relazione di calcolo strutture -...

2012_010 Progetto Definitivo

Relazione di calcolo strutture

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Indice:

1. PREMESSA. .......................................................................................................................................... 4

2. IL PONTE ESISTENTE. ......................................................................................................................... 4

2.1. DESCRIZIONE GENERALE. ............................................................................................................... 4

2.2. STATO ATTUALE DI DEGRADO DEL PONTE. ....................................................................................... 5

2.3. STRUTTURA PORTANTE. .................................................................................................................. 6

2.3.1. STRUTTURA ATTUALE ................................................................................................................... 6

2.3.2. STRUTTURA DI PROGETTO ............................................................................................................ 6

3. VERIFICA STRUTTURA ESISTENTE. .................................................................................................. 7

3.1. INDAGINI SVOLTE E RISULTATI ......................................................................................................... 7

3.2. LIVELLO DI CONOSCENZA E FATTORE DI CONFIDENZA ....................................................................... 7

3.2.1. LIVELLI DI CONOSCENZA. .............................................................................................................. 7

3.2.2. LC1: CONOSCENZA LIMITATA. ...................................................................................................... 8

3.2.3. LC2: CONOSCENZA ADEGUATA. ................................................................................................... 8

3.2.4. LC3: CONOSCENZA ACCURATA. ................................................................................................... 9

3.3. FATTORI DI CONFIDENZA. ................................................................................................................ 9

3.4. VERIFICA DELL’ ARCO IN C.A. ......................................................................................................... 10

3.4.1. VERIFICA A TAGLIO DELLA CERNIERA DI IMPOSTA DELL’ARCO AGLI SLV ......................................... 11

3.4.2. VERIFICA A MOMENTO ARCO AGLI SLV ........................................................................................ 12

3.4.3. VERIFICA DEGLI SPOSTAMENTI AGLI SLV ..................................................................................... 13

4. CARATTERIZZAZIONE MECCANICA DEI MATERIALI. ................................................................... 14

4.1. IMPALCATO. ................................................................................................................................. 14

4.1.1. CALCESTRUZZO C28/35 ............................................................................................................ 14

4.1.2. FERRO D’ARMO .......................................................................................................................... 14

4.1.3. CARPENTERIA METALLICA ........................................................................................................... 14

4.1.4. BULLONI, ANCORANTI E SALDATURE. ........................................................................................... 14

4.2. TRAVE PULVINO E PALI DI FONDAZIONE. ......................................................................................... 14

4.2.1. CALCESTRUZZO C28/35. ........................................................................................................... 14

4.2.2. FERRO D’ARMO .......................................................................................................................... 15


5. DEFINIZIONE DELLE AZIONI. ............................................................................................................ 15

2012_010 Progetto definitivo

Ponte della Priula

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5.1. VITA NOMINALE, CLASSE D’USO E PERIODO DI RIFERIMENTO. .......................................................... 15

5.1.1. PERICOLOSITÀ SISMICA DI BASE. ................................................................................................. 15

5.1.2. DETERMINAZIONE DEL PERIODO DI RIFERIMENTO. ........................................................................ 15

5.1.3. STATI LIMITE E RELATIVE PROBABILITÀ DI SUPERAMENTO. ............................................................ 16

5.2. CATEGORIA DEL SOTTOSUOLO E CONDIZIONI TOPOGRAFICHE. ........................................................ 17

5.2.1. CATEGORIA DEL SOTTOSUOLO. ................................................................................................... 17

5.2.2. CONDIZIONI TOPOGRAFICHE. ...................................................................................................... 18

5.3. METODO DI ANALISI SISMICA. ........................................................................................................ 18

5.3.1. ANALISI DELLA STRUTTURA DEL PONTE. ...................................................................................... 18

5.4. AZIONE SISMICA DI PROGETTO. ..................................................................................................... 19

5.4.1. SPETTRO DI RISPOSTA ELASTICO. ............................................................................................... 19

5.4.2. SPETTRO DI RISPOSTA DI PROGETTO........................................................................................... 19

5.5. ANALISI DEI CARICHI PERMANENTI E VARIABILI. .............................................................................. 19

5.5.1. AZIONI VARIABILI VERTICALI DA TRAFFICO STRADALE. ................................................................... 19

5.5.2. AZIONI ACCIDENTALI ORIZZONTALI DI FRENAMENTO O ACCELERAZIONE. ........................................ 21

5.5.3. CARICO DA NEVE. ...................................................................................................................... 22

5.5.4. PRESSIONE DEL VENTO.............................................................................................................. 22

5.5.5. PESO DEL CONGLOMERATO CEMENTIZIO. .................................................................................... 24

6. ANALISI STRUTTURALE. .................................................................................................................. 24

6.1. NORMATIVA DI RIFERIMENTO. ........................................................................................................ 24

6.1.1. NORMATIVA PER LA PROGETTAZIONE STRUTTURALE. ................................................................... 24

6.2. COMBINAZIONE DELLE AZIONI DI PROGETTO. .................................................................................. 24

6.2.1. COMBINAZIONE NON SISMICA. ..................................................................................................... 25

6.2.2. COMBINAZIONE SISMICA. ............................................................................................................ 26

6.3. MODELLAZIONE DEL SISTEMA STRUTTURALE. ................................................................................ 27

6.4. MATERIALI IMPIEGATI NEI MODELLI. ............................................................................................... 28

6.4.1. CALCESTRUZZO C28/35 ............................................................................................................ 28

6.4.2. ACCIAIO D’ARMO B450C ............................................................................................................ 28


6.5. VERIFICA STATICA DELL’IMPALCATO DEL PONTE DELLA PRIULA ...................................................... 28

6.5.1. SCHEMA DEL MODELLO STRUTTURALE. ....................................................................................... 28

6.5.2. ANALISI STATICA LINEARE SOTTO I CARICHI DA PONTE DI 1° CATEGORIA. ....................................... 29

6.5.3. VERIFICA ALLO SLU DELL’IMPALCATO – CARICHI DI 1° CATEGORIA. ............................................... 30

6.5.4. VERIFICA DELLA SOLETTA AGLI SLU ........................................................................................... 36

6.5.5. VERIFICA DEI TRAVERSI IN ACCIAIO AGLI SLU ............................................................................. 38

6.5.6. VERIFICA DEI CONTROVENTI IN ACCIAIO ....................................................................................... 40

6.5.7. VERIFICA ALLO SLU DELLE MENSOLE D’IMPALCATO ..................................................................... 41

6.5.8. VERIFICA ALLO SLU DELLA LASTRA PREDALLES DI SBALZO ........................................................... 43

6.5.9. VERIFICA ALLO SLU DEL PARAPETTO ESTERNO ........................................................................... 44


Ponte della Priula

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6.6. ANALISI SISMICA DEL PONTE DELLA PRIULA. .................................................................................. 45

6.6.1. SCHEMA DEL MODELLO STRUTTURALE. ....................................................................................... 45

6.6.2. ISOLAMENTO SISMICO ................................................................................................................ 45

6.6.3. FORZE SISMICHE ........................................................................................................................ 48

6.6.4. DETERMINAZIONE DELLE MASSE SISMICHE. ................................................................................. 49

6.6.5. DETERMINAZIONE DEI MODI DI VIBRARE. ...................................................................................... 51

6.6.6. DETERMINAZIONE DELLE SOLLECITAZIONI. ................................................................................... 51

6.6.7. VERIFICA AGLI SLU DEGLI ISOLATORI. ........................................................................................ 52

6.6.8. VERIFICA AGLI SLC DEGLI ISOLATORI. ........................................................................................ 53

6.7. VERIFICA DELLA SOTTOSTRUTTURA. .............................................................................................. 54

6.7.1. VERIFICA DELLA TRAVE PULVINO. ................................................................................................ 54

6.7.2. VERIFICA OPERE DI FONDAZIONE-PALI. ........................................................................................ 56

6.7.3. VERIFICA PILA. ........................................................................................................................... 65


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1. PREMESSA.

Trattasi della progettazione per il “ restauro conservativo, il consolidamento fondazionale e l’

adeguamento dimensionale del Ponte della Priula sul fiume Piane, lungo la S.S.13 “Pontebbana”

secondo quanto stabilito dal Decreto Ministeriale del 14 Gennaio 2008 e successiva Circolare

Ministeriale n. 617 del 2 Febbraio 2009.

La sede stradale di progetto sarà realizzata mediante affiancamento di travi a “doppia T” in acciaio e il

getto di una soletta superiore in cemento armato che si estende trasversalmente all’impalcato oltre la

sagoma delle travi principali per realizzare le due zone adibite a pista ciclopedonale.

La nuova struttura è posta in appoggio su delle travi pulvino, realizzate in sommità delle pile esistenti,

le quali saranno adeguate simicamente mediante la realizzazione al loro interno di una serie di pali di

fondazione.

2. IL PONTE ESISTENTE.

2.1. DESCRIZIONE GENERALE.

Il ponte esistente sul torrente Piave, denominato “Ponte della Priula", è un’opera strutturale

appartenente alla strada statale S.S. 13 che attraversa la frazione di Ponte della Priula.

Figura 1: collocazione geografica del Ponte della Priula.


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Il ponte è realizzato completamente in cemento armato ed è costituito da 20 campate ad archi

ribassati a tre cerniere, con distanza media tra le pile pari a 21.35m, luce degli archi pari a 18.85m,

copre una distanza di 432m circa tra gli argini del fiume.

Figura 2: Prospetto di metà ponte e sezione generali.

2.2. STATO ATTUALE DI DEGRADO DEL PONTE.

Come evidenziato da sopralluoghi in sito, l’intera struttura è interessata da fenomeni di degrado di

diversa natura. La seguente documentazione fotografica mette in luce alcuni dei deterioramenti subiti

dalla struttura nel tempo.

Figura 3: stato di degrado diffuso del ponte.


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Figura 4: scopertura dei ferri d’armo mediante distacco del copriferro.

Figura 5: distacchi corticali di cls per dilavamento della struttura.

2.3. STRUTTURA PORTANTE.

2.3.1. STRUTTURA ATTUALE

La struttura portante che sostiene la sede stradale è realizzata in calcestruzzo ad arco ribassato a tre

cerniere di spessore pari a 45cm all’imposta e in chiave, e pari a 60cm alle reni. La larghezza degli

archi è di 8.60m. L’arco sopporta quattro muretti sui quali insiste l’impalcato ad intradosso curvo, di

spessore minimo di 18.00cm, e la sovrastante massicciata stradale con la relativa pavimentazione.

Le opere fondazionali delle 3 pile-spalle (di larghezza minima di 5.00m) e delle 16 pile (di larghezza

minima di 2.50m) furono eseguite con cassoni in c.a. autoaffondanti, e spinte fino ad 8.00m sotto

l’alveo del fiume.

Figura 6: sviluppo tipo arco a tre cerniere.

2.3.2. STRUTTURA DI PROGETTO

Il progetto di ampliamento della sede stradale è conseguito mediante la realizzazione di una nuova

sovrastruttura di impalcato in acciaio. Tale struttura è composta longitudinalmente da una serie di

travi di sezione a doppia “T” che vengono poste in opera a conci. In seconda fase viene creata la


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continuità strutturale dell’impalcato mediante la realizzazione del getto di una soletta superiore in

cemento armato. Tra le singole travi longitudinali sono realizzati dei traversi in acciaio al fine di

irrigidire l’impalcato e meglio ridistribuire le sollecitazioni di progetto.

Gli sbalzi esterni adibiti a pista ciclopedonale hanno luce di circa 3.25m per ambo i lati della

carreggiata per una larghezza di impalcato totale di circa 13.50m.

L’impalcato poggia su una trave pulvino realizzata in sommità di ogni pila dalla quale partono le

strutture di fondazione realizzate mediante pali.

Su entrambe le spalle del ponte vengono posti due giunti di dilatazione che permettono gli scorrimenti

longitudinali della struttura in fase sismica e per i fenomeni deformativi lenti.

Figura 7: sezione impalcato di progetto.

3. VERIFICA STRUTTURA ESISTENTE.

3.1. INDAGINI SVOLTE E RISULTATI

Per le indagini svolte si rimanda agli elaborati specifici allegati al presente Progetto Definitvo.

3.2. LIVELLO DI CONOSCENZA E FATTORE DI CONFIDENZA

Sulla base degli approfondimenti effettuati nelle fasi conoscitive in precedenza descritte, il D.M. del

14.01.2008 introduce, per ciascun parametro coinvolto nel modello strutturale (geometria, dettagli

costruttivi e materiali), dei livelli di conoscenza. Ogni livello di conoscenza è associato ad un fattore di

confidenza che sarà impiegato nell’analisi come un altro coefficiente parziale di sicurezza, al fine di

tener conto delle carenze conoscitive dei parametri del modello.

Per la stima dei fattori di confidenza da utilizzare, in relazione ai livelli di conoscenza raggiunti, si fa

riferimento alla procedura descritta in appendice C8.2. della Circolare del Ministero LL.PP. n. 617 del

02.02.2009 per le costruzioni in calcestruzzo armato.

3.2.1. LIVELLI DI CONOSCENZA.

Ai fini della scelta del tipo di analisi e dei valori dei fattori di confidenza, si distinguono i tre livelli di

conoscenza seguenti:

1. LC1: Conoscenza Limitata;

2. LC2: Conoscenza Adeguata;


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3. LC3: Conoscenza Accurata.

Come detto in precedenza, gli aspetti che definiscono i livelli di conoscenza sono:

geometria, ossia le caratteristiche geometriche degli elementi strutturali;

dettagli strutturali, ossia la quantità e disposizione delle armature, compreso il passo delle

staffe e la loro chiusura;

materiali, ossia le proprietà meccaniche dei materiali.

Si riporta in dettaglio quanto indicato dalla Normativa per la definizione di ciascun livello di

conoscenza.

3.2.2. LC1: CONOSCENZA LIMITATA.

Geometria: la geometria della struttura è nota o in base a un rilievo o dai disegni originali. In

quest’ultimo caso viene effettuato un rilievo visivo a campione per verificare l’effettiva corrispondenza

del costruito ai disegni. I dati raccolti sulle dimensioni degli elementi strutturali saranno tali da

consentire la messa a punto di un modello strutturale idoneo ad un’analisi lineare.

Dettagli costruttivi: i dettagli non sono disponibili da disegni costruttivi e sono ricavati sulla base di un

progetto simulato eseguito secondo la pratica dell’epoca della costruzione. È richiesta una limitata

verifica in-situ delle armature e dei collegamenti presenti negli elementi più importanti. I dati raccolti

saranno tali da consentire verifiche locali di resistenza.

Proprietà dei materiali: non sono disponibili informazioni sulle caratteristiche meccaniche dei

materiali, né da disegni costruttivi né da certificati di prova. Si adottano valori usuali della pratica

costruttiva dell’epoca convalidati da limitate prove in-situ sugli elementi più importanti.

La valutazione della sicurezza nel caso di conoscenza limitata viene in genere eseguita mediante

metodi di analisi lineare statici o dinamici.

3.2.3. LC2: CONOSCENZA ADEGUATA.


quest’ultimo caso viene effettuato un rilievo visivo a campione per verificare l’effettiva corrispondenza

del costruito ai disegni. I dati raccolti sulle dimensioni degli elementi strutturali, insieme a quelli

riguardanti i dettagli strutturali, saranno tali da consentire la messa a punto di un modello strutturale

idoneo ad un’analisi lineare o non lineare.

Dettagli costruttivi: i dettagli sono noti da un’estesa verifica in-situ oppure parzialmente noti dai

disegni costruttivi originali incompleti. In quest’ultimo caso viene effettuata una limitata verifica in-situ

delle armature e dei collegamenti presenti negli elementi più importanti. I dati raccolti saranno tali da

consentire, nel caso si esegua un’analisi lineare, verifiche locali di resistenza, oppure la messa a

punto di un modello strutturale non lineare.

Proprietà dei materiali: informazioni sulle caratteristiche meccaniche dei materiali sono disponibili in

base ai disegni costruttivi o ai certificati originali di prova, o da estese verifiche in-situ. Nel primo caso

sono anche eseguite limitate prove in-situ; se i valori ottenuti dalle prove in-situ sono minori di quelli

disponibili dai disegni o dai certificati originali, sono eseguite estese prove in-situ. I dati raccolti

saranno tali da consentire, nel caso si esegua un’analisi lineare, verifiche locali di resistenza, oppure

la messa a punto di un modello strutturale non lineare.


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La valutazione della sicurezza nel caso di conoscenza adeguata è eseguita mediante metodi di

analisi lineare o non lineare, statici o dinamici.

3.2.4. LC3: CONOSCENZA ACCURATA.


quest’ultimo caso è effettuato un rilievo visivo a campione per verificare l’effettiva corrispondenza del

costruito ai disegni. I dati raccolti sulle dimensioni degli elementi strutturali, insieme a quelli

riguardanti i dettagli strutturali, saranno tali da consentire la messa a punto di un modello strutturale

idoneo ad un’analisi lineare o non lineare.

Dettagli costruttivi: i dettagli sono noti o da un’esaustiva verifica in-situ oppure dai disegni costruttivi

originali. In quest’ultimo caso è effettuata una limitata verifica in-situ delle armature e dei collegamenti

presenti negli elementi più importanti. I dati raccolti saranno tali da consentire, nel caso si esegua

un’analisi lineare, verifiche locali di resistenza, oppure la messa a punto di un modello strutturale non

lineare.

Proprietà dei materiali: informazioni sulle caratteristiche meccaniche dei materiali sono disponibili in

base ai disegni costruttivi o ai certificati originali, o da esaustive verifiche in-situ. Nel primo caso sono

anche eseguite estese prove in-situ; se i valori ottenuti dalle prove in-situ sono minori di quelli

disponibili dai disegni o dai certificati originali, sono eseguite esaustive prove in-situ. I dati raccolti

saranno tali da consentire, nel caso si esegua un’analisi lineare, verifiche locali di resistenza, oppure

la messa a punto di un modello strutturale non lineare.

La valutazione della sicurezza nel caso di conoscenza accurata verrà eseguita mediante metodi di

analisi lineare o non lineare, statici o dinamici.

3.3. FATTORI DI CONFIDENZA.

I Fattori di confidenza riportati nella seguente tabella (Tabella CA8.2 della Circolare n. 617 del

02.02.2009) sono utilizzati per definire le resistenze dei materiali da utilizzare nelle formule di

capacità degli elementi. Le resistenze medie, ottenute dalle prove in sito e da fonti bibliografiche,

sono divise per i Fattori di Confidenza.

Le indagini svolte in sito hanno fornito un quadro completo della configurazione geometrica generale

del sistema strutturale e delle precise indicazioni sui dettagli costruttivi principali.

Le indagini sui materiali sono state svolte in modo esteso e hanno prodotto dei certificati di prova dai

quali ricavare le resistenze medie dei materiali per i modelli strutturali d’analisi.

Premesso questo si ritiene che il livello di conoscenza acquisito sui diversi aspetti necessari per una

modellazione completa dell’opera esistente è di tipo LC3; il fattore di confidenza, FC rispettivo vale

1.00.


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3.4. VERIFICA DELL’ ARCO IN C.A.

Secondo lo schema strutturale di progetto, gli archi esistenti non risultano più fare parte del

meccanismo resistente del ponte. Si ritiene comunque opportuno verificarne la capacità resistente nei

confronti di un evento sismico considerando che sono soggetti solamente al peso proprio. Di seguito

si riportano il modello di calcolo implementato agli elementi finiti e le sollecitazioni a cui è soggetto

l’arco:

Figura 8: modellazione FEM ponte esistente.


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M [kNm] T [kN] N [kN]

A 0 608.7 4844

B 887.7 251 4570

C 0 249 4520

M1 [kNm] M2 [kNm] T1 [kN] T2 [kN] N [kN]

A 0 0 739.5 303 5550

B 1314 982 260.6 367 5423.1

C 0 0 283.7 284 5185

M1 [kNm] M2 [kNm] T1 [kN] T2 [kN] N [kN]

A 0 10098 920.8 1343.4 5666

B 1893 7910 335 1105.7 5413.6

C 0 7435 663.8 50.4 5259

SLV ‐ con demolizioni da progetto

SOLLECITAZIONI ARCO ESISTENTE

SLU (Gk)

SLV ‐ struttura esistente

Struttura esistente struttura esistente con demolizioni

3.4.1. VERIFICA A TAGLIO DELLA CERNIERA DI IMPOSTA DELL’ARCO AGLI SLV

La cerniera di imposta dell’arco è armata, come si desume dal progetto originale, con dei monconi

F20mm a passo 25cm. Ipotizzando una classe di resistenza per i monconi pari alla classe 4.6, si

riporta di seguito la verifica a taglio dell’unione:

Tx [kN] 920.8

Ty [kN] 1343.4

Aspinotto 314

classe resistenza 4.6

fyb [Mpa] 240

ftb [Mpa] 400

n. 34

gm2 1.25

Fv,rd [kN] 2074 soddisfatta

IMPOSTA ARCO


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3.4.2. VERIFICA A MOMENTO ARCO AGLI SLV

Si riporta di seguito la verifica nella sezione A dell’arco per sollecitazioni flettenti in fase sismica agli

SLV:

Dagli elaborati del progetto originale si desume che la sezione in B è armata longitudinalmente con

barre F14mm a passo 25cm sopra e sotto. Si riporta di seguito la verifica nella sezione B dell’arco

per sollecitazioni flettenti in fase sismica agli SLV:


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3.4.3. VERIFICA DEGLI SPOSTAMENTI AGLI SLV

I valori degli spostamenti massimi sono ricavati dal modello FEM della struttura esistente,

considerando le parti soprastanti l’arco che andranno demolite. Si riportano di seguito i valori degli

spostamenti massimi, ricavati nella chiave dell’arco:

Dx [mm] 1.3

Dy [mm] 1.5

Dz [mm] 4.0

Come si nota, l’entità modesta degli spostamenti non è tale da compromettere la funzionalità dell’arco

in fase sismica.


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4. CARATTERIZZAZIONE MECCANICA DEI MATERIALI.

4.1. IMPALCATO.

4.1.1. CALCESTRUZZO C28/35

Rapporto a/c massimo: 0.60.

Dosaggio minimo di cemento: 300kg/m3.

Diametro massimo dell’aggregato: 32mm (per interferri inferiori di 35mm utilizzare aggregati con

pezzatura 20mm).

I coefficienti di sicurezza per la determinazione delle resistenze di calcolo del calcestruzzo sono

indicati nel § 4.1.2.1.1del D.M. 14.01.2008 e sono i seguenti:

Coefficiente parziale di sicurezza del materiale: gc = 1.5.

Coefficiente riduttivo per i carichi a lunga durata: cc = 0.85.

4.1.2. FERRO D’ARMO

Acciaio B450 C per tutti gli elementi in c.a. saldabile qualificato secondo le procedure di cui al §

11.3.1.2 del D.M. del 14.01.2008 e controllato con le modalità riportate al § 11.3.2.11 del D.M. del

14.01.2008.

Tensione caratteristica di snervamento: fy,nom = 450MPa.

Tensione caratteristica di rottura: ft,nom = 540MPa.

Coefficiente di sicurezza del materiale: s = 1.15.

4.1.3. CARPENTERIA METALLICA

Acciaio per carpenteria metallica S355 certificato e conforme alle norme armonizzate della serie UNI

EN 10025, UNI EN 10210 e UNI EN 10219-1.

Tensione caratteristica di snervamento: fyk =355MPa.

Tensione caratteristica di rottura: ftk =510MPa.

Coefficiente parziale di sicurezza del materiale per la resistenza delle sezioni: M0 = 1.05.

4.1.4. BULLONI, ANCORANTI E SALDATURE.

Bulloni in acciaio ad alta resistenza classe 8.8. tensione caratteristica di snervamento fyb=640MPa e

tensione caratteristica di rottura fub=800MPa.

Per i requisiti riguardanti i procedimenti di saldatura, i materiali d’apporto e i controlli idonei e

necessari per la realizzazione di unioni saldate a piena penetrazione, a parziale penetrazione ed

unioni realizzate con cordoni d’angolo si fa riferimento al § 11.3.4.5 del D.M. del 14/01/2008.

Coefficiente parziale di sicurezza per i bulloni: Mb = 1.25.

Coefficiente parziale di sicurezza per le saldature: Mw = 1.25.

4.2. TRAVE PULVINO E PALI DI FONDAZIONE.

4.2.1. CALCESTRUZZO C28/35.

Rapporto a/c massimo: 0.60.


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Dosaggio minimo di cemento: 300kg/m3.

Diametro massimo dell’aggregato: 32mm (per interferri inferiori di 35mm utilizzare aggregati con

pezzatura 20mm).

I coefficienti di sicurezza per la determinazione delle resistenze di calcolo del calcestruzzo sono

indicati nel § 4.1.2.1.1del D.M. 14.01.2008 e sono i seguenti:

Coefficiente parziale di sicurezza del materiale: gc = 1.5.

Coefficiente riduttivo per i carichi a lunga durata: cc = 0.85.

4.2.2. FERRO D’ARMO

Acciaio B450 C per tutti gli elementi in c.a. saldabile qualificato secondo le procedure di cui al §

11.3.1.2 del D.M. del 14.01.2008 e controllato con le modalità riportate al § 11.3.2.11 del D.M. del

14.01.2008.

Tensione caratteristica di snervamento: fy,nom = 450MPa.

Tensione caratteristica di rottura: ft,nom = 540MPa.

Coefficiente di sicurezza del materiale: s = 1.15.



EN 10025, UNI EN 10210 e UNI EN 10219-1.




5. DEFINIZIONE DELLE AZIONI.

5.1. VITA NOMINALE, CLASSE D’USO E PERIODO DI RIFERIMENTO.

5.1.1. PERICOLOSITÀ SISMICA DI BASE.

Le azioni sismiche di progetto, in base alle quali valutare il rispetto dei diversi limiti considerati, si

definiscono a partire dalla “pericolosità sismica di base” del sito di costruzione.

La pericolosità sismica è definita in termini di accelerazione orizzontale massima attesa ag in

condizioni di campo libero su sito di riferimento rigido con superficie topografica orizzontale (di

categoria A quale definita al § 3.2.2), nonché di ordinate dello spettro di risposta elastico in

accelerazione ad essa corrispondente Se(T), con riferimento a prefissate probabilità di eccedenza

PVR, come definito al § 3.2.1, nel periodo di riferimento VR, come definito al § 2.4.

5.1.2. DETERMINAZIONE DEL PERIODO DI RIFERIMENTO.

Secondo il § 2.4.3 le azioni sismiche sulle costruzioni vengono valutate in relazione ad un periodo di

riferimento VR che si ricava moltiplicando la vita nominale VN per il coefficiente d’uso CU:

VR = VN · CU


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La vita nominale dell’opera VN è intesa come il numero di anni nel quale la struttura purché soggetta

alla manutenzione ordinaria, deve potere essere usata per lo scopo al quale è destinata. La vita

nominale dei diversi tipi di opere è riportata nella seguente tabella (§ 2.4.1 tabella 2.4.I).

TIPO DI COSTRUZIONE Vita Nominale

VN (in anni)

1 Opere provvisorie – Opere provvisionali – Strutture in fase costruttiva ≤ 10

2 Opere ordinarie, ponti, opere infrastrutturali e dighe di dimensioni contenute o di importanza normale

≥ 50

3 Grandi opere, ponti, opere infrastrutturali e dighe di grandi dimensioni o di importanza strategica

≥ 100

In presenza di azioni sismiche, con riferimento alle conseguenze di un’interruzione di operatività o di

un eventuale collasso, le costruzioni sono suddivise in classi d’uso così definite:

Classe I: Costruzioni con presenza solo occasionale di persone, edifici agricoli.

Classe II: Costruzioni il cui uso prevede normali affollamenti, senza contenuti pericolosi per

l’ambiente e senza funzioni pubbliche e sociali essenziali. Industrie con attività non

pericolose per l’ambiente. Ponti, opere infrastruttura, reti viarie non ricadenti in Classe

d’uso III o in Classe d’uso IV, reti ferroviarie la cui interruzione non provochi situazioni di

emergenza. Dighe il cui collasso non provochi conseguenze rilevanti.

Classe III: Costruzioni il cui uso prevede affollamenti significativi. Industrie con attività pericolose per

l’ambiente. Reti viarie extraurbane non ricadenti in Classe d’uso IV. Ponti e reti ferroviarie

la cui interruzione provochi situazioni di emergenza. Dighe rilevanti per le conseguenze di

un loro eventuale collasso.

Classe IV: Costruzioni con funzioni pubbliche o strategiche importanti, anche in riferimento alla

gestione della protezione civile in caso di calamità. Industrie con attività particolarmente

pericolose per l’ambiente. Reti viarie di tipo A o B, di cui al D.M. 5 novembre 2001, n.

6792, “Norme funzionali e geometriche per la costruzione delle strade”, e di tipo C quando

appartenenti ad itinerari di collegamento tra capoluoghi di provincia non altresì serviti da

strade di tipo A o B. Ponti e reti ferroviarie di importanza critica per il mantenimento delle

vie di comunicazione, particolarmente dopo un evento sismico. Dighe connesse al

funzionamento di acquedotti e a impianti di produzione di energia elettrica.

Il valore del coefficiente d’uso CU è definito, al variare della Classe d’uso, come mostrato in § 2.4.3

tabella 2.4.II.

CLASSE D’USO I II III IV

COEFFICIENTE CU 0.7 1.0 1.5 2.0

Se VR ≤ 35 anni si pone VR = 35 anni.

VR = VN · CU = 200 anni

5.1.3. STATI LIMITE E RELATIVE PROBABILITÀ DI SUPERAMENTO.

Nei confronti delle azioni sismiche gli stati limite, sia di esercizio che ultimi, sono individuati

riferendosi alle prestazioni della costruzione nel suo complesso, includendo gli elementi strutturali,

quelli non strutturali e gli impianti.


Ponte della Priula

17

Gli stati limite d’esercizio sono:

- Stato limite di Operatività (SLO): a seguito del terremoto la costruzione nel suo complesso,

includendo gli elementi strutturali, quelli non strutturali, le apparecchiature rilevanti alla sua

funzione, non deve subire danni ed interruzioni d’uso significativi;

- Stato limite di danno (SLD): a seguito del terremoto la costruzione nel suo complesso,

includendo gli elementi strutturali, quelli non strutturali, le apparecchiature rilevanti alla sua

funzione, subisce danni tali da non mettere a rischio gli utenti e da non compromettere

significativamente la capacità di resistenza e di rigidezza nei confronti delle azioni verticali ed

orizzontali, mantenendosi immediatamente utilizzabile pur nell’interruzione d’uso di parte delle

apparecchiature.

Gli stati limite ultimi sono:

- Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV): a seguito del terremoto la costruzione subisce

rotture e crolli dei componenti non strutturali ed impiantistici e significativi danni dei componenti

strutturali cui si associa una perdita significativa di rigidezza nei confronti delle azioni orizzontali; la

costruzione conserva invece una parte della resistenza e rigidezza per azioni verticali e un

margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni sismiche orizzontali;

- Stato Limite di prevenzione del Collasso (SLC): a seguito del terremoto la costruzione subisce

gravi rotture e crolli dei componenti non strutturali ed impiantistici e danni molto gravi dei

componenti strutturali; la costruzione conserva ancora un margine di sicurezza per azioni verticali

ed un esiguo margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni orizzontali.

Le probabilità di superamento nel periodo di riferimento PVR, cui riferirsi per individuare l’azione

sismica agente in ciascuno degli stati limite considerati, sono riportate nella successiva tabella 3.2.1.

Stati Limite PVR: Probabilità di superamento nel periodo di riferimento VR

Statti limite di esercizio

SLO 81%

SLD 63%

Stati limite ultimi SLV 10%

SLC 5%

Il periodo di ritorno dell’azione sismica corrispondente a ciascun stato limite vale:

TR = -VR / ln( 1-PVR ).

I valori sono riportati nella seguente tabella.

Stati Limite TR (anni)

Statti limite di esercizio

SLO 30

SLD 50

Stati limite ultimi SLV 475

SLC 975

5.2. CATEGORIA DEL SOTTOSUOLO E CONDIZIONI TOPOGRAFICHE.

5.2.1. CATEGORIA DEL SOTTOSUOLO.

Si seguono le indicazioni contenute nel § 3.2.2 del D.M. 14.01.2008 relative alla classificazione del

sottosuolo e all’individuazione delle condizioni topografiche della superficie del sito oggetto

dell’intervento.


Ponte della Priula

18

Ai fini della definizione dell’azione sismica di progetto, si rende necessario valutare l’effetto della

risposta sismica locale mediante analisi del sottosuolo, come indicato al § 7.11.3. Da quanto riportato

nel paragrafo relativo alle indagini geologiche del sito si evince che il sottosuolo rientra nella

categoria C.

5.2.2. CONDIZIONI TOPOGRAFICHE.

La risposta sismica riferita ad un sottosuolo rigido di categoria A deve quindi essere amplificata da

opportuni coefficienti d’amplificazione che tengono conto della diversa stratigrafia del sito; essi sono:

SS, coefficiente stratigrafico e CC, coefficiente che modifica il periodo, TC corrispondente all’inizio del

tratto a velocità costante dello spettro di risposta elastico.

Allo scopo di individuare le condizioni topografiche della superficie del sito e valutare i corrispondenti

coefficienti amplificativi topografici, ST della risposta sismica finale la Normativa mette a disposizione

la seguente classificazione:

Categoria Classificazione della superficie topografica ST

T1 Superficie pianeggiante, pendii e rilevati isolati con inclinazione media i ≤15° 1.0

T2 Pendii con inclinazione media i > 15° 1.2

T3 Rilievi con larghezza in cresta molto minore che alla base e inclinazione media 15° ≤ i < 30° 1.2

T4 Rilievi con larghezza in cresta molto minore che alla base e inclinazione media i > 30° 1.4

5.3. METODO DI ANALISI SISMICA.

5.3.1. ANALISI DELLA STRUTTURA DEL PONTE.

I metodi di analisi impiegati sono, in accordo con quanto prescritto dal D.M. 14.01.2008, quello statico

lineare e il dinamico lineare con spettro di risposta. Non si considera tra le possibilità il metodo

d’analisi dinamica non lineare perché considerato proibitivo per gli elaboratori di calcolo disponibili ed

inadeguato per lo scopo dell’analisi.

Il metodo di analisi dinamica lineare propone una rappresentazione dell’azione sismica semplificata

secondo uno spettro di risposta. Lo spettro di risposta fornisce i valori massimi delle grandezze

cinematiche, quali accelerazione, velocità e spostamento, di un sistema strutturale semplificato in un

oscillatore semplice secondo il periodo proprio di vibrare. Con questo strumento, i metodi d’analisi

lineari ipotizzano una configurazione deformata della struttura e valutano, rispetto a questa, l’azione

sismica di progetto da considerare ai fini del calcolo delle sollecitazioni. Le capacità dissipative

dovute al comportamento oltre il limite elastico del materiale e degli elementi strutturali sono racchiusi

in un fattore riduttivo dello spettro di risposta. Il metodo d’analisi non lineare consente di valutare il

reale comportamento del sistema strutturale soggetto ai carichi verticali e ad una certa distribuzione

di forze orizzontali sismiche, poiché tiene conto di tutte le non linearità del sistema: la configurazione

d’equilibrio delle forze è calcolata sulla base di una deformata indotta dallo stesso sistema di forze

che la genera. In questa trattazione, si procederà seguendo l’approccio del metodo dinamico

multimodale con spettro di risposta.


Ponte della Priula

19

5.4. AZIONE SISMICA DI PROGETTO.

5.4.1. SPETTRO DI RISPOSTA ELASTICO.

La determinazione dello spettro di risposta elastico in termini di accelerazione è svolta secondo

quanto indicato al § 3.2 del DM 14/01/2008, per uno smorzamento convenzionale del 5% e a partire

dai valori assunti dei seguenti parametri riferiti al suolo rigido orizzontale:

- ag accelerazione orizzontale massima del sito;

- FC valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale;

- TC* periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione

orizzontale.

Il Comune di Susegna ricade in zona sismica 2 secondo la zonizzazione dell’OPCM 3274-3431 del

03/05/05; il sito è individuato dalle seguenti coordinate geografiche:

- Longitudine: 12.2499°.

- Latitudine: 45.8168°.

I valori indicati dalla Normativa per i quattro stati limite sono riassunti nella seguente tabella.

Stati Limite TR (anni) ag/g F0 T*C(sec) SS CC

SLO 30 0.027 2.547 0.202 1.50 1.781

SLD 50 0.033 2.573 0.227 1.50 1.712

SLV 475 0.078 2.649 0.373 1.50 1.454

SLC 975 0.101 2.628 0.406 1.50 1.414

5.4.2. SPETTRO DI RISPOSTA DI PROGETTO.

Lo spettro di risposta di progetto è ottenuto riducendo le ordinate dello spettro elastico per un fattore

di struttura che tiene conto, in modo semplificato, della capacità dissipativa anelastica del sistema

strutturale resistente alle forze sismiche. In questo caso viene assunto a favore di sicurezza q=1.

5.5. ANALISI DEI CARICHI PERMANENTI E VARIABILI.

I valori delle azioni e le loro combinazioni da considerare nella progettazione sono quelle definite per i

ponti di nuova costruzione.

Per le azioni da traffico stradale si fa riferimento a quanto prescritto al § 5.1 del D.M. del 14.01.2008

considerando i carichi mobili per ponti di 1° categoria. Per le azioni sulle spalle si fa riferimento a

quanto indicato per le opere di sostegno al § 6.5 delle NTC, in tal caso è possibile trascurare le azioni

da traffico sui rilevati a monte dei muri.

5.5.1. AZIONI VARIABILI VERTICALI DA TRAFFICO STRADALE.

I carichi variabili da traffico sono definiti dagli Schemi di Carico descritti nel § 5.1.3.3.3, disposti su

corsie convenzionali. La larghezza wl delle corsie convenzionali su una carreggiata ed il massimo

numero possibile di tali corsie su di essa sono indicati nel prospetto di Fig. 5.1.1 e Tab. 5.1.I delle

NTC.


Ponte della Priula

20

Le azioni variabili del traffico, comprensive degli effetti dinamici, sono definite negli schemi di carico di

cui al § 5.1.3.3.3 del D.M. del 14.01.2008. Più precisamente: si assume lo schema di carico 1 e 2 (se

più penalizzante) per la verifica globale e locale dell’impalcato nella sola larghezza interessata dalla

carreggiata stradale, mentre si assume lo schema di carico 4 e 5 per la larghezza dell’impalcato

destinata esclusivamente al traffico ciclo-pedonale.

Schema di Carico 1 e 2.

Schema di Carico 4 e 5.

Considerando la possibilità di distribuzione del carico assiale Qik attraverso lo spessore della

pavimentazione stradale e lo spessore della soletta a 45° fino al piano medio della stessa, si ricava

che, per lo schema di carico 1, le azioni concentrate sono applicate alla soletta secondo i seguenti

carichi distribuiti:


Ponte della Priula

21

Schema di Carico 1.

Lungo la direzione longitudinale dell’impalcato.

Lungo la direzione trasversale dell’impalcato.

Il carico tandem è quindi valutato come un carico longitudinale pari a:

216695.0*95.0' mkNQq kk disposto sulla corsia secondo le dimensioni geometriche

riportate.

Lo schema di carico 2 si distribuisce lungo la luce dell’impalcato secondo il seguente carico

distribuito:

Schema di Carico 2.

Per i ponti di 1° categoria si devono considerare, compatibilmente con le larghezze precedentemente

definite, le intensità dei carichi riportate in Tab. 5.1.II.

5.5.2. AZIONI ACCIDENTALI ORIZZONTALI DI FRENAMENTO O ACCELERAZIONE.

Per l’impalcato e le spalle del ponte stradale si considerano le azioni orizzontali di frenamento o di

accelerazione, agenti longitudinalmente all’asse dell’impalcato.

L’azione di frenamento è funzione del carico verticale totale agente sulla corsia convenzionale n.1 ed

è uguale a:

kNkNLwqQqkN likik 9004801.026.0180 3 , per ponti di 1° categoria ed a:

200

115 25

90

193kN/m2 193kN/m2

115 115 57.5 57.5

200kN 200kN

200

95 25

100

166kN/m2 166kN/m2

95 95 50 50

120

95 25

25

166kN/m2 166kN/m2 150kN 150kN

95 95 47.5 47.5


Ponte della Priula

22

kNkNLwqQqkN likik 9002751.026.0144 3 , per ponti di 2° categoria. La lunghezza

della zona caricata è L = 45.00m.

Ai fini della determinazione dei valori caratteristici delle azioni dovute al traffico, si dovranno

considerare le combinazioni in Tab. 5.1.IV.

5.5.3. CARICO DA NEVE.

Il carico da neve viene valutato secondo quanto previsto dal D.M. 14/01/2008 al § 3.4 come:

tEskis CCqq

Il ponte della Priula si trova in Zona I (Veneto) ad una quota di 75 m s.l.m.

Il carico da neve considerato per la struttura dell’impalcato è pari al valore di riferimento a terra che,

per quote as < 200m vale:

250.1 mkNqq sks .

5.5.4. PRESSIONE DEL VENTO.

Si procede come previsto dal DM 14/01/2008 al § 3.3, assumendo come pressione di calcolo:

dpeb cccqp ,


Ponte della Priula

23

dove la pressione cinetica di riferimento vale: 2

2

1bb vq .

Con : vb: velocità di riferimento del vento = 25 m/s Zona 1

ρ: densità dell’aria assunta costante = 1.25 kg/m3

qb: pressione cinetica di riferimento = 319 N/m2

ce(zmin): coefficiente di esposizione di cui al § 3.3.6 = 2.21

cp: coefficiente di forma = 1.0

cd: coefficiente dinamico di cui al § 3.3.8 = 1.0

Velocità di riferimento. (Tabella 3.3.I)

Categoria di esposizione. (Tabella 3.3.II)

Classe di rugosità del terreno. (Tabella 3.3.III)


Ponte della Priula

24

Si determina una pressione con distribuzione media fino ad altezza pari a zmin di:

25.70 mdaNcccqp dpeb .

La superficie dei carichi transitanti sul ponte esposta al vento è assimilata ad una parete rettangolare

continua dell’altezza di 3.1m dal piano stradale.

5.5.5. PESO DEL CONGLOMERATO CEMENTIZIO.

Il peso specifico del conglomerato cementizio è di 2500kg/m3.

6. ANALISI STRUTTURALE.

6.1. NORMATIVA DI RIFERIMENTO.

6.1.1. NORMATIVA PER LA PROGETTAZIONE STRUTTURALE.

Legge 02/02/74 n° 64 “Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le zone sismiche”.

Legge 05/11/71 n°1086 “Norme per la disciplina delle opere di conglomerato cementizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica”.

DPR 06/06/2001 n° 380 “Testo unico delle disposizioni legislative e regolamenti in materia di edilizia”.

D.M. 14/01/2008 “Norme tecniche per le costruzioni”.

C.M. 02/02/2009 n° 676 Istruzioni per l’applicazione delle “Norme tecniche per le costruzioni”.

6.2. COMBINAZIONE DELLE AZIONI DI PROGETTO.

Sotto l’effetto delle azioni sismiche definite nel § 3.2 delle NTC, deve essere garantito il rispetto degli

stati limite ultimi e di esercizio, quali definiti al § 3.2.1 ed individuati riferendosi alle prestazioni della

costruzione nel suo complesso, includendo il volume significativo di terreno, le strutture di fondazione,

gli elementi strutturali, gli elementi non strutturali, gli impianti.

In mancanza di espresse indicazioni in merito, il rispetto dei vari stati limite si considera conseguito:

- Nei confronti di tutti gli stati limite di esercizio, qualora siano rispettate le verifiche relative al solo

SLD;

- Nei confronti di tutti gli stati limite ultimi, qualora siano rispettate le indicazioni progettuali e

costruttive riportate nel seguito e siano soddisfatte le verifiche al solo SLV;

Per i sistemi strutturali con isolamento sismico ci si riferisce al § 7.10 delle NTC “Costruzioni e ponti

con isolamento e/o dissipazione”. Come definito in C7.10.6.2.1 per evitare danneggiamenti


Ponte della Priula

25

significativi alla sovrastruttura, le sollecitazioni di progetto degli elementi strutturali della sovrastruttura

possono essere determinate a partire da quelle ottenute dal calcolo, nell’ipotesi di comportamento

perfettamente elastico lineare, utilizzando un fattore di struttura pari a 1,5.

I dispositivi del sistema di isolamento debbono essere in grado di sostenere, senza rotture, gli

spostamenti d2, valutati per un terremoto avente probabilità di superamento pari a quella prevista per

lo SLC.

6.2.1. COMBINAZIONE NON SISMICA.

Per gli stati limite ultimi i valori di progetto delle azioni nella situazione non sismica si combinano

secondo la seguente regola:

i ikiQkQPkGkGd QQPGGF 012211 . Con:

- kG1 il valore caratteristico delle azioni permanenti dovute ai pesi strutturali, alle forze indotte dal

terreno e alle forze risultanti della pressione dell’acqua;

- kG2 il valore caratteristico delle azioni permanenti dovute ai pesi non strutturali;

- P il valore caratteristico delle azioni di pretensione e precompressione;

- kQ1 il valore caratteristico dell’azione di base di ogni combinazione;

- ikQ i valori caratteristici delle altre azioni accidentali variabili;

- 1G coefficiente parziale di sicurezza del peso proprio della struttura, nonché del peso del

terreno e dell’acqua;

- 2G coefficiente parziale di sicurezza del peso proprio degli elementi non strutturali;

- P coefficiente parziale di sicurezza per le azioni di pretensione e precompressione;

- Q coefficiente parziale di sicurezza per le azioni variabili;

- i coefficiente di combinazione delle azioni accidentali.

Per le verifiche agli stati limite ultimi del ponte stradale si adottano i valori dei coefficienti parziali di

sicurezza in Tab. 5.1.V e i coefficienti di combinazione ψ in Tab. 5.1.VI.


Ponte della Priula

26

6.2.2. COMBINAZIONE SISMICA.

I valori di progetto delle azioni nella situazione sismica si combinano invece secondo la seguente

regola (D.M. 14.01.2008 § 2.5.3):

i ikikd QGEF 2 .

Dove:

E è l’azione sismica in esame;

i2 è il coefficiente di combinazione dei carichi nella combinazione quasi permanente;

Gli effetti dell’azione sismica sono valutati tenendo conto delle masse associate ai seguenti carichi

gravitazionali:


Ponte della Priula

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i ikik QG 2 .

6.3. MODELLAZIONE DEL SISTEMA STRUTTURALE.

Il modello implementato agli elementi finiti per le verifiche statiche è costituito da una porzione

dell’opera comprendente una campata tipo e mezza, rispettivamente precedente e successiva,

all’inizio e alla fine delle quali sono stati modellati dei vincoli che ricreano la continuità dell’impalcato

come schematizzato di seguito. Lo schema statico scelto è quello di travi in acciaio su più appoggi, la

continuità è realizzata mediante getto di una soletta superiore in cemento armato.

Le pile sono considerate con vincolo di incastro alla base.

Figura 9: modello in Midas per gli SLU.

L’impalcato è discretizzato secondo uno schema a graticcio di travi: in senso longitudinale sono state

modellate 4 travi con sezione opportuna tale da ricreare l’impalcato di progetto, in senso trasversale è

stata discretizzata la soletta superiore con sbalzi annessi a mezzo di elementi beam.

Le indagini della struttura complessiva sotto azione sismica sono condotte con analisi dinamica

lineare con spettro di risposta.

Il modello di riferimento è costituito da elementi beam verticali (pile) incastrate alla base e considerate

con massa distribuita lungo la loro altezza. L’impalcato è modellato con elementi beam in continuità

tra di loro ai quali è stata assegnata la sezione di progetto.

Figura 10: modello in Midas per gli SLV.


Ponte della Priula

28

6.4. MATERIALI IMPIEGATI NEI MODELLI.

Le resistenze degli elementi in calcestruzzo armato sono calcolate sulla base delle resistenze dei

materiali di progetto ai sensi del D.M. 14.01.2008.

6.4.1. CALCESTRUZZO C28/35

La resistenza di calcolo a compressione del calcestruzzo per la soletta superiore dell’impalcato vale:

2, 87.15 mmNf dc .

La resistenza di calcolo a compressione del calcestruzzo per le pile vale:

2, 87.15 mmNf dc

6.4.2. ACCIAIO D’ARMO B450C

La resistenza di calcolo a trazione dell’acciaio d’armo per l’intera struttura vale:

2, 391 mmNf dy .



EN 10025, UNI EN 10210 e UNI EN 10219-1.




6.5. VERIFICA STATICA DELL’IMPALCATO DEL PONTE DELLA PRIULA

6.5.1. SCHEMA DEL MODELLO STRUTTURALE.

Il modello dell’impalcato realizzato per la verifica di resistenza sotto i carichi verticali e del traffico

stradale è realizzato con un codice di calcolo che impiega, all’interno del proprio algoritmo, il metodo

di discretizzazione agli elementi finiti. L’impalcato del ponte è rappresentato secondo un graticcio di

travi con quattro correnti longitudinali a sezione variabile. La soletta in cemento armato superiore è

schematizzata tramite l’impiego di elementi beam in direzione trasversale allo sviluppo del ponte. Le

travi longitudinali sono in continuità tra le varie campate, realizzata superiormente tramite il getto di

una soletta in cemento armato.

Figura 11: modellazione creata con Midas.


Ponte della Priula

29

Figura 12: Geometria dell’impalcato.

6.5.2. ANALISI STATICA LINEARE SOTTO I CARICHI DA PONTE DI 1° CATEGORIA.

I risultati, in termini di sollecitazioni, ricavati dalla modellazione agli elementi finiti, secondo le

combinazioni di carico prescritte dalla normativa per ponti di 1° categoria sono le seguenti:

Figura 13: inviluppo di M e T sulle travi principali di impalcato e reazioni verticali agli appoggi Le sollecitazioni raffigurate sono l’inviluppo delle massime sollecitazioni ricavate per le diverse

combinazioni di carico.

I valori sopra riportati sono calcolati sullo sviluppo longitudinale delle travi principali di impalcato e si

riferiscono alla trave maggiormente sollecitata.

appoggio mezzeria pesi propri Gk M [kNm] -1357 447

T [kN] 357 0 N [kN] 315 236

SLU M [kNm] -5540 2352 T [kN] 1602 1013 N [kN] 1924 1873


Ponte della Priula

30

6.5.3. VERIFICA ALLO SLU DELL’IMPALCATO – CARICHI DI 1° CATEGORIA.

Vengono di seguito riportate le verifiche di resistenza per le sezioni in appoggio e in campata. Per

ogni sezione sono condotte due verifiche:

1. al tempo t0 di posa delle travi in acciaio per i carichi derivanti dal peso proprio delle travi e

delle lastre in cemento armato.

2. al tempo t1 avvenuta la solidarizzazione della soletta superiore per carichi agli SLU.

Sono poi eseguite le verifiche di resistenza locali per la soletta superiore dell’impalcato modellata

secondo lo schema di trave continua su più appoggi e avente sezione resistente di spessore 25cm e

di larghezza unitaria.

trave tipo – sezione in mezzeria al tempo t0

Viene di seguito verificata la sezione di mezzeria della trave in acciaio maggiormente sollecitata in

relazione alla sollecitazione flessionale derivante dai carichi dovuti ai pesi propri della trave stessa e

della soletta in c.a. superiore al momento del getto.

La verifica è eseguita con l’ausilio del programma di calcolo “Profili V6” del Prof.Gelfi scaricabile

gratuitamente dalla rete.

Figura 14: verifica a M della sezione in mezzeria a t0.

Msd [kNm] 447

Mrd [kN] 2432

trave tipo – sezione in mezzeria al tempo t1


Ponte della Priula

31

Viene di seguito verificata la sezione di mezzeria della trave in acciaio maggiormente sollecitata in

relazione alla sollecitazione flessionale derivante dalle combinazioni di carico agli SLU secondo

normativa D.M. 14.01.2008, per ponti di prima categoria.



Figura 15: verifica a M della sezione in mezzeria a t1 e connessione pioli.

Vengono impiegati come sopra evidenziato, 2 file di pioli muniti di testa tipo Nelson le cui

caratteristiche sono:

fu 450 MPa

F 19 mm

h 200 mm

i 300 mm


Ponte della Priula

32

Al fine di garantire alla sezione resistente la capacità di sviluppare il momento ultimo plastico si

considera l’anima irrigidita da due profili saldati lungo il suo sviluppo. Di seguito si riporta la sezione

tipo della trave irrigidita in mezzeria e la verifica della sezione all’instabilità per sforzo normale:

Con questo sistema di irrigidimenti dell’anima della trave la sezione diventa di classe 1:

Considerato lo sforzo normale massimo a cui sono soggette le travi principali, ricavato dal modello

agli elementi finiti, N=1924kN, si riporta la verifica a sforzo normale:

Jmin [mm4] 2.21E+08

L [mm] 4410

Ncr [kN] 7354

l 1.294

a 0.49

F 1.605

c 0.391

Nb,rd [kN] 4378

Ned [kN] 1873 soddisfattta


Ponte della Priula

33

trave tipo – sezione in appoggio al tempo t0

Viene di seguito verificata la sezione in appoggio della trave in acciaio maggiormente sollecitata in

relazione alla sollecitazione flessionale e tagliante derivante dai carichi dovuti ai pesi propri della

trave stessa e della soletta in c.a. superiore al momento del getto.



Figura 16: verifica a M della sezione in appoggio a t0.

Msd [kNm] 1357

Mrd [kN] 6952

Vsd [kN] 357

Vrd [kN] 4880

trave tipo – sezione in appoggio al tempo t1

Viene di seguito verificata la sezione in appoggio della trave in acciaio maggiormente sollecitata in

relazione alla sollecitazione flessionale e tagliante derivante dalle combinazioni di carico agli SLU

secondo normativa D.M. 14.01.2008, per ponti di prima categoria.



Come da verifica precedente il momento resistente Mrd della sezione all’appoggio risulta essere

maggiore del momento sollecitante Msd calcolato agli SLU. La verifica è pertanto soddisfatta.

Msd [kNm] 5540


Ponte della Priula

34

Mrd [kN] 6952

Vsd [kN] 1602

Vrd [kN] 4880

Al fine di garantire alla sezione resistente la capacità di sviluppare il momento ultimo plastico si

considera l’anima irrigidita da due profili saldati lungo il suo sviluppo. Di seguito si riporta la sezione

tipo della trave irrigidita in appoggio e la verifica della sezione all’instabilità per sforzo normale:

Con questo sistema di irrigidimenti dell’anima della trave la sezione diventa di classe 1:

Considerato lo sforzo normale massimo a cui sono soggette le travi principali, ricavato dal modello

agli elementi finiti, N=1924kN, si riporta la verifica a sforzo normale:


Ponte della Priula

35

Jmin [mm4] 2.29E+08

L [mm] 4410

Ncr [kN] 7121

l 1.423

a 0.49

F 1.829

c 0.3372

Nb,rd [kN] 4483

Ned [kN] 1924 soddisfattta

trave tipo – sezione rastremata al tempo t1

Si riporta di seguito la verifica della sezione rastremata a metà del suo sviluppo, nella trave

maggiormente sollecitata. Le caratteristiche geometriche e i valori di resistenza della sezione in

oggetto sono:

Figura 17: verifica a M della sezione rastremata a t1.

Come evidenziato la verifica risulta soddisfatta in quanto Mrd=4089kN e Msd=2523kN.

trave tipo – giunto flangiato tra conci in acciaio

Le travi in acciaio principali presentano una sezione di altezza variabile lungo il loro sviluppo e sono

poste in opera a conci. Tali conci vengono poi uniti tramite dei piatti in acciaio e adeguata bullonatura.

Di seguito si riportano le caratteristiche geometriche e la verifica del giunto tipo:

Vsd [kN] 1197


Ponte della Priula

36

h [mm] 800

b [mm] 40

sp. [mm] 15

n. 28

F 14

classe resistenza 8.8

piatto

bulloni

ftb [Mpa] 800

Ares [mm2] 153.86

gm2 1.25

Fv,rd [kN] 59

Fed [kN] 43 soddisfatta

fyk [Mpa] 355

d [mm] 14

sp. [mm] 15

Fb,rd [kN] 149

Fed [kN] 43 soddisfatta

resistemza rifollamento

resistenza taglio

6.5.4. VERIFICA DELLA SOLETTA AGLI SLU

Viene di seguito riportato il calcolo delle sollecitazioni e la verifica della soletta in c.a. di impalcato.

direzione trasversale:

L [m] 2.36

SLU Mslu [kNm/m]

Gk1 [kN/m] 6.3 8.4 5.9

Gk2 [kN/m] 3 4.5 3.1

Qktraffico [kN/m] 9 13.5 9.4Qklocale [kN/m2] 24.9

M tot 43.3

T tot 31.2

ANALISI DEI CARICHI soletta trasv., VERIFICA M‐T


Ponte della Priula

37

Base b (mm) 1000 NSd (KN)

Altezza h (mm) 250 MSdy (KNm)

Staffe st (mm) 8 MSdx (KNm)

n° bracci n° b 0 NSd (KN)

Area staffatura Asw (mm2) 0.0 MSdy (KNm)

Passo staffe sst (mm) 200 MSdx (KNm)

Copriferro superiore c' (mm) 35 NSd (KN)

ø ferri compressi ' (mm) 20 MSdy (KNm)

n° ferri compressi n' 6 MSdx (KNm)

d' d' (mm) 53

Copriferro inferiore c (mm) 35 NEd (KN)

ø ferri tesi (mm) 20 MEdy (KNm)

n° ferri tesi n 6 MEdx (KNm)

d d (mm) 197 NEd (KN)

Area ferro compresso As' (mm2) 1885 MEdy (KNm)

Area ferro teso As (mm2) 1885 MEdx (KNm)

Classe calcestruzzo C28/35 NEd (KN)

Resistenza di progetto fcd (MPa) 16.46 MEdy (KNm)

Modulo elastico ECLS (MPa) 32588 MEdx (KNm)

Classe acciaio B450 C

Tensione snerv. di progetto fyd (MPa) 391.3 convenzioni N +: compressione

Modulo elastico Es (MPa) 206000 M +: antiorario

Momento resistente a flessione semplice

Momento resistente y-y MRdy (kNm) 128.55

Momento resistente x-x MRdx (kNm) 212.05

2

3

0.00

0.00

0.00

0.00

0.00

1

2

0.00

0.00

0.00

SOLLECITAZIONI SISMICHE

3

0.00

0.00

0.00

0.00

0.00

CARATTERISTICHE DELLA SEZIONE

0.00

0.00

0.00

43.50

0.00

SOLLECITAZIONI NON SISMICHE

1

Mrd [kNm/m] 128.55

Msd [kNm/m] 43.50

La soletta viene armata trasversalmente con 6F20/m inferiori e 6F20/m superiori.

direzione longitudinale:

L [m] 4.41

SLU Mslu [kNm/m]

Gk1 [kN/m] 6.3 8.4 20.5

Gk2 [kN/m] 3 4.5 10.9

Qktraffico [kN/m] 9 13.5 32.8Qklocale [kN/m2] 150 202.5 13.1

M tot 77.4

T tot 19.7

ANALISI DEI CARICHI soletta long. VERIFICA M‐T


Ponte della Priula

38










d' d' (mm) 50
















2

3

0.00

0.00

0.00

0.00

0.00

1

2

0.00

0.00

0.00


3

0.00

0.00

0.00

0.00

0.00


0.00

0.00

0.00

77.40

0.00


1

Mrd [kNm/m] 91.06

Msd [kNm/m] 77.40

La soletta viene armata longitudinalmente con 8F14/m inferiori e 8F14/m superiori.

6.5.5. VERIFICA DEI TRAVERSI IN ACCIAIO AGLI SLU

I traversi di collegamento delle travi principali di impalcato sono realizzati con profili a “doppia T” in

acciaio, classe S355, di altezza variabile lungo lo sviluppo della campata e spessore dell’anima pari a

15mm. Hanno altezza variabile da 125cm all’appoggio a 86cm in mezzeria. I profili impiegati vanno

verificati per le sollecitazioni indotte in fase di sollevamento dell’impalcato per sostituzione degli

apparecchi di appoggio-isolamento. Nel caso in cui la sostituzione degli appoggi non coinvolga tutti gli

apparecchi, si eseguirà un sollevamento differito delle travi principali dell’impalcato con conseguenti

sollecitazioni di taglio e momento flettente sul traverso.

Il valore di sforzo normale massimo sul singolo isolatore, dato dal modello di calcolo agli elementi

finiti è pari a:

Nsd [kN] 2472

Per effettuare l’operazione, si prevede di alzare la trave coinvolta nella sostituzione dell’isolatore di

1.00cm.


Ponte della Priula

39

Ipotizzando l’impalcato rigido trasversalmente e conoscendone le caratteristiche geometriche si può

calcolarne la rigidezza e, considerato lo spostamento imposto, si ricava il valore di taglio:

J[mm4] 3.09E+09

E [Mpa] 206000

L [mm] 7080

K [N/mm] 21509

x [mm] 10

F[kN] 215

M [kNm] 1523

SOLLEVAMENTO TRAVERSO

Il momento sollecitante massimo è calcolato dal taglio per il braccio massimo, condizione che si

verifica quando si alza una delle due travi esterne.

Figura 18: verifica sezione tipo traverso.

Msd Mrd Ved Vrd

1523 kNm 2090 kNm 215 kN 3601 kN

In base a questo schema di sollevamento si calcola lo sforzo normale di progetto per i martinetti:

N slu [kN] 2472

N sollevamento [kN] 215

Ntot [kN] 2687

I traversi di campata sono realizzati mediante profili in acciaio accoppiati a formare un graticcio. Di

seguito si riporta la sezione del traverso tipo:


Ponte della Priula

40

Considerando un taglio pari a T=215kN , come da sopra, si ricava il valore di trazione sul profilo

diagonale e la compressione sul corrente superiore:

Ndiag = 215/cos58° = 405kN

Ncomp = √(405^2-215^2) = 344kN

I profili diagonali sono due L 100 s=10mm accoppiati, di seguito si riporta la verifica a trazione del

profilo:

Nrd = 2*19.2*100*355/1.05 = 1298 kN

I profili orizzontali superiori e inferiori sono realizzati mediante due L 100 s=10 mm accoppiati. Di

seguito si riporta la verifica a compressione del profilo:

kNNcr 12932360

10000*354*2060002

2

0268.11293000

355*100*4.38

0474.1]0268.1)2.00268.1(*49.01[*5.0 2

3977.0)0268.10474.1(0474.1

122

kNNrd 51605.1

355*100*4.38*3977.0

6.5.6. VERIFICA DEI CONTROVENTI IN ACCIAIO

I controventi inferiori di impalcato garantiscono la ripartizione delle sollecitazioni orizzontali tra gli

elementi principali in acciaio. Considerando i valori di taglio massimo ricavati dall’analisi dinamica si

effettua di seguito la verifica del controvento:

Vsd,max [kN] 1087

Considerando che l’azione tagliante si ripartisce su tre profili di controventamento secondo lo schema

seguente:


Ponte della Priula

41

Figura 19: pianta schema di controventamento inferiore impalcato. Si ha che:

a=24.4°

N=(1087000/3)*cos24.4°=399kN

Amin=399000*1.05/355=11.8cm2

Si impiega un profilo a “L 90*10” Ares=17.1cm2

6.5.7. VERIFICA ALLO SLU DELLE MENSOLE D’IMPALCATO

Le parti a sbalzo dell’impalcato, adibite a pista pedonale, sono realizzate con una soletta in cemento

armato rastremata verso l’esterno a partire da uno spessore di 25cm fino a 17cm. Tale soletta poggia

alla fine dello sbalzo su un profilo a “L 200*150*9” in acciaio corrente lungo tutto l’impalcato. Le

mensole in acciaio sono poste ad interassi variabili con un valore massimo di 2.05m.

Figura 20: Geometria degli sbalzi.


Ponte della Priula

42

Lo schema di calcolo è quello di una mensola saldata alla trave principale incastrata all’impalcato. La

seguente analisi dei carichi e verifica è condotta considerando uno sviluppo lineare longitudinale

unitario dello sbalzo.

L [m] 3.25

SLU Mslu [kNm/m]

Gk1 [kN/m2] 6.3 8.1 42.9

Gk2 [kN/m2] 1 1.5 7.9

Gparap. [kN/m] 5 6.5 21.1Qkfolla [kN/m2] 5 7.5 39.6

M tot 111.6

T tot 62.2

ANALISI DEI CARICHI, VERIFICA M‐T

Come evidenziato, i profilati metallici a sezione rastremata che sorreggono lo sbalzo sono posti ad

intervalli non costanti. Di seguito viene eseguita la verifica per lo sbalzo con area di influenza

maggiore, quello per cui l’interasse vale i=2.05m

Il valore delle sollecitazioni agli SLU risultano quindi:

Msd [kNm] 229

Vsd [kNm] 128

La verifica è effettuata con l’ausilio del programma di calcolo “profili V6” del prof.Gelfi scaricabile



Ponte della Priula

43

Figura 21: verifica profilo sbalzo impalcato.

Msd Mrd Ved Vrd

229 kNm 315.8kNm 127.6 kN 858.9 kN

6.5.8. VERIFICA ALLO SLU DELLA LASTRA PREDALLES DI SBALZO

Le lastre predalles sono poste in direzione trasversale all’impalcato e fungono da cassero al getto

della soletta superiore dell’impalcato. Trasversalmente all’asse dell’impalcato hanno una luce di

3.25m, mentre longitudinalmente hanno luci variabili per un massimo di L=2.05m.

Di seguito si riporta la verifica della soletta in direzione trasversale in quanto risulta quella con luce

maggiore. Tale soletta viene armata con ferri F16/25cm in ambedue le direzioni.

L [m] 3.25

SLU Mslu [kNm/m]

Gk1 [kN/m2] 6.3 8.1 10.7

Gk2 [kN/m2] 1 1.5 2.0Qkfolla [kN/m2] 5 7.5 9.9

M tot 22.6

T tot 55.7

ANALISI DEI CARICHI predalles, VERIFICA M‐T

Le sollecitazioni calcolate sono a metro lineare di sviluppo della soletta.


Ponte della Priula

44










d' d' (mm) 51
















0.00


0.00

0.00

0.00

22.60

0.00


1

0.00

0.00


3

0.00

0.00

0.00

0.00

2

3

0.00

0.00

0.00

0.00

0.00

1

2

0.00

Mrd [kNm/m] 51.63

Msd [kNm/m] 22.60

Come si può constatare la verifica è soddisfatta in quanto nella sezione Mrd<Msd.

6.5.9. VERIFICA ALLO SLU DEL PARAPETTO ESTERNO

h [m] 1.1

h app[m] 1.0

SLU

N [kN/m] 5.0 6.5

T [kN/m] 2 3

M [kNm/m] 2 3

b [m] 0.2

N' [kN/m] 17.6

Amin [mm2] 45.1

n.F 5

F [mm] 8

Aeff [mm2] 251.2 soddisfatto

ANALISI DEI CARICHI, VERIFICA PARAPETTO


Ponte della Priula

45

La verifica risulta soddisfatta, si predispongono 5 staffe F8mm/m di sviluppo del parapetto.

6.6. ANALISI SISMICA DEL PONTE DELLA PRIULA.

6.6.1. SCHEMA DEL MODELLO STRUTTURALE.

Il modello di riferimento per la valutazione degli effetti sul ponte sotto l’azione sismica è costituito da

una serie di elementi verticali (pile) a massa distribuita lungo la loro altezza sulle quali grava la massa

dell’impalcato di pertinenza.

L’impalcato in acciaio e soletta in cemento armato è dinamicamente disaccoppiato dagli elementi

portanti verticali a mezzo di isolatori sismici posti in sommità delle pile. Vengono utilizzati 4 isolatori

sismici per ogni pila, uno per ogni trave principale in acciaio. Questi elementi sono modellati nel

codice di calcolo come elementi “elastic link” con rigidezza appropriata ricavata dalle tabelle del

produttore in funzione del modello di isolatore individuato.

6.6.2. ISOLAMENTO SISMICO

La tecnica dell’isolamento sismico rientra tra le strategie di protezione dall’azione sismica usualmente

raggruppate sotto la denominazione di “controllo passivo delle vibrazioni”. Essa è essenzialmente

finalizzata a limitare l’energia in ingresso del sistema attraverso isolatori collocati tra due porzioni

della struttura.

La riduzione della risposta sismica orizzontale, qualunque siano la tipologia e i materiali strutturali

della costruzione, può essere ottenuta mediante una delle seguenti strategie d’isolamento, o

mediante una loro appropriata combinazione:

- incrementando il periodo fondamentale della costruzione per portarlo nel campo delle minori

accelerazioni di risposta;

- limitando la massima forza orizzontale trasmessa;

In entrambe le strategie le prestazioni dell’isolamento possono essere migliorate attraverso la

dissipazione nel sistema di isolamento di una consistente aliquota dell’energia meccanica trasmessa

dal terreno alla costruzione.

Per realizzare l’isolamento sismico, occorre creare una discontinuità strutturale che permetta ampi

spostamenti orizzontali relativi tra la parte superiore (sovrastruttura) e quella inferiore (sottostruttura).

Il collegamento tra queste due parti è realizzato mediante isolatori, ovvero speciali apparecchi di

appoggio caratterizzati da rigidezze basse nei confronti degli spostamenti orizzontali ed elevate nei

confronti di quelli verticali.

Un’opportuna scelta delle caratteristiche meccaniche degli isolatori consente di “disaccoppiare” la

sovrastruttura dalla sottostruttura nelle oscillazioni che coinvolgono prevalentemente spostamenti

orizzontali. Il “disaccoppiamento” consiste nella diversificazione del comportamento dinamico delle

due suddette porzioni della costruzione: durante un moto oscillatorio, mentre la sottostruttura subisce

deformazioni di modesta entità, tanto più quanto maggiore è la sua rigidezza, la sovrastruttura

compie oscillazioni tanto più ampie quanto minore è la rigidezza e resistenza degli isolatori. Dette

oscillazioni sono dovute per la maggior parte alla deformazione degli isolatori collocati al di sotto della

sovrastruttura e solo in minor parte alle deformazioni della sovrastruttura stessa. Durante un


Ponte della Priula

46

terremoto, generalmente, tanto più sono ampie queste oscillazioni tanto più sono modeste le

conseguenti accelerazioni, quindi le forze d’inerzia, che subisce la sovrastruttura.

Ne consegue che l’isolamento è tanto più efficace quanto minori sono le accelerazioni della

sovrastruttura e ciò comporta sostanzialmente due tipi di benefici:

- benefici diretti sulla sovrastruttura, in quanto consente di contenere l’entità delle forze d’inerzia

di natura sismica direttamente agenti su di essa;

- benefici indiretti sulla sottostruttura, in quanto consente di contenere l’entità delle forze

d’inerzia trasmesse dalla sovrastruttura alla sottostruttura e che, insieme alle forze d’inerzia

direttamente agenti su di essa, costituiscono considerevole parte delle forze sismiche che

complessivamente essa deve sopportare.

Negli edifici, la discontinuità strutturale viene spesso realizzata alla base, tra la fondazione e

l’elevazione (isolamento alla base) o immediatamente al di sopra di un piano, per lo più scantinato.

Nei ponti l’isolamento sismico è generalmente realizzato tra l’impalcato e le strutture di supporto (pile

e le spalle), nel qual caso gli isolatori sostituiscono gli usuali apparecchi di appoggio. Normalmente la

riduzione delle forze sismiche che ne consegue produce i suoi maggiori benefici sulle pile e sulle

spalle (benefici indiretti sulla sottostruttura). Nei ponti ad impalcato continuo, un’attenta calibrazione

delle caratteristiche meccaniche e dei dispositivi d’isolamento e di vincolo che collegano l’impalcato

con le pile e le spalle permette altresì di migliorare la distribuzione delle forze sismiche orizzontali

dell’impalcato tra le diverse strutture di supporto.

Per sfruttare pienamente i vantaggi dell’isolamento, deve essere possibile individuare una porzione

rilevante della costruzione, in termini di massa rispetto alla massa complessiva, che possa facilmente

essere separata dalla porzione sottostante, dalle costruzioni contigue e dal terreno circostante, ed

abbia un basso rapporto tra massa e rigidezza orizzontale (ovvero basso periodo proprio dei modi

naturali di vibrare della costruzione che interessano significativamente questa porzione). Nel caso in

cui l’isolamento venga utilizzato per interventi su costruzioni esistenti, occorre in generale rispettare i

criteri e le regole del Cap.8 delle NTC e del Cap.C8 della presente circolare, per tutti gli aspetti di non

stretta pertinenza dell’applicazione dell’isolamento sismico, per le quali, invece, si applica il § 7.10 ed

i relativi commenti riportati nel presente testo.

I vantaggi dell’isolamento sono riconducibili non solo al drastico abbattimento delle accelerazioni

agenti sulle masse strutturali, ma anche all’assenza di oscillazioni brusche nella sovrastruttura per

effetto dell’alto periodo proprio di vibrazione. Quest’ultimo effetto comporta notevoli benefici per la

protezione dei contenuti, in quanto riduce il rischio di ribaltamento di arredi (talvolta molto pesanti e

pericolosi per le persone, come all’interno di librerie, archivi e magazzini), la caduta di oggetti (talvolta

di elevato valore, come nei musei), le vibrazioni ad alta frequenza nei macchinari ad alta tecnologia

(ad esempio in ospedali, in centri elaborazione dati, etc.) e comporta una minore percezione della

scossa sismica da parte delle persone presenti nella porzione di costruzione isolata,aspetto,

quest’ultimo, particolarmente importante per ridurre il panico in luoghi affollati come scuole ed

ospedali. Molti degli isolatori attualmente in commercio, anche a comportamento sostanzialmente

lineare, garantiscono rapporti di smorzamento del sistema d’isolamento superiori al 5%. Per

modificare e migliorare le caratteristiche del sistema d’isolamento, in termini di capacità dissipative

e/o ricentranti, si possono utilizzare “dispositivi ausiliari” con opportuno comportamento meccanico.


Ponte della Priula

47

Gli effetti dell’isolamento su una struttura possono essere ben interpretati facendo riferimento a forme

tipiche degli spettri di risposta elastici in accelerazioni e in spostamenti, per diversi rapporti di

smorzamento (vedi Fig. C7.10.1).

Considerando una porzione di struttura che, a base fissa, avrebbe un periodo fondamentale di

oscillazione Tbf in una data direzione, l’isolamento alla base di questa porzione deve produrre uno

dei seguenti effetti:

a) l’incremento del periodo grazie all’adozione di dispositivi con comportamento d’insieme

approssimativamente lineare. Si ottiene un buon “disaccoppiamento” quando il periodo della struttura

isolata TIS risulta TIS ≥ 3·Tbf. Maggiore è l’incremento di periodo (generalmente TIS > 2,0 s)

maggiore è la riduzione delle accelerazioni sulla sovrastruttura (spettro in accelerazioni) e

l’incremento degli spostamenti (spettro in spostamenti), che si concentrano essenzialmente nel

sistema di isolamento;

b) la limitazione della forza trasmessa alla sottostruttura, grazie all’adozione di dispositivi con

comportamento d’insieme non lineare caratterizzato da basso incrudimento ovvero incrementi minimi

o nulli della forza per grandi spostamenti . In questo modo si limitano le forze d’inerzia, quindi

l’accelerazione, sulla sovrastruttura, ancora a scapito di un sensibile incremento degli spostamenti

nel sistema di isolamento.

Oltre che nei due modi detti, l’isolamento si può conseguire utilizzando dispositivi che garantiscano

un comportamento d’insieme del sistema intermedio tra i due.

La dissipazione di energia, dovuta agli isolatori e/o ad eventuali dispositivi ausiliari determina sempre

una riduzione degli spostamenti nel sistema di isolamento. Essa è particolarmente utile in siti

caratterizzati da elevata sismicità e/o nel caso di sottosuoli con caratteristiche meccaniche scadenti

(tipo C, D, E), cioè nei casi in cui gli spettri di risposta possono presentare spostamenti elevati ed

accelerazioni significative anche su periodi di oscillazioni elevati.

L’applicazione dell’isolamento sismico, anche alle usuali costruzioni, richiede criteri, regole e

accorgimenti particolari, riportati nel § 7.10 delle NTC e, ove necessario, meglio esplicitati nella

circolare 02 febbraio 2009 n°617/C.S.LL.PP., per tener conto del comportamento peculiare

dell’insieme sottostruttura -sistema d’isolamento–sovrastruttura.


Ponte della Priula

48

Il sistema di isolamento impiegato è composto da una quattro isolatori elastomerici con nucleo in

piombo per ogni pila. Le caratteristiche assunte per il singolo isolatore possono essere desunte

direttamente dalle tabelle dei produttori; di seguito si riporta un esempio di tabella tipo:

Figura 22: tabella caratteristiche isolatori.

Alla luce del sistema di isolamento scelto e quindi del nuovo valore dello smorzamento del sistema,

vengono di seguito riportati gli spettri di progetto opportunamente modificati.

Figura 23: spettri di risposta allo SLC con isolamento sismico.

6.6.3. FORZE SISMICHE

Ai sensi del § 7.2.6 e al § 7.3.3 del Decreto Ministeriale del 14 Gennaio 2008, l’analisi della sicurezza

della struttura portante del fabbricato in condizioni sismiche è eseguita mediante il metodo lineare

dell’analisi dinamica modale con spettro di progetto. Per le costruzioni con isolamento alla base,

l’analisi dinamica modale è ammessa quando risulta possibile modellare elasticamente il

comportamento del sistema di isolamento, nel rispetto delle condizioni di cui al § 7.10.5.2. Per il

sistema complessivo, formato dalla sottostruttura, dal sistema di isolamento e dalla sovrastruttura, si

assume un comportamento elastico lineare.


Ponte della Priula

49

La determinazione dello spettro di risposta elastico è svolta secondo quanto indicato al § 3.2 del DM

14/01/2008 a partire dai valori assunti dei seguenti parametri riferiti al suolo rigido orizzontale:

- ag accelerazione orizzontale massima del sito;

- FC valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale;

- TC* periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione

orizzontale.

Il D.M. 14.01.2008 fornisce in allegato il reticolo di riferimento che individua, per mezzo delle

coordinate di longitudine e di latitudine del sito, i parametri sismici che lo caratterizzano per 9 valori

del periodo di ritorno TR.

I valori di calcolo assunti per le strutture di progetto sono riportati al Capitolo: “Azione sismica di

progetto”.

6.6.4. DETERMINAZIONE DELLE MASSE SISMICHE.

Le masse associate al grado di libertà lungo X, direzione longitudinale del ponte e al grado di libertà

lungo Y, direzione trasversale sono uguali e sono valutate come:

iiii QGW 02 ,

con ψ02, coefficienti di riduzione del sovraccarico dipendente dalla categoria di carico accidentale.

Nel caso dei ponti stradali, il D.M. del 14.01.2008 al § 5.1.3.8 stabilisce che, ai fini della

determinazione degli effetti dovuti all’azioni sismica, si deve fare riferimento alle sole masse

corrispondenti ai pesi propri ed ai sovraccarichi permanenti, considerando nullo il valore quasi

permanente delle masse corrispondenti ai carichi da traffico. Ne risulta che, per la posizione in cui il

ponte è collocato, la massima massa sismica è ottenuta per la combinazione dei pesi propri strutturali

e non strutturali. Si riportano di seguito i valori delle masse nodali dell’impalcato e delle pile calcolate

tramite il modello Fem implementato.


Ponte della Priula

50

node nodal masses [kN/g] load to masses structure mass [kN/g] sum node nodal masses [kN/g] load to masses structure mass [kN/g] sum

41 0 0 35.1 35.1 1 0 0 321.4 321.4

42 0 0 70.2 70.2 2 0 0 321.4 321.4

43 0 0 70.2 70.2 3 0 0 321.4 321.4

44 0 0 70.2 70.2 4 0 0 321.4 321.4

45 0 0 72.4 72.4 5 0 0 562.5 562.5

46 0 0 74.6 74.6 6 0 0 321.4 321.4

47 0 0 74.6 74.6 7 0 0 321.4 321.4

48 0 0 74.6 74.6 8 0 0 321.4 321.4

49 0 0 74.6 74.6 9 0 0 321.4 321.4

50 0 0 74.6 74.6 10 0 0 562.5 562.5

51 0 0 74.6 74.6 11 0 0 321.4 321.4

52 0 0 74.6 74.6 12 0 0 321.4 321.4

53 0 0 74.6 74.6 13 0 0 321.4 321.4

54 0 0 74.6 74.6 14 0 0 321.4 321.4

55 0 0 74.6 74.6 15 0 0 562.5 562.5

56 0 0 74.6 74.6 16 0 0 321.4 321.4

57 0 0 76.8 76.8 17 0 0 321.4 321.4

58 0 0 79.0 79.0 18 0 0 321.4 321.4

59 0 0 79.0 79.0 19 0 0 321.4 321.4

60 0 0 79.0 79.0 21 0 0 321.4 321.4

61 0 0 79.0 79.0 22 0 0 321.4 321.4

62 0 0 79.0 79.0 23 0 0 321.4 321.4

63 0 0 79.0 79.0 24 0 0 321.4 321.4

64 0 0 79.0 79.0 25 0 0 562.5 562.5

65 0 0 76.9 76.9 26 0 0 321.4 321.4

66 0 0 74.8 74.8 27 0 0 321.4 321.4

67 0 0 74.8 74.8 28 0 0 321.4 321.4

68 0 0 74.8 74.8 29 0 0 321.4 321.4

69 0 0 74.6 74.6 30 0 0 562.5 562.5

70 0 0 74.4 74.4 31 0 0 321.4 321.4

71 0 0 74.4 74.4 32 0 0 321.4 321.4

72 0 0 74.4 74.4 33 0 0 321.4 321.4

73 0 0 74.4 74.4 34 0 0 321.4 321.4

74 0 0 74.4 74.4 35 0 0 562.5 562.5

75 0 0 74.4 74.4 36 0 0 321.4 321.4

76 0 0 74.4 74.4 37 0 0 321.4 321.4

77 0 0 76.7 76.7 38 0 0 321.4 321.4

78 0 0 79.0 79.0 39 0 0 321.4 321.4

79 0 0 79.0 79.0 total 0 0 13661.0 13661.0

80 0 0 79.0 79.0

81 0 0 79.0 79.0

82 0 0 79.0 79.0

83 0 0 79.0 79.0

84 0 0 79.0 79.0

85 0 0 76.8 76.8

86 0 0 74.6 74.6

87 0 0 74.6 74.6

88 0 0 74.6 74.6

89 0 0 74.4 74.4

90 0 0 74.2 74.2

91 0 0 74.2 74.2

92 0 0 74.2 74.2

93 0 0 74.3 74.3

94 0 0 74.5 74.5

95 0 0 74.5 74.5

96 0 0 74.5 74.5

97 0 0 76.9 76.9

98 0 0 79.4 79.4

99 0 0 79.4 79.4

100 0 0 79.4 79.4

101 0 0 79.3 79.3

102 0 0 79.2 79.2

103 0 0 79.2 79.2

104 0 0 79.2 79.2

105 0 0 76.8 76.8

106 0 0 74.3 74.3

107 0 0 74.3 74.3

108 0 0 74.3 74.3

109 0 0 74.4 74.4

110 0 0 74.5 74.5

111 0 0 74.5 74.5

112 0 0 74.5 74.5

113 0 0 74.4 74.4

114 0 0 74.3 74.3

115 0 0 74.3 74.3

116 0 0 74.3 74.3

117 0 0 72.0 72.0

118 0 0 69.7 69.7

119 0 0 69.7 69.7

120 0 0 69.7 69.7

121 0 0 34.9 34.9

total 0 0 6032.7 6032.7

masse impalcato masse pile

Figura 24: tabella masse impalcato e pile.


Ponte della Priula

51

6.6.5. DETERMINAZIONE DEI MODI DI VIBRARE.

L’analisi dinamica lineare si basa, come descritto in § 7.3.3.7, sulla determinazione dei modi di

vibrare o frequenze proprie della struttura, nel calcolo degli effetti dell’azione sismica, rappresentata

dallo spettro di risposta di progetto, per ciascuno dei modi di vibrare individuati e nella combinazione

di questi effetti.

Devono essere considerati tutti i modi con massa partecipante significativa. E’ opportuno a tal

riguardo considerare tutti i modi con massa partecipante superiore al 5% e comunque un numero di

modi la cui massa partecipante totale sia superiore all’85%. Di seguito sono riportati i primi 10 modi

della struttura isolata e i relativi contributi di massa partecipante.

Mode No Frequency Period Tolerance

(rad/sec) (cycle/sec) (sec)

1 4.52 0.72 1.39 0.00E+00

2 4.60 0.73 1.37 0.00E+00

3 4.79 0.76 1.31 0.00E+00

4 5.36 0.85 1.17 0.00E+00

5 6.92 1.10 0.91 0.00E+00

6 8.50 1.35 0.74 0.00E+00

7 8.64 1.38 0.73 3.08E‐160

8 8.90 1.42 0.71 1.01E‐140

9 9.58 1.53 0.66 8.98E‐136

10 9.74 1.55 0.64 3.32E‐131

Mode No TRAN‐X TRAN‐Y TRAN‐Z ROTN‐X ROTN‐Y ROTN‐Z

MASS(%) SUM(%) MASS(%) SUM(%) MASS(%) SUM(%) MASS(%) SUM(%) MASS(%) SUM(%) MASS(%) SUM(%)

1 0.00 0.00 91.90 91.90 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

2 100.00 100.00 0.00 91.90 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

3 0.00 100.00 0.00 91.90 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.01 0.01

4 0.00 100.00 8.01 99.90 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.01

5 0.00 100.00 0.00 99.90 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.02 0.02

6 0.00 100.00 0.00 99.90 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.02

7 0.00 100.00 0.00 99.90 0.01 0.01 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.02

8 0.00 100.00 0.00 99.90 0.00 0.01 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.02

9 0.00 100.00 0.00 99.90 0.34 0.35 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.02

10 0.00 100.00 0.00 99.90 0.01 0.36 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.02 Figura 25: tabella modi di vibrare e masse partecipanti.

6.6.6. DETERMINAZIONE DELLE SOLLECITAZIONI.

Combinando le sollecitazioni ottenute dall’analisi secondo quanto prescritto nelle NTC08, si

ottengono i seguenti valori delle sollecitazioni taglianti trasmesse dall’impalcato alla sottostruttura:


Ponte della Priula

52

Figura 26: impalcato in pianta e prospetto; sollecitazione di taglio longitudinale; sollecitazione di taglio trasversale. I valori delle sollecitazioni di taglio massime trasmesse dall’impalcato alla trave pulvino sono: Tx= 1209kN Ty= 1554kN Il valore dello sforzo normale massimo in sommità della pila in condizioni sismiche è: Nmax= 4312kN

6.6.7. VERIFICA AGLI SLU DEGLI ISOLATORI.

Per un corretto funzionamento del sistema di isolamento, occorre che la sottostruttura rimanga in

campo sostanzialmente elastico, sotto l’effetto delle azioni sismiche di progetto. Le forze d’inerzia

rispetto alle quali occorre verificare gli elementi della sottostruttura saranno quelle trasmesse dalla

sovrastruttura, attraverso il sistema di isolamento, e quelle direttamente agenti su di essa. Queste

ultime, nel caso in cui la sottostruttura sia estremamente rigida ed abbia modi di vibrare con periodo

di oscillazione inferiore a 0,05 s, dunque in sostanziale assenza di amplificazioni, potranno essere

calcolate applicando direttamente la massima accelerazione del terreno alle masse della

sottostruttura. In virtù della bassa probabilità che i massimi delle sollecitazioni indotte nella

sottostruttura dalle forze d’inerzia sulla sovrastruttura e dalle forze d’inerzia direttamente applicate

alla sottostruttura siano contemporanei, si può applicare la regola di combinazione della radice

quadrata della somma dei quadrati, anche nel caso in cui le sollecitazioni prodotte dai due sistemi di

forze d’inerzia (sulla sovrastruttura e sulla sottostruttura) siano calcolate separatamente mediante

analisi statiche. Per evitare danneggiamenti significativi della sovrastruttura, le sollecitazioni di

progetto degli elementi strutturali della sovrastruttura possono essere determinate a partire da quelle

ottenute dal calcolo, nell’ipotesi di comportamento perfettamente elastico lineare, utilizzando un

fattore di struttura pari ad 1,5.

Le parti dei dispositivi non impegnate nella funzione dissipative, cui si riferisce la norma, sono, ad

esempio, gli elementi di connessione alla struttura (bulloni, piastre, etc.), le piastre cui sono attaccate

le superfici di scorrimento degli isolatori in acciaio-PTFE, il cilindro e lo stelo di un dispositivo viscoso,

tutti gli elementi costruttivi e le connessioni di un dispositivo elasto-plastico ad esclusione degli

elementi dissipativi (metallici o altro), etc.


Ponte della Priula

53

Gli edifici di classe d’uso IV debbono mantenere la loro piena funzionalità anche dopo un terremoto

violento. Per i loro impianti, pertanto, si richiede che vengano rispettati i requisiti di assenza di danni

nelle connessioni anche per il terremoto di progetto allo SLV.

6.6.8. VERIFICA AGLI SLC DEGLI ISOLATORI.

La verifica allo SLC dei dispositivi del sistema d’isolamento realizza il requisito enunciato in

precedenza, riguardante il livello superiore di sicurezza richiesto al sistema d’isolamento. Lo

spostamento d2, che definisce lo spostamento di riferimento per la verifica dei dispositivi di

isolamento, è prodotto da un terremoto di intensità superiore all’intensità del terremoto per il quale

vengono progettate le strutture allo SLV e forma spettrale diversa.

Per gli impianti pericolosi, in particolare per le condutture del gas, la verifica delle capacità delle

giunzioni di sopportare senza danno (e dunque senza perdite di fluidi) gli spostamenti relativi va

obbligatoriamente riferita alle azioni sismiche relative allo SLC, in relazione all’alto rischio che essi

implicano e che, in caso di rottura, può portare la struttura al collasso o creare condizioni di pericolo

per la vita umana.

Figura 27: configurazione deformata in condizioni sismiche.

Lo spostamento massimo longitudinale del ponte agli SLC è:

Dx=0.20m

Lo spostamento massimo trasversale del ponte allo SLC è:

Dy=0.26m

I quali combinati danno uno spostamento massimo di Dmax=0.32m.

A questi spostamenti va aggiunto il contributo del fenomeno di dilatazione termica, considerato al

50%, e calcolabile in funzione del tipo di isolatore impiegato.

Si ottiene così uno spostamento massimo totale pari a circa Dtot=0.345m.

L’isolatore impiegato deve quindi rispondere a questo requisito di deformabilità, reperibile sulle sue

schede di produzione.

Il sistema di isolamento va poi verificato per il taglio massimo ammissibile sopportabile dallo stesso,

secondo i propri valori caratteristici; in questo caso, utilizzando quattro isolatori per ogni appoggio, si

ha che:

Vrd [kN] 1772

Vsd,max [kN] 1554

La verifica risulta quindi soddisfatta.


Ponte della Priula

54

6.7. VERIFICA DELLA SOTTOSTRUTTURA.

L’impiego di isolatori sismici permette di disaccoppiare il comportamento della parte strutturale di

impalcato con quella degli elementi strutturali sottostanti. Si riporta di seguito il dimensionamento

della trave pulvino, posta in sommità delle pile esistenti, e delle strutture di fondazione, realizzate

mediante pali.

6.7.1. VERIFICA DELLA TRAVE PULVINO.

La trave pulvino su cui poggiano gli isolatori sismici è posta in sommità delle pile e delle spalle

esistenti.

Considerate le tre sezioni tipo del progetto : “pila magra”, “pila-spalla” e “spalla”, si realizzano tre

pulvini delle seguenti dimensioni:

Il pulvino della “pila magra” ha sezione in direzione trasversale rispetto lo sviluppo dell’impalcato di

8.00x1.20m, mentre nell’altra direzione è di 1.95mx1.20m.

Il pulvino della “pila-spalla” ha sezione in direzione trasversale rispetto lo sviluppo dell’impalcato di

8.00mx1.20m, mentre nell’altra direzione è di 2.70mx1.20m.

Il pulvino della “spalla” ha sezione in direzione trasversale rispetto lo sviluppo dell’impalcato di

8.00mx1.20m, mentre nell’altra direzione è di 1.95mx1.20m.

Figura 28: pianta e sezione trave pulvino “pila magra” Di seguito si riporta la verifica della sezione maggiormente sollecitata della trave pulvino:


Ponte della Priula

55










d' d' (mm) 72
















0.00


0.00

0.00

0.00

954.00

0.00


1

0.00

0.00


3

0.00

0.00

0.00

0.00

2

3

0.00

0.00

0.00

0.00

0.00

1

2

0.00

VERIFICA A PRESSO-FLESSIONE y-y agli SLU

0

1000

2000

3000

4000

5000

6000

7000

8000

-5000 0 5000 10000 15000 20000 25000 30000 35000 40000 45000

NRd (kN)

MR

d x

-x (

kNm

)

Mrd [kNm] 1355

Msd [kNm] 954

L’armatura longitudinale predisposta per tutti e tre i tipi di pulvino è 10F20 superiori e inferiori.


Ponte della Priula

56

Elementi senza armatura trasversale VSdx (KN)

% armatura longitudinale ρ 0.0014

Tensione media di compressionein codizione non sismica cp (N/mm2) 0.00 VEdx (KN)

Tensione media di compressionein condizione sismica cp (N/mm2) 0.00

Resistenza a taglio in condizione non sismicaVRd,x (kN) 702.93

Verifica VRd,x > VSd,xNon soddisfatta armare

a taglio

Resistenza a taglio in condizione sismicaVRd,x (kN) 702.93

Verifica VRd,x > VSd,xSoddisfatta non serve

armatura a taglio

Verifica armatura longitudinaleArea ferro teso As (mm2) 3142

Forza resistente a trazione Asfyd (kN) 1229Asfyd > max(VSd,VEd) Non soddisfatta

Elementi con armatura trasversale - Taglio x-x

n° 0 φ (mm) 16

passo (cm) 25 (°) 45Afp(cm2/passo) 0.00 Afp(cm2/m) 0.00

Ast(cm2/passo) 6.79 Ast(cm2/m) 33.93

Ast,min(cm2/m) 21.19αc 1 f'cd 8.23

cotgθ (calcolo) 3.33 (°) 16.7

cotgθ (assunto) 2.50 (°) 21.8

VRsd (kN) 3369.61 VRcd (kN) 5618.65VRdu (kN) 3369.61

Resistenza a taglio in condizione non sismicaVerifica VRd,x > VSd,x Soddisfatta

Resistenza a taglio in condizione sismicaVerifica VRd,x > VEd,x Soddisfatta


VERIFICA A TAGLIO agli SLU1683.0


Staffe

Ferri piegati

Vrdu [kN] 3340

Vsd [kN] 1044

L’armatura trasversale di staffatura predisposta per tutti e tre i tipi di pulvino è F12/6braccia passo

20cm.

6.7.2. VERIFICA OPERE DI FONDAZIONE-PALI.

Per il dimensionamento e le verifiche delle opere fondazionali sono stati considerati gli scarichi forniti

dal modello agli elementi finiti. Per tutte le verifiche è stato preso come fattore di correlazione x per la

determinazione della resistenza caratteristica in funzione del numero di verticali indagate (vedi tab

6.4.IV) il valore pari a 1,55.


Ponte della Priula

57

Le opere fondazionali vengono realizzate con due serie di pali:

Pali del pulvino: “pila magra”, “pila-spalla”, “spalla”

Per il sostegno del pulvino e delle azioni derivanti dall’impalcato si considerano una serie di pali

trivellati, del diametro di 620mm, di lunghezza L=21.00m.

A causa della presenza di numerosi vuoti all'interno del pozzo di fondazione si impiegano pali con

camicia esterna in acciaio dello spessore di 20mm per evitare la dispersione del fango bentonitico.

Si riporta di seguito la verifica della palificata.


Ponte della Priula

58

CA

LC

OL

O P

OR

TA

TA

MIC

RO

PA

LO

- M

ET

OD

O T

ER

ZA

GH

I-P

EC

K

UT

ILIZ

ZO

FO

RM

UL

E S

TA

TIC

HE

- 9

.3.1

Co

lom

bo

-co

lle

sell

i

FA

TT

OR

IZZ

AT

O M

1

ST

RA

TO

Dm

ed

sp.

stra

tC

uC

u' (

0.7

5)

k

tg(

)

H

2O

'

'v0

Øre

sop

p p

alo

Ala

tA

sez

DA

[m

]A

[m

][m

][m

][k

N/m

2][k

N/m

2][°

][k

N/m

3]

[kN

/m3]

[kN

/m3]

[kN

/m2]

[m]

[kN

]m

2m

2co

esiv

oin

coe

rent

e

11

.00

6.0

03

.50

5.00

0.0

00.

00

0.0

000

37.0

00

.70

0.75

20.

000.

00

20.0

050

.00

0.6

203

7.7

29.

730.

30

025

7

26

.00

13.0

09

.50

7.00

0.0

00.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

90.0

00.

620

52

.81

13.

630.

30

060

1

313

.00

14.0

01

3.5

01.

000.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

130

.00

0.6

207

.54

1.95

0.3

00

124

40

.00

0.0

00

.00

0.00

0.0

00

.000

00

.00

0.0

00.

000.

000.

00

0.0

01

35.0

00.

620

0.0

00.

000.

30

00

982

Dm

ed

sp.

stra

tC

uC

u' (

0.7

5)

k

tg(

)

H

2O

'

'v0

Øre

sop

p p

alo

Ala

tA

sez

DA

[m

]A

[m

][m

][m

][k

N/m

2][k

N/m

2][°

][k

N/m

3]

[kN

/m3]

[kN

/m3]

[kN

/m2]

[m]

[kN

]m

2m

2co

esiv

oin

coe

rent

eco

esiv

oin

coer

ente

PU

NT

A0

.00

0.0

00.

00

0.0

00

.00

35.0

00

.70

0.00

0.00

0.0

00

.00

130

.00

0.6

29

8.0

70.

000.

30

2,35

4

2,3

54

FATTORIZZA

TO M

2

ST

RA

TO

Dm

ed

sp.

stra

tC

uC

u' (

0.7

5)

k

tg(

)

H

2O

'

'v0

Øre

sop

p p

alo

Ala

tA

sez

DA

[m

]A

[m

][m

][m

][k

N/m

2][k

N/m

2][°

][k

N/m

3]

[kN

/m3]

[kN

/m3]

[kN

/m2]

[m]

[kN

]m

2m

2co

esiv

oin

coe

rent

e

11

.00

6.0

03

.50

5.00

0.0

00.

00

0.0

000

37.0

00

.70

0.60

20.

000.

00

20.0

050

.00

0.6

203

7.7

29.

730.

30

020

5

26

.00

13.0

09

.50

7.00

0.0

00.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.56

20.

001

0.0

010

.00

90.0

00.

620

52

.81

13.

630.

30

048

1

313

.00

14.0

01

3.5

01.

000.

00

0.0

00

.000

035

.00

0.7

00.

562

0.00

10.

00

10.0

01

30.0

00.

620

7.5

41.

950.

30

09

9

40

.00

0.0

00

.00

0.00

0.0

00.

00

0.0

000

0.0

00

.00

0.00

0.00

0.0

00

.00

135

.00

0.6

200

.00

0.00

0.3

00

0

786

Dm

ed

sp.

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0.7

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N/m

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[kN

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[kN

/m3]

[kN

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[m]

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2co

esiv

oin

coe

rent

eco

esiv

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coer

ente

PU

NT

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00.

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00

.00

35.0

00

.70

0.00

0.00

0.0

00

.00

130

.00

0.6

29

8.0

70.

000.

30

2,35

4

2,3

54

Qlim

TO

TA

LE [

kg]

3,3

36

982

PR

OF

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D.

DA

P.C

.Q

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[kN

]

Qlim

PU

NT

A [

kg]

2,35

4

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OF

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D.

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.

Qlim

TO

TA

LE [

kg]

2,35

43

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PR

OF

ON

D.

DA

P.C

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[kN

]

786

PR

OF

ON

D.

DA

P.C

.Q

lim P

UN

TA

[kg

]


Ponte della Priula

59

Geometria del palo

Diametro 0.62

Lunghezza 21

Tipo di palo

trivellato x

infisso

palo ad elica

psi 1 1.55

psi 2 1.55

Resistenza later Fattorizzata M1 633.504256

Resistenza di Punta Fattorizzata M1 1,519

Resistenza TOTALE 2,152

Resistenza later Fattorizzata M2 507

Resistenza di Punta Fattorizzata M2 1,519

Resistenza TOTALE 2,025

Ndtot 9507

n°pali 6 N palo 1584.5 soddisfatto

Pali del cordolo di fondazione, “pila magra”

Si è ipotizzato ai fini del calcolo che i pali del pulvino siano in grado di portarsi tutti i carichi

dell'impalcato e quindi che i rimanenti pali di fondazione, posti in corrispondenza del cordolo

perimetrale, portino esclusivamente il peso della pila e quota parte del pozzo. E’ stato scelto di

affidare alla palificata di fondazione il 50% del peso del pozzo in quanto il restante 50% è assorbito

per attrito laterale e di base del pozzo stesso.

Si riporta di seguito la verifica della palificata relativa alla sezione della “pila magra”:


Ponte della Priula

60

CA

LC

OL

O P

OR

TA

TA

MIC

RO

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N/m

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[kN

/m3]

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[m]

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2m

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35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

35.0

00.

263

9.4

75.

770.

05

09

9

27

.00

11.0

09

.00

4.00

0.0

00.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

58.5

00.

263

5.4

13.

300.

05

09

5

311

.00

12.0

01

1.5

01.

000.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

83.5

00.

263

1.3

50.

820.

05

03

4

40

.00

0.0

00

.00

0.00

0.0

00

.000

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.00

0.0

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000.

000.

00

0.0

088

.50

0.2

630

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0.00

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50

0

227

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[kN

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263

16

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527

1

271

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[kN

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[kN

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[kN

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2m

2co

esiv

oin

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0.56

20.

001

0.0

010

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00.

263

9.4

75.

770.

05

07

9

27

.00

11.0

09

.00

4.00

0.0

00.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.56

20.

001

0.0

010

.00

58.5

00.

263

5.4

13.

300.

05

07

6

311

.00

12.0

01

1.5

01.

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00

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00

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00

182

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[m

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[kN

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[kN

/m3]

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[kN

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2m

2co

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coe

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eco

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0.00

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00

.00

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00.

263

16

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0.00

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527

1

271

Qlim

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kg]

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Qlim

TO

TA

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kg]

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D.

DA

P.C

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lim L

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[kN

]

182

PR

OF

ON

D.

DA

P.C

.Q

lim P

UN

TA

[kg

]


Ponte della Priula

61

Geometria del palo

Diametro 0.25

Lunghezza 12

Tipo di palo

trivellato x

infisso

palo ad elica

psi 1 1.55

psi 2 1.55

Resistenza later Fattorizzata M1 146.613718

Resistenza di Punta Fattorizzata M1 175

Resistenza TOTALE 321

Resistenza later Fattorizzata M2 117

Resistenza di Punta Fattorizzata M2 175

Resistenza TOTALE 292

Ndtot 15912

n°pali 60 N palo 265.2 soddisfatta

Pali cordolo di fondazione, “pila-spalla”

Per le “pile spalla” si prevede lo stesso tipo di intervento della “pila magra” con l’aggiunta di ulteriori

pali di fondazione in corrispondenza del cordolo perimetrale per un totale di 68 pali, essendo questa

di dimensioni maggiori.


Ponte della Priula

62

CA

LC

OL

O P

OR

TA

TA

MIC

RO

PA

LO

- M

ET

OD

O T

ER

ZA

GH

I-P

EC

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ILIZ

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RM

UL

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TIC

HE

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.3.1

Co

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/m3]

[kN

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[kN

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20.

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35.0

00.

263

9.4

75.

770.

05

09

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27

.00

11.0

09

.00

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0.0

000

35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

58.5

00.

263

5.4

13.

300.

05

09

5

311

.00

12.0

01

1.5

01.

000.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

83.5

00.

263

1.3

50.

820.

05

03

4

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0.0

00

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00.

000.

000.

00

0.0

088

.50

0.2

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227

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/m3]

[kN

/m3]

[kN

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[m]

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2co

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oin

coe

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eco

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83.5

00.

263

16

.23

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527

1

271

FATTORIZZA

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35.0

00

.70

0.56

20.

001

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010

.00

35.0

00.

263

9.4

75.

770.

05

07

9

27

.00

11.0

09

.00

4.00

0.0

00.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.56

20.

001

0.0

010

.00

58.5

00.

263

5.4

13.

300.

05

07

6

311

.00

12.0

01

1.5

01.

000.

00

0.0

00

.000

035

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00.

562

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00

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[kN

/m3]

[kN

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[m]

[kN

]m

2m

2co

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coe

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coer

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PU

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00

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00.

263

16

.23

0.00

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527

1

271

Qlim

TO

TA

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kg]

271

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D.

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P.C

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D.

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Qlim

TO

TA

LE [

kg]

498

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PR

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D.

DA

P.C

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]

Qlim

PU

NT

A [

kg]

271

PR

OF

ON

D.

DA

P.C

.


Ponte della Priula

63

Pali cordolo di fondazione, “spalla”

Per le due spalle si prevede lo stesso tipo di intervento eseguito sulle pile. In questo caso vengono

impiegati 26 pali. Di seguito si riporta la verifica della palificata:


Ponte della Priula

64

CA

LC

OL

O P

OR

TA

TA

MIC

RO

PA

LO

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[m

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][m

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N/m

2][k

N/m

2][°

][k

N/m

3]

[kN

/m3]

[kN

/m3]

[kN

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[m]

[kN

]m

2m

2co

esiv

oin

coe

rent

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0.0

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35.0

00

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0.70

20.

001

0.0

010

.00

35.0

00.

263

9.4

75.

770.

05

09

9

27

.00

11.0

09

.00

4.00

0.0

00.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

58.5

00.

263

5.4

13.

300.

05

09

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311

.00

12.0

01

1.5

01.

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00

0.0

000

35.0

00

.70

0.70

20.

001

0.0

010

.00

83.5

00.

263

1.3

50.

820.

05

03

4

40

.00

0.0

00

.00

0.00

0.0

00

.000

00

.00

0.0

00.

000.

000.

00

0.0

088

.50

0.2

630

.00

0.00

0.0

50

0

227

Dm

ed

sp.

stra

tC

uC

u' (

0.7

5)

k

tg(

)

H

2O

'

'v0

Øre

sop

p p

alo

Ala

tA

sez

DA

[m

]A

[m

][m

][m

][k

N/m

2][k

N/m

2][°

][k

N/m

3]

[kN

/m3]

[kN

/m3]

[kN

/m2]

[m]

[kN

]m

2m

2co

esiv

oin

coe

rent

eco

esiv

oin

coer

ente

PU

NT

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.00

0.0

00.

00

0.0

00

.00

35.0

00

.70

0.00

0.00

0.0

00

.00

83.5

00.

263

16

.23

0.00

0.0

527

1

271

FATTORIZZA

TO M

2

ST

RA

TO

Dm

ed

sp.

stra

tC

uC

u' (

0.7

5)

k

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)

H

2O

'

'v0

Øre

sop

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alo

Ala

tA

sez

DA

[m

]A

[m

][m

][m

][k

N/m

2][k

N/m

2][°

][k

N/m

3]

[kN

/m3]

[kN

/m3]

[kN

/m2]

[m]

[kN

]m

2m

2co

esiv

oin

coe

rent

e

10

.00

7.0

03

.50

7.00

0.0

00.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.56

20.

001

0.0

010

.00

35.0

00.

263

9.4

75.

770.

05

07

9

27

.00

11.0

09

.00

4.00

0.0

00.

00

0.0

000

35.0

00

.70

0.56

20.

001

0.0

010

.00

58.5

00.

263

5.4

13.

300.

05

07

6

311

.00

12.0

01

1.5

01.

000.

00

0.0

00

.000

035

.00

0.7

00.

562

0.00

10.

00

10.0

083

.50

0.2

631

.35

0.82

0.0

50

27

40

.00

0.0

00

.00

0.00

0.0

00.

00

0.0

000

0.0

00

.00

0.00

0.00

0.0

00

.00

88.5

00.

263

0.0

00.

000.

05

00

182

Dm

ed

sp.

stra

tC

uC

u' (

0.7

5)

k

tg(

)

H

2O

'

'v0

Øre

sop

p p

alo

Ala

tA

sez

DA

[m

]A

[m

][m

][m

][k

N/m

2][k

N/m

2][°

][k

N/m

3]

[kN

/m3]

[kN

/m3]

[kN

/m2]

[m]

[kN

]m

2m

2co

esiv

oin

coe

rent

eco

esiv

oin

coer

ente

PU

NT

A0

.00

0.0

00.

00

0.0

00

.00

35.0

00

.70

0.00

0.00

0.0

00

.00

83.5

00.

263

16

.23

0.00

0.0

527

1

271

Qlim

TO

TA

LE [

kg]

271

453

PR

OF

ON

D.

DA

P.C

.Q

lim L

AT

[kN

]

182

PR

OF

ON

D.

DA

P.C

.Q

lim P

UN

TA

[kg

]

Qlim

TO

TA

LE [

kg]

498

227

PR

OF

ON

D.

DA

P.C

.Q

lim L

AT

[kN

]

Qlim

PU

NT

A [

kg]

271

PR

OF

ON

D.

DA

P.C

.


Ponte della Priula

65

6.7.3. VERIFICA PILA.

Si riporta di seguito la verifica a flessione della “pila magra” per sollecitazione composta di Mx ed My:








ø ferri compressi ' (mm) MSdy (KNm)

n° ferri compressi n' MSdx (KNm)

d' d' (mm) 1585


ø ferri tesi (mm) MEdy (KNm)

n° ferri tesi n MEdx (KNm)













4758.00


9990.50

7845.50

4054.00

7858.50

1450.00


1

0.000.00


3

0.00

0.00

0.00

0.00

2

3

0.00

0.00

0.00

0.00

0.00

1

2

0.00


Ponte della Priula

66

VERIFICA A PRESSO-FLESSIONE y-y agli SLU

-50000

0

50000

100000

150000

200000

250000

300000

350000

400000

450000

-100000 0 100000 200000 300000 400000 500000 600000 700000 800000 900000

NRd (kN)

MR

d x

-x (

kNm

)

Nsd [kN] 4054

Msd,y [kNm] 7859

Mrd,y [kNm] 58009

Msd,x [kNm] 9991

Mrd,x [kNm] 36458

La verifica effettuata risulta essere la più gravosa in quanto si sono combinati gli effetti sollecitanti

massimi con la sezione resistente minima (pila magra). Nel caso della “pila-spalla” infatti, i pali del

diametro di 620mm sono distanziati maggiormente tra di loro nella direzione debole della pila e

forniscono così un contributo maggiore di momento resistente.

relazione di calcolo strutture -...

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