COMUNE DI VENEZIA UFFICIO E.B.A. · 16 CATEGORIA DI SOTTOSUOLO SECONDO D.M. 14/01/2008 ... di...

COMUNE DI VENEZIA – UFFICIO E.B.A. Ponte delle Sechere

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Relazione di calcolo 1/56

SOMMARIO

1 PREMESSA ....................................................................................... 3

2 CARATTERISTICHE DELLE OPERE .................................................... 3

3 CRITERI DI PROGETTAZIONE STRUTTURALE ................................... 6

4 NORMATIVA DI RIFERIMENTO ........................................................ 6

4.1 LEGGI, DECRETI E CIRCOLARI ......................................................... 6 4.2 NORME E ISTRUZIONI NAZIONALI .................................................. 7 4.3 NORMATIVA EUROPEA ED INTERNAZIONALE .................................. 7

5 CARATTERISTICHE MECCANICHE DEI MATERIALI ........................... 8

5.1 ACCIAIO ......................................................................................... 8 5.1.1 Acciaio per armatura delle strutture in calcestruzzo .............................. 8 5.1.2 Acciaio da carpenteria ...................................................................... 8 5.1.3 Bulloni .......................................................................................... 10

5.1.3.1 Classe 10.9 ................................................................................ 10 5.1.4 Saldature ...................................................................................... 10

5.2 CALCESTRUZZO ............................................................................. 10 5.2.1 Calcestruzzo per fondazioni ............................................................. 10 5.2.2 CALCESTRUZZO PREFABBRICATO FIBRO - RINFORZATO AD ALTISSIME PRESTAZIONI ............................................................................................. 11 COPRIFERRI: .............................................................................................. 12

6 MODELLI DI CALCOLO ................................................................... 12

7 CONDIZIONI ELEMENTARI E COMBINAZIONI DI CARICO .............. 13

7.1 VITA NOMINALE, CLASSI D’USO E PERIODO PROPRIO DI

RIFERIMENTO ........................................................................................... 13 7.2 CONDIZIONI ELEMENTARI DI CARICO .......................................... 14


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7.2.1 PESI PROPRI E SOVRACCARICHI PERMANENTI .................................. 14 7.2.2 CARICHI ACCIDENTALI ................................................................... 14

7.2.2.1 SISMA ....................................................................................... 15

8 CONDIZIONI E COMBINAZIONI DI CARICO ................................... 18

9 MODELLAZIONE ............................................................................. 19

9.1 DESCRIZIONE DEL MODELLO SVILUPPATO .................................... 19 9.2 RISULTATI DELL’ANALISI DINAMICA ............................................ 22 9.3 COMPORTAMENTO DINAMICO – ANALISI DI CONFORT................................ 22

10 STATI LIMITE DI ESERCIZIO – DEFORMAZIONE .......................... 24

10.1 SPOSTAMENTO VERTICALE IN MEZZERIA CAMPATA ...................... 25 10.2 SPOSTAMENTO VERTICALE ALL’ESTREMITA’ DELLO SBALZO ......... 25 10.3 SPOSTAMENTI ORIZZONTALI MASSIMI ........................................ 26

11 VERIFICHE STRUTTURALI ........................................................... 27

11.1 ANALISI DI BUCKLING .................................................................. 27 11.2 VERIFICA GLOBALE D’INSTABILITÀ .............................................. 29

12 VERIFICHE A FATICA ................................................................... 30

13 VERIFICHE DI RESISTENZA ......................................................... 33

13.1 IMPALCATO DEL PONTE ....................................................................... 33 13.2 PARAPETTI....................................................................................... 35

14 REAZIONI IN FONDAZIONE ......................................................... 36

14.1 REAZIONI TRASMESSE AI MICROPALI DI FONDAZIONE ................ 36 14.2 REAZIONI TRASMESSE ALLA FONDAZIONE SUPERFICIALE ............ 37

15 RISULTANZE INDAGINI GEOGNOSTICHE (2011) ......................... 38

16 CATEGORIA DI SOTTOSUOLO SECONDO D.M. 14/01/2008 ......... 43

17 ELABORAZIONI PROVE GEOTECNICHE ........................................ 43

18 MODELLO GEOTECNICO ASSUNTO ............................................... 48

19 VERIFICHE GEOTECNICHE ........................................................... 49

19.1 DESCRIZIONE OPERE DI FONDAZIONE .......................................... 49


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1 PREMESSA

La presente relazione tecnica descrive i calcoli strutturali che stanno alla base del

dimensionamento di una rampa sul Ponte delle Sechere, nell’ambito degli interventi a tutela dei disabili, per l’eliminazione delle barriere architettoniche nella Città di Venezia centro storico ed isole.

2 CARATTERISTICHE DELLE OPERE

L’intervento di eliminazione delle barriere architettoniche sul Ponte delle Sechere si

colloca all’interno del più generale PEBA (Piano di Eliminazione delle Barriere Architettoniche) del Centro Storico ed Isole di Venezia. La soluzione progettuale adottata, al fine di rendere il ponte accessibile, corrisponde ad una rampa

sovrapposta, con gradino agevolato. Per i gradini della struttura si è scelta una configurazione di tipo ergonomico, a doppia pendenza, con toro iniziale. La geometria

dei gradini prevede pedate ed alzate di pendenza rispettivamente del 6+14%. La struttura della rampa è costituita da un cassone chiuso, a parete sottile, in acciaio

inox, a sezione di altezza variabile, poggiante su due punti di sostegno, il primo in corrispondenza della sezione di attacco della rampa sulla fondamenta (punto di minima quota), l’altro immediatamente a valle del primo gradino del ponte, tramite

l’interposizione di un cavalletto eccentrico.

Figura 1: Rampa ponte Sechere – Immagine plastico


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Per i parapetti si prevede di realizzare una soluzione a montanti in lamiera di acciaio tagliata al laser ad interasse di 10cm. E’ prevista la realizzazione di un corrimano in

acciaio inox, a quota +100cm rispetto al piano calpestabile.


Per la superficie calpestabile della rampa si prevede di adottare dei gradini

prefabbricati in calcestruzzo fibro – rinforzato ad altissime prestazioni, con superficie superiore calpestabile resa scabra mediante l’utilizzo di matrici in gomma da inserire nel cassero, a caratteristiche certificate dal produttore.



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L’impalcato della passerella corrisponde ad una struttura a travata in semplice appoggio su luce di circa 4m con sbalzo ad una estremità di luce pari a circa 6,2m. La

struttura è ottenuta per saldatura di conci di lamiera inox tra loro collegati per mezzo di saldature a completa penetrazione.

Quali elementi irrigiditori trasversali e longitudinali, all’interno della sezione a cassone, sono state previste lamiere che seguono le sezioni trasversale e longitudinale dei conci

saldati. Si prevede la realizzazione di una fondazione superficiale in corrispondenza

dell’estremità di valle della passerella. Al fine di limitare le interferenze delle opere di fondazione con i sottoservizi che interessano localmente l’area, a supporto del

cavalletto eccentrico centrale, si prevede la presenza di una trave interrata, realizzata per saldatura di lamiere in acciaio inox, in appoggio alle estremità su due micropali di fondazione.

Figura 4: Fondazione superficiale – estremità a valle

Figura 5: Fondazione su micropali - cavalletto eccentrico


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3 CRITERI DI PROGETTAZIONE STRUTTURALE

Il progetto strutturale degli interventi è stato condotto nell’ambito del Metodo Semiprobabilistico agli Stati Limite. Si è fatto riferimento, nella progettazione alla

vigente normativa Italiana ed in particolare a:

- DM del 14/01/2008 – Norme Tecniche per le Costruzioni

(nel seguito denominate NTC) - Circolare 02 febbraio 2009 – N.617 / C.S.LL.PP.

Circa le indicazioni applicative considerate per l’ottenimento dei requisiti prestazionali

prescritti nel DM del 14/01/2008, ci si è riferiti, quando non direttamente alle indicazioni delle Norme Tecniche stesse, a normative di comprovata validità e ad altri

documenti tecnici elencati nel seguito. In particolare, per quel che riguarda le Verifiche Strutturali, le indicazioni fornite

dagli Eurocodici, con le relative Appendici Nazionali, costituiscono indicazioni di

comprovata validità e forniscono il sistematico supporto applicativo delle norme.

4 NORMATIVA DI RIFERIMENTO

I criteri di progettazione, dimensionamento e verifica sono conformi alle seguenti

direttive:

4.1 LEGGI, DECRETI E CIRCOLARI

L. 5.11.1971, n° 1086 – “Norme per la disciplina delle opere in conglomerato

cementizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica”.

D.M. 14.01.2008 – “Norme tecniche per le costruzioni”.

Circolare 2 febbraio 2009, n. 617 - “Istruzioni per l’applicazione delle Nuove norme tecniche” per le costruzioni” di cui al D.M. 14 gennaio 2008

D.M. 16.02.07 – “Classificazione e resistenza al fuoco di prodotti ed elementi costruttivi di opere da costruzione”.

D.M. 09.03.07 – “Prestazioni di resistenza al fuoco delle costruzioni nelle attività soggette al controllo del Corpo Nazionale dei vigili del fuoco”


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4.2 NORME E ISTRUZIONI NAZIONALI

Istruzioni C.N.R. 10011/97 – “Costruzioni in acciaio- Istruzioni per il calcolo, l’esecuzione il collaudo e la manutenzione”.

UNI EN 206-1/2006 – “Calcestruzzo: specificazione, prestazione produzione e

conformità”.

UNI EN 11104:2004 – “Calcestruzzo: specificazione, prestazione produzione e

conformità. Istruzioni complementari per l’applicazione della EN 206-1”.

CNR-DT 207/2008 – “Istruzioni per la valutazione delle azioni e degli effetti del vento sulle costruzioni”.

4.3 NORMATIVA EUROPEA ED INTERNAZIONALE

UNI EN 1990 - Eurocodice – “Criteri generali di progettazione strutturale”.

UNI EN 1992 - Eurocodice 2 – “Progettazione delle strutture di calcestruzzo”.

UNI EN 1993 - Eurocodice 3 – “Progettazione delle strutture di acciaio”.

UNI EN 1997 - Eurocodice 7 – “Progettazione geotecnica”.


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5 CARATTERISTICHE MECCANICHE DEI MATERIALI

Il progetto strutturale prevede l’uso dei materiali con le caratteristiche meccaniche

minime riportate nei paragrafi seguenti.

5.1 ACCIAIO

5.1.1 Acciaio per armatura delle strutture in calcestruzzo

Barre ad aderenza migliorata in acciaio laminato a caldo tipo B450 C secondo UIN EN

ISO 9001:2000, accertato secondo UNI EN ISO 15630-1:2004:

Tensione caratteristica di rottura ftk ≥ 540 MPa Tensione caratteristica di snervamento fyk ≥ 450 MPa Allungamento caratteristico ≥ 7.5 %

5.1.2 Acciaio da carpenteria

Acciaio tipo Inox AISI 304, austenitico di grado 1.4301

Secondo UNI EN 10088-1

Finitura: sabbiato.

Caratteristiche, secondo: UNI EN 1993-1-4: 2006:

Per prodotti formati a freddo di spessore s<75 mm

Tensione di snervamento: fy=210MPa

Tensione ultima: fu=520MPa

Per le verifiche strutturali, ai sensi della normativa europea UNI EN 1993 –1-4 – 2006,

vengono impiegati i seguenti coefficienti:


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La tabella seguente riporta le principali caratteristiche degli acciai INOX secondo EC3 –

2005:


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5.1.3 Bulloni

5.1.3.1 Classe 10.9

Bulloni ad alta resistenza conformi, per caratteristiche dimensionali, alle norme UNI

EN ISO 4016:2002 ed UNI 5592:1968, così associati: viti cl. 8,8 :

dadi cl. 8: secondo UNI 5712 5.1.4 Saldature

Saldature con procedimenti all’arco elettrico secondo UNI EN ISO 4063:2001.

Esecuzione secondo Norma UNI EN 1011:2005 parte 3 per acciai inossidabili

5.2 CALCESTRUZZO

5.2.1 Calcestruzzo per fondazioni

Classificazione secondo norma UNI-EN 206-1 e UNI 11104:2004:

Classe di resistenza del calcestruzzo C 25/30

Classe di abbassamento al cono (slump) S4 Dimensione massima dell’inerte Dmax = 25 mm

Classe di esposizione XC2 Minimo contenuto di cemento 300kg/m3 Massimo rapporto a/c 0.6

Resistenza cubica caratteristica a 28 gg Rck ≥ 30 MPa

Resistenza cilindrica caratteristica a 28 gg fck ≥ 25 MPa

Resistenza di calcolo

MPaf

fc

ckcccd 16.14

5.1

2585.0

Resistenza di calcolo a trazione semplice

MPaff

fc

ctm

c

ctkctd 19.1

5.1

2530.07.07.0 3/2

Modulo elastico

MPaffE ckcmcm 3147510/82200010/220003.03.0

La classe di esposizione scelta si riferisce ad una problematica di corrosione da carbonatazione, relativa ad ambiente bagnato, raramente asciutto. La scelta è compatibile con il caso di strutture di fondazione.


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5.2.2 CALCESTRUZZO PREFABBRICATO FIBRO - RINFORZATO AD ALTISSIME PRESTAZIONI

Tipo: Calcestruzzo fibro – rinforzato a prestazioni ultra – elevate

(BFUP – Béton Fibré à Ultra Haute Performances)

DUCTAL – FO Grigio (Gris) – Formula 2G04.3 o di caratteristiche meccaniche equivalenti

CARATTERISTICHE MECCANICHE MINIME:

Resistenza a compressione: 110 – 150 MPa

Resistenza alla flessione: 10 - 30 MPa Modulo di Young: 40 – 50 GPa

CARATTERISTICHE DI DURABILITA’:

Densità: da 2.2 a 2.4

Porosità capillare (>10mm): da 1 a 1.3%

Porosità totale: da 8 a 9% Gelo - sgelo (tenuta dopo 300 cicli): 100%

Per i gradini a doppia pendenza si è scelto di adottare una soluzione prefabbricata utilizzando un

particolare tipo di calcestruzzo fibro - rinforzato ad altissime prestazioni. Questo innovativo

materiale, come evidenziato nelle schede tecniche allegate, presenta le seguenti proprietà:

- Elevatissima resistenza meccanica, che a compressione raggiunge valori di circa

150MPa, (paragonabili alle resistenze degli acciai strutturali, pari a circa

250MPa).

- Elevata duttilità, che assicura notevole resistenza agli urti;

- Bassissima porosità, che garantisce elevate caratteristiche di durabilità e

resistenza agli agenti chimici aggressivi (in base ai requisiti AFGC, citati nelle

schede tecniche allegate, il materiale può essere classificato tra quelli ad

“altissima durabilità”);

- Elevata resistenza all’abrasione, che in base all’indice CNR (I=1.69), consente

di classificare il materiale come “resistente all’usura”.

- Livello di finitura di alto pregio, come dimostra il frequente utilizzo di questo

prodotto per elementi di arredo e di design.


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COPRIFERRI:

Per costruzioni con vita nominale di 50 anni, con riferimento alle indicazioni delle NTC, - 4.1.6.1.3, nell’ipotesi di condizioni ambientali di tipo ordinario (per classe

d’esposizione XC2 – rif.NTC 4.1.2.2.4.3):

- Plinti di fondazione: facendo riferimento ad ambiente ordinario, con classe del calcestruzzo inferiore a C25/30:

Cmin=25+10=35mm (considerando una tolleranza di posa pari a 10 mm). - - Strutture in elevazione: facendo riferimento ad ambiente ordinario, con classe

del calcestruzzo inferiore a C35/40: Cmin=25+10=35mm (considerando una tolleranza di posa pari a 10 mm).

6 MODELLI DI CALCOLO

Le elaborazioni mediante calcolatore sono state eseguite con l’ausilio dei seguenti programmi:

Midas GEN® ver.7.4.1 sviluppato da Midas Information Technology – Seoul

Corea. Questo software è utilizzato per l’analisi delle sollecitazioni sugli elementi strutturali, e per la verifica statiche di membrature in acciaio.

I programmi vengono usati dagli scriventi in forza di regolari licenze d’uso e sono testati periodicamente mediante procedure di controllo codificate, tali da verificare

l’attendibilità delle applicazioni e dei risultati ottenuti ed individuare eventuali vizi ed anomalie.


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7 CONDIZIONI ELEMENTARI E COMBINAZIONI DI CARICO

Il progetto e la verifica degli elementi strutturali seguono il Metodo Semi-Probabilistico

agli Stati Limite. Le condizioni elementari di carico vengono cumulate secondo combinazioni di carico

tali da risultare le più sfavorevoli ai fini delle singole verifiche, determinando quindi le azioni di calcolo da utilizzare per le verifiche allo Stato Limite Ultimo (SLU), Stato

Limite di Esercizio (SLE), stato limite di salvaguardia della Vita (SLV) e di danno (SLD).

7.1 VITA NOMINALE, CLASSI D’USO E PERIODO PROPRIO DI

RIFERIMENTO

1.1.1 VITA NOMINALE

Nella progettazione anti – sismica dell’opera si stabilita una Vita Nominale, secondo le

seguenti indicazioni. La vita nominale VN dell’opera corrisponde al numero di anni nel quale la

struttura, purchè soggetta alla manutenzione ordinaria, deve poter essere utilizzata

per lo scopo al quale è destinata. Nelle previsioni progettuali dunque, se le condizioni ambientali e d’uso sono rimaste nei limiti previsti, non prima della fine di detto

periodo saranno necessari interventi di manutenzione straordinaria per ripristinare le capacità di durata della costruzione.

Con riferimento alla tabella 2.4.1 delle NTC si evidenzia che, ai sensi del

Decreto del Capo Dipartimento della Protezione Civile n. 3685 del 21 ottobre 2003 il carattere strategico di un’opera o la sua rilevanza per le conseguenze di un eventuale

collasso, sono definiti dalla classe d’uso, e non dalla vita nominale. Fatte queste premesse si assume, per la costruzione in oggetto, una vita

normale corrispondente a:

Vita nominale VN>50 anni

Corrispondente al caso di opere d’importanza normale.

1.1.2 CLASSE D’USO

In riferimento alle conseguenze di un eventuale collasso o di una perdita di operatività

dell’opera la struttura si classifica in: Classe d’uso II: Cu=1

La classe corrisponde al caso di costruzioni il cui uso preveda affollamenti significativi.

1.1.3 PERIODO DI RIFERIMENTO

Il periodo di riferimento per l’azione sismica corrisponde dunque a: VR=VN x CU= 50x1=50 anni


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7.2 CONDIZIONI ELEMENTARI DI CARICO

Si analizzano nel seguito le condizioni elementari di carico considerate nel progetto delle strutture. I carichi permanenti ed accidentali sono quelli indicati nel D.M.04.02.08 e successive

istruzioni per l’applicazione.

7.2.1 PESI PROPRI E SOVRACCARICHI PERMANENTI

I pesi propri degli elementi strutturali inseriti nei modelli di calcolo sono autodeterminati dal programma, in funzione delle dimensioni e del peso specifico del

materiale:

cls, armato = 25 kN/m3

cls, nonarmato = 20 kN/m3

acciaio inox = 80,0 kN/m3

I carichi permanenti vengono computati, nel modello di calcolo, come masse afferenti gli elementi strutturali ai quali sono applicati. In questo modo si considera l’effetto del

sovraccarico sia nel caso di analisi statica che nell’analisi sismica. Si riportano nel seguito dettagli dei sovraccarichi permanenti presi in considerazione nelle analisi.

PASSERELLA PEDONALE:

- Camminamento calpestabile in calcestruzzo fibrorinforzato:

Gradini agevolati: g1=1,0 kN/mq

7.2.2 CARICHI ACCIDENTALI

L’opera può essere classificata, ai sensi delle NTC – par.3.1.4, in categoria C2

Ambienti suscettibili di affollamento

Carico da folla: qfk=4kN/mq


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7.2.2.1 SISMA

ZONIZZAZIONE DEL SITO La verifica sismica dell’opera in oggetto viene eseguita secondo le indicazioni delle

Norme Tecniche sulle Costruzioni. Il sito oggetto d’intervento, corrisponde al:

Comune di Venezia/ Provincia di Venezia. In termini di classificazione sismica del territorio di riferimento la classificazione

vigente fa riferimento all’OPCM 3274 del 20/Marzo/2003 “Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative

tecniche per le costruzioni in zona sismica”. Secondo tale classificazione il comune di Venezia rientra in: Zona 4

VALUTAZIONE DELLE AZIONI SISMICHE

Si esegue una ricerca per coordinate del sito oggetto d’intervento, corrispondente al comune di Villorba, in provincia di Treviso.

La tabella seguente indica la posizione geografica del sito con le corrispondenti coordinate puntuali.


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Per la struttura in oggetto si assumono i seguenti parametri fondamentali: - Vita nominale: VN=50 anni

- Classe d’uso II: Cu=1 Il periodo di riferimento dell’azione sismica corrisponde dunque a:

VR=50x1=50 anni

La seguente tabella indica i periodi di ritorno previsti, in relazione alla probabilità assegnata, per i diversi stati limite da considerare nelle analisi.

Si riportano, nella tabella seguente, i valori di accelerazione di picco e gli altri

parametri significativi degli spettri di progetto, per i diversi stati limiti da analizzare.


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Le seguenti tabelle riportano i valori degli spettri di risposta elastici, in funzione del

periodo proprio della struttura, per i diversi stati limite considerati.


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FATTORI DI STRUTTURA

SISMA ORIZZONTALE

Si sceglierà, di volta in volta, un valore del fattore di struttura congruente con la tipologia e le caratteristiche del tipo di opera analizzato.

SISMA VERTICALE

Per la componente verticale dell’azione sismica il valore di q utilizzato, a meno di

adeguate analisi giustificative, è q = 1,5 per qualunque tipologia strutturale e di materiale, tranne che per i ponti per i quali è q = 1. Nel caso in oggetto si assume dunque:

Fattore di struttura per sisma orizzontale:

q=1.0 per la passerella

8 CONDIZIONI E COMBINAZIONI DI CARICO

Nell’analisi della struttura si sono considerate le seguenti:

CONDIZIONI ELEMENTEARI DI CARICO

Sulla base delle condizioni di carico descritte si sono analizzate le seguenti:

COMBINAZIONI NON SISMICHE (ALLO SLU / SLE):


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9 MODELLAZIONE

9.1 DESCRIZIONE DEL MODELLO SVILUPPATO

Per l’analisi della struttura si è sviluppato un modello di calcolo agli elementi finiti. L’impalcato con sezione variabile a cassone, gli irrigidimenti longitudinali e trasversali,

la mensola centrale di supporto sono costituiti di elementi shell a tre e quattro nodi. Le colonnine rastremate del cavalletto centrale sono state rappresentate con elementi

beam a sezione variabile. Per la trave di ripartizione in fondazione con sezione a doppia T si sono utilizzati elementi beam a due nodi e per la coppia di tiranti del cavalletto si è ricorso ad elementi truss.

I vincoli esterni previsti sono di questo tipo:

- In corrispondenza dell’estremità di valle un solo vincolo alla traslazione nelle tre

direzioni (cerniera) e cinque vincoli alla traslazione verticale (direzione z). - Alle estremità della trave di fondazione una cerniera ed un carrello con unica

direzione consentita di spostamento parallela all’asse della trave stessa.

Le figure seguenti offrono una rappresentazione grafica dei modelli agli elementi finiti

utilizzati per le analisi.

Figura 6: Modello FEM Impalcato – vista prospettica laterale


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Figura 7: Modello FEM Impalcato – vista prospettica

Figura 8: Modello FEM Impalcato – vista in prospettiva dall’alto


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Figura 9: Modello FEM struttura completa – individuazione vincoli.

Figura 10: Modello FEM struttura completa – sezioni solide.


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9.2 RISULTATI DELL’ANALISI DINAMICA

Si riportano, nel seguito, i risultati dell’analisi dinamica sviluppata. La valutazione delle caratteristiche dinamiche del sistema strutturale è utile sia rispetto allo studio

delle combinazioni di carico sismiche, condotte con la tecnica dello spettro di risposta, che rispetto problematiche relative alle vibrazioni. Le azioni azioni periodiche,

tipicamente determinate dall’incedere dei pedoni, possono avere frequenze prossime a quelle dei modi propri della struttura in oggetto e causare fenomeni di risonanza con conseguente decadimento del confort in fase di percorrenza della passerella.

Le seguenti immagini offrono una rappresentazione delle configurazioni deformate riferite ai principali modi di vibrare della struttura d’impalcato, assieme alle

corrispondenti frequenze.

L’analisi condotta ha consentito di analizzare tutti i modi con massa partecipante superiore al 5% ed un numero di modi la cui massa partecipante totale supera l’85%.

Figura 11: Primo modo di vibrare – traslazione verticale – T=0.211sec

9.3 COMPORTAMENTO DINAMICO – ANALISI DI CONFORT

La figura seguente, (tratta dal testo [1] - J.P.Lebet et M.A.Hirt, Traitè de Gènie Civil –

Volume 12, Presses Polytechniques et Univeristaires Romandes, Lausanne, 2009) illustra il valore della prima frequenza di vibrazione, per 67 passerelle pedonali, in funzione della luce.


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Figura 12: Prima frequenza propria per 67 passerelle pedonali realizzate.

Per opere di luce superiore a 30 m si registra una elevata probabilità di messa in vibrazione a causa del passo dei pedoni, la cui frequenza si colloca tipicamente in un

intorno di 2.0Hz. Nel caso della struttura in oggetto la prima frequenza verticale vale:

F1,v=4.73 > 2.0Hz

per cui appare poco probabile l’ingenerarsi di condizioni sfavorevoli, dal punto di vista

del confort, per effetto di vibrazioni verticali indotte dal passo dei pedoni. Il passaggio dei pedoni è in grado di determinare fenomeni vibratori anche per effetto

della componente orizzontale della forza applicata, che contrariamente all’azione verticale risulta priva di componente statica. La frequenza propria tipica per la

componente orizzontale corrisponde al doppio di quella orizzontale. I controlli effettuati hanno mostrato che per l’opera in oggetto l’elevata rigidezza orizzontale consente di escludere immediatamente questo tipo di problematiche.


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10 STATI LIMITE DI ESERCIZIO – DEFORMAZIONE

Nel presente capitolo la struttura viene analizzata dal punto di vista della sua

deformabilità globale.

Nelle immagini seguenti si riportano gli spostamenti verticali per i soli carichi permanenti e quelli ottenuti nell’inviluppo delle combinazioni riguardanti stati limite di

esercizio (combinazioni rare)

Figura 13: spostamenti verticali massimi – Permanenti


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Figura 14: spostamenti verticali massimi – SLE_Rare

10.1 SPOSTAMENTO VERTICALE IN MEZZERIA CAMPATA

In condizioni di esercizio le massime componenti di spostamento verticali presentano i valori seguenti:

Spostamento per carichi permanenti: Dzmax=-1.00 mm

Spostamento massimo (SLE_rare): Dzmax=-3,20 mm

Spost. max per variabili solo in campata: Dzmax=-2,21 mm

Le verifiche a deformazione verticale della travata portano alle seguenti valutazioni:

Spostamento massimo (SLE – rare): Dzmax=3,20mm=L/1938 <<L/250

Spostamento massimo per variabili: Dzmax=2,21mm=L/2805 <<L/300

Con luce libera complessiva: L=6,2 m

Le limitazioni riportate sono relative al caso di coperture praticabili e solai in genere.

10.2 SPOSTAMENTO VERTICALE ALL’ESTREMITA’ DELLO SBALZO

In condizioni di esercizio le massime componenti di spostamento verticali presentano i valori seguenti:

Spostamento per carichi permanenti: Dzmax=-7.52 mm

Spostamento massimo (SLE_rare): Dzmax=-18,02 mm

Spost. max per variabili solo sullo sbalzo: Dzmax=-10,50 mm

Le verifiche a deformazione verticale relative allo sbalzo portano alle seguenti valutazioni:

Spostamento massimo (SLE – rare): Dzmax=18,02mm=L/445 <<L/250

Spostamento massimo per variabili: Dzmax=10,50mm=L/762 <<L/300

Con luce libera complessiva: L=2x4,0 m

Le limitazioni riportate sono relative al caso di coperture praticabili e solai in genere.


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10.3 SPOSTAMENTI ORIZZONTALI MASSIMI

In condizioni di esercizio le massime componenti di spostamento orizzontali presentano i valori seguenti:

Spostamento massimo (SLE_rare): Dxymax= 2,92 mm

=L/2740 <<L/250

Con luce libera complessiva: L=2x4,0 m

Figura 15: spostamenti massimi lungo dir.Y – SLE_Rare


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11 VERIFICHE STRUTTURALI

11.1 ANALISI DI BUCKLING

Il tipo di modellazione prevista per il calcolo dei massimi parametri di sollecitazione sulla struttura corrisponde a un’analisi elastica.

Preliminarmente alla scelta di una tipologia di analisi da condurre (del primo o del secondo ordine), si sviluppa un’analisi d’instabilità di tipo numerico (analisi di buckling). Tale studio consente di:

- determinare il moltiplicatore acr dei carichi applicati che induce l’instabilità

globale della struttura;

- individuare il livello di sicurezza della struttura. - Individuare eventuali meccanismi d’instabilità locale, in grado di prodursi

anticipatamente rispetto all’instabilità globale del sistema.

Il programma utilizzato per le analisi consente inoltre di limitare automaticamente

l’indagine ai valori positivi del moltiplicatore critico del carico, evitando soluzioni incongruenti, corrispondenti ad un carico negativo.

L’analisi è stata condotta prendendo in considerazione indicazioni reperibili in letteratura su tali argomenti in particolare nei testi:

[1] J.P.Lebet et M.A.Hirt, Traitè de Gènie Civil – Volume 12, Presses Polytechniques et Univeristaires Romandes, Lausanne, 2009 [2] G.Ballio e F.M.Mazzolani, Strutture in Acciaio, Hoelpi, Milano, 1990

In [1], in particolare, (par.12.2.4 – pag.307), si cita la possibilità generale, sempre

applicabile, di ricondurre la verifica globale all’instabiltà ad un’analisi elastica del secondo ordine della struttura, accompagnata da una verifica delle sezioni.

L’approccio applicato è dunque il seguente:

- Si sviluppa un modello FEM della struttura con adeguata discretizzazione delle

diverse membrature presenti.

- Si svolge un’analisi preliminare di buckling per valutare la conformazione del

primo modo d’instabilità del sistema.

- Si controlla che il moltiplicatore critico di carico sia sufficientemente alto. Nel

caso in oggetto si è scelto di rispettare una condizione acr=Fcr/Fed > 5.0 Il testo

[2] riporta indicazioni sulle scelta del coefficiente di sicurezza (par.9.1.3.3 –

stabilità – introduzione del coefficiente di sicurezza).

- Si valuta, ai sensi del punto 4.2.3.4 delle NTC 2008, se l’analisi globale della

struttura può condursi con la teoria del primo ordine oppure è necessario

ricorrere ad uno studio non lineare.


____________________________________________________________________


- Si svolge una verifica globale d’instabilità, secondo il metodo generale riportato

nella Circolare 617 applicativa delle NTC (par.C4.2.4.1.3).

- Si svolgono verifiche locali di tutti gli elementi strutturali, a partire dalle

sollecitazioni determinate nell’analisi globale.

Nell’ambito dell’analisi di buckling svolta si sono considerate le seguenti condizioni di carico.

Figura 16: Primo modo di instabilità per buckling.

Il moltiplicatore dei carichi applicato che induce l’instabilità globale della struttura

vale:

acr=Fcr/Fed=57,4 >>10

In tale condizione può ritenersi trascurabile l’effetto delle deformazioni sull’entità delle sollecitazioni e sui fenomeni d’instabilità. Il calcolo delle sollecitazioni massime sulle

strutture sarà dunque sviluppato secondo un’analisi del primo ordine.


____________________________________________________________________


11.2 VERIFICA GLOBALE D’INSTABILITÀ

La struttura in oggetto, considerata come sistema globale, non è conforme ai requisiti imposti per l’applicazione di metodi di verifica semplificati. Per valutare la sicurezza della struttura rispetto a fenomeni d’instabilità è allora opportuno eseguire analisi più

accurate. Sulla base delle analisi agli elementi finiti (analisi di buckling ed analisi del primo ordine) si determinano i seguenti parametri:

- Moltiplicatore dei carichi di progetto (a partire dai valori caratteristici di

combinazione) che induce, in una prima sezione del sistema, sollecitazioni pari

alla sua resistenza caratteristica. Considerando un comportamento lineare della struttura, nella relazione tra carichi applicati e tensioni massime, risulta:

ault,k = 210,0/86,43= 2,43

- Minore dei moltiplicatori dei carichi di progetto (a partire dai valori caratteristici di

combinazione) che produce in uno degli elementi del sistema fenomeni d’instabilità laterale o torsionale:

acr,op = 57,4

Sulla base dei moltiplicatori descritti si calcola la snellezza adimensionale:

lop = (ault,k/acr,op)0.5 =0,206

L’analisi dei meccanismi d’instabilità determinati per buckling consente di affermare che la prima modalità di in stabilizzazione del sistema riguarda uno sbandamento

laterale dei montanti del cavalletto centrale, con comportamento ad asta compressa. Si riporta di seguito il dettaglio della verifica ad instabilità globale della struttura:

Verifica complessiva nei confronti dell’ instabilità:

copxault,k /gM1 =0,997x2,43/1,1=2,20>1

La verifica è soddisfatta.


____________________________________________________________________


12 VERIFICHE A FATICA

1.1.4 VERIFICHE A FATICA

Esigenze di carattere architettonico determinano la necessità di realizzare alcuni

dettagli costruttivi (saldature) soggetti a fatica, in condizioni non a vista e quindi non ispezionabili (oppure ispezionabili solamente previa rimozione del rivestimento transitabile in calcestruzzo fibro-rinforzato, oppure previo sollevamento della

passerella. Non è quindi possibile provvedere ad eventuali riparazioni di dettagli danneggiati.

Nelle verifiche a fatica si tiene conto delle difficoltà di accesso per ispezione e manutenzione della sezione di acciaio: si sceglie quindi di eseguire verifiche a fatica,

secondo l’approccio a vita illimitata. Nella tipologia a travata in semplice appoggio in oggetto, lo schema isostatico non garantisce un’adeguata ridistribuzione degli sforzi, in caso di rottura. Per tale ragione

si sceglie di operare prevedendo che le conseguenze di una eventuale rottura per

fatica risultino significative. Risulta allora: gMf=1.35

Figura 17: Modello di carico a fatica N.1

In analogia alle indicazioni di norma per le passerelle pedonali, il controllo è effettuato valutando lo spettro di tensione indotto dal modello di fatica semplificato N.1 (NTC –

Fig.5.1.4). Il modello di carico da fatica 1 è costituito dallo schema 1 delle NTC con valore dei carichi distribuiti ridotto del 70%. Risulta dunque, per il carico da folla:

qf,fatica=4-(4x0.7)=1,2kN/mq

Nei ponti stradali si considera un numero di cicli di carico, pari a: 5,0x106, corrispondete al limite di fatica ad ampiezza costante.


____________________________________________________________________


Considerando la mensola di appoggio centrale ricavata per fresatura da lamiera di

spessore 60mm, la tipologia di dettaglio maggiormente sensibile a fatica, dunque

oggetto di verifica, corrisponde all’elemento di connessione in continuità della lamiera

costituenti la sezione a cassone dell’impalcato. Si tratta di una tipologia di connessione

saldata, direttamente sollecitata classificabile cautelativamente, nell’ambito delle

NTC2008, in Tab.C4.2.XV dettaglio 13, Classe71(36 in assenza di controlli).

Facendo riferimento alla curva di resistenza S-N per dettagli soggetti a tensioni

normali, e considerando gli effetti della tensione ideale sull’acciaio, si determina il massimo intervallo di tensione cui il dettaglio descritto è in grado di resistere a fatica (nell’ipotesi di Classe 71 oppure di Classe 36).


____________________________________________________________________


Per le lamiere costituenti la sezione a cassone dell’impalcato si rileva una tensione

massima di Von Mises dovuta ai soli sovraccarichi variabili pari a

sid=42,9

e quindi

DsEd=42,9-(42,9x0.7) =12,9MPa <19,65MPa

Figura 18: Tensioni ideali di Von Mises per soli sovraccarichi variabili sulle lamiere dell’impalcato


____________________________________________________________________


13 VERIFICHE DI RESISTENZA

13.1 IMPALCATO DEL PONTE

La verifica condotta in precedenza ha consentito di determinare il coefficiente di sicurezza del sistema ad instabilità. La valutazione, che ha comportato la modellazione

dell’intera struttura ha consentito di tener conto dei meccanismi d’instabilità globali, e di individuare l’assenza di meccanismi di sbandamento locali in grado di prodursi prima di questi.

Il fatto che si possano escludere problematiche d’instabilità locali consente di valutare

la resistenza delle strutture, senza ricorrere ad un calcolo delle caratteristiche efficaci della sezione globale a cassone dell’impalcato.

Figura 19: Tensioni su elementi trave – inviluppo SLU.

ELEMENTI TRAVE – TRAVE SALDATA DI FONDAZIONE

scomb=70,0MPa t=80,34MPa

sid=(scomb 2+3t 2)0.5=155,7MPa <210/1,1=191MPa

ELEMENTI TRAVE – MONTANTI RASTREMATI CAVALLETTO CENTRALE


sid=(scomb 2+3t 2)0.5=113.5MPa <210/1,1=191MPa

ELEMENTI TRAVE - SEZIONE RISTRETTA DEL CAVALLETTO CENTRALE


sid=(scomb 2+3t 2)0.5=114,6MPa <210/1,1=191MPa


____________________________________________________________________


ELEMENTI BIELLA – TIRANTI TONDO 14

s=90.36 MPa <210/1,1=191MPa

ELEMENTI PIASTRA – IMPALCATO A CASSONE

sid=123,1MPa <210/1,1=191MPa

ELEMENTI PIASTRA – MENSOLA CENTRALE

sid=145,3MPa <210/1,1=191MPa


____________________________________________________________________


13.2 PARAPETTI

Si riporta nel seguito il dettaglio delle verifiche di resistenza a flessione e taglio eseguite sui parapetti della passerella. Risulta:

La verifica risulta soddisfatta poiché vale:

Taglio sollecitante: VEd=0,3kN

< 0,5 Taglio resistente: VEr=0,5x19,1=9,55daN

Momento sollecitante: MEd=315,0kNm

< Momento resistente: MEr=322,6daNm


____________________________________________________________________


14 REAZIONI IN FONDAZIONE

Si riportano nel seguito le massime reazioni sulle sottostrutture, distinte nelle seguenti

due categorie di effetti: - condizioni non sismiche di carico (SLU e SLE)

- condizioni sismiche di carico (SLV).

14.1 REAZIONI TRASMESSE AI MICROPALI DI FONDAZIONE

Nell’immagine seguente si evidenzia il posizionamento dei micropali in base al numero identificativo assegnato:

Figura 20: Schema dei vincoli – sistema di riferimento

La tabella seguente riassume le azioni trasmesse ai micropali nelle varie combinazioni di carico. Si indica con Fh l’azione orizzontale e con Fz l’azione verticale.


____________________________________________________________________


14.2 REAZIONI TRASMESSE ALLA FONDAZIONE SUPERFICIALE

Nel seguito si riassumono le componenti della risultante trasmessa alla fondazione

superficiale posta all’estremità a valle della passerella, nelle varie combinazioni di carico. Si indica con x la direzione lungo l’asse longitudinale della passerella.


____________________________________________________________________


15 RISULTANZE INDAGINI GEOGNOSTICHE (2011)

Per l’individuazione della stratigrafia del sito e le caratteristiche geomeccaniche dei

terreni di fondazione è stata eseguita, nell’area in esame, una campagna di indagini geognostiche dalla ditta Sacchetto Perforazioni.

L’indagine eseguita nell’ottobre del 2011 è consistita in:

Prove in situ

- n.1 sondaggio a carotaggio continuo spinto fino alla profondità di -30 m da p.c.;

- n. 5 prove penetrometriche SPT in foro di sondaggio per la determinazione dei parametri di resistenza meccanica delle formazioni granulari;

- prove Vane test su spezzoni di carota per la determinazione della resistenza a taglio non drenata Cu;

Prove di laboratorio:

- n. 2 analisi granulometriche su campioni rimaneggiati (S1-spt2;S1-spt4); - n. 2 determinazioni del peso di volume naturale;

- n. 2 determinazioni del contenuto naturale d’acqua; - n. 2 determinazioni del peso specifico del solido;

- n. 2 analisi granulometriche per via densimetrica; - n. 2 determinazioni dei limiti di Atterberg; - n. 2 prove di compressione triassiale consolidata isotropicamente non drenata

CID.

La figura seguente riporta la planimetria con l’ubicazione del sondaggio S1.

Figura 21 – Planimetria con ubicazione sondaggio S1


____________________________________________________________________


Dall’analisi dei risultati del sondaggio S1 è stato possibile definire le seguenti unità

litostratigrafiche:

STRATO DESCRIZIONE

N.1 da 0 a – 3.25 m Terreno di riporto costituito da clasti di ghiaia medio fine e resti di laterizio in matrice di sabbia fine limosa/con limo e lenti di argilla limosa

N.2 da – 3.25 m a – 6.00 m Argilla limosa grigio chiaro

N.3 da – 6.00 m a – 17.90 m Sabbia medio fine debolmente limosa

N.4 da – 17.90 m a- 30.00 m Alternanze di sabbie medio fini, limi argillosi e argilla limosa

Il livello di falda misurato all’interno del sondaggio al termine della perforazione è

-0.80 m da p.c.

Le analisi di laboratorio effettuate sui 4 campioni prelevati nel corso della terebrazione hanno portato alle seguenti risultanze:

- Campione SPT2 (-6.00 m) : L’analisi granulometrica identifica il campione

come sabbia fine con limo. - Campione SPT4 (13.00 m) : L’analisi granulometrica identifica il campione

come sabbia medio fine debolmente limosa.

- Campione A (4.5 m) : Argilla limosa; contenuto naturale d’acqua W =38.6%; peso di volume naturale 17.88 kN/mc; peso specifico del solido 25.73 kN/mc;

coesione efficace C’ = 29.40 kPa; angolo di resistenza al taglio ’ = 26.40°.

- Campione B (19.00 m) : Limo con argilla; contenuto naturale d’acqua W

=30%; peso di volume naturale 19.08 kN/mc; peso specifico del solido 25.78

kN/mc; coesione efficace c’= 24.80 kPa; angolo di resistenza al taglio

’=27.30°

Le figure seguenti riportano la stratigrafia del sondaggio S1; la documentazione

fotografica delle cassette catalogatrici e i certificati delle prove di laboratorio sono riportati nella relazione “Geologica, Idrogeologica e Geotecnica” redatta da SPG.


____________________________________________________________________


Figura 22 –Sondaggio S1 (0-10m)


____________________________________________________________________




____________________________________________________________________


16 CATEGORIA DI SOTTOSUOLO SECONDO D.M. 14/01/2008

Con riferimento a quanto riportato nel D.M. 14/01/2008, e sulla base dei risultati delle indagini geognostiche, il suolo in esame appartiene alla categoria “D” (ovvero

Nspt<15; Cu < 70 kPa).

17 ELABORAZIONI PROVE GEOTECNICHE

I parametri deformativi e di resistenza meccanica degli strati granulari, ovvero il

modulo elastico E e l’angolo di attrito sono stati determinati dalla rielaborazione

delle prove SPT. Le figure seguenti riportano rispettivamente i valori di Nspt diagrammati con la

profondità, la densità relativa Dr, l’angolo di attrito e il valori del modulo E.


____________________________________________________________________


Figura 25 –Risultati prove SPT

Per determinare la densità relativa si è applicato il metodo di Gibbs & Holtz (1957),

valido per sabbie da fini a grossolane, per qualsiasi valore della pressione efficace, in depositi normalconsolidati.

La densità relativa vale:

7,0

'21(%)

sptNDr

Di seguito il grafico della densità relativa in funzione della profondità.


____________________________________________________________________


Figura 26 –Densità relativa da prove SPT

Dalla rielaborazione delle prove si evince una densità relativa media degli strati

granulari di circa il 60-70%. Secondo quanto riportato in letteratura (cfr. Bowles 1998) valori di densità compresi

tra il 60% e il 70% sono tipici di terreni granulari mediamente compatti.


____________________________________________________________________


L’angolo di attrito viene calcolato a partire dai risultati delle prove penetrometriche SPT utilizzando le correlazioni di Shoi – Fukuni.

Dalla rielaborazione dei dati si ottiene rispettivamente per le formazioni superficiali valori compresi tra 28° e 30°, per le formazioni granulari più profonde un valore

medio compreso tra 31° e 33°.

Figura 27 –Anglo di attrito da prove SPT


____________________________________________________________________


I moduli di deformabilità E vengono ricavati applicando le correlazioni proposte da Schmertmann; dal grafico della figura seguente, che riporta il valore di E in funzione

della profondità, si ricava un valore del modulo elastico variabile da 90 a 170 daN/cm2.

Figura 28 –Modulo elastico del terreno da prove SPT

La resistenza a taglio non drenata Cu degli orizzonti coesivi, è ricavata mediante prove con Vane-test. La figura seguente riporta l’andamento di Cu con la profondità.


____________________________________________________________________


Figura 29 –Resistenza al taglio non drenata Cu da prove vane test

18 MODELLO GEOTECNICO ASSUNTO

Di seguito si riporta il modello geotecnico assunto nelle verifiche delle opere di

fondazione.

STRATO DESCRIZIONE

kN/mc) ° Cu

(daN/cmq) E

(daN/cmq)

N.1 da 0 a – 3.25 m Terreno di riporto costituito da clasti di ghiaia medio fine e resti di laterizio in matrice di sabbia fine limosa/con limo e lenti di argilla limosa

17.9 28 0.25 50

N.2 da – 3.25 m a – 6.00 m Argilla limosa grigio chiaro

17.9

26 0.25 40

N.3 da – 6.00 m a – 17.90 m

Sabbia medio fine debolmente limosa

18 28-33 130


____________________________________________________________________


N.4 da – 17.90 m a- 30.00 m

Alternanze di sabbie medio fini, limi argillosi e argilla limosa

18 28

0.25-0.50 50-100

19 VERIFICHE GEOTECNICHE

19.1 DESCRIZIONE OPERE DI FONDAZIONE

Il progetto prevede la realizzazione di un plinto di fondazione in c.a. di dimensione 2000x2000x600mm per l’appoggio della prima campata; l’esecuzione di due micropali

220mm di lunghezza 14 m, con punta in sabbia, armati con tubo in acciaio 114.3 sp. 12.5 mm posizionati in corrispondenza dello sbalzo. I paragrafi seguenti riportano i criteri di verifica adottati secondo D.M. 14/01/2008 e

le verifiche di capacità portante.

19.2 FONDAZIONE SUPERFICIALE - STATI LIMITI

Gli stati limite ultimi delle fondazioni superficiali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al

raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.

Come previsto dal D.M. 14 gennaio 2008, per ogni combinazione allo Stato limite Ultimo (SLU) deve essere soddisfatta la seguente condizione:

Ed ≤ Rd

dove:

- Ed: valore di progetto dei carichi agenti;

- Rd: valore di progetto della resistenza del terreno.

Le verifiche allo SLU devono essere svolte considerando i seguenti stati limite: SLU di tipo geotecnico (GEO) e di equilibrio di corpo rigido (EQU):

- collasso per carico limite dell’insieme terreno-fondazione;

- collasso per scorrimento sul piano di posa; - stabilità globale (per fondazioni su pendii).

SLU di tipo strutturale (STR):

- raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali.

Le verifiche devono essere effettuate secondo almeno uno dei seguenti approcci:

APPROCCIO 1

- Combinazione 1: (A1+M1+R1)

- Combinazione 2: (A2+M2+R1)


____________________________________________________________________


APPROCCIO 2

- (A1+M1+R3)

tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I, 6.2.II e 6.4.I. del D.M. 14.01.2008.

Coefficienti parziali relativi alle azioni per le verifiche di stati limite ultimi (Tab. 6.2.I).

Coefficienti parziali per i parametri del terreno (Tab. 6.2.II).

Coefficienti parziali per le verifiche agli stati limite ultimi di fondazioni superficiali (Tab. 6.4.I).

Di seguito si riportano le verifiche di capacità portante della fondazione allo SLU (secondo l’approccio 2, comb. A1+M1+R3).


____________________________________________________________________



____________________________________________________________________


19.3 FONDAZIONE SU PALI - STATI LIMITI

Gli stati limite ultimi delle fondazioni su pali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al

raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.

La capacità portante verticale dei micropali viene calcolata in accordo a quanto prescritto dal D.M. 2008, allo stato limite ultimo, secondo l’approccio 2 combinazione (A1-M1-R3).

Il valore di progetto Rd della resistenza si ottiene a partire dal valore caratteristico Rk

applicando i coefficienti parziali R della Tab. 6.4.II.

Coefficienti parziali R per le verifiche agli SLU delle opere di sostegno (Tabella 6.4.II - D.M.

14.01.08).

Il valore caratteristico della resistenza a compressione del palo (Rc,k) è dato dal minore dei valori ottenuti applicando alle resistenze calcolate (Rc,cal) i fattori di

correlazione riportati nella Tab. 6.4.IV del D.M. 14.01.2008, in funzione del numero n di verticali di indagine:

4

mincalc,

3

mediacalc,

kc,ξ

R;

ξ

Rmin R

Fattori di correlazione per la determinazione della resistenza caratteristica in funzione del

numero di verticali indagate.

Si riporta di seguito la verifica dei micropali.


____________________________________________________________________


La verifica di capacità portante risulta essere soddisfatta in quanto:

Ed = 72.63 kN< Rd = 78 kN

J.N Ponte delle Sechere - VeneziaTipologia pali : MicropaliTipo Verifica : SLU_DA2 (A1_M1_R3) / SLE_raraPunta in: Sabbia

0,2217,90,00

14,000,038

Coefficienti parziali resistenza del terreno

Valore (A1 - M1) TA1 1 11 1 11 1 11 1 1

Coefficienti di riduzione per la determinazione della resistenza caratteristica dei pali dai risultati di prove in sito:

TAValore 1 2 3 4 5 7 10

1,7 1,7 1,65 1,6 1,55 1,5 1,45 1,4 11,7 1,7 1,55 1,48 1,42 1,34 1,28 1,21 1

Coefficienti parziali R per il calcolo della resistenza di progetto:

Simbolo r

Valore

(A1-

M1)

Pali

infissi

Pali

trivel.

Pali ad

elica

cont.

TA

b 1,35 1,15 1,35 1,3 2,5

s 1,15 1,15 1,15 1,15 2,5t 1,30 1,15 1,3 1,25 2,5st 1,25 1,25 1,25 1,25 2,5

Modello geotecnico

Tipo di

terreno

Quota

Tetto

[m.s.l.m.]

Quota

Base [m

s.l.m.]

Prof.

Tetto

[m]

Prof.

Base

[m]

DZ [m] p' [kPa]diametro

palo [m]medio

Cumedia

[kPa]

/

(Medio)

Cu /

(Media)

k

(med/)

tan

(med/)

k

(med)

tan

(med)

Qlaterale

(media)

(kN)

Qlaterale

(TA)

(kN)

0 0,00 -1,00 0,00 1,00 1,00 4,04 0,00 28 28,0 0,0 0,00 0,53 0,38 0,53 0,53 0 01 -1,00 -3,25 1,00 3,25 2,25 17,15 0,22 28 28,0 0,0 0,00 0,53 0,38 0,53 0,53 5 82 -3,25 -6,00 3,25 6,00 2,75 37,32 0,22 25 0,0 25,0 0,70 0,00 0,00 33 333 -6,00 -14,00 6,00 14,00 8,00 80,70 0,22 30 30,0 0,0 0,00 0,50 0,41 0,50 0,58 92 129

Tensione -14,00 -14,00 14,00 14,00 0,00 112,98131 170

Calcolo Peso del Palo

0,0014,00

8

Calcolo Resistenza di progetto a Compressione (A1-M1)

kN Q / R

1513177 6764 95 kN38 28 88 kN

115 88 88 kN

Calcolo Resistenza di progetto a Trazione (A1-M1)

kN Q / R

131 62 kN A questo valore si deve aggiungere il peso del palo77 62

SLU_DA2 A) Rd,c (COMPRESSIONE) 78 kN CARICO ULTIMO A COMPRESSIONE (D.M. 14.01.2008)(A1_M1_R3) B) Rd,t (TRAZIONE) 70 kN CARICO ULTIMO A TRAZIONE (D.M. 14.01.2008)

CALCOLO CAPACITA' PORTANTE PALI DI FONDAZIONE (D.M. 14.01.2008, cap. n.6)

SLU_DA2 (D.M. 14.01.2008)

D. palo [m] medio( kN/m

3)

Prof. Falda da pc [m]Lpalo,netta [m]Area base [m

2]

Peso dell'unità di volume (

Totale (compressione)

ParametriTangente dell'angolo di attrito (

Coesione efficace (c')Resistenza al taglio non drenata (Cu)

Laterale in trazione

Resistenza

Punta

Laterale (compressione)

Numero di verticali indagate

z3

z4

Calcolo Rc,cal mediaQlaterale,media

Nq (medio)Qlaterale,media

Qlaterale ,media / z3

Qlaterale ,media / z3

Ltratto fuori falda (m)Ltratto sotto falda (m)

Wp (peso del palo) (kN)

Qpunta,media

Qpunta,media / z3

Qc,tot, calc,media / z3

Calcolo Rc,cal media

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