Pali a piccolo spostamento

_CL 1 Tipologia dei pali di fondazione In relazione alla tecnologia esecutiva: Pali a grande spostamento Pali a piccolo spostamento Pali a sostituzione Pali battuti - prefabbricati - gettati in opera Pali avvitati : - a vite - ad elica continua Pali trivellati - gettati in opera In relazione al diametro d: Pali di piccolo diametro (micropali): d 250 mm Pali di medio diametro: 300 d 600 mm Pali di grande diametro: d 800 mm

2 Tecnologia esecutiva dei pali a grande spostamento Raymond Pali battuti Prefabbricati Gettati in opera In legno In cls ( 250 500 mm): armato (Hercules) centrifugato (SCAC) precompresso tubi battuti con getto (West) In acciaio ( 350 500 mm): profilati tubi battuti con getto (Lacor, Raymond, Multiton) Tubo forma in acciaio recuperabile ( 300 600 mm): con punta a perdere (Simplex) con base espansa (Franki) Franki infissione tubo superiore getto + armatura infissione tubo inferiore Multiton tubo bulbo fusto palo

3 Tecnologia esecutiva dei pali a piccolo spostamento Trelicon Pali avvitati A vite Atlas Omega Bauer Fundex Ad elica (CFA) Trelicon (trivellati) PressoDrill (trivellati-pressati) 1) infissione elica 2) estrazione elica e getto cls 3) installazione armatura Omega Bauer a) posizionamento fondello b) penetrazione c) posa armatura d) getto cls e) estrazione f) palo finito PressoDrill

4 Tecnologia esecutiva dei pali trivellati-pressati (PressoDrill) v ω Tubo forma ad elica continua - pressato con velocità v - avvitato con velocità ω Volume di terreno spostato: V s π 2 = d d 4 π 2 = d0v t 4 Volume di terreno asportato: V ( )( ωl v) t d = 400 950 mm d0 = 0.75 0.81 d a Effetto netto di compressione se 2 0 V s V a v = 0 coclea v = ωl V a = 0 d v ω l 1 d 2 0 2 = 0.3 0.4 ωl

5 Tecnologia esecutiva dei pali a sostituzione Tecnologia di esecuzione Piccolo d (<250 mm) Medio d (300-600 mm) Grande d (>800 mm) Trivella ad elica continua e iniezione di malta o cls Vibro-infissione di tubo forma aperto, poi svuotato e recuperato Perforazione a percussione o rotazione, con o senza stabilizzazione del foro (tubazione di rivestimento o fango bentonitico) Perforazione a percussione Perforazione a rotazione meccanica idraulica

6 Tecnologia esecutiva dei micropali Radice perforazione con fluido per asportazione detriti tra tubo e terreno posa armatura (barra, profilato, o gabbia) getto malta estrazione tubo e compressione getto palo finito

7 Tecnologia esecutiva dei pali vibroinfissi 1) Perforazione iniziale 2) Vibro-infissione tubo forma 3) Estrazione terreno (benna, trivella, secchione) 4) Getto cls 5) Estrazione tubo forma

8 Pali trivellati con tubazione di rivestimento scavo iniziale installazione tubo con fondello posa armatura getto cls estrazione tubo

9 Pali trivellati con fanghi bentonitici scavo iniziale installazione tubo immissione fango circolazione fango e acqua posa armatura getto cls estrazione tubo

10 Carico limite verticale di collasso di fondazioni profonde Ipotesi fondamentali per il calcolo della componente assiale Q lim (verticale e centrata) 1) palo cilindrico, rigido e senza peso 2) terreno pesante e rigido-plastico alla Mohr-Coulomb 3) esistenza di due meccanismi i collasso indipendenti: resistenza alla punta P (come per fondazioni superficiali) resistenza laterale S (scorrimento palo-terreno) 4) mobilitazione contemporanea di resistenza alla punta e laterale τ p 3 s L 1 d τ 2 γ τ = c + σ tanϕ σ P S 4 Q = P + S w w

11 Formula statica del carico di collasso: resistenza alla punta Formula statica: p, A p = resistenza unitaria e area della punta s, A s = resistenza unitaria e area laterale; pali a sezione variabile d = d(z) Resistenza unitaria alla punta: Come per le fondazioni superficiali, N q e N c sono funzioni dell angolo d attrito ϕ Q = P + N q e N γ confrontabili d/2 << L S = p A p N q N + si trascura c L 0 s da N = f ( ϕ) πd = 4 = (N 1)cot ϕ q γ s 2 p + π L 0 p = Nq q + N γd << N 2 q q sd dz c c ( N γl) q p Esperienze ed analisi di Kerisel (1961) e Vesic (1967): oltre una certa profondità critica z c, la resistenza alla punta p non cresce più con z p e z c aumentano con l angolo d attrito ϕ P z c ϕ z c z

12 Il coefficiente di resistenza alla punta N q I risultati di vari Autori danno N q variabili anche per un ordine di grandezza!

13 Meccanismo di resistenza alla punta secondo Berezantzev Effetto silo secondo Berezantzev et al. (1961) La tensione verticale σ vl sul piano a profondità della punta (z=l) è minore di quella litostatica ideale σ v0 per la presenza di tensioni tangenziali agenti in direzione verticale sul cilindro di terreno di sovraccarico del volume di collasso. Nei fatti si ha α σ L = f ϕ, d vl T = < σ v0 Nγ Nγ p = NγγD + Nq σ vl = σ v0 + NqαTσ v0 = Nq T σ v0 = N' q σ L D + α L D La resistenza p si calcola assumendo: la tensione litostatica ideale σ v0 il coefficiente L N α βϕ q = f ϕ, e d 1 v0 1000 Nq 100 L/d=25 L/d=20 L/d=15 L/d=10 L/d=5 L d α 5 0.1656 0.1731 10 0.1084 0.1807 15 0.0793 0.1874 20 0.0603 0.1936 β α,β 0.25 0.2 0.15 0.1 0.05 α β 10 25 0.0422 0.2016 0 0 5 10 15 20 25 30 L/d 1 24 26 28 30 32 34 36 38 40 φ( )

14 Determinazione di p in relazione alle caratteristiche del terreno La formula statica di resistenza alla punta q lim = N q q + N c c è relativa ad un generico mezzo monofase pesante alla Mohr Coulomb caratterizzato da: Peso dell udv γ Coesione c Angolo d attrito ϕ terreno Condizioni di riferimento usuali per le verifiche sotto falda: condizioni drenaggio tensioni peso dell udv γ coesione c angolo d attrito ϕ a grana grossa libero (t>0) efficaci γ c ϕ a grana fina impedito (t=0) totali γ sat c u ϕ u = 0 In particolare: terreni a grana grossa in condizioni drenate (ma anche a t= per terreni a grana fina) p = Nq σ v + Ncc terreno a grana fina, condizioni non drenate ϕ u = 0 N q = 1, N c = 8 12 (in genere 9) p = σ + N v c c u

15 Scelta del parametro di resistenza alla punta Effetto dell installazione del palo Posto φ = angolo attrito del deposito indisturbato (prima dell installazione), Kishida (1967) suggerisce di assumere per il calcolo: pali infissi: φ + 40 ϕ ' = 2 terreno addensato (φ <40 ) /dilatato (φ >40 ) dall installazione pali trivellati: ϕ' = φ 3 terreno rimaneggiato dall installazione Interpretazione di prove penetrometriche Prove CPT: per pali infissi in terreni incoerenti, si puo porre p = q c q c = resistenza alla punta in prove CPT, mediata tra le profondità L-4d e L+d) Prove SPT: si puo porre p = KN SPT (con p in MPa e K che assume i valori tabellati)

16 Determinazione della resistenza laterale s Resistenza laterale s mobilitata allo scorrimento all interfaccia palo-terreno s(z) = a + µσh (z) (a = adesione, µ = coefficiente d attrito palo-terreno) s σ h Terreni a grana grossa (condizioni drenate) (ma anche a t= per terreni a grana fina) a = 0 σ h = kσ v s = µ kσ v µ tan ϕ = tan ϕ (palo gettato in opera) < tan ϕ (palo prefabbricato) k = f (tecnologia) 1 (palo infisso) 1 (palo trivellato) NB: per pali trivellati si può porre anche k = k a k 0 1.2 Terreno a grana fina (condizioni non drenate) α 1 0.8 infisso trivellato µ = 0 s = αc u 0.6 0.4 0.2 0 0 50 100 cu (kpa)

17 Resistenza laterale s da prove in sito Prove CPT Per pali infissi in terreni incoerenti, si puo porre: s = f s s = αq c Prove SPT (meno affidabile) (con α tabellato) Stato di addensamento D r q c (MPa) α Molto sciolto 0.0 0.2 < 2 0.020 Sciolto 0.2 0.4 2 5 0.015 Medio 0.4 0.6 5 15 0.012 Denso 0.6 0.8 15 25 0.009 Molto denso 0.8 1.0 > 25 0.007 Si puo porre s = α + βnspt (s in kpa) α, β assumono i valori tabellati

18 Tecnica di esecuzione delle prove di carico Con zavorra: Con pali a trazione: Durante la prova, i pali a trazione trasmettono sforzi tangenziali al fusto del palo di prova attraverso il terreno Prima della prova, il sovraccarico della zavorra viene trasmesso al terreno, modificando lo stato tensionale iniziale intorno al palo.

19 Interpretazione delle prove di carico Prova di progetto (Q max > 3 Q ex ) Prova di collaudo (Q max < 1.5-2.0 Q ex ) Interpretazioni della curva carichi-cedimenti S Q P Interpolazione iperbolica fusto palo strumentato con estensimetri w Q = nw + m P Q S lim w w Q = nw + m dq dw Q = w = 0 1 n = 1 m 0.9 Q lim = n 1 n

20 Il calcolo delle resistenze di progetto nelle NTC (6.2.3.1.2) La resistenza di progetto R d si può determinare: 1. con metodi razionali, dividendo i parametri caratteristici per γ M e (eventualmente) la resistenza così calcolata per γ R 2. in modo analitico, ma facendo riferimento a correlazioni con prove in sito e dividendo la resistenza così calcolata per γ R 3. in base a misure dirette su prototipi (p.es. prove di carico) e dividendo la resistenza così determinata per γ R La resistenza caratteristica R e determinata per via empirica (cioè tramite correlazioni con prove in sito o misure dirette) va preventivamente ridotta in base a coefficienti di indagine ξ decrescenti con il numero n di determinazioni eseguite R k = ( R Min ξ e i ) med ( n) ( R ; ξ e j ) min ( n) I valori ξ(n) sono fissati in base alla procedura empirica ed al tipo di opera (p.es. pali, ancoraggi) Le NTC premiano i maggiori oneri da sopportare per l esecuzione di un programma di indagini più approfondito

21 I coefficienti di indagine per i pali di fondazione Nell ambito dello stesso sistema di fondazione, il numero di verticali d indagine da considerare per la scelta dei coefficienti ξ deve corrispondere al numero di verticali lungo le quali la singola indagine (sondaggio con prelievo di campioni indisturbati, prove penetrometriche, etc.) sia stata spinta ad una profondità superiore alla lunghezza dei pali, in grado di consentire una completa identificazione del modello geotecnico di sottosuolo. Carico limite verticale calcolato attraverso un metodo analitico (p.es. formule statiche o correlazioni con la resistenza penetrometrica): Numero di verticali indagate 1 2 3 4 5 7 10 ξ 3 1.70 1.65 1.60 1.55 1.50 1.45 1.40 ξ 4 1.70 1.55 1.48 1.42 1.34 1.28 1.21 Carico limite verticale valutato attraverso prove di carico: Numero di prove di carico statiche 1 2 3 4 5 ξ 1 1.40 1.30 1.20 1.10 1.00 ξ 2 1.40 1.20 1.05 1.00 1.00 Numero di prove di carico dinamiche 2 5 10 15 20 ξ 5 1.60 1.50 1.45 1.42 1.40 ξ 6 1.50 1.35 1.30 1.25 1.25 I coefficienti ξ per prove dinamiche sono più elevati di quelli relativi alle prove statiche perché l interpretazione delle prove dinamiche non è diretta, ma passa attraverso la modellazione del problema esaminato, quindi è affetta da maggiori incertezze.

22 Effetto di gruppo Il carico limite di un gruppo di pali differisce, in generale, per un fattore di efficienza E dal prodotto del carico limite Q lim del palo singolo per il numero N di pali del gruppo. Q lim, N = E NQ lim Terreni incoerenti Sia per pali battuti che trivellati si verifica in genere E 1 ma si assume cautelativamente E=1 E 1 trivellati battuti 5-6 i/d i= interasse d= diametro Terreni a grana fine L efficienza è sempre minore di 1 (tipicamente pari a E = 0.6 0.7) Per una palificata di m x n pali, si può calcolare con la formula empirica di Converse-Labarre: arctan(d / i) E = 1 π / 2 ( m 1) n + ( n ) mn 1 m efficienza, E 1 0.8 0.6 0.4 0.2 0 i/d=6 i/d=5 i/d=4 i/d=3 Caso m=n 0 5 10 15 20 numero pali per fila, n

23 Metodo della fondazione monolitica equivalente In alternativa, si assimila la palificata equivalente ad un blocco rigido soggetto ad un meccanismo di collasso per rottura generale (come una fondazione superficiale) in condizioni non drenate: D Q = BL(N c + γd) + 2D(B + lim, N c u L) c u 10.0 8.0 B 2.0 Schema di fondazione monolitica equivalente (Terzaghi e Peck, 1948) 0.0 L coefficiente Nc 6.0 4.0 L=B L/B=2 L/B=5 L/B=10 L/B>10 0 1 2 3 4 5 profondità relativa, D/B In definitiva, per terreni a grana fine si può assumere per il carico limite del gruppo il valore più basso tra quelli calcolati con i due metodi. Tipicamente il metodo di Terzaghi e Peck è più cautelativo per i/d<3 mentre la formula di Converse Labarre è più cautelativa per i/d>3.

24 Carico limite orizzontale di collasso di fondazioni profonde A differenza delle fondazioni dirette, per i pali si assume totale indipendenza tra calcolo di componente assiale (Q lim ) e trasversale (H lim ) del carico limite Modello di interazione palo-terreno Palo e terreno rigido-plastici (Teoria di Broms) palo incastrato alla testa dal plinto problema 3D 1D p = interazione palo-terreno (F/L) δ = spostamento relativo palo-terreno M y = momento di plasticizzazione della sezione del palo ψ = curvatura dell asse del palo

25 Distribuzione sforzi di interazione palo-terreno andamento reale andamento approssimato c u = resistenza non drenata γ = peso dell unità di volume del terreno (γ se sotto falda) k p 1+ senϕ = 1 senϕ (coefficiente di spinta passiva)

26 Carico limite orizzontale di pali in terreni coesivi Palo con estremità superiore impedita di ruotare (plinto rigido) Palo corto Palo Cerniere plastiche H lim /c u d 2 Corto 0 f(l/d) Intermedio 1 f(l/d, M y /c u d 3 ) Lungo 2 f(m y /c u d 3 ) Palo intermedio Palo lungo

27 Carico limite orizzontale di pali in terreni incoerenti Palo con estremità superiore impedita di ruotare (plinto rigido) Palo Cerniere plastiche H lim /k p γd 3 Palo corto Corto 0 f(l/d) Intermedio 1 f(l/d, M y /k p γd 4 ) Lungo 2 f(m y /k p γd 4 ) Palo intermedio Palo lungo