2009 1° Emissione Ing. Cosimo Convertino Ing. Nicola Mori ... Depuratore Ponte Buriano... · 2.1...

A-03 Relazione calcoli statici e strutturali

Elaborato A-03.doc Settembre 2009 1° Emissione Ing. Cosimo Convertino Ing. Nicola Mori Ing. Remo Chiarini

Comune di Arezzo Nuove Acque S.p.A. Realizzazione del nuovo depuratore e del collettore fognario di Ponte Buriano.

Relazione calcoli statici e strutturali Pagina 2

Indice

1 Introduzione .......................................................................................................... 4

1.1 Normativa di riferimento .............................................................................................................. 4

2 Pozzetti di ispezione in c.a. posti in prossimità dell’impianto di depurazione .......................................................................................................... 6

2.1 Ipotesi di calcolo .......................................................................................................................... 6

2.2 Pozzetto n° 9.4 ................................... ......................................................................................... 8

2.3 Pozzetto n° 10 .................................... .......................................................................................18

3 Stazione di sollevamento al letto batterico e ai letti di rizofiltrazione ................... 28

3.1 Ipotesi di calcolo ........................................................................................................................28

3.2 Soletta di copertura ...................................................................................................................31

3.3 Soletta di fondazione .................................................................................................................33

3.4 Pareti laterali ..............................................................................................................................35

4 Vasca di rizofiltrazione ........................................................................................ 41


4.2 Verifiche della sezione parallela al lato corto ............................................................................44

4.3 Verifiche della sezione parallela al lato lungo ...........................................................................47

4.4 Problemi legati alla sottospinta ..................................................................................................49

5 Percolatore (Letto Batterico) e Palazzina Servizi ................................................ 51


5.2 Azioni sulle costruzioni ..............................................................................................................53

5.3 Software utilizzati – tipo di elaboratore......................................................................................55

5.4 Note sulla verifica delle strutture ...............................................................................................55

5.5 Verifica delle strutture secondarie palazzina servizi .................................................................57

5.6 Verifica delle strutture secondarie letto batterico ......................................................................60

6 Muri di recinzione ................................................................................................ 62


6.2 Risultati ottenuti .........................................................................................................................64

7 Manufatti in c.a. a servizio del collettore fognario ................................................ 66


7.2 Pozzetto scaricatore di piena – C ..............................................................................................68

7.3 Stazione di sollevamento - 2 .....................................................................................................78

8 Stima della pressione di collaudo pc .................................................................... 89

9 Verifica statica delle condotte in ghisa sferoidale. ............................................... 91

9.1 Schema di calcolo .....................................................................................................................91

9.2 Risultati della verifica statica nei tratti in cui è prevista la posa in opera di un’unica condotta nella stessa trincea .....................................................................................................93

9.3 Risultati della verifica statica nei tratti in cui è prevista la posa in opera di due condotte parallele nella stessa trincea .....................................................................................................96

10 Verifica statica delle condotte in PVC ................................................................. 99

10.1 Schema di calcolo .....................................................................................................................99

10.2 Carico dovuto al rinterro QR .....................................................................................................103

10.3 Carico dovuto alla presenza di sovraccarichi mobili QS – D.M. 05/1990 ................................104

10.4 Verifica statica nei tratti in cui è prevista la posa in opera di un’unica condotta nella stessa trincea ..........................................................................................................................106

10.5 Verifica statica nei tratti in cui è prevista la posa in opera di due condotte parallele ..............108



11 Giunti antisfilamento .......................................................................................... 110

12 Blocchi di ancoraggio ........................................................................................ 111

12.1 Dimensionamento e verifica dei blocchi di ancoraggio ...........................................................111

12.2 Risultati delle verifiche dei blocchi di ancoraggio ....................................................................116

ALLEGATI (ELABORATO A-04)

ALLEGATO A Verifiche strutturali dei pozzetti in c.a. collocati in prossimità dell’impianto di depurazione e della stazione di sollevamento al letto batterico e ai letti di rizofiltrazione, mediante il programma API++ 10 della AZTEC Informatica.

ALLEGATO B Verifiche strutturali della vasca di rizofiltrazione, mediante il programma SCAT 9.1 della AZTEC Informatica.

ALLEGATO C Verifiche strutturali della palazzina servizi mediante il software CDSWin versione Rel. 2008/b.

ALLEGATO D Verifiche strutturali del percolatore mediante il software CDSWin versione Rel. 2008/b.

ALLEGATO E Verifiche strutturali dei muri di sostegno tipo A e B, mediante il programma MAX 9.0 della AZTEC Informatica.

ALLEGATO F Verifiche strutturali dei manufatti in c.a. al servizio del collettore fognario, pozzetto C e stazione di sollevamento 2, mediante il programma API++ 10 della AZTEC Informatica.



1 INTRODUZIONE La presente relazione dei calcoli statici e strutturali è parte integrante del progetto

del nuovo depuratore di Ponte Buriano e dei relativi collettori fognari, redatto su

incarico della società Nuove Acque S.p.a., gestore unico del Servizio Idrico Integrato

per i comuni dell’A.T.O. n°4 della Toscana (Alto Va ldarno).

Il nuovo impianto di depurazione tratterà da subito le acque reflue urbane

provenienti dai collettori misti e neri dei nuclei abitati di Ponte Buriano e C. Fischio

nel comune di Arezzo, ma è dimensionato per ricevere e trattare in futuro gli ulteriori

contributi che verranno addotti anche dalle frazioni di Cincelli e di Meliciano, per un

totale di circa 600 a.e.

La presente relazione di calcolo si riferisce a tutte le opere in cemento armato che

saranno realizzate nell’ambito del nuovo impianto di depurazione e del collettore

fognario. In particolare sono riportati i dimensionamenti dei pozzetti di ispezione in

c.a., ai manufatti in c.a. costituenti le stazioni di sollevamento, alle vasche di

rizofiltrazione, ai muri di sostegno, al filtro percolatore (letto batterico) ed alla

palazzina servizi.

1.1 Normativa di riferimento Le verifiche che seguono sono state eseguite con il metodo delle tensioni

ammissibili nel rispetto del seguente quadro normativo vigente:

- Legge 5 Novembre 1971 n. 1086: Norme per la disciplina delle opere in con-

glomerato cementizio, normale e precompresso ed a struttura metallica;

- D.M. Min. LL.PP. 9 Gennaio 1996: Norme tecniche per il calcolo, l'esecuzione

ed il collaudo delle strutture in cemento armato, normale e precompresso e

per le strutture metalliche;

- Legge 2 Febbraio 1974, n. 64: Provvedimenti per le costruzioni con particolari

prescrizioni per le zone sismiche;

- D. M. Min. L.L. P.P. 16 Gennaio 1996: Norme tecniche per le costruzioni in

zone sismiche;

- D.M. Min. LL.PP. 16 Gennaio 1996: Norme tecniche relative ai "Criteri generali

per la verifica di sicurezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi" ;

- Circolare Min. LL.PP. 4 Luglio 1996, n. 156 AA.GG./STC: Istruzioni per l'appli-

cazione delle "Norme tecniche relative ai criteri generali per la verifica di sicu-



rezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi" di cui al D.M. 16 Gennaio

1996.

Ricadendo il territorio comunale di Arezzo in zona sismica di seconda categoria

(S=9), nel calcolo delle sollecitazioni sono state tenute in conto le azioni equivalenti

al sisma.



2 POZZETTI DI ISPEZIONE IN C.A. POSTI IN PROSSIMITÀ DELL’IMPIANTO DI DEPURAZIONE

I pozzetti in oggetto sono collocati in prossimità dell’area in cui verrà realizzato

l’impianto di fitodepurazione (vedi Tavole T-03, T-04, T-07 e T-08).

Le relative verifiche strutturali si riferiscono alle condizioni geometriche e di carico

più gravose per le membrature e pertanto, ai fini del calcolo, a parità di spessori delle

membrature e delle armature, tra i vari pozzetti vengono presi in esame quelli

soggetti alle massime sollecitazioni. In particolare, vengono analizzati il pozzetto

identificato col numero 9.4 (pozzetto di confluenza e scarico dai letti di rizofiltrazione)

e quello identificato col numero 10 (pozzetto di prelievo).

Il pozzetto al nodo n° 9.4 si caratterizza per le s ue dimensioni in pianta, maggiori

rispetto a quelle degli altri manufatti, in relazione alle quali la sua soletta superiore

potrebbe contenere n° 2 impronte di carico del mezz o convenzionale da 60 t adottato

per le verifiche. Tale circostanza determina su questa membratura sollecitazioni

maggiori rispetto a quelle previste sulle solette degli altri pozzetti e per tale motivo

questo manufatto viene verificato a parte e ritenuto rappresentativo anche del

pozzetto n° 6.

Il pozzetto n° 10 viene invece preso in esame in qu anto rappresentativo di tutti gli

altri manufatti (pozzetti n° 9.1, 9.2, 9.3, 14), ri spetto ai quali, pur avendo dimensioni

in pianta molto simili, risulta più profondo. A parità di spessore delle membrature e di

armatura delle stesse, l’esito positivo delle verifiche strutturali di tale manufatto,

comporterà pertanto la verifica dei restanti manufatti.

Tutti i pozzetti previsti in progetto verranno realizzati con calcestruzzo Rck 300

(σc,amm = 97.5 kg/cm2, τCO = 6.0 kg/cm2) armato con barre di acciaio Feb 44 k (σA,amm

= 2600 kg/cm2) ed il copriferro minimo sarà pari a 3.0 cm.

2.1 Ipotesi di calcolo

Ai fini della verifica strutturale dei pozzetti c.a., si è proceduto scomponendo

idealmente ogni singolo manufatto nelle sue pareti (parete corta “P.C.” e parete

lunga “P.L.”), nella sua soletta superiore (“S.S.”) e nella sua soletta di fondazione

(“S.F.”), le quali vengono schematizzate come lastre adeguatamente vincolate lungo

i bordi, soggette ai carichi effettivamente agenti sulle stesse, quali pesi propri e



permanenti, spinte geostatiche e sismiche, sia in presenza che in assenza di falda,

effetto dei sovraccarichi agenti sulla soletta e sul terreno adiacente.

2.1.1 Pareti laterali e soletta superiore

Per quanto riguarda la verifica delle pareti laterali e della soletta superiore, queste

sono analizzate attraverso il programma di calcolo automatico agli elementi finiti

API++ 10 della Aztec Informatica.

Per il calcolo delle spinte in condizioni statiche si fa riferimento ai parametri

geotecnici ricavati dalle indagini geognostiche appositamente eseguite in situ, i quali

sono riassunti nella Relazione Geotecnica allegata al progetto (Elaborato A-07).

In particolare, in corrispondenza dei pozzetti in esame si assumono:

γ = 1.9 t/m3; γsat = 2.0 t/m3; c = 0 t/m3; ϕ = 28°.

Con riferimento alle condizioni idrogeologiche del sito, nelle ipotesi di calcolo più

gravose si considera una profondità della falda pari ad 1.00 m rispetto al p.c.

In relazione alla simmetria dei manufatti e quindi all’impossibilità di mobilitare la

spinta attiva, le azioni spingenti delle terre in condizioni statiche sono valutate

utilizzando il coefficiente di spinta a riposo, k0 = 1 – sen ϕ, anziché il coefficiente di

spinta attiva ka, con ka < k0. La spinta in presenza di sisma orizzontale è invece

valutata, in analogia a quanto previsto per le opere di sostegno delle terre dal

D.M. 11.03.1988, considerando sia l’incremento di spinta sulla parete, sia l’inerzia

sismica della parete medesima. Poiché il territorio comunale di Arezzo ricade tra le

zone sismiche di IIA categoria (S = 9), si adotta il coefficiente di intensità sismica

C = (S-2)/100 = 0.07.

Ai fini del calcolo delle spinte orizzontali che il terreno trasmette ai manufatti, i

sovraccarichi stradali agenti sul terreno ad essi adiacente sono schematizzati con un

carico verticale uniforme q = 1.0 t/m2.

Per il calcolo delle solette superiori si considera invece la presenza, sulle stesse,

delle impronte di carico di 30 x 30 cm, corrispondenti al mezzo convenzionale “M.C.”

da 60 t a 3 assi previsto per i ponti stradali di 1A categoria, tenendo anche conto

dell’incremento dei carichi dovuto all’effetto dinamico (Φ = 1.4).



2.1.2 Soletta di fondazione

Le verifiche delle solette di fondazione sono state eseguite manualmente

mediante un calcolo di tipo semplificato. In particolare, una volta individuate le

sollecitazioni totali “Ptot” che la soletta di fondazione trasmette al terreno sottostante

nelle condizioni di carico più gravose, si è ipotizzato che il terreno sia in grado di

esplicare, a contatto con la soletta, una reazione uniformemente distribuita su tutta la

superficie inferiore della soletta di area A, diretta dal basso verso l’alto: A

Pp tot

tot = .

Fissato un sistema di riferimento cartesiano locale con direzione X corrispondente

al lato lungo e direzione Y corrispondente al lato corto della soletta, si è quindi

proceduto facendo uso del metodo semplificato di Grashov e determinando le

sollecitazioni flettenti nella soletta in relazione ai vincoli presenti lungo i quattro lati

della medesima. In particolare, i carichi uniformi corrispondenti alle strisce di soletta

orientate secondo le direzioni parallele ai lati X ed Y sono rispettivamente:

44

4

xy

ytotx llk

lpp

+= ; xtoty ppp −= ;

dove:

- lx ed ly rappresentano le due dimensioni della soletta nelle direzioni X ed Y de-

finite in precedenza;

- k rappresenta il coefficiente per piastre comunque vincolate (Grashov): nel ca-

so in cui si abbia un vincolo ad incastro lungo tutti e quattro i lati della soletta,

risulta k = 1.

2.2 Pozzetto n° 9.4

Il manufatto avrà forma parallelepipeda di altezza 2.88 m e dimensioni in pianta

2.20 x 1.55 m, con spessori di tutte le membrature pari a 20 cm tranne che in

corrispondenza della parete adiacente alla vasca, la quale assume lo stesso

spessore della medesima (25 cm). Il manufatto sarà realizzato in maniera tale che la

sua superficie superiore risulti alla stessa quota del piano campagna.

2.2.1 Soletta di copertura

La soletta di copertura verrà gettata direttamente in opera e le relative armature

saranno ammorsate alle pareti laterali, in maniera tale da realizzare lungo il bordo un



vincolo di incastro. Avendo definito un sistema di riferimento cartesiano locale con

direzione X corrispondente al lato lungo e direzione Y corrispondente al lato corto

della soletta, la stessa viene schematizzata come una piastra di dimensioni

2.20 x 1.55 x 0.20 m, incastrata sulle quattro pareti del pozzetto.

La soletta è soggetta alle seguenti azioni:

- “P.P.”: peso proprio della membratura, valutato in automatico dal programma;

- “M.C.”: azioni del mezzo convenzionale da 60 t a 3 assi, agente in corrispon-

denza di 6 impronte di dimensioni 30 x 30 cm. Alla singola impronta corrispon-

de pertanto un carico totale Q = 60/6 x Φ = 10 x 1.4 = 14 t, il quale sarà ripartito

sull’area 30 x 30 cm; per la singola impronta viene quindi considerato un carico

verticale ripartito uniforme pari a q = 14/(0.30 x 0.30) = 155.556 t/m2. In rela-

zione alla posizione in pianta delle impronte del mezzo convenzionale, si sono

dunque considerate le seguenti condizioni di carico (Figura 2-1):

M.C. POS1: mezzo convenzionale in posizione 1;




M.C. POS5: mezzo convenzionale in posizione 5.

Figura 2-1: Posizione del mezzo convenzionale corrispondente alle diverse condizioni di carico.

- “F.C.”: azione corrispondente alla folla compatta, data da un carico verticale

ripartito uniforme su tutta la superficie della soletta e pari a q = 0.4 t/m2.



Dette condizioni elementari vengono tra loro combinate in maniera tale da dar

luogo alle combinazioni più gravose per la soletta ed in particolare si pone:

CC1 – P.P. + FOLLA COMPATTA;

CC2 – P.P. + MC POS1;




CC6 – P.P. + MC POS5.

Con lo stesso sistema di riferimento (X, Y) definito sopra, la soletta viene armata

nel modo seguente:

- direzione X: sia superiormente che inferiormente 4 barre ∅12/m;

- direzione Y: sia superiormente che inferiormente 4 barre ∅12/m.

Dai risultati dell’elaborazione (vedi Allegato A - Elaborato A-04), si desume che le

tensioni indotte sul calcestruzzo e sull’acciaio sono inferiori rispetto ai valori ammis-

sibili per gli stessi materiali e che pertanto le verifiche risultano soddisfatte.


In relazione alle modalità costruttive ed all’effettivo vincolo presente lungo il suo

bordo, la soletta di fondazione viene schematizzata come una piastra rettangolare di

2.20 x 1.55 x 0.20 m incastrata lungo i quattro lati. Le azioni a cui la soletta di

fondazione è soggetta sono le seguenti:

- “P.P.”: peso proprio della membratura. Poiché γcls = 2.5 t/m3, risulta:

P.P.= γcls x 2.20 x 1.55 x 0.20 = 1.705 t.

- “S.S.”: peso della soletta superiore:

S.S = γcls x 2.20 x 1.55 x 0.20 = 1.705 t;

- “P.L.”: peso delle pareti laterali. Poiché HP.L. = 2.48 m, tale carico assume il

valore seguente:

P.L. = γcls x (2.20 x 1.55 – 1.80 x 1.10) x 2.48 = 8.866 t.

- “M.C.”: azione del mezzo convenzionale da 60 t a 3 assi, con 6 impronte di

dimensioni 30 x 30 cm. Alla singola impronta corrisponde pertanto un cari-

co totale Q = 60/6 x Φ = 10 x 1.4 = 14 t, il quale sarà ripartito sull’area

30 x 30 cm. Poiché il massimo numero di impronte che ricade al di sopra



della soletta di copertura è pari a 2 (vedi Figura 2-1), il carico più gravoso

che il mezzo convenzionale trasmette alla soletta di fondazione ammonta a:

M.C. = 2 x 14 = 28 t.


ripartito uniforme q = 0.4 t/m2, agente su tutta la superficie della soletta su-

periore: q x 2.20 x 1.55 = 1.364 t. Poiché F.C. risulta nettamente inferiore ad

M.C. ed è da escludersi che le due azioni agiscano simultaneamente, essa

non è stata presa in considerazione nelle verifiche della soletta.

- “Sw”: sottospinta dovuta alla presenza di falda. Poiché tale azione agisce dal

basso verso l’alto, risultando discorde a tutte le forze sopra elencate, la sua

presenza non è stata tenuta in considerazione nelle verifiche effettuate in

questo paragrafo.

Nella combinazione di carico più gravosa, il carico totale agente sulla soletta di

fondazione è dunque dato da:

• Ptot= P.P. + S.S. + P.L. + M.C. = 40.3 t;

• 2/8.11

55.120.2

3.40mt

xA

Pp tot

tot === .

I relativi carichi px e py sono quindi:

• 2

44

4

4x

4y

4y

totx m/t3.220.255.1x1

55.18.11

llk

lpp =

+=

+= ;

• 2

xtoty m/t5.93.28.11ppp =−=−= .

Per la striscia unitaria utilizzata per le verifiche si hanno i seguenti momenti flettenti:

942.012

20.23.212

lpM

22xx

x =⋅==− t m/m;

471.024

20.23.224

lpM

22xx

x =⋅==+ t m/m;

902.112

55.15.912

lpM

22yy

y =⋅==− t m/m;

951.024

55.15.924

lpM

22yy

y =⋅==+ t m/m.



Avendo definito un sistema di riferimento cartesiano locale con direzione X

corrispondente al lato lungo e direzione Y corrispondente al lato corto della soletta, la

stessa viene armata nel modo seguente:



Con riferimento alla massima sollecitazione flettente indotta nella membratura

(corrispondente al momento negativo agente nelle sezioni di estremità della stri-

scia diretta secondo y), −yM = 1.902 t/m, le tensioni indotte nel calcestruzzo e

nell’acciaio risultano:

• σC = 50.3 kg/cm2;

• σA = 2180 kg/cm2;

• σ’A = 237 kg/cm2;

dove:

- σC = rappresenta lo sforzo di compressione indotto nel calcestruzzo;

- σA = rappresenta lo sforzo di tensione indotto nell’acciaio;

- σ’A = rappresenta lo sforzo di compressione indotto nell’acciaio.

Avendo ipotizzato di impiegare calcestruzzo Rck 300 (σc,amm=97.5 kg/cm2) armato

con barre di acciaio Feb 44k (σA,amm= 2600 kg/cm2), le tensioni indotte nei mate-

riali dai carichi agenti in soletta sono pertanto inferiori rispetto a quelle ammissibili

e le verifiche risultano soddisfatte.

Per ciò che concerne le verifiche a taglio, considerando che, nella combinazione di

carico più gravosa, la risultante delle azioni trasmesse in fondazione è pari a

Ptot = 40.3 t e che il perimetro “L” della soletta attraverso il quale tale azione viene

trasmessa è pari a L=(2x2.00+2x1.35)=6.7m, si ottiene che l’azione tagliante unitaria

è data da T = Ptot/L = 40.3/6.7 = 6.0 t/m. Pertanto la tensione tangenziale massima

può essere espressa tramite la formula:

=⋅⋅

==τ17.00.19.0

0.6hB9.0

Tmax 39.3 t/m2 = 3.9 kg/cm2.



Avendo ipotizzato di impiegare calcestruzzo Rck 300 (τCO=6.0 kg/cm2), poiché

risulta τmax < τC0, secondo quanto previsto dalla normativa non è necessario

predisporre le armature a taglio.

2.2.3 Pareti laterali

Le pareti del pozzetto hanno dimensioni (H x L x s) pari a 2.88x2.20x0.20 m e

2.88x2.20x0.25 m (parete lato lungo “P.L.”), e pari a 2.88x1.55x0.20 m (parete lato

corto “P.C.”). Ai fini delle verifiche si prendono a riferimento le pareti meno resistenti,

ovvero caratterizzate da dimensioni maggiori e minor spessore: P.L. di dimensioni

2.88x2.20x0.20 m e 2.88x1.55x0.20 m (P.C.), incastrate in corrispondenza della

soletta di fondazione (bordo inferiore), delle pareti ad esse ortogonali (bordi laterali) e

della soletta di copertura (bordo superiore). Dette membrature sono soggette alle

spinte delle terre, sia in condizioni statiche che sismiche, con o senza falda, al peso

proprio ed alle azioni trasmesse dalla soletta superiore.

Per il calcolo delle spinte, considerando le indagini geognostiche eseguite in

prossimità del pozzetto, si utilizzano i seguenti parametri geotecnici di progetto:

γ = 1.9 t/m3; γsat = 2.0 t/m3; c= 0 t/m3; ϕ = 28°, k 0 = 1-senϕ = 0.531.

Le azioni a cui le pareti sono soggette sono le seguenti:

- “P.P.”: peso proprio della membratura, valutato in automatico dal program-

ma;

- “S.S.”: peso della porzione di soletta superiore non valutata in automatico dal

programma, pari a γclsx1.80x1.10x0.20=0.990 t. Supponendo che il peso

della soletta superiore si trasmetta alle pareti sottostanti ripartendosi uni-

formemente attraverso l’area A=(1.55x2.20)-(1.10x1.80)=1.43 m2, si ottiene

che 0.990/1.43=0.692 t/m2 vengono trasmesse attraverso tutta la superficie

superiore delle pareti. Considerato che lo spessore di entrambe le pareti

prese in esame è pari a 20 cm, il peso della soletta superiore che si trasferi-

sce alle pareti può essere schematizzato come una linea di carico agente in

corrispondenza del bordo superiore, di entità pari a:

S.S. = 0.692x0.20 = 0.138 t/m.

- “M.C.”: azione del mezzo convenzionale da 60 t a 3 assi, agente in corri-

spondenza di 6 impronte di dimensioni 30 x 30 cm. Come nel caso della so-



letta di fondazione il valore massimo del carico che il mezzo convenzionale

trasmette alle pareti laterali ammonta a 28 t, ipotizzato uniformemente ripar-

tito sull’area A = 1.43 m2. Considerato che lo spessore di entrambe le pareti

è pari a 20 cm, il peso del mezzo convenzionale che si trasferisce alle pareti

può essere schematizzato come una linea di carico agente in corrisponden-

za del bordo superiore, di entità pari a:

M.C. = (28/1.43) x 0.20 = 3.917 t/m.



periore: q x 2.20 x 1.55 = 1.364 t. Poiché, come nel caso della soletta di

fondazione, F.C. si trasmette attraverso la stessa area A attraverso cui si

trasmette anche M.C., risultando però a questa nettamente inferiore (1.364 t

<<< 28.000 t) e quindi meno gravosa, F.C. non è stata presa in considera-

zione nelle verifiche della parete.

- “S0”: Spinta laterale del terreno in condizioni statiche. Nel caso in cui la fal-

da si trovi al di sotto del piano di posa della fondazione, a tale spinta corri-

sponde un diagramma di forma triangolare, con minimo nullo in corrispon-

denza del piano campagna (z=0.0 m, bordo superiore della parete) e mas-

simo a z = 2.88 m (bordo inferiore della parete):

σ’V0 (z=0.0) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 0. 0 = 0.0 t/m2;

σ’V0 (z=2.88) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 2.88 = 2.906 t/m2.

Nel caso in cui invece la falda sia presente ad una quota che, nelle condi-

zioni più gravose, può essere assunta pari ad 1.0 m al di sotto del piano

campagna, i valori delle tensioni litostatiche risultano le seguenti:

σ’V0 (z=0.0) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 0. 0 = 0.0 t/m2;

σ’V0 (z=1.00) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 1.00 = 1.009 t/m2;

σ’V0 (z=2.88) = k0 [γx1.0 +( γsat - γw) 1.88] = 0.531 (1.9 + 1.88) = 2.007 t/m2.

Tra le profondità z=1.00 m e z=2.88 m il diagramma di spinta del terreno ri-

sulta dunque ridotto. Al fine di tener conto della presenza di falda si è per-

tanto introdotto nelle analisi un diagramma di spinta negativo e di forma tri-



angolare, con minimo nullo a z=1.00 m e massimo a z=2.88 m pari a:

σ’V0corr (z=2.88) = 2.007 - 2.906 = -0.899 t/m2.

- “SW”: Spinta dovuta alla presenza di acqua a tergo delle pareti,

nell’eventualità che la falda sia collocata ad 1.0 m al di sotto della superficie

del p.c.. Definita con zw l’ascissa verticale con origine fissata in corrispon-

denza della superficie freatica, a tale spinta corrisponde un diagramma di

forma triangolare, variabile tra:

σw (z=1.0) = γw zw = 1.0 x 0.0 = 0.0 t/m2;

σw (z=2.88) = γw zw = 1.0 x 1.88 = 1.880 t/m2.

- “∆q”: Spinta dovuta ai sovraccarichi stradali. Avendo assunto per i sovrac-

carichi stradali un valore di 1.0 t/m2, tale spinta si trasmette alle pareti late-

rali del pozzetto tramite un diagramma di forma rettangolare (distribuzione

uniforme), di entità pari a:

∆q = k0 1.0 = 0.531 t/m2.

- “∆SAE”: Incremento di spinta dovuto al sisma. Al fine di determinare come ta-

le forza si trasmette alle pareti laterali del pozzetto, è necessario determina-

re i valori dei coefficienti di spinta attiva definiti da Rankine e da Mononobe-

Okabe la cui espressioni sono le seguenti:

ϕϕ

sen

senRankinek A +

−=1

1)(

25.0

2

2

)cos()cos(

)()(1)cos(coscos

)'(cos)(

−⋅++−−⋅++++⋅⋅

−−=−

βψβδψφδφψβδβψ

βψφ

i

isensenOMk AE

dove:

φ = 28°, angolo di attrito del terreno;

ψ = arctan [(S-2)/100] = 4.004°, con S, grado di sis micità, pari a 9;

δ = 2/3 φ = 18.7°, angolo di attrito terreno-pareti;

β = 0°, angolo di inclinazione della parete rispetto alla verticale;

i = 0°, angolo di inclinazione del terreno rispetto all’orizzontale.



Risulta pertanto: 361.0=Ak e 370.0=AEk . Si assume che la spinta ∆SAE

abbia una distribuzione di tipo triangolare, con massimo in corrispondenza

del piano campagna, e minimo nullo alla profondità z = 2.88 m. Per sempli-

cità di trattazione, e comunque a favore di sicurezza, si riporta il valore che

si ottiene per ∆SAE nel caso in cui la falda sia assente:

σ’HA (z=0.0) = kA γ z = 0 t/m2;

σ’HA (z=2.88) = kA γ z = kA γ 2.88;

σ’HAE (z=0.0) = kAE γ z= 0 t/m2;

σ’HAE (z=2.88) = kAE γ z = kA γ 2.88.

Le spinte corrispondenti risultano pertanto:

SA = ½ kA γ 2.882;

SAE = ½ kAE γ 2.882;

∆SAE = SAE - SA = ½ (kAE - kA ) γ x 2.882.

Dato che ∆SAE può anche essere scritto come:

∆SAE = ½ σ’H∆SAE(z=0) 2.88,

risulta:

σ’H∆SAE (z=0 -bordo superiore-) = (kAE - kA) γ 2.88 = 0.049 t/m2;

σ’H∆SAE (z=2.88 -bordo inferiore-) = 0 t/m2;

- “SIN.S.”: Spinta dovuta all’inerzia sismica della parete, pari al 7% del peso

della parete stessa. A tale spinta corrisponde un diagramma di forma ret-

tangolare (distribuzione uniforme), di entità pari a:

qIN.S = 0.07 x γcls x s = 0.07 x 2.5 x 0.2 = 0.035 t/m2.

Tali azioni elementari sono state tra loro combinate in modo tale da dar luogo alle

combinazioni più gravose per le pareti ed in particolare si pone:

CC1 – P.P. + S.S. + S0 + Sw + ∆q;

CC2 – P.P. + S.S. + S0 + Sw + ∆q + M.C.;

CC3 – P.P. + SS + S0 + Sw + ∆q + ∆SAE + SIN.S.;



Avendo definito per ciascuna parete un sistema di riferimento con direzione X

corrispondente all’orizzontale e direzione Y corrispondente alla verticale, le due

pareti vengono armate nel modo seguente:

a) P.C., parete “corta” (L = 1.55 m, H = 2.68 m):



b) P.L., parete “lunga” (L = 2.20 m, H = 2.68 m):



Dai risultati dell’elaborazione (vedi Allegato A - Elaborato A04), si desume che le

tensioni indotte sul calcestruzzo e sull’acciaio sono inferiori rispetto ai valori

ammissibili per gli stessi materiali e che pertanto le verifiche risultano soddisfatte.

2.2.4 Problemi legati alla sottospinta

Nel caso in cui all’interno del terreno vi sia la presenza di falda ad un profondità

inferiore al piano di posa della soletta di fondazione, 2.88 m, è importante valutare

l’entità della sottospinta che si genera in corrispondenza della superficie inferiore

della soletta di fondazione stessa.

Gli elaborati di progetto prevedono che, al di sotto di tale soletta, venga

predisposto uno spessore di calcestruzzo magro (“magrone”), di spessore smagr pari a

10 cm, il cui peso specifico può essere posto pari a γmagr=2.0 t/m3. Si definisce con A

il lato lungo del pozzetto (A=2.20 m) e con B il lato minore (B=1.55 m); con splatea, sP

ed scop gli spessori rispettivamente della soletta di fondazione, delle pareti esterne e

della soletta di copertura; con HP l’altezza delle pareti compresa tra la soletta di

fondazione e quella di copertura (HP =2.48 m).

Nel caso in cui la falda si rinvenga alla profondità zw di 1.0 m dal piano campagna

(1.88 m al di sopra del piano di posa della platea di fondazione) la sottospinta risulta:

Sw = γw (AxB) (scop + HP + splatea + smagr - zw) = 1.0 x (2.20 x 1.55) x 1.98 = 6.8 t.

Il peso del pozzetto è invece dato dalla somma di quattro contributi (magrone,

soletta di fondazione, soletta di copertura, pareti esterne):



Ppozzetto= AxB [γmagrxsmagr + γclsxsplatea + γclsxscop]+ γcls[(AxB)-(A-0.45) x (B-2xsP)] Hp

= 13.0 t.

Poiché Ppozzetto > Sw non sussistono problemi di sottospinta. Tali problematiche

non insorgono neppure nel caso in cui la falda sia presente al piano campagna.

2.3 Pozzetto n° 10


1.40 x 1.40 m, con spessori di tutte le membrature pari a 20 cm. Il manufatto sarà

collocato in sito in modo tale che la sua superficie superiore risulti alla stessa quota

dell’adiacente piano campagna.


La soletta di copertura verrà gettata direttamente in opera e sarà collegata alle

pareti laterali in modo tale da realizzare lungo il bordo un vincolo di incastro. Avendo

definito un sistema di riferimento cartesiano locale con direzione X corrispondente al

lato lungo e direzione Y corrispondente al lato corto della soletta, la stessa viene

schematizzata come una piastra di dimensioni 1.40 x 1.40 x 0.20 m, incastrata sulle

pareti del pozzetto in corrispondenza dei n° 4 bord i, lungo i quali è impedita la

traslazione in direzione verticale e le rotazioni attorno agli assi X ed Y.



ma;


spondenza di 6 impronte di dimensioni 30 x 30 cm. Alla singola impronta

corrisponde pertanto un carico totale Q = 60/6 x Φ = 10 x 1.4 = 14 t, il quale

sarà ripartito sull’area 30 x 30 cm; per la singola impronta viene quindi con-

siderato un carico verticale ripartito uniforme pari a q = 14/(0.30 x 0.30) =

155.556 t/m2. A causa delle ridotte dimensioni in pianta del pozzetto n°10,

(1.40 x 1.40 m), il numero massimo di impronte del mezzo convenzionale

che ricadono al di sopra di questa membratura è pari ad 1. In relazione alla

posizione in pianta dell’impronta del mezzo convenzionale, si sono dunque

considerate le seguenti condizioni di carico (Figura 2-2):








ripartito uniforme, agente su tutta la superficie della soletta e pari a

q = 0.4 t/m2.



CC1 – P.P. + FOLLA COMPATTA;



CC4 – P.P. + MC POS3.


nel modo seguente:











1.40 x 1.40 x 0.20 m incastrata lungo i quattro lati. Le azioni che la soletta di

fondazione trasmette al terreno sottostante sono le seguenti:


P.P.= γcls x 1.40 x 1.40 x 0.20 = 0.980 t.


S.S = γcls x 1.40 x 1.40 x 0.20 = 0.980 t.


valore seguente:

P.L. = γcls x (1.402 – 1.002) x 3.10 = 7.440 t.




sarà ripartito sull’area 30 x 30 cm. Poiché il massimo numero di impronte

che ricade al di sopra della soletta di copertura è pari a 1 (vedi Figura 2-2),

il carico più gravoso che il mezzo convenzionale trasmette alla soletta di

fondazione ammonta a:

M.C. = 1x14 = 14 t.




M.C., ed è da escludersi che le due azioni agiscano simultaneamente, essa

non è stata presa in considerazione nelle verifiche della soletta di fondazio-

ne.




questo paragrafo.





• Ptot= P.P. + S.S. + P.L. + M.C. = 23.40t;

• 2tot

tot m/t94.1140.1x40.1

4.23A

Pp === .

Poiché lx=ly=1.40 m, i relativi carichi px e py sono quindi:

• 2

44

4

4x

4y

4y

totyx m/t97.540.140.1x1

40.194.11

llk

lppp =

+=

+== ;


975.012

40.197.512

lpMM

22xx

yx =⋅=== −− t m/m;

488.024

40.197.524

lpMM

22xx

yx =⋅=== ++ t m/m;








scia diretta secondo x o y), −− = yx MM =0.975 t/m, le tensioni indotte nel calcestruz-

zo e nell’acciaio risultano::

• σC = 25.9 kg/cm2;

• σA = 1120 kg/cm2;

• σ’A = 122 kg/cm2;

dove:













trasmessa è pari a L=(4x1.2)=4.8 m, si ottiene che l’azione tagliante unitaria è data

da T = Ptot/L = 23.4/4.8 = 4.9 t/m. Pertanto la tensione tangenziale massima può

essere espressa tramite la formula:

=⋅⋅

==τ17.00.19.0

9.4hB9.0

Tmax 31.9 t/m2 = 3.19 kg/cm2.





Tutte le pareti del pozzetto hanno dimensioni (HxLxs) pari a 3.50x1.40x0.20 m. Ai

fini delle verifiche le pareti vengono schematizzate come piastre di dimensioni

3.50x1.40x0.20 m, incastrate in corrispondenza della soletta di fondazione (bordo

inferiore), delle pareti ad esse ortogonali (bordi laterali) e della soletta di copertura

(bordo superiore). Dette membrature sono soggette alle spinte delle terre, sia in

condizioni statiche che sismiche, con o senza falda, al peso proprio ed alle azioni

trasmesse dalla soletta superiore.






ma;

- “S.S.”: peso della porzione di soletta superiore non valutata in automatico dal

programma, pari a γclsx1.002x0.20=0.50 t. Supponendo che il peso della so-

letta superiore si trasmetta alle pareti sottostanti ripartendosi uniformemente

attraverso l’area A=1.402-1.002 =0.96 m2, si ottiene che 0.50/0.960=



0.521 t/m2 vengono trasmesse attraverso tutta la superficie superiore delle

pareti. Considerato che lo spessore delle pareti è pari a 20 cm, il peso della

soletta superiore che si trasferisce alle pareti può essere schematizzato

come una linea di carico agente in corrispondenza del bordo superiore, di

entità pari a:

S.S. = 0.521 x 0.20 = 0.104 t/m.




trasmette alle pareti laterali ammonta a 14 t, uniformemente ripartito

sull’area A = 0.96 m2. Considerato che lo spessore delle pareti è pari a 20

cm, il peso del mezzo convenzionale che si trasferisce alle pareti può esse-

re schematizzato come una linea di carico agente in corrispondenza del

bordo superiore, di entità pari a:

M.C. = (14 / 0.96) X 0.20 = 2.917 t/m.



periore: q x 1.402 = 0.784 t. Poiché, come nel caso della soletta di fondazio-

ne, F.C. si trasmette attraverso la stessa area A attraverso cui si trasmette

anche M.C., risultando però a questa nettamente inferiore

(0.784 t <<< 14.0 t) e quindi meno gravosa, F.C. non è stata presa in consi-

derazione nelle verifiche della soletta di fondazione.

- “S0”: Spinta laterale del terreno in condizioni statiche. Nel caso in cui la falda

si trovi al di sotto del piano di posa della fondazione, a tale spinta corrispon-

de un diagramma di forma triangolare, con minimo nullo in corrispondenza

del piano campagna (z=0.0 m, bordo superiore della parete) e massimo a

z = 3.50 m (bordo inferiore della parete):

σ’V0 (z=0.0) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 0. 0 = 0.0 t/m2;

σ’V0 (z=3.50) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 3.50 = 3.531 t/m2.






σ’V0 (z=0.0) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 0. 0 = 0.0 t/m2;

σ’V0 (z=1.00) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 1.00 = 1.009 t/m2;

σ’V0 (z=3.50) = k0 [γx1.0 +( γsat - γw) 2.5] = 0.531 (1.9 + 2.5)] = 2.336 t/m2.





σ’V0corr (z=3.50) = 2.336 - 3.531 = -1.195 t/m2.






σw (z=1.0) = γw zw = 1.0 x 0.0 = 0.0 t/m2;

σw (z=3.50) = γw zw = 1.0 x 2.50 = 2.50 t/m2.

- “∆q”: Spinta dovuta ai sovraccarichi stradali. Avendo assunto per i sovracca-

richi stradali un valore di 1.0 t/m2, tale spinta si trasmette alle pareti laterali

del pozzetto tramite un diagramma di forma rettangolare (distribuzione uni-

forme), di entità pari a:

∆q = k0 1.0 = 0.531 t/m2.





ϕϕ

sen

senRankinek A +

−=1

1)(



25.0

2

2

)cos()cos(

)()(1)cos(coscos

)'(cos)(

−⋅++−−⋅++++⋅⋅

−−=−


βψφ

i

isensenOMk AE

dove:











σ’HA (z=0.0) = kA γ z = 0 t/m2;

σ’HA (z=3.50) = kA γ z = kA γ 3.50;

σ’HAE (z=0.0) = kAE γ z= 0 t/m2;

σ’HAE (z=3.50) = kAE γ z = kA γ 3.50.


SA = ½ kA γ 3.502;

SAE = ½ kAE γ 3.502;



∆SAE = ½ σ’H∆SAE(z=0) 3.50,

risulta:











CC1 – P.P. + S.S. + S0 + Sw + ∆q;

CC2 – P.P. + S.S. + S0 + Sw + ∆q + M.C.;


















la dimensione del lato del pozzetto (A=1.40 m); con splatea, sP ed scop gli spessori

rispettivamente della soletta di fondazione, delle pareti esterne e della soletta di

copertura (splatea=sP=scop=20 cm); con HP l’altezza delle pareti compresa tra la soletta

di fondazione e quella di copertura (HP =3.10 m).





Sw = γw A2 (scop + HP + splatea + smagr - zw) = 1.0 x 1.402 x 2.60 = 5.1 t.


soletta di fondazione, soletta di copertura, pareti esterne):

Ppozzetto= AxB [γmagrxsmagr + γclsxsplatea + γclsxscop]+ γcls[A2-(A-2xsP)2] Hp = 9.8 t.





3 STAZIONE DI SOLLEVAMENTO AL LETTO BATTERICO E AI LET TI DI RIZOFILTRAZIONE

La stazione di sollevamento al letto batterico ed ai letti di rizofiltrazione sarà

costituita da un manufatto in c.a. gettato in opera caratterizzato da una pianta circa

rettangolare con ingombro pari a 4.80 x 3.60 m suddiviso in n° 5 scomparti interni. Le

pareti esterne ed i setti di separazione interni del manufatto avranno altezza variabile

tra 1.40 ÷ 4.20 m e tutte le membrature avranno uno spessore di 20 cm.

Il manufatto sarà realizzato in maniera tale che il suo estradosso superiore risulti

alla stessa quota dell’adiacente piano campagna.

Come detto in precedenza, i setti di separazione interni suddivideranno il

manufatto in 5 scomparti (vedi Tavola T-07) caratterizzati da profondità diverse ed, in

particolare, la profondità delle due sezioni all’interno delle quali verrano alloggiate le

pompe in ghisa sferoidale (sezione B-B riportata in Figura 3-1, estratta dalla

Tavola T-07), risulterà pari a 4. 20 m, mentre quella che compete alle rimanenti tre

sezioni sarà pari a 1.90 m per due di esse e 1.40 m per la terza.

Il manufatto verrà realizzato con calcestruzzo Rck 350 (σc,a = 110 kg/cm2, τCO =

6.67 kg/cm2) armato con barre di acciaio Feb 44 k (σA,a = 2600 kg/cm2) ed il

copriferro minimo sarà pari a 3.0 cm.


Ai fini della verifica strutturale della stazione di sollevamento al letto batterico e ai

letti di rizofiltrazione, si è proceduto analizzando singolarmente la soletta superiore,

le pareti esterne, e la soletta di fondazione, le quali sono considerate adeguatamente

vincolate lungo i bordi e soggette ai carichi effettivamente agenti sulle stesse, quali

pesi propri e permanenti, spinte geostatiche e sismiche, sia in presenza che in

assenza di falda, effetto dei sovraccarichi agenti sulla soletta e sul terreno adiacente.

3.1.1 Soletta Superiore e Pareti Laterali

Per quanto riguarda la verifica della soletta superiore e delle pareti laterali, queste







vengono riassunti nella Relazione Geotecnica allegata al progetto.


γ = 1.9 t/m3; γsat = 2.0 t/m3; c = 0 t/m3; ϕ = 25°.


gravose si considera la presenza di falda alla stessa quota del p.c.



utilizzando il coefficiente di spinta a riposo, dato da k0 = 1 – sen ϕ, anziché il

coefficiente di spinta attiva ka, con ka < k0. La spinta in presenza di sisma orizzontale

è invece valutata, in analogia a quanto previsto per le opere di sostegno delle terre

dal D.M. 11.03.1988, considerando sia l’incremento di spinta sulla parete, sia l’inerzia



C = (S-2)/100 = 0.07.

Ai fini del calcolo delle spinte orizzontali che il terreno trasmette ai manufatti, i

sovraccarichi stradali agenti sul terreno ad essi adiacente sono schematizzati con un

carico verticale uniforme q = 1.0 t/m2.

Per il calcolo della soletta superiore si considera sulla stessa la presenza delle

impronte di carico di 30 x 30 cm, corrispondenti al mezzo convenzionale “M.C.” da

60 t a 3 assi previsto per i ponti stradali di 1A categoria, tenendo anche conto


La soletta superiore del manufatto viene schematizzata come una lastra con

geometria corrispondente all’effettiva forma della soletta medesima, adeguatamente

vincolata in corrispondenza delle pareti e dei setti.

Nonostante complessa geometria del manufatto, la verifica delle pareti laterali è

invece stata limitata per semplicità alle sole pareti più profonde individuate nella

sezione B-B di Figura 3-1, in ragione delle maggiori spinte geostatiche agenti sulle

stesse e della circostanza che, anche per le pareti meno profonde, verrà comunque



impiegata la stessa armatura. Ai fini delle verifiche delle pareti si considera pertanto

un pozzetto “fittizio” di dimensioni in pianta pari a 3.60 x 1.70 m e di altezza 4.20 m.

Figura 3-1: Stazione di sollevamento al letto batterico ed ai letti di rizofiltrazione, sezione B-B.


Come si è già avuto modo di osservare nei precedenti paragrafi, la geometria della

stazione di sollevamento è tale per cui il manufatto è dotato di tre diverse solette di

fondazione collocate al di sotto delle diverse sezioni del medesimo (vedi Figura 3-1).

Ai fini delle verifiche è stata presa in considerazione la soletta più sollecitata, ovvero

quella più profonda, le cui dimensioni sono 3.60 x 1.90 x 0.20, nell’ipotesi che le altre

vengano armate in modo a questa del tutto identico, risultando automaticamente

verificate una volta che lo sia la membratura più profonda.

La verifica della soletta di fondazione è stata eseguita manualmente mediante un

calcolo di tipo semplificato. In particolare, una volta individuate le sollecitazioni totali

“Ptot” che la soletta di fondazione trasmette al terreno sottostante nelle condizioni di

carico più gravose, si è ipotizzato che il terreno sia in grado di esplicare, a contatto

con la soletta, una reazione uniformemente distribuita su tutta la superficie inferiore

della soletta di area A, diretta dal basso verso l’alto: A

Pp tot

tot = .






orientate secondo le direzioni parallele ai lati x ed y sono rispettivamente:



4x

4y

4y

totx llk

lpp


dove:



- k rappresenta il coefficiente per piastre comunque vincolate (Grashov): nel ca-

so in cui si abbia un vincolo ad incastro lungo tutti e quattro i lati della soletta,

risulta k = 1.

3.2 Soletta di copertura La soletta di copertura verrà gettata direttamente in opera e sarà collegata alle

pareti laterali in modo tale da realizzare lungo il bordo un vincolo di incastro. Al fine di

tenere in considerazione le combinazioni di carico più gravose che possono

verificarsi in corrispondenza del manufatto in esame, la soletta viene schematizzata

come una piastra le cui dimensioni sono quelle effettivamente individuate nella

Tavola T-08, incastrata sia in corrispondenza dei bordi esterni che di quelli interni,

lungo i quali è impedita la traslazione in direzione verticale e le rotazioni attorno agli

assi X ed Y.



ma;






155.556 t/m2. Il numero massimo di impronte del mezzo convenzionale che

ricadono al di sopra di questa membratura è pari a 6. In relazione alla posi-

zione in pianta delle impronte del mezzo convenzionale, si sono dunque











qFC = 0.4 t/m2.



CC1 – P.P. + B. + F.C.;

CC2 – P.P. + B. + MC POS1;

CC3 – P.P. + B. + MC POS2;

CC4 – P.P. + B. + MC POS3;

CC5 – P.P. + B. + MC POS4.


nel modo seguente:





Dai risultati dell’elaborazione (vedi Allegato A - Elaborato A-04 ), si desume che le



3.3 Soletta di fondazione La soletta di fondazione presa in esame avrà dimensioni in pianta pari a

3.60 x 1.90 m. Ortogonalmente al lato maggiore essa sarà suddivisa al centro da

una parete interna la quale determina in corrispondenza della soletta un vincolo che,

come nel caso delle pareti esterne, può essere assimilato ad un incastro. Per le

condizioni di simmetria del sistema è dunque possibile analizzare la soletta di

fondazione come una piastra rettangolare di 1.90 x 1.90 x 0.20 m, vincolata ad

incastro in corrispondenza dei lati.

Le azioni a cui la soletta di fondazione è soggetta sono le seguenti:


P.P.= γcls x 1.90 x 1.90 x 0.20 = 1.805 t.

- “S.S.”: peso della porzione di soletta superiore che ricade nell’area di com-

petenza della soletta di fondazione presa in esame:

S.S = γcls x 1.90 x 1.90 x 0.20 = 1.805 t;

- “P.L.”: peso delle pareti laterali scaricato attraverso la soletta di fondazione

presa in esame. Poiché HP.L.=3.80 m, tale carico assume il valore seguente:

P.L. = γcls x (1.902 –1.502) x 3.80 = 12.920 t.




sarà ripartito sull’area 30x30 cm. Poiché il massimo numero di impronte

che ricade al di sopra della porzione di soletta di copertura di dimensioni

1.90x1.90 è pari a 2, il carico più gravoso che il mezzo convenzionale tra-

smette alla soletta di fondazione ammonta a:

M.C. = 2x14 = 28 t.








ne.



presenza non è stata tenuta in considerazione nelle verifiche effettuate.

- “T.P.”: azione corrispondente alla presenza di acqua all’interno della stazio-

ne di sollevamento al livello di scarico di troppo pieno, ovvero nella condi-

zione in cui il tirante idrico ammonti ad HTP=1.95 m (vedi Tavola T-07):

T.P. = γwx HTP= 1.00 x 1.95 = 1.95 t/m2.



• Ptot= P.P. + B + S.S. + P.L. + M.C. + T.P. = 46.48 t;

• 2tot

tot m/t88.1290.1x90.1

48.46A

Pp === .


• 2

44

4

4x

4y

4y

totyx m/t44.690.190.1x1

90.188.12

llk

lppp =

+=

+== ;


937.112

90.144.612

lpMM

22xx

yx =⋅=== −− t m/m;

968.024

90.144.624

lpMM

22xx

yx =⋅=== ++ t m/m;










scia), −− = yx MM = 1.937 t/m, le tensioni indotte nel calcestruzzo e nell’acciaio risul-

tano:

• σC = 51.4 kg/cm2;

• σA = 2226 kg/cm2;

• σ’A = 242 kg/cm2;

dove:




Avendo ipotizzato di impiegare calcestruzzo Rck 350 (σc,amm=110 kg/cm2) armato







trasmessa è pari a L=(4x1.70)=6.8m, si ottiene che l’azione tagliante unitaria è data



=⋅⋅

==τ17.00.19.0

8.6hB9.0

Tmax 44.7 t/m2 = 4.47 kg/cm2.




3.4 Pareti laterali

Le pareti esterne del pozzetto hanno dimensioni (HxLxs) pari a 4.20x3.60x0.20m

(parete lato lungo “P.L.”) e pari a 4.20x1.90x0.20m (parete lato corto “P.C.”). Ai fini

delle verifiche le pareti vengono dunque schematizzate come piastre delle

dimensioni 4.20x3.60x0.20m (P.L.) e 4.20x1.90x0.20m (P.C.), incastrate in

corrispondenza della soletta di fondazione (bordo inferiore), delle pareti ad esse

ortogonali (bordi laterali), e della soletta di copertura (bordo superiore). Dette



membrature sono soggette alle spinte delle terre, sia in condizioni statiche che

sismiche, con o senza falda, al peso proprio ed alle azioni trasmesse dalla soletta

superiore. Poiché la parete interna sarà soggetta a sollecitazioni molto minori rispetto

a quelle che interesseranno invece le pareti esterne, ipotizzando di armare tale

membratura allo stesso modo di quelle esterne, essa sarà da ritenersi

automaticamente verificata una volta che le parete esterne siano verificate.






ma;

- “S.S.”: peso della soletta superiore pari a γclsx3.60x1.90x0.20=3.420 t. Sup-

ponendo che il peso della soletta superiore si trasmetta alle pareti sottostan-

ti ripartendosi uniformemente attraverso l’area A=3.60x1.90–2x1.502=

2.34 m2, si ottiene che 3.420/2.34=1.462 t/m2 vengono trasmesse attraverso

tutta la superficie superiore delle pareti. Considerato che lo spessore di en-

trambe le pareti prese in esame è pari a 20 cm, il peso della soletta superio-

re che si trasferisce alle pareti può essere schematizzato come una linea di

carico agente in corrispondenza del bordo superiore, di entità pari a:

S.S. = 1.462x0.20 = 0.292 t/m.





tito sull’area A=2.34 m2. Considerato che lo spessore di entrambe le pareti è

pari a 20 cm, il peso del mezzo convenzionale che si trasferisce alle pareti

può essere schematizzato come una linea di carico agente in corrisponden-

za del bordo superiore, di entità pari a:

M.C. = (56/2.34)x0.20 = 4.786 t/m.





periore: qx3.60x1.90=2.736 t. Poiché, come nel caso della soletta di fonda-

zione, F.C. si trasmette attraverso la stessa area A attraverso cui si trasmet-

te anche M.C., risultando però a questa nettamente inferiore (2.74 t <<<

56.0 t) e quindi meno gravosa, F.C. non è stata presa in considerazione nel-

le verifiche della soletta di fondazione.

- “S0”: Spinta laterale del terreno in condizioni statiche. Nel caso in cui la fal-

da si trovi al di sotto del piano di posa della fondazione, a tale spinta corri-

sponde un diagramma di forma trapezoidale, con minimo alla profondità

z=0.0 m (bordo superiore della parete) e massimo a z=4.20 m (bordo infe-

riore della parete):

σ’V0 (z=0.0) = k0 γ z = 0.0 t/m2;

σ’V0 (z=4.20) = k0 γ z = 0.531x .9x4.20= 4.237 t/m2.




σ’V0 (z=0.0) = k0 γ z = 0.0 t/m2;

σ’V0 (z=1.00) = k0 γ z = 0.531 x 1.9 x 1.00 = 1.009 t/m2;

σ’V0 (z=4.20) = k0 [γx1.0 +( γsat - γw) 3.20] = 0.531 (1.9 + 3.20) = 2.708 t/m2.





σ’V0corr (z=4.20) = 2.708 – 4.237 = -1.471 t/m2.






σw (z=1.0) = γw zw = 1.0 x 0.0 = 0.0 t/m2;



σw (z=4.20) = γw zw = 1.0 x 3.20 = 3.200 t/m2.

- “∆q”: Spinta dovuta ai sovraccarichi stradali. Avendo assunto per i sovrac-

carichi stradali un valore di 1.0 t/m2, tale spinta si trasmette alle pareti late-

rali del pozzetto tramite un diagramma di forma rettangolare (distribuzione

uniforme), di entità pari a:

∆q = k0 1.0 = 0.531 t/m2.





ϕϕ

sen

senRankinek A +

−=1

1)(

25.0

2

2

)cos()cos(

)()(1)cos(coscos

)'(cos)(

−⋅++−−⋅++++⋅⋅

−−=−


βψφ

i

isensenOMk AE

dove:











σ’HA (z=0.0) = kA γ z = 0.0 t/m2;

σ’HA (z=4.20) = kA γ z = kA γ 4.20;

σ’HAE (z=0.0) = kAE γ z = 0.0 t/m2;



σ’HAE (z=4.20) = kAE γ z = kAE γ 4.20.


SA = ½ kA γ x 4.202;

SAE = ½ kAE γ x 4.202;



∆SAE = ½ σ’H∆SAE(z=0) 4.20,

risulta:









CC1 – P.P. + S.S. + S0 + Sw + ∆q;

CC2 – P.P. + S.S. + S0 + Sw + ∆q + M.C.;


CC4 – P.P. + SS + S0 + ∆q + M.C.;




a) P.C., parete “corta” (L = 1.90 m, H = 4.20 m):



b) P.L., parete “lunga” (L = 3.60 m, H = 4.20 m):





Dai risultati dell’elaborazione (vedi Allegato A - Elaborato A04), si desume che le












ed scop gli spessori rispettivamente della soletta di fondazione, delle pareti e della

soletta di copertura (splatea=sP=scop=20 cm); con HP l’altezza delle pareti compresa tra

la soletta di fondazione e quella di copertura (HP =3.80 m).


(2.80m al di sopra del piano di posa della platea di fondazione) e la stazione di

sollevamento sia vuota, la sottospinta risulta:

Sw = γw (AxB) (scop + HP + splatea + smagr - zw) = 1.0 x (3.60x1.90) x 2.90 = 22.6 t.


soletta di fondazione, soletta di copertura, pareti):

Ppozzetto= AxB [γmagrxsmagr + γclsxsplatea + γclsxscop]+ γcls[(AxB)-(2x1.52)] Hp = 30.4 t.





4 VASCA DI RIZOFILTRAZIONE Il manufatto, schematicamente riportato in Figura 4-1, è caratterizzato da

dimensioni in pianta di 7.50 x 20.75 m. Le sue pareti esterne avranno un’altezza

3.20 m, mentre il setto di separazione interno avrà un’altezza che, misurata rispetto

al fondo della vasca, ammonterà a 2.10 m. Tutte le membrature della vasca avranno

uno spessore di 25 cm. In corrispondenza delle pareti laterali, la platea di fondazione

della vasca sporgerà di 40 cm rispetto alle stesse.

All’interno della vasca è prevista la presenza di un filtro costituito da materiale

inerte di idonee caratteristiche e dei fanghi di deposito. A causa della presenza di

detti materiali si prevedono una quota di minimo e di massimo interramento interno

pari rispettivamente a 0.80 m e a 1.80 m, riferite al fondo della vasca. Il manufatto

sarà realizzato in maniera tale che il punto più alto della vasca si trovi 50 cm al di

sopra della quota del p.c. Per maggiori dettagli si rimanda in ogni caso all’elaborato

A-04, allegato B, inclusi nel progetto.

4.1 Ipotesi di calcolo Il progetto della vasca di rizofiltrazione è stato eseguito con l’ausilio del software

SCAT 9.1 della ditta AZTEC informatica, attraverso il quale è possibile analizzare

manufatti di tipo “scatolare”, con o senza soletta di copertura. Nel particolare caso in

esame, pur non avendo a che fare un vero e proprio scatolare, le sezioni della vasca

orientate secondo i due lati della stessa vengono difatti schematizzate come due

sezioni scatolari, le quali vengono poi analizzate separatamente.

Il programma è in grado di calcolare in automatico il peso proprio delle

membrature (P.P.), la spinta del terreno in condizioni statiche (S0) e la sovraspinta

dovuta ad azioni sismiche (∆SAE, individuata tramite la stessa formula di Mononobe-

Okabe già riportata nei paragrafi 2.2.3 e 0), l’incremento di peso dovuto al sisma

(SIN.S.) e la spinta dovuta alla presenza di falda (Sw). Le verifiche sono state condotte,

anche in questo caso, con il metodo delle tensioni ammissibili.

In analogia a quanto già esposto nel caso dei pozzetti, il terreno adiacente il

manufatto è assimilato ad un suolo elastico alla Winkler. In relazione a quanto

riportato in letteratura per litotipi analoghi a quello in esame, costituito da limo

sabbioso-argilloso, per il terreno di fondazione del pozzetto si assume una costante



elastica kw = 2.4 kg/cm3. In relazione all’ubicazione del manufatto rispetto ai pozzetti

precedentemente analizzati, le caratteristiche di resistenza del terreno interagente

con la vasca rimangono le seguenti:

γ = 1.9 t/m3; γsat = 2.0 t/m3; c= 0 t/m3; ϕ = 28°; k 0 = 1-senϕ = 0.531.

Figura 4-1: Rappresentazione sintetica della vasca di rizofiltrazione, pianta e sezioni: lato lungo e lato

corto.

Per quanto riguarda il materiale di riempimento della vasca, al fine di valutare le

spinte che questo esercita sul manufatto, è necessario assegnare un valore al peso



di volume ed all’angolo d’attrito di tale materiale. Considerato che la tipologia del

riempimento è molto variabile, digradante dalla grana molto grossa a quella molto

fine (vedi Tavola T-08) in condizioni prossime alla completa saturazione, sulla base

dei dati disponibili in letteratura si è assunto, a favore di sicurezza, un valore del

peso specifico saturo del materiale di riempimento pari a γM.R.=2.10 t/m3.

La spinta che tale materiale induce sulle pareti laterali della vasca risulta

direttamente proporzionale ad un coefficiente di spinta orizzontale k0. Poiché, come

già si è ricordato, la natura del materiale di riempimento molto variabile, si è ritenuto

opportuno utilizzare un valore di k0 medio, ottenibile con un angolo di attrito φ=28°:

k0=0.531.

L’analisi è stata dunque condotta considerando una striscia unitaria di vasca, di

larghezza 1 m, sia parallelamente al lato maggiore che al minore.

E’ da mettere in rilievo il fatto che il programma non effettua verifiche di capacità

portante sui manufatti esaminati. Tuttavia, considerato il fatto che la vasca di

rizofiltrazione andrà ad occupare lo spazio precedentemente occupato da terreno in

sito, di peso ad essa sicuramente superiore, è ragionevole ritenere che la verifica di

capacità portante del rilevato risulterà ampliamente soddisfatta.

In ogni caso si proceduto ad una stima di prima approssimazione della capacità

portante del manufatto, la quale è stata effettuata con la formula trinomia di Brinch-

Hansen, sviluppata per il calcolo del carico limite delle fondazioni superficiali:

0qqqqqq0ridcccccclim ugbdisN'qgisNB'5.0gbdisN'cq ++γ+= γγγγ .

Nella formula di Brinch-Hansen, il carico limite in fondazione è dato dalla somma

di tre contributi: contributo di coesione, effetto combinato di peso proprio e geometria

della fondazione, effetto del sovraccarico laterale.

Anche nell’ipotesi, estremamente cautelativa, in cui il valore del carico limite in

fondazione sia determinato dal solo contributo del sovraccarico laterale, la formula di

Brinch Hansen si riconduce alla forma: 0qqqqqq0lim ugbdisN'qq += .

Assumendo che i coefficienti qqqq dgbi ,,, , che dipendono rispettivamente

dall’inclinazione del carico, dall’inclinazione della base della fondazione,



dall’inclinazione del piano campagna e dalla profondità del piano di posa, siano tutti

pari ad 1 si ottiene: 0.60usN'qq 0qq0lim =+= t/m2,

dove:

=0'q γ x1.0 + (γsat-γw)x1.7 = 1.9x1.0 + (2.0-1.0)x1.7 = 3.60 t/m2;

Nq = Nq (φ=28°) = 14.72;

10.1sen1sen1

LB

011sq =φ−φ+⋅⋅+= ;

uo = γw x 1.7 = 1.7 t/m2.

Poiché il fattore di sicurezza per la capacità portante in fondazione es

lim

qq

FS = deve

risultare maggiore o uguale a 3, affinché la verifica sia soddisfatta, è necessario che

la pressione massima che la vasca esercita sul terreno sia minore o uguale al

rapporto tra qlim ed FS, ovvero:

0.203

0.60FSq

q limes ==≤ t/m2.

Tale verifica, come è possibile vedere nell’Allegato B - Elaborato A-04, risulta

ampliamente soddisfatta per ogni combinazione di carico.

4.2 Verifiche della sezione parallela al lato corto Le pareti esterne della vasca di rizofiltrazione avranno un’altezza di 3.20 m e

saranno collocate in modo tale che il punto più alto della vasca si trovi 50 cm al di

sopra della quota del p.c. (vedi Figura 4-1). La platea di fondazione avrà uno

spessore di 25 cm e una lunghezza complessiva di 8.30 m, comprese le due

sporgenze laterali di 40 cm ciascuna.

Oltre alle spinte che il programma è in grado di determinare in automatico, già

ricordate nel paragrafo 4.1, sono quindi state impostate in input al programma le

seguenti azioni:

- “q”: Sovraccarichi stradali, schematizzati mediante un’azione verticale uni-

formemente ripartita sul terrapieno di entità pari a 1.00 t/m2, a destra ed a

sinistra della vasca.



- “PMR_min ”: Carico uniformemente ripartito sulla platea, corrispondente al peso

del filtro e del materiale di riempimento nella condizione di minimo interra-

mento, ovvero nella condizione in cui l’altezza di interramento ammonti ad

HMR_min= 0.80 m:

PMR_min = γMRx HMR_min= 2.10 x 0.80 = 1.68 t/m2.

Tale materiale dà inoltre origine ad una spinta sulle pareti laterali della va-

sca, direttamente proporzionale al coefficiente di spinta orizzontale k0. Ne

deriva una distribuzione di spinta triangolare, con massimo in corrispon-

denza del punto più depresso della vasca:

σ’MR_min = k0 (γMR- γw) x HMR_min = 0.531 x 1.10 x 0.80 = 0.467 t/m2 cui si

somma la spinta dell’acqua u0 presente dentro la vasca:

u0 = γw x HMR_min = 1.0 x 0.80 = 0.80 t/m2.

- “PMR_max”: Carico uniformemente ripartito sulla platea, corrispondente al peso



HMR_max = 1.80 m:

PMR_max = γMRx HMR_max= 2.10 x 1.80 = 3.78 t/m2.

La spinta sulle pareti laterali della vasca, è invece pari a:

σ’MR_max = k0 (γMR- γw) x Hmax = 0.531 x 1.10 x 1.80 = 1.05 t/m2 cui si somma

la spinta dell’acqua u0 presente dentro la vasca:

u0 = γw x HMR_max = 1.0 x 1.80 = 1.80 t/m2.



COMBINAZIONI DI CARICO

CC1 – P.P. + S0 + Sw + ∆q + PMR_max;

CC2 – P.P. + S0 + Sw + ∆q + PMR_min;

CC3 – P.P. + S0 + ∆q + (∆SAE + SIN.S);

CC4 – P.P. + S0 + ∆q + PMR_min + (∆SAE + SIN.S);

CC5 – P.P. + S0 + Sw + PMR_min + (∆SAE + SIN.S);

CC6 – P.P. + S0 + Sw + ∆q + PMR_min + (∆SAE + SIN.S).



L’armatura corrente della platea in senso parallelo rispetto al lato corto della vasca

sarà costituita da 5 barre ∅12/m sia superiormente che inferiormente (Figura 4-2),

mentre in corrispondenza degli attacchi alle pareti si prevede un’armatura aggiuntiva

costituita da ulteriori 5 barre ∅12/m.

Figura 4-2: Armatura della platea di fondazione della vasca in senso trasversale

L’armatura delle pareti in corrispondenza dei lati lunghi della vasca sarà costituita

da 5 barre ∅18/m in corrispondenza dell’attacco alla platea di fondazione, mentre

l’armatura corrente superiore sarà costituita da 5 barre ∅12/m come illustrato in

Figura 4-2. Il copriferro sarà pari a 3 cm.

Figura 4-3: Armatura parete laterale della vasca – pareti lato lungo

Dai risultati dell’elaborazione (vedi Allegato B – Elaborato A-04), si desume che le


ammissibili per gli stessi materiali e pertanto le verifiche risultano soddisfatte.

La massima pressione sul terreno corrisponde alla combinazione nella quale la

falda non è presente (CC3) e risulta pari a 3.5 t/m2, molto inferiore rispetto al valore

minimo accettabile già individuato nel paragrafo 4.1 (20 t/m2).



4.3 Verifiche della sezione parallela al lato lungo

Le pareti esterne della vasca di rizofiltrazione avranno un’altezza di 3.20 m e

saranno collocate in modo tale che il punto più alto della vasca si trovi 50 cm al di

sopra rispetto alla quota del p.c. (vedi Figura 4-1). La platea di fondazione avrà uno

spessore di 25 cm e una lunghezza complessiva di 21.55 m, comprese le due

sporgenze laterali di 40 cm ciascuna.

Oltre alle spinte che il programma valutate in automatico attraverso il programma,

sono state impostate in input al programma le seguenti azioni:

- “q”: Sovraccarichi stradali, schematizzati mediante un’azione verticale uni-

formemente ripartita sul terrapieno di entità pari a 1.00 t/m2, a destra ed a

sinistra della vasca.

- “PMR_min ”: Carico uniformemente ripartito sulla platea, corrispondente al pe-

so del filtro e del materiale di riempimento nella condizione di minimo inter-

ramento, ovvero nella condizione in cui l’altezza di interramento ammonti ad

HMR_min= 0.80 m:

PMR_min = γMRx HMR_min= 2.10 x 0.80 = 1.68 t/m2.

Tale materiale dà inoltre origine ad una spinta sulle pareti laterali della va-

sca direttamente proporzionale al coefficiente di spinta orizzontale. Ne de-

riva una distribuzione di spinta triangolare, con massimo in corrispondenza

del punto più depresso della vasca:

σ’MR_min = k0 (γMR- γw) x HMR_min = 0.531 x 1.10 x 0.80 = 0.467 t/m2 cui si


u0 = γw x HMR_min = 1.0 x 0.80 = 0.80 t/m2.

- “PMR_max”: Carico uniformemente ripartito sulla platea, corrispondente al peso



HMR_max = 1.80 m:

PMR_max = γMRx HMR_max= 2.10 x 1.80 = 3.78 t/m2.

La spinta sulle pareti laterali della vasca, è invece pari a:



σ’MR_max = k0 (γMR- γw) x HMR_max = 0.531 x 1.10 x 1.80 = 1.05 t/m2 cui si


u0 = γw x HMR_max = 1.0 x 1.80 = 1.80 t/m2.

Tali azioni elementari sono state tra loro combinate in maniera tale da dar luogo

alle combinazioni più gravose per le pareti ed in particolare si pone:

COMBINAZIONI DI CARICO

CC1 – P.P. + S0 + Sw + PMR_max (solo a sx) + PMR_min (solo a dx);

CC2 – P.P. + S0 + Sw + ∆q + PMR_max (solo a sx) + PMR_min (solo a dx);

CC3 – P.P. + S0 + Sw + PMR_min + (∆SAE + SIN.S);

CC4 – P.P. + S0 + ∆q + PMR_min + (∆SAE + SIN.S);

CC5 – P.P. + S0 + ∆q + (∆SAE + SIN.S).

CC6 – P.P. + S0 + Sw + ∆q + PMR_min + (∆SAE + SIN.S).

Diversamente dallo schema analizzato in precedenza, in questo caso è

necessario considerare il fatto che la vasca è costituita da due diversi comparti. Sono

state pertanto introdotte due condizioni di carico alle quali corrisponde una

asimmetria del livello di riempimento dei comparti suddetti.

L’armatura corrente della platea in senso parallelo rispetto al lato lungo della

vasca sarà anche in questo caso costituita da 5 barre ∅12/m sia superiormente che

inferiormente (Figura 4-4), mentre in corrispondenza degli attacchi alle pareti si

prevede un’armatura aggiuntiva costituita da ulteriori 5 barre ∅12/m.

Figura 4-4: Armatura della platea di fondazione della vasca in senso longitudinale

L’armatura delle pareti in corrispondenza dei lati corti della vasca sarà costituita da

5 barre ∅18/m in corrispondenza dell’attacco alla platea, mentre l’armatura corrente

superiore sarà costituita da 5 barre ∅12/m come illustrato in Figura 4-5.



Figura 4-5: Armatura parete laterale della vasca – pareti lato corto

Il setto di separazione interno sarà invece armato con 5 barre ∅12/m. Il copriferro

sarà pari a 3 cm.

Dai risultati dell’elaborazione (vedi Appendice B), si desume che le tensioni indotte

sul calcestruzzo e sull’acciaio sono inferiori rispetto ai valori ammissibili per gli stessi

materiali e che pertanto le verifiche risultano soddisfatte.

4.4 Problemi legati alla sottospinta Nel caso in cui all’interno del terreno vi sia la presenza di falda ad un profondità

inferiore al piano di posa della fondazione, 2.70 m, è importante valutare l’entità della

sottospinta che si genera in corrispondenza della superficie inferiore della platea di

fondazione stessa.

Gli elaborati di progetto prevedono che, al di sotto di tale platea, venga


10 cm, il cui peso specifico può essere posto pari a γmagr=2.0 t/m3. Si definiscono:

- A: il lato lungo della vasca (A=20.75 m);

- B: il lato corto della vasca (B=7.50 m);

- a: sporgenze laterali esterne al perimetro della vasca stessa (a=0.40 m);

- splatea, sP_est ed sP_int: spessori rispettivamente della platea, delle pareti esterne

e del setto di separazione interno (splatea = sP_est = sP_int = 0.25 m);

- HP_est, HP_int: altezza delle pareti esterne ed interna al di sopra della platea di

fondazione (HP_est=2.95 m, HP_int=2.10 m).





Sw = γw (AxB) (1.70+smagr) = 1.0 x (20.75 x 7.50) x 1.80 = 280.1 t.

Il peso della struttura della vasca è invece data dalla somma di quattro contributi

(magrone, platea di fondazione, pareti esterne, setto di separazione interna):

Pvasca= (A+2a)x(B+2a) [γmagrxsmagr + γclsxsplatea] + γcls[(AxB)-(A-2xsP_est)x(B-2xsP_est)]

HP_est + γcls [sP_int(B-2xsP_est)] HP_int = 259.1 t.

Accanto a tale peso, sulla vasca agisce una forza Pt, diretta dall’alto verso il

basso, dovuta alla presenza di terreno al di sopra delle sporgenze esterne “a” della

struttura, di lunghezza pari a 40 cm. Ipotizzando, a favore di sicurezza, che il peso di

volume del terreno sia pari al peso di volume sommerso γ’, con γ’=0.9 t/m3, il valore

di Pt risulta:

Pt = [(A+2a)x(B+2a) – (AxB)] x 2.45 x γ’ = 51.2 t.

Poiché Pvasca + Pt = 310.3 t > Sw, non sussistono problemi di sottospinta.



5 PERCOLATORE (LETTO BATTERICO) E PALAZZINA SERVIZI

5.1 Ipotesi di calcolo Le strutture del percolatore e della palazzina servizi sono state modellate con il

metodo degli elementi finiti utilizzando vari elementi di libreria specializzati per

schematizzare i vari elementi strutturali.

In particolare le travi ed i pilastri sono schematizzati con elementi trave a due nodi

deformabili assialmente, a flessione e taglio utilizzando le funzioni di forma cubiche

di Hermite. Tale modello finito ha la caratteristica di fornire la soluzione esatta in

campo elastico lineare per cui non necessita di ulteriore suddivisioni interne degli

elementi strutturali.

Gli elementi finiti a due nodi possono essere utilizzati in analisi di tipo non lineare

potendo modellare non linearità sia di tipo geometrico che meccanico con i seguenti

modelli:

1. Matrice geometrica per gli effetti del II° ordin e;

2. Non linearità meccanica per comportamento assiale solo resistente a trazione o

compressione;

3. Non linearità meccanica di tipo elasto-plastica con modellazione a plasticità

concentrata e duttilità limitata con controllo della capacità rotazionale ultima

delle cerniere plastiche. Tale modellazione viene utilizzata per effettuare le

analisi sismiche di tipo PUSHOVER con le modalità previste dalla O.P.C.M.

3274 e s.m.i..

Per gli elementi strutturali bidimensionali quali pareti a taglio, setti, nuclei

irrigidenti, piastre o superfici generiche viene utilizzato un modello finito a 3 o 4 nodi

di tipo shell che modella sia il comportamento membranale (lastra) che flessionale

(piastra).

Tale elemento finito di tipo isoparametrico viene modellato con funzioni di forma di

tipo polinomiale che rappresentano una soluzione congruente ma non esatta nello

spirito del metodo FEM. Per questo tipo di elementi finiti la precisione dei risultati

ottenuti dipenderà quindi dalla forma e densità della mesh, si ricorda che il calcolo

agli elementi finiti è per sua natura un calcolo approssimato.



Il metodo è efficiente per il calcolo degli spostamenti nodali ed è sempre rispettoso

dell’equilibrio a livello nodale con le azioni esterne. La precisione nel calcolo delle

tensioni è inferiore a quella ottenuta nel calcolo degli spostamenti, inoltre è

fortemente dipendente dalla mesh.

Le verifiche saranno effettuate sia direttamente sullo stato tensionale ottenuto,

per le azioni di tipo statico e di esercizio, mentre per le azioni dovute al sisma ed in

genere per le azioni che provocano elevata domanda di deformazione anelastica,

sulle risultanti (forze e momenti) agenti globalmente su una sezione dell’oggetto

strutturale (muro a taglio, trave accoppiamento, etc..)

Nel modello vengono tenuti in conto i disassamenti tra i vari elementi strutturali

schematizzandoli come vincoli cinematici rigidi.

La presenza di eventuali orizzontamenti sono tenuti in conto o con vincoli

cinematici rigidi o modellando la soletta con elementi SHELL.

L’analisi delle sollecitazioni viene condotta in fase elastica lineare tenendo conto

eventualmente degli effetti del secondo ordine.

Le sollecitazioni derivanti dalle azioni sismiche possono essere ottenute sia da

analisi statiche equivalenti che da analisi dinamiche modali.

Nel caso si debba verificare la capacità della struttura progettata o di una esistente

a resistere al sisma, o si debba verificare l’effettiva duttilità strutturale si provvederà

ad effettuare una analisi statica di tipo non lineare (PUSHOVER).

I vincoli tra i vari elementi strutturali e con il terreno sono modellati in maniera

congruente al reale comportamento strutturale, in particolare per le connessioni tra

aste in acciaio o legno.

Il modello di calcolo adottato può tenere in conto o meno dell’interazione suolo-

struttura schematizzando le fondazione superficiali con elementi plinto, trave o

piastra su suolo elastico alla Winkler.

Nel caso in cui siano presenti fondazioni profonde, i pali vengono modellati sia per

le azioni verticali che per quelle trasversali modellando il terreno alla Winkler in

funzione del modulo di reazione orizzontale.

Nel caso di strutture isolate alla base gli isolatori vengono modellati come elementi

a due nodi a comportamento elasto-viscoso deformabili sia a taglio che assialmente.



I legami costitutivi utilizzati nelle analisi globali finalizzate al calcolo delle

sollecitazioni sono elastico lineari.

I legami costitutivi utilizzati nelle analisi non lineari di tipo PUSHOVER possono

essere di tipo elastoplastico - incrudente a duttilità limitata, elasto-fragile,

elastoplastico a compressione e fragile a trazione.

5.2 Azioni sulle costruzioni

5.2.1 Azione sismica

La zona è classificata come sismica di 2ª categoria con coefficiente di sottosuolo

ε=1. Le forze sismiche sono calcolate direttamente dal programma di calcolo come

indicato negli Allegati C e D – Elaborato A-04.

5.2.2 Vento

La determinazione dell'azione del vento è riportata in seguito in modo sintetico:

p = qref * ce * cp * cd = 45,56 * 1,7 * 0,8 * 1 = 62 kg/m²

Poiché la forza sismica genera azioni orizzontali di piano maggiori rispetto a quelle

indotte dalla forza del vento, le verifiche alle azioni del vento sono implicitamente

soddisfatte da quelle sismiche.

5.2.3 Azioni dovute alla temperatura

A causa delle ridotte dimensioni delle strutture, gli effetti dovuti alle variazioni

termiche sono irrilevanti e non riportate nei calcoli.

5.2.4 Neve

µi = 0,8; qsk = 119 kg/m²; (cautelativamente: quota 213 m.s.l.m)

qs = µi • qsk = 95 kg/m² che sono assunti cautelativamente pari a 105 kg/m²

5.2.5 Azioni accidentali (urti)

L'ambiente è adibito ad ufficio e non si riportano le verifiche a tali azioni

accidentali.

5.2.6 Azioni antropiche e pesi propri Palazzina ser vizi

-Solaio BAUSTA copertura con muretti e tavelloni (16+4cm):



Peso proprio 275 kg/m²

Permanenti (muretti,tavelloni,soletta,isolanti,tegole) 300 kg/m²

Sovraccarico neve 105 kg/m²

-Solaio BAUSTA calpestio (16+4cm):

Peso proprio solaio 275 kg/m²

Permanenti (massetto, pavimento, tamponature) 250 kg/m²

Sovraccarico 250 kg/m²

-Gronde: con incremento 40%

Peso proprio soletta cls (sp.15cm) 400 kg/m² 560 kg/m²

Permanenti (guaine e manto copertura)100 kg/m² 140 kg/m²

Sovraccarico neve 105 kg/m² 147 kg/m²

-Pareti tamponature (non strutturali) sp=20cm:

Peso proprio 200 kg/m²

Permanenti (intonaco) 80 kg/m²

5.2.7 Azioni antropiche e pesi propri Letto batteri co

-Rivestimento in pietra/laterizio:

peso specifico pietra/laterizio (cautelativo) 2200 kg/m³

-Pressione idrostatica:

peso specifico acqua 1000 kg/m³

-Spinta del terreno (calcolata con metodo di Rankine):

angolo di attrito interno 28°

angolo φ' (terreno-muro) 18°

inclinazione pendio 0°

peso specifico terreno 1900 kg/m³

k0 (coeff. spinta a riposo: 1-sin(φ)) 0.53



Oss: per gli elementi a sbalzo si è applicato un incremento del 40% dei carichi

statici verticali.

Oss: i carichi nella modellazione e nelle verifiche locali possono essere

incrementati in via cautelativa.

5.3 Software utilizzati – tipo di elaboratore

Le analisi e le verifiche sono state condotte con il metodo alle tensioni ammissibili

utilizzando la normativa di cui al D.M. Min. LL.PP. 16 Gennaio 1996 come in dettaglio

specificato negli allegati tabulati di calcolo.

L’analisi delle sollecitazioni è stata effettuata in campo elastico lineare.

PALAZZINA SERVIZI:

analisi dinamica (piani rigidi) con 2 sismi agenti in direzione X e Y (0°, 90°)

VEDI ALLEGATO C “Verifiche strutturali della palazzina servizi mediante il

software CDSWin versione Rel. 2008/b.” - ELABORATO A-04

LETTO BATTERICO:

analisi dinamica nodale (no piani rigidi) con 2 sismi agenti in direzione X e Y (0°,

90°)

VEDI ALLEGATO D “Verifiche strutturali del percolatore mediante il software

CDSWin versione Rel. 2008/b”.- ELABORATO A-04

SOFTWARE UTILIZZATO : CDSWin versione Rel. 2008/b - S.T.S. s.r.l. Software Tecnico Scientifico S.r.l.

5.4 Note sulla verifica delle strutture - Nei modelli non sono stati inseriti gli elementi secondari quali scale e gronde:

tali elementi sono stati verificati manualmente con metodi semplificati; le verifiche

sono riportate di seguito.

- Nei modelli non sono stati inseriti i solai: tali elementi sono stati verificati

manualmente con metodi semplificati; le verifiche sono riportate di seguito.

- Nei modelli sono stati inseriti i carichi degli elementi secondari quali gronde,

scale, tamponature, rivestimenti e solai a cui sono stati applicati i valori di carico

esposti in precedenza.



- Nei modelli i carichi ed i sovraccarichi di scale e tamponature sono assunti

nell'analisi con coefficiente di partecipazione sismica del 100%.

- Nel modello del percolatore sono stati inseriti manualmente i carichi indotti dal

terreno, dall'acqua e dai rivestimenti.

- Nel modello del percolatore le combinazioni di carico assunte in verifica

tengono conto di condizioni di carico molto cautelative e teoriche: ad esempio la

combinazione di carico n°3 (spinta dell'acqua) non tiene conto della spinta passiva

del terreno che si oppone a quella dell'acqua; mentre nella combinazione di carico

n°4 si è tenuto conto di una spinta asimmetrica del terreno (solo da un lato del

percolatore) trascurando la presenza del terreno altrove (eventuale fase transitoria di

rinterro o di scavo).

- Nel modello del percolatore tutti i carichi permanenti dovuti al rivestimento in

pietra ed in laterizio sono stati conteggiati cautelativamente con il peso specifico di

2200Kg/m³; i rivestimenti appoggiano direttamente sulla platea ma cautelativamente

le masse di tali elementi sono state applicate alle varie quote dei setti;

- Nel modello del percolatore le pressioni dell'acqua e del terreno sono state

calcolate manualmente secondo le seguenti formule:

- Sidrostatica (x) = H (x) • γacqua;

- St,terreno (x) = H (x) • γterreno • k0;

inserite quota per quota nel modello;

- Nel modello del percolatore il foro che percorre longitudinalmente il pilastro non

influisce significativamente nelle verifiche; inoltre alla sommità del pilastro sono state

assegnate delle azioni e delle masse ampiamente cautelative (1000 kg dir.-Z, 200 kg

dir.X, 200 kg dir.Y, 200 kgm torsione, 200 kgm flessione X, 200 kgm flessione Y) dal

momento che le tubazioni presenti avranno in realtà un peso dell'ordine delle decine

di chili e non introdurranno sollecitazioni.

- Nel modello del percolatore non sono stati modellati i fori di areazione, la loro

presenza è compensata da un raffittimento delle armature perimetralmente al foro

(4 Ø12).

- Il capitello in testa al pilastro è scarico.



5.5 Verifica delle strutture secondarie palazzina servi zi

5.5.1 Verifica dei solai latero-cementizi

-Solaio bausta copertura (16+4cm) con Ltot = 320 cm :

Il solaio è del tipo “bausta” a travetti tralicciati con fondello in laterizio.

I travetti sono calcolati ad interasse di 50 cm, le pignatte sono alte 16 cm, la

soletta armata è spessa 4 cm e le nervature hanno base 10 cm; il copriferro

superiore e quello inferiore sono di 3 cm; la soletta è armata con rete Ø6 maglia

15x15 cm (cautelativamente trascurata nelle verifiche); l'armatura sia inferiore in

campata che superiore alle estremità è costituita da 1Ø12.

Si è assunto un grado d'incastro all'estremità corrispondente a qL²/40 a cui

corrisponde un momento in mezzeria di qL²/10; si è assunto poi un momento

cautelativo all'incastro d'estremità di qL²/20 per il dimensionamento degli spezzoni:

q = 340 kg/m (per travetto); M+ = 348.2kgm; M- = -174.1 kgm; T =544kg.



Considerando che si utilizza la stessa armatura sia in campata che all'estremità è

stata effettuata una sola verifica considerando il massimo momento agente su una

sezione rettangolare 10x20.

Verifica a flessione M+:

σc = 76.9 kg/cm² < 97.5 kg/cm² σs = 2069 kg/cm² < 2600 kg/cm².

Verifica a taglio (cautelativamente si considera la sola nervatura 10x20):

τc = T/0.9Bd = 3.56 kg/cm² < 6.00 kg/cm².

La verifica è soddisfatta.

-Solaio bausta calpestio (16+4cm) con Ltot = 300 cm :

Il solaio è del tipo “bausta” a travetti tralicciati con fondello in laterizio.



I travetti sono calcolati ad interasse di 50 cm, le pignatte sono alte 16 cm, la

soletta armata è spessa 4 cm e le nervature hanno base 10 cm; il copriferro

superiore e quello inferiore sono di 3cm; la soletta è armata con rete Ø6 maglia

15x15 cm (cautelativamente trascurata nelle verifiche); l'armatura sia inferiore in

campata che superiore alle estremità è costituita da 1Ø12.

Si è assunto un grado d'incastro all'estremità corrispondente a qL²/40 a cui

corrisponde un momento in mezzeria di qL²/10; si è assunto poi un momento

cautelativo all'incastro d'estremità di qL²/20 per il dimensionamento degli spezzoni:

q = 387.5 kg/m (per travetto); M+ = 348.8 kgm; M- = -174.4 kgm; T =581.3 kg

Considerando che si utilizza la stessa armatura sia in campata che all'estremità è

stata effettuata una sola verifica considerando il massimo momento agente su una

sezione rettangolare 10x20.

Verifica a flessione M+:




Verifica a taglio (cautelativamente si considera la sola nervatura 10x20):

τc = T/0.9Bd = 3.80 kg/cm² < 6.00 kg/cm².

La verifica è soddisfatta.

5.5.2 Verifica della gronda

La gronda è ottenuta da una soletta in aggetto di 30 cm ottenuta direttamente

dalle travi di bordo; lo spessore della soletta è di 9 cm all'estremità e di 20 cm

all'incastro:

q = 847 kg/m2; P = 85 kg/m;

l = 30cm (aggetto gronda) L=60 cm (aggetto baricentro accumulo neve) da cui:

M = q • l²/2 + P • L = 90 kg•m Taglio max: T=ql+P= 339 kg

L’armatura tesa è costituita da 1Φ8/20; la sezione in verifica è rettangolare con

base di 100 cm ed altezza 20 cm; il baricentro del ferro teso è a 3.0 cm dal bordo. La

verifica è soddisfatta:

σc = 3.4 Kg/cm² < 97.5 kg/cm² σs = 225 kg/cm² < 2600 kg/cm².

τc = T/0.9Bd = 0.22 kg/cm² < 6 kg/cm².

5.5.3 Verifica delle pressioni sul terreno

La pressione massima a contatto con il terreno vale:

σt = 0.7 kg/cm² < σadm.

5.6 Verifica delle strutture secondarie letto batterico

5.6.1 Verifica della soletta a sostegno della botol a

La soletta che chiude il vano di accesso con la botola è spessa 15 cm ed ha luce

libera di inflessione di 100 cm.

q = 375 kg/m2; P=200 kg (verifica locale carico concentrato in mezzeria)

L=100 cm da cui:

M = q • L² / 8 + P • L / 4= 97 kg•m Taglio max: T=qL/2 +P/2 = 288 kg



L’armatura tesa è costituita da 1Φ8/15; la sezione in verifica è rettangolare con

base di 100 cm ed altezza 20 cm; il baricentro del ferro teso è a 3.0cm dal bordo. La

verifica è soddisfatta:


τc = T/0.9Bd = 0.2 kg/cm² < 6 kg/cm².

5.6.2 Verifica delle pressioni sul terreno

La pressione massima a contatto con il terreno vale:

σt = 0.8 kg/cm² < σadm.



6 MURI DI RECINZIONE Lungo il perimetro esterno all’area in cui sorgerà l’impianto di fitodepurazione, per

uno sviluppo di circa 190 m, è prevista la realizzazione di un muretto in c.a. la cui

funzione sarà quella di sostenere il terrapieno, caratterizzato da una quota di

progetto di 207.00 m. s.l.m., nonché la recinzione in rete metallica zincata a maglia

sciolta. Lo sviluppo planimetrico di detto muro è indicato nella Figura 6-1, estratta

dalla Tavola T-08.

In corrispondenza del perimetro definito dal muro suddetto, le quote attuali del

terreno sono comprese tra un minimo di 205.50 ed un massimo di circa

208.00 m.s.l.m..

Nei tratti in cui tali quote sono inferiori a 206.50 m s.l.m., il manufatto fungerà da

muro di sostegno in calcestruzzo armato a sbalzo ed in particolare, per quote

comprese tra 205.50÷206.00 m s.l.m., verrà adottata la sezione tipo “A” riportata in

Figura 6-2, mentre per quote comprese tra 206.00÷206.50 m s.l.m. verrà adottata la

sezione tipo “B”. Nei tratti in cui invece la quota dell’attuale piano campagna risulti

maggiore di 206.50 m s.l.m., il terreno verrà raccordato con il piazzale dell’impianto

tramite scarpate di modesta dimensione, di inclinazione 1:1. In questo caso il muretto

in c.a. fungerà semplicemente da sostegno della recinzione in rete metallica zincata

e la sua sezione tipo sarà quella riportata in Figura 6-2 (sezione tipo “C”).

Figura 6-1: Vista planimetrica dell’impianto di fitodepurazione, individuazione dei singoli tratti interes-

sati dalle diverse tipologie di muro.

Le indicazioni sopra riportate sono riassunte in Tabella 6-1 dove, per ogni sezione

tipo è inoltre indicato il relativo sviluppo lineare lungo il perimetro circostante l’area di



fitodepurazione. L’individuazione dei singoli tratti interessati dalle diverse tipologie di

muro sono indicate nella stessa Figura 6-1.

Figura 6-2: Sezioni tipo per il muro di recinzione ed il cordolo in c.a..

Tabella 6-1: Sezioni tipo da realizzare in funzione della quota attuale del terreno, relativo sviluppo li-neare

Quota attuale p.c Sezione tipo Sviluppo lineare [m s.l.] adottata [m]

205.50÷206.00 A 38.7

206.00÷206.50 B 31.7

> 206.50 C 120.5

Tutti i manufatti verranno realizzati con calcestruzzo Rck 300 (σc,amm=97.5 kg/cm2,

τCO=6.0 kg/cm2) armato con barre di acciaio Feb 44k (σA,amm=2600 kg/cm2) ed il





Il progetto dei muri a sbalzo tipo “A” e tipo “B”, è stato eseguito con l’ausilio del

software MAX 9.0 della ditta AZTEC informatica, attraverso il quale è possibile

analizzare tra le altre cose muri di sostegno del tipo “a mensola”.

Il programma è in grado di calcolare in automatico il peso proprio dei manufatti

(P.P.) e la spinta del terreno in condizioni statiche (S0). Le caratteristiche di

resistenza dei terreni a tergo dei manufatti, sono le stesse già introdotte per tutti i

manufatti collocati in prossimità dell’impianto di fitodepurazione :

γ = 1.9 t/m3; γsat = 2.0 t/m3; c= 0 t/m3; ϕ = 28°.

Anche la spinta dovuta alla presenza di falda (Sw) viene valutata in automatico dal

programma una volta che si sia impostata la posizione della falda all’interno del

terreno. Come già è stato fatto per tutti i manufatti disposti in prossimità dell’impianto

di depurazione, la quota della falda, relativa al livello di massima piena

duecentennale che può verificarsi in Arno, è stata assunta pari a 206.04 m s.l.m..

I sovraccarichi stradali agenti sul terreno adiacente ai manufatti sono stati

schematizzati con un carico verticale uniforme ∆q = 1.0 t/m.

Poiché l’altezza dei muri in progetto risulta inferiore ai 3.00 m, nelle verifiche non

si è presa in considerazione la presenza di forze sismiche ∆SAE e SIN.S..

Le verifiche sono state condotte, anche in questo caso, con il metodo delle

tensioni ammissibili.

Poiché il programma simula la presenza di terreno a partire dal punto sommitale

del paramento verticale, le verifiche sono state condotte trascurando lo spessore di

paramento verticale, di altezza 15 cm, che emerge fuori terra. Per maggiori dettagli

circa le metodologie impiegate nelle verifiche si rimanda al fascicolo di calcolo

Allegato E – Elaborato A-04.

6.2 Risultati ottenuti

Come meglio esplicato nel suddetto allegato E, i manufatti oggetto del presente

paragrafo, muro tipo “A” e muro tipo “B”, sono stati sottoposti a verifiche a

ribaltamento, a scorrimento, a carico limite ultimo e di stabilità globale.



Le combinazioni di carico prese in considerazione sono le più gravose che

possano instaurarsi a tergo del muro, ovvero azione simultanea di tutti i carichi

elencati nel paragrafo 6.1: P.P., S0, Sw, ∆q.

La posizione della falda a tergo del muro, come già si è ricordato nel precedente

paragrafo, è stata collocata alla quota di massima piena duecentennale,

206.04 m s.l.m.. Anche a valle del muro, la posizione della falda è stata posta

coincidente con 206.04 m s.l.m., sia per la tipologia di muro “A”, che per la tipologia

“B”. Nel caso del muro di tipo “A”, tuttavia, si è presa in considerazione una seconda

combinazione di carico, più gravosa ai fini delle verifiche di stabilità a traslazione e

stabilità globale, ponendo la falda a valle del muro coincidente con la quota del piano

campagna, 205.50 m s.l.m..

Tutte le verifiche così eseguite hanno dato esito positivo, con valori dei coefficienti

di sicurezza sempre inferiori ai minimi richiesti da normativa. I risultati ottenuti sono

brevemente riassunti in Tabella 6-2.

Tabella 6-2:Verifiche dei muri di sostegno: risultati ottenuti

Tipo BFS Minimo C1 C2

Traslazione 1.5 2.40 3.02 2.88Scorrimento 1.3 1.85 1.65 1.87Carico Limite 2.0 2.09 2.26 2.17

Stabilità Globale 1.3 1.59 1.46 1.72

Tipo A



7 MANUFATTI IN C .A. A SERVIZIO DEL COLLETTORE FOGNARIO I pozzetti oggetto del presente paragrafo sono quelli collocati lungo lo sviluppo del

collettore all’impianto di fitodepurazione (vedi Tavole T-02 e T-09).

Le verifiche strutturali che seguono si riferiscono alle condizioni geometriche e di

carico più gravose per i vari manufatti presenti lungo il collettore. In questo senso,

essendo detti manufatti caratterizzati dagli stessi spessori e dalle stesse armature, ai

fini delle verifiche vengono presi in esame unicamente quelli ritenuti più

rappresentativi ed in particolare il pozzetto scaricatore di piena identificato con la

lettera “C” e la stazione di sollevamento identificata col numero “2”.

Il pozzetto scaricatore di piena “C”, sarà da considerarsi rappresentativo anche dei

pozzetti scaricatori di piena “A”, “B” ed “E” e del pozzetto di confluenza “C3”. Tali

pozzetti verranno realizzati con calcestruzzo Rck 300 (σc,amm=97.5 kg/cm2,

τCO=6.0 kg/cm2) armato con barre di acciaio Feb 44k (σA,amm=2600 kg/cm2) ed il


La stazione di sollevamento n° 2, sarà invece da ri tenersi rappresentativa anche

della stazione di sollevamento n° 1 e del pozzetto scaricatore di piena “D”. Tali

manufatti verranno realizzati con calcestruzzo Rck350 (σc,amm=110 kg/cm2, τCO=6.67

kg/cm2) armato con barre di acciaio Feb 44k (σA,amm=2600 kg/cmq) ed il copriferro

minimo sarà pari a 3.0 cm.


Ai fini della verifica strutturale dei manufatti sopra indicati, si è proceduto

scomponendo idealmente ogni singolo manufatto nelle sue pareti (parete corta “P.C.”

e parete lunga “P.L.”), nella sua soletta superiore (“S.S.”) e nella sua soletta di

fondazione (“S.F.”), le quali sono considerate adeguatamente vincolate lungo i bordi

e soggette ai carichi effettivamente agenti sulle stesse, quali pesi propri e

permanenti, spinte geostatiche e sismiche, sia in presenza che in assenza di falda,

effetto dei sovraccarichi agenti sulla soletta e sul terreno adiacente.

7.1.1 Pareti Laterali e Soletta Superiore

Per quanto riguarda la verifica delle pareti laterali e della soletta superiore, queste







vengono riassunti nella Relazione Geotecnica allegata al progetto (Elaborato A-07).


γ = 1.9 t/m3; γsat = 2.0 t/m3; c = 0 t/m3; ϕ = 25°.


gravose si considera la presenza di falda alla stessa quota del p.c.



utilizzando il coefficiente di spinta a riposo, k0 = 1 – sen ϕ, anziché il coefficiente di

spinta attiva ka, con ka < k0. La spinta in presenza di sisma orizzontale è invece

valutata, in analogia a quanto previsto per le opere di sostegno delle terre dal

D.M. 11.03.1988, considerando sia l’incremento di spinta sulla parete, sia l’inerzia



C = (S-2)/100 = 0.07.

Considerato che la posizione dei manufatti analizzati è prospiciente ad una strada

provinciale, ai fini del calcolo delle spinte orizzontali che il terreno trasmette ai

manufatti, i sovraccarichi stradali agenti sul terreno ad essi adiacenti sono stati in

questo caso schematizzati con un carico verticale uniforme q = 2.0 t/m2.

Per il calcolo delle solette superiori si considera invece la presenza, sulle stesse,

delle impronte di carico di 30 x 30 cm, corrispondenti al mezzo convenzionale “M.C.”

da 60 t a 3 assi previsto per i ponti stradali di 1A categoria, tenendo anche conto



Le verifiche delle solette di fondazione sono state eseguite manualmente

mediante un calcolo di tipo semplificato. In particolare, una volta individuate le

sollecitazioni totali “Ptot” che la soletta di fondazione trasmette al terreno sottostante

nelle condizioni di carico più gravose, si è ipotizzato che il terreno sia in grado di

esplicare, a contatto con la soletta, una reazione uniformemente distribuita su tutta la

superficie inferiore della soletta di area A, diretta dal basso verso l’alto: A

Pp tot

tot = .








orientate secondo le direzioni parallele ai lati X ed Y sono rispettivamente:

4x

4y

4y

totx llk

lpp


dove:



k rappresenta il coefficiente per piastre comunque vincolate (Grashov): nel caso in

cui si abbia un vincolo ad incastro lungo tutti e quattro i lati della soletta, risulta k = 1.

7.2 Pozzetto scaricatore di piena – C


2.40 x 1.60 m, con spessori di tutte le membrature pari a 20 cm. Il manufatto sarà

collocato in sito in modo tale che la sua superficie superiore si trovi 5 cm al di sotto

degli strati di binder (di spessore 12 cm) e usura (di spessore 3 cm) atti a costituire la

sede stradale. Il chiusino in ghisa sferoidale che correderà il pozzetto sarà collocato

in sito in modo tale che la sua superficie superiore realizzi una condizione di

continuità col lo strato di usura stradale.



pareti laterali in modo tale da realizzare lungo il bordo un vincolo di incastro. Avendo

definito un sistema di riferimento cartesiano locale con direzione X corrispondente al

lato lungo e direzione Y corrispondente al lato corto della soletta, la stessa viene

schematizzata come una piastra di dimensioni 2.40 x 1.60 x 0.20 m, incastrata sulle

pareti del pozzetto in corrispondenza dei n° 4 bord i, lungo i quali è impedita la

traslazione in direzione verticale e le rotazioni attorno agli assi X ed Y.





ma;

- “Tsup “ + “B.”: azione dovuta alla presenza di uno spessore di 5 cm di terreno

superficiale al di sopra della soletta di fondazione oltre che di uno spessore

12 cm di binder stradale e 3 cm di usura. Posto, a favore di sicurezza,

γB. = γTsup = 2.0 t/m3, il carico uniformemente distribuito agente in corrispon-

denza della soletta di copertura risulta pari a:

qTsup+B. = γB.x0.2 = 0.4 t/m2;

- “M.C.”: azioni del mezzo convenzionale da 60 t a 3 assi, agente in corri-





155.556 t/m2. In relazione alla posizione in pianta delle impronte del mezzo

convenzionale, si sono considerate le seguenti condizioni di carico

(Figura 7-1):

M.C. POS.1: mezzo convenzionale in posizione 1;




M.C. POS.5: mezzo convenzionale in posizione 5.

Si può osservare che in questo caso, a differenza di quelli analizzati nel

paragrafo 2, l’azione del mezzo convenzionale da 60 t a 3 assi non agisce

direttamente sulla superficie superiore del pozzetto, ma in corrispondenza del

suolo stradale, cosa questa che determina una piccola diffusione dei carichi

direttamente applicati sulla soletta. Aver assunto che le impronte del M.C.

siano applicate alla soletta superiore con dimensioni di 30x30 cm risulta

dunque essere un’ipotesi a favore di sicurezza.






qFC = 0.4 t/m2;



CC1 – P.P. + Tsup + B. + F.C.;

CC2 – P.P. + Tsup + B. + MC POS1;




CC6 – P.P. + Tsup + B. + MC POS5.


nel modo seguente:



Dai risultati dell’elaborazione (vedi Allegato F – Elaborato A-04), si desume che le











P.P.= γcls x 2.40 x 1.60 x 0.20 = 1.920 t.

- “B.” + “Tsup ”: peso del binder stradale e del terreno superficiale sovrastanti la

soletta superiore. Poiché γB. = γT.Sup = 2.0 t/m3, tali carichi assumono i se-

guenti valori:

B. + Tsup = γB. x 2.40 x 1.60 x 0.20 = 1.536 t;


S.S = γcls x 2.40 x 1.60 x 0.20 = 1.920 t;


valore seguente:

P.L. = γcls x (2.40 x 1.60 – 2.00 x 1.20) x 1.45 = 5.220 t.




sarà ripartito sull’area 30 x 30 cm. Poiché l’area massima occupata dalle

impronte al di sopra del pozzetto in esame è pari a 0.24 m2 (posizione n°5,

Figura 7-1) il carico più gravoso che il mezzo convenzionale trasmette alla

soletta di fondazione ammonta a:

M.C. = 155.556 x 0.24 = 37.333 t.






ne.

“Sw”: sottospinta dovuta alla presenza di falda. Poiché tale azione agisce

dal basso verso l’alto, risultando discorde a tutte le forze sopra elencate, la

sua presenza non è stata tenuta in considerazione nelle verifiche effettuate.





• Ptot= P.P. + B + Tsup + S.S. + P.L. + M.C. = 47.93 t;

• 2tot

tot m/t48.1260.1x40.2

93.47A

Pp === .

I relativi carichi px e py sono quindi:

• 2

44

4

4x

4y

4y

totx m/t06.240.260.1x1

60.148.12

llk

lpp =

+=

+= ;

• 2

xtoty m/t42.1006.248.12ppp =−=−= .


988.012

40.206.212

lpM

22xx

x =⋅==− t;

494.024

40.206.224

lpM

22xx

x =⋅==+ t;

224.212

60.142.1012

lpM

22yy

y =⋅==− t;

112.124

60.142.1024

lpM

22yy

y =⋅==+ t.








scia diretta secondo y), −yM = 2.224 t/m, le tensioni indotte nel calcestruzzo e

nell’acciaio risultano:

• σC = 59.0 kg/cm2;

• σA = 2556 kg/cm2;

• σ’A = 278 kg/cm2;



dove:





con barre di acciaio Feb 44k (σA,amm= 2600 kg/cm2), le tensioni indotte nei materiali

dai carichi agenti in soletta sono inferiori rispetto a quelle ammissibili e le verifiche

risultano pertanto soddisfatte.




trasmessa è pari a L=(2x2.2+2x1.40)=7.2m, si ottiene che l’azione tagliante unitaria è

data da T = Ptot/L = 47.9/7.2 = 6.7 t/m. Pertanto la tensione tangenziale massima può


=⋅⋅

==τ17.00.19.0

7.6hB9.0

Tmax 43.5 t/m2 = 4.35 kg/cm2.





Le pareti del pozzetto hanno dimensioni (HxLxs) pari a 1.85x2.40x0.20m (parete

lato lungo “P.L.”), e pari a 1.85x1.60x0.20m (parete lato corto “P.C.”). Ai fini delle

verifiche, le pareti vengono schematizzate come piastre delle dimensioni suddette,

incastrate in corrispondenza della soletta di fondazione (bordo inferiore), delle pareti

ad esse ortogonali (bordi laterali), e della soletta di copertura (bordo superiore). Dette

membrature sono soggette alle spinte delle terre, sia in condizioni statiche che

sismiche, con o senza falda, al peso proprio ed alle azioni trasmesse dalla soletta

superiore.

Per il calcolo delle spinte si utilizzano i seguenti parametri geotecnici di progetto:






ma;

- “B. “ + “Tsup “ + “S.S.”: peso del binder stradale, del terreno superficiale so-

vrastanti la soletta superiore e della soletta superiore stessa, pari a:

γB. x 2.40 x 1.60 x 0.20 + γcls x 2.40 x 1.60 x 0.20 = 3.456 t. Supponendo

che tale peso si trasmetta alle pareti sottostanti ripartendosi uniformemente

attraverso l’area A = (1.60x2.40) - (1.20x2.00) = 1.44 m2, si ottiene che

3.456/1.44 = 2.400 t/m2 vengono trasmesse attraverso tutta la superficie

superiore delle pareti. Considerato che lo spessore di entrambe le pareti è

pari a 20 cm, tale peso può essere schematizzato come una linea di carico

agente in corrispondenza del bordo superiore, di entità pari a:

B. + Tsup + S.S. = 2.400 X 0.20 = 0.480 t/m.




trasmette alle pareti laterali ammonta a 37.333 t, e si ipotizza uniformemen-

te ripartito sull’area A = 1.44 m2. Considerato che lo spessore di entrambe

le pareti è pari a 20 cm, il peso del mezzo convenzionale che si trasferisce

alle pareti può essere schematizzato come una linea di carico agente in cor-

rispondenza del bordo superiore, di entità pari a:

M.C. = (37.333/1.44) x 0.20 = 5.185 t/m.



periore: qFC x 2.40 x 1.60 = 1.536 t. Poiché, come nel caso della soletta di

fondazione, F.C. si trasmette attraverso la stessa area A attraverso cui si

trasmette anche M.C., risultando però a questa nettamente inferiore (1.536 t

<<< 37.333 t) e quindi meno gravosa, F.C. non è stata presa in considera-

zione nelle verifiche della soletta di fondazione.



de un diagramma di forma trapezoidale, con minimo alla profondità



z = 0.20 m (bordo superiore della parete) e massimo a z = 2.05 m (bordo in-

feriore della parete):

σ’V0 (z=0.20) = k0 γ z = 0.577 x 1.9 x 0.20 = 0.220 t/m2;

σ’V0 (z=2.05) = k0 γ z = 0.577 x 1.9 x 2.05 = 2.247 t/m2.

Nel caso in cui invece la falda sia presente alla quota del piano campagna,

i valori delle tensioni litostatiche risultano le seguenti:

σ’V0 (z=0.20) = k0 (γsat - γw) z = 0.577 x 1.0 x 0.20 = 0.115 t/m2;

σ’V0 (z=2.05) = k0 (γsat - γw) z = 0.577 x 1.0 x 2.05 = 1.183 t/m2.

Il diagramma di spinta del terreno risulta dunque ridotto.

Al fine di tener conto della presenza di falda si è pertanto introdotto nelle

analisi un diagramma di spinta negativo e di forma triangolare, con minimo

a z=0.20 m e massimo a z=2.05 m pari a:

σ’V0corr (z=0.20) = 0.115 – 0.220 = -0.005 t/m2.

σ’V0corr (z=2.05) = 1.183 - 2.247 = -1.064 t/m2.


nell’eventualità che la falda si trovi in corrispondenza della superficie del

p.c.. A tale spinta corrisponde un diagramma di forma trapezia, variabile tra:

σw (z=0.2) = γw z = 1.0 x 0.20 = 0.20 t/m2;

σw (z=2.05) = γw z = 1.0 x 2.05 = 2.050 t/m2.

- “∆q”: Spinta dovuta ai sovraccarichi stradali. In questo caso, avendo assunto

per i sovraccarichi stradali un valore di 2.0 t/m2, tale spinta si trasmette alle

pareti laterali del pozzetto tramite un diagramma di forma rettangolare (di-

stribuzione uniforme), di entità pari a:

∆q = k0 2.0 = 1.154 t/m2.







ϕϕ

sen

senRankinek A +

−=1

1)(

25.0

2

2

)cos()cos(

)()(1)cos(coscos

)'(cos)(

−⋅++−−⋅++++⋅⋅

−−=−


βψφ

i

isensenOMk AE

dove:






Risulta pertanto: 406.0k A = e 413.0k AE = . Si assume che la spinta ∆SAE


del piano campagna, e minimo nullo alla profondità z = 2.05 m. A favore di

sicurezza, si riporta il valore che si ottiene per ∆SAE nel caso in cui la falda

sia assente:

SA = ½ kA γ x 2.052;

SAE = ½ kAE γ x 2.052;



∆SAE = ½ σ’H∆SAE(z=0) 2.05,

risulta:



σ’H∆SAE (z=0.02 -bordo superiore-) ≈ 0.027 t/m2;



- “SIN.S.”: Spinta dovuta all’inerzia sismica della parete, pari al 7% del peso del-

la parete stessa. A tale spinta corrisponde un diagramma di forma rettango-

lare (distribuzione uniforme), di entità pari a:




CC1 – P.P. + S.S. + S0 + Sw + ∆q;

CC2 – P.P. + S.S. + S0 + Sw + ∆q + M.C.;

CC3 – P.P. + SS + S0 + Sw + ∆q + ∆SAE + SIN.S..




c) P.C., parete “corta” (L = 1.40 m, H = 1.65 m):



d) P.L., parete “lunga” (L = 2.20 m, H = 1.65 m):







Nel caso in cui all’interno del terreno si rinvenga la presenza di falda alla stessa

quota del piano campagna, è importante valutare l’entità della sottospinta che si

genera in corrispondenza della superficie inferiore della soletta di fondazione stessa.







ed scop gli spessori rispettivamente della soletta di fondazione, delle pareti esterne e

della soletta di copertura (splatea=sP=scop=20 cm); con HP l’altezza delle pareti

compresa tra la soletta di fondazione e quella di copertura (HP =1.45 m).

Nel caso in cui la falda si rinvenga alla stessa quota del piano campagna (2.05 m

al di sopra del piano di posa della platea di fondazione) la sottospinta risulta:

Sw = γw (AxB) (2.05+smagr) = 1.0 x (2.40 x 1.60) x 2.15 = 8.26 t.


soletta di fondazione, pareti esterne, soletta di copertura, 5 cm di terreno superficiale,

15 cm di binder ed usura stradale):

Ppozzetto= AxB [γmagrxsmagr + γclsxsplatea + γclsxscop]+ γcls[(AxB)-(A-2xsP) x (B-2xsP)] Hp

+ AxB [γtx0.05 + γbinderx0.15] = 11.4 t.

Poiché Ppozzetto > Sw non sussistono problemi di sottospinta.

7.3 Stazione di sollevamento - 2 La stazione di sollevamento al letto batterico ed ai letti di rizofiltrazione sarà

costituita da un manufatto in c.a. gettato in opera caratterizzato da una pianta

rettangolare di dimensioni 3.60 x 1.90 m suddiviso in n° 2 scomparti interni. Le pareti

esterne ed il setto di separazione interno del manufatto avranno altezza variabile tra

1.20 ÷ 3.40 m e tutte le membrature avranno uno spessore di 20 cm.

Il manufatto sarà realizzato in maniera tale che il suo estradosso superiore risulti

sia sormontato da una spessore di 10 cm di binder stradale. Come detto in

precedenza, il setto di separazione interno suddividerà il manufatto in 2 scomparti

(vedi Tavola T-09) caratterizzati da profondità diverse ed, in particolare, la profondità

della sezione all’interno della quale verrà alloggiata la pompa in ghisa sferoidale,

risulterà pari a 3.50 m, mentre quella che compete alla seconda sezione sarà pari a

1.20 m.

Il manufatto verrà realizzato con calcestruzzo Rck 350 (σc,a = 110 kg/cm2, τCO =

6.67 kg/cm2) armato con barre di acciaio Feb 44 k (σA,a = 2600 kg/cm2) ed il






pareti laterali in modo tale da realizzare lungo il bordo un vincolo di incastro. Al fine di

tenere in considerazione le combinazioni di carico più gravose che possono

verificarsi in corrispondenza del manufatto in esame, la soletta viene schematizzata

come una piastra di dimensioni 3.60 x 1.90 x 0.20 m, incastrata sulle pareti del

pozzetto in corrispondenza dei n° 4 bordi esterni e dell’unico bordo interno, lungo i

quali è impedita la traslazione in direzione verticale e le rotazioni attorno agli assi X

ed Y.



ma;

- “B.”: azione dovuta alla presenza di uno spessore di 10 cm suolo stradale al

di sopra della soletta di copertura, comprensivo di 3 cm di usura e 7 cm di

binder. Posto γB. = 2.0 t/m3, il carico uniformemente distribuito agente in cor-

rispondenza della soletta di copertura risulta pari a:

qB. = γB.x0.1 = 0.2 t/m2.






155.556 t/m2. Il numero massimo di impronte del mezzo convenzionale che

ricadono al di sopra di questa membratura è pari ad 2. In relazione alla po-

sizione in pianta delle impronte del mezzo convenzionale, si sono dunque





Anche in questo caso, come per il pozzetto scaricatore di piena C, l’azione del

mezzo convenzionale da 60 t a 3 assi non agisce direttamente sulla superficie

superiore del pozzetto, ma in corrispondenza del suolo stradale, cosa questa



che determina una piccola diffusione dei carichi direttamente applicati sulla

soletta. Aver assunto che le impronte del M.C. siano applicate alla soletta

superiore con dimensioni di 30x30 cm risulta dunque essere un’ipotesi a

favore di sicurezza.




qFC = 0.4 t/m2.



CC1 – P.P. + B. + F.C.;

CC2 – P.P. + B. + MC POS1;

CC3 – P.P. + B. + MC POS2;

CC4 – P.P. + B. + MC POS3.


nel modo seguente:














P.P.= γcls x 1.90 x 1.90 x 0.20 = 1.805 t.

- “B.”: peso del binder stradale al di sopra della soletta superiore, di spessore

pari a 0.10 m. Poiché γB.=2.0 t/m3 tale carico assume il seguente valore:

B. = γB. x 1.902 x 0.10 = 0.722 t;

- “S.S.”: peso della soletta superiore, ipotizzando, a favore di sicurezza, che il

suo spessore sia pari 0.3 m:

S.S = γcls x 1.90 x 1.90 x 0.30 = 2.708 t;


valore seguente:

P.L. = γcls x (1.902 –1.502) x 2.90 = 9.860 t.




sarà ripartito sull’area 30 x 30 cm. Poiché il massimo numero di impronte

che ricade al di sopra della porzione di soletta di copertura di dimensioni

1.90x1.90 è pari a 2 (vedi Figura 7-2), il carico più gravoso che il mezzo

convenzionale trasmette alla soletta di fondazione ammonta a:

M.C. = 2x14 = 28 t.






ne.






questo paragrafo.



zione in cui il tirante idrico ammonti ad HTP=1.84 m (vedi Tavola T-09):

T.P. = γwx HTP= 1.00 x 1.84 = 1.84 t/m2.



• Ptot= P.P. + B + S.S. + P.L. + M.C. + T.P. = 44.94 t;

• 2tot

tot m/t45.1290.1x90.1

94.44A

Pp === .


• 2

44

4

4x

4y

4y

totyx m/t22.690.190.1x1

90.145.12

llk

lppp =

+=

+== ;


872.112

90.122.612

lpMM

22xx

yx =⋅=== −− t m/m;

936.024

90.122.624

lpMM

22xx

yx =⋅=== ++ t m/m;








scia diretta secondo X o Y), −− = yx MM =1.872 t/m, le tensioni indotte nel calcestruz-

zo e nell’acciaio risultano:



• σC = 49.6 kg/cm2;

• σA = 2151 kg/cm2;

• σ’A = 234 kg/cm2;

dove:




Avendo ipotizzato di impiegare calcestruzzo Rck 350 (σc,amm=110 kg/cm2) armato

con barre di acciaio Feb 44k (σA,amm= 2600 kg/cm2), le tensioni indotte nei materiali

dai carichi agenti in soletta sono inferiori rispetto a quelle ammissibili e le verifiche

risultano pertanto soddisfatte.




trasmessa è pari a L=(4x1.7)=6.8 m, si ottiene che l’azione tagliante unitaria è data



=⋅⋅

==τ17.00.19.0

6.6hB9.0

Tmax 43.5 t/m2 = 4.35 kg/cm2.





Entrambe le pareti del manufatto hanno dimensioni (HxLxs) pari a

3.40x1.90x0.20m. Ai fini delle verifiche, tali pareti vengono schematizzate come

piastre delle dimensioni suddette, incastrate in corrispondenza della soletta di

fondazione (bordo inferiore), delle pareti ad esse ortogonali (bordi laterali), e della

soletta di copertura (bordo superiore). Dette membrature sono soggette alle spinte

delle terre, sia in condizioni statiche che sismiche, con o senza falda, al peso proprio

ed alle azioni trasmesse dalla soletta superiore.

Per il calcolo delle spinte si utilizzano i seguenti parametri geotecnici di progetto:






ma;

- “B.“ + “S.S.”: peso del binder stradale e della soletta superiore, pari a:

γB. x 1.902 x 0.10 + γcls x 1.902 x 0.30 = 3.430 t. Supponendo che tale peso

si trasmetta alle pareti sottostanti ripartendosi uniformemente attraverso

l’area A = 1.902-1.502 = 1.36 m2, si ottiene che 3.430/1.36 = 2.522 t/m2

vengono trasmesse attraverso tutta la superficie superiore delle pareti.

Considerato che lo spessore di entrambe le pareti è pari a 20 cm, il peso di

binder e soletta superiore che si trasferisce alle pareti può essere schema-

tizzato come una linea di carico agente in corrispondenza del bordo supe-

riore, di entità pari a:

B. + S.S. = 2.522 X 0.20 = 0.504 t/m.





tito sull’area A = 1.36 m2. Considerato che lo spessore delle pareti è pari a

20 cm, il peso del mezzo convenzionale che ad esse si trasferisce può es-

sere schematizzato come una linea di carico agente in corrispondenza del

bordo superiore, di entità pari a:

M.C. = (28/1.36) x 0.20 = 4.118 t/m.



periore: qFC x 1.362 = 0.740 t. Poiché, come nel caso della soletta di fonda-

zione, F.C. si trasmette attraverso la stessa area A attraverso cui si trasmet-

te anche M.C., risultando però a questa nettamente inferiore (0.74 t <<<

28.00 t) e quindi meno gravosa, F.C. non è stata presa in considerazione

nelle verifiche della soletta di fondazione.





de un diagramma di forma trapezoidale, con minimo alla profondità z = 0.10

m (bordo superiore della parete) e massimo a z = 3.50 m (bordo inferiore

della parete):

σ’V0 (z=0.40) = k0 γ z = 0.577 x 1.9 x 0.10 = 0.110 t/m2;

σ’V0 (z=3.50) = k0 γ z = 0.577 x 1.9 x 3.50 = 3.837 t/m2.

Nel caso in cui invece la falda sia presente alla stessa quota del piano


σ’V0 (z=0.10) = k0 (γsat - γw) z = 0.577 x 1.0 x 0.10 = 0.058 t/m2;

σ’V0 (z=3.50) = k0 (γsat - γw) z = 0.577 x 1.0 x 3.50 = 2.020 t/m2.

Il diagramma di spinta del terreno risulta dunque ridotto.

Al fine di tener conto della presenza di falda si è pertanto introdotto nelle

analisi un diagramma di spinta negativo e di forma triangolare, con minimo

a z=0.10 m e massimo a z=3.50 m:

σ’V0corr (z=0.1) = 0.058 – 0.110 = -0.052 t/m2;

σ’V0corr (z=3.50) = 2.020 – 3.837 = -1.817 t/m2.


nell’eventualità che la falda sia rinvenuta alla stessa quota del p.c., a tale

spinta corrisponde un diagramma di forma trapezia, variabile tra:

σw (z=0.10) = γw z = 1.0 x 0.10 = 0.10 t/m2;

σw (z=3.50) = γw z = 1.0 x 3.50 = 3.50 t/m2.

- “∆q”: Spinta dovuta ai sovraccarichi stradali. In questo caso, avendo assunto

per i sovraccarichi stradali un valore di 2.0 t/m2, tale spinta si trasmette alle

pareti laterali del pozzetto tramite un diagramma di forma rettangolare (di-

stribuzione uniforme), di entità pari a:

∆q = k0 2.0 = 1.154 t/m2.







ϕϕ

sen

senRankinek A +

−=1

1)(

25.0

2

2

)cos()cos(

)()(1)cos(coscos

)'(cos)(

−⋅++−−⋅++++⋅⋅

−−=−


βψφ

i

isensenOMk AE

dove:






Risulta pertanto: 406.0k A = e 413.0k AE = . Si assume che la spinta ∆SAE


del piano campagna, e minimo nullo alla profondità z = 3.50 m. A favore di

sicurezza, si riporta il valore che si ottiene per ∆SAE nel caso in cui la falda

sia assente:

SA = ½ kA γ x 3.502;

SAE = ½ kAE γ x 3.502;



∆SAE = ½ σ’H∆SAE(z=0) 3.50,

risulta:



σ’H∆SAE (z=0.01 -bordo superiore-) ≈ 0.047 t/m2;









zione in cui il tirante idrico ammonti ad HTP=1.84 m (vedi Tavola T-09). Tale

carico dà origine ad una spinta triangolare sulle pareti laterali della vasca,

diretta in verso opposto alla direzione di spinta del terreno, e con massimo

in corrispondenza del punto più depresso del manufatto:

T.P. = γwx HTP= 1.00 x 1.84 = 1.84 t/m2.

- “S.”: azione corrispondente alla presenza di acqua all’interno della stazione

di sollevamento al livello di stacco della pompa, ovvero nella condizione in

cui il tirante idrico ammonti ad HS= 0.40 m (vedi Tavola T-09). Tale carico

dà origine ad una spinta triangolare sulle pareti laterali della vasca, diretta in

verso opposto alla direzione di spinta del terreno, e con massimo in corri-

spondenza del punto più depresso del manufatto:

S. = γwx HS= 1.00 x 0.40 = 0.40 t/m2.



CC1 – P.P. + B. + S.S. + S0 + Sw + ∆q;

CC2 – P.P. + B. + S.S. + S0 + Sw + ∆q + M.C.;

CC3 – P.P. + B. + S.S. + S0 + Sw + ∆q + ∆SAE + SIN.S.;

CC4 – P.P. + B. + S.S. + S0 + ∆q + T.P.;












Nel caso in cui all’interno del terreno si rinvenga la presenza di falda alla stessa

quota del piano campagna, è importante valutare l’entità della sottospinta che si

genera in corrispondenza della superficie inferiore della soletta di fondazione stessa.




la dimensione del lato della stazione (A=1.90 m); con splatea, sP ed scop gli spessori

rispettivamente della soletta di fondazione, delle pareti esterne e della soletta di

copertura (splatea=sP=20 cm, scop=30 cm); con HP l’altezza delle pareti compresa tra la

soletta di fondazione e quella di copertura (HP =2.90 m).

Nel caso in cui la falda si trovi alla stessa quota del piano campagna (3.50 m al di

sopra del piano di posa della platea di fondazione) la sottospinta risulta:

Sw = γw A2 (3.50+smagr) = 1.0 x 1.902 x 3.60 = 13.0 t.


soletta di fondazione, pareti esterne, soletta di copertura, 10 cm di binder ed usura

stradale):

Ppozzetto= A2[γmagrxsmagr+γclsxsplatea+γclsxscop]+ γcls[A2-(A-2xsP)2]Hp+A2[γbinderx0.10] =

15.8 t.

Poiché Ppozzetto > Sw non sussistono problemi di sottospinta.



8 STIMA DELLA PRESSIONE DI COLLAUDO PC Poiché la scelta dello spessore delle condotte dipende dalla pressione massima

che si può verificare nelle più gravose condizioni di funzionamento idraulico del

sistema, comprese le eventuali sovrappressioni ∆p, moltiplicato per 1.5, è stato

necessario individuare il valore della pressione di collaudo delle due condotte in

progetto poiché questa è la pressione massima a cui esse saranno sottoposte.

Il sovraccarico da colpo d’ariete può essere valutato forfettariamente, in base a

quanto indicato nel D.M. 12.12.1985 “Normativa tecnica per le tubazioni”, come:

2cm/kg5.2p =∆ ≈25.0 m c.a.

pertanto le pressioni di esercizio sono date da:

ppp maxE ∆+=

dove:

- pE: sono le pressioni di esercizio; - pmax: sono i valori massimi di pressione, che possono verificarsi in asse alle tu-

bazioni, per il più gravoso funzionamento idraulico del sistema; - ∆p : sono le eventuali sovrappressioni determinate da imprevedibili condizioni

di esercizio, comprese quelle conseguenti a fenomeni transitori e da ma-novre di regolazione del sistema.

Come è possibile evincere dall’elaborato A-02 “Relazione tecnica di

dimensionamento”, le pressioni massime che si verificano nelle due condotte in

ghisa sferoidale sono pari a:

- Pmax DN100 = 6.00 m c.a. per la condotta DN100;

- Pmax DN150 = 11.80 m c.a. per la condotta DN150.

Da cui:

- bar1.3.a.cm00.31m00.25m00.6ppp max100DNE ≈=+=∆+= ;

- bar68.3.a.cm80.36m00.25m80.11ppp max150DNE ≈=+=∆+= .

Pertanto, la pressione di collaudo pc risulta:

- bar65.4p5.1p 100DNE100DNC =⋅= ;

- bar52.5p5.1p 150DNE150DNC =⋅= .



Tali pressioni di esercizio e di collaudo rientrano ampiamente nei limiti di

funzionamento dei tubi in ghisa sferoidale impiegati per esercizio in pressione ed

individuati dalla normativa UNI EN 598. In Tabella 8-1 si riportano infatti i valori di

PFA1, PMA2 e PEA3 definiti nella normativa europea sopracitata (Tubi per fognatura

per esercizio in pressione).

Tubi e raccordi con giunti a bicchiere

DN PFA PMA PEA

(mm) (bar) (bar) (bar)

100 40 48 53

150 40 48 53

Tabella 8-1 Valori massimi di PFA, PMA e PEA per tubi e raccordi con giunti a bicchiere (Pro-spetto A.1, UNI EN 598).

Nel caso in cui si abbiano raccordi a flangia, i valori della pressione di collaudo

sopra determinati dovranno essere confrontati con i massimi valori di PFA, PMA e

PEA relativi a tali raccordi. Poiché la tipologia di saracinesche previste dal progetto

sono di classe PN16, cui corrisponde una pressione di funzionamento ammissibile

PFA pari a 16 bar, ne deriva che le pressioni di esercizio e di collaudo sopra

determinate rientrano anche in questo caso nei limiti di funzionamento previsti dalla

normativa.

1 PFA: Pressione di funzionamento ammissibile. È la massima pressione idrostatica che un compo-

nente può sopportare con sicurezza in servizio continuo.

2 PMA: Pressione di funzionamento massima ammissibile. È la massima pressione interna occasiona-

le, sovrappressione inclusa, che un componente può sopportare in esercizio.

3 PEA: Pressione di prova ammissibile. È la massima pressione idrostatica che un componente appe-

na installato può sopportare per un periodo di tempo relativamente breve allo scopo di misurare

l’integrità e la tenuta della tubazione



9 VERIFICA STATICA DELLE CONDOTTE IN GHISA SFEROIDALE .

9.1 Schema di calcolo Le sezioni di posa delle condotte sono state identificate in conformità alle

indicazioni contenute nella norma UNI EN 598, appendice D “Metodo di calcolo per

tubazioni interrate, altezze di copertura ammissibili”.

I carichi che possono agire su una tubazione si possono distinguere in carichi

uniformi e di tipo distorsionale (che determinano flessioni diametrali; agiscono in tal

senso i carichi del terreno ed i carichi accidentali come quelli dovuti al passaggio di

automezzi). Tali carichi, che tendono ad ovalizzare la tubazione, possono essere

ricondotti ad un’unica forza risultante, equivalente ai carichi realmente agenti,

applicata sulla generatrice superiore della condotta interrata.

Il criterio di verifica proposto dalla normativa UNI sopracitata si basa sulla stima

dell’ovalizzazione ∆ (in percentuale) indotta dai carichi agenti sulla tubazione

mediante la formula seguente:

( )'8

100

EfS

PPK te

⋅+⋅+⋅⋅=∆

dove:

- K: è il coefficiente di appoggio; - S: è la rigidezza diametrale del tubo (prospetto 10 norma UNI EN 598). Per tubi

di fognatura funzionanti in pressione si ha: SDN100=710 kN/m2 (per DN100) e SDN150=230 kN/m2 (per DN150);

- f: è il coefficiente di pressione laterale (f=0.061); - E’: è il modulo di reazione del terreno [kN/m2]; - Pt: è la pressione dovuta al carico del traffico [kN/m2]; - Pe: è la pressione dovuta al carico dei terreni [kN/m2] con Pe=γH, dove γ è il peso

specifico del terreno e H è l’altezza di ricoprimento.

L’ovalizzazione calcolata con tale formula non deve risultare maggiore della

deformazione diametrale ammissibile δ riportata nello stesso prospetto n° 10 della

norma UNI EN 598 che, per tubi di fognatura funzionanti in pressione ed aventi

diametro nominale DN100 è pari a δDN100=1.30%, mentre per tubi DN150 risulta

essere δDN150=1.90%.

Nell’espressione dell’ovalizzazione, la pressione indotta dal carico dovuto al

traffico Pt, distribuita uniformemente sulla parte superiore del tubo, è stata calcolata

con la formula seguente, valida per altezze di ricoprimento H ≥ 0.30 m:



( ) [ ]24102140 mkNH

DNPt

β⋅⋅−⋅= −

dove:

- DN: è il diametro nominale della condotta [mm]; - H: è l’altezza del ricoprimento [m]; - β: è il fattore di correzione per il carico dovuto al traffico che può assumere

valori diversi in funzione della zona di traffico su cui si esegue la posa della condotta.;

In particolare, vanno considerati tre tipi di carico dovuti al traffico:

- zone di traffico con strade principali, β = 1.50: questo è il caso generale di tut-

te le strade, ad eccezione delle strade di accesso;

- zone di traffico con strade accesso, β = 0.75: strade dove è vietato il transito di

autocarri;

- zone rurali, β = 0.50: tutti gli altri casi.

È buona norma tenere presente che, come suggerisce la normativa europea, tutte

le tubazioni dovrebbero essere progettate con un coefficiente di traffico β ≥ 0.50,

anche nel caso in cui non si ritenga che esse vengano sottoposte al carico indotto

dal traffico; le condotte posate nelle banchine e nelle scarpate stradali inoltre,

dovrebbero essere progettate per sostenere tutto il carico generato dal traffico

previsto nelle strade adiacenti.

Il coefficiente di appoggio K dipende dalla distribuzione della pressione del terreno

sulla parte superiore del tubo (lungo una distanza pari al diametro esterno) e in

corrispondenza della parte inferiore del tubo (su una distanza corrispondente

all’angolo teorico di appoggio 2α). K varia normalmente da 0.11 per 2α=20° a 0.09

per 2α=120°, dove il valore di 20° si riferisce ad un tub o semplicemente posato su un

fondo piatto della trincea di scavo, senza costipamento.

I parametri geotecnici attribuiti ai terreni attraversati dalle condotte in esame, sono

stati determinati in base alle considerazioni contenute nella relazione geotecnica

allegata al presente progetto (Elaborato A-07): c’=0 kg/cm2, φ=25°, γt= 19.0 kN/m3. Si

è assunto inoltre che il peso di volume saturo sia pari a γsat=20 kN/m3.

Nella stessa relazione geotecnica sopracitata si è osservato che nel caso in cui si

verifichi l’evento di massima piena duecentennale, nel punto più depresso del

tracciato (205.21 m s.l.m) si instaurerebbe un tirante idrico Hw=0.83 m al di sopra del



piano campagna. Per tale ragione, il valore di Pe, pressione dovuta al carico dei

terreni, sarà determinata facendo sempre riferimento ad un peso specifico saturo del

terreno γsat. Inoltre, per tenere in considerazione la presenza di acqua al di sopra del

p.c., nella formula dell’ovalizzazione proposta dalla normativa UNI EN 598, accanto

ai carchi Pe e Pt è stato inserito un carico aggiuntivo Pw, definito come: Pw = γw Hw =

10 x 0.83 = 8.3 kN/m2. La formula prima introdotta assume dunque la forma:

( )'EfS8

PPPK100 wte

⋅+⋅++⋅⋅

=∆

9.2 Risultati della verifica statica nei tratti in cui è prevista la posa in opera di un’unica condotta nella stessa trincea

Le condotte in ghisa verranno posate all’interno di trincee di forma rettangolare, di

larghezza variabile in funzione dell’altezza della trincea stessa. Nel caso in cui

l’altezza della trincea H’ sia inferiore a 1.5 m, la larghezza B della trincea sarà pari a

0.60 m per condotte DN100, e pari a 0.65 m per condotte DN150. Nel caso invece in

cui sia prevista un’altezza H’ superiore a 1.5 m, la larghezza B sarà pari a 1.10 m sia

per condotte DN100 che DN150.

La prima tipologia di trincea (altezze inferiori a 1.5 m) verrà impiegata su sede

stradale, su banchina stradale e su aree a verde. Per quanto riguarda invece la

seconda tipologia di trincea, questa verrà adottata sia su sede che su banchina

stradale ma non su aree a verde. Per maggiori dettagli sulle geometrie qui

menzionate si rimanda alla Figura 9-1 ed alla Tavola T-09.

Per quanto riguarda le modalità di rinterro, indipendentemente dal tipo di posa, si

prevedono:

- un letto di posa in sabbia compattata, di spessore di 10 cm;

- un rinfianco laterale con sabbia compattata, proseguito come ricoprimento fino

ad un’altezza di 10 cm sopra la generatrice superiore della tubazione.



Figura 9-1: Sezioni tipo di posa nel caso di un’unica condotta posata all’interno della trincea.

La restante parte di ricoprimento è funzione della tipologia di posa in relazione

all’uso del suolo soprastante. In particolare, se la posa avviene su sede stradale

asfaltata il rinterro è costituito, in senso verticale dal basso verso l’alto, da misto

cementato e dal ripristino degli strati superficiali della pavimentazione (formati da

binder e usura); se la posa avviene su banchina stradale, il ritombamento prevede la



sola presenza di misto cementato; mentre nel caso in cui si abbia posa su aree a

verde, il rinterro al di sopra dello strato di sabbia verrà realizzato con stabilizzato di

cava compattato sormontato da uno strato di terreno vegetale di spessore 30 cm.

In base a quanto riferito nel precedente paragrafo, le condizioni di verifica più

gravose si hanno per posa su sede stradale: il coefficiente per il carico dovuto al

traffico β assume infatti il suo valore massimo, pari a 1.5, mentre tutte le altre

condizioni rimangono invariate. Le verifiche statiche delle condotte in ghisa verrano

pertanto limitate alla sola condizione di “Posa su sede stradale”, assumendo

implicitamente soddisfatte tutte le altre una volta che quest’ultima sia stata

soddisfatta.

Si ipotizza dunque l’impiego di condotte in ghisa sferoidale per fognatura

funzionanti in pressione e si trascurano, in via cautelativa, gli effetti favorevoli del

costipamento del materiale di riempimento che influenzano il valore del coefficiente

di appoggio K, il quale assume così il suo valore massimo: K = 0.110.

Si ipotizza inoltre l’impiego di un terreno di rinfianco avente peso specifico saturo

medio γ=20 kN/m3 il cui modulo di reazione, a favore di sicurezza, è stato posto pari

a E’=0 kN/m2.

Ricordato che con “H” si è indicata l’altezza di ricoprimento, ovvero la distanza che

intercorre tra la generatrice superiore del tubo e la superficie del suolo, nel caso

limite in cui la trincea abbia un’altezza H’ di 1.50 m, con riferimento alla Figura 9-1 si

ha: H = H’ - L2 + 0.1, ovvero HDN100=1.3 m e HDN150=1.25 m.

Si nota che, a differenza di H, la larghezza della trincea B non compare all’interno

della formula che esprime l’ovalizzazione del tubo ∆. Con riferimento alle condotte

DN100 nella condizione limite di trincea alta 1.50 m, la verifica statica sarà pertanto

la stessa sia per le condotte poste in trincea di larghezza B=0.60m, che per quelle in

trincea B=1.10m (un discorso del tutto analogo vale per le condotte DN150 poste in

trincee di larghezza B=0.65 e B=1.10m). La massima ovalizzazione del tubo, risulta

in questo caso:

( ) ( )

30.1

15.00061.07108

3.82.450.26110.0100'EfS8

PPPK100)m50.1'H(

100DN

wte100DN

=δ<

=⋅+⋅

++⋅⋅=⋅+⋅

++⋅⋅==∆



( ) ( )

90.1

48.00061.02308

3.86.460.25110.0100'EfS8

PPPK100)m50.1'H(

150DN

wte150DN

=δ<

=⋅+⋅

++⋅⋅=⋅+⋅

++⋅⋅==∆

.

La verifica statica delle condotte, per H’=1.5 m, risulta pertanto soddisfatta.

Al fine valutare i valori limite, massimo e minimo, dell’altezza di ricoprimento H

oltre i quali le verifiche non risultano soddisfatte, la formula è stata nuovamente

applicata per H = 1.00 m (limite inferiore di ricoprimento) ed H = 2.00 m (valore

dell’altezza di ricoprimento che, per le tubazioni in ghisa sferoidale, non viene mai

superato) ottenendo:

H Pt Pe Pw ∆ ∆amm

[m] [kN/m2] [kN/m2] [kN/m2] [%] [%]DN100 1.00 58.8 20.0 8.3 0.17 1.30 ok-tubazione verificata

2.00 29.4 40.0 8.3 0.15 1.30 ok-tubazione verificataDN150 1.00 58.2 20.0 8.3 0.52 1.90 ok-tubazione verificata

2.00 29.1 40.0 8.3 0.46 1.90 ok-tubazione verificata Le verifiche risultano dunque soddisfatte per tutte le condizioni che potrebbero

verificarsi nel caso di un’unica condotta posata in trincea.

9.3 Risultati della verifica statica nei tratti in cui è prevista la posa in opera di due condotte parallele nella stessa trincea

Nel caso in cui all’interno della stessa trincea vengano posate due condotte

parallele, la tipologia di posa è quella riportata in Figura 9-2, estratta dalla

Tavola T09. Si prevede che le condotte in ghisa sferoidale vengano poggiate allo

stesso livello di quelle in PVC. Anche in questo caso, come in quello di un’unica

condotta all’interno della trincea, è previsto un letto di posa in sabbia compattata, di

spessore di 10 cm, un rinfianco laterale con sabbia compattata, proseguito come

ricoprimento fino ad un’altezza di 10 cm sopra la generatrice superiore della

tubazione. La restante parte del ricoprimento sarà costituita da un ritombamento in

misto cementato, sia per la posa su sede stradale che in quella su banchina stradale.

Come è mostrato in Figura 9-2, l’altezza di ricoprimento H sarà in entrambi i casi

maggiore o uguale ad 1.00 m.



Figura 9-2: Sezioni tipo di posa nel caso di due condotte posate nella stessa trincea.

Le verifiche delle tubazioni sono state eseguite secondo quanto esposto nel

Paragrafo 9.1 limitandosi ad analizzare la sola condizione di “posa su sede stradale”

in quanto questa risulta più gravosa rispetto a quella di “posa su banchina stradale”:

il coefficiente per il carico dovuto al traffico β assume infatti il suo valore massimo,

pari a 1.5, mentre tutte le altre condizioni rimangono invariate.

È stata dunque impiegata la stessa metodologia di calcolo già adottata per

condotte singole posate all’interno di una medesima trincea ipotizzando, a favore di

sicurezza, che tutto il carico agente nella porzione di terreno di competenza della

condotta in ghisa sferoidale (25 cm a destra e a sinistra della condotta stessa) gravi

interamente su di essa.

Trascurando, in via cautelativa, gli effetti favorevoli del costipamento del materiale

di riempimento che influenzano il valore assunto dal coefficiente di appoggio K, il

quale assume così il suo valore massimo K = 0.110, si è ipotizzato l’impiego di un

terreno di rinfianco avente peso specifico medio γ=20 kN/m3 ed un modulo di

reazione del terreno E’=0 kN/m2.

Posto H = 1.00 m, per le condotte in ghisa sferoidale, DN100 e DN150,

l’ovalizzazione del tubo ∆ risulta essere:

( ) ( )30.117.0

0061.071083.88.580.20110.0100

'EfS8PPPK100

100DNwte

100DN =δ<=⋅+⋅

++⋅⋅=⋅+⋅

++⋅⋅=∆ ;



( ) ( )90.152.0

0061.023083.82.580.20110.0100

'EfS8PPPK100

150DNwte

150DN =δ<=⋅+⋅

++⋅⋅=⋅+⋅

++⋅⋅=∆ .

Per H = 1.00 m le verifiche risultano dunque soddisfatte.

In analogia ai calcoli già eseguiti nel paragrafo 9.2, i valori di ovalizzazione delle

tubazioni risulteranno ampliamente inferiori rispetto a quelli valori ammissibili, anche

per altezze di ricoprimento pari a 2.00 m.

Le verifiche statiche delle condotte in ghisa sferoidale saranno dunque soddisfatte

anche nei tratti in cui è prevista la posa in opera di due condotte parallele posate

nella stessa trincea.



10 VERIFICA STATICA DELLE CONDOTTE IN PVC Le condotte in PVC interessate dal calcolo appartengono alla serie SN8 e sono

caratterizzate da un diametro DN200.

10.1 Schema di calcolo Poiché, a differenza delle condotte in ghisa sferoidale, la normativa vigente non

suggerisce alcun metodo di calcolo per la verifica di tubazioni interrate in PVC, a tal

proposito si è allora fatto riferimento alle metodologie di calcolo proposte in

letteratura ([Hoepl] ).

Il comportamento statico delle condotte interrate si distingue in base alla loro

rigidezza: mentre nelle condotte rigide si verifica una modesta deformazione prima

della rottura che fa sì che il criterio di dimensionamento sia quello che fa capo al

massimo carico di collasso, nelle condotte flessibili si possono verificare

deformazioni significative molto prima di giungere alla rottura. In questo caso il

criterio di dimensionamento si basa sull’individuazione della massima ovalizzazione

che il tubo può subire, da confrontare con la massima ovalizzazione ammissibile. La

distinzione tra condotte rigide e condotte flessibili si basa sulla determinazione del

coefficiente di elasticità “n”:

3

tubaz

terr

sr

E

En

=

dove:

- Eterr = modulo elastico del terreno;

- Etubaz = modulo elastico del materiale costituente la tubazione;

- r = raggio della tubazione;

- s = spessore della tubazione.

Si ha:

n ≥ 1: Condotta “flessibile”;

n < 1: “Condotta “rigida”.

Le condotte in PVC possono essere sempre classificate come “condotte flessibili”

dal momento che il coefficiente di elasticità “n” ad esse competente risulta ai fini

pratici maggiore di 1 per qualsiasi tipo di terreno e per qualsiasi dimensione del tubo.



Nel caso di una condotta flessibile la verifica statica risulta soddisfatta se il

rapporto tra la deformazione ∆ del diametro orizzontale e il diametro esterno D risulta

inferiore al 5%.

Per condotte in PVC, l’inflessione massima anticipata nella tubazione ∆y, con il

95% di probabilità, è fornita dall’espressione di Marston-Spangler:

aEk061.0SN8

k)QQD(a

rEka061.0IE

rk)QQD(y

terra

xSRe3

terrtubaz

3xSRe ∆+

⋅⋅++

=∆+⋅⋅+

+=∆

dove:

De = fattore di ritardo di inflessione che tiene conto del fatto che il terreno continua

a costiparsi nel tempo [-] (v. Tabella 10-1);

QR = carico verticale del suolo sul tubo per unità di lunghezza [kN/m] (v. Paragrafo

10.2);

QS = sovraccarico mobile sul tubo per unità di lunghezza [kN/m] (v. Paragrafo

10.3);

kx = coefficiente di inflessione, che dipende dalla capacità di sostegno fornita dal

suolo all’arco inferiore di appoggio del tubo [-] (v. Tabella 10-2);

r = raggio medio del tubo [m];

Etubaz I = fattore di rigidità trasversale della tubazione [kN m];

SN = classe di rigidità nominale della condotta:3m

tubaz

D

IESN = [kN/m2];

ka, ∆a = parametri che consentono di passare dall’inflessione media (50% di

probabilità) all’inflessione massima caratteristica (frattile di ordine 0.95 della

distribuzione statistica dell’inflessione) [-], [m] (v. Tabella 10-4);

Eterr = modulo elastico del terreno (v. Tabella 10-3).



Tabella 10-1: Fattore di ritardo di inflessione De [-].

Tabella 10-2: Coefficiente di inflessione kx [-].

Rinfusa Leggera Moderata AltaIndice Proctor <85% 85-94% >95%

Densità relativa <40% 40-70% >70%

Terreno coesivo Argilla e limo ad alta plasticità

0 0 0 350

Terreno coesivo Argilla e limo a media e bassa plasticità con meno del 25% di particelle di fango

350 1400 2800 7000

Terreno granulare coesivo Ghiaia con particelle fini con bassa o media plasticità Sabbia con particelle fini con bassa o media plasticità

700 2800 7000 14000

Terreno senza coesione Ghiaia con curva granulometrica ben assortita o non ben assortita

700 7000 14000 21000

Rocce macinate 7000 21000 21000 21000

Tipo di terreno

Compattazione

Tabella 10-3: Moduli di elasticità Eterr [kPa] del rinfianco, espressi in funzione del grado di compatta-zione.



Tabella 10-4: Valori dei parametri Ka [-] e ∆a [m].

Per altezze di ricoprimento H inferiori a 4.0 m, il valore di De è assunto pari a 2,

mentre per H ≥ 4.0 m, si è posto De=1.5.

Il valore del coefficiente di inflessione kx è stato posto, a favore di sicurezza, pari

al suo valore massimo: kx = 0.110.

La classe di rigidità nominale delle condotte previste in progetto è classe SN8

(secondo UNI EN 1401-1).

I parametri ka e ∆a sono stati assegnati in funzione all’altezza del rinterro H. In

base a quanto stabilito in Tabella 10-4, a favore di sicurezza si è fatto riferimento alla

voce ”materiale scaricato alla rinfusa e con leggero grado di costipamento”.

Per quanto riguarda infine il valore del modulo di elasticità Eterr del materiale di

riempimento, terreno misto cementato, questo è stato assimilato a “Terreno

granulare coesivo” (Ghiaia con particelle fini con bassa o media plasticità, Sabbia

con particelle fini con bassa o media plasticità) sottoposto ad un grado di

compattazione moderato: Eterr=7000 kPa.

È importante ricordare che, come già citato nel paragrafo 8, nel caso in cui si

verifichi l’evento di massima piena duecentennale, il livello del pelo libero in Arno

salirebbe alla quota di 206.04 m s.l.m. Poiché in corrispondenza del punto più

depresso del tracciato il piano campagna ha una quota di 205.21 m s.l.m, al di sopra

di tale punto si instaurerebbe un tirante idrico Hw=0.83 m.

Per tale ragione, nella formula che esprime l’inflessione massima ∆y della

tubazione, accanto ai carichi QR e Qs è stato inserito un carico aggiuntivo Qw che

tenga in conto la presenza di un battente idrico al di sopra del piano campagna:



aEk061.0SN8

k)QQQD(y

terra

xwSRe ∆+⋅⋅+

++=∆

dove Qw è definito come: Qw = γw Hw D.

Nel caso in cui Hw sia pari a 0.83 m, si ottiene: w= 10x0.83x0.20 = 1.66 kN/m.

10.2 Carico dovuto al rinterro Q R Il carico dovuto al rinterro QR, è definito in maniera differente nel caso in cui la

posa avvenga in trincea stretta o larga. Definita con “B” la larghezza della trincea, e

con “H” l’altezza di ricoprimento, ovvero la distanza che intercorre tra la generatrice

superiore del tubo la superficie del suolo, la trincea è definita “stretta” nel caso in cui

soddisfi le seguenti condizioni:

1° condizione: B ≤ 2D con H ≥ 1.5 B;

2° condizione: 2D ≤ B ≤ 3D con H ≥ 3.5 B;

in tutti gli altri casi la trincea può essere classificata come “larga”.

Come è possibile evincere dalle Figura 9-1 e Figura 9-2, e dai relativi elaborati di

progetto, per le condotte in PVC DN200 la larghezza B della trincea è variabile tra

0.70 e 1.10 m. Per qualsiasi condizione analizzata risulta pertanto: B ≥ 3D, ovvero

0.70 ÷ 1.10 m ≥ 0.60 m. La trincea è dunque classificabile come “Trincea larga ”, per

tutte le configurazioni che possano verificarsi.

Posto γt = peso specifico del terreno di rinterro [kN/m3], nel caso di tubazione

flessibile e posa in trincea larga, il carico dovuto al rinterro è data dalla relazione

[Hoepl] :

QR= Ce γt D2 [kN/m]

dove il coefficiente di carico statico Ce, per rinfianco in materiale arido stabilizzato,

praticamente sempre necessario per tubazioni flessibili, risulta Ce=H/D, da cui:

QR= Ce γt D2 = γt H D [kN/m]

Si nota dunque che nel caso di “trincea larga” tutto il carico del terreno sovrastante la

tubazione grava su di essa senza essere diminuito da un’eventuale effetto di attrito

che si sviluppa lungo la superficie verticale della trincea, con conseguente



diminuzione dei carichi gravanti sulla trincea stessa, come invece accade nel caso di

“Trincea stretta”.

Il valore del peso specifico del materiale di riempimento è stato assunto pari peso di

volume saturo γsat, nell’ipotesi in cui la falda idrica interressi tutto il volume di terreno

investigato fino al piano campagna. Per un terreno classificabile come “misto

cementato” o “stabilizzato di cava compattato”, tale parametro può essere assunto

pari a γsat = 20kN/m3.

10.3 Carico dovuto alla presenza di sovraccarichi mobili Q S – D.M. 05/1990

Il carico dovuto alla presenza di sovraccarichi mobili è stato determinato in

conformità al D.M.LL.PP. 04/05/1990 “Aggiornamento delle norme tecniche per la

progettazione, esecuzione e collaudo di ponti stradali”, con riferimento al carico più

gravoso previsto dalla norma, ovvero mezzo convenzionale da 60 t a tre assi aventi

le caratteristiche indicate in Figura 10-1.

Figura 10-1: Schema di carico da adottare per il mezzo convenzionale da 60 t a tre assi.

Attraverso ogni impronta di carico, di dimensioni 30 x 30 cm, si trasmette pertanto un

carico pari a 60/6=10 ton. Trascurando il fatto che il carico di 10 ton è uniformemente

distribuito al di sopra dell’area 0.30x0.30=0.09m2, ed ipotizzandolo invece

concentrato in corrispondenza del baricentro dell’impronta stessa, le modalità di

diffusione del sovraccarico in profondità sono state valutate facendo riferimento alla

teoria di Boussinesq. In particolare, con riferimento alla Figura 10-2, fissato l’asse

verticale z di riferimento coincidente con la retta d’azione di un carico concentrato P,



il valore della tensione σz alla profondità z, sulla circonferenza di raggio r è data dalla

relazione:

2/52

12

3−

+=z

rPz π

σ .

Figura 10-2: Schema di carico concentrato.

Si è quindi determinata la tensione σz che il mezzo convenzionale da 60 t a tre

assi induce in corrispondenza della generatrice superiore di una condotta collocata

nelle posizioni A e B individuate in Figura 10-3, da ritenersi ragionevolmente quelle a

cui corrispondono le condizioni di carico più gravose.

Figura 10-3: Posizione del mezzo convenzionale a tre assi in relazione alla posizione della condotta.

Poiché la profondità z a cui si trova la generatrice superiore del tubo è pari ad H

(altezza di ricoprimento), utilizzando la formula di Boussinesq si ottiene:



+++

+=

−− 2/5

2

222/5

2

2

21412

2

3).(

H

ba

H

a

H

PAposizz π

σ ;

+++

++

++=

−−− 2/5

2

222/5

2

22/5

2

2

2

41212

411

2

3).(

H

ba

H

b

H

a

H

PBposizz π

σ ;

dove le grandezze geometriche a e b sono indicate in Figura 10-3. Nel caso specifico

si ha: a = 1.00 m, b = 1.50 m.

Il carico QS che sollecita una condotta di diametro esterno D alla profondità H è

quindi espresso dalla relazione:

QS = σz D φ [kN/m]

con

σz = max {σz (posiz.A), σz (posiz.B)} [kN/m2];

φ = 1.4, coefficiente di incremento dinamico, che maggiora l’entità dei carichi mobili

per tener conto degli effetti dinamici.

10.4 Verifica statica nei tratti in cui è prevista la po sa in opera di un’unica condotta nella stessa trincea

Le condotte in PVC verranno posate all’interno di trincee di forma rettangolare, di

larghezza variabile in funzione dell’altezza della trincea stessa. Nel caso in cui

l’altezza H’ della trincea sia minore o uguale a 1.50 m, la sua larghezza B sarà pari a

0.70 m, mentre per altezze H’ superiori a 1.50 m, B sarà 1.10 m.

La prima tipologia di trincea, H’ ≤ 1.50 m, verrà impiegata su sede stradale, su

banchina stradale e su aree a verde. La seconda tipologia invece verrà adottata su

sede e banchina stradale ma non su aree a verde. Per maggiori dettagli sulle

geometrie qui menzionate si rimanda alla Figura 9-1 ed alla Tavola T-09.

Per quanto riguarda le modalità di rinterro, indipendentemente dal tipo di posa, si

prevedono:

- un letto di posa in sabbia compattata, di spessore di 10 cm;

- un rinfianco laterale con sabbia compattata, proseguito come ricoprimento fino

ad un’altezza di 10 cm sopra la generatrice superiore della tubazione.



La restante parte di ricoprimento è invece funzione della tipologia di posa in

relazione all’uso del suolo soprastante. In particolare, se la posa avviene su sede

stradale asfaltata il rinterro è costituito, in senso verticale dal basso verso l’alto, da

misto cementato e dal ripristino degli strati superficiali della pavimentazione (formati

da binder e usura); se la posa avviene su banchina stradale, il ritombamento prevede

la sola presenza di misto cementato; mentre nel caso in cui si abbia posa su aree a

verde, il rinterro al di sopra dello strato di sabbia verrà realizzato con stabilizzato di

cava compattato sormontato da uno strato di terreno vegetale di spessore 30 cm.

Le condizioni di verifica più gravose si hanno quando la posa avviene su sede

stradale: in queste condizioni sarà infatti necessario considerare, tra le componenti di

carico verticale agenti sulla condotta, quella imputabile alla presenza di sovraccarichi

stradali (vedi paragrafo 10.3). Le verifiche statiche delle condotte in PVC sono

pertanto limitate alla sola condizione di “Posa su sede stradale”, assumendo

implicitamente soddisfatte tutte le altre una volta che quest’ultima sia stata verificata.

Le verifiche di inflessione sono dunque state condotte con riferimento alle altezze

di ricoprimento H minime e massime previste in progetto: all’aumentare della

profondità della trincea, infatti, l’importanza del carico dovuto al rinterro QR cresce,

mentre i sovraccarichi mobili QS si attenuano per effetto della diffusione delle tensioni

in profondità.

La minima altezza di ricoprimento H prevista dal progetto è pari ad Hmin=1.0 m,

mentre quella massima ammonta a circa Hmax=5.15 m (sezione n°52, Tavola T-02).

Poiché in corrispondenza della sezione in cui si ha la massima altezza di

ricoprimento, la quota del piano campagna è pari a 213.09 m s.l.m., in tale sezione le

verifiche sono state condotte assumendo che il carico Qw, dovuto alla presenza di un

tirante idrico al di sopra del piano campagna, fosse nullo. In corrispondenza della

sezione n°52 infatti, la quota del piano campagna s i trova ben 7.0 m al di sopra del

livello di massima piena duecentennale (206.04 m s.l.m.). A favore di sicurezza, il

peso di volume del terreno è stato in ogni caso assunto pari a γsat.

Al fine di non trascurare situazioni intermedie che potrebbero risultare altrettanto

gravose quanto le situazione limite sopra elencate, le verifiche sono inoltre state

ripetute per un’altezza di ricoprimento pari a 3.0, con un valore di Qw corrispondente



al massimo tirante idrico che si instaura in corrispondenza del più depresso del

tracciato, Hw=0.83 m.

I risultati ottenuti sono riassunti nella tabella che segue.

H De kx SN ka Eterr ∆a QR Qs Qw ∆y ∆y/D

[m] [-] [-] [-] [-] [kN/m3] [m] [kN/m3] [kN/m3] [kN/m3] [mm] [%]

1.00 (Hmin) 2.0 0.11 8 0.75 7000 0.000 4.00 14.91 1.66 6.56 3.28

3.00 2.0 0.11 8 0.75 7000 0.000 12.00 4.94 1.66 8.28 4.14

5.15 (Hmax) 1.5 0.11 8 1.00 7000 0.004 20.60 2.38 0 7.46 3.73 Tabella 10-5: Verifiche statiche delle condotte per le diverse altezze di ricoprimento H.

Poiché il rapporto di inflessione ∆y/D risulta in ogni caso inferiore al 5%, le

verifiche delle condotte sono da ritenersi soddisfatte.

10.5 Verifica statica nei tratti in cui è prevista la posa in opera di due condotte parallele

Nel caso in due condotte siano posate all’interno della stessa trincea (come

riportato in Figura 9-2), la condotta di PVC risulterà sempre essere collocata ad un

livello inferiore rispetto alla tubazione in ghisa. Al fine di determinare i carichi agenti

sulle singole condotte, la letteratura disponibile [DaDep] propone di valutare il carico

dovuto al rinterro distintamente per ogni tubo. Tale carico è considerato composto da

due parti: quella del semitubo verso la trincea e quella del semitubo verso l’interno.

Figura 10-4: Due condotte posate in una trincea con piani di posa a livelli differenti, parametri di calco-lo.

Con riferimento ai parametri di calcolo riportati in Figura 10-4, se le due condotte

occupassero due trincee distinte, la larghezza delle trincee sarebbe, alla quota delle

generatrici superiori, rispettivamente B1 e B2 alle profondità H1 e H2. Il carico sulla



condotta 1 riguarda il campo individuato da a1+b1, mentre quello sulla condotta 2, il

campo individuato da a2+b2. Nel caso in esame, sia i valori dei rapporti tra le

grandezze BGhisa, DGhisa ed HGhisa, che quelli tra le grandezze BPVC, DPVC ed HPVC,

soddisfano sempre la condizione di posa in trincea larga e le verifiche statiche delle

tubazioni possono dunque essere ricondotte al caso di un’unica condotta posata

all’interno della trincea. Le verifiche risultano dunque soddisfatte.



11 GIUNTI ANTISFILAMENTO Nel tratto di condotta compreso tra le progressive del ramo D-F 83.48 m e 258.50 m

(vedi Tavola T-02), avente una pendenza massima del 5.30%, è previsto l’impiego di

giunti antisfilamento, per una lunghezza complessiva di circa 180 m.

Nel caso in cui il tracciato delle condotte presenti deviazioni planimetriche o

altimetriche aventi angoli di curvatura superiori 1/32 (11°42’), è inoltre previsto

l’impiego di blocchi di ancoraggio.



12 BLOCCHI DI ANCORAGGIO Per assorbire le azioni che l’acqua trasmette alle condotte in pressione in

corrispondenza di punti singolari in cui si abbiano angoli di curvatura superiori 1/32

(11°42’), il progetto prevede la realizzazione di b locchi di ancoraggio monolitici in cls

che, nelle deviazioni planimetriche, riescano a contrastare la spinta indotta dalla

pressione idrostatica e dalla quantità di moto, causa della tendenza allo sfilamento

dei tubi dagli elementi di raccordo.

I blocchi di ancoraggio, che saranno realizzati con getto monolitico di cls Rck300,

avranno dimensioni variabili in funzione dell’angolatura del raccordo e del diametro

della condotta. La geometria del blocco (vedi Figura 12-3), a cui si è giunti mediante

dimensionamento basato sui rapporti geometrici usualmente impiegati per i blocchi di

ancoraggio, è riportata dettagliatamente nelle tavole di progetto.

I parametri geotecnici attribuiti ai terreni attraversati dalle condotte in esame, sono

stati determinati in base alle considerazioni contenute nella relazione geotecnica

allegata al presente progetto (Elaborato A-07): c’=0 kg/cm2 e φ=25°.

12.1 Dimensionamento e verifica dei blocchi di ancoraggio

In seguito alla stima della pressione di collaudo delle due condotte è stato

possibile dimensionare i blocchi di ancoraggio per la condotta da realizzare in

corrispondenza di deviazioni planimetriche.

A tal proposito è stata stimata la risultante delle pressioni RP sulla generica

sezione ortogonale all’asse con l’espressione:

4D

pR2

P ⋅π⋅=

dove:

- RP: è la risultante delle pressioni sulla generica sezione ortogonale all’asse [kg];

- p: è la pressione all’interno della condotta [kg/cm2] già individuata nel capitolo 8: Stima della pressione di collaudo pc;

- D : è il diametro della condotta [cm].

Isolando idealmente il tronco fluido delimitato dalle sezioni 1 e 2 (vedi Figura 12-1)

subito a monte e a valle della curva, detto α l’angolo di deviazione della curva, la

spinta



SINST = -R, esercitata dal liquido sulla superficie della curva, è diretta radialmente

verso l’esterno secondo la bisettrice dell’angolo α e il suo modulo è pari a:

⋅=2

sin2α

PINST RS

dove:

- SINST: è la spinta diretta radialmente verso l’esterno della curva [kg]; - RP: è la risultante delle pressioni sulla generica sezione ortogonale

all’asse [kg]; - α: è l’angolo di deviazione della curva [°] ;

Figura 12-1: Spinta agente su una curva con deviazione planimetrica [Mil] .

Tale spinta è diretta perpendicolarmente alla parete esterna dello scavo e può

essere contrastata in parte mediante la forza di attrito che nasce alla base di

appoggio del blocco di ancoraggio sul terreno ed in parte a mezzo della spinta

passiva della parete a contatto con il blocco.

La spinta SINST, inoltre, genera anche un momento ribaltante rispetto allo spigolo

del blocco di ancoraggio dato da:

2

hSM INSTRIB ⋅=

dove:

- MRIB: è il momento ribaltante indotto dalla spinta S rispetto allo spigolo del blocco di ancoraggio [kgm];

- SINST: è la spinta diretta radialmente verso l’esterno della curva [kg]; - h: è l’altezza del blocco di ancoraggio [m];



Le verifiche che devono essere soddisfatte sono pertanto le seguenti:

- verifica allo scorrimento del blocco;

- verifica al ribaltamento del blocco;

- verifica di resistenza del calcestruzzo del blocco agli sforzi massimi cui è sot-

toposto.

12.1.1 Verifica allo scorrimento

La verifica allo scorrimento è stata ritenuta verificata quando il fattore di sicurezza

allo scorrimento FSS ≥ 1.3. A tal proposito FSS è definito come:

INST

STABS S

SFS =

dove:

- FSS: è il fattore di sicurezza allo scorrimento del blocco di ancoraggio [-]; - SINST: è la spinta che tende ad in stabilizzare il blocco di ancoraggio, diretta

radialmente verso l’esterno della curva [kg]; - SSTAB: è la spinta risultante dalla somma della spinta passiva del terreno

sulla parete verticale esterna dello scavo SP e dell’attrito ARB tra il calcestruzzo e il terreno alla base del blocco, che tende a stabilizza-re [kg];

con riferimento alla Figura 12-2, la spinta passiva del terreno SP è data da:

( )rHLS MEDPP −⋅⋅= ,σ

nella quale σP,MED è la pressione media trasmessa dal terreno sulla parete del

blocco e calcolata come:

( ) ( )2

kc2rkkc2Hk

2PPTPPTMIN,PMAX,P

MED,P

⋅⋅+⋅⋅γ+⋅⋅+⋅⋅γ=

σ+σ=σ

dove:

- σP,MAX: è la pressione massima trasmessa dal terreno sulla parete del blocco calcolata in corrispondenza della base inferiore del blocco stesso [kg/m2];

- σP,MIN: è la pressione massima trasmessa dal terreno sulla parete del blocco calcolata in corrispondenza della base superiore del blocco stesso [kg/m2];

- γT: è il peso di volume del terreno;

- φ−φ+=

sen1sen1

k p : è il coefficiente di spinta passiva;

- c: è la coesione del terreno;



A

A

Figura 12-2 Blocco di ancoraggio in corrispondenza di una curva con deviazione planimetrica.

Per quanto riguarda la risultante delle forze di attrito ARB tra il calcestruzzo e il

terreno alla base del blocco, questa è stata calcolata con la seguente espressione:

( ) ( )2

hLLc6.0tanPA i

minF,TBLRB +⋅⋅+δ⋅=

dove:

- PBL: è il peso del blocco di ancoraggio [kg]; - δT,F: è l’angolo di attrito tra il terreno e la fondazione: δT,F=φT , dove φT è

l’angolo di attrito del terreno, cautelativamente posto pari a 25° [°]; - c: è la coesione del terreno; - 0.6: è il coefficiente di adesione variabile tra 0.5÷0.7·c; - hi: è la larghezza del blocco di ancoraggio alla base (Figura 12-2).

12.1.2 Verifica al ribaltamento

La verifica al ribaltamento è stata ritenuta verificata quando il fattore di sicurezza

al ribaltamento FSR ≥ 1.5. A tal proposito FSR è definito come:

RIB

STABR M

MFS =

dove:

- FSR: è il fattore di sicurezza al ribaltamento del blocco di ancoraggio [-]; - MRIB: è il momento che tende ribaltare il blocco di ancoraggio, calcolato ri-

spetto allo spigolo inferiore del blocco [kgm];



- MSTAB: è il momento stabilizzante avente verso opposto a MRIB [kgm];

12.1.3 Verifica di resistenza del calcestruzzo

La sezione da verificare è quella di contatto tra il blocco di ancoraggio e la

tubazione, avente area pari a LINT ·D.

Pertanto, sia σADM la tensione ammissibile del calcestruzzo, deve risultare:

ADMINT

INSTC DL

Sσσ ≤

⋅=

dove:

- SINST: è la spinta che tende ad in stabilizzare il blocco di ancoraggio, diretta radialmente verso l’esterno della curva [kg];

- LINT : è il lato intermedio del blocco di ancoraggio definito secondo la Figu-ra 12-2[m];

- D: è il diametro della condotta [m];

Avendo ipotizzato di utilizzare per i blocchi di ancoraggi un calcestruzzo del tipo

Rck300, si ha che σADM=97.5 kg/cm2.

12.1.4 Dimensioni dei blocchi di ancoraggio e risul tati della verifiche effet-tuate

Il progetto prevede blocchi di ancoraggio con dimensioni diverse in funzione del

diametro nominale della condotta e dell’angolo di deviazione planimetrica che, per

ovvie ragioni legate alla commercializzazione dei raccordi, può assumere solo

quattro valori. In particolare si hanno quattro tipi diversi di curva:

- tipo b1: curva a 90° (1/4);

- tipo b2: curva a 45° (1/8);

- tipo b3: curva a 22°30’ (1/16);

- tipo b4: curva a 11°15’° (1/32).

In Tabella 12-1 e Tabella 12-3 si riportano le dimensioni dei blocchi di ancoraggio

in riferimento alla Figura 12-3.

Curva 11°15’

(1/32) Curva 22°30’

(1/16) Curva 45°

(1/8) Curva 90°

(1/4) L [m] 0.50 0.50 0.75 0.75

Lmin [m] 0.20 0.30 0.35 0.40 hi [m] 0.50 0.50 0.50 0.50 hs [m] 0.38 0.38 0.38 0.38 Si [m] 0.110 0.110 0.110 0.160 Ss [m] 0.110 0.110 0.110 0.160 H [m] 0.32 0.32 0.32 0.32



Tabella 12-1: Condotte DN100 - dimensioni dei blocchi di ancoraggio per variazioni planimetriche di direzione.

Curva 11°15’

(1/32) Curva 22°30’

(1/16) Curva 45°

(1/8) Curva 90°

(1/4) L [m] 0.50 0.50 0.75 1.00 Lmin [m] 0.20 0.30 0.35 0.40 hi [m] 0.50 0.50 0.50 0.50 hs [m] 0.33 0.33 0.33 0.33 Si [m] 0.100 0.100 0.125 0.225 Ss [m] 0.100 0.100 0.125 0.225 H [m] 0.35 0.35 0.40 0.60

Tabella 12-2: Condotte DN150 - dimensioni dei blocchi di ancoraggio per variazioni planimetriche di direzione.

Figura 12-3 Blocchi di ancoraggio per variazioni planimetriche di direzione.

12.2 Risultati delle verifiche dei blocchi di ancoraggio Nel caso dei blocchi di ancoraggio le condizioni di verifica più gravose si hanno

con il minimo valore di profondità del piano di posa della condotta: in questa

situazione infatti diminuisce la risultante di spinta passiva SP, diminuendo di

conseguenza anche la risultante delle forze stabilizzanti SSTAB (SSTAB=SP+ARB) ed il

momento stabilizzante MSTAB intrinsecamente correlato ai valori di stato tensionale

passivo, σPmax e σPmin, che si registrano in corrispondenza della base inferiore e

superiore del blocco di ancoraggio. Ne derivano dunque i valori più bassi dei due

coefficienti di sicurezza FSS ed FSR. Il valore tensionale σc indotto nel calcestruzzo,

per come definito nel paragrafo 12.1.3, non risulta invece influenzato dalla profondità

di posa.



Le verifiche sono dunque state condotte per il minimo valore di altezza di

ricoprimento al di sopra della generatrice superiore del tubo, pari ad 1.00, ovvero ad

una profondità del piano di posa della condotta di pari ad 1.10 m per le condotte

DN100, e 1.20 m per le condotte DN150.

Nelle condizioni analizzate le verifiche dei blocchi di ancoraggio sono dunque

risultate ampliamente soddisfatte, sia per le condotte in ghisa sferoidale DN100 che

per quelle DN150. I risultati di tali verifiche sono riportati in Tabella 12-3.

Peso specifico del cls [kg/m3] γ cls = 2400

Peso di volume del terreno [kg/m3] γ T= 1900

Angolo di attrito del terreno [°] φ T= 25.0

Coesione terreno [kg/m2] c = 0

DN 100 DN 150 DN 100 DN 150 DN 100 DN 150 DN 100 DN 150Angolo della curva [°] a 11.25 11.25 22.50 22.50 45.00 45.00 90.00 90.00

Pressione di collaudo [kg/cm2] p 4.65 5.55 4.65 5.55 4.65 5.55 4.65 5.55

Diametro della condotta [cm] D 10.00 15.00 10.00 15.00 10.00 15.00 10.00 15.00

Spessore trapezio inferiore [cm] Si 11.00 10.00 11.00 10.00 11.00 12.50 16.00 22.50

Spessore trapezio superiore [cm] Ss 11.00 10.00 11.00 10.00 11.00 12.50 16.00 22.50

Altezza trapezio inferiore [m] hi 0.50 0.50 0.50 0.50 0.50 0.50 0.50 0.50

Altezza trapezio superiore [m] hs 0.38 0.33 0.38 0.33 0.38 0.33 0.38 0.33

Lato maggiore [m] L 0.50 0.50 0.50 0.50 0.75 0.75 0.75 1.00

Lato intermedio [m] Lint 0.27 0.30 0.35 0.37 0.45 0.49 0.48 0.60

Lato minore [m] Lmin 0.20 0.20 0.30 0.30 0.35 0.35 0.40 0.40

profondità piano di posa condotta [m] h 1.10 1.20 1.10 1.20 1.10 1.20 1.10 1.20

profondità piano di posa del blocco [m] z 1.21 1.30 1.21 1.30 1.21 1.33 1.26 1.43

Peso specifico del cls [kg/m3] γcls 2400 2400 2400 2400 2400 2400 2400 2400

Peso di volume del terreno [kg/m3] γ 1900 1900 1900 1900 1900 1900 1900 1900

Angolo di attrito del terreno [°] φT 25 25 25 25 25 25 25 25

Coesione terreno [kg/m2] c 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

Sezione della condotta [cm2] Acond 78.5 176.7 78.5 176.7 78.5 176.7 78.5 176.7

Risultante delle pressioni [kg] Rp 365.2 980.8 365.2 980.8 365.2 980.8 365.2 980.8

Angolo attrito terreno - fondazione [°] δ T 25.0 25.0 25.0 25.0 25.0 25.0 25.0 25.0

Coefficiente di spinta passiva [-] Kp 2.464 2.464 2.464 2.464 2.464 2.464 2.464 2.464Altezza di ricoprimento [m] r 0.890 0.950 0.890 0.950 0.890 0.925 0.840 0.825

Area base blocco di ancoraggio [m2] A 0.175 0.175 0.200 0.200 0.275 0.275 0.288 0.350

Momento del peso del blocco [kg m] M 22.6 21.0 26.6 24.5 35.9 38.8 50.6 76.6Braccio del peso del blocco [m] b 0.188 0.173 0.199 0.183 0.192 0.179 0.197 0.179

Peso del blocco [kg] Pbl. 120.1 121.4 134.0 133.9 187.1 217.1 256.7 427.2

Pressione superiore [kg/m2] σ P,min 4166.5 4447.4 4166.5 4447.4 4166.5 4330.3 3932.4 3862.2

pressione inferiore [kg/m2] σ P,MAX 5664.5 6085.9 5664.5 6085.9 5664.5 6202.9 5898.6 6671.0

Pressione media [kg/m2] σ P,MED 4915.5 5266.6 4915.5 5266.6 4915.5 5266.6 4915.5 5266.6

Vol. Blocco in cls [m3] V 0.050 0.051 0.056 0.056 0.078 0.090 0.107 0.178

Risult. Spinta passiva [kg] SP 786.5 921.7 786.5 921.7 1179.7 1580.0 1548.4 3160.0

Risult. Piano di posa [kg] ARB 56.0 56.6 62.5 62.5 87.3 101.2 119.7 199.2

Risult. Forze instab. [kg] RINST 71.6 192.3 142.5 382.7 279.5 750.6 516.5 1387.0

Risult. Forze stab. [kg] SSTAB 842.5 978.3 849.0 984.1 1267.0 1681.2 1668.1 3359.2

Momento ribaltante [kg m] MRIB 11.5 33.6 22.8 67.0 44.7 150.1 108.5 416.1

Momento stabilizz. [kg m] MSTAB 142.0 173.9 146.1 177.4 215.0 336.0 354.1 940.3

SCIVOLAMENTO [-] FSRASL= 1.3 11.8 5.1 6.0 2.6 4.5 2.2 3.2 2.4

RIBALTAMENTO [-] FSRIB= 1.5 12.4 5.2 6.4 2.6 4.8 2.2 3.3 2.3

CALCESTRUZZO [kg/cm2] σADM=97.5 0.26 0.42 0.41 0.69 0.63 1.03 1.07 1.53

RIS

ULT

AT

IV

ER

IFIC

HE

Curva 11°15’

(1/32)

CURVA 22°30'

(1/16)

DA

TI

CURVA 45°

(1/8)

CURVA 90°

(1/4)

DA

TI

VERIFICHE DI STABILITA' BLOCCHI DI ANCORAGGIO PER CONDOTTE

Tabella 12-3: Verifiche di stabilità dei blocchi di ancoraggio.

Il Progettista

Ing. Remo Chiarini

2009 1° Emissione Ing. Cosimo Convertino Ing. Nicola Mori ... Depuratore Ponte Buriano... · 2.1...

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