Opere di Urbanizzazione Primaria riguardanti la nuova ... · efficace K0 Ka Kp kg/m3 ° gradi °...

Regione Autonoma Friuli – Venezia Giulia

Provincia di Udine

Comune di Marano Lagunare

Opere di Urbanizzazione Primaria riguardanti la nuova

costruzione del ponte di via Roma presso il canale Molino.

Committente: Amministrazione Comunale

Oggetto: Verifica diaframmi di fondazione ed opere in c.a.

Timbro e firma

Il Responsabile del procedimento:

__________________

Timbro e firma

Il progettista: arch.ing. DE MARCHI Marcello

___________________

Data: 30 marzo 2016

Revisione: 00

Progettazione: arch.ing. DE MARCHI Marcello Indirizzo: via Libertà n° 2 ing. TITTON Sandro 33058 San Giorgio di Nogaro (UD) Collaboratori: Geom. COLLAVIN Enea Tel./Fax 0431 620031 Arch. PERISSINOTTO Franco e-mail: [email protected]

Ing. FRIZZO Alberto

Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.1

SOMMARIO

1. PREMESSE ........................................................................................................................ 2

2. DESCRIZIONE STRUTTURE DI FONDAZIONE ....................................................... 2

3. CARATTERISTICHE DEI MATERIALI ...................................................................... 4

4. NORMATIVE DI RIFERIMENTO ................................................................................. 7

5. MODELLO GEOTECNICO DEL TERRENO .............................................................. 8

6. CARICHI AGENTI SULLE FONDAZIONI .................................................................. 8

6.1 Azioni statiche ..................................................................................................................... 8

6.2 Azioni sismiche .................................................................................................................. 10

7. VERIFICA DELLE FONDAZIONI ESISTENTI NEI CONFRONTI DEI CARICHI

VERTICALI ........................................................................................................................... 11

8. VERIFICA DELLE FONDAZIONI SOGGETTE AD AZIONI ORIZZONTALI ... 13

8.1 Approcci di calcolo ........................................................................................................... 13

8.2 Carichi agenti sulla paratia .............................................................................................. 14

8.3 Modello di calcolo ............................................................................................................ 15

8.3.1 Verifica della fondazione nell’ ipotesi di “non intervento” ........................................ 15

8.3.1.1 Sollecitazioni agenti sulla paratia e stato deformativo ............................................................. 16

8.3.1.2 Verifiche di deformabilità .......................................................................................................... 20

8.3.1.3 Verifiche a flessione ................................................................................................................... 20

8.3.1.4 considerazioni sulle fondazioni .................................................................................................. 21

8.3.2 Verifica della fondazione nell’ ipotesi di “progetto” .................................................. 22

8.3.2.1 Sollecitazioni agenti sulla paratia e stato deformativo ............................................................. 25

8.3.2.2 Verifiche di deformabilità .......................................................................................................... 29

8.3.2.3 Verifiche a flessione ................................................................................................................... 29

8.3.2.4 Verifiche a taglio ....................................................................................................................... 30

8.3.2.5 verifica dei tiranti ...................................................................................................................... 32

8.3.2.6 verifica della trave di ripartizione ............................................................................................. 36


1. PREMESSE

La presente relazione affronta la verifica delle opere di fondazioni del nuovo ponte mobile da

realizzarsi a Marano lagunare in sostituzione del ponte esistente che ormai da diversi anni non è più in

grado di essere sollevato ed inoltre è percorribile solo a senso unico alternato.

Il presente progetto prevede la costruzione di un impalcato con struttura in acciaio, lo schema statico è

quello tradizionale che prevede un cerniera fissa su una spalla ed un carrello mobile su quella opposta;

la luce di calcolo è di circa 30 m.

Per quanto riguarda le fondazioni, a differenza di quanto previsto per la struttura dell’impalcato, il

progetto non ne prevede il completo rifacimento, ma solamente alcuni interventi finalizzati a renderle

adeguate a sopportare i carichi provenienti dalla nuovo sovrastruttura.

Mentre l’impalcato può essere calcolato come una nuova struttura, le fondazioni vanno considerate

come strutture esistenti e, pertanto per la verifica delle stesse va condotta secondo quanto previsto

dalla vigente normativa al cap.8 del DM 14-01-2008.

2. DESCRIZIONE STRUTTURE DI FONDAZIONE

Le attuali fondazioni sono costituite da diaframmi in c.a. (sp. 60cm) disposti in modo da realizzare una

struttura a “C” che conferisce alle stesse una buona rigidezza nei confronti delle azioni taglianti e

flessionale. Le stesse raggiungono una profondità di circa –18,0 m rispetto al medio mare intestandosi

all’interno di strati di sabbia aventi buone caratteristiche di portanza.

Fig 1 - diaframmi portanti aventi lunghezza 20 m


La sezione a “C” dei diaframmi è chiusa sul lato posteriore da un’ulteriore paratia di pannelli aventi

lunghezza minore dei precedenti ma che consentono di realizzare una spalla con struttura scatolare

chiusa dotata di elevata rigidezza. I pannelli sono collegati tra loro sia da un cordolo di sommità sia da

una soletta in c.a. posta qualche metro a di sotto della sommità dei diaframmi.

Fig 2 - struttura complessiva della spalla esistente


Fin da un primo esame, dunque, l’organismo fondazionale esistente appare ben dimensionato e, con

buone probabilità, in grado di sopportare senza particolari difficoltà anche i nuovi carichi derivanti

dalla costruzione del nuovo ponte soprattutto per quanto riguarda le azioni verticali. Fin da subito le

maggiori incertezze si presentano per quanto riguarda l’eventuale capacità di sopperire efficacemente

anche ai carichi orizzontali previsti dalla nuova normativa tecnica, ed in particolare alle azioni

sismiche.

Per la modellazione della struttura di fondazione ed anche per le successive verifiche geotecniche e

strutturali, operando a favore di sicurezza, si è trascurata la presenza dei diaframmi più corti e si è fatto

riferimento alla sola paratia con lunghezza 20 m.

Per quanto riguarda la definizione della struttura, sia dal punto di vista geometrico, che per quanto

riguarda le caratteristiche dei materiali sono stati eseguiti dei riscontri geometrici sulle parti a vista

delle strutture fondazionale, ma si è fatto riferimento anche ai disegni strutturali delle stesse forniti dal

progettista generale dell’opera.

I diaframmi sono stati realizzati nei primi anni 80 ad opera di una nota impresa locale altamente

specializzata nell’esecuzione di fondazioni profonde; è stato dunque possibile reperire sia i disegni

strutturali che la relazione di calcolo, ma soprattutto i risultati delle prove sui materiali (prove di

rottura sui cubetti in calcestruzzo e sulle barre d’armatura).

3. CARATTERISTICHE DEI MATERIALI

Sulla base del periodo storico in cui è avvenuta la realizzazione del ponte è ragionevole ipotizzare che

i diaframmi di fondazione siano stati realizzati con calcestruzzo avente classe di resistenza non

superiore a 250300 kg/cm2, nonostante le prove di rottura sui cubetti di prova riportino tensioni di

rottura addirittura superiori a 500 kg/cm2. In mancanza di dati provenienti da specifiche prove di

rottura effettuate su provini appositamente prelevati dalle fondazioni esistenti, si ipotizza una

resistenza caratteristica del calcestruzzo pari a 250 kg/cm2.

Per quanto riguarda gli acciai, i risultati delle prove di rottura, consentono di dire che la tipologia

utilizzata corrisponde ad un acciaio FeB44k.


Fig 3 - risultati su provini di cls


Fig 4 - risultati su provini di acciaio per c.a.


Tali valori caratteristici delle resistenze dei materiali dovranno venire poi convenientemente ridotto

attraverso i fattori di confidenza cosi come definiti dalla Tab. C8A.1.2 della Circolare esplicativa delle

NTC2008.

Sulla base delle limitate informazioni a disposizione, in questa fase, è opportuno utilizzare un livello di

conoscenza limitata LC1 con un fattore di confidenza FC = 1,35.

4. NORMATIVE DI RIFERIMENTO

La presente relazione è redatta in conformità alle seguenti Leggi e Normative:

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

Circ. 02 febbraio 2009 n. 617/C.S.LL.PP. - “Istruzioni per l’applicazione delle Norme

tecniche per le costruzioni”

Eurocodice 2 – UNI EN 1992-1-1:2005 – “Progettazione delle strutture di calcestruzzo – Parte

1-1: Regole generali e regole per gli edifici”


5. MODELLO GEOTECNICO DEL TERRENO

Le caratteristiche dei terreni di fondazione sono state ricavate da due prove penetrometriche statiche

eseguite dallo studio di geologia Floreali - Jaiza.

Le prove geotecniche hanno consentito di verificare che il terreno di fondazione è caratterizzato dalla

presenza di terreni granulari in prevalenza costituiti da sabbie e limi il cui grado di addensamento

mediamente aumenta con la profondità.

Ai fini del calcolo delle strutture di fondazione è stata individuata la seguente stratigrafia:

- peso di volume saturo

- angolo di attrito interno

- angolo attrito terreno

diaframmic' - coesione

efficace K0 Ka Kpkg/m3 ° gradi ° gradi kg/cm2

da 0,00 a - 4,00LS1 - Limi sabbiosi mediamente addensati 1900 30 15 0 0,500 0,301 4,976

da -4,00 a -7,00S1 - Sabbie grossolane ben addensate 2200 37 18,5 0 0,398 0,227 8,551

da -7,00 a -11,00LS1 - Limi sabbiosi mediamente addensati 2200 30 15 0 0,500 0,301 4,976

da -11,00 a -20,00S2 - Sabbie e ghiaie

2200 36 18 0 0,412 0,236 8,022

I coefficienti di spinta attiva e passiva sono stati calcolati con la formulazione di Muller – Breslaw e

tengono conto della presenza di attrito tra il terreno e l’opera di sostegno. A favore di sicurezza,

l’angolo di attrito terreno – paratia è stato considerato il 50% dell’angolo di attrito interno del terreno,

in luogo del valore di 2/3 abitualmente utilizzato.

6. CARICHI AGENTI SULLE FONDAZIONI

6.1 Azioni statiche

Per quanto riguarda le azioni agenti sulle fondazioni si è fatto riferimento alla allegata relazione di

calcolo dell’impalcato ed in particolare al § 17 che riporta le azioni agenti sugli appoggi fissi e mobili.

Essendo la spalla fissa quella maggiormente sollecitata è a questa che si farà riferimento per le

successive verifiche.

Di seguito si riportano le azioni massime agenti sulle fondazioni per le azioni statiche, sia con il valore

caratteristico che in combinazione SLU.


6.2 Azioni sismiche

Di seguito si riportano le azioni massime agenti sulle fondazioni per le azioni sismiche:


7. VERIFICA DELLE FONDAZIONI ESISTENTI NEI CONFRONTI DEI CARICHI

VERTICALI

La verifica di portanza dei carichi verticali può essere effettuata determinando il carico agente su

entrambe gli appoggi e stimando poi la portanza di punta e per attrito laterale della paratia di

diaframmi considerando la sola sezione a “C” dove i pannelli hanno lunghezza di 20 m.

Le verifiche delle fondazioni sono state effettuate sulla base dell’approccio 2, combinazione

A1+M1+R3, che prevede di amplificare i carichi secondo i coefficiente previsti dalla Tab.2.6.I,

considerare i parametri geotecnici con il valore caratteristico e ridurre successivamente le resistenze

secondo i coefficienti riduttivi R di Tab. 6.4.II.

Il carico verticale agente, già fattorizzato secondo la combinazione A1+M1, è pari a 6180 kN.

CAPACITA' PORTANTE DELLA FONDAZIONECOSTITUITA DA DIAFRAMMI DISPOSTI A "C"lunghezza parte infissa del diaframma l 16 mlarghezza diaframma h 0,6 mperimetro della sezione P 33,20 marea della superficie di base A 9,60 m2

Resistenza alla punta

profondità della punta Lp 16,00 m

peso di volume del terreno alla punta 1,20 t/m3

angolo di attrito del terreno alla punta 36 gradicoesione del terreno alla punta c 0,0 t/m2

fattori di capacità portante Nq 30

Nc 0

pressione vert. effettiva alla base v *Lp 19,20 t/m2

Resistenza alla punta Rb A*(v*Nq+c*Nc) 5529,60 t

Resistenza laterale

strato 1

coefficiente di spinta k1 0,6

fattore di adesione (terreni coesivi) 0

Altezza strato 1 L1 9,00 m

Sovraccarico (in metri di terreno) hs 0,00 m

peso di volume del terreno 1 1,00 t/m3

angolo di attrito terreno 1 32 gradi

angolo di attrito terreno-palo 1 32 gradi

coesione c1 0,0 t/m2

pressione vert. effettiva in sommità v1s 1*hs 0,00 t/m2

pressione vert. effettiva alla base v1b 1*(hs+L1) 9,00 t/m2

pressione media nello strato 1 v1 media (v1s+v1b)/2 4,50 t/m2

Resistenza laterale strato 1 Rl1 P*L1*(v1media*k1*tg1+*c1) 504,12 t


strato 2

coefficiente di spinta k2 0,5

fattore di adesione (terreni coesivi) 1

Altezza strato 2 L2 7,00 m

peso di volume del terreno 2 1,20 t/m3

angolo di attrito terreno 2 36 gradi

angolo di attrito terreno-palo 2 36 gradi

coesione c2 0,0 t/m2

pressione vert. effettiva in sommità v2s v1b 9,00 t/m2

pressione vert. effettiva alla base v2b v2s+(2*L2) 17,40 t/m2

pressione media nello strato 2 v2 media (v2s+v2b)/2 13,20 t/m2

Resistenza laterale strato 2 Rl2 P*L2*(v2media*k2*tg2+*c2) 1114,40 t

Resistenza laterale totale Rl Rl1+Rl2 1618,52 t

dove i coefficiente di portanza di punta è stimata in base dell’angolo di attrito del terreno alla base del

palo pari a 36° utilizzando i valori ridotti proposti da Navfac per i pali trivellati.

FATTORE DI CAPACITA' PORTANTE Nq

NAVFAC "Foundations & Earth Structures", Design Manual 7.02 (1986)

(gradi) 26 28 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40

5 8 10 12 14 17 21 60 7225 30 38 43

mentre per quanto riguarda il coefficiente si spinta k, utilizzato per stimare la portanza laterale sono

stati utilizzati i valori proposti dalle “Raccomandazioni sui pali di fondazione dell’AGI del 1984”.

VALORI DI K E PER PALI DI MEDIO DIAMETROAGI (1984) "Raccomandazioni sui pali di fondazione"

Tipo di palo Valori di K Valori di

BATTUTO

acciaio 0,5 - 1 20°

calcestruzzo prefabbricato

1 - 2 3 / 4

1 - 3 calcestruzzo gettato

in opera

TRIVELLATO0,4 - 0,7

decrescenti con la profondità

I valori della portanza di punta e laterale, vanno quindi ridotti secondo quanto previsto al § 6.4.3.1.1

delle NTC2008 ed il risultato finale è di seguito riportato.


rb base 1,35

rl laterale 1,15

3 coef. Riduttivo della resistenza globale 1,65

Resistenza totale (punta + laterale) Rt (Rb/1,35+Rl/1,15)/1,5 3335,40 t

Carico sul diaframma N1 618,0 t

Peso proprio diaframmi N2 230,4 t

Carico totale Nt N1+N2 848,4

Coefficiente di sicurezza f Rt/Nt 3,93 >1

Come si può vedere la verifica di portanza è largamente soddisfatta e questo da buone garanzie non

solo per quanto riguarda la portanza ma anche in relazione alla possibilità di eventuali cedimenti.

8. VERIFICA DELLE FONDAZIONI SOGGETTE AD AZIONI ORIZZONTALI

Per quanto riguarda la verifica del sistema fondazionale nei confronti delle azioni orizzontali si è

ipotizzato che esse siano assorbite dalla solla sezione a “C”, trascurando il contributo offerto dalla

paratia posteriore più corta. L’organismo resistente è stato, quindi, modellato come una paratia avente

uno spessore pari a 200 cm che altro non è che l’altezza di una sezione rettangolare avente la stessa

inerzia della sezione a “C”. Naturalmente anche tutte le azioni agenti sono stati distribuiti sulla

lunghezza di 7,4 m.

8.1 Approcci di calcolo

L’analisi degli elementi è condotta sempre secondo l’approccio 1, utilizzando le combinazioni previste

dalla normativa per le verifiche di resistenza allo stato limite ultimo (combinazioni STR tipo A1) e per

quelle di tipo geotecnico (combinazioni GEO tipo A2). Per le verifiche di deformabilità sono state

utilizzate le combinazioni allo stato limite di esercizio applicando la “Combinazione caratteristica

Rara”.

COMBINAZIONI SLU - STR

Combinazione di carico A1+M1+R1

Si sono considerate le azioni, permanenti e accidentali, incrementate rispetto al valore

caratteristico secondo i rispettivi coefficienti moltiplicativi previsti dalle NTC2008. Di seguito

si riportano i coefficienti adottati per i diversi tipi di carico:

G = 1.3 per le azioni permanenti strutturali (es. spinta del terreno e carichi permanenti

ponte);


Q1= 1.5 per le azioni accidentali;

Q2= 1.35 per le azioni accidentali dovute ai carichi da traffico;

Per quanto riguarda la resistenza dei terreni, invece, si sono considerati i valori caratteristici

dei parametri geotecnici dei differenti strati.

= 1 coeff. riduttivo delle caratteristiche geotecniche del terreno;

Combinazione di carico sismica SLV

Per la combinazione in fase sismica si sono considerate le azioni permanenti con il valore

caratteristico. Di seguito si riportano i coefficienti adottati per i diversi tipi di carico:

G = 1.0 per le azioni permanenti strutturali;

Per quanto riguarda la resistenza dei terreni, invece, si sono considerati i valori caratteristici

dei parametri geotecnici dei differenti strati.

= 1 coeff. riduttivo delle caratteristiche geotecniche del terreno;

COMBINAZIONI SLU - GEO

Combinazione di carico A2+M2+R1

Le azioni permanenti sono state considerate al valore caratteristico, mentre quelle accidentali

sono state incrementate secondo il coefficienteQ.

G = 1.0 per le azioni permanenti strutturali (es. spinta del terreno);

Q1= 1.3 per le azioni accidentali;

Q2= 1.3 per le azioni accidentali dovute ai carichi da traffico;

Per quanto riguarda la resistenza dei terreni, invece, si sono considerati i parametri M ridotti

sulla base dei coefficienti riduttivi previsti:

’ = 1.25 per la tangente dell’angolo di attrito;

c’= 1.25 per la coesione efficace.

COMBINAZIONI SLE

Combinazione Rara

Si sono considerate sia le azioni permanenti che quelle variabili col loro valore caratteristico. Tale

combinazione è stata utilizzata per le verifiche in condizioni di esercizio.

8.2 Carichi agenti sulla paratia

I carichi agenti sulla paratia, oltre a quelli trasmessi dalla sovrastruttura d’impalcato, sono costituiti da:


Spinta dei terreni in condizioni statiche;

Spinta idrostatica dovuta alla presenza dell’acqua di mare a –2,20 dal p.c.;

Peso dello strato di terreno presente al di sopra della sommità della paratia, circa 1,40m;

Spinta del terreno in fase sismica;

Carico sul terreno dovuto al transito dei mezzi di cantiere schematizzato come un carico

uniformemente distribuito di 2.000 kg/m2;

8.3 Modello di calcolo

Per le verifiche della paratia è stato utilizzato il software “Diaf 8.3/2012” della SIGMAc SOFT, che è

un software geotecnico alle differenze finite per analisi non lineare elastoplastica di opere di sostegno

flessibili.

8.3.1 Verifica della fondazione nell’ ipotesi di “non intervento”

Il primo passo è stata quello di verificare le fondazione secondo la cosiddetta ipotesi di “non

intervento“, ovvero valutare se il sistema fondazionale risultasse già adeguato, ai sensi del DM

14/01/2008, a sopportare le azioni trasmessegli dal nuovo impalcato da ponte.

La modellazione del comportamento della paratia soggetta alle azioni di calcolo prevede la

simulazione delle seguenti fasi di calcolo:

a) Paratia non soggetta a carichi orizzontali da traffico;

0,00

75,00

150,00

225,00

300,00

375,00

450,00

525,00

600,00

675,00

750,00

825,00

900,00

975,00

1050,00

1125,00

1200,00

1275,00

1350,00

1425,00

1500,00

1575,00

1650,00

1725,00

1800,00

1875,00

1950,00

scavoH diaframma = 2000,00H conci = 25,00E = 300000J = 666666,670000

LS1Ps = 0,0019Fi = 30,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

q = 0,250

scavofrenamentosovracarcio

b) Applicazione della forza massima forza orizzontale agente sulla spalla fissa


0,00

75,00

150,00

225,00

300,00

375,00

450,00

525,00

600,00

675,00

750,00

825,00

900,00

975,00

1050,00

1125,00

1200,00

1275,00

1350,00

1425,00

1500,00

1575,00

1650,00

1725,00

1800,00

1875,00

1950,00

frenamentoH diaframma = 2000,00H conci = 25,00E = 300000J = 666666,670000

LS1Ps = 0,0019Fi = 30,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

q = 0,250

frenamentoF = -94


c) Applicazione del sovraccarico stradale a tergo della paratia.

0,00

75,00

150,00

225,00

300,00

375,00

450,00

525,00

600,00

675,00

750,00

825,00

900,00

975,00

1050,00

1125,00

1200,00

1275,00

1350,00

1425,00

1500,00

1575,00

1650,00

1725,00

1800,00

1875,00

1950,00

sovracarcioH diaframma = 2000,00H conci = 25,00E = 300000J = 666666,670000

LS1Ps = 0,0019Fi = 30,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

q = 0,250

frenamentoF = -94

sovracaricoq = 0,200


8.3.1.1 SOLLECITAZIONI AGENTI SULLA PARATIA E STATO DEFORMATIVO

Di seguito si riportano i risultati in termini di sollecitazioni agenti e deformazioni della paratia nelle

diverse combinazioni di calcolo allo stato limite ultimo ed allo stato limite di esercizio.


0,00

50,00100,00150,00200,00250,00300,00350,00400,00450,00500,00550,00600,00650,00700,00750,00800,00850,00900,00950,00

1000,001050,00

1100,001150,001200,001250,001300,001350,001400,001450,001500,001550,001600,001650,001700,001750,001800,001850,001900,001950,002000,00

2000

00

1600

00

1200

00

-800

00

-400

000

4000

0

Mmax = 0Z = 2000,00

(conf. 2)

Mmin = -134315Z = 950,00(conf. 3)

scavofrenamentosovracarcioValori massimi

0,0050,00

100,00150,00

200,00250,00300,00

350,00400,00450,00

500,00550,00

600,00650,00700,00

750,00800,00

850,00900,00950,00

1000,001050,001100,00

1150,001200,00

1250,001300,001350,00

1400,001450,00

1500,001550,001600,00

1650,001700,001750,00

1800,001850,00

1900,001950,002000,00

-360

-300

-240

-180

-120-60060120

180

240

Tmax = 210Z = 1600,00

(conf. 3)

Tmin = -250Z = 425,00(conf. 3)


Fig 5 - Inviluppo del momento flettente e del taglio agenti nelle diverse fasi per la combinazione STR


0,00

50,00100,00150,00200,00250,00300,00350,00400,00450,00500,00550,00600,00650,00700,00750,00800,00850,00900,00950,00

1000,001050,00

1100,001150,001200,001250,001300,001350,001400,001450,001500,001550,001600,001650,001700,001750,001800,001850,001900,001950,002000,00

2000

00

1600

00

1200

00

-800

00

-400

000

4000

0

Mmax = 0Z = 2000,00

(conf. 3)

Mmin = -148169Z = 1000,00(conf. 3)


0,0050,00

100,00150,00

200,00250,00300,00

350,00400,00450,00

500,00550,00

600,00650,00700,00

750,00800,00

850,00900,00950,00

1000,001050,001100,00

1150,001200,00

1250,001300,001350,00

1400,001450,00

1500,001550,001600,00

1650,001700,001750,00

1800,001850,00

1900,001950,002000,00

-360

-300

-240

-180

-120-60060120

180

240

300

Tmax = 239Z = 1575,00

(conf. 3)

Tmin = -253Z = 450,00(conf. 3)


Fig 6 - Inviluppo dei momenti flettenti e del taglio agenti nelle diverse fasi per la combinazione GEO


0,00

50,00100,00150,00

200,00250,00

300,00350,00

400,00450,00500,00

550,00600,00

650,00700,00

750,00800,00850,00

900,00950,00

1000,001050,00

1100,001150,001200,00

1250,001300,00

1350,001400,00

1450,001500,001550,00

1600,001650,00

1700,001750,00

1800,001850,001900,00

1950,002000,00

-4,8-4

-3,2

-2,4

-1,6

-0,80

0,8

1,6

2,4

3,2

Pmax = 2,530Z = 2000,00

(conf. 1)

Pmin = -3,312Z = 2000,00(conf. 3)


Fig 7 - Andamento delle pressioni agenti sulla paratia nelle combinazioni A1+M1 durante il massimo scavo

0,00

50,00100,00150,00

200,00250,00

300,00350,00

400,00450,00500,00

550,00600,00

650,00700,00

750,00800,00850,00

900,00950,00

1000,001050,00

1100,001150,001200,00

1250,001300,00

1350,001400,00

1450,001500,001550,00

1600,001650,00

1700,001750,00

1800,001850,001900,00

1950,002000,00

-4,8-4

-3,2

-2,4

-1,6

-0,80

0,8

1,6

2,4

3,2

Pmax = 2,716Z = 2000,00

(conf. 1)

Pmin = -3,554Z = 2000,00(conf. 3)


Fig 8 - Andamento delle pressioni agenti sulla paratia nelle combinazioni GEO


0,00

50,00100,00150,00

200,00250,00

300,00350,00

400,00450,00500,00

550,00600,00

650,00700,00

750,00800,00850,00

900,00950,00

1000,001050,00

1100,001150,001200,00

1250,001300,00

1350,001400,00

1450,001500,001550,00

1600,001650,00

1700,001750,00

1800,001850,001900,00

1950,002000,00

-0,8

-0,40

0,4

0,8

1,2

1,6

1

111

11

11

111

11

11

111

11

11

111

11

11

111

11

11

111

11

2

22

2

22

22

22

2

22

22

22

2

22

22

22

2

22

22

222

22

22

222

22

3

33

3

33

33

33

3

33

33

33

3

33

33

33

3

33

33

33

3

33

33

333

33

Dmax = 1,2272Z = 0,00(conf. 3)

Dmin = -0,0807Z = 2000,00(conf. 3)

scavofrenamentosovracarcioValori config. 3

Fig 9 - Andamento delle deformazioni della paratia nella combinazione SLE

8.3.1.2 VERIFICHE DI DEFORMABILITÀ

Come si può vedere dal grafico precedentemente riportato lo spostamento orizzontale massimo della

fondazione dovuto ai soli carichi accidentali, ossia sotto le azioni dovute al transito dei veicoli, è circa

7 mm. Tale valore prossimo al centimetro è indicativo di una insufficiente rigidezza della fondazione

nei confronti delle azioni orizzontali.

8.3.1.3 VERIFICHE A FLESSIONE

Il massimo momento agente nella paratia, per la combinazione STR è pari 1343 kNm/ml, mentre il

taglio massimo vale 250 kN/ml. Di seguito si riporta la verifica della sezione a “C” della spalla su

diaframmi, applicando il fattore di confidenza FC=1,35 sulle caratteristiche dei materiali.

La sollecitazione complessiva è:

MxEd = 13437,4 = 9938 kNm

Come si può vedere dall’immagine sotto riportata, il momento resistente della sezione è pari a 5385

kNm e pertanto la verifica non può ritenersi soddisfatta.


8.3.1.4 CONSIDERAZIONI SULLE FONDAZIONI

Da quanto precedentemente riportato, appare dunque indispensabile, la realizzazione di interventi che

siano finalizzati:

ad aumentare la resistenza delle strutture di fondazione.

oppure a ridurre le sollecitazioni agenti su di esse.

La soluzione più facilmente ed efficacemente percorribile è indubbiamente la seconda, in quanto

realizzare interventi di rinforzo su fondazioni profonde di questo tipo risulta estremamente difficile e

probabilmente molto più oneroso in termini economici.

Inoltre, proprio in base a quanto accertato in precedenza, risulta che la fondazione è ben concepita ed è

perfettamente in grado di assolvere la funzione di portanza dei carichi verticale, essa (com’era naturale

attendersi vista l’epoca in cui è stata progettata e realizzata) ha delle leggere carenze solo nei confronti

delle azioni taglianti.


Pertanto si prevede la realizzazione di interventi finalizzati ad assorbire parte di questi sforzi evitando

che essi si trasferiscano interamente alla struttura di fondazione.

Tale risultato può essere raggiunto, ad esempio, con l’inserimento di alcuni tiranti che siano in grado

di riprendere le azioni orizzontali dovute al transito dei veicoli ed all’inerzia sismica del ponte.

8.3.2 Verifica della fondazione nell’ ipotesi di “progetto”

Il passo successivo è stato, quindi, quello di verificare la fondazione inserendo dei tiranti attivi atti a

limitare le azioni flettenti modificando lo schema statico della paratia da un modello a “pura mensola”

ad uno, decisamente meno deformabile, di “mensola tirantata”.

La modellazione del comportamento della paratia soggetta alle azioni di calcolo prevede la

simulazione delle seguenti fasi di calcolo:

a) Paratia non soggetta a carichi orizzontali da traffico;

0,00

75,00

150,00

225,00

300,00

375,00

450,00

525,00

600,00

675,00

750,00

825,00

900,00

975,00

1050,00

1125,00

1200,00

1275,00

1350,00

1425,00

1500,00

1575,00

1650,00

1725,00

1800,00

1875,00

scavoH diaframma = 2000,00H conci = 25,00E = 300000J = 666666,670000

LS1Ps = 0,0019Fi = 30,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

q = 0,250

scavotirantefrenamentosovracarcio

b) Realizzazione e tesatura dei tiranti aventi le seguenti caratteristiche:

Tiranti a due trefoli in acciaio armonico da 0,6 ”, lunghezza complessiva 20 m, lunghezza libera

12 m, lunghezza bulbo 10,0 m, diametro della perforazione 160 mm. I tiranti dovranno essere

realizzati con inclinazione di 15 e 20° e con un interasse di circa 150 cm. Complessivamente

quindi su 7,40 m saranno realizzati n.5 tiranti. La presenza del tirante, è modellata con

l’inserimento di una forza pari a quella di pretesatura del tirante (200 kN) e con una molla elastica

di rigidezza calcolata sulla base della lunghezza libera del trefolo.


0,00

75,00

150,00

225,00

300,00

375,00

450,00

525,00

600,00

675,00

750,00

825,00

900,00

975,00

1050,00

1125,00

1200,00

1275,00

1350,00

1425,00

1500,00

1575,00

1650,00

1725,00

1800,00

1875,00

1950,00

tiranteH diaframma = 2000,00H conci = 25,00E = 300000J = 666666,670000

LS1Ps = 0,0019Fi = 30,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

q = 0,250

tiranteF = 135


c) Applicazione del massimo carico orizzontale agenti sulla spalla fissa.

0,00

75,00

150,00

225,00

300,00

375,00

450,00

525,00

600,00

675,00

750,00

825,00

900,00

975,00

1050,00

1125,00

1200,00

1275,00

1350,00

1425,00

1500,00

1575,00

1650,00

1725,00

1800,00

1875,00

1950,00

frenamentoH diaframma = 2000,00H conci = 25,00E = 300000J = 666666,670000

LS1Ps = 0,0019Fi = 30,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

q = 0,250

frenamentoF = -94tirante

F = 135K = 24



d) Applicazione del sovraccarico stradale a tergo della spalla.

0,00

75,00

150,00

225,00

300,00

375,00

450,00

525,00

600,00

675,00

750,00

825,00

900,00

975,00

1050,00

1125,00

1200,00

1275,00

1350,00

1425,00

1500,00

1575,00

1650,00

1725,00

1800,00

1875,00

1950,00

sovracarcioH diaframma = 2000,00H conci = 25,00E = 300000J = 666666,670000

LS1Ps = 0,0019Fi = 30,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

q = 0,250

frenamentoF = -94tirante

F = 135K = 24

sovracarico stradaleq = 0,200


e) Spinta sismica del terreno e dell’impalcato

0,00

50,00

100,00

150,00

200,00

250,00

300,00

350,00

400,00

450,00

500,00

550,00

600,00

650,00

700,00

750,00

800,00

850,00

900,00

950,00

1000,00

1050,00

1100,00

1150,00

1200,00

1250,00

1300,00

1350,00

1400,00

1450,00

1500,00

1550,00

1600,00

1650,00

1700,00

1750,00

1800,00

1850,00

1900,00

1950,00

2000,00

sismaH diaframma = 2000,00H conci = 25,00E = 300000J = 666666,670000

LS1Ps = 0,0019Fi = 30,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

S1Ps = 0,0012Fi = 37,0

LS1_FALDAPs = 0,0009Fi = 30,0

S2Ps = 0,0012Fi = 36,0

sisma impalcatoF = -35tirante

F = 135K = 24

S1F = -4S2F = -4S3F = -4S4F = -4S5F = -4S6F = -4S7F = -4S8F = -4

scavotirantefrenamentosisma


8.3.2.1 SOLLECITAZIONI AGENTI SULLA PARATIA E STATO DEFORMATIVO

Di seguito si riportano i risultati in termini di sollecitazioni agenti e deformazioni della paratia nelle

diverse combinazioni di calcolo allo stato limite ultimo ed allo stato limite di esercizio.

0,0050,00

100,00150,00

200,00250,00300,00350,00400,00450,00

500,00550,00600,00650,00700,00750,00

800,00850,00900,00950,00

1000,001050,001100,00

1150,001200,001250,001300,001350,001400,00

1450,001500,001550,001600,001650,001700,00

1750,001800,001850,001900,001950,002000,00

-720

00

-600

00

-480

00

-360

00

-240

00

-120

000

1200

0

2400

0

3600

0

Mmax = 22578Z = 375,00

(conf. 2)

Mmin = -53698Z = 1125,00(conf. 4)

scavotirantefrenamentosovracarcioValori massimi

0,0050,00

100,00150,00

200,00250,00300,00

350,00400,00450,00

500,00550,00

600,00650,00700,00

750,00800,00

850,00900,00950,00

1000,001050,001100,00

1150,001200,00

1250,001300,001350,00

1400,001450,00

1500,001550,001600,00

1650,001700,001750,00

1800,001850,00

1900,001950,002000,00

200

160

120

-80

-4004080120

160

Tmax = 127Z = 0,00(conf. 3)

Tmin = -135Z = 50,00(conf. 4)


Fig 10 - Inviluppo del momento flettente e del taglio agenti nelle diverse fasi per la combinazione STR


0,0050,00

100,00150,00

200,00250,00300,00350,00400,00450,00

500,00550,00600,00650,00700,00750,00

800,00850,00900,00950,00

1000,001050,001100,00

1150,001200,001250,001300,001350,001400,00

1450,001500,001550,001600,001650,001700,00

1750,001800,001850,001900,001950,002000,00

7200

0

6000

0

4800

0

3600

0

2400

0

1200

00

1200

0

2400

0

Mmax = 23220Z = 400,00

(conf. 2)

Mmin = -58671Z = 1125,00(conf. 4)


0,0050,00

100,00150,00

200,00250,00300,00

350,00400,00450,00

500,00550,00

600,00650,00700,00

750,00800,00

850,00900,00950,00

1000,001050,001100,00

1150,001200,00

1250,001300,001350,00

1400,001450,00

1500,001550,001600,00

1650,001700,001750,00

1800,001850,00

1900,001950,002000,00

200

160

120

-80

-4004080120

160

Tmax = 126Z = 50,00(conf. 2)

Tmin = -130Z = 50,00(conf. 4)


Fig 11 - Inviluppo dei momenti flettenti e del taglio agenti nelle diverse fasi per la combinazione GEO


0,00

50,00

100,00

150,00

200,00

250,00

300,00

350,00

400,00

450,00

500,00

550,00

600,00

650,00

700,00

750,00

800,00

850,00

900,00

950,00

1000,00

1050,00

1100,00

1150,00

1200,00

1250,00

1300,00

1350,00

1400,00

1450,00

1500,00

1550,00

1600,00

1650,00

1700,00

1750,00

1800,00

1850,00

1900,00

1950,00

2000,00

3200

0

2400

0

1600

0

-800

00

8000

1600

0

2400

0

3200

0

4000

0

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

Mmax = 18621Z = 450,00

(conf. 4)

Mmin = -2473Z = 1525,00(conf. 4)

scavotirantefrenamentosismaValori config. 4

0,00

50,00

100,00

150,00

200,00

250,00

300,00

350,00

400,00

450,00

500,00

550,00

600,00

650,00

700,00

750,00

800,00

850,00

900,00

950,00

1000,00

1050,00

1100,00

1150,00

1200,00

1250,00

1300,00

1350,00

1400,00

1450,00

1500,00

1550,00

1600,00

1650,00

1700,00

1750,00

1800,00

1850,00

1900,00

1950,00

2000,00

-160

-120-80

-4004080120

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

1

2

2 2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

2

3

3 3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

3

4

4 4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

4

Tmax = 98Z = 50,00(conf. 4)

Tmin = -41Z = 50,00(conf. 4)

scavotirantefrenamentosismaValori config. 4

Fig 12 - Inviluppo dei momenti flettenti e del taglio agenti in fase sismica


0,00

50,00100,00

150,00200,00

250,00300,00

350,00400,00

450,00500,00550,00

600,00650,00

700,00750,00

800,00850,00

900,00950,00

1000,001050,00

1100,001150,001200,00

1250,001300,00

1350,001400,00

1450,001500,00

1550,001600,00

1650,001700,00

1750,001800,00

1850,001900,001950,00

2000,00-4

-3,2

-2,4

-1,6

-0,80

0,8

1,6

2,4

3,2

Pmax = 2,565Z = 2000,00

(conf. 2)

Pmin = -3,003Z = 2000,00(conf. 4)


Fig 13 - Andamento delle pressioni agenti sulla paratia nelle combinazioni A1+M1 durante il massimo scavo

0,00

50,00100,00150,00

200,00250,00

300,00350,00

400,00450,00500,00

550,00600,00

650,00700,00

750,00800,00850,00

900,00950,00

1000,001050,00

1100,001150,001200,00

1250,001300,00

1350,001400,00

1450,001500,001550,00

1600,001650,00

1700,001750,00

1800,001850,001900,00

1950,002000,00

-4,8-4

-3,2

-2,4

-1,6

-0,80

0,8

1,6

2,4

3,2

Pmax = 2,803Z = 2000,00

(conf. 2)

Pmin = -3,214Z = 2000,00(conf. 4)


Fig 14 - Andamento delle pressioni agenti sulla paratia nelle combinazioni GEO


0,0050,00

100,00

150,00200,00250,00

300,00350,00400,00

450,00500,00550,00600,00

650,00700,00750,00

800,00850,00900,00

950,001000,001050,00

1100,001150,001200,00

1250,001300,001350,00

1400,001450,001500,00

1550,001600,001650,001700,00

1750,001800,001850,00

1900,001950,002000,00

-0,2

4

-0,1

20

0,12

0,24

0,36

0,480,6

11

1

11

1

11

1

11

11

11

1

11

1

11

1

11

1

11

1

11

1

11

11

11

1

11

1

222

222

222

2222

222

222

222

222

222

222

2222

222

222

33

3

33

3

33

3

33

33

33

3

33

3

33

3

33

3

33

3

33

3

33

33

33

3

33

3

44

4

44

4

44

4

44

44

44

4

44

4

44

4

44

4

44

4

44

4

44

44

44

4

44

4

Dmax = 0,5102Z = 0,00(conf. 4)

Dmin = 0,0140Z = 2000,00(conf. 4)

scavotirantefrenamentosovracarcioValori config. 4

Fig 15 - Andamento delle deformazioni della paratia nella combinazione SLE

8.3.2.2 VERIFICHE DI DEFORMABILITÀ

Come si può vedere dal grafico precedentemente riportato lo spostamento orizzontale massimo della

fondazione sotto le azioni trasmesse dall’impalcato per effetti dei carichi da traffico è pari a 23 mm,

valore che si può ritenere sufficientemente contenuto e compatibile la funzionalità della struttura.

8.3.2.3 VERIFICHE A FLESSIONE

Per quanto riguarda le verifiche a flessione, il massimo momento agente nella paratia, per la

combinazione STR è pari 537 kNm/ml, quindi meno della metà di quello che si registra nella

condizione di “non intervento”.

Di seguito si riporta la verifica della sezione a “C” della spalla su diaframmi, applicando il fattore di

confidenza FC=1,35 sulle caratteristiche dei materiali.

La sollecitazione complessiva è: MxEd = 5377,4 = 3973 kNm

Come si può vedere dall’immagine sotto riportata, il momento resistente della sezione è pari a 5385

kNm e pertanto la verifica può ritenersi ampiamente soddisfatta anche senza cautelativamente non è

stato considerata l’azione normale di compressione che farebbe aumentare ancora il momento

resistente della sezione


.

8.3.2.4 VERIFICHE A TAGLIO

Il taglio massimo agente sulla spalla è di 135 kN/ml; di seguito si riporta la verifica della spalla

considerando, cautelativamente, la sola paratia anteriore, cioè trascurando i due diaframmi posti in

direzione ortogonale ed applicando sempre il fattore di confidenza FC=1,35 sulle caratteristiche dei

materiali.

Come si vede dalla verifica sotto riportato, la sezione è in grado di resistere alle azioni taglianti grazie

alla sola resistenza del calcestruzzo senza necessità di specifica armatura a taglio, per altro presente

nei diaframmi che sono dotati comunque di staffature.


VERIFICA A TAGLIO secondo N.T.C. 2008 ( paragrafo 4.1.2.1.3 ) ver. CAT 16032012

verifca a taglio della sola paratia anteriore avente sviluppo pari a 7,40 m e sp.60cm

Calcestruzzo:

Classe 20/25

Resistenza cubica caratteristica Rck 25 N/mm2

Resistenza cilindrica caratteristica fck = 0,83 Rck 20,8 N/mm2

Coefficiente riduttivo per le resistenze di lunga durata cc 0,85

Coefficiente parziale di sicurezza c c 2,03

Resistenza di calcolo a compressione fcd = cc fck / c = 8,7 N/mm2

Resistenza media a trazione fctm = 0,3 fck2/3

= 2,3 N/mm2

Resistenza caratteristica a trazione fctk = 0,7 fctm = 1,6 N/mm2

Resistenza di calcolo a trazione fctd = fctk / c = 0,8 N/mm2

Acciaio:

Snervamento caratteristico delle armature a taglio fyk 450 N/mm2

Coefficiente parziale di sicurezza s s 1,55

Snervamento di calcolo delle armature a taglio fyd = fyk / s = 290 N/mm2

Caratteristiche geometriche

Altezza trave h 600 mm

Larghezza minima della sezione bw 1000 mm

Copriferro (fino all'asse delle barre longitudinali) c 75 mm

Altezza utile d = h -c = 525 mm

Braccio di leva z = 0,9 d = 473 mm

Area dell'armatura longitudinale 4,2 16 Asl1 844 mm2

Area dell'armatura longitudinale aggiuntiva 0 16 Asl2 0 mm2

Rapporto di armatura l = Asl / (bw d) < 0,02 = 0,0016

Valore di calcolo della componente assiale

(sforzo normale) dell'azione NEd 150000 N

Tensione media di compressione nella sezione cp = NEd / Ac < 0,2 fcd = 0,3 N/mm2

k = 1+(200 / d)1/2 ? 2 = 1,62

vmin = 0,035 k3/2 fck1/2

= 0,3

Elementi senza armature trasversali resistenti a taglio:

Resistenza e taglio di calcolo

Resistenza di calcolo dell'elemento privo di armatura a taglio VRd =

( 0,18 k (100 l fck )1/3 / c +

0,15 cp) bw d = 132.473 N

>= ( vmin + 0,15 cp ) bw d 191.830 N

Valore di calcolo dello sforzo di taglio agente VEd 135.000 N

Essendo VEd < VRd non è richiesta armatura a taglio


8.3.2.5 VERIFICA DEI TIRANTI

Nel presente paragrafo si riporta la verifica dal punto di vista geotecnico e strutturale degli ancoraggi.

La verifica, da normativa, viene condotta secondo l’approccio 2, combinazione A1+M1+R3.

Il massimo carico agente sul tirante è pari a 234 kN.

I tiranti saranno realizzati con le seguenti modalità:

Numero complessivo tiranti: 5;

Lunghezza di perforazione: 22,0 m;

Lunghezza libera circa 12 m;

Diametro di perforazione: 160mm;

Numero di trefoli di acciaio armonico per ogni tirante: 2;

Sezione trefoli: 0,6” ovvero 15.2mm per una sezione di 139 mm2;

Iniezione a pressione con sacco otturatore eseguita con malta Rck 30;

Pretensione: 200 kN;

Inclinazione 15° e 20° alternati secondo lo schema di seguito riportato in modo da sfasare i bulbi

a diverse quote;

Di seguito si riporta la verifica eseguita secondo la teoria di Bustamante – Doix.


LAVORO:

DATI DI INPUT:

Terreno:

Tirante tipo:

Diametro trefolo: dtre = 15,2 (mm)

Numero trefoli: n = 2

Area singolo trefolo At: 139 (mm2)

Area complessiva dell'acciaio (A = n·At): 278 (mm2)

Diametro equivalente dei trefoli Deq = (A·4/)0,5 Deq = 18,81 (mm)

Tensione caratteristica di rottura dell'acciaio (fptk) 1800 (Mpa)

Tensione caratt. all'1% di deformazione dell'acciaio (fp(1)k) 1600 (Mpa)

Malta di iniezione Rck: 30 (Mpa)

Adesione malta-acciaio e malta-corrugato: cls = 0,60 (Mpa)

Terrenopermanenti

G

variabili Q

s

1,00 1,30 1,30

1,00 1,00 2,50

1,00 1,00 2,00

1,00 1,00 1,20

1,40 1,35 1,33 1,31 1,29 1,27 1,25 1,00 1,75

1,40 1,27 1,23 1,20 1,15 1,12 1,08 1,00 1,70

TIRANTI DI ANCORAGGIO

Ponte Marano Lagunare - Paratia tirantata in diaframmi

sabbie

trefoli

10 T.A.n

1 2 3 4 5 7 ut

Azioni

Stato limite ultimo

Tensioni ammissibili (permanenti)

definiti dall'utente

Tensioni ammissibili (temporanei)

coefficienti parziali

Metodo di calcolo

NG Azione permanente sul tirante: 218 kN

NQ Azione variabile sul tirante: 0 kN

Nt Azione di calcolo (NG·g+NQ·q): 218 kN


Aderenza Malta -Terreno L = Nt·Fs / (Ds··sd)

D (cm) Diametro della perforazione = 160 (mm)

(-) Coeff. moltiplicativo = 1,2

Ds (cm) Diametro di calcolo (Ds = ·D) = 192 (mm)

sk (MPa) tensione unitaria media di aderenza malta - terreno = 0,08 (Mpa)

sk (MPa) tensione unitaria minima di aderenza malta - terreno = 0,07 (Mpa)

sd (MPa) tensione unitaria di progetto aderenza malta - terreno = 0,04 (Mpa)

sd = Min(s med/3 s s min/4 s)

L1 = 9,49 (m)

Aderenza Malta - Corrugato L = Nt / (Dcorr··cls)

Dcorr Diametro del corrugato = 60 (mm)

L2 = 1,93 (m)

Aderenza Acciaio - Malta L = Nt / (d····cls)

d (cm) somma dei diametri dei fili, trefoli, barre, contenuti in una unica guaina

d = n*dtre : 30,4

coefficiente correttivo dipendente dallo stato delle superfici, e dall'eventuale presenza di dispositivi di ancoraggio profondi

= 2

Tabella 1 - Valori di per diversi tipi di tirante

filo liscio, trefoli compatti, puliti allo stato 1,3naturale

trefolo normale o barre corrugate pulite allo 2stato naturale

fili lisci, barre lisce, trefoli compatti, unti o 0,75 - 0,85verniciati

fili lisci con ringrossi o "compression grip" 1,7alla estremità profonda, barre lisce con dadoe rondella alla estremità profonda

trefoli normali con "compression grip" alla 2,5estremità profonda

= coefficiente correttivo dipendente dal numero dei tiranti elementari contenutiin ciascuna guaina di perforazione

= 0,6

TIPOLOGIA


Tabella 2 - valori di per elementi di tensione contenuti in una stessa guaina o perforazione,

separati da distanziatori che costringono ad allargamenti e strozzature del fascion 1 2 3 4 5 6 1 0,89 0,81 0,72 0,63 0,55

n 7 8 9 10 11 12 0,48 0,42 0,36 0,32 0,28 0,24

n.b.: n numero di fili, barre, trefoli contenuti nella stessa guaina o perforazione

Tabella 3 - valori di per elementi di tensione paralleli contenuti in una stessa guaina o perforazione

n 1 2 3 4 1 0,8 0,6 0,5

Per più di quattro elementi in una sola perforazione o guaina, assumere il diametro minimo circoscritto a tutti gli elementi, anziché la somma dei singoli diametri.

L3 = 3,17 (m)

L lunghezza della fondazione (bulbo)

L = max(L1,L2,L3) = 9,49 (m)

Verifica a trazione dell'armatura

N = NG + NQ = 218 (kN)

UNI EN 1537 N 0.65·fptk·n·At = 325,26 (kN)

AICAP N 0.6·fp(1)k·n·At = 266,88 (kN)

Sia le verifiche strutturali dei trefoli, sia le verifiche geotecniche a sfilamento del bulbo sono

soddisfatte assumendo una lunghezza di ancoraggio cautelativamente arrotondata a 10 m.


8.3.2.6 VERIFICA DELLA TRAVE DI RIPARTIZIONE

L’azione dei tiranti viene trasmessa e distribuita sulla paratia attraverso una trave di contrasto in c.a..

Tale elemento può essere calcolato come una trave appoggiata su suolo elastico, sollecitata dall’azione

dei tiranti. Lo sforzo agente sul singolo tirante, già fattorizzate secondo la combinazione A1+M1, è

pari a 218 kN.


Fig 16 - Diagrammi del momento flettente e del taglio agente nella trave

Il massimo momento agente nella trave è di circa 65 kNm, mentra il massimo sforzo tagliante è di

145 kN.

Le verifiche di resistenza sono soddisfatte adottando un’armatura costituita da 5+520 con staffe

8/15cm.


VERIFICA A TAGLIO secondo N.T.C. 2008 ( paragrafo 4.1.2.1.3 ) ver. CAT 16032012

Trave di ripartizione tirantatura diaframmi

Calcestruzzo:

Classe 25/30

Resistenza cubica caratteristica Rck 30 N/mm2

Resistenza cilindrica caratteristica fck = 0,83 Rck 24,9 N/mm2

Coefficiente riduttivo per le resistenze di lunga durata cc 0,85

Coefficiente parziale di sicurezza c c 1,5

Resistenza di calcolo a compressione fcd = cc fck / c = 14,1 N/mm2

Resistenza media a trazione fctm = 0,3 fck2/3

= 2,6 N/mm2

Resistenza caratteristica a trazione fctk = 0,7 fctm = 1,8 N/mm2

Resistenza di calcolo a trazione fctd = fctk / c = 1,2 N/mm2

Acciaio:

Snervamento caratteristico delle armature a taglio fyk 450 N/mm2

Coefficiente parziale di sicurezza s s 1,15

Snervamento di calcolo delle armature a taglio fyd = fyk / s = 391 N/mm2

Caratteristiche geometriche

Altezza trave h 600 mm

Larghezza minima della sezione bw 600 mm

Copriferro (fino all'asse delle barre longitudinali) c 50 mm

Altezza utile d = h -c = 550 mm

Braccio di leva z = 0,9 d = 495 mm

Area dell'armatura longitudinale 5 20 Asl1 1571 mm2

Area dell'armatura longitudinale aggiuntiva 0 16 Asl2 0 mm2

Rapporto di armatura l = Asl / (bw d) < 0,02 = 0,0048

Valore di calcolo della componente assiale

(sforzo normale) dell'azione NEd 0 N

Tensione media di compressione nella sezione cp = NEd / Ac < 0,2 fcd = 0,0 N/mm2

k = 1+(200 / d)1/2 ? 2 = 1,60

vmin = 0,035 k3/2 fck1/2

= 0,4

Elementi senza armature trasversali resistenti a taglio:

Resistenza e taglio di calcolo

Resistenza di calcolo dell'elemento privo di armatura a taglio VRd = ( 0,18 k (100 l fck )1/3 / = 144.734 N

? ( vmin + 0,15 cp ) bw d 116.974 N


Essendo VEd > VRd è richiesta armatura a taglio

Nel caso di elementi in cemento armato precompresso disposti in semplice appoggio, nelle zone non fessurate da momento flettente

(con tensioni di trazione non superiori a fctd) la resistenza può valutarsi, in via semplificativa, con la formula:

VRd = 0,7 bw d ( fctd2 + cp fctd = 275.765 N


Elementi con armature trasversali resistenti a taglio:

Determinazione dell'inclinazione

sen2= ( Asw · fywd ) / [ bw · s · (cw · f'cd ) ] 0,008

Inclinazione dei puntoni di cls rispetto all'asse della trave 5,27 gradi

Valore di cot calcolato cot 10,83

Valore di cot assunto ( compreso tra 1 e 2,5 ) 2,50

corrispondente a una inclinazione dei puntoni di cls: 21,80

Con riferimento all'armatura trasversale:

Per elementi con armature a taglio verticali (staffe):

Diametro staffe 8 mm

Numero bracci 2

Area della sezione trasversale dell'armatura a taglio (staffe) Asw 101 mm2

Interasse delle staffe s 150 mm

Angolo di inclinazione rispetto all'asse della trave 90 gradi

Resistenza di calcolo a "taglio trazione" delle staffe VRsd =

0,9 d (Asw / s) fyd

(ctg + ctg) sin = 324.540 N

Per elementi con armature a taglio inclinate:

Diametro armature a taglio inclinate 0 mm

Numero barre 0

Area della sezione trasversale dell'armatura a taglio Asw 0 mm2

Passo misurato sull'asse longitudinale s 950 mm

Angolo tra armatura a taglio e asse longitudinale 45 gradi

Resistenza di calcolo a "taglio trazione" delle armature inclinate VRsd =

0,9 d (Asw / s) fyd

(ctg + ctg) sin = 0 N

Resistenza di calcolo a "taglio trazione" dell'armatura trasversale 324.540 N

Con riferimento al calcestruzzo d'anima:

Resistenza a compressione ridotta del calcestruzzo d'anima f'cd = 0,5 fcd = 7,06 N/mm2

Coefficiente maggiorativo c pari a: 1 per membrature non compresse 1,00

1 + cp / fcd per 0 ? cp < 0,25 fcd

1,25 per 0,25 fcd < cp ? 0,5 fcd

2,5 (1 - cp / fcd) per 0,5 fcd < cp < fcd

Angolo di inclinaz. dell'arm. trasversale rispetto all'asse della trave 90 gradi

Resistenza di calcolo a "taglio compressione" VRcd =

0,9 d bw c f 'cd (ctg

+ ctg) / ( 1 + ctg2 ) = 722.529 N

Resistenza al taglio della trave; VRd = min ( VRsd , VRcd ) = 324.540 N


VERIFICA DI RESISTENZA: VRD > VEd 324.540 145.000

Opere di Urbanizzazione Primaria riguardanti la nuova ... · efficace K0 Ka Kp kg/m3 ° gradi °...

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