lineeguida e manuale pontiesistenti

8/15/2019 LineeGuida e Manuale PontiEsistenti

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Valutazione e consolidamento dei ponti esistenti2

Il presente documento rappresenta il prodotto finale della Linea 3 del Progetto DPC-Reluis 2005-2008. Esso è stato redatto a cura dell’unità di ricerca dell’Università di RomaLa Sapienza e riflette il contributo delle discussioni avute nello sviluppo del progetto con ipartecipanti alla Linea di seguito indicati:

- Politecnico di Torino, Responsabile Prof. Giuseppe Mancini

-

Università di Pavia, Responsabile Prof. Alberto Pavese- Università G. D’Annunzio di Chieti-Pescara, Responsabile Prof. Enrico Spacone- Università di Roma Tre, Responsabile Prof. Renato Giannini- Università di Cosenza, Responsabile Prof. Alfonso Vulcano

All’Università di Roma Tre è dovuto l’esempio applicativo relativo al viadotto Rio Torto,nel Capitolo 4.

Università di Roma La Sapienzaprof. ing. Paolo E. Pintodott. ing. Paolo Franchindott. ing. Alessio Lupoi


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4.2.6 Verifica delle fondazioni.................................................................................................64 4.2.7 Conclusioni.......................................................................................................................67 4.3 Viadotto con pile a fusto unico: allargamento ...........................................................69 4.3.1 Descrizione dell’opera.....................................................................................................69 4.3.2 Analisi................................................................................................................................69 4.3.3 Verifica delle pile .............................................................................................................73 4.3.4 Intervento di incremento di duttilità delle pile............................................................75 4.3.5 Isolamento sismico..........................................................................................................78 Verifica dei dispositivi ..............................................................................................................84

Verifica delle fondazioni ..........................................................................................................84 Riepilogo risultati.......................................................................................................................84 4.4 Viadotto con pile a telaio...............................................................................................86 4.4.1 Descrizione dell’opera.....................................................................................................86 4.4.2 Definizione dell’azione sismica .....................................................................................88 4.4.3 Metodo di analisi..............................................................................................................94 4.4.4 Risultati delle analisi ........................................................................................................95 4.4.5 Verifica delle pile .............................................................................................................98

Riferimenti bibliografici..............................................................................................................105 Appendice A : Variabilità spaziale del moto ...........................................................................107

A.1 Introduzione.............................................................................................................107 A.2 Descrizione del modello.........................................................................................107 A.3 Generazione di campioni del vettore di moti asincroni ....................................108 A.4 Metodi di analisi.......................................................................................................108 A.4.1 Dinamica aleatoria lineare ...........................................................................................109 A.4.2 Analisi dinamica al passo con campioni del modo correlati..................................109 A.4.3 Analisi con spettri di risposta multipli.......................................................................109 A.5 Esempio applicativo................................................................................................112

Appendice B : Interazione terreno-struttura...........................................................................113 B.1 Il fenomeno fisico....................................................................................................113 B.2 Modellazione ............................................................................................................115 B.2.1 Fondazioni superficiali.................................................................................................115 B.2.2 Fondazioni su pali.........................................................................................................118

B.2.3 Fondazioni a pozzo ......................................................................................................131


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CAPITOLO 1: INTRODUZIONE

1.1 PREMESSANel nostro Paese la sensibilità delle autorità preposte e del mondo professionale al

problema della vulnerabilità sismica delle infrastrutture di trasporto e nello specifico deiponti si può considerare molto recente. Una possibile spiegazione è data dal fatto che idanni ai ponti nei due terremoti maggiori avvenuti negli ultimi trent’anni: Friuli 1976 eIrpinia 1980, non hanno avuto conseguenze di particolare rilievo. Nel Friuli larealizzazione dell’infrastruttura autostradale era appena agli inizi. Nel terremoto Irpino, leopere d’arte presenti nel tratto appenninico dell’autostrada A16 subirono conseguenze diqualche rilievo, più che altro dovute all’inadeguatezza degli apparati di vincolo, chefurono prontamente rimosse dall’Ente proprietario per mezzo di una sistematicaadozione dell’allora innovativa tecnica dell’isolamento sismico.Peraltro occorre osservare che il ritardo evidenziato nella sensibilizzazione al problemanon è un’esclusiva del nostro Paese. Basti ricordare che dopo il terremoto di San

Fernando nel 1971, che produsse spettacolari collassi di ponti di recentissima costruzione(Fig. 1.1), furono necessari dodici anni perché venisse pubblicato dalla Federal Highway Administration (FHWA) un primo documento intitolato “Retrofitting guidelines forHighway Bridges” (ATC, 1983). Ancora nel 1989, nonostante fosse già stato messo inatto un vasto programma di rinforzo preventivo (rivelatosi del tutto inadeguato), ilterremoto di Loma Prieta evidenziò deficienze di natura sostanziale nelle opere da pontein California (Fig. 1.2). A partire dal 1992, su finanziamento della FHWA, è stato intrapreso un ampioprogramma di ricerca volto ad approfondire i diversi aspetti del problema della valutazione e riduzione della vulnerabilità sismica dei ponti.Il primo prodotto di tale ricerca è comparso nel 1995 con il titolo “Seismic RetrofitManual for Highway Bridges” (FHWA-RD-94-052), e i successivi sviluppi trovano oggicompimento nei documenti “Seismic Retrofitting Manual for Highway Structures: Part 1Bridges” e “Seismic Retrofitting Manual for Highway Structures: Part 2 Retainingstructures, Slopes, Tunnels, Culverts and Roadways” (MCEER-FHWA, 2005).


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Fig. 1.1 Terremoto di San Fernando (1971).

In Europa il sistema degli Eurocodici contiene un documento normativo di modernaconcezione allineato ai recenti criteri prestazionali per la progettazione dei ponti di nuovacostruzione, l’Eurocodice 8 Parte 2 (CEN, 2005), ma per quanto riguarda l’esitente silimita alla valutazione e al rinforzo degli edifici, con l’Eurocodice 8 Parte 3 (CEN, 2005).Quando nel 2003 il quadro normativo Italiano ha subito un deciso ri-orientamento nelladirezione dell’armonizzazione alla normativa Europea, la priorità è stata data allapredisposizione di testi per il progetto del nuovo, sia per gli edifici che per i ponti, e per la valutazione dell’esistente, ma limitatamente agli edifici. A loro volta tali testi hannocostituito il riferimento per la redazione del capitolo 7 della vigente normativa tecnica,emanata dal Ministero delle Infrastrutture nel 2008 (DM2008).Parallelamente, con finanziamento del Dipartimento di Protezione Civile (DPC) alla Retedei Laboratori Universitari di Ingegneria Sismica (Reluis), è stato intrapreso unprogramma di ricerca di ampio respiro. La prima fase di tale progetto si è svolta neltriennio 2005-2008, e, tra le linee di ricerca, era presente una linea specifica sul tema“Valutazione e riduzione del rischio sismico dei ponti esistenti”. L’obiettivo dichiarato diquesta linea era la produzione di un testo di linee-guida riguardanti tale argomento.L’esigenza di avere a disposizione linee guida sull’argomento risale alla data stessadell’emanazione dell’Ordinanza 3274, che prevedeva entro cinque anni dalla suaemanazione l’esecuzione di valutazioni della sicurezza sismica delle opere strategiche. Atale scopo tra l’altro il Dipartimento di Protezione Civile ha recentemente affidatoall’ANAS il compito di valutare tutte le opere presenti sulla rete di sua pertinenza. Il temaè poi di pressante attualità per i molti lavori di adeguamento funzionale (allagamento) incorso sulla rete autostradale da parte delle Concessionarie.


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Capitolo 1: Introduzione 3

Fig. 1.2 Terremoto di Loma Prieta (1989): sopra, collasso del Cypress Viaduct; sotto, perdita di appoggio nel viadotto di approccio al East Bay Bridge.

Lo scopo del presente manuale è quello di fornire un aiuto per la valutazione dei pontiesistenti in accordo alle citate linee guida, il testo delle quali è presentato nel Capitolo 2.Per quanto riguarda il progetto dell’adeguamento, il Capitolo 3 illustra i più frequenti tipidi interventi che si rendono necessari per correggere le deficienze rilevate nella valutazione. Il Capitolo 4 presenta tre esempi di applicazione delle linee guida a ponti con


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pile a fusto unico, sia nello stato di fatto che nell’ipotesi di allargamento. Completano ilmanuale due appendici che propongono metodi per trattare due aspetti più specialisticidell’analisi delle strutture da ponte: l’effetto del moto non-sincrono alla base delle pile el’interazione, sia cinematica che inerziale, tra struttura e terreno.

1.2 DANNI ALLE INFRASTRUTTURE DI TRASPORTO NEI TERREMOTIRECENTIQuesto paragrafo descrive, senza pretesa di completezza, le tipologie di danno che piùfrequentemente sono state osservate nei recenti eventi distruttivi citati.

Per quanto riguarda gli impalcati, i quali non hanno generalmente una funzionepreminente di resistenza anti-sismica, i danni sono essenzialmente legati a errori diconcezione cinematica e comprendono il martellamento tra campate adiacenti e la perditadi appoggio. Quest’ultima è dovuta a una lunghezza d’appoggio inadeguata aglispostamenti sotto sisma, e all’assenza o a un difetto di resistenza di eventuali ritegnisismici. Questo danno, molto frequente, risulta in collassi spettacolari come mostrato inFig. 1.2 e Fig. 1.3. La necessità di un sovradimensionamento degli appoggi risulta evidentedalla Fig. 1.4, in cui si può osservare la cerniera di un ponte ad arco a via inferiore appenarealizzato, tagliata di netto per effetto delle azioni orizzontali.

Fig. 1.3 Perdita di appoggio: ponte Nishinomiya-ko, Giappone, Kobe 1995. In questo casoerano presenti ritegni sismici assolutamente inadeguati costituiti da bulloni colleganti le

lamiere terminali dell’arco e del traverso della campata collassata.


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Fig. 1.4 Rottura dell’appoggio: ponte Higashi-Kobe, Giappone, Kobe 1995.

I danni di varia entità osservati sulle pile sono generalmente dovuti a difetti di duttilitàflessionale e di resistenza a taglio. Il collasso avviene molto spesso seguendo unasequenza di snervamento flessionale della pila, degrado ciclico della sezione perinsufficiente confinamento e conseguente decremento della resistenza a taglio. La rotturaosservata denuncia un esaurimento della duttilità flessionale (Fig. 1.5), spesso combinatocon il superamento della resistenza a taglio (Fig. 1.6). Molto più raramente, su pile tozze,sono stati osservati collassi a taglio dominante (Fig. 1.7).

Fig. 1.5 Collasso della cerniera plastica per eccesso di deformazione flessionale ciclica, Viadotto Gothic Avenue (terremoto di Northridge, California, 1994)


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Fig. 1.6 Collasso per flessione e taglio, Viadotto Gothic Avenue (terremoto di Northridge,California, 1994).

Fig. 1.7 Collasso per taglio di una pila: viadotto Wushi (terremoto di Chi Chi, Taiwan,1999).

Le rotture descritte portano a deformazioni residue anche elevate, con fuori-piombosignificativi. Nel caso di impalcati di grande larghezza con pile a fusto unico, anche acausa del momento d’inerzia prodotto dalla rotazione dell’impalcato, la probabilità di uncollasso completo per perdita di equilibrio è molto alta (Fig. 1.8).La Fig. 1.9 mostra una delle pile del viadotto Hanshin della Fig. 1.8. In questo caso ilcedimento della sezione di base è dovuto anche alla frattura delle saldature tra le barrelongitudinali.


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Fig. 1.8 Terremoto di Kobe, Giappone (1995): collasso del viadotto urbano Hanshin.

Fig. 1.9 Terremoto di Kobe, Giappone (1995): viadotto urbano Hanshin, dettaglio.

Nel caso particolare delle pile a telaio, relativamente diffuso tra i viadotti più vecchi anchenel nostro Paese, un ulteriore elemento di vulnerabilità rispetto a quelli descritti è datodall’inadeguato dimensionamento dei nodi trave-pilastro. Un caso di particolare evidenzaè mostrato nella Fig. 1.10.


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Fig. 1.10 Terremoto di Kobe, Giappone (1995): danni su una pila a telaio, viadottoShinkansen a Kobe.


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CAPITOLO 2: PROPOSTA DI LINEE GUIDA PER LA VALUTAZIONE DEI PONTI ESISTENTI

2.1 OBIETTIVO DELLE LINEE GUIDA

Nonostante la loro apparente semplicità, in molti casi le strutture da ponte sonocaratterizzate da una risposta dinamica irregolare. Fa eccezione la categoria dei ponti conimpalcato atravi semplicemente appoggiate , che costituisce peraltro un’importante porzionedel patrimonio di opere d’arte della rete stradale e autostradale nazionale. Per talecategoria le presenti linee guida contengono metodi accurati e di semplice applicazione.Metodi di analisi più complessi di applicabilità generale sono forniti per opere di schemastatico diverso, quali ad esempio ponti a travata continua, anche ad asse curvilineo oattraversanti terreni fortemente disomogenei, ponti a stampella, ad arco, ad arco-telaio.Questo documento riguarda la valutazione della sicurezza sismica e il progetto degliinterventi di adeguamento dei ponti con struttura in cemento armato, cemento armatoprecompresso e acciaio.

Le presenti linee guida sono coerenti con le Norme Tecniche per le Costruzioni(DM14/1/2008, nel seguito indicato brevemente come “Norme”), le relative Istruzioniper l’applicazione (in particolare l’appendice C8.H) e l’Eurocodice 8 Parte 2 (EN1998-2:2005), e forniscono indicazioni di maggiore dettaglio, presentando metodi e strumentidi analisi e verifica specifici.

2.2 SICUREZZA E PRESTAZIONI ATTESEIn accordo con la filosofia della sicurezza alla base delle norme nazionali e internazionali vigenti (DM2008, Eurocodici) le opere devono essere dotate di un livello di protezioneantisismica differenziato in funzione della loro importanza, e, quindi, delle conseguenzepiù o meno gravi di un loro danneggiamento per effetto di un evento sismico.

La sicurezza (livello di protezione) è determinata dall’associazione di una prestazioneattesa (stato limite) con un livello di intensità sismica caratterizzato da una assegnataprobabilità di superamento

RV P in un assegnato periodo di tempo (vita di riferimento,

RV ).In accordo al DM2008 (para 2.4), la vita di riferimento si ottiene moltiplicando la vitanominale N V dell’opera, funzione del “tipo di costruzione”, per un coefficienteU C che èfunzione della “classe d’uso”: N U R V C V = . I valori di N V e U C sono riportati nella Tabella 2.1 e Tabella 2.2.


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La probabilità di superamento massima accettabile nella vita di riferimento è data nellenorme in funzione dello stato limite considerato. Il DM2008 definisce quattro stati limite,due di esercizio e due ultimi (la cui definizione è riportata nel seguito). I valori di

RV P

sono quelli indicati in Tabella 2.3.Tabella 2.1 Vita nominale (DM2008, T2.4.I).

Tipo di costruzione Vita nominale (anni) Opere provvisorie, fasi di costruzione ≤ 10Opere ordinarie ≥ 50

Opere strategiche ≥ 100Tabella 2.2 Coefficiente d’uso (DM2008, T2.4.II).

Classe d’uso I II III IV CU 0.7 1.0 1.5 2.0

Tabella 2.3 Valori di PVR (DM2008, T3.2.I) .

Stati limite P VRSLO (operatività) 81%Stati limite di Esercizio SLESLD (danno) 63%SLV (salvaguardia della vita) 10%Stati limite Ultimi SLUSLC (collasso) 5%

Nella Norma l’intensità sismica è specificata in termini del periodo medio di ritorno RT .Quest’ultimo si ricava in funzione della probabilità

RV P e di RV tramite la relazione:

)R V R R P V T −−= 1ln (2.1)

Per le strutture esistenti è generalmente ammesso verificare i soli stati limite ultimi, inalternativa lo stato limite di salvaguardia della vita (SLV) o quello di collasso (SLC)(DM2008, para 8.3), così definiti:

- SLV: “A seguito del terremoto la costruzione subisce rotture e crolli deicomponenti non strutturali e impiantistici, e significativi danni dei componentistrutturali cui si associa una perdita significativa di rigidezza nei confronti delleazioni orizzontali; la costruzione conserva invece una parte della resistenza erigidezza per azioni verticali e un margine di sicurezza nei confronti del collassoper azioni sismiche orizzontali” (DM2008, para 3.2.1).

- SLC: “A seguito del terremoto la costruzione subisce gravi rotture e crolli deicomponenti non strutturali e impiantistici, e danni molto gravi dei componentistrutturali; la costruzione conserva ancora un margine di sicurezza per azioni verticali e un esiguo margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni


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2.3 AZIONE SISMICANelle Norme l’azione sismica di verifica è definita a partire dalla “pericolosità sismica dibase” del sito della costruzione, specificata in termini di spettro di risposta elastico inaccelerazione della componente orizzontale.In particolare le forme spettrali sono definite, per ciascuna delle probabilità disuperamento

RV P nel periodo di riferimento, a partire dai valori dei seguenti

parametri locali di sito (riferiti a condizioni di campo libero su suolo rigido consuperficie topografica orizzontale):

• ga accelerazione orizzontale massima al sito• 0F valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione

orizzontale• *C T periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione

orizzontale. Tali valori sono forniti in allegato alle Norme (DM2008, all.B) su un reticolo di puntiche ricopre il territorio nazionale definiti in termine di latitudine e longitudine1.In accordo alle Norme l’azione sismica è definita mediante tre componenti, dueorizzontali X e Y e una verticale Z, descritte alternativamente in termini di:

- spettro di risposta elastico in accelerazione (DM2008, para 3.2.3.2)- spettro di risposta elastico in spostamento (DM2008, para 3.2.3.2.3)- storie temporali del moto sismico (DM2008, para 3.2.3.6).

2.3.1 Spettro di risposta elastico in accelerazioneSi distinguono ai fini dell’amplificazione locale del moto sismico sette “categorie disottosuolo” e quattro “condizioni topografiche”, riportate rispettivamente nella Tabella2.4 e nella Tabella 2.5 (dove ∑= si i S V h V //3030 , SPT N , u c e i sono, rispettivamente,la velocità delle onde di taglio in m/s media sui 30m superiori, il numero di colpi nellaprova penetrometrica standard, la coesione non drenata in kPa, e l’inclinazione mediadella superficie topografica). Per le ultime due categorie, S1 e S2, è richiesta un’analisispecifica per la definizione per l’azione sismica.

1 Nell’allegato i valori dei parametri sono forniti in funzione del periodo medio di ritorno RT . Se il valore fornito non è tra quelli in tabella si può interpolare in accordo alla formula:

1

1

2

11

21 log log log log log

−

+=

R

R

R

R

T T

T T

p p

p p

nella quale p è il valore del parametro di interesse ( 0,F a g o *C T ), 1 RT e 2 RT sono i valori di RT più prossimi per i quali si dispone dei valori di p .


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Capitolo 2: Proposta di linee guida per la valutazione dei ponti esistenti 13

Tabella 2.4 Categoria di suolo (DM2008 T3.2.II, III e V).

Descrizione(abbreviata)

V S30 SS CC

A Ammassi rocciosi affioranti oterreni molto rigidi,

>800 1.0 1.0

B Rocce tenere e depositi diterreni a grana grossa/finemolto addensati/consistenti,

360-8002.14.04.10.1 0 ≤−≤ g

a F g ( ) 2.0*1.1 −C T

C Depositi di terreni a granagrossa/fine mediamenteaddensati/consistenti

180-3605.16.07.10.1 0 ≤−≤ g

a F g ( ) 33.0*05.1 −C T

D Depositi di terreni a granagrossa/fine scarsamenteaddensati/consistenti

8m) a grana finebassa consistenza o strato(>3m) torba o argillaorganica


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La definizione dello spettro di risposta elastico per le componenti orizzontali è illustratain Fig. 2.1, nella quale sono anche riportate le espressioni analitiche dei vari rami.

η T S g S S a

0F S S a T S g η

−+

B BT S g

T T

F T T

F S S a 11

00 η

η

T T

F S S a C T S g 0η

20 T T T

F S S a DC

T S g η

( ) 55.05103.2.VItabelladalla

3.2.Vtabelladalla,

1tabellaall.Bda,, *0

≥+= ξ η T

cS

C g

S

C S

T F a

*C C C T C T =

3C B T T =6.10.4 += gaT g D

η T S g S S a

0F S S a T S g η

−+

B BT S g

T T

F T T

F S S a 11

00 η

η

T T

F S S a C T S g 0η

20 T T T

F S S a DC

T S g η

( ) 55.05103.2.VItabelladalla

3.2.Vtabelladalla,

1tabellaall.Bda,, *0

≥+= ξ η T

cS

C g

S

C S

T F a

*C C C T C T =

3C B T T =6.10.4 += gaT g D

Fig. 2.1 Spettro di risposta elastico in accelerazione delle componenti orizzontali in

accordo al DM2008.

Per quanto riguarda la componente verticale la definizione analitica è la stessa con ilcoefficiente di amplificazione0F sostituito dal coefficiente g a F F g V /35.1 0= . Inoltre i valori di 0.1=S S e dei periodi s T s T s T D C B 0.1,15.0,05.0 === sono indipendenti dallacategoria di sottosuolo (DM2008, T3.2.VII).

E’ attualmente disponibile nel sitohttp://www.infrastrutturetrasporti.it/consuplp ilprogramma “Spettri di risposta” che fornisce gli spettri di risposta delle componentiorizzontali dell’azione sismica di progetto per il generico sito del territorio nazionale.Esempio 2-3. Con riferimento alle opere nell’Esempio 2-1 e nell’Esempio 2-2, la Fig. 2.2 mostragli spettri di risposta ottenuti per il sito di Barberino al Mugello. Il rapporto tra le accelerazioni dipicco al suolo vale 57.1/ 475,1828, = g g a a (valore coincidente con la media per il territorio nazionale;i valori minimo e massimo di tale rapporto valgono circa 1.33 e 1.76).

0,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,0 1,0 2,0 3,0 4,0

Periodo T (s)

S a ( g

)

Ponte ordinario (Vr = 50, Tr=475)

Ponte strategico (Vr = 200, Tr = 1828)

Fig. 2.2 Spettri di verifica per lo SLV per le opere dell'Esempio 2.1

e dell’Esempio 2.2 per il sito di Barberino al Mugello.


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2.3.2 Spettro di risposta elastico in spostamentoLa definizione dello spettro di risposta elastico per le componenti orizzontali è illustratain Fig. 2.3, nella quale sono anche riportate le espressioni analitiche dei vari rami (dove

g d è lo spostamento massimo del suolo). Il valore del periodo ET è funzione dellacategoria di suolo. In particolare esso vale 4.5s, 5.0s o 6.0s rispettivamente per le classi A,B o C/D/E.

( )2

2

π T

T S e

DC T S gg T T S S ad 025.0=

C T BT DT E T sT F 10=

η 0F d g

gd

( ) −−−+

E F

E g

T T T T

F F d η η 00 1 DeS

( )2

2

π T

T S e

DC T S gg T T S S ad 025.0=

C T BT DT E T sT F 10=

η 0F d g

gd

( ) −−−+

E F

E g

T T T T

F F d η η 00 1 DeS

Fig. 2.3 Spettro di risposta elastico in spostamento delle componenti orizzontali in

accordo al DM2008.

2.3.3 Spostamenti massimi assoluti e relativi del terrenoLo spostamento massimo assoluto del terreno vale:

D C T s g g T T S S a d 025.0= (2.2)

Lo spostamento relativo tra due puntii e j distantix è dato dall’espressione:

( ) ( ) ( )( )7.00max,0 /25.1exp1 s ij ij ij ij V x d d d x d −−−+= (2.3)

gj gi ij d d d −= 25.1

0 (2.4)

22max, 25.1 gj gi ij d d d += (2.5)

doved ij0 e d ij,max sono rispettivamente lo spostamento relativo tra punti a piccola distanza( x


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(magnitudo, stile di fagliazione) simili a quelle del sito dove è ubicata l’opera in esame e b)che siano soddisfatte le condizioni di coerenza con lo spettro di riferimento soprariportate.Registrazioni naturali del moto sismico possono essere trovate ad esempio in una delle due basi datiseguenti:

- European Strong Motion Data Base (ESD), presso l’Imperial College di Londrahttp://www.isesd.cv.ic.ac.uk/ESD/frameset.htm

- Strong Motion Catalogne, presso il Pacific Earthquake Engineering Research Center

http://peer.berkeley.edu/smcat/ Il programma REXEL (Iervolino et al, 2008) agevola molto la selezione delle registrazioni compatibilicon lo spettro di normativa, che viene automaticamente generato (a partire dalle coordinate geografiche, lavita di riferimento, lo stato limite, la categoria di suolo, etc), permettendo inoltre di specificare anche ilcampo di variabilità di magnitudo e distanza nel quale cercare ile registrazioni. L’esempio successivomostra una selezione mediante il programma REXEL.

Esempio 2-4. Si vogliono selezionare 7 registrazioni naturali dalla base dati ESD utilizzandoREXEL per il sito di Barberino del Mugello, su categoria di suolo B per un periodo medio diritorno di 475 anni (SLV, struttura ordinaria). I dati necessari sono mostrati nella Fig. 2.4, cheriporta la maschera di input del programma. Si sono preselezionate registrazioni con magnitudo e

distanza rispettivamente comprese tra 5.5 e 6.5, e 10km e 20km. La tolleranza, sull’intervallo diperiodi compreso tra 0,15s e 2.0s, è stata assegnata pari a ±10%.

La Fig. 2.5 mostra lo spettro di risposta delle registrazioni selezionate, il corrispondente spettromedio, lo spettro di normativa con le corrispondenti tolleranze inferiore e superiore.

La Fig. 2.6 mostra infine le storie di accelerazione selezionate, già affette dal valore di scalanecessario per soddisfare i requisiti di spettro-compatibilità assegnati.


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Fig. 2.4 Maschera di input di REXEL, selezione registrazioni per Barberino del Mugello.

Fig. 2.5 Confronto tra gli spettri di risposta delle registrazioni selezionate e lo spettroobiettivo.


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0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20-2

0

2

a ( t )

( m / s 2

) Ano Liosia 1999, M w = 6.0 R = 17km

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20-2

0

2

a ( t )

( m / s 2

)Friuli (aftershock) 1976, M w = 6.0 R = 14km

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20-2

0

2

a ( t )

( m / s 2

) Ano Liosia 1999, M w = 6.0 R = 20km

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20-2

0

2

a ( t )

( m / s 2

)Kalamata 1986, M w = 5.9 R = 11km

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20-2

0

2

a ( t )

( m

/ s 2

) Anchialos 1985, M w = 5.6 R = 15km

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20-2

0

2

a ( t )

( m / s 2

)Kalamata 1986, M w = 5.9 R = 10km

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20-2

0

2

a ( t )

( m / s 2

)

t (s)

Friuli (aftershock) 1976, M w = 5.5 R = 15km

Fig. 2.6 Registrazioni naturali selezionate da REXEL.

Accelerogrammi simulatiL’uso di accelerogrammi generati mediante simulazione fisica della sorgente e dellapropagazione, in numero comunque non inferiore a 10, è ammessa, a condizione che: a)siano adeguatamente giustificate le ipotesi relative alle caratteristiche sismogenetiche dellasorgente (magnitudo, stile di fagliazione), del cammino di propagazione (distanza) e alle


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condizioni del suolo del sito e b) che siano soddisfatte le condizioni di coerenza con lospettro di riferimento sopra riportate.

2.3.5 Variabilità spaziale del motoNei punti di contatto dell’opera con il terreno (fondazioni delle pile, spalle), il motosismico è generalmente diverso, a causa del suo carattere intrinsecamente propagatorio,delle disomogeneità e delle discontinuità eventualmente presenti, e della diversa rispostalocale del terreno dovuta a particolari caratteristiche meccaniche e morfologiche.

Gli effetti della variabilità spaziale del moto devono essere considerati nell’analisi quandole proprietà del suolo lungo il ponte variano in misura tale che non sia possibile associareun’unica categoria di suolo di fondazione (Tabella 2.4) ai punti di contatto con il terreno.Gli effetti sulla struttura della variabilità spaziale del moto possono essere valutatimediante analisi accurate utilizzando modelli rappresentativi della variabilità spaziale delmoto per la generazione di storie sismiche distinte in tutti i punti di contatto dell’operacon il terreno. Modelli di questo tipo sono presentati nell’Appendice A.In alternativa un criterio approssimato e prudenziale per tener conto della variabilitàspaziale del moto consiste nell’eseguire l’analisi dinamica della struttura conaccelerogrammi distinti sotto ogni pila, ciascuno compatibile con il relativo spettro dirisposta (trascurando cioè la correlazione spaziale tra i moti ai supporti).

2.3.6 Considerazione della componente verticale dell’azione sismicaGli effetti della componente verticale del moto sismico sulle pile possono in generaleessere trascurati. Devono essere considerati ai fini della verifica degli apparecchi diappoggio e degli impalcati precompressi.

2.3.7 Combinazione delle componenti ortogonali del sismaSe l'analisi della risposta viene eseguita in campo lineare, la risposta può essere calcolataseparatamente per ciascuna delle tre componenti e gli effetti combinati successivamenteapplicando una delle seguenti regole:

222dZ dY dX d E E E E ++= (2.6)

oppure

dZ dY dX d E E E E 3.0""3.0""0.1 ++= (2.7)


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dove “+” si legge “combinato con”, dZ dY dX E E E ,, indicano gli effetti delle componentidirette secondo gli assi X, Y e Z, e le componenti vanno ruotate per ottenere il massimodi d E .La regola (5) deve essere applicata prendendo per ogni effetto (ad es. lo sforzo normale, il momento

flettente, la curvatura) il massimo:

( )dZ dY dX dZ dY dX dZ dY dX d E E E E E E E E E E ++++++= 3.03.0 ;3.03.0;3.03.0max Se l'analisi viene eseguita in campo non lineare mediante integrazione al passo, le duecomponenti di eccitazione orizzontale (e quella verticale, ove appropriato) devono venire

applicate simultaneamente alla struttura.

2.3.8 Combinazione dell'azione sismica con le altre azioni Ai fini delle verifiche le azioni da considerare in aggiunta a quella sismica sono quelledovute ai carichi permanenti e alla precompressione secondo l’espressione:

kk P G E ++ (2.8)

dove: E Azione sismica per lo stato limite in esame

kG Carichi permanenti al loro valore caratteristicokP Valore caratteristico della precompressione, a cadute di tensione avvenute.

( )+++= ∑=

n

i ki 0i q k1q k pk g d Q QP GF

2ψ γ γ γ γ (2.9)

2.4 VALUTAZIONE DELLA SICUREZZA

2.4.1 Dati necessari per la valutazioneLe verifiche di sicurezza di cui alle presenti linee guida comportano una analisi strutturale,di tipo lineare oppure non lineare, e successive verifiche puntuali di deformabilità eresistenza in tutte le parti critiche dell’opera. L’utilizzo delle linee guida richiede quindi ladisponibilità dei valori di tutte le grandezze geometriche e meccaniche che consentonouna verifica del tipo indicato. Nella generalità dei casi l’impalcato non è significativamenteimpegnato nella risposta sismica della struttura. Ne discende che le indagini conoscitivesono da indirizzare in modo prevalente alle sottostrutture (pile e spalle) e alle fondazioni,oltre che ovviamente ai sistemi di vincolo e interconnessione tra gli elementi strutturali(appoggi, giunti, etc).


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In particolare è necessario disporre di:- Geometria dell’opera nel suo stato attuale. Essa può essere desunta dai disegni

costruttivi originali o, a vantaggio di più sicura attendibilità, dai disegni dicontabilità. Ciò si estende naturalmente anche alle eventuali variazioni introdottea seguito di interventi di rilevanza strutturale successivi alla costruzione. Inmancanza della documentazione suddetta, è necessario procedere a un rilievocompleto della geometria e a indagini conoscitive a campione sulle fondazioni.

- Dettagli costruttivi , ovvero disposizione e quantità delle armature. Essa può essere

desunta dai disegni costruttivi originali o, a vantaggio di più sicura attendibilità,dai disegni di contabilità. Ciò si estende naturalmente anche alle eventuali variazioni introdotte a seguito di interventi di rilevanza strutturale successivi allacostruzione. In mancanza della documentazione suddetta, è necessario procederea un numero di saggi che consenta la determinazione delle armature presenti inun numero di sezioni sufficiente per costruire un modello strutturale adeguato altipo di analisi e alle successive verifiche.

- Proprietà meccaniche dei materiali: conglomerato e acciai. Le informazioni devonoprovenire, oltre che dalle indicazioni iniziali di progetto, da risultati di provesperimentali eseguite all’atto del collaudo strutturale o successivamente ad esso.In mancanza della documentazione suddetta, per il conglomerato è necessario

effettuare prelievi di campioni da sottoporre a prove di laboratorio. Prove di tiponon distruttivo eseguite a più larga scala sono un utile complemento ma nonpossono essere utilizzate in sostituzione di quelle distruttive. Per l’acciaio, inassenza di dati sperimentali adeguati, è consentito far riferimento allecaratteristiche del materiale prescritto in sede di progetto previa limitata verifica acampione dell’effettivo utilizzo dello stesso. Le prescrizioni di cui sopra siriferiscono alle strutture di sostegno degli impalcati, ossia a pile, spalle. Perquanto riguarda gli impalcati, qualunque sia la loro tipologia, è sufficiente la verifica del loro buono stato di conservazione, anche senza rilevazionisperimentali, se ritenute non necessarie dal progettista.

- Caratterizzazione geotecnica (stratigrafia e parametri meccanici) adeguata alla

attribuzione del sito a una categoria di suolo in accordo alla Tabella 4 e allosvolgimento delle verifiche delle spalle (spinta del terreno retrostante) e dellefondazioni.


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2.4.2 Livello di conoscenza e fattore di confidenzaSi definiscono i seguenti tre livelli di conoscenza:

- LC1: conoscenza limitata- LC2: conoscenza adeguata- LC3: conoscenza accurata

Il livello di conoscenza acquisito sulla base delle indagini e degli approfondimenti di cui al

punto 2.4.1 determina il metodo di analisi e il valore del fattore di confidenza da applicarealle proprietà dei materiali (vedi Tabella 2.6).Per le opere da ponte si deve in generale acquisire un livello di conoscenza accurata(LC3), salvo casi eccezionali per i quali, su indicazione della Committenza, è ammessoacquisire un livello di conoscenza adeguato (LC2).La richiesta del livello di conoscenza accurato è giustificata in primo luogo dall’importanza strategica delleopere da ponte, e in secondo luogo in considerazione dell’assenza di elementi non strutturali che limitinol’accessibilità delle strutture.

Le verifiche in-situ limitate servono per verificare la corrispondenza tra le armature o lecaratteristiche dei collegamenti effettivamente presenti e quelle riportate nei disegnicostruttivi, oppure ottenute mediante il progetto simulato. Le verifiche in-situ estese servono quando non sono disponibili i disegni costruttivi originali come alternativa al

progetto simulato seguito daverifiche limitate , oppure quando i disegni costruttivi originalisono incompleti. Le verifiche in-situ esaustive: servono quando non sono disponibili idisegni costruttivi originali e si desidera un livello di conoscenza accurata.Le prove in-situ limitate servono a completare le informazioni sulle proprietà dei materialiottenute o dalle normative in vigore all’epoca della costruzione, o dalle caratteristichenominali riportate sui disegni costruttivi, o da certificati originali di prova. Le prove in-situ estese servono per ottenere informazioni in mancanza sia dei disegni costruttivi, chedei certificati originali di prova, oppure quando i valori ottenuti dalle prove limitaterisultano inferiori a quelli riportati nei disegni o certificati originali. Le prove in-situesaustive: servono per ottenere informazioni in mancanza sia dei disegni costruttivi, che deicertificati originali di prova, oppure quando i valori ottenuti dalle prove limitate risultanoinferiori a quelli riportati nei disegni o certificati originali, e si desidera un livello diconoscenza accurata (LC3).La definizione dei requisiti quantitativi per il raggiungimento di ogni livello di rilievo eprove è riportata in Tabella 2.7. Nel controllo del raggiungimento della percentuale dielementi indagati si può tener conto delle eventuali condizioni di ripetitività.


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Tabella 2.6 Livelli di conoscenza.LC Geometria

(carpenterie)Dettagli strutturali Proprietà dei materiali Metodi di

analisiFC

LC2 Disegni costruttivi incompleticonlimitate verifiche in situoppureestese verifiche in-situ

Dalle specifiche originali diprogetto o dai certificati diprova originaliconlimitate prove in-situoppureestese prove in-situ

Tutti 1.20

LC3

Da disegni dicarpenteriaoriginali conrilievo visivo a

campioneoppurerilievo ex-novocompleto

Disegni costruttivi completiconlimitate verifiche in situoppureesaustive verifiche in-situ

Dai certificati di provaoriginali o dalle specificheoriginali di progettoconestese prove in situoppureesaustive prove in-situ

Tutti 1.00

Tabella 2.7 Requisiti quantitativi relativi ai rilievi e alle prove sui materiali.

Rilievo (dei dettagli costruttivi) Prove (sui materiali) Verifichelimitate

La quantità e disposizione dell’armatura è verificata per almeno il 20% delle pile (ma nonmeno di 2 pile)

1 provino di cls. e 1 campione di armaturaper almeno il 20% delle pile (ma non menodi 2 pile)

Verificheestese La quantità e disposizione dell’armatura è verificata per almeno il 40% delle pile (ma nonmeno di 3 pile)


Verificheesaustive

La quantità e disposizione dell’armatura è verificata per almeno il 60% delle pile (ma nonmeno di 4 pile)


2.4.3 Modello strutturaleIl modello strutturale deve riflettere lo stato attuale della struttura o quello in cui essa sitroverà a seguito di interventi migliorativi che saranno messi comunque in atto, quali lasolidarizzazione delle solette, o di allargamento per l’adeguamento funzionale, etc. Ilmodello strutturale deve poter descrivere tutti i gradi di libertà significativi caratterizzanti

la risposta dinamica e riprodurre fedelmente le caratteristiche di inerzia e di rigidezza dellastruttura, e di vincolo degli impalcati.Nel caso in cui l’analisi sia di tipo non lineare, il modello strutturale deve poter seguirel’evolversi dello stato tensionale e deformativo della struttura oltre la fase elastica,prodotto dalla formazione di un numero crescente di zone plasticizzate. Laplasticizzazione può essere considerata concentrata alle estremità degli elementi in“cerniere plastiche”, il cui comportamento può essere definito da un legame momento-curvatura bilineare o multi-lineare, purché in grado di tener conto dell’influenza dellosforzo normale, quando necessario. Ove disponibili sono da preferire modelli più accurati


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in grado di descrivere la plasticizzazione diffusa (non concentrata alle sole estremità) deglielementi, sulla base del comportamento di numerose sezioni interne, ottenutodall’integrazione sulla sezione stessa dei legami costitutivi non lineari dei materialicomponenti.Legami costitutivi per analisi non lineariI legami costitutivi riportati nel seguito costituiscono un riferimento consolidato ai finidell’analisi non lineare e delle verifiche degli elementi strutturali. E’ possibile utilizzarelegami alternativi riportati in letteratura se adottati in codici di calcolo di comprovataaffidabilità.Il legame costitutivo di Mander, proposto per il conglomerato, è riportato nella Fig. 2.7a.La definizione di tale legame per un conglomerato non confinato richiede la conoscenzadella resistenza cilindricac f e del modulo elastico inizialec E . In presenza diconfinamento sono necessari in aggiunta il valore della percentuale geometrica diarmatura trasversale ρ della relativa tensione di snervamento y f .Il legame è descritto dalla relazione:

r cc

c

x r xr

f +−=

1σ

(2.10)

dove :c c c x 1ε = (2.11)

( )sec E E Er c c −= (2.12)

c c cc f E 1sec ε = (2.13)

c c cc f f λ = (2.14)

254.1294.71254.2 −−+= c e

c

e

c f f

σ σ λ (2.15)

( )[ ]151002.01 −+= c c c λ ε (2.16)La tensione di confinamentoeσ e i fattori da cui essa dipende sono riportati in funzionedella forma della sezione e della tipologia di staffe nella Tabella 2.8, doveα è il fattore diefficienza del confinamento,s è l’interasse delle staffe, c c h b , sono le dimensioni delnucleo confinato,n è il numero di barre longitudinali direttamente trattenute da staffe ocravatte, i b è la distanza tra barre trattenute adiacenti,c D il diametro del nucleo


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confinato, s A rappresenta l’area complessiva dei bracci di staffe presenti in ciascuna delledue direzioni (sezioni rettangolari, il valore della tensione di confinamento si prenderàpari a ey ex e σ σ σ = ) o l’area della staffa circolare/spirale.Tabella 2.8 Modello di Mander: tensione di confinamento e suoi fattori.

Sezione Rettangolare CircolareStaffe circolari Spirale

σ e αρ f y 0.5αρ f y

ρ ρ x = A sx b c /(b c h c s) ρ y = A sy h c /(b c h c s)

( )s D As D AD c s c s c /44/

2=

= π π ρ

α

−

−

−= ∑ =

c c

n

i i

c c h b b

h s

b s

61

21

21 1

2

α 2

21

−=

c D s α

−=

c D s

21α

Per quanto riguarda l’acciaio, vengono dati come riferimento due legami costitutivi, quellobilineare e quello non lineare isteretico di Menegotto-Pinto. Il primo rappresentaun’approssimazione accettabile per l’analisi momento-curvatura monotona di sezione. Il

secondo è uno di quelli indicati per lo svolgimento di analisi dinamiche non lineari.La definizione del legame bilineare richiede la conoscenza del valore della tensione disnervamento y f , del modulo elasticos E e del rapporto di incrudimentob .Il legame di Menegotto-Pinto è mostrato in Fig. 2.7b. La definizione di tale legamerichiede la conoscenza del valore della tensione di snervamento y f , del modulo elastico

s E , del rapporto di incrudimentob , delle costanti della funzione di transizioneR cheregola l’effetto Bauschinger: 210 ,, a a R . Il legame è descritto dalla relazione:

( ) ( )R R b b 1

**** 11 ε ε ε σ +−+= (2.17)

dove :

( ) ( )r r ε ε ε ε ε −−= 0* (2.18)

( ) ( )r r σ σ σ σ σ −−= 0* (2.19)

( ) ( )ξ ξ ξ +−= 210 a a R R (2.20)con ξ indicato nella figura.


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Ai fini dell’analisi strutturale, sia essa lineare o non lineare, si utilizzano le caratteristichemeccaniche medie dei materiali. Nelle espressioni precedenti pertantocmc f f = ,

cmc E E = , etc.Se il modulo iniziale di deformazione del conglomerato non è determinatosperimentalmente, si può fare uso delle correlazioni tra il modulo e la resistenzadisponibili in letteratura, quale ad esempio quella fornita nel DM2008 (cap.11):

( ) MPainecon1022000 3.0 cmcmcmcm E f f E = .

cc1ε cuε 1cε

c E

sec E

c f

cc f

cucε

cσ

b

*ε

*σ

2ξ

1ξ

1

1

0 R

( )2ξ R

( )1ξ Rcε

(a) (b)

cc1ε cuε 1cε

c E

sec E

c f

cc f

cucε

cσ

b

*ε

*σ

2ξ

1ξ

1

1

0 R

( )2ξ R

( )1ξ R

b

*ε

*σ

2ξ

1ξ

1

1

0 R

( )2ξ R

( )1ξ Rcε

(a) (b)

Fig. 2.7 Legami costitutivi dei materiali: a) Mander, b) Menegotto-Pinto.

Rigidezza degli elementiNei casi di analisi lineare o non-lineare a plasticità concentrata, la rigidezza degli elementidel modello deve tenere conto del livello di fessurazione degli stessi per effetto dell'azionesismica. Agli elementi costituenti l’impalcato (travi, traversi, solette), che rimangonogeneralmente in campo elastico lineare con limitata fessurazione, possono essereattribuite le caratteristiche delle sezioni interamente reagenti. Per le pile, che nella maggiorparte dei casi superano in diversa misura lo stato limite di snervamento, la rigidezzasecante efficace può essere ricavata dall’espressione:

( ) y

R eff c

N M I E φ ν = (2.21)

nella quale 2.1=ν è un fattore di correzione che tiene conto della maggiore rigidezzadella parte di pila non fessurata, ( ) N M R è il momento ultimo della sezione di basecalcolato per il valore permanente dello sforzo normale e y φ è la curvatura disnervamento. In generale i valori del momento( ) N M R e della curvatura y φ siottengono da un’analisi momento-curvatura della sezione.


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Modellazione dell’interazione suolo-fondazione-struttura Ai fini dell’analisi globale della struttura le pile e le spalle si considerano in generaleincastrate alla base.Gli effetti dell’interazione suolo-fondazione-struttura devono essere considerati quando si verificano contemporaneamente le seguenti tre condizioni:

- Ponte in classe d’uso III o IV- Categoria del suolo D o peggiore

- Sismicità medio-alta, g a g 15.0≥ Ai fini della valutazione degli effetti dell’interazione suolo-fondazione-struttura il sistemafondazione-terreno può essere schematizzato ponendo alla base della struttura dei vincoli visco-elastici, caratterizzati da opportuna impedenza dinamica. Nel calcolo diquest’ultima è necessario tener conto della dipendenza delle caratteristiche di rigidezza esmorzamento del terreno dal livello deformativo. Inoltre è necessario tenere conto che ilmoto sismico alla superficie del suolo può risultare diverso da quello in campo libero, pereffetto delle caratteristiche dimensionali e/o di rigidezza del sistema di fondazione.Indicazioni sulla natura del fenomeno di interazione e le alternative disponibili per lamodellazione in funzione della tipologia di fondazione sono fornite nell’Appendice B.

2.4.4 Metodi di analisiPonti isostatici con pile a fusto unicoLa grande maggioranza delle opere esistenti sulla rete viaria nazionale è costituito da pontia travata con impalcati semplicemente appoggiati su pile a fusto unico. Nell’ipotesi che lastrategia di intervento non preveda di modificare sostanzialmente lo schema statico, adesempio mediante solidarizzazione degli impalcati o sostituzione integrale degli stessi conuno continuo, ed eventuale introduzione di apparecchi di isolamento/dissipazione, pertali ponti è possibile definire una metodologia specifica di analisi, che rappresenta unbuon compromesso di semplicità e accuratezza, da usare in alternativa ai metodi piùaccurati illustrati al paragrafo successivo.Il modello di riferimento è costituito da una mensola verticale a massa distribuita lungol’altezza sulla quale grava la massa del pulvino e dell’impalcato. In direzione trasversaleall’asse del ponte ogni pila costituisce in tutti i casi un oscillatore indipendente, mentre indirezione longitudinale, nell’ipotesi che siano previsti dei ritegni sismici, il sistema èancora a un grado di libertà, caratterizzato dalla somma delle masse afferenti alle singolepile e dalla forza di richiamo somma delle forze delle singole pile.


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Il procedimento proposto consiste in un’analisi statica non lineare semplificata, nellaquale il legame forza-spostamento in sommità dell’oscillatore considerato si ottiene consemplici passaggi a partire dai legami momento-curvatura alla base delle pile.Lamassa efficace della pila da considerare concentrata in sommità è data, per pile a sezionecostante, dalla somma del 30% della massa della pila e della massa del pulvino. La massatotale per la generica pila vale quindi:

imp pulv pila m m m m ++= 3.0 (2.22)

L’altezza di tale massa dalla base per l’analisi in direzione trasversale (vedi Fig. 2.8) è datadall’espressione:

m

H m H m m H impimp p pila pulv

++ 3.0 (2.23)

Per l’analisi in direzione longitudinale, l’altezza efficace è pari alla distanza del piano degliapparecchi di appoggio dall’estradosso della fondazione.

H H p H

i m p

V b

M b =V b H

M t =V b ( H-H p )P

H H p H

i m p

V b

M b =V b H

M t =V b ( H-H p )P

Fig. 2.8 Altezza efficace per analisi in direzione trasversale.

Il primo passo consiste nella determinazione del legame momento-curvatura della sezionedi base nel piano di flessione considerato e per il valore del carico assiale agente. La curvacosì ottenuta viene successivamente bilinearizzata come indicato schematicamente in Fig.2.9.

PV

H

φ

M

uφ yφ

u M y M

sezionedi base

δ

V

uδ yδ

uV yV

PV

H

φ

M

uφ yφ

u M y M

φ

M

uφ yφ

u M y M

sezionedi base

δ

V

uδ yδ

uV yV

Fig. 2.9 Passaggio dal legame momento-curvatura al quello taglio-spostamento.


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Nell’ipotesi che la pila si mantenga in campo elastico fino al raggiungimento del momentodi snervamento y M alla base (Fig. 2.10, sinistra), il corrispondente spostamento insommità è dato dall’espressione:

3/1 2H y y φ ν δ = (2.24)

dove la curvatura di snervamento yφ risulta dalla bilinearizzazione del legame di sezione e2.1=ν è il fattore di correzione che tiene conto della maggiore rigidezza della porzione

al di sopra della zona plasticizzata.Lo spostamento ultimo in sommità della pila si ottiene aggiungendo a quello disnervamento il contributo della rotazione plastica nella zona plasticizzata alla base:

2/ p p y u y u l H l −−+= φ φ δ δ (2.25)

dove u φ è la curvatura minima tra quelle corrispondenti allo schiacciamento delcalcestruzzo, cum c ε ε =max, , e alla rottura per trazione dell’acciaio, sum s ε ε =max, . In assenza dipiù accurate determinazioni i valori delle deformazioni medie a rottura di calcestruzzo eacciaio possono essere assunti pari a %5.0=cum ε e %4=sum ε . Per l’estensione dellaporzione di pila soggetta a plasticizzazione si può fare riferimento all’espressione

pb y p p H d f H l 10.0015.010.0 += .

PV

PV

y M u M yφ uφ

yδ uδ yδ

pl

PV

PV

y M u M yφ uφ

yδ uδ yδ

pl

Fig. 2.10 Pile a fusto unico: distribuzione di momento e curvatura.

In direzione trasversale il periodo elastico della singola pila si ottiene dall’espressione:

y y i i V m km T // δ π π 2=2= (2.26)Il corrispondente spostamento massimo, da utilizzare ai fini della verifica di deformabilitàdella pila, è fornito dallo spettro di risposta elastico in spostamento:

( )( ) ( ) C C De

C De

T T T T

q q

T S q T T T S


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dove ( ) y e V T mS q /* = .La forza di taglio per la verifica della pila si ottiene direttamente dal diagramma forza-spostamento in corrispondenza dello spostamento massimo di rispostamaxδ .La forza di taglio per la verifica degli apparecchi di appoggio vale:

( )max25.1 δ V m m

V i

impapp = (2.28)

dove il fattore 1.25 ha lo scopo di garantire una maggiore livello di protezione agliapparecchi di appoggio e il taglio( )maxδ V è la forza fornita dal legame δ −V incorrispondenza dello spostamento di risposta.In direzione longitudinale la massa totale è data dall’espressione:

∑= i m m (2.29)e il legame forza-spostamento si ottiene sommando i legami delle singole pile comeschematicamente mostrato in Fig. 2.11.

δ

V

1uδ 1 yδ

1uV 1 yV

2 yδ 2uδ

2 yV 2uV 1 2

Pila 2Pila 1

δ

V

1uδ 1 yδ

1uV 1 yV

2 yδ 2uδ

2 yV 2uV 1 2

Pila 2Pila 1

Fig. 2.11 Direzione longitudinale: legame complessivo a partire dai legami di pila.

Effettuata la bilinearizzazione della curva risultante il procedimento segue in modoanalogo al caso precedente. Ai fini delle verifiche a taglio delle pile la forza di taglio competente a ciascuna di esse siricava in corrispondenza dimaxδ dal relativo diagramma forza-spostamento. Ai fini del calcolo della forza di taglio agente sugli appoggi la massa dell’impalcatonell’espressione (4-11) da considerare è quella afferente alla pila in esame.


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Nel caso di appoggi mobili su pile e spalle è necessario verificare che non vi sia rischio diperdita d’appoggio dell’impalcato. Tale verifica si ritiene superata se la lunghezza diappoggio è pari o superiore a:

s rel g rel d d L L ,,0min ++= (2.30)

dove 0L è un margine di sicurezza non inferiore a 40cm, g rel d , è lo spostamento relativodel suolo alla base degli elementi verticali adiacenti considerati, valutato in accordo alla(2.2), e s rel d , è lo spostamento relativo tra gli elementi verticali adiacenti considerati

valutabile mediante la radice quadrata della somma dei quadrati degli spostamenti massimidelle due pile.La verifica deve essere eseguita sotto gli effetti di entrambe le componenti orizzontalidell’azione sismica, secondo le modalità illustrate al punto “Formato di verifica”, pagina39. Per la verifica delle fondazioni si rimanda al punto “Spalle e fondazioni”, pagina 41.Ponti iperstatici: analisi dinamica lineareI metodi illustrati nel seguito si applicano a ponti iperstatici di tipologia generica,comprese le strutture con impalcati semplicemente appoggiati che presentino pile construttura iperstatica (portali multipli, telaio, etc.).Il metodo lineare di riferimento in queste linee guida consiste nell’impiego dell’analisi

modale (DM2008, punto 7.3.3.1) associata allo spettro elastico non ridotto (punto 2.3.1).Le verifiche degli elementi sono eseguite in termini di capacità deformativa per imeccanismi/elementi duttili e di resistenza per quelli fragili.Questo tipo di analisi è applicabile quando è verificata le seguente condizione legata allauniformità della domanda inelastica2:

- Definito iii C D= ρ il rapporto tra il momento flettentei D fornito dall'analisidella struttura soggetta alla combinazione di carico sismica, e il corrispondentemomento resistente iC nell'i-esima sezione di verifica, si indicano conmax ρ e

min ρ rispettivamente i valori massimo e minimo di ρ . Il rapportominmax / ρ ρ non deve superare il valore 2.5.

La verifica di applicabilità del metodo, che deve essere svolta a posteriori, potrebberisultare negativa a causa di un numero ridotto di elementi. In tal caso il metodo potrebbecomunque venire applicato, nell’ipotesi che si effettuino interventi su questi elementi talida riportare il rapporto minmax/ ρ ρ entro il limite indicato.In alternativa è anche consentito di eseguire la verifica mediante analisi modale conspettro di risposta ridotto del fattore di struttura q (punto 3.2.3.5 del DM2008). In questo

2 Ovviamente deve risultare 1max > ρ altrimenti la risposta del ponte è elastica.


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caso le verifiche sono di resistenza per tutti i meccanismi/elementi. I valori delleresistenze si calcolano come nelle situazioni non sismiche. Il valore massimo utilizzabileper q è pari a 1.5.Per quanto riguarda il calcolo delle quantità di risposta, gli spostamenti massimi prodottidall’azione sismica di verifica si assumono eguali a quelli forniti dall’analisi nell’ipotesi dicomportamento lineare elastico.I massimi delle grandezze di risposta derivate, quali ad esempio deformazioni flessionali espostamenti relativi in corrispondenza dei giunti, devono essere calcolati modo per modo

e successivamente combinati con la regola di combinazione modale adottata.In particolare per la verifica degli elementi duttili la grandezza di verifica è generalmenterappresentata dalla rotazione rispetto alla cordaθ . Per ogni piano di flessione, questa èpari al rapporto H δ per elementi verticali a mensola (pile a fusto unico) o doppiamenteincastrati (ritti), come mostrato in Fig. 2.12, casi (a) e (b), e approssimativamente ugualealla rotazione del nodo per elementi orizzontali (traversi), come mostrato in Fig. 2.12,caso (c). Nel caso (c) la rotazione rispetto alla corda per i ritti è solo approssimativamenteuguale al rapporto H δ .Per ogni piano di flessione dell’elemento, lo sforzo di taglio agenteV esso è dato da:

- il valore ottenuto dall'analisi nel caso in cui i momenti alle estremità dell'elemento

non raggiungono il rispettivo valore plastico ( 1≤ ρ )- il valore:

( ) ( )L

N M N M V V R R G

21 ++= (2.31)

dove GV è il taglio dovuto ai carichi gravitazionali agenti sull'elemento,( )GR N M 1 ed( )GR N M 2 sono i momenti resistenti (calcolati per il valore corrispondente ai carichi

gravitazionali dello sforzo normaleG N , sommati se equiversi) alle estremitàdell'elemento (calcolati utilizzando i valori medi delle caratteristiche meccaniche delconglomerato e dell'acciaio) edL è la sua lunghezza.

(a) (b) (c)

δ δ δ

H θ θ θ

(a) (b) (c)

δ δ δ

H θ θ θ

Fig. 2.12 Rotazione rispetto alla corda: (a) fusto unico, (b) portale multiplo, (c) a telaio.


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Ponti iperstatici: analisi statica non lineareIn generale diversi modi di vibrazione contribuiscono alla risposta sismica di ponti.Quando un singolo modo di vibrazione è caratterizzato da una massa partecipante pari osuperiore all’80% è possibile fare uso dell’analisi statica non lineare mono-modale. In casocontrario è necessario fare ricorso a una versione avanzata dell’analisi statica non lineare,di tipo multi-modale. Nel seguito si illustrano i metodi di analisi statica non lineare mono-modale e multi-modale con distribuzione di forze invarianti3. Analisi mono-modale

Il metodo consiste nell'applicazione a un modello non lineare del ponte di un sistema diforze statiche di intensità crescente fino al raggiungimento della capacità massima delsistema in termini di resistenza o di deformabilità, nella successiva trasformazione dellacurva taglio alla base-spostamento di un grado di libertà di controllo in un sistemabilineare equivalente, e quindi nella determinazione della risposta di tale sistema al sismadi verifica.Ciò avviene applicando alla struttura un sistema di forze di intensità crescente dato da:

Mφf = λ (2.32)

dove M è la matrice delle masse e la prima forma modaleφ deve essere normalizzataponendo pari a 1 lo spostamento del grado di libertà di controllo. Quest’ultimo coincidecon il grado di libertà caratterizzato dal massimo spostamento modale. L’intensità crescefino al raggiungimento della capacità ultima della struttura. Il risultato dell’analisi vieneespresso in termini di curva taglio alla base (somma delle forze applicate∑= ib f V ) –spostamento in sommitàu .Si definisce quindi il coefficiente di partecipazione modale:

( ) ( )MφφM1φ T T =Γ (2.33)La forza *V e lo spostamento *u del sistema a un grado di libertà equivalente sono datida:

Γ= /* b V V (2.34)

Γ= /* u u (2.35)

La relazione ** uV − rappresenta il legame costituivo del sistema equivalente, la cuimassa è data invece da ∑== i i i T m m φ M1φ* .

3 E’ ammesso l’uso di metodi in cui la distribuzione delle forze applicate segua l’evoluzione delladeformata inelastica della struttura ( adaptive pushover analysis ).


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La determinazione della risposta del sistema equivalente richiede la bilinearizzazione dellacurva ** u V − . Un criterio per effettuare questa operazione è quello di trovare un legamebilineare che sottenda la stessa area (energia) di quello ottenuto dall’analisi.Nella Fig. 2.13 sono mostrati due casi, uno in cui l’incrudimento è trascurabile, l’altro incui non lo è. Nella Fig. 2.13 (a)* y V rappresenta la resistenza del sistema equivalente ed èuguale al forza in corrispondenza dello spostamento*u u . Lo spostamento di snervamento

* y u del sistema bilineare si ottiene dall’espressione:

( )

−==−+ *

*******

221

y u y y u y y y V

Eu u Eu u V u V (2.36)

in cui E è l’area sottesa dalla curva ** u V − e si calcola per integrazione numerica. InFig. 2.13 (b) *u V rappresenta la resistenza ultima del sistema equivalente, mentre* y V è laresistenza allo snervamento. Lo spostamento di snervamento* y u del sistema bilineare siottiene dall’espressione:

( )( ) ( )**2**

******* 2221

21

u y u

u y u u y y u u y y y u kV

Eu ku V u Eu u V V u V −

−−==−++

(2.37)

Noto * y u la rigidezza elastica risulta pari a: ** / y y u V k = , da cui segue il periodo elastico delsistema bilineare*T :

km T ** 2π = (2.38)

1

k

yk 1

* yu *uu

* yV

*uV

12 A A =

1 A

*uu

* yu

* yV

1 A

12 A A =

1

k

( )a ( )b1k

yk 1

* yu *uu

* yV

*uV

12 A A =

1 A

*uu

* yu

* yV

1 A

12 A A =

1

k

( )a ( )b

Fig. 2.13 Bilinearizzazione con il criterio delle aree uguali: a) incrudimento nullo, b)

incrudimento non nullo.

La risposta massima del sistema equivalente in termini di spostamento è data in funzionedel periodo e dello spettro elastico in spostamento dalle espressioni:


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( )( ) ( ) C C De

C De

T T T T

q q

T S u

q T T T S u


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e. Determinazione degli spostamenti massimi effettivi*

,max,,,,max,, Y X i c i Y iX Y X c i u u φ Γ= e delle corrispondenti configurazionideformate della struttura.

f. Calcolo delle grandezze di risposta di interesse i E X D , e i EY D , perciascun modo e direzione dell’azione sismica

3. Combinazione delle grandezze di rispostai E X D , e i EY D , ottenute mediante laregola (2.49).

Analisi dinamica non lineare Ai fini delle verifiche gli effetti sulla struttura (sollecitazioni, deformazioni, spostamenti,etc.) sono rappresentati dai valori medi ottenuti dalle analisi.Come indicato al punto 0, il numero minimo di accelerogrammi da utilizzare è pari acinque per quelli artificiali e dieci per quelli naturali o simulati a partire da modellisismogenetici. La differenza nel numero richiesto è giustificata dalla inferiore dispersioneintorno alla media degli accelerogrammi del primo tipo rispetto a quelli degli altri due. Ilrispetto di tali minimi è sufficiente a garantire una adeguata stabilità della media deglieffetti sulla struttura.

2.4.5 Verifiche di sicurezzaSotto l’effetto dell’azione sismica di verifica tutti gli elementi dell’impalcato devono

soddisfare le verifiche come per le situazioni non sismiche.PilePer quanto riguarda lacapacità deformativa , il valore ultimo della rotazione rispetto allacorda da utilizzare per la verifica allo SLC è dato dall’espressione:

3V

y y L φ θ = (2.40)

( )

−−+= V p

p y u y el

u L l

l 211

φ φ θ γ θ (2.41)

dove 5.1=el γ e V M L V /= è la luce di taglio, pari aH per una mensola eapprossimabile adH/2 negli altri casi. Le curvature di snervamento y φ e ultima uφ siottengono dalla bilinearizzazione del legame momento-curvatura di sezione. La curvaturaultima è la minima tra quelle corrispondenti allo schiacciamento del calcestruzzo,

cumc ε ε =max, , e alla rottura per trazione dell’acciaio, sums ε ε =max, . In assenza di piùaccurate determinazioni i valori delle deformazioni medie a rottura di calcestruzzo eacciaio possono essere assunti pari a %5.0=cum ε e %4=sum ε . Per l’estensione della


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porzione di pila soggetta a plasticizzazione si può fare riferimento all’espressioneH d f H l b y p 10.0015.010.0 += .

Per la verifica allo SLV il valore limite della rotazione si assume pari a ¾ di quello ultimo.Per quanto riguarda laresistenza a taglio, in ogni piano di flessione, la resistenza a tagliosotto azione ciclica,R V , di elementi prismatici con sezione compatta è data dalla formulaseguente (unità di misura MN e m):

( ) ( )( )

( ) +

−×

×−+−= ∆

w c c V

tot

pl c c V el

R

V A f h

L

f A N L

x h V

;5min16.01100;5.0max16.0

;5min05.0155.0;min2

1,

ρ

µ γ (2.42)

dove:

( )

copriferrosezionedelladiametro

staffedellepassocircolaristaffedellearea

circolarisez.per22

e

arirettangolsez.perapariarmaturadell'contributoalelongitudinarmaturaditotaleageometricepercentual

confinatonucleodiametrocircolaresezioneper/4are,rettangolsezionepersezionedellaarea

tagliodiluce

trazionedisezeroaugualepostone,compressiodipositivonormale,sforzoneutroassedell'profonditàsezionedellaefficacealtezza

sezionedellatotalealtezza15.1

2

====

−

=====

=====

c

D s

A

c D f s

A

bzf ρV

D D bd A

M/V L

N x d h

sw

y sw

y w w

tot

c

c c

V

el

π

ρ

π

γ

Il termine 1/1, −−= ∆∆ y pl θ θ µ µ rappresenta la parte plastica della duttilità richiestaall’elemento.In ogni piano di flessione, la resistenza a taglio sotto azione ciclica, RV , di setti (ad es:pareti di una pila a sezione cava rettangolare, mono- o pluri-cellulare) è non superiore allaforza di taglio corrispondente allo schiacciamento delle bielle diagonalimax, RV , data dallaformula seguente:


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( )( )

( )( ) z b f h

L

f A N

V

w c V

tot

c c el

pl R

−+×

×

+

−= ∆

;2min2.01100;75.1max25.01

;15.0min8.11;5min06.0185.0 ,

max,

ρ

γ µ

(2.43)

AppoggiGli apparecchi di appoggio fissi devono essere in grado di trasmettere, mantenendo la

piena funzionalità, le forze di taglio in testa alle pile indotte dall’azione sismica di verifica,incrementate del fattore 20.1=R γ .Gli appoggi mobili devono essere in grado di consentire, mantenendo la pienafunzionalità, lo scorrimento massimo indotto dall’azione sismica di verifica.Nel caso di appoggi mobili su pile e spalle è necessario verificare che non vi sia rischio diperdita d’appoggio dell’impalcato. Tale verifica si ritiene superata se la lunghezza diappoggio è pari o superiore a:

s rel g rel d d L L ,,0min ++= (2.44)

dove 0L è un margine di sicurezza non inferiore a 40cm, g rel d , è lo spostamento relativo

del suolo alla base degli elementi verticali adiacenti considerati, valutato in accordo alla(2.2), e s rel d , è lo spostamento relativo tra gli elementi verticali adiacenti considerati.Formato di verificaIndicando con x D e y D le quantità di domanda determinate dall’analisi (spostamenti,rotazioni, forze di taglio) nei due piani di principali flessione di un elemento, e conx C e

y C le corrispondenti capacità, la forma generale di verifica è data dall’espressione:

122

≤

+

y

y

x

x

C

D

C D (2.45)

Nel caso delle verifiche di deformabilità e di resistenza l’espressione precedente assume laforma:

( ) ( ) 12,2, ≤+ y u y x u x θ θ θ θ (2.46)

( ) ( ) 12,2, ≤+ y u y x u x V V V V (2.47)


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dove le grandezze di domanda, ad esempio di deformazione, sono ottenute mediante leregole di combinazione:

( ) ( )[ ]∑=

+±= N

i i xEi xExGx Y X

1

2,

2, θ θ θ θ (2.48)

per l’analisi dinamica lineare, e:

( ) ( )[ ]∑=

−+−±= N

i Gi xEGi xExGx Y X

1

2,

2, θ θ θ θ θ θ (2.49)

per l’analisi statica non lineare, dove la sottrazione dell’effetto dei carichi gravitazionalidalla risposta modale per ciascuna direzione del sisma è necessaria in quantol’applicazione delle forze orizzontali per ogni distribuzione modale è preceduta da quelladei carichi gravitazionali. Analogamente per la domanda nel piano di flessione ortogonale

yθ .Esempio 2-5. Applicazione della regola di combinazione dei contributi modali a un ponte incurva. La Fig. 2.14 mostra i primi due modi di vibrazione di un viadotto continuo a tre campate, diluci 40m, 50, 40m, con pile alte rispettivamente 20m e 30m, con asse curvilineo di raggio 150m.Nella figura è evidenziato, per ogni modo, lo spostamento in testa a una delle pile, con lecorrispondenti componenti secondo gli assi globali X e Y. Il contributo allo spostamentoD

trasversale all’asse dell’impalcato (parallelo all’assex della sezione rettangolare cava della pila)fornito dal modoi– esimo eccitato dal sisma X è dato dall’espressione:

) ( )i De iX X Y X X i E T S D i i X Γ+= α δ α δ sincos doveα X = 9.55° è l’angolo tra la tangente all’asse dell’impalcato e l’asse X.

Modo 2 – T=0.246s

Modo 1 – T=0.286s

X2

Y2

X1

Y1

Modo 2 – T=0.246s

Modo 1 – T=0.286s

X2

Y2

X1

Y1

Fig. 2.14 Due modi di vibrazione di un ponte con asse longitudinale curvilineo.


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CAPITOLO 3: RINFORZO SISMICO DEI PONTI

3.1 INTRODUZIONENella maggioranza dei casi il rinforzo sismico deve essere realizzato in soggezione di

traffico, quindi non solo in tempi molto stretti per ridurre il disagio alla viabilità, maanche con notevoli condizionamenti sui metodi di rinforzo. Le soluzioni particolari o piùinnovative, come ad esempio l’impiego di materiali ad alta resistenza o prestazioni,trovano spesso il terreno naturale di impiego nei casi di rinforzo, diventando competitiveproprio a causa delle restrizioni sopra citate.In questo capitolo, che riprende in buona parte la più estesa trattazione in ( fib , 2007), vengono presentate le soluzioni tecniche più comuni per il rinforzo delle varie parti di unponte, senza fornire le relative procedure di dimensionamento, per le quali si rinvia adocumenti specialistici (Priestleyet al , 1996),(FHWA, 2006).

3.2 RINFORZO DEGLI APPOGGI

Dal punto di vista sismico, le carenze più comunemente rilevate nei ponti di costruzionemeno recente riguardano l’inadeguatezza degli appoggi e delle lunghezze di appoggio,fattori che possono facilmente portare alla perdita di supporto e al conseguente collassodi intere campate negli impalcati semplicemente appoggiati (vedi Fig. 1.2 e Fig. 1.3). Nonè un caso se i primi programmi di rinforzo negli Stati Uniti, a seguito del terremoto di SanFernando, si siano concentrati proprio sulla correzione di questi problemi.Gli interventi per adeguare il sistema di appoggio sono molto vari e dipendono dallatipologia dell’impalcato e dalla qualità dell’intervento che si intende realizzare.Una gran parte dei ponti esistenti, con impalcato a travi appoggiate presentano appoggisotto ogni trave, in neoprene non armato di piccolo spessore, la cui resistenza ad azioniorizzontali è trascurabile.Un intervento economico ed efficace consiste nella sostituzione degli appoggi esistenticon appoggi nuovi della stessa tipologia e la realizzazione in cima alla pila di un sistema diritegni che eviti la caduta degli impalcati e limiti gli spostamenti relativi. Un esempio ditale soluzione è mostrato in Fig. 3.1.Nel caso mostrato in figura non sussistendo problemi di lunghezza di appoggio i ritegni,realizzati in c.a. con interposizione di cuscinetti in neoprene, hanno funzioneunidirezionale nella direzione longitudinale. Nei casi in cui la lunghezza di appoggio risulti


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invece insufficiente si può intervenire collegando gli impalcati ai ritegni o al pulvino,oppure realizzando delle seggiole in acciaio o c.a.

Fig. 3.1 Esempio di ritegni sismici longitudinali e trasversali (Furlanettoet al , 2008).

Interventi di maggiore incisività possono essere realizzati quando si interviene sulloschema statico dell’impalcato rendendolo continuo. In questo caso è possibile evitare diavere appoggi sotto ogni trave collocando un numero ridotto di apparecchi metallici, ditipo fisso e mobile, o dispositivi di isolamento su un’unica fila.In passato è stata frequentemente adottata una soluzione che prevedeva la“continuizzazione” limitata alla sola soletta, congiuntamente con la disposizione di unnumero pari a quello originale di dispositivi di isolamento in gomma.

3.3 RINFORZO DELLE PILELe pile in cemento armato progettate secondo criteri non sismici presentano spessoinadeguate lunghezze di sovrapposizione o di ancoraggio delle barre longitudinali eridotto quantitativo di armatura trasversale, peraltro non ancorata nel nucleo. Nerisultano un difetto di resistenza a taglio e di duttilità (confinamento del calcestruzzo e

delle barre longitudinali compresse inadeguati, sfilamento delle barre tese).Le tecniche di rinforzo consolidate e mirate a risolvere tali problemi sono:

- Incamiciatura in calcestruzzo, acciaio, o elementi prefabbricati in calcestruzzo- Fasciatura con materiali fibro-rinforzati- Cambiamento dello schema statico della pila mediante interposizione di muri a

taglio o aggiunta di colonne supplementari


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Capitolo 3: Rinforzo sismico dei ponti 45

3.3.1 Incamiciatura in calcestruzzoLe ragioni principali che portano a scegliere il rinforzo mediante incamiciatura in c.a.sono due: generalmente esso risulta competitivo da un punto di vista economico epresenta un comportamento più favorevole in acqua rispetto alle alternative. Per questomotivo si tratta di una delle soluzioni più utilizzate, in particolari per le pile in alveo.L’incamiciatura consiste nella costruzione intorno alla pila esistente di una nuova sezionein cemento armato (Fig. 3.2a). La buona connessione tra la due porzioni di calcestruzzo èessenziale per la riuscita del rinforzo. Questo avviene attraverso una serie di barre inseritein appositi fori, praticati nel calcestruzzo esistente dopo la rimozione del copriferro, einiettati con malta cementizia o resine epossidiche (fiorettature, Fig. 3.2b).La camicia può essere di due tipi: a) staccata dalla base, mediamente di 100-150mm, nelqual caso fornisce un incremento di duttilità e di resistenza a taglio, b) connessa con lafondazione e dotata di barre longitudinali ancorate nella fondazione, nel qual casofornisce anche un contributo alla resistenza flessionale (Fig. 3.2c,d). L’incremento delconfinamento migliora sia il comportamento del calcestruzzo compresso che latrasmissione delle forze nelle zone di sovrapposizione tra le barre. Nel caso b, poiché lospessore della camicia è normalmente compreso tra i 200 e i 300 mm, l’incremento diresistenza flessionale può essere importante e la fondazione potrebbe risultare inadeguataalle nuove forze trasmesse dalla pila. Per questo motivo la prima opzione è molto piùdiffusa. Naturalmente, se le fondazioni possono offrire una resistenza maggiore, laseconda opzione può essere utile per limitare le deformazioni plastiche e in particolarequelle residue.Questo tipo di intervento risulta molto efficace per pile con sezione circolare. Nel caso dipile a sezione rettangolare esso presenta invece una riduzione di efficienza, crescente conle dimensioni della sezione da incamiciare. Il problema è particolarmente sentito nelrinforzo delle pile a setto, che possono presentare deficit di resistenza, nonostante lagrande sezione, perché sono caratterizzate da quantitativi di armatura spesso ridotti. Intali casi è necessario provvedere al posizionamento di barre passanti attraverso la sezioneesistente, parallelamente al lato corto, per connettere le due facce della camicia. Tali barresono normalmente disposte a distanza di 300-400 mm in direzione verticale, e 1.0 m indirezione trasversale. L’operazione di perforazione per l’inserimento risulta essere quellapiù delicata, in quanto il rischio di troncare le armature esistenti è elevato. Lo svilupporecente di tecniche che fanno uso di barre di diametro inferiore (anche di materialiinnovativi quali le plastiche rinforzate con fibre di arramidio) risolve parzialmente questoproblema.


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Barre annegatenella fondazione

Pila esistente

Camicia incalcestruzzo

(a) Pila a sezione circolare (b) Pila a sezione rettangolare

Staffe ospirale

Cravatte

Pila esistenteBarre annegate

nella fondazione

Pila esistente



Staffe ospirale

Cravatte

Barre annegatenella fondazione

Pila esistente



Staffe ospirale

Cravatte

Pila esistente

Fig. 3.2 Esempio di incamiciatura in c.a. per incrementare duttilità e resistenza

(adattata da Priestleyet al 1996)

3.3.2 Incamiciatura in acciaioNella forma di camicie circolari o ellittiche (per le sezioni rettangolari) questa tecnica èstata una delle prime usate per il rinforzo delle pile in cemento armato. Utilizzata permigliaia di pile da ponte in California ha dimostrato di essere molto efficace durante ilterremoto di Northridge del 1994: oltre cinquanta ponti rinforzati in questo modo hannosuperato senza danni alle pile accelerazioni di picco alla base superiori a 0.3g. InGiappone la tecnica è stata utilizzata per oltre 40 000 pile dopo il terremoto di Kobe del1995, durante il quale pile rinforzate con camicie in acciaio e soggette ad accelerazioni dipicco superiori a 0.8g non hanno riportato danni (Fig. 3.3).

Fig. 3.3 Incamiciatura metallica di una pila dell'Hanshin Expressway in Giappone. Ilrinforzo realizzato nel 1989 ha dato ottimi risultati durante il terremoto di Kobe del 1995.


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Capitolo 3: Rinforzo sismico dei ponti 47

La camicia, normalmente di spessore intorno ai 6÷12 mm, viene saldata in opera e lospessore che la separa dalla pila (12.5÷25 mm) viene iniettato con malta cementizia oresine (Fig. 3.4a). In alternativa alla saldatura, sono stati sviluppati anche giunzionimeccaniche (Fig. 3.4b). Come per le camicie in calcestruzzo, il campo di applicazionepreferenziale è quello delle pile circolari piene. L’efficacia del confinamento per pile didiametro superiore ai 4.0 m non è stata ancora suffragata sperimentalmente.Dati gli spessori utilizzati il quantitativo di acciaio è considerevole, specialmente seconfrontato con l’acciaio presente nella pila. A di là dell’aspetto economico, che rendemeno competitiva questa soluzione, è necessario osservare che l’incremento di resistenzaflessionale e a taglio con questa soluzione di rinforzo è molto elevato e il distacco dallabase della pila è quasi obbligato (normalmente nella misura di 50÷100 mm). Se si vuoleincrementare anche la resistenza a flessione è necessario ancorarla alla fondazione.Questo può essere fatto saldando alla base della camicia dei profili che vengono poiancorati con tirafondi. Per le pile rettangolari le camicie, di forma ellittica (Fig. 3.4c),hanno effetto sulla resistenza a taglio, e possono averlo su quella a flessione (Fig. 3.4d),ma non sul confinamento.

(a) (b)

(c) (d)25 mmCamiciametallica

Camiciametallica12 mm

Tirafondi

Armaturaesistente

Trave perimetrale


Lasco 20 mm

(a) (b)

(c) (d)25 mmCamiciametallica


lineeguida e manuale pontiesistenti

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