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Prima di procedere con la cucitura delle due parti sono stati impressi cedimenti nella pila 7 e
10 (prima ed ultima) per imporre l’orizzontalità fra le due parti di travata. Segue schema:
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Questo schema di montaggio genera evidenti conseguenze nel calcolo delle sollecitazioni
nelle varie fasi costruttive.
E’ evidente, difatti, come il peso proprio del viadotto sia supportato da due strutture
isostatiche sconnesso fino a quando non si cuce il concio centrale. Il concio centrale non ha
dimensioni note ma si è potuto stimare dalle immagini che abbia una lunghezza di circa 5
metri.
Tale concio quindi viene modellato come un carico concentrato gravante per metà sulla
travata lato Salerno e per l’altra metà sulla campata lato Reggio Calabria.
Ne prossimi capitoli si riporterà il modello agli elementi finiti nonché le sollecitazioni
derivanti da tale schema di montaggio.
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MATERIALI
Il lavoro seguente interessa esclusivamente l’impalcato nel tratto delle grandi luci, pertanto
è di interesse conoscere le caratteristiche degli elementi costituenti il cassone in acciaio a
lastra rinforzata.
Le caratteristiche dei materiali sono state ricavate da numerosi articoli che sono usciti nel
corso del tempo nei quali si riporta anche la provenienza. Difatti è evidenziato come l’acciaio
sia stato fornito dalle acciaierie Falk sottolineando come tale fornitura fosse quindi garantita
in termini di qualità del materiale posto in opera.
MATERIALI STRUTTURE ESISTENTI
Strutture principali:
Profilati in Fe 52 B UNI 5334/64 σadm = 200 MPa
Lamiere in Fe 52 B UNI 5335/64 σadm = 220 MPa
Strutture secondarie:
Profilati in Fe 42 B UNI 5334/64 σadm = 150 MPa
Lamiere in Fe 42 B UNI 5335/64 σadm = 160 MPa
Saldature:
Elettrodi NUFE V° Gruppo
Collegamenti:
Tra strutture principali e secondarie con bulloni A.R. acciaio 10K con dadi 8G
eq=185 MPA
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MATERIALI NUOVE STRUTTURE
Per quanto riguarda questi materiali ovviamente questi sono dati di progetto. Si è scelto un
tipo d’acciaio tipico per le opere di questo genere sia in termini di resistenza che di
resilienza.
Acciaio tipo S355J2G3 EN 10025, per elementi saldati
Acciaio tipo S355J0 EN 10025, per elementi non saldati
Bulloni A.R.:
o viti: 10.9 UNI 5712
o dadi: 10 UNI 5713
o rosette acciaio C50 EN 10083 ( HRc 32‐40 )
TENSIONI DI CALCOLO
ACCIAIO TIPO S355J2G3 E S355J0 (FE 52B PRECEDENTI):
In base alle prescrizioni di normativa (NTC ‐ § 4.2.4.1.1 e 11.3.4.1) si è adottato:
Coefficiente di Poisson: ν = 0,3
Tensione caratteristica di snervamento fyk = 355 MPa .
Tensione caratteristica di rottura ftk = 490 MPa .
Tensione di snervamento di progetto (secondo la Tab. 4.2.V):
con γm1 = 1,05 quindi fyd = 338 MPa (elementi inflessi)
con γm1 = 1,10 quindi fyd = 323 MPa (resistenza all’instabilità delle membrature di
ponti stradali e ferroviari)
Tensione di rottura di progetto (secondo la Tab. 4.2.XII):
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con γm2 = 1,25 quindi ftd = 392 MPa (verifica unioni con fori). Es = 210000 MPa .
ACCIAIO TIPO S275 (FE 52B PRECEDENTI):
In base alle prescrizioni di normativa (NTC ‐ § 4.2.4.1.1 e 11.3.4.1) si è adottato:
Coefficiente di Poisson: ν = 0,3
Tensione caratteristica di snervamento fyk = 275 MPa .
Tensione caratteristica di rottura ftk = 390 MPa .
Tensione di snervamento di progetto (secondo la Tab. 4.2.V):
con γm1 = 1,05 quindi fyd = 261.9 MPa (elementi inflessi)
con γm1 = 1,10 quindi fyd = 250 MPa (resistenza all’instabilità delle membrature di
ponti stradali e ferroviari)
Tensione di rottura di progetto (secondo la Tab. 4.2.XII):
con γm2 = 1,25 quindi ftd = 312 MPa (verifica unioni con fori).
Es = 210000 MPa .
BULLONI A.R. CLASSE 10.9
Le unioni sono state realizzate utilizzando bulloni normali del tipo 10.9 (NTC ‐ § 11.3.4.6.1):
Tensione caratteristica di snervamento fyk = 900 MPa .
Tensione caratteristica di rottura: ftb = 1000 MPa .
Tensione di rottura di progetto (secondo la Tab. 4.2.XII) :
, con γm2 = 1,25 quindi ftb,d = 400 MPa (bulloni).
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NORMATIVA ADOTTATA PER L‘INTERVENTO
La normativa di riferimento adottata è il recente Testo unico delle costruzioni (D.M. 14
gennaio 2008) ed in conformità ad esso sono state adottate le prescrizioni dell’Eurocodice
aggiornato all’Agosto 2007 e della Circolare relativa a D.M. 14/1/2008 (Circolare 2 febbraio
2009 n. 617).
E’ da evidenziare come le indicazioni fornite nella normativa o nella circolare esplicativa in
alcuni casi siano risultate insufficienti o mancanti e pertanto si è deciso di adottare tout‐
court le indicazioni fornite o nell’Eurocodice o nella letteratura di riferimento (con l’elenco
dei testi di riferimento indicato nel capitolo finale della bibliografia).
Per poter conoscere il tasso di lavoro dell’impalcato è stata effettuata un’analisi utilizzando
la normativa del periodo in cui il ponte è stato costruito, ovvero la Circ. Min. LL. PP. C.s. 384
del 14 febbraio 1962 (visibile in allegato e descritta in dettaglio nel capitolo seguente).
Tabella 1: Normativa e letteratura tecnica adottata nel progetto ad integrazione del NTC 2008
Argomento Titolo documento di riferimento Norma
Azioni sulle strutture Eurocodice 1:
Parte 2: carichi da traffico sui ponti;
UNI‐EN 1991‐2:2005
Qualità acciaio strutturale
Sistemi di designazione degli acciai:
Parte 2: Caratteristiche dei prodotti di acciai
per la costruzione
UNI EN 10027
Regole per la realizzazione
delle unioni saldate
CNR 11001/62
Codice di pratica per la preparazione dei
lembi nella saldatura per fusione di strutture
di acciaio
CNR 11001/1962
Verifica lastre di acciaio
Eurocodice 3:
Parte 5: Progettazione delle strutture di
acciaio – Elementi strutturali a lastra
UNI‐EN 1993‐1‐
5:2007
CNR 10030/87: CNR ‐ 10030/87
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Anime irrigidite di travi a parete piena
Verifiche a fatica elementi
in acciaio
Eurocodice 3:
Parte 9: Progettazione delle strutture di
acciaio – Fatica
UNI‐EN 1993‐1‐
9:2007
* Le verifiche sono effettuate con la metodologia agli stati limite in quanto per i ponti
stradali è vietato l'utilizzo delle tensioni ammissibili (NTC2008 – 5.1.4.8). Altre normative
sono state utilizzate esclusivamente come termini di confronto e a fini esclusivamente
scientifici.
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ANALISI DEI CARICHI
TIPOLOGIE AGENTI
I carichi che gravano sul ponte e le azioni che possono agire nella sua vita utile sono i
seguenti:
Azioni permanenti:
o Peso proprio della struttura
o Sovraccarico permanente
o Spinta dei rilevati d’accesso, sottospinte idrauliche, ecc
Azioni legate al transito del carico utile
o Sovraccarico accidentale
o Effetto dinamico del sovraccarico accidentale
o Forza di frenatura
o Urti su parapetti e sicurvia
Azioni dovute al vento
o Spinta del vento (statica)
o Azioni dinamiche
Azioni senza forze esterne
o Stati di coazione propriamente detti (precompressione, ecc)
o Effetti termici
o Ritiro
o Viscosità
o Cedimenti vincolari
o Attrito nei vincoli
Azioni dovute all’ostacolo sovrappassato
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o Spinta dell’acqua
o Spinta del ghiaccio
o Urto di mezzi o natanti
o Movimenti franosi
Sisma
o Azioni dinamiche sulle strutture
o Modifica dei terreni di fondazione
o Azioni dinamiche su terreni o liquidi interagenti con le strutture
Nel caso in esame si sono analizzati esclusivamente i carichi agenti sull’impalcato nel tratto
delle grandi luci, pertanto sono stati considerati:
Azioni permanenti:
o Peso proprio della struttura
o Sovraccarico permanente
Azioni legate al transito del carico utile
o Sovraccarico accidentale
o Effetto dinamico del sovraccarico accidentale
o Forza di frenatura
o Urti su parapetti e sicurvia
Azioni dovute al vento
o Spinta del vento (statica)
Azioni senza forze esterne
o Stati di coazione propriamente detti (precompressione, ecc)
o Effetti termici
o Cedimenti vincolari
o Attrito nei vincoli
Sisma
Il ritiro e la viscosità sono fenomeni tipici del calcestruzzo che non è presente nell’impalcato
nel tratto considerato.
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Studi geotecnici sulle fondazioni delle pile (rinforzate con un corposo intervento nel 1999)
hanno mostrato come la valle presenti caratteristiche meccaniche molto buone a causa della
natura rocciosa degli elementi, pertanto sono da escludersi movimenti franosi.
Il fiume Lao è inoltre descritto da un regime idrico tale da non interessare la sezione alla
base delle pile, essendo l’alveo posto nel baratro ad una profondità ragionevole.
Il sisma è stato considerato esclusivamente per alcuni effetti sulla deformata globale
dell’impalcato nella direzione Y ma il suo contributo ai fini delle sollecitazioni globali si è
potuto ragionevolmente considerare modesto.
DETTAGLI
SOVRACCARICHI PERMANENTI
Tra i sovraccarichi permanenti si annoverano il peso della pavimentazione stradale, dei
marciapiedi, sicurvia, parapetti, ecc .
SOVRACCARICHI ACCIDENTALI
Le azioni variabili principali agenti sul ponte sono quelle legate al transito del carico utile.
Il tipo ed il numero di veicoli il cui peso va considerato nei calcoli di un ponte sono specificati
dalle norme dei vari paesi. I ponti vengono divisi ovunque in classi o categorie a seconda
dell’importanza della strada servita e quindi a seconda dell’entità dei carichi massimi che
vanno considerati.
Preliminarmente vanno individuate le corsie ideali in cui si può suddividere il ponte, il cui
numero può non coincidere con quelle effettive.
I carichi vengono in genere dati come ripartiti a m2 di impalcato, ovvero a metro lineare
lungo l’asse di ciascuna corsia con in più la possibilità di avere su una corsia un carico isolato
molto forte la cui posizione andrà scelta utilizzando le linee di influenza in modo da avere le
condizioni più gravose. Questo tipo di approccio è sostanzialmente “deterministico” in
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quanto viene fissato il valore dei carichi massimi sotto il cui effetto deve essere garantita la
stabilità dell’opera, cioè un sufficiente margine di sicurezza rispetto agli stati limiti.
In realtà andrebbero tenute presenti altre considerazioni di tipo statistico quali:
a) La probabilità che il ponte o una parte di esso sia interamente interessato dai carichi
accidentali decresce al crescere della lunghezza del tratto caricato
b) Maggiore è il numero delle corsie e minore è la probabilità che esse siano tutte
caricate contemporaneamente
c) La frequenza dei carichi, avrà una distribuzione statistica di questo tipo:
Figura 21: Distribuzione statistica pesi carichi transitanti [1]
Le osservazioni a) e b) trovavano riscontro nelle norme precedenti che assegnavano a
ciascuna corsia, oltre ad un carico uniformemente ripartito, un mezzo pesante isolato, il cui
effetto decresce al crescere della luce del ponte oltre ad un’esplicita riduzione dei carichi con
l’aumentare delle corsie caricate. Nella norma attuale il primo effetto è stato condensato
nell’indicazione del carico di progetto e non c’è più quindi un esplicito riferimento alla luce.
Per ciò che riguarda l’effettivo spettro di carico, si ha attualmente un riflesso implicito a
livello normativo nella scelta dei coefficienti da applicare nella combinazione delle azioni.
Inoltre, proprio per tenere conto del basso numero di ripetizioni dei carichi massimi, le
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norme prescrivono che le verifiche a fatica vengano effettuate considerando carichi ridotti
rispetto ai massimi previsti.
EFFETTI DINAMICI DEL SOVRACCARICO ACCIDENTALE
Un veicolo che transita con una certa velocità v su di un ponte induce delle azioni di natura
dinamica che in genere sono superiori a quelle che si avrebbero se lo stesso carico fosse
applicato al ponte staticamente.
Questo problema, che non si poneva per i vecchi ponti in muratura percorsi da carichi
accidentali molto lenti e relativamente leggeri (come i carri a trazione animale), è stato
studiato fin dall’800, quando l’avvento della ferrovia e dei ponti in acciaio portò al transito di
carichi veloci con pesi dello stesso ordine di grandezza di quelli delle strutture su cui
transitavano.
I parametri che influenzano maggiormente il fenomeno sono:
1) Le caratteristiche proprie del ponte o dell’elemento strutturale che si sta esaminando
(schema statico, massa, ecc…)
2) Le caratteristiche dinamiche dei veicoli (massa, caratteristiche elastoviscose di
sospensioni e pneumatici)
3) Le caratteristiche della pavimentazione (rugosità e irregolarità singolari)
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Figura 22: Considerazioni sulle caratteristiche dinamiche di alcuni ponti analizzati [1]
Per quanto riguarda il primo punto, l’esame di molti ponti esistenti ha mostrato come la
frequenza fondamentale sia un utile parametro rappresentativo di ponti simili tra loro.
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Figura 23: Incrementi dinamici per tipologia di convoglio [1]
Tale parametro è strettamente correlato alla luce delle campate. Studi effettuati consentono
di rilevare, nel caso di carico isolato, maggiorazioni della sollecitazione flettente dell’ordine
dell’80% per pavimentazione “buona” e del 150% per rugosità “media”.
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Figura 24: Incrementi dinamici dovuti alla rugosità della pavimentazione
Valori più bassi si hanno invece nel caso di un convoglio di carichi, poiché si ha uno
sfasamento nell’eccitazione dovuta ai singoli assi dei veicoli; si nota inoltre che l’incremento
dinamico è meno influenzato dalla frequenza fondamentale, ovvero dalla luce del ponte.
Gli incrementi dinamici relativi agli effetti locali risultano invece fortemente dipendenti dal
tipo di pavimentazione e dalle irregolarità concentrate eventualmente presenti. I
regolamenti precedenti consideravano questi effetti definendo un coefficiente di incremento
dinamico φ con il quale moltiplicare il valore statico del carico da impiegare nella verifica in
esame, effetto condensato nella definizione dell’entità dei carichi per quanto riguarda
l’attuale norma.
LE FORZE DI FRENATURA (O DI ACCELERAZIONE) E CENTRIFUGA
Sono azioni orizzontali trasmesse alla pavimentazione stradale (ovvero ai binari) ed hanno
interesse principalmente per il dimensionamento degli apparecchi d’appoggio e degli
elementi verticali (pile e spalle) con relative fondazioni.
La forza di frenatura agisce parallelamente all’asse longitudinale del ponte e viene data in
genere come percentuale del carico accidentale. Essa viene trasmessa alle pile ed alle spalle
solo attraverso appoggi “fissi”.
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La forza centrifuga si ha solo nei ponti in curva di raggio R ed agisce ortogonalmente all’asse
del ponte. Nelle norme sono suggerite formule del tipo (forza per unità di lunghezza):
Essendo V la velocità di progetto ed “a” una costante.
La forza centrifuga viene trasmessa alla sottostruttura da tutti quegli apparecchi di appoggio,
siano essi fissi o mobili, che impediscono gli spostamenti trasversali all’asse del ponte.
AZIONI SUI PARAPETTI E SUI SICURVIA
Queste azioni vengono date come forze statiche orizzontali applicate ad un’altezza stabilita.
Esse portano in genere a rinforzi locali della struttura in corrispondenza dei montanti di
questi elementi oltre, naturalmente, al dimensionamento dei montanti stessi.
VENTO
Le azioni dovute al vento risultano più onerose nel caso di grandi luci, ovvero di altezze
notevoli delle pile. Essa viene di norma schematizzata come una forza statica orizzontale che
agisce su tutta la superficie investita dell’opera più una eventuale fascia convenzionale al di
sopra del piano viario che rappresenta l’ingombro del carico viario, quando presente.
La direzione del vento viene abitualmente considerata orizzontale e ortogonale all’asse del
ponte.
Il vento esercita anche azioni dinamiche che sono però trascurabili poiché non si è nel caso
di strutture molto snelle o di ponte sospeso e quindi non c’è la seria possibilità dell’insorgere
di vibrazioni indotte per fenomeni aerodinamici del tipo di quelli che si hanno nelle ali degli
aerei.
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CEDIMENTI DEI VINCOLI
Al contrario delle strutture isostatiche, nelle strutture iperstatiche, come quella in esame, il
cedimento di un vincolo genera uno stato di sollecitazione nell’intera struttura. Il cedimento
di uno o più vincoli nei viadotti può essere sia voluto che non.
Cedimenti non voluti sono quelli, spesso inevitabili, che si generano a causa di cedimenti
fondali. I cedimenti interessano quindi le fondazioni delle pile che a loro volta generano un
differente schema statico anche per l’impalcato.
Tale situazione viene difatti discussa ampiamente sull’articolo pubblicato sulla rivista
“L’ingegnere libero professionista” nel quale si parla dei possibili cedimenti differenziali fra le
due pile intermedie del viadotto a causa della differente natura dei terreni sui quali fondano
le due pile. Tale problema venne risolto utilizzando due tipi di fondazioni differenti (la pila 7
è fondata su pali) e con numerosi interventi di miglioramento delle caratteristiche dei terreni
quali iniezioni di boiacca cementizia ed altri già all’avanguardia per l’epoca.
Cedimenti voluti sono rappresentati da quei cedimenti vincolari che si imprimono nei vincoli
per generare un determinato stato di sollecitazione nella struttura. Tale accorgimenti
costruttivi si usano quando si vuole determinare un diagramma dei momenti più favorevole
in certe zone già molto sollecitate per aggravarne lo stato di sollecitazione di zone meno
sollecitate.
Ad esempio per una struttura iperstatica su quattro appoggi, trascurando le considerazioni
sul primo tratto in curva, si ha che un abbassamento di entrambi i vincoli intermedi genera
una diminuzione dei momenti negativi, ossia una diminuzione delle sollecitazioni sulle
sezioni d’appoggio, ed un aggravamento della sezione di mezzeria della campata centrale.
Ossia una situazione di sotto riportata:
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Figura 25: Diagramma dei momenti di una struttura su quattro appoggi soggetta a cedimenti vincolari
Nel caso specifico un cedimento di entrambi i vincoli centrali può essere, e sicuramente è
stato, concepito per generare un diagramma dei momenti più favorevoli.
Più avanti si discuterà di questa situazione più approfonditamente riportando anche i
diagrammi dei momenti per la struttura a seguito di tali cedimenti.
Questa situazione risulta, come di seguito verrà dimostrato, favorevole per la distribuzione
delle sollecitazione nella struttura e del conseguente sfruttamento dei materiali.
Purtroppo non essendo state trovate in letteratura informazioni riguardanti tal procedura
non si è potuto fare alcuna assunzione sull’entità dei cedimenti.
EFFETTI TERMICI
L’effetto delle escursioni termiche giornaliere su elementi strutturali con diversa inerzia
termica, l’irraggiamento solare, l’effetto del vento ed altre cause climatiche locali possono
portare sia a distribuzioni di temperatura non uniformi all’interno di una stessa sezione che a
temperature medie diverse in elementi strutturali di uno stesso ponte.
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NORMA DEL 1962
Nello studio e nella progettazione di un’opera esistente la prima operazione da effettuare è
la valutazione della sicurezza dell’opera allo stato attuale.
A tale scopo sono necessarie una serie di operazioni che si inquadrano in un quadro logico
del tipo:
Le informazioni sono reperibili da varie fonti. Prime fra tutti le indagini visive e strumentali
sull’opera stessa, altresì si possono rintracciare i disegni strutturali e le relazioni di calcolo
originali nonché relazioni di indagini precedenti. Altra fonte di notevole utilità è lo studio
delle normative vigenti all’epoca.
Nonostante si tratti di un’opera pubblica di notevoli dimensioni tra l’altro facente parte di
un’opera altrettanto grande ed importante quale l’Autostrada Salerno ‐ Reggio Calabria, il
materiale originale è scarso.
Raccolta informazioni sull'opera
Valutazione dell'affidabilità
Conclusioni
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E’ stato però possibile ottenere delle foto e delle relazioni sull’ispezione visiva e sui rilievi
effettuati in precedenti lavori nonché degli elaborati grafici digitali dell’impalcato in tutte le
sue parti e delle indicazioni sui materiali in opera.
A questo materiale si è aggiunto lo studio della Normativa vigente al’epoca della
realizzazione del viadotto (1969).
Al fine di valutare la sicurezza dell’opera durante la sua storia si è proceduto a quattro
differenti analisi che fanno riferimento a quadri normativi ed a stati dell’impalcato differenti.
La prima analisi svolta consiste nella verifica del viadotto utilizzando le normative in uso
all’epoca della progettazione dell’opera andando quindi a simulare il lavoro svolto all’epoca
dal progettista. Si è eseguita quindi una verifica dell’impalcato considerando i materiali così
come in opera e le azioni imposte dalla normativa dell’epoca.
La norma in vigore all’epoca era la Circolare del Ministero dei Lavori Pubblici (oggi Ministero
delle infrastrutture) n°384 del 14 febbraio del 1962. Tale normativa si intitola “Norme
relative ai carichi per il calcolo dei ponti stradali”. Presenta una struttura molto snella
soprattutto in relazione alle recenti normative. E’ composta difatti da cinque pagine e da tre
parti.
Questa circolare, si legge nell’intestazione, rappresenta un riesame nelle norme (normali del
1945) e si “mette in evidenza l’opportunità di apportare delle modifiche alle norme ivi
stabilite sia per includervi le disposizioni vigenti relative alle ipotesi di carico da adottare per
tenere conto del transito dei mezzi militari, sia per quanto riguarda i criteri per calcolare la
ripartizione trasversale dei carichi stessi e le azioni dinamiche”.
Si fa difatti riferimento nella sezione III nella sezione A intitolata “Ripartizione dei carichi” di
eseguire “il calcolo come piastra” nelle solette.
Altresì nella sezione II compare la sezione A denominata “Azione dinamica” dove si fa
riferimento ad un coefficiente dinamico Φ calcolato come ∅ 1 per luci
inferiore a cento metri mentre si pone Φ=1 per luci maggiori.
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Per quanto riguarda i carichi la sezione I classifica nella sezione A le strade, e quindi i ponti,
in due categorie, specificando quanto segue:
1ª categoria: strade destinate al transito di carichi civili e militari;
2ª categoria: strade destinate al transito dei soli carichi civili (strade di interesse
locale e vicinale).
Nella successiva sezione B si indicano i sei schemi di carico da considerare facendo
riferimento ad una larghezza convenzionale d’ingombro dei vari schemi specificando nella
sezione C quali schemi di carico considerare e come combinarli per le due differenti
categorie di ponte.
I sei schemi di carico da considerare sono i seguenti:
1° schema: Colonna indefinita di autocarri da 12 tonnellate:
Figura 26: Schema 1 di carico ‐ norma 1962
2° schema: Rullo compressore isolato da 18 tonnellate:
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Figura 27: Schema 2 di carico ‐ norma 1962
3° schema: Folla compatta (400 Kg/mq)
4° schema: Treno indefinito di carichi militari da 61,5 tonnellate:
Figura 28: Schema 4 ‐ norma 1962
5° schema: Treno indefinito di carichi militari da 32 tonnellate:
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Figura 29: Schema 5 ‐ Norma 1962
6° schema: Carico militare isolato da 74,5 tonnellate:
Figura 30: Schema 6 ‐ Norma 1962
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Si considera per gli schemi 1 e 2 una larghezza di 3 metri mentre per il 4,5 ed il 6 si considera
una larghezza di 3,50 metri.
Per ponti di 1ª categoria si devono considerare uno schema, il più gravoso, fra quelli militare
(schema 4,5 o 6) affiancato da una o più colonne di autocarri (schema 1) e la folla sui
marciapiedi.
Il ponte è ovviamente di prima categoria e quindi questo è lo schema di carico considerato.
Come larghezza convenzionale della carreggiata si è considerata la luce fra i due guard‐rail
posti a protezione e divisione dei marciapiedi. Ne risulta un larghezza complessiva della
carreggiata di 18,70 metri a cui si sommano due marciapiedi da 1,50 metri ciascuno.
Oltre ai carichi mobili vi sono altri carichi da considerare alcuni di essi specificati nella norma
del 1962 ed altri ricavati mediante studi bibliografici.
Si considera difatti l’azione del vento in due casi. Nel caso di ponte scarico si considera una
pressione uniformemente distribuita incidente sul cassone di un valore pari a 250 Kg/m2. Nel
caso di ponte carico, invece, si considera, in concomitanza con i carichi variabili da traffico,
agente una pressione uniformemente distribuita sul cassone di 100 kg/m2 su un’impronta
pari all’altezza del cassone più una striscia uniforme di 3 metri.
E’ stata considerata, altresì, agente una differenza di temperatura variabile linearmente fra
la soletta superiore e l’estremo inferiore di ±30°.
Essendo presente un tratto in curva di raggio costante pari a 424 metri si considera agente
una forza centrifuga orizzontale applicata al piano stradali pari a Fc = 60/R [t/m] e quindi pari
a Fc=60/424=0,14 t/m.
La norma contemplava, già a quei tempi, un’azione frenante orizzontale uniformemente
distribuita lungo l’asse stradale pari a 1/10 del sovraccarico costituito da una colonna di
schema di carico 1 agente su l’intero impalcato.
Ricapitolando si hanno i seguenti carichi agenti sull’impalcato:
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Schema di carico 1 = Colonna indefinita di autocarri con peso totale 18 tonnellate
Schema di carico 5= Colonna indefinita di autocarri con peso totale 32 tonnellate
Nota:
Dato l’ingombro delle singole corsie e le dimensioni trasversali delle colonne di carico si
applica una colonna di schema di carico 5 e quattro colonne di schema 1.
Folla compatta su ambo i marciapiedi = 400*1,5*2=1200 Kg/m
Azione del vento nei due casi.
Nota:
Nel caso di ponte carico si combina, come detto, con le azioni da traffico.
Forza centrifuga Fc=0,14 t/m,
Azione della frenatura,
Gradiente di temperatura fra lembo superiore ed inferiore di ≤30°.
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NORMATIVA ATTUALE – NTC2008
Come indicato dalla Tab. 5.I.IV – NTC2008 si definiscono diversi gruppi di azioni da
considerarsi nell'analisi dei carichi per ponti stradali.
Considerando ponti di 1° categoria, senza richieste particolari di progetto (come
realizzazione in zona urbana o uso di veicoli speciali), ci si riferisce al 1° e al 2° gruppo di
azioni che prevede, per il traffico:
Tabella 2: Estratto dei gruppi di azioni dalla normativa
Schema Carichi
1 Schemi di carico traffico (valori caratteristici) + carico della folla (2,5 KN/m2)
2 a Schemi di carico traffico (valori frequenti) + azione di frenatura /
accelerazione (caratteristico)
Si è considerata la combinazione più gravosa tra i gruppi di azioni indicati, considerando il
traffico come l'azione variabile principale.
COMBINAZIONI DEI CARICHI
A seconda della verifica da effettuare le azioni vanno pesate da opportuni coefficienti di
sicurezza e, se contemporanee, considerate tramite coefficienti di combinazione (§ 2.5.3 e §
5.1.3.12 – NTC 2008).
MODALITÀ DI COMBINAZIONE
Per la verifica agli stati limite esistono diverse modalità di combinazione delle azioni. Quelle
considerate in progetto sono le seguenti:
Combinazione fondamentale, impiegata per lo S.L.U:
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Combinazione sismica, impiegata per gli stati limite ultimi e di esercizio connessi
all’azione sismica E:
Combinazione eccezionale, impiegata per gli stati limite ultimi connessi alle azioni
eccezionali di progetto Ad:
COEFFICIENTI DI COMBINAZIONE E DI SICUREZZA
Per le verifiche allo stato limite ultimo si adottano i seguenti coefficienti (Tab. 5.I.IV –
NTC2008):
Tabella 3: Riassunto coefficienti di sicurezza e di combinazione adottati per le verifiche allo S.L.U.
Carico sfavorevole Coefficiente di sicurezza (STR) Coefficiente di combinazione
Permanente strutturale ΥG1 = 1,35 ‐
Permanente non strutturale,
compiutamente definito
ΥG2 = 1,35 ‐
Traffico ΥQ1 = 1,35 ‐
Vento ΥQ2 = 1,5 ψ02 = 0,6
Ritiro e viscosità ΥQ3 = 1,2 ψ03 = 0,6
Cedimenti vincolari ΥQ4 = 1,2 ψ04 = 0,6
Temperatura ΥQ5 = 1,2 ψ05 = 0,6
Ogni combinazione di carico è stata adeguata alla rispettiva fase lavorativa.
I coefficienti di sicurezza per i carichi permanenti disposti in una condizione favorevole sono
stati considerati unitari, mentre per i carichi variabili sono stati considerati nulli.
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PESI PROPRI STRUTTURALI
Il peso proprio degli elementi strutturali (travi longitudinali, controventi, traversi, soletta) è
computato considerando un peso specifico pari a Υs=78.5 KN/m3 per l’acciaio.
PERMANENTI PORTATI
I sovraccarichi permanenti portati sono stati, come detto precedentemente, considerati
“compiutamente definiti” . Constano in:
Tabella 4: Riepilogo sovraccarichi permanenti considerati
Gli effetti torsionali sono nulli data la simmetria dello schema di impalcato.
Tipo Caratteristiche Carico caratteristico
Pavimentazione stradale (binder e bitumato)
Distribuita sulla carreggiata q = 2 KN/m2
Barriere paravento Posti alle estremità della soletta 0,5 KN/m Guard rail H4 Posti alle estremità della soletta e in
mezzeria (spartitraffico) 1 KN/m
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TRAFFICO
DEFINIZIONE CORSIE CONVENZIONALI
La carreggiata è stata suddivisa in corsie convenzionali come indicato nel seguente
prospetto:
Figura 31: Corsie convenzionali definite nella NTC2008
In questo caso si considera un impalcato da ponte diviso in due parti separate da una zona
spartitraffico centrale (corrispondente alla delimitazione dei sensi di marcia dell’autostrada)
e in particolare al caso a) della norma di “parti separate da una barriera di sicurezza fissa”,
quindi ciascuna parte, incluse tutte le corsie di emergenza e le banchine, è divisa in corsie
convenzionali.
Quando la carreggiata è divisa da due parti separate portate da uno stesso impalcato come
in questo caso, le corsie sono numerate considerando l’intera carreggiata, cosicchè vi è solo
una corsia 1, una corsia 2 e così via che possono appartenere alternativamente alle due
parti.
Figura 32: Tabella 5.1.I ‐ NTC2008
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In questo caso, in base alla tabella 5.1.I del NTC 2008, considerando la larghezza della
carreggiata netta pari a 22 m e la larghezza dello spartitraffico centrale pari a 0,8 m, si ha che
ogni parte da considerare è larga w = (22/2 – 0,8/2) = 10,6 m. Si considereranno pertanto 3
corsie larghe 3 m. La disposizione e la numerazione delle corsie è stata determinata in modo
da indurre le più sfavorevoli condizioni di progetto. Per ogni singola verifica il numero di
corsie da considerare caricate, la loro disposizione sulla carreggiata e la loro numerazione
sono state scelte in modo che gli effetti della disposizione dei carichi siano risultati i più
sfavorevoli. La corsia che, caricata, dà l’effetto più sfavorevole è stata numerata come corsia
Numero 1; la corsia che dà il successivo effetto più sfavorevole è numerata come corsia
Numero 2, e la successiva ancora corsia Numero 3.
SCHEMI DI CARICO
La normativa prescrive diversi schemi di carico ai quali corrispondono diverse modellazioni
dell’azione dei carichi da traffico e della folla eventualmente presente (§5.1.3.3.3 –
NTC2008):
Schema di Carico 1: è costituito da carichi concentrati su due assi in tandem, applicati
su impronte di pneumatico di forma quadrata e lato 0,40 m, e da carichi
uniformemente distribuiti come mostrato in Figura 33. Questo schema è da
assumere a riferimento sia per le verifiche globali, sia per le verifiche locali,
considerando un solo carico tandem per corsia, disposto in asse alla corsia stessa. Il
carico tandem, se presente, va considerato per intero.
Schema di Carico 2: è costituito da un singolo asse applicato su specifiche impronte
di pneumatico di forma rettangolare, di larghezza 0,60 m ed altezza 0,35 m, come
mostrato in Figura 34. Questo schema va considerato autonomamente con asse
longitudinale nella posizione più gravosa ed è da assumere a riferimento solo per
verifiche locali. Qualora sia più gravoso si considererà il peso di una singola ruota di
200 kN.
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Schema di Carico 3: è costituito da un carico isolato da 150kN con impronta quadrata
di lato 0,40m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi non protetti da sicurvia.
Schema di Carico 4: è costituito da un carico isolato da 10 kN con impronta quadrata
di lato 0,10m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi protetti da sicurvia e sulle
passerelle pedonali.
Schema di Carico 5: costituito dalla folla compatta, agente con intensità nominale,
comprensiva degli effetti dinamici, di 5,0 kN/m2. Il valore di combinazione è invece di
2,5 kN/m2. Il carico folla deve essere applicato su tutte le zone significative della
superficie di influenza, inclusa l’area dello spartitraffico centrale, ove rilevante.
Schemi di Carico 6.a, b, c: In assenza di studi specifici ed in alternativa al modello di
carico principale, generalmente cautelativo, per opere di luce maggiore di 300 m, ai
fini della statica complessiva del ponte, si può far riferimento ai seguenti carichi qL,a,
qL,b e qL,c:
essendo L la lunghezza della zona caricata in m.
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Figura 33: Schema 1 di carico ‐ NTC2008
Figura 34: Schemi di carico 2, 3, 4 e 5 ‐ NTC2008
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Il numero delle colonne di carichi mobili da considerare nel calcolo dei ponti di 1a e 2a
Categoria è quello massimo compatibile con la larghezza della carreggiata, comprese le
eventuali banchine di rispetto e per sosta di emergenza, nonché gli eventuali marciapiedi
non protetti e di altezza inferiore a 20 cm, tenuto conto che la larghezza di ingombro
convenzionale è stabilita per ciascuna colonna in 3,00 m.
In ogni caso il numero delle colonne non deve essere inferiore a 2, a meno che la larghezza
della sede stradale sia inferiore a 5,40 m.
La disposizione dei carichi ed il numero delle colonne sulla carreggiata saranno volta per
volta quelli che determinano le condizioni più sfavorevoli di sollecitazione per la struttura,
membratura o sezione considerata.
Per i ponti di 1a Categoria si devono considerare, compatibilmente con le larghezze
precedentemente definite, le seguenti intensità dei carichi (Tab. 5.1.II – NTC2008):
Figura 35: Tabella 5.1.II ‐ NTC2008
DIFFUSIONE DEI CARICHI LOCALI
I carichi concentrati da considerarsi ai fini delle verifiche locali ed associati agli Schemi di
Carico 1, 2, 3 e 4 si assumono uniformemente distribuiti sulla superficie della rispettiva
impronta. La diffusione attraverso la pavimentazione e lo spessore della soletta si considera
avvenire secondo un angolo di 45°, fino al piano medio della struttura della soletta
sottostante:
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Figura 36: Diffusione dei carichi concentrati nelle solette
Nel caso di piastra ortotropa la diffusione va considerata fino al piano medio della lamiera
superiore d’impalcato:
Figura 37: Diffusione dei carichi concentrati negli impalcati a lastra ortotropa
A seconda dello schema di carico varia la larghezza b dell’impronta.
In questo caso si ha:
Spessore pavimentazione (a) 0,10 m
Spessore medio soletta (h) 0,0112 m
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e pertanto le impronte di carico che sono state utilizzate nella modellazione locale dei carichi
sono le seguenti:
Schema b1 (m) b2 (m) b1* (m) b2* (m)
1 0,40 0,40 0,61 0,61
2 0,60 0,35 0,81 0,56
4 0,10 0,10 0,31 0,31
AZIONE DI FRENAMENTO O DI ACCELERAZIONE
La forza di frenamento o di accelerazione è funzione del carico verticale totale agente sulla
corsia convenzionale n. 1 ed è uguale a
180 kN q3 0,62Q1k 0,10q1k wl L 900 kN
per i ponti di prima categoria.
La forza, applicata a livello della pavimentazione ed agente lungo l’asse della corsia, è
assunta uniformemente distribuita sulla lunghezza caricata e include gli effetti di interazione.
In questo caso per le campate laterali si ha:
Q1k 300,00 KN
q1k 9 KN/m2
w1 3,00 m
L 125,00 m
Calcolo 697,50 KN
Frenatura e accelerazione 697,50 KN
Forza distribuita sull'impalcato 5,58 KN/m
mentre per la campata centrale:
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Q1k 300,00 KN
q1k 9 KN/m2
w1 3,00 m
L 175,00 m
Calcolo 832,50 KN
Frenatura e accelerazione 832,50 KN
Forza distribuita sull'impalcato 4,76 KN/m
AZIONE CENTRIFUGA
Nei ponti con asse curvo di raggio R (in metri) l’azione centrifuga corrispondente ad ogni
colonna di carico si valuta convenzionalmente come indicato in Figura 38, essendo:
Il carico totale dovuto agli assi tandem dello schema di carico 1 agenti sul ponte.
Il carico concentrato Q4, applicato a livello della pavimentazione, agisce in direzione normale
all’asse del ponte.
Figura 38: Tabella 5.1.III ‐ NTC2008
Con un raggio di curvatura minimo pari a 360 m, la forza centrifuga è pari a 40 * 600 / 360 =
Qv = 66.7 KN .
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AZIONI SUI PARAPETTI: URTO DI VEICOLO IN SVIO
L’altezza dei parapetti non potrà essere inferiore a 1,10 m. I parapetti devono essere
calcolati in base ad un’azione orizzontale di 1,5 kN/m applicata al corrimano.
I sicurvia e gli elementi strutturali ai quali sono collegati devono essere dimensionati in
funzione della classe di contenimento richiesta per l’impiego specifico (vedi D.M. 21‐06‐04
n.2367). Se non diversamente indicato, la forza deve essere considerata distribuita su 0,50 m
ed applicata ad una quota h, misurata dal piano viario, pari alla minore delle dimensioni h1,
h2, dove h1 = (altezza della barriera ‐ 0,10m) , h2 = 1,00m.
Nel progetto dell’impalcato deve essere considerata una condizione di carico eccezionale
nella quale alla forza orizzontale d’urto su sicurvia si associa un carico verticale isolato sulla
sede stradale costituito dal Secondo Schema di Carico, posizionato in adiacenza al sicurvia
stesso e disposto nella posizione più gravosa.
TRAFFICO VEICOLARE SOPRA I PONTI (§3.6.3.3.2 – NTC2008)
In questo caso, per considerare le azioni sui parapetti, nel progetto strutturale dei ponti si è
tenuto conto delle forze causate da collisioni accidentali sugli elementi di sicurezza
attraverso una forza orizzontale equivalente di collisione di 100 kN. Essa deve essere
considerata agente trasversalmente ed orizzontalmente 100 mm sotto la sommità
dell’elemento o 1,0 m sopra il livello del piano di marcia, a seconda di quale valore sia più
piccolo.
Questa forza deve essere applicata su una linea lunga 0,5 m.
Ne consegue che sulla soletta viene trasmesso un momento torcente di calcolo pari a Mt,d =
100 x 0,5 = 50 KN m.
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Figura 39: Schematizzazione dell'urto contro sicurvia d'esempio (distanze in m)
NOTE FINALI
Come indicato nel capitolo 5 della Circolare esplicativa, gli schemi di carico prima indicati
possono essere utilizzati indifferentemente per le verifiche locali e globali.
I modelli di carico assegnati sono dei modelli ideali, intesi riprodurre gli effetti del traffico
reale, caratterizzati da assegnato periodo di ritorno. Essi non sono pertanto rappresentativi
di veicoli o convogli reali.
In particolare i valori caratteristici dei carichi da traffico sono associati ad un periodo di
ritorno di 1000 anni.
E’ da notare infine come i coefficienti parziali di sicurezza relativi ai carichi variabili da
traffico sono minori di quelli pertinenti alle altre azioni variabili.
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VENTO
L’azione del vento è assimilata ad un carico orizzontale statico, diretto ortogonalmente
all’asse del ponte e/o diretto nelle direzioni più sfavorevoli per alcuni dei suoi elementi (ad
es. le pile).
Tale azione si considera agente sulla proiezione nel piano verticale delle superfici
direttamente investite.
La superficie dei carichi transitanti sul ponte esposta al vento si assimila ad una parete
rettangolare continua dell’altezza di 3 m a partire dal piano stradale (§ 5.1.3.7 ‐ NTC2008).
VELOCITÀ DI RIFERIMENTO
La velocità di riferimento vb è il valore caratteristico della velocità del vento a 10 m dal suolo
su un terreno di categoria di esposizione II (vedi Tab. 3.3.II – NTC2008), mediata su 10 minuti
e riferita ad un periodo di ritorno di 50 anni.
In mancanza di specifiche ed adeguate indagini statistiche vb è data dall’espressione:
dove:
vb,0, a0, ka sono parametri forniti nella Tab. 3.3.I – NTC2008 e legati alla regione in cui
sorge la costruzione in esame, in funzione delle zone definite in Fig. 3.3.1 – NTC2008;
as è l’altitudine sul livello del mare (in m) del sito ove sorge la costruzione.
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Tabella 5: Tab. 3.3.I ‐ NTC2008
In questo caso (Calabria settentrionale) i parametri di zona e del sito sono i seguenti:
Parametri di zona (da Tab. 3.3.1):
Zona 3
(Calabria)
vb,0 27 m/s
a0 500 m
ka 0,02
Parametri opera:
as 526 m
vb 27,5 m/s
AZIONI STATICHE EQUIVALENTI
Le azioni statiche del vento sono costituite da pressioni e depressioni agenti normalmente
alle superfici, sia esterne che interne, degli elementi che compongono la costruzione.
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L’azione del vento sul singolo elemento viene determinata considerando la combinazione
più gravosa della pressione agente sulla superficie esterna e della pressione agente sulla
superficie interna dell’elemento.
Nel caso di costruzioni o elementi di grande estensione, si deve inoltre tenere conto delle
azioni tangenti esercitate dal vento.
L’azione d’insieme esercitata dal vento su una costruzione è data dalla risultante delle azioni
sui singoli elementi, considerando come direzione del vento, quella corrispondente ad uno
degli assi principali della pianta della costruzione.
PRESSIONE DEL VENTO
La pressione del vento è data dall’espressione:
dove:
qb è la pressione cinetica di riferimento di cui al § 3.3.6 – NTC2008
ce è il coefficiente di esposizione di cui al § 3.3.7 – NTC2008
cp è il coefficiente di forma (o coefficiente aerodinamico), funzione della tipologia e
della geometria della costruzione e del suo orientamento rispetto alla direzione del
vento. Il suo valore può essere ricavato da dati suffragati da opportuna
documentazione o da prove sperimentali in galleria del vento;
cd è il coefficiente dinamico con cui si tiene conto degli effetti riduttivi associati alla
non contemporaneità delle massime pressioni locali e degli effetti amplificativi dovuti
alle vibrazioni strutturali. Indicazioni per la sua valutazione sono riportate al § 3.3.8 –
NTC2008
PRESSIONE CINETICA DI RIFERIMENTO
La pressione cinetica di riferimento qb (in N/m²) è data dall’espressione:
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con:
vb è la velocità di riferimento del vento (in m/s);
è la densità dell’aria assunta convenzionalmente costante e pari a 1,25 kg/m3.
In questo caso la pressione cinetica di riferimento è pari a qb = 473,34 Pa .
COEFFICIENTE DI ESPOSIZIONE
Il coefficiente di esposizione ce dipende dall’altezza z sul suolo del punto considerato, dalla
topografia del terreno, e dalla categoria di esposizione del sito ove sorge la costruzione. In
mancanza di analisi specifiche, la categoria di esposizione è assegnata nella Fig. 3.3.2 –
NTC2008 in funzione della posizione geografica del sito ove sorge la costruzione e della
classe di rugosità del terreno definita in Tab. 3.3.III – NTC2008. Nelle fasce entro i 40 km
dalla costa delle zone 1, 2, 3, 4, 5 e 6, la categoria di esposizione è indipendente
dall’altitudine del sito.
Tabella 6: Tabella 3.3.III ‐ NTC2008
La classe di rugosità è la D essendo in un area priva di ostacoli per l’azione del vento.
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Figura 40: Estratto figura 3.3.2 ‐ NTC2008
Per la zona 3, classe di rugosità D, altezza tra i 500m e i 750m a più di 30 km di distanza dal
mare, la categoria di esposizione è la III:
Tabella 7: Tabella 3.3.II ‐ NTC2008
Il coefficiente di topografia è posto pari a 1.
Il coefficiente dinamico è posto cautelativamente pari ad 1.
Assumendo l’espressione
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si ha che in questo caso:
Parametri del sito:
Coefficiente di topografia (Ct) 1 § 3.3.7
Classe di rugosità D Tab 3.3.III
Categoria di esposizione III Tab 3.3.III
zmin 5 m Tab 3.3.II
z0 0,1 m Tab 3.3.II
kr 0,2 Tab 3.3.II
L'azione è calcolata nel punto più gravoso, ovvero il punto in corrispondenza del baratro
Calcolo coefficiente di esposizione:
Hmax (risp. baratro) 240 m
Altezza impalcato 8 m
Carichi transitanti 3 m
zmax 251 m
Ce 4,6430
Riepilogando, la pressione del vento è pari a:
Densità dell'aria (ρ) 1,25 kg/m3
Pressione cinetica di riferimento (qb) 473,344 Pa
Coefficiente di esposizione (Ce) 4,6430
Coefficiente di forma (Cp) 1
Coefficiente dinamico (Cd) 1
Pressione del vento caratteristica (p) 2198 Pa
Carico vento (ponte scarico) 17,58 KN / m
Carico vento (ponte con traffico) 24,17 KN / m
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AZIONE TANGENZIALE DEL VENTO
L’azione tangenziale per unità di superficie parallela alla direzione del vento è data da:
con:
qb, ce definiti in precedenza
cf coefficiente di attrito definito nella Circolare ‐ § C3.3.I:
Tabella 8: Tabella C3.3.I Istruzioni per l'applicazione delle NTC2008
In questo caso si ha una superficie liscia (impalcato in acciaio), ovvero cf = 0,01 .
Ne consegue che la tensione tangenziale per unità di superficie è pari a:
Pressione cinetica di riferimento (qb) 473,344 Pa
Coefficiente di esposizione (Ce) 4,6430
Coefficiente di attrito (Cf) 0,01
Pressione del vento tangenziale (pf) 22 Pa
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71
AZIONE SISMICA
VITA NOMINALE, CLASSE D'USO E PERIODO DI RIFERIMENTO
Il tipo di costruzione considerato è quello di opera di importanza strategica, essendo un
viadotto appartenente all’autostrada A3 Salerno – Reggio Calabria, l’unica grande arteria che
collega il centro sud dell’Italia con il resto del Meridione. Quindi in base alla Tabella 2.4.I :
Vita nominale VN per diversi tipi di opere (NTC 2008) si è assegnata una vita nominale
minima di VN = 100 anni .
Tabella 9: Vita nominale opera secondo NTC2008
La classe d'uso dell'opera per l'azione sismica (§ 2.4.2 – NTC2008), data la previsione di
affollamenti significativi, è pari alla CI = IV (Costruzioni con funzioni pubbliche o strategiche
[..]. 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. [..])
Il periodo di riferimento per l'azione sismica (§ 2.4.2 – NTC2008), è dato dal prodotto della
vita nominale VN per il coefficiente d'uso Cu che in base alla Tabella 2.4.II per costruzioni di
classe IV è pari a 2 . Ne consegue che il periodo di riferimento è pari a VR = 200 anni.
Tabella 10: Tab. 2.4.II ‐ NTC2008, calcolo di Cu
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72
DETERMINAZIONE DEI PARAMETRI SISMICI
L’azione sismica è valutata a partire da una “pericolosità sismica di base” del sito di
costruzione definita in termini di ordinate dello spettro di risposta elastico in accelerazione
Se (T) con riferimento a prefissate probabilità di eccedenza PVR nel periodo di riferimento VR.
Il rispetto degli stati limite è stato conseguito nei confronti di tutti gli stati limite ultimi,
rispettando le verifiche allo Stato Limite di salvaguardia della Vita umana (S.L.V.).
A questo stato limite sono associate le probabilità di superamento nel periodo di riferimento
PVR cui riferirsi per individuare l'azione sismica agente: SLV : PVR = 10 %
Noto PVR , il periodo di ritorno dell'azione sismica TR, espresso in anni, è pari a (Allegato A –
NTC2008):
quindi:
SLV: TR = ‐ 200 / ln(1 – 0,10) = 1898 anni
Noto il periodo di ritorno dell'azione sismica, le forme spettrali sono definite a partire dai
seguenti parametri su sito di riferimento rigido orizzontale:
ag : accelerazione orizzontale massima al sito
Fo : valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione
orizzontale
Tc* : periodo d'inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione
orizzontale
CATEGORIA DI SOTTOSUOLO E CONDIZIONI TOPOGRAFICHE
Ci si può riferire ad un approccio semplificato, che si basa sull'individuazione di categorie di
sottosuolo di riferimento.
La classificazione si effettua in base ai valori della velocità equivalente Vs,30 di propagazione
delle onde di taglio entro i primi 30 m di profondità e determinare la categoria di sottosuolo
in base alla Tabella 3.2.II di norma.
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Nel caso questo valore non fosse disponibile, è possibile riferirsi ai valori del numero
equivalente di colpi della prova penetrometrica dinamica (Standard Penetration Test) NSPT,30
nei terreni prevalentemente a grana grossa e della resistenza non drenata equivalente cu,30
nei terreni prevalentemente a grana fina, con:
,∑ ,
∑ ,,
e ,∑ ,
∑ ,,
essendo:
hi : spessore (in metri) dell'i‐esimo strato compreso nei primi 30m di profondità
NSPT,i : numero di colpi NSPT nell'i‐esimo strato
cu,i : resistenza non drenata nell'i‐esimo strato
M : numero di strati di terreni a grana grossa compresi nei primi 30 m di profondità
K : numero di strati di terreni a grana fina compresi nei primi 30 m di profondità
Nel caso di sottosuoli costituiti da stratificazioni di terreni a grana grossa e a grana fina,
distribuite con spessori confrontabili nei primi 30 m di profondità, si determinano i valori
NSPT,30 e cu,30 , si individuano le rispettive categorie e si sceglie la peggiore tra quelle
individuate.
Tabella 11: Tab 3.2.II ‐ NTC2008
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In questo caso in base a osservazioni e ricerche bibliografiche [4] si è constatato come il
terreno sia caratterizzato da ammassi rocciosi affioranti con piccolo strato superficiale di
alterazione, determinando quindi l’appartenenza alla categoria di sottosuolo A senza
incorrere nelle categorie aggiuntive di sottosuolo per terreni soggetti a presenza di torbe o
fenomeni di liquefazione.
In [4] si affronta infatti esplicitamente il problema relativo alle opere di fondazione.
“Le indagini geognostiche effettuate lungo il tracciato del viadotto hanno portato ai risultati
seguenti.
A partire dalla spalla Salerno, il terreno d’imposta è costituito da dolomia nerastra fratturata
fino in corrispondenza del pilone estremo della travata metallica, salvo una copertura di
flysch argilloso – marmoso di spessore variabile (dalla pila n.4 alla pila n.8) . Segue poi una
formazione di calcare debolmente fratturato che interessa tutta la zona del baratro fino a
Figura 41: Rilievi visivi alla base delle pile
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oltre il pilone n. 9 (supporto centrale della travata metallica). Tra le pile n.9 e n. 10 il terreno
di imposta ritorna ad essere dolomia grigia, meno fratturata della precedente, con un
passaggio ad uno strato di alluvioni limo‐sabbiose ciottolose, con qualche trovante calcareo‐
dolomitico, verso la zona terminale lato Reggio‐Calabria.
Le indagini geofisiche hanno determinato i seguenti valori del modulo di elasticità:
‐ Dolomia nerastra: 150.000 – 200.000 kg / cmq (15 – 20 GPa)
‐ Dolomia grigia circa 150.000 kg / cmq
‐ Calcari 300.000 kg / cmq (30 GPa)
Supponendo al limite che la roccia sia così fratturata da formare un mezzo privo di coesione
(ipotesi assai pessimistica), dotato di un angolo di attrito di 35°, risulterebbe un carico di
rottura del terreno per fenomeni di taglio pari a 65 kg / cmq.
Confrontando questo valore con le pressioni massime di progetto, che sono dell’ordine di 6‐
9 kg/cmq (considerata già l’azione sismica) risulta ovvio che una volta penetrati nella
dolomia e nel calcare, non esistono problemi di stabilità.
Questa constatazione, unitamente ai risultati delle ricerche che escludevano un sensibile
miglioramento dello stato di fatturazione della roccia per approfondimenti anche di 30 – 50
m, ha determinato la scelta del piano di fondazione delle pile con un incasso di circa 2 m
nella formazione calcarea e dolomitica.
Tale criterio è stato, infatti, applicato per quasi tutte le fondazioni, ad eccezione di quelle
delle pile n. 7‐13‐17‐18 e della spalla lato Salerno ove rilevanti strati di flysch di dolomia
cataclasata non ricementata e praticamente sciolta di alluvioni limo‐sabbiose (pile n.17‐18 e
spalla B) hanno imposto l’esecuzione di palificate.
Inoltre, in corrispondenza delle pile n.14‐15‐16 (lato Reggio Calabria) la dolomia ha
presentato zone molto particolari di tipo cavernoso di origine prevalentemente tettonica,
determinanti strutture di tipo alveolato con vuoti anche rilevanti. Pertanto sono stati
eseguiti riempimenti con malta cementizia delle zone cavernose ed una serie di iniezioni