500

3000

0 1000 2000 3000

Qlim

(spe

rimen

tale

) [to

n]

Qlim calcolato con Berezantzev [ton]