1 FRONTESPIZIO FINALE · 2010. 5. 31. · in acciaio Eurocodice 3: Parte 9: Progettazione delle...

Università Roma Tre ‐ Ingegneria Civile – Progetto d’adeguamento e allargamento viadotto “Italia” rispetto agli effetti locali e fatica

Capitolo: INTR

ODUZIONE

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Prima di procedere con la cucitura delle due parti sono stati impressi cedimenti nella pila 7 e

10 (prima ed ultima) per imporre l’orizzontalità fra le due parti di travata. Segue schema:


Capitolo: INTR

ODUZIONE

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Capitolo: INTR

ODUZIONE

27

Questo schema di montaggio genera evidenti conseguenze nel calcolo delle sollecitazioni

nelle varie fasi costruttive.

E’ evidente, difatti, come il peso proprio del viadotto sia supportato da due strutture

isostatiche sconnesso fino a quando non si cuce il concio centrale. Il concio centrale non ha

dimensioni note ma si è potuto stimare dalle immagini che abbia una lunghezza di circa 5

metri.

Tale concio quindi viene modellato come un carico concentrato gravante per metà sulla

travata lato Salerno e per l’altra metà sulla campata lato Reggio Calabria.

Ne prossimi capitoli si riporterà il modello agli elementi finiti nonché le sollecitazioni

derivanti da tale schema di montaggio.


Capitolo: INTR

ODUZIONE

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MATERIALI

Il lavoro seguente interessa esclusivamente l’impalcato nel tratto delle grandi luci, pertanto

è di interesse conoscere le caratteristiche degli elementi costituenti il cassone in acciaio a

lastra rinforzata.

Le caratteristiche dei materiali sono state ricavate da numerosi articoli che sono usciti nel

corso del tempo nei quali si riporta anche la provenienza. Difatti è evidenziato come l’acciaio

sia stato fornito dalle acciaierie Falk sottolineando come tale fornitura fosse quindi garantita

in termini di qualità del materiale posto in opera.

MATERIALI STRUTTURE ESISTENTI

Strutture principali:

Profilati in Fe 52 B UNI 5334/64 σadm = 200 MPa

Lamiere in Fe 52 B UNI 5335/64 σadm = 220 MPa

Strutture secondarie:

Profilati in Fe 42 B UNI 5334/64 σadm = 150 MPa

Lamiere in Fe 42 B UNI 5335/64 σadm = 160 MPa

Saldature:

Elettrodi NUFE V° Gruppo

Collegamenti:

Tra strutture principali e secondarie con bulloni A.R. acciaio 10K con dadi 8G

eq=185 MPA


Capitolo: INTR

ODUZIONE

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MATERIALI NUOVE STRUTTURE

Per quanto riguarda questi materiali ovviamente questi sono dati di progetto. Si è scelto un

tipo d’acciaio tipico per le opere di questo genere sia in termini di resistenza che di

resilienza.

Acciaio tipo S355J2G3 EN 10025, per elementi saldati

Acciaio tipo S355J0 EN 10025, per elementi non saldati

Bulloni A.R.:

o viti: 10.9 UNI 5712

o dadi: 10 UNI 5713

o rosette acciaio C50 EN 10083 ( HRc 32‐40 )

TENSIONI DI CALCOLO

ACCIAIO TIPO S355J2G3 E S355J0 (FE 52B PRECEDENTI):

In base alle prescrizioni di normativa (NTC ‐ § 4.2.4.1.1 e 11.3.4.1) si è adottato:

Coefficiente di Poisson: ν = 0,3

Tensione caratteristica di snervamento fyk = 355 MPa .

Tensione caratteristica di rottura ftk = 490 MPa .

Tensione di snervamento di progetto (secondo la Tab. 4.2.V):

con γm1 = 1,05 quindi fyd = 338 MPa (elementi inflessi)

con γm1 = 1,10 quindi fyd = 323 MPa (resistenza all’instabilità delle membrature di

ponti stradali e ferroviari)

Tensione di rottura di progetto (secondo la Tab. 4.2.XII):


Capitolo: INTR

ODUZIONE

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con γm2 = 1,25 quindi ftd = 392 MPa (verifica unioni con fori). Es = 210000 MPa .

ACCIAIO TIPO S275 (FE 52B PRECEDENTI):

In base alle prescrizioni di normativa (NTC ‐ § 4.2.4.1.1 e 11.3.4.1) si è adottato:

Coefficiente di Poisson: ν = 0,3


Tensione caratteristica di rottura ftk = 390 MPa .

Tensione di snervamento di progetto (secondo la Tab. 4.2.V):

con γm1 = 1,05 quindi fyd = 261.9 MPa (elementi inflessi)

con γm1 = 1,10 quindi fyd = 250 MPa (resistenza all’instabilità delle membrature di

ponti stradali e ferroviari)

Tensione di rottura di progetto (secondo la Tab. 4.2.XII):

con γm2 = 1,25 quindi ftd = 312 MPa (verifica unioni con fori).

Es = 210000 MPa .

BULLONI A.R. CLASSE 10.9

Le unioni sono state realizzate utilizzando bulloni normali del tipo 10.9 (NTC ‐ § 11.3.4.6.1):


Tensione caratteristica di rottura: ftb = 1000 MPa .

Tensione di rottura di progetto (secondo la Tab. 4.2.XII) :

, con γm2 = 1,25 quindi ftb,d = 400 MPa (bulloni).


Capitolo: INTR

ODUZIONE

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NORMATIVA ADOTTATA PER L‘INTERVENTO

La normativa di riferimento adottata è il recente Testo unico delle costruzioni (D.M. 14

gennaio 2008) ed in conformità ad esso sono state adottate le prescrizioni dell’Eurocodice

aggiornato all’Agosto 2007 e della Circolare relativa a D.M. 14/1/2008 (Circolare 2 febbraio

2009 n. 617).

E’ da evidenziare come le indicazioni fornite nella normativa o nella circolare esplicativa in

alcuni casi siano risultate insufficienti o mancanti e pertanto si è deciso di adottare tout‐

court le indicazioni fornite o nell’Eurocodice o nella letteratura di riferimento (con l’elenco

dei testi di riferimento indicato nel capitolo finale della bibliografia).

Per poter conoscere il tasso di lavoro dell’impalcato è stata effettuata un’analisi utilizzando

la normativa del periodo in cui il ponte è stato costruito, ovvero la Circ. Min. LL. PP. C.s. 384

del 14 febbraio 1962 (visibile in allegato e descritta in dettaglio nel capitolo seguente).

Tabella 1: Normativa e letteratura tecnica adottata nel progetto ad integrazione del NTC 2008

Argomento Titolo documento di riferimento Norma

Azioni sulle strutture Eurocodice 1:

Parte 2: carichi da traffico sui ponti;

UNI‐EN 1991‐2:2005

Qualità acciaio strutturale

Sistemi di designazione degli acciai:

Parte 2: Caratteristiche dei prodotti di acciai

per la costruzione

UNI EN 10027

Regole per la realizzazione

delle unioni saldate

CNR 11001/62

Codice di pratica per la preparazione dei

lembi nella saldatura per fusione di strutture

di acciaio

CNR 11001/1962

Verifica lastre di acciaio

Eurocodice 3:

Parte 5: Progettazione delle strutture di

acciaio – Elementi strutturali a lastra

UNI‐EN 1993‐1‐

5:2007

CNR 10030/87: CNR ‐ 10030/87


Capitolo: INTR

ODUZIONE

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Anime irrigidite di travi a parete piena

Verifiche a fatica elementi

in acciaio

Eurocodice 3:

Parte 9: Progettazione delle strutture di

acciaio – Fatica

UNI‐EN 1993‐1‐

9:2007

* Le verifiche sono effettuate con la metodologia agli stati limite in quanto per i ponti

stradali è vietato l'utilizzo delle tensioni ammissibili (NTC2008 – 5.1.4.8). Altre normative

sono state utilizzate esclusivamente come termini di confronto e a fini esclusivamente

scientifici.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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ANALISI DEI CARICHI

TIPOLOGIE AGENTI

I carichi che gravano sul ponte e le azioni che possono agire nella sua vita utile sono i

seguenti:

Azioni permanenti:

o Peso proprio della struttura

o Sovraccarico permanente

o Spinta dei rilevati d’accesso, sottospinte idrauliche, ecc

Azioni legate al transito del carico utile

o Sovraccarico accidentale

o Effetto dinamico del sovraccarico accidentale

o Forza di frenatura

o Urti su parapetti e sicurvia

Azioni dovute al vento

o Spinta del vento (statica)

o Azioni dinamiche

Azioni senza forze esterne

o Stati di coazione propriamente detti (precompressione, ecc)

o Effetti termici

o Ritiro

o Viscosità

o Cedimenti vincolari

o Attrito nei vincoli

Azioni dovute all’ostacolo sovrappassato


Capitolo: A

nalisi dei carichi

34

o Spinta dell’acqua

o Spinta del ghiaccio

o Urto di mezzi o natanti

o Movimenti franosi

Sisma

o Azioni dinamiche sulle strutture

o Modifica dei terreni di fondazione

o Azioni dinamiche su terreni o liquidi interagenti con le strutture

Nel caso in esame si sono analizzati esclusivamente i carichi agenti sull’impalcato nel tratto

delle grandi luci, pertanto sono stati considerati:

Azioni permanenti:

o Peso proprio della struttura

o Sovraccarico permanente

Azioni legate al transito del carico utile

o Sovraccarico accidentale

o Effetto dinamico del sovraccarico accidentale

o Forza di frenatura

o Urti su parapetti e sicurvia

Azioni dovute al vento

o Spinta del vento (statica)

Azioni senza forze esterne

o Stati di coazione propriamente detti (precompressione, ecc)

o Effetti termici

o Cedimenti vincolari

o Attrito nei vincoli

Sisma

Il ritiro e la viscosità sono fenomeni tipici del calcestruzzo che non è presente nell’impalcato

nel tratto considerato.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

35

Studi geotecnici sulle fondazioni delle pile (rinforzate con un corposo intervento nel 1999)

hanno mostrato come la valle presenti caratteristiche meccaniche molto buone a causa della

natura rocciosa degli elementi, pertanto sono da escludersi movimenti franosi.

Il fiume Lao è inoltre descritto da un regime idrico tale da non interessare la sezione alla

base delle pile, essendo l’alveo posto nel baratro ad una profondità ragionevole.

Il sisma è stato considerato esclusivamente per alcuni effetti sulla deformata globale

dell’impalcato nella direzione Y ma il suo contributo ai fini delle sollecitazioni globali si è

potuto ragionevolmente considerare modesto.

DETTAGLI

SOVRACCARICHI PERMANENTI

Tra i sovraccarichi permanenti si annoverano il peso della pavimentazione stradale, dei

marciapiedi, sicurvia, parapetti, ecc .

SOVRACCARICHI ACCIDENTALI

Le azioni variabili principali agenti sul ponte sono quelle legate al transito del carico utile.

Il tipo ed il numero di veicoli il cui peso va considerato nei calcoli di un ponte sono specificati

dalle norme dei vari paesi. I ponti vengono divisi ovunque in classi o categorie a seconda

dell’importanza della strada servita e quindi a seconda dell’entità dei carichi massimi che

vanno considerati.

Preliminarmente vanno individuate le corsie ideali in cui si può suddividere il ponte, il cui

numero può non coincidere con quelle effettive.

I carichi vengono in genere dati come ripartiti a m2 di impalcato, ovvero a metro lineare

lungo l’asse di ciascuna corsia con in più la possibilità di avere su una corsia un carico isolato

molto forte la cui posizione andrà scelta utilizzando le linee di influenza in modo da avere le

condizioni più gravose. Questo tipo di approccio è sostanzialmente “deterministico” in


Capitolo: A

nalisi dei carichi

36

quanto viene fissato il valore dei carichi massimi sotto il cui effetto deve essere garantita la

stabilità dell’opera, cioè un sufficiente margine di sicurezza rispetto agli stati limiti.

In realtà andrebbero tenute presenti altre considerazioni di tipo statistico quali:

a) La probabilità che il ponte o una parte di esso sia interamente interessato dai carichi

accidentali decresce al crescere della lunghezza del tratto caricato

b) Maggiore è il numero delle corsie e minore è la probabilità che esse siano tutte

caricate contemporaneamente

c) La frequenza dei carichi, avrà una distribuzione statistica di questo tipo:

Figura 21: Distribuzione statistica pesi carichi transitanti [1]

Le osservazioni a) e b) trovavano riscontro nelle norme precedenti che assegnavano a

ciascuna corsia, oltre ad un carico uniformemente ripartito, un mezzo pesante isolato, il cui

effetto decresce al crescere della luce del ponte oltre ad un’esplicita riduzione dei carichi con

l’aumentare delle corsie caricate. Nella norma attuale il primo effetto è stato condensato

nell’indicazione del carico di progetto e non c’è più quindi un esplicito riferimento alla luce.

Per ciò che riguarda l’effettivo spettro di carico, si ha attualmente un riflesso implicito a

livello normativo nella scelta dei coefficienti da applicare nella combinazione delle azioni.

Inoltre, proprio per tenere conto del basso numero di ripetizioni dei carichi massimi, le


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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norme prescrivono che le verifiche a fatica vengano effettuate considerando carichi ridotti

rispetto ai massimi previsti.

EFFETTI DINAMICI DEL SOVRACCARICO ACCIDENTALE

Un veicolo che transita con una certa velocità v su di un ponte induce delle azioni di natura

dinamica che in genere sono superiori a quelle che si avrebbero se lo stesso carico fosse

applicato al ponte staticamente.

Questo problema, che non si poneva per i vecchi ponti in muratura percorsi da carichi

accidentali molto lenti e relativamente leggeri (come i carri a trazione animale), è stato

studiato fin dall’800, quando l’avvento della ferrovia e dei ponti in acciaio portò al transito di

carichi veloci con pesi dello stesso ordine di grandezza di quelli delle strutture su cui

transitavano.

I parametri che influenzano maggiormente il fenomeno sono:

1) Le caratteristiche proprie del ponte o dell’elemento strutturale che si sta esaminando

(schema statico, massa, ecc…)

2) Le caratteristiche dinamiche dei veicoli (massa, caratteristiche elastoviscose di

sospensioni e pneumatici)

3) Le caratteristiche della pavimentazione (rugosità e irregolarità singolari)


Capitolo: A

nalisi dei carichi

38

Figura 22: Considerazioni sulle caratteristiche dinamiche di alcuni ponti analizzati [1]

Per quanto riguarda il primo punto, l’esame di molti ponti esistenti ha mostrato come la

frequenza fondamentale sia un utile parametro rappresentativo di ponti simili tra loro.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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Figura 23: Incrementi dinamici per tipologia di convoglio [1]

Tale parametro è strettamente correlato alla luce delle campate. Studi effettuati consentono

di rilevare, nel caso di carico isolato, maggiorazioni della sollecitazione flettente dell’ordine

dell’80% per pavimentazione “buona” e del 150% per rugosità “media”.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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Figura 24: Incrementi dinamici dovuti alla rugosità della pavimentazione

Valori più bassi si hanno invece nel caso di un convoglio di carichi, poiché si ha uno

sfasamento nell’eccitazione dovuta ai singoli assi dei veicoli; si nota inoltre che l’incremento

dinamico è meno influenzato dalla frequenza fondamentale, ovvero dalla luce del ponte.

Gli incrementi dinamici relativi agli effetti locali risultano invece fortemente dipendenti dal

tipo di pavimentazione e dalle irregolarità concentrate eventualmente presenti. I

regolamenti precedenti consideravano questi effetti definendo un coefficiente di incremento

dinamico φ con il quale moltiplicare il valore statico del carico da impiegare nella verifica in

esame, effetto condensato nella definizione dell’entità dei carichi per quanto riguarda

l’attuale norma.

LE FORZE DI FRENATURA (O DI ACCELERAZIONE) E CENTRIFUGA

Sono azioni orizzontali trasmesse alla pavimentazione stradale (ovvero ai binari) ed hanno

interesse principalmente per il dimensionamento degli apparecchi d’appoggio e degli

elementi verticali (pile e spalle) con relative fondazioni.

La forza di frenatura agisce parallelamente all’asse longitudinale del ponte e viene data in

genere come percentuale del carico accidentale. Essa viene trasmessa alle pile ed alle spalle

solo attraverso appoggi “fissi”.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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La forza centrifuga si ha solo nei ponti in curva di raggio R ed agisce ortogonalmente all’asse

del ponte. Nelle norme sono suggerite formule del tipo (forza per unità di lunghezza):

Essendo V la velocità di progetto ed “a” una costante.

La forza centrifuga viene trasmessa alla sottostruttura da tutti quegli apparecchi di appoggio,

siano essi fissi o mobili, che impediscono gli spostamenti trasversali all’asse del ponte.

AZIONI SUI PARAPETTI E SUI SICURVIA

Queste azioni vengono date come forze statiche orizzontali applicate ad un’altezza stabilita.

Esse portano in genere a rinforzi locali della struttura in corrispondenza dei montanti di

questi elementi oltre, naturalmente, al dimensionamento dei montanti stessi.

VENTO

Le azioni dovute al vento risultano più onerose nel caso di grandi luci, ovvero di altezze

notevoli delle pile. Essa viene di norma schematizzata come una forza statica orizzontale che

agisce su tutta la superficie investita dell’opera più una eventuale fascia convenzionale al di

sopra del piano viario che rappresenta l’ingombro del carico viario, quando presente.

La direzione del vento viene abitualmente considerata orizzontale e ortogonale all’asse del

ponte.

Il vento esercita anche azioni dinamiche che sono però trascurabili poiché non si è nel caso

di strutture molto snelle o di ponte sospeso e quindi non c’è la seria possibilità dell’insorgere

di vibrazioni indotte per fenomeni aerodinamici del tipo di quelli che si hanno nelle ali degli

aerei.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

42

CEDIMENTI DEI VINCOLI

Al contrario delle strutture isostatiche, nelle strutture iperstatiche, come quella in esame, il

cedimento di un vincolo genera uno stato di sollecitazione nell’intera struttura. Il cedimento

di uno o più vincoli nei viadotti può essere sia voluto che non.

Cedimenti non voluti sono quelli, spesso inevitabili, che si generano a causa di cedimenti

fondali. I cedimenti interessano quindi le fondazioni delle pile che a loro volta generano un

differente schema statico anche per l’impalcato.

Tale situazione viene difatti discussa ampiamente sull’articolo pubblicato sulla rivista

“L’ingegnere libero professionista” nel quale si parla dei possibili cedimenti differenziali fra le

due pile intermedie del viadotto a causa della differente natura dei terreni sui quali fondano

le due pile. Tale problema venne risolto utilizzando due tipi di fondazioni differenti (la pila 7

è fondata su pali) e con numerosi interventi di miglioramento delle caratteristiche dei terreni

quali iniezioni di boiacca cementizia ed altri già all’avanguardia per l’epoca.

Cedimenti voluti sono rappresentati da quei cedimenti vincolari che si imprimono nei vincoli

per generare un determinato stato di sollecitazione nella struttura. Tale accorgimenti

costruttivi si usano quando si vuole determinare un diagramma dei momenti più favorevole

in certe zone già molto sollecitate per aggravarne lo stato di sollecitazione di zone meno

sollecitate.

Ad esempio per una struttura iperstatica su quattro appoggi, trascurando le considerazioni

sul primo tratto in curva, si ha che un abbassamento di entrambi i vincoli intermedi genera

una diminuzione dei momenti negativi, ossia una diminuzione delle sollecitazioni sulle

sezioni d’appoggio, ed un aggravamento della sezione di mezzeria della campata centrale.

Ossia una situazione di sotto riportata:


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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Figura 25: Diagramma dei momenti di una struttura su quattro appoggi soggetta a cedimenti vincolari

Nel caso specifico un cedimento di entrambi i vincoli centrali può essere, e sicuramente è

stato, concepito per generare un diagramma dei momenti più favorevoli.

Più avanti si discuterà di questa situazione più approfonditamente riportando anche i

diagrammi dei momenti per la struttura a seguito di tali cedimenti.

Questa situazione risulta, come di seguito verrà dimostrato, favorevole per la distribuzione

delle sollecitazione nella struttura e del conseguente sfruttamento dei materiali.

Purtroppo non essendo state trovate in letteratura informazioni riguardanti tal procedura

non si è potuto fare alcuna assunzione sull’entità dei cedimenti.

EFFETTI TERMICI

L’effetto delle escursioni termiche giornaliere su elementi strutturali con diversa inerzia

termica, l’irraggiamento solare, l’effetto del vento ed altre cause climatiche locali possono

portare sia a distribuzioni di temperatura non uniformi all’interno di una stessa sezione che a

temperature medie diverse in elementi strutturali di uno stesso ponte.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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NORMA DEL 1962

Nello studio e nella progettazione di un’opera esistente la prima operazione da effettuare è

la valutazione della sicurezza dell’opera allo stato attuale.

A tale scopo sono necessarie una serie di operazioni che si inquadrano in un quadro logico

del tipo:

Le informazioni sono reperibili da varie fonti. Prime fra tutti le indagini visive e strumentali

sull’opera stessa, altresì si possono rintracciare i disegni strutturali e le relazioni di calcolo

originali nonché relazioni di indagini precedenti. Altra fonte di notevole utilità è lo studio

delle normative vigenti all’epoca.

Nonostante si tratti di un’opera pubblica di notevoli dimensioni tra l’altro facente parte di

un’opera altrettanto grande ed importante quale l’Autostrada Salerno ‐ Reggio Calabria, il

materiale originale è scarso.

Raccolta informazioni sull'opera

Valutazione dell'affidabilità

Conclusioni


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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E’ stato però possibile ottenere delle foto e delle relazioni sull’ispezione visiva e sui rilievi

effettuati in precedenti lavori nonché degli elaborati grafici digitali dell’impalcato in tutte le

sue parti e delle indicazioni sui materiali in opera.

A questo materiale si è aggiunto lo studio della Normativa vigente al’epoca della

realizzazione del viadotto (1969).

Al fine di valutare la sicurezza dell’opera durante la sua storia si è proceduto a quattro

differenti analisi che fanno riferimento a quadri normativi ed a stati dell’impalcato differenti.

La prima analisi svolta consiste nella verifica del viadotto utilizzando le normative in uso

all’epoca della progettazione dell’opera andando quindi a simulare il lavoro svolto all’epoca

dal progettista. Si è eseguita quindi una verifica dell’impalcato considerando i materiali così

come in opera e le azioni imposte dalla normativa dell’epoca.

La norma in vigore all’epoca era la Circolare del Ministero dei Lavori Pubblici (oggi Ministero

delle infrastrutture) n°384 del 14 febbraio del 1962. Tale normativa si intitola “Norme

relative ai carichi per il calcolo dei ponti stradali”. Presenta una struttura molto snella

soprattutto in relazione alle recenti normative. E’ composta difatti da cinque pagine e da tre

parti.

Questa circolare, si legge nell’intestazione, rappresenta un riesame nelle norme (normali del

1945) e si “mette in evidenza l’opportunità di apportare delle modifiche alle norme ivi

stabilite sia per includervi le disposizioni vigenti relative alle ipotesi di carico da adottare per

tenere conto del transito dei mezzi militari, sia per quanto riguarda i criteri per calcolare la

ripartizione trasversale dei carichi stessi e le azioni dinamiche”.

Si fa difatti riferimento nella sezione III nella sezione A intitolata “Ripartizione dei carichi” di

eseguire “il calcolo come piastra” nelle solette.

Altresì nella sezione II compare la sezione A denominata “Azione dinamica” dove si fa

riferimento ad un coefficiente dinamico Φ calcolato come ∅ 1 per luci

inferiore a cento metri mentre si pone Φ=1 per luci maggiori.


Capitolo: A

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Per quanto riguarda i carichi la sezione I classifica nella sezione A le strade, e quindi i ponti,

in due categorie, specificando quanto segue:

1ª categoria: strade destinate al transito di carichi civili e militari;

2ª categoria: strade destinate al transito dei soli carichi civili (strade di interesse

locale e vicinale).

Nella successiva sezione B si indicano i sei schemi di carico da considerare facendo

riferimento ad una larghezza convenzionale d’ingombro dei vari schemi specificando nella

sezione C quali schemi di carico considerare e come combinarli per le due differenti

categorie di ponte.

I sei schemi di carico da considerare sono i seguenti:

1° schema: Colonna indefinita di autocarri da 12 tonnellate:

Figura 26: Schema 1 di carico ‐ norma 1962

2° schema: Rullo compressore isolato da 18 tonnellate:


Capitolo: A

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Figura 27: Schema 2 di carico ‐ norma 1962

3° schema: Folla compatta (400 Kg/mq)

4° schema: Treno indefinito di carichi militari da 61,5 tonnellate:

Figura 28: Schema 4 ‐ norma 1962

5° schema: Treno indefinito di carichi militari da 32 tonnellate:


Capitolo: A

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Figura 29: Schema 5 ‐ Norma 1962

6° schema: Carico militare isolato da 74,5 tonnellate:

Figura 30: Schema 6 ‐ Norma 1962


Capitolo: A

nalisi dei carichi

49

Si considera per gli schemi 1 e 2 una larghezza di 3 metri mentre per il 4,5 ed il 6 si considera

una larghezza di 3,50 metri.

Per ponti di 1ª categoria si devono considerare uno schema, il più gravoso, fra quelli militare

(schema 4,5 o 6) affiancato da una o più colonne di autocarri (schema 1) e la folla sui

marciapiedi.

Il ponte è ovviamente di prima categoria e quindi questo è lo schema di carico considerato.

Come larghezza convenzionale della carreggiata si è considerata la luce fra i due guard‐rail

posti a protezione e divisione dei marciapiedi. Ne risulta un larghezza complessiva della

carreggiata di 18,70 metri a cui si sommano due marciapiedi da 1,50 metri ciascuno.

Oltre ai carichi mobili vi sono altri carichi da considerare alcuni di essi specificati nella norma

del 1962 ed altri ricavati mediante studi bibliografici.

Si considera difatti l’azione del vento in due casi. Nel caso di ponte scarico si considera una

pressione uniformemente distribuita incidente sul cassone di un valore pari a 250 Kg/m2. Nel

caso di ponte carico, invece, si considera, in concomitanza con i carichi variabili da traffico,

agente una pressione uniformemente distribuita sul cassone di 100 kg/m2 su un’impronta

pari all’altezza del cassone più una striscia uniforme di 3 metri.

E’ stata considerata, altresì, agente una differenza di temperatura variabile linearmente fra

la soletta superiore e l’estremo inferiore di ±30°.

Essendo presente un tratto in curva di raggio costante pari a 424 metri si considera agente

una forza centrifuga orizzontale applicata al piano stradali pari a Fc = 60/R [t/m] e quindi pari

a Fc=60/424=0,14 t/m.

La norma contemplava, già a quei tempi, un’azione frenante orizzontale uniformemente

distribuita lungo l’asse stradale pari a 1/10 del sovraccarico costituito da una colonna di

schema di carico 1 agente su l’intero impalcato.

Ricapitolando si hanno i seguenti carichi agenti sull’impalcato:


Capitolo: A

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Schema di carico 1 = Colonna indefinita di autocarri con peso totale 18 tonnellate

Schema di carico 5= Colonna indefinita di autocarri con peso totale 32 tonnellate

Nota:

Dato l’ingombro delle singole corsie e le dimensioni trasversali delle colonne di carico si

applica una colonna di schema di carico 5 e quattro colonne di schema 1.

Folla compatta su ambo i marciapiedi = 400*1,5*2=1200 Kg/m

Azione del vento nei due casi.

Nota:

Nel caso di ponte carico si combina, come detto, con le azioni da traffico.

Forza centrifuga Fc=0,14 t/m,

Azione della frenatura,

Gradiente di temperatura fra lembo superiore ed inferiore di ≤30°.


Capitolo: A

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NORMATIVA ATTUALE – NTC2008

Come indicato dalla Tab. 5.I.IV – NTC2008 si definiscono diversi gruppi di azioni da

considerarsi nell'analisi dei carichi per ponti stradali.

Considerando ponti di 1° categoria, senza richieste particolari di progetto (come

realizzazione in zona urbana o uso di veicoli speciali), ci si riferisce al 1° e al 2° gruppo di

azioni che prevede, per il traffico:

Tabella 2: Estratto dei gruppi di azioni dalla normativa

Schema Carichi

1 Schemi di carico traffico (valori caratteristici) + carico della folla (2,5 KN/m2)

2 a Schemi di carico traffico (valori frequenti) + azione di frenatura /

accelerazione (caratteristico)

Si è considerata la combinazione più gravosa tra i gruppi di azioni indicati, considerando il

traffico come l'azione variabile principale.

COMBINAZIONI DEI CARICHI

A seconda della verifica da effettuare le azioni vanno pesate da opportuni coefficienti di

sicurezza e, se contemporanee, considerate tramite coefficienti di combinazione (§ 2.5.3 e §

5.1.3.12 – NTC 2008).

MODALITÀ DI COMBINAZIONE

Per la verifica agli stati limite esistono diverse modalità di combinazione delle azioni. Quelle

considerate in progetto sono le seguenti:

Combinazione fondamentale, impiegata per lo S.L.U:


Capitolo: A

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Combinazione sismica, impiegata per gli stati limite ultimi e di esercizio connessi

all’azione sismica E:

Combinazione eccezionale, impiegata per gli stati limite ultimi connessi alle azioni

eccezionali di progetto Ad:

COEFFICIENTI DI COMBINAZIONE E DI SICUREZZA

Per le verifiche allo stato limite ultimo si adottano i seguenti coefficienti (Tab. 5.I.IV –

NTC2008):

Tabella 3: Riassunto coefficienti di sicurezza e di combinazione adottati per le verifiche allo S.L.U.

Carico sfavorevole Coefficiente di sicurezza (STR) Coefficiente di combinazione

Permanente strutturale ΥG1 = 1,35 ‐

Permanente non strutturale,

compiutamente definito

ΥG2 = 1,35 ‐

Traffico ΥQ1 = 1,35 ‐

Vento ΥQ2 = 1,5 ψ02 = 0,6

Ritiro e viscosità ΥQ3 = 1,2 ψ03 = 0,6

Cedimenti vincolari ΥQ4 = 1,2 ψ04 = 0,6

Temperatura ΥQ5 = 1,2 ψ05 = 0,6

Ogni combinazione di carico è stata adeguata alla rispettiva fase lavorativa.

I coefficienti di sicurezza per i carichi permanenti disposti in una condizione favorevole sono

stati considerati unitari, mentre per i carichi variabili sono stati considerati nulli.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

53

PESI PROPRI STRUTTURALI

Il peso proprio degli elementi strutturali (travi longitudinali, controventi, traversi, soletta) è

computato considerando un peso specifico pari a Υs=78.5 KN/m3 per l’acciaio.

PERMANENTI PORTATI

I sovraccarichi permanenti portati sono stati, come detto precedentemente, considerati

“compiutamente definiti” . Constano in:

Tabella 4: Riepilogo sovraccarichi permanenti considerati

Gli effetti torsionali sono nulli data la simmetria dello schema di impalcato.

Tipo Caratteristiche Carico caratteristico

Pavimentazione stradale (binder e bitumato)

Distribuita sulla carreggiata q = 2 KN/m2

Barriere paravento Posti alle estremità della soletta 0,5 KN/m Guard rail H4 Posti alle estremità della soletta e in

mezzeria (spartitraffico) 1 KN/m


Capitolo: A

nalisi dei carichi

54

TRAFFICO

DEFINIZIONE CORSIE CONVENZIONALI

La carreggiata è stata suddivisa in corsie convenzionali come indicato nel seguente

prospetto:

Figura 31: Corsie convenzionali definite nella NTC2008

In questo caso si considera un impalcato da ponte diviso in due parti separate da una zona

spartitraffico centrale (corrispondente alla delimitazione dei sensi di marcia dell’autostrada)

e in particolare al caso a) della norma di “parti separate da una barriera di sicurezza fissa”,

quindi ciascuna parte, incluse tutte le corsie di emergenza e le banchine, è divisa in corsie

convenzionali.

Quando la carreggiata è divisa da due parti separate portate da uno stesso impalcato come

in questo caso, le corsie sono numerate considerando l’intera carreggiata, cosicchè vi è solo

una corsia 1, una corsia 2 e così via che possono appartenere alternativamente alle due

parti.

Figura 32: Tabella 5.1.I ‐ NTC2008


Capitolo: A

nalisi dei carichi

55

In questo caso, in base alla tabella 5.1.I del NTC 2008, considerando la larghezza della

carreggiata netta pari a 22 m e la larghezza dello spartitraffico centrale pari a 0,8 m, si ha che

ogni parte da considerare è larga w = (22/2 – 0,8/2) = 10,6 m. Si considereranno pertanto 3

corsie larghe 3 m. La disposizione e la numerazione delle corsie è stata determinata in modo

da indurre le più sfavorevoli condizioni di progetto. Per ogni singola verifica il numero di

corsie da considerare caricate, la loro disposizione sulla carreggiata e la loro numerazione

sono state scelte in modo che gli effetti della disposizione dei carichi siano risultati i più

sfavorevoli. La corsia che, caricata, dà l’effetto più sfavorevole è stata numerata come corsia

Numero 1; la corsia che dà il successivo effetto più sfavorevole è numerata come corsia

Numero 2, e la successiva ancora corsia Numero 3.

SCHEMI DI CARICO

La normativa prescrive diversi schemi di carico ai quali corrispondono diverse modellazioni

dell’azione dei carichi da traffico e della folla eventualmente presente (§5.1.3.3.3 –

NTC2008):

Schema di Carico 1: è costituito da carichi concentrati su due assi in tandem, applicati

su impronte di pneumatico di forma quadrata e lato 0,40 m, e da carichi

uniformemente distribuiti come mostrato in Figura 33. Questo schema è da

assumere a riferimento sia per le verifiche globali, sia per le verifiche locali,

considerando un solo carico tandem per corsia, disposto in asse alla corsia stessa. Il

carico tandem, se presente, va considerato per intero.

Schema di Carico 2: è costituito da un singolo asse applicato su specifiche impronte

di pneumatico di forma rettangolare, di larghezza 0,60 m ed altezza 0,35 m, come

mostrato in Figura 34. Questo schema va considerato autonomamente con asse

longitudinale nella posizione più gravosa ed è da assumere a riferimento solo per

verifiche locali. Qualora sia più gravoso si considererà il peso di una singola ruota di

200 kN.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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Schema di Carico 3: è costituito da un carico isolato da 150kN con impronta quadrata

di lato 0,40m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi non protetti da sicurvia.

Schema di Carico 4: è costituito da un carico isolato da 10 kN con impronta quadrata

di lato 0,10m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi protetti da sicurvia e sulle

passerelle pedonali.

Schema di Carico 5: costituito dalla folla compatta, agente con intensità nominale,

comprensiva degli effetti dinamici, di 5,0 kN/m2. Il valore di combinazione è invece di

2,5 kN/m2. Il carico folla deve essere applicato su tutte le zone significative della

superficie di influenza, inclusa l’area dello spartitraffico centrale, ove rilevante.

Schemi di Carico 6.a, b, c: In assenza di studi specifici ed in alternativa al modello di

carico principale, generalmente cautelativo, per opere di luce maggiore di 300 m, ai

fini della statica complessiva del ponte, si può far riferimento ai seguenti carichi qL,a,

qL,b e qL,c:

essendo L la lunghezza della zona caricata in m.


Capitolo: A

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Figura 33: Schema 1 di carico ‐ NTC2008

Figura 34: Schemi di carico 2, 3, 4 e 5 ‐ NTC2008


Capitolo: A

nalisi dei carichi

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Il numero delle colonne di carichi mobili da considerare nel calcolo dei ponti di 1a e 2a

Categoria è quello massimo compatibile con la larghezza della carreggiata, comprese le

eventuali banchine di rispetto e per sosta di emergenza, nonché gli eventuali marciapiedi

non protetti e di altezza inferiore a 20 cm, tenuto conto che la larghezza di ingombro

convenzionale è stabilita per ciascuna colonna in 3,00 m.

In ogni caso il numero delle colonne non deve essere inferiore a 2, a meno che la larghezza

della sede stradale sia inferiore a 5,40 m.

La disposizione dei carichi ed il numero delle colonne sulla carreggiata saranno volta per

volta quelli che determinano le condizioni più sfavorevoli di sollecitazione per la struttura,

membratura o sezione considerata.

Per i ponti di 1a Categoria si devono considerare, compatibilmente con le larghezze

precedentemente definite, le seguenti intensità dei carichi (Tab. 5.1.II – NTC2008):

Figura 35: Tabella 5.1.II ‐ NTC2008

DIFFUSIONE DEI CARICHI LOCALI

I carichi concentrati da considerarsi ai fini delle verifiche locali ed associati agli Schemi di

Carico 1, 2, 3 e 4 si assumono uniformemente distribuiti sulla superficie della rispettiva

impronta. La diffusione attraverso la pavimentazione e lo spessore della soletta si considera

avvenire secondo un angolo di 45°, fino al piano medio della struttura della soletta

sottostante:


Capitolo: A

nalisi dei carichi

59

Figura 36: Diffusione dei carichi concentrati nelle solette

Nel caso di piastra ortotropa la diffusione va considerata fino al piano medio della lamiera

superiore d’impalcato:

Figura 37: Diffusione dei carichi concentrati negli impalcati a lastra ortotropa

A seconda dello schema di carico varia la larghezza b dell’impronta.

In questo caso si ha:

Spessore pavimentazione (a) 0,10 m

Spessore medio soletta (h) 0,0112 m


Capitolo: A

nalisi dei carichi

60

e pertanto le impronte di carico che sono state utilizzate nella modellazione locale dei carichi

sono le seguenti:

Schema b1 (m) b2 (m) b1* (m) b2* (m)

1 0,40 0,40 0,61 0,61

2 0,60 0,35 0,81 0,56

4 0,10 0,10 0,31 0,31

AZIONE DI FRENAMENTO O DI ACCELERAZIONE

La forza di frenamento o di accelerazione è funzione del carico verticale totale agente sulla

corsia convenzionale n. 1 ed è uguale a

180 kN q3 0,62Q1k 0,10q1k wl L 900 kN

per i ponti di prima categoria.

La forza, applicata a livello della pavimentazione ed agente lungo l’asse della corsia, è

assunta uniformemente distribuita sulla lunghezza caricata e include gli effetti di interazione.

In questo caso per le campate laterali si ha:

Q1k 300,00 KN

q1k 9 KN/m2

w1 3,00 m

L 125,00 m

Calcolo 697,50 KN

Frenatura e accelerazione 697,50 KN

Forza distribuita sull'impalcato 5,58 KN/m

mentre per la campata centrale:


Capitolo: A

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Q1k 300,00 KN

q1k 9 KN/m2

w1 3,00 m

L 175,00 m

Calcolo 832,50 KN

Frenatura e accelerazione 832,50 KN

Forza distribuita sull'impalcato 4,76 KN/m

AZIONE CENTRIFUGA

Nei ponti con asse curvo di raggio R (in metri) l’azione centrifuga corrispondente ad ogni

colonna di carico si valuta convenzionalmente come indicato in Figura 38, essendo:

Il carico totale dovuto agli assi tandem dello schema di carico 1 agenti sul ponte.

Il carico concentrato Q4, applicato a livello della pavimentazione, agisce in direzione normale

all’asse del ponte.

Figura 38: Tabella 5.1.III ‐ NTC2008

Con un raggio di curvatura minimo pari a 360 m, la forza centrifuga è pari a 40 * 600 / 360 =

Qv = 66.7 KN .


Capitolo: A

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62

AZIONI SUI PARAPETTI: URTO DI VEICOLO IN SVIO

L’altezza dei parapetti non potrà essere inferiore a 1,10 m. I parapetti devono essere

calcolati in base ad un’azione orizzontale di 1,5 kN/m applicata al corrimano.

I sicurvia e gli elementi strutturali ai quali sono collegati devono essere dimensionati in

funzione della classe di contenimento richiesta per l’impiego specifico (vedi D.M. 21‐06‐04

n.2367). Se non diversamente indicato, la forza deve essere considerata distribuita su 0,50 m

ed applicata ad una quota h, misurata dal piano viario, pari alla minore delle dimensioni h1,

h2, dove h1 = (altezza della barriera ‐ 0,10m) , h2 = 1,00m.

Nel progetto dell’impalcato deve essere considerata una condizione di carico eccezionale

nella quale alla forza orizzontale d’urto su sicurvia si associa un carico verticale isolato sulla

sede stradale costituito dal Secondo Schema di Carico, posizionato in adiacenza al sicurvia

stesso e disposto nella posizione più gravosa.

TRAFFICO VEICOLARE SOPRA I PONTI (§3.6.3.3.2 – NTC2008)

In questo caso, per considerare le azioni sui parapetti, nel progetto strutturale dei ponti si è

tenuto conto delle forze causate da collisioni accidentali sugli elementi di sicurezza

attraverso una forza orizzontale equivalente di collisione di 100 kN. Essa deve essere

considerata agente trasversalmente ed orizzontalmente 100 mm sotto la sommità

dell’elemento o 1,0 m sopra il livello del piano di marcia, a seconda di quale valore sia più

piccolo.

Questa forza deve essere applicata su una linea lunga 0,5 m.

Ne consegue che sulla soletta viene trasmesso un momento torcente di calcolo pari a Mt,d =

100 x 0,5 = 50 KN m.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

63

Figura 39: Schematizzazione dell'urto contro sicurvia d'esempio (distanze in m)

NOTE FINALI

Come indicato nel capitolo 5 della Circolare esplicativa, gli schemi di carico prima indicati

possono essere utilizzati indifferentemente per le verifiche locali e globali.

I modelli di carico assegnati sono dei modelli ideali, intesi riprodurre gli effetti del traffico

reale, caratterizzati da assegnato periodo di ritorno. Essi non sono pertanto rappresentativi

di veicoli o convogli reali.

In particolare i valori caratteristici dei carichi da traffico sono associati ad un periodo di

ritorno di 1000 anni.

E’ da notare infine come i coefficienti parziali di sicurezza relativi ai carichi variabili da

traffico sono minori di quelli pertinenti alle altre azioni variabili.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

64

VENTO

L’azione del vento è assimilata ad un carico orizzontale statico, diretto ortogonalmente

all’asse del ponte e/o diretto nelle direzioni più sfavorevoli per alcuni dei suoi elementi (ad

es. le pile).

Tale azione si considera agente sulla proiezione nel piano verticale delle superfici

direttamente investite.

La superficie dei carichi transitanti sul ponte esposta al vento si assimila ad una parete

rettangolare continua dell’altezza di 3 m a partire dal piano stradale (§ 5.1.3.7 ‐ NTC2008).

VELOCITÀ DI RIFERIMENTO

La velocità di riferimento vb è il valore caratteristico della velocità del vento a 10 m dal suolo

su un terreno di categoria di esposizione II (vedi Tab. 3.3.II – NTC2008), mediata su 10 minuti

e riferita ad un periodo di ritorno di 50 anni.

In mancanza di specifiche ed adeguate indagini statistiche vb è data dall’espressione:

dove:

vb,0, a0, ka sono parametri forniti nella Tab. 3.3.I – NTC2008 e legati alla regione in cui

sorge la costruzione in esame, in funzione delle zone definite in Fig. 3.3.1 – NTC2008;

as è l’altitudine sul livello del mare (in m) del sito ove sorge la costruzione.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

65

Tabella 5: Tab. 3.3.I ‐ NTC2008

In questo caso (Calabria settentrionale) i parametri di zona e del sito sono i seguenti:

Parametri di zona (da Tab. 3.3.1):

Zona 3

(Calabria)

vb,0 27 m/s

a0 500 m

ka 0,02

Parametri opera:

as 526 m

vb 27,5 m/s

AZIONI STATICHE EQUIVALENTI

Le azioni statiche del vento sono costituite da pressioni e depressioni agenti normalmente

alle superfici, sia esterne che interne, degli elementi che compongono la costruzione.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

66

L’azione del vento sul singolo elemento viene determinata considerando la combinazione

più gravosa della pressione agente sulla superficie esterna e della pressione agente sulla

superficie interna dell’elemento.

Nel caso di costruzioni o elementi di grande estensione, si deve inoltre tenere conto delle

azioni tangenti esercitate dal vento.

L’azione d’insieme esercitata dal vento su una costruzione è data dalla risultante delle azioni

sui singoli elementi, considerando come direzione del vento, quella corrispondente ad uno

degli assi principali della pianta della costruzione.

PRESSIONE DEL VENTO

La pressione del vento è data dall’espressione:

dove:

qb è la pressione cinetica di riferimento di cui al § 3.3.6 – NTC2008

ce è il coefficiente di esposizione di cui al § 3.3.7 – NTC2008

cp è il coefficiente di forma (o coefficiente aerodinamico), funzione della tipologia e

della geometria della costruzione e del suo orientamento rispetto alla direzione del

vento. Il suo valore può essere ricavato da dati suffragati da opportuna

documentazione o da prove sperimentali in galleria del vento;

cd è il coefficiente dinamico con cui si tiene conto degli effetti riduttivi associati alla

non contemporaneità delle massime pressioni locali e degli effetti amplificativi dovuti

alle vibrazioni strutturali. Indicazioni per la sua valutazione sono riportate al § 3.3.8 –

NTC2008

PRESSIONE CINETICA DI RIFERIMENTO

La pressione cinetica di riferimento qb (in N/m²) è data dall’espressione:


Capitolo: A

nalisi dei carichi

67

con:

vb è la velocità di riferimento del vento (in m/s);

è la densità dell’aria assunta convenzionalmente costante e pari a 1,25 kg/m3.

In questo caso la pressione cinetica di riferimento è pari a qb = 473,34 Pa .

COEFFICIENTE DI ESPOSIZIONE

Il coefficiente di esposizione ce dipende dall’altezza z sul suolo del punto considerato, dalla

topografia del terreno, e dalla categoria di esposizione del sito ove sorge la costruzione. In

mancanza di analisi specifiche, la categoria di esposizione è assegnata nella Fig. 3.3.2 –

NTC2008 in funzione della posizione geografica del sito ove sorge la costruzione e della

classe di rugosità del terreno definita in Tab. 3.3.III – NTC2008. Nelle fasce entro i 40 km

dalla costa delle zone 1, 2, 3, 4, 5 e 6, la categoria di esposizione è indipendente

dall’altitudine del sito.

Tabella 6: Tabella 3.3.III ‐ NTC2008

La classe di rugosità è la D essendo in un area priva di ostacoli per l’azione del vento.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

68

Figura 40: Estratto figura 3.3.2 ‐ NTC2008

Per la zona 3, classe di rugosità D, altezza tra i 500m e i 750m a più di 30 km di distanza dal

mare, la categoria di esposizione è la III:

Tabella 7: Tabella 3.3.II ‐ NTC2008

Il coefficiente di topografia è posto pari a 1.

Il coefficiente dinamico è posto cautelativamente pari ad 1.

Assumendo l’espressione


Capitolo: A

nalisi dei carichi

69

si ha che in questo caso:

Parametri del sito:

Coefficiente di topografia (Ct) 1 § 3.3.7

Classe di rugosità D Tab 3.3.III

Categoria di esposizione III Tab 3.3.III

zmin 5 m Tab 3.3.II

z0 0,1 m Tab 3.3.II

kr 0,2 Tab 3.3.II

L'azione è calcolata nel punto più gravoso, ovvero il punto in corrispondenza del baratro

Calcolo coefficiente di esposizione:

Hmax (risp. baratro) 240 m

Altezza impalcato 8 m

Carichi transitanti 3 m

zmax 251 m

Ce 4,6430

Riepilogando, la pressione del vento è pari a:

Densità dell'aria (ρ) 1,25 kg/m3

Pressione cinetica di riferimento (qb) 473,344 Pa

Coefficiente di esposizione (Ce) 4,6430

Coefficiente di forma (Cp) 1

Coefficiente dinamico (Cd) 1

Pressione del vento caratteristica (p) 2198 Pa

Carico vento (ponte scarico) 17,58 KN / m

Carico vento (ponte con traffico) 24,17 KN / m


Capitolo: A

nalisi dei carichi

70

AZIONE TANGENZIALE DEL VENTO

L’azione tangenziale per unità di superficie parallela alla direzione del vento è data da:

con:

qb, ce definiti in precedenza

cf coefficiente di attrito definito nella Circolare ‐ § C3.3.I:

Tabella 8: Tabella C3.3.I Istruzioni per l'applicazione delle NTC2008

In questo caso si ha una superficie liscia (impalcato in acciaio), ovvero cf = 0,01 .

Ne consegue che la tensione tangenziale per unità di superficie è pari a:

Pressione cinetica di riferimento (qb) 473,344 Pa

Coefficiente di esposizione (Ce) 4,6430

Coefficiente di attrito (Cf) 0,01

Pressione del vento tangenziale (pf) 22 Pa


Capitolo: A

nalisi dei carichi

71

AZIONE SISMICA

VITA NOMINALE, CLASSE D'USO E PERIODO DI RIFERIMENTO

Il tipo di costruzione considerato è quello di opera di importanza strategica, essendo un

viadotto appartenente all’autostrada A3 Salerno – Reggio Calabria, l’unica grande arteria che

collega il centro sud dell’Italia con il resto del Meridione. Quindi in base alla Tabella 2.4.I :

Vita nominale VN per diversi tipi di opere (NTC 2008) si è assegnata una vita nominale

minima di VN = 100 anni .

Tabella 9: Vita nominale opera secondo NTC2008

La classe d'uso dell'opera per l'azione sismica (§ 2.4.2 – NTC2008), data la previsione di

affollamenti significativi, è pari alla CI = IV (Costruzioni con funzioni pubbliche o strategiche

[..]. Reti viarie di tipo A o B, di cui al D.M. 5 novembre 2001, n. 6792, “Norme funzionali e

geometriche per la costruzione delle strade”, e di tipo C quando appartenenti ad itinerari di

collegamento tra capoluoghi di provincia non altresì serviti da strade di tipo A o B. Ponti e

reti ferroviarie di importanza critica per il mantenimento delle vie di comunicazione,

particolarmente dopo un evento sismico. [..])

Il periodo di riferimento per l'azione sismica (§ 2.4.2 – NTC2008), è dato dal prodotto della

vita nominale VN per il coefficiente d'uso Cu che in base alla Tabella 2.4.II per costruzioni di

classe IV è pari a 2 . Ne consegue che il periodo di riferimento è pari a VR = 200 anni.

Tabella 10: Tab. 2.4.II ‐ NTC2008, calcolo di Cu


Capitolo: A

nalisi dei carichi

72

DETERMINAZIONE DEI PARAMETRI SISMICI

L’azione sismica è valutata a partire da una “pericolosità sismica di base” del sito di

costruzione definita in termini di ordinate dello spettro di risposta elastico in accelerazione

Se (T) con riferimento a prefissate probabilità di eccedenza PVR nel periodo di riferimento VR.

Il rispetto degli stati limite è stato conseguito nei confronti di tutti gli stati limite ultimi,

rispettando le verifiche allo Stato Limite di salvaguardia della Vita umana (S.L.V.).

A questo stato limite sono associate le probabilità di superamento nel periodo di riferimento

PVR cui riferirsi per individuare l'azione sismica agente: SLV : PVR = 10 %

Noto PVR , il periodo di ritorno dell'azione sismica TR, espresso in anni, è pari a (Allegato A –

NTC2008):

quindi:

SLV: TR = ‐ 200 / ln(1 – 0,10) = 1898 anni

Noto il periodo di ritorno dell'azione sismica, le forme spettrali sono definite a partire dai

seguenti parametri su sito di riferimento rigido orizzontale:

ag : accelerazione orizzontale massima al sito

Fo : valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione

orizzontale

Tc* : periodo d'inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione

orizzontale

CATEGORIA DI SOTTOSUOLO E CONDIZIONI TOPOGRAFICHE

Ci si può riferire ad un approccio semplificato, che si basa sull'individuazione di categorie di

sottosuolo di riferimento.

La classificazione si effettua in base ai valori della velocità equivalente Vs,30 di propagazione

delle onde di taglio entro i primi 30 m di profondità e determinare la categoria di sottosuolo

in base alla Tabella 3.2.II di norma.


Capitolo: A

nalisi dei carichi

73

Nel caso questo valore non fosse disponibile, è possibile riferirsi ai valori del numero

equivalente di colpi della prova penetrometrica dinamica (Standard Penetration Test) NSPT,30

nei terreni prevalentemente a grana grossa e della resistenza non drenata equivalente cu,30

nei terreni prevalentemente a grana fina, con:

,∑ ,

∑ ,,

e ,∑ ,

∑ ,,

essendo:

hi : spessore (in metri) dell'i‐esimo strato compreso nei primi 30m di profondità

NSPT,i : numero di colpi NSPT nell'i‐esimo strato

cu,i : resistenza non drenata nell'i‐esimo strato

M : numero di strati di terreni a grana grossa compresi nei primi 30 m di profondità

K : numero di strati di terreni a grana fina compresi nei primi 30 m di profondità

Nel caso di sottosuoli costituiti da stratificazioni di terreni a grana grossa e a grana fina,

distribuite con spessori confrontabili nei primi 30 m di profondità, si determinano i valori

NSPT,30 e cu,30 , si individuano le rispettive categorie e si sceglie la peggiore tra quelle

individuate.

Tabella 11: Tab 3.2.II ‐ NTC2008


Capitolo: A

nalisi dei carichi

74

In questo caso in base a osservazioni e ricerche bibliografiche [4] si è constatato come il

terreno sia caratterizzato da ammassi rocciosi affioranti con piccolo strato superficiale di

alterazione, determinando quindi l’appartenenza alla categoria di sottosuolo A senza

incorrere nelle categorie aggiuntive di sottosuolo per terreni soggetti a presenza di torbe o

fenomeni di liquefazione.

In [4] si affronta infatti esplicitamente il problema relativo alle opere di fondazione.

“Le indagini geognostiche effettuate lungo il tracciato del viadotto hanno portato ai risultati

seguenti.

A partire dalla spalla Salerno, il terreno d’imposta è costituito da dolomia nerastra fratturata

fino in corrispondenza del pilone estremo della travata metallica, salvo una copertura di

flysch argilloso – marmoso di spessore variabile (dalla pila n.4 alla pila n.8) . Segue poi una

formazione di calcare debolmente fratturato che interessa tutta la zona del baratro fino a

Figura 41: Rilievi visivi alla base delle pile


Capitolo: A

nalisi dei carichi

75

oltre il pilone n. 9 (supporto centrale della travata metallica). Tra le pile n.9 e n. 10 il terreno

di imposta ritorna ad essere dolomia grigia, meno fratturata della precedente, con un

passaggio ad uno strato di alluvioni limo‐sabbiose ciottolose, con qualche trovante calcareo‐

dolomitico, verso la zona terminale lato Reggio‐Calabria.

Le indagini geofisiche hanno determinato i seguenti valori del modulo di elasticità:

‐ Dolomia nerastra: 150.000 – 200.000 kg / cmq (15 – 20 GPa)

‐ Dolomia grigia circa 150.000 kg / cmq

‐ Calcari 300.000 kg / cmq (30 GPa)

Supponendo al limite che la roccia sia così fratturata da formare un mezzo privo di coesione

(ipotesi assai pessimistica), dotato di un angolo di attrito di 35°, risulterebbe un carico di

rottura del terreno per fenomeni di taglio pari a 65 kg / cmq.

Confrontando questo valore con le pressioni massime di progetto, che sono dell’ordine di 6‐

9 kg/cmq (considerata già l’azione sismica) risulta ovvio che una volta penetrati nella

dolomia e nel calcare, non esistono problemi di stabilità.

Questa constatazione, unitamente ai risultati delle ricerche che escludevano un sensibile

miglioramento dello stato di fatturazione della roccia per approfondimenti anche di 30 – 50

m, ha determinato la scelta del piano di fondazione delle pile con un incasso di circa 2 m

nella formazione calcarea e dolomitica.

Tale criterio è stato, infatti, applicato per quasi tutte le fondazioni, ad eccezione di quelle

delle pile n. 7‐13‐17‐18 e della spalla lato Salerno ove rilevanti strati di flysch di dolomia

cataclasata non ricementata e praticamente sciolta di alluvioni limo‐sabbiose (pile n.17‐18 e

spalla B) hanno imposto l’esecuzione di palificate.

Inoltre, in corrispondenza delle pile n.14‐15‐16 (lato Reggio Calabria) la dolomia ha

presentato zone molto particolari di tipo cavernoso di origine prevalentemente tettonica,

determinanti strutture di tipo alveolato con vuoti anche rilevanti. Pertanto sono stati

eseguiti riempimenti con malta cementizia delle zone cavernose ed una serie di iniezioni

1 FRONTESPIZIO FINALE · 2010. 5. 31. · in acciaio Eurocodice 3: Parte 9: Progettazione delle...

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