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
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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
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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
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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
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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.
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Fig 3 - risultati su provini di cls
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Fig 4 - risultati su provini di acciaio per c.a.
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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”
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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.
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6.2 Azioni sismiche
Di seguito si riportano le azioni massime agenti sulle fondazioni per le azioni sismiche:
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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
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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.
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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);
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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:
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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
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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
scavofrenamentosovracarcio
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
scavofrenamentosovracarcio
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.
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.17
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)
scavofrenamentosovracarcioValori massimi
Fig 5 - Inviluppo del momento flettente e del taglio agenti nelle diverse fasi per la combinazione STR
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.18
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)
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
300
Tmax = 239Z = 1575,00
(conf. 3)
Tmin = -253Z = 450,00(conf. 3)
scavofrenamentosovracarcioValori massimi
Fig 6 - Inviluppo dei momenti flettenti e del taglio agenti nelle diverse fasi per la combinazione GEO
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.19
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)
scavofrenamentosovracarcioValori massimi
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)
scavofrenamentosovracarcioValori massimi
Fig 8 - Andamento delle pressioni agenti sulla paratia nelle combinazioni GEO
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.20
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.
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.21
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.
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.22
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.
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.23
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
scavotirantefrenamentosovracarcio
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
scavotirantefrenamentosovracarcio
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.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
scavotirantefrenamentosovracarcio
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
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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)
scavotirantefrenamentosovracarcioValori massimi
Fig 10 - Inviluppo del momento flettente e del taglio agenti nelle diverse fasi per la combinazione STR
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.26
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)
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 = 126Z = 50,00(conf. 2)
Tmin = -130Z = 50,00(conf. 4)
scavotirantefrenamentosovracarcioValori massimi
Fig 11 - Inviluppo dei momenti flettenti e del taglio agenti nelle diverse fasi per la combinazione GEO
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.27
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
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.28
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)
scavotirantefrenamentosovracarcioValori massimi
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)
scavotirantefrenamentosovracarcioValori massimi
Fig 14 - Andamento delle pressioni agenti sulla paratia nelle combinazioni GEO
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.29
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
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.30
.
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.
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.31
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
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.32
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.
Y:\2\LAVORI\C\Comuni\Marano Lagunare\Sistemazione Ponte\Definitiva anno 2011\Fondazioni\3043-rel_calcolo-rev02 - Copia.doc Pag.33
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
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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
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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.
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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.
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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.
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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
Valore di calcolo dello sforzo di taglio agente VEd 145.000 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
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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
Valore di calcolo dello sforzo di taglio agente VEd 145.000 N
VERIFICA DI RESISTENZA: VRD > VEd 324.540 145.000
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