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INGEGNERE DAVID VOLTAN
PROGETTAZIONE E D.L. OPERE IDRAULICHE CIVILI E IMPIANTISTICHE SST_0005_RELAZIONE DI CALCOLO DELLE STRUTTURE
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I
INDICE
1 PREMESSA .............................................................................................................................................. 3
2 NORME E REGOLAMENTI ...................................................................................................................... 3
3 MATERIALI IMPIEGATI ........................................................................................................................... 3
3.1 CALCESTRUZZO ............................................................................................................................. 3
3.1.1 Conglomerato cementizio per solette d’impalcato. .................................................................... 3
3.1.2 Conglomerato cementizio per spalle, fondazioni e pali di fondazione....................................... 4
3.2 ACCIAIO ............................................................................................................................................ 4
3.2.1 Acciaio per armatura ordinaria ................................................................................................... 4
3.2.2 Acciaio per carpenteria metallica ............................................................................................... 5
4 METODO E CODICI DI CALCOLO .......................................................................................................... 5
5 RELAZIONE SULLE CARATTERISTICHE E RESISTENZE DI CALCOLO DEI MATERIALI
UTILIZZATI ........................................................................................................................................................ 7
6 DURABILITA’ ........................................................................................................................................... 8
7 ANALISI DEI CARICHI ............................................................................................................................. 8
7.1 Azioni di calcolo .............................................................................................................................. 8
7.1.1 Peso proprio G1 ......................................................................................................................... 9
7.1.2 Sovraccarichi permanenti G2 ..................................................................................................... 9
7.1.3 Carichi variabili da traffico Q1 .................................................................................................... 9
7.1.4 Frenamento q3 ......................................................................................................................... 11
7.1.5 Azione del vento q5 .................................................................................................................. 11
7.1.6 Azione neve ............................................................................................................................. 12
7.1.7 ANALISI DELLE SPINTE DELLA FALDA SULLE SPALLE DEL PONTE ............................... 12
7.1.8 ANALISI DELLE SPINTE DEL TERRENO IN CONFIGURAZONE STATICA E DINAMICA .. 12
7.1.9 Ritiro e viscosità del calcestruzzo ε1 ....................................................................................... 13
7.1.10 Azione termica ε2 ..................................................................................................................... 14
7.1.11 Azioni parassite dei vincoli q7 .................................................................................................. 14
7.1.12 Urto di veicolo in svio q8........................................................................................................... 14
7.1.13 Azioni determinate da cedimenti/sollevamento per sostituzione degli appoggi ε4 .................. 14
7.2 Azione sismica q6 .......................................................................................................................... 14
7.2.1 Parametri azione sismica ......................................................................................................... 15
7.2.2 Fattore di struttura ................................................................................................................... 17
7.2.3 Spettri di progetto per azioni orizzontali e verticali SLV .......................................................... 18
7.2.4 Spettri di progetto per azioni orizzontali e verticali SLD .......................................................... 19
7.3 SCHEMA STATICO DEL PONTE (VINCOLI + FORZE) ................................................................ 20
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I
8 DESCRIZIONE DELL’OPERA ............................................................................................................... 24
9 PROGETTO E VERIFICA IMPALCATO ................................................................................................ 28
9.1 Progetto impalcato ........................................................................................................................ 28
9.2 Verifica apparecchio d’appoggio ................................................................................................. 34
9.3 Verifica cordolo per collegamento guard-rail ............................................................................. 37
9.4 Verifica cordolo per collegamento parapetto ............................................................................. 39
10 VERIFICA SPALLE E OPERE DI FONDAZIONE ................................................................................ 41
10.1 Tabella dei carichi caratteristici sugli appoggi........................................................................... 41
10.2 Calcolo capacità portante micropalo diametro 220 mm armatura 139x8 S275JR ................. 46
10.3 Verifica portante micropalo diametro 220 mm armatura 139x8 S275JR per azioni
orizzontali.................................................................................................................................................... 50
10.4 Verifica armatura zattera spessore 60cm................................................................................ 55
10.5 Verifica armatura candela spessore 80 cm ............................................................................. 56
11 CALCOLO DELLA SEZIONE DELLE SPALLETTE LATERALI .......................................................... 58
12 STIMA DEI CEDIMENTI DELLA STRUTTURA ..................................................................................... 61
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1 PREMESSA
Scopo della presente relazione di calcolo è la verifica degli elementi costituenti il nuovo ponte sullo scolo Rio
dell’Arzere in via Roma (Strada Provinciale n.34) nel comune di Cadoneghe in provincia di Padova. Il ponte
ha pianta a forma di parallelogramma con lato lungo pari a 18.5 m e lato corto pari a 8.5 m , il piano stradale
forma con il ponte un angolo di 43° circa. La piattaforma stradale è costituita da una carreggiata composta
da due corsie di larghezza pari a 3.5 m ed una banchina di 0.5 m. Sul lato ovest è posta la pista ciclabile di
larghezza pari a 2.5 m e sul lato est è posto il marciapiede pedonale di larghezza pari a 1.5 m. , la
larghezza complessiva della sede stradale è pari a 13.5 m. A livello strutturale l’impalcato sarà costituito da
n° 12 travi in c.a.p. (ai fini del calcolo strutturale si è tenuto conto , per la realizzazione dell’impalcato,
l’impiego di travi modello PAV50/120 di Centro Nord) In fase realizzativa sarà cura e onere dell’impresa
Appaltatrice individuare travi prefrabbicate di pari caratteristiche strutturali, di portanza e di peso e fornire,
alla Committenza, i relativi calcoli statici delle travi e verifica globale strutturale dell’impalcato. Ciascuna trave
presenta una larghezza delle ali pari a 1.2 m . In fase di varo le travi vengono accostate le une alle altre e
viene successivamente realizzato un getto di completamento in c.a. atto a realizzare una soletta di spessore
pari a 60 cm. Sopra la soletta viene realizzato uno strato di binder di spessore minimo pari a 7 cm e un
tappetto d’usura pari a 3 cm , la pendenza trasversale dell’impalcato trattandosi di strada in rettilineo è pari
a 2.5%. L’impalcato poggia su due spalle di estremità ancorate al terreno mediante n° 32+32 micropali di
diametro 220 mm armatura tubolare 139x8 di lunghezza pari a 6.0 m. Le sollecitazioni sono state calcolate
mediante gli ordinari metodi della Scienza delle Costruzioni, basati sull'elasticità lineare e con l'ausilio
dell'elaboratore elettronico. Per quanto riguarda la verifica delle sezioni si è usato il metodo
semiprobabilistico agli stati limite. Il ponte è di 1a categoria. Il ponte verrà costruito in comune di
Cadoneghe, comune classificato di zona sismica 4 secondo O.P.C.M. 3274 del 20/03/2003.
2 NORME E REGOLAMENTI
Nel corso della relazione ci si è attenuti alla seguente normativa:
� Decreto Ministeriale 14/01/2008: “Norme Tecniche per le Costruzioni”.
� Circolare Ministeriale n.617 del 2/02/2009: “Istruzioni per l’applicazione delle Norme Tecniche per
la Costruzioni di cui al DM del14/02/2008”.
Normative utilizzate per consultazione:
� Eurocodice 1 “Basi di calcolo e azioni sulle strutture”.
� Eurocodice 8 “Indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture – Parte 2: ponti”.
3 MATERIALI IMPIEGATI
3.1 CALCESTRUZZO
3.1.1 Conglomerato cementizio per solette d’impalcato.
Resistenza cubica caratteristica Rck = 35 N/mm2
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Resistenza cilindrica caratteristica fck = 0,83 Rck = 28 N/mm2
Resistenza a compressione (SLU) fcd = 0,85 fck / γc = 0,85 x 28/1,5 = 16,46 N/mm2
Resistenza a compressione (SLE) fcd = 0,83 fck / γc = 28/1,0 = 28 N/mm2
Resistenza a trazione (SLU) fctd = 0,7 x 0,27 x Rck2/3 / γc = 1,35 N/mm2
Resistenza a trazione (SLE) fctm = 0,30 x fck2/3 = 2.76 N/mm2
Resistenza a trazione per flessione (SLE) fcfm = 1,2 fctm = 3,32 N/mm2
Classe di resistenza C28/35
Classe di esposizione ambientale XC3
Copriferro minimo (circ 617/2009) 40 mm
Consistenza S = 4
Dimensione max aggregato Dmax = 30 mm
Modulo di elasticità Ec = 22000 [fcm/10]0,3 = 32308 N/mm2
Peso per unità di volume ρc = 25 kN/m3
3.1.2 Conglomerato cementizio per spalle, fondazioni e pali di fondazione.
Resistenza cubica caratteristica Rck = 35 N/mm2
Resistenza cilindrica caratteristica fck = 0,83 Rck = 28 N/mm2
Resistenza a compressione (SLU) fcd = 0,85 fck / γc = 0,85 x 28/1,5 = 16,46 N/mm2
Resistenza a compressione (SLE) fcd = 0,83 fck / γc = 28/1,0 = 28 N/mm2
Resistenza a trazione (SLU) fctd = 0,7 x 0,27 x Rck2/3 / γc = 1,35 N/mm2
Resistenza a trazione (SLE) fctm = 0,30 x fck2/3 = 2.76 N/mm2
Resistenza a trazione per flessione (SLE) fcfm = 1,2 fctm = 3,32 N/mm2
Classe di resistenza C28/35
Classe di esposizione ambientale XC2 per fondazioni
Copriferro minimo (circ 617/2009) 40 mm
Consistenza S = 4
Dimensione max aggregato Dmax = 30 mm
Modulo di elasticità Ec = 22000 [fcm/10]0,3 = 32308 N/mm2
Peso per unità di volume ρc = 25 kN/m3
3.2 ACCIAIO
3.2.1 Acciaio per armatura ordinaria
Denominazione B450C
Tensione caratteristica di snervamento fyk = 450 N/mm2
Tensione caratteristica di rottura ftk = 540 N/mm2
Tensione di calcolo (SLU) fyd = fyk / γs = 450/1,15 = 391 N/mm2
Tensione di calcolo (SLE) fyd = fyk / γs = 450/1,0 = 450 N/mm2
Modulo di elasticità Es = 210000 N/mm2
Coefficiente di omogeneizzazione n = 15
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Peso per unità di volume ρs = 78,5 kN/m3
3.2.2 Acciaio per carpenteria metallica
Denominazione S275JR
Tensione caratteristica di snervamento fyk = 275 N/mm2
Tensione caratteristica di rottura ftk = 430 N/mm2
Resistenza di calcolo (SLU) fyd = fyk / γs = 275/1,05 = 262 N/mm2
Resistenza nei riguardi di frattura fyd = fyk / γs = 430/1,25 = 344 N/mm2
Modulo di elasticità normale E = 210000 N/mm2
Modulo di elasticità tangenziale G = 80769 N/mm2
Coefficiente di dilatazione termica α = 1.2 10-5 °C-1
Peso per unità di volume ρs = 78.5 kN/m3
4 METODO E CODICI DI CALCOLO
Il dimensionamento è stato condotto mediante apposito software, adottando il metodo semiprobabilistico agli
stati limite; sono stati soddisfatti i requisiti per la sicurezza allo stato limite ultimo (anche sotto l'azione
sismica) e allo stato limite di esercizio. Per quanto riguarda le azioni sismiche sono state esaminate anche le
deformazioni relative. La schematizzazione della procedura progettuale adottata può essere così
sinteticamente riassunta:
• individuazione della classe d'uso dell'opera e della sua vita utile;
• definizione delle azioni agenti in condizioni statiche e dinamiche attraverso l'individuazione delle
condizioni di carico;
• predisposizione delle combinazioni di carico (con i relativi coefficienti di combinazione) allo SLU,
SLE, SLV e SLD;
• stima dell'inviluppo delle azioni agenti;
• predimensionamento delle membrature strutturali;
• applicazione dei criteri della gerarchia delle resistenze e scelta delle soluzioni strutturali che
impediscono rotture fragili;
• verifica della funzionalità allo stato limite di danno delle strutture progettate.
La sicurezza e le prestazioni saranno garantite verificando gli stati limite sopra definiti in funzione dell’utilizzo
della struttura, della sua vita nominale e di quanto stabilito dalle norme; in particolare si è verificata:
• la sicurezza nei riguardi degli stati limite ultimi (SLU e SLV) che possono provocare eccessive
deformazioni permanenti, crolli parziali o globali, dissesti, che possono compromettere l’incolumità
delle persone e/o la perdita di beni, provocare danni ambientali e sociali, mettere fuori servizio
l’opera. Per le verifiche sono stati utilizzati i coefficienti parziali relativi alle azioni ed alle resistenze
dei materiali in accordo a quando previsto dalle NTC per i vari tipi di materiale. I valori utilizzati sono
riportati nel seguito;
• la sicurezza nei riguardi degli stati limite di esercizio (SLE) che possono limitare nell’uso e nella
durata l’utilizzo della struttura per le azioni di esercizio. In particolare di concerto con il committente e
coerentemente alle norme tecniche si sono definiti i limiti riportati nel seguito;
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• la sicurezza nei riguardi dello stato limite del danno (SLD) causato da azioni sismiche con opportuni
periodi di ritorno definiti di concerto al committente ed alle norme vigenti per le costruzioni in zona
sismica;
• la robustezza nei confronti di opportune azioni accidentali.
Per quando riguarda le fasi costruttive intermedie la struttura non risulta sollecitata in maniera più gravosa
della fase finale. L’analisi strutturale condotta è stata del tipo: sismica dinamica. La ricerca dei parametri di
sollecitazione è stata fatta secondo le disposizioni di carico più gravose avvalendosi di codici di calcolo
automatico per l'analisi strutturale. Tali codici sono di sicura ed accertata validità e sono stati impiegati
conformemente alle loro caratteristiche. Tale affermazione è suffragata dai seguenti elementi:
� grande diffusione del codice di calcolo sul mercato;
� storia consolidata del codice di calcolo (svariati anni di utilizzo);
� utilizzo delle versioni più aggiornate (dopo test);
� pratica d’uso frequente nell’attività professionale.
In particolare, sono stati utilizzati i seguenti programmi di calcolo:
Titolo: SAP2000
Caratteristiche: Programma di calcolo strutturale agli elementi finiti che esegue il calcolo di strutture spaziali
composte da elementi mono e/o bidimensionali anche con non linearità di materiale o con effetti dinamici
Produttore: CSI.
Codice Licenza: D6528
Asset n° 5OZ72
Versione: SAP2000 V15
Affidabilità dei codici utilizzati
CSI. ha verificato l’affidabilità e la robustezza del codice di calcolo attraverso un numero
significativo di casi prova in cui i risultati dell’analisi numerica sono stati confrontati con
soluzioni teoriche.
Il sottoscritto ha esaminato preliminarmente la documentazione a corredo del software per valutarne
l’affidabilità e soprattutto l’idoneità al caso specifico. Tale documentazione, contiene una esauriente
descrizione delle basi teoriche e degli algoritmi impiegati, l’individuazione dei campi d’impiego, nonché casi
prova interamente risolti e commentati. Il sottoscritto, inoltre, ha verificato l’affidabilità del codice di calcolo
attraverso un numero significativo di casi prova in cui i risultati dell’analisi numerica sono stati confrontati con
soluzioni teoriche. Sul sito del produttore è possibile trovare tutta la documentazione inerente l’affidabilità dei
codici di calcolo utilizzati dal programma. La valutazione dell’attendibilità del software ha, inoltre, compreso il
confronto con i risultati di semplici calcoli, eseguiti con metodi tradizionali e adottati, anche in fase di primo
proporzionamento della struttura.
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5 RELAZIONE SULLE CARATTERISTICHE E RESISTENZE DI
CALCOLO DEI MATERIALI UTILIZZATI
Nell’esecuzione delle opere in oggetto è previsto l’utilizzo dei seguenti materiali:
Calcestruzzo
Cemento: tipo conforme a UNI EN 197
Aggregati: obbligo di marcatura CE conforme a UNI EN 12620
Acqua: conforme a UNI EN 1008:2003
Additivi: conforme a UNI EN 934-2
Calcestruzzo C28/35 per strutture di fondazione
- tensione di resistenza caratteristica cubica : Rck = 350 daN/cm2
- classe calcestruzzo C 28/35
- Dimensione massima degli inerti 20 mm
- Classe di lavorabilità S4
- Rapporto acqua/cemento < = 0.55
- Classe di esposizione XC2
- copri ferro 40 mm
Calcestruzzo C28/35 per strutture in elevazione
- tensione di resistenza caratteristica cubica : Rck = 350 daN/cm2
- classe calcestruzzo C 28/35
- Dimensione massima degli inerti 20 mm
- Classe di lavorabilità S5
- Rapporto acqua/cemento < = 0.55
- Classe di esposizione XC3
- copri ferro 40 mm
Acciaio per armatura convenzionale
- Barre ad aderenza migliorata, acciaio tipo B450C
- Tensione caratteristica di snervamento: fyk = 4300 daN/cm2
- Tensione caratteristica di rottura: ftk = 5400 daN/cm2
- rapporto fy / fyk < 1.25
Acciaio strutturale S275JR
- Tensione caratteristica di snervamento fyk = 275 N/mm2
- Tensione caratteristica di rottura ftk = 430 N/mm2
- Resistenza di calcolo (SLU) fyd = fyk / γs = 275/1,05 = 262 N/mm2
- Resistenza nei riguardi di frattura fyd = fyk / γs = 430/1,25 = 344 N/mm2
- Modulo di elasticità normale E = 210000 N/mm2
- Modulo di elasticità tangenziale G = 80769 N/mm2
- Coefficiente di dilatazione termica α = 1.2 10-5 °C-1
- Peso per unità di volume ρs = 78.5 kN/m3
Timbro e firma
Ing. David Voltan
_________________
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6 DURABILITA’
Particolare cura è stata posta per garantire la durabilità della struttura, con la consapevolezza che tutte le
prestazioni attese potranno essere garantite solo mediante opportune procedure da seguire non solo in fase
di progettazione, ma anche di costruzione, manutenzione e gestione dell'opera; si dovranno, inoltre,
utilizzare tutti gli accorgimenti utili alla conservazione delle caratteristiche fisiche e dinamiche dei materiali e
delle strutture. La qualità dei materiali e le dimensioni degli elementi sono coerenti con tali obiettivi. Per
garantire la durabilità della struttura sono stati presi in considerazioni opportuni stati limite di esercizio (SLE)
in funzione dell’uso e dell’ambiente in cui la struttura dovrà vivere limitando sia gli stati tensionali sia, nel
caso delle opere in calcestruzzo, l’ampiezza delle fessure. La definizione quantitativa delle prestazioni, la
classe di esposizione e le verifiche sono riportati nel seguito e negli allegati di calcolo.
Per strutture in c.a.: il copriferro minimo da adottare in funzione delle esigenze di protezione dell’armatura e
per garantire la corretta trasmissione delle forze di aderenza è stato determinato in base alle prescrizioni
delle NTC (§ C4.1.6.1.3 della Circolare) e dell’Eurocodice 2 prospetti 4.2, 4.3N e 4.4N.
In dettaglio facendo riferimento alla tabella C4.1.IV del § C4.1.6.1.3 della Circolare:
In funzione della resistenza strutturale del conglomerato (C28/35) si ottiene che il copriferro minimo da
adottare è pari a 30 mm (Cmin<C<Co). Al precedente deve essere aggiunta la tolleranza minima costruttiva
pari a 10 mm come previsto dalle vigenti norme. In definitiva si assume che il copri ferro dovrà essere pari a
minimo 40 mm. Tutto ciò per assicurare le caratteristiche di durabilità previste dalle vigenti norme.
7 ANALISI DEI CARICHI
7.1 Azioni di calcolo
Le azioni agenti sull’impalcato devono essere cumulate in modo da determinare condizioni di carico tali da
risultare più sfavorevoli ai fini delle singole verifiche, tenendo conto delle probabilità ridotta di intervento
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simultaneo di tutte le azioni con i rispettivi valori più sfavorevoli. Per gli Stati Limite Ultimi si adotteranno le
combinazioni del tipo:
Fd = γg1 Gk1 + γg2 Gk2 + γq Qk + γqi [ Σi=2,n ψ0i Qik],
dove:
Gk1 valore caratteristico dei pesi propri
Gk2 valore caratteristico dei sovraccarichi permanenti
Qk valore caratteristico dell’azione variabile da traffico
Qik valori caratteristici delle azioni variabili tra loro indipendenti
γg1 1,35 (1,0 se aumenta la sicurezza) coefficiente parziale pesi propri
γg2 1,50 (0 se aumenta la sicurezza) coefficiente parziale sovraccarichi permanenti
γq 1,35 (0 se aumenta la sicurezza) coefficiente parziale azioni da traffico
γqi 1,50 (0 se aumenta la sicurezza) coefficiente parziali azioni variabili
ψ0i coefficiente di combinazione alla SLU (Tabella 5.1.VI - §5.1.3.12 – D.M. 14/1/2008)
7.1.1 Peso proprio G1
Rientrano in questa categoria i pesi di tutti gli elementi strutturali:
Peso proprio strutture metalliche 78.50 kN/m3
Peso proprio soletta calcestruzzo 25.00 kN/m3
7.1.2 Sovraccarichi permanenti G2
Rientrano in questa categoria i pesi di tutti gli elementi non strutturali:
Peso manto asfalto + sottofondo 3.00 kN/m2
Guardrail 1.00 kN/m
Marciapiede 5.00 kN/m2
7.1.3 Carichi variabili da traffico Q1
La larghezza della sede stradale del ponte, intesa come la distanza misurata ortogonalmente all’asse
stradale tra i punti più interni dei parapetti (securvia), è pari a.
w = 8.0 m
la larghezza di una corsia convenzionale, essendo la carreggiata più larga di 6,0m, è:
wc = 3,0 m
per cui il numero di corsie convenzionali da considerare nei calcoli delle strutture è:
23
0.8=
=
= Int
w
wIntn
c
l
La larghezza della zona rimanente della carreggiata si ottiene come:
wc = w – ( wc ·nl ) = 8.0 – ( 3.0 · 2) = 2.0 m
I carichi dovuti al transito dei veicoli sulla sede stradale sono suddivisi per corsia e valgono rispettivamente:
� 1^a corsia
Carico uniformemente distribuito q1k = 9.0 kN/m2
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I
Carico tandem a 2 assi ciascuno da Q1k = 300 kN
� 2^a corsia
Carico uniformemente distribuito q2k = 2.5 kN/m2
Carico tandem a 2 assi ciascuno da Q2k = 200 kN
� Resto della carreggiata
Carico uniformemente distribuito qrk = 2.5 kN/m2
I carichi dovuti al passaggio di persone si distinguono in due casi.
� Folla sui marciapiedi e pista ciclabile (in combinazione con gli altri mobili)
Carico uniformemente distribuito qfk = 2.5 kN/m2
� Folla su tutto il ponte
Carico uniformemente distribuito qfk = 5.0 kN/m2
Ai fini del dimensionamento e delle verifiche degli elementi strutturali del ponte si tengono in considerazione
schema di carico 1: 1^a corsia + 2^a corsia + resto della carreggiata + folla sui marciapiedi
schema di carico 5: folla compatta su tutto il ponte ( carreggiata + marciapiedi )
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Nel caso dello schema di carico 1 si posizionano le corsie nel modo più sfavorevole.
7.1.4 Frenamento q3
La forza di frenamento o di accelerazione q3 è funzione del carico verticale totale agente sulla corsia
convenzionale n.1 de è uguale, per i ponti di prima categoria, a:
180 kN ≤ q3 = 0,6 (2Q1k) + 0,10 q1k · wc · L ≤ 900 kN
Essendo:
wc = larghezza della corsia
L = lunghezza della zona caricata
Nel nostro caso si ha, ipotizzando che la colonna di carico sia presente su tutta la lunghezza del ponte:
q3 = 0,6 x 2 x 300 + 0,10 x 9,0 x 3,0 x 7,57 = 380 kN
componente parallela al ponte 380*cos43 = 278 kN
componente perpendicolare al ponte 380*sen43 = 259 kN
7.1.5 Azione del vento q5
L'azione del vento viene assimilata ad una carico orizzontale statico, diretto ortogonalmente all'asse del
ponte, agente sulla proiezione delle superfici dei carichi transitanti sul ponte e delle strutture, direttamente
esposta al vento.
Secondo quanto riportato nel paragrafo 3.3 delle Norme Tecniche per le Costruzioni 2008, il calcolo
dell’azione del vento fornisce i seguenti risultati:
1
vb,0 25 m/s
a0 1000 m
ka 0,01 1/s
as 25 msmm
vb 25
ρ 1,25 kg/m3
qb 390,63 N/m2
zona
velocità caratteristica del vento
altitudine del sito in esame
velocità di riferimento del vento
densità dell'aria
pressione cinetica di riferimento
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I
D
kr z0 [m] zmin [m]
3 0,2 0,1 5
ct 1
ce
cd 1
cpe 1
cpi 0
categoria di esposizione
coefficiente di forma sopravento
coefficiente di forma sottovento
classe di rugosità
coefficiente di topografia
coefficiente di esposizione
coefficiente dinamico
P = qref * Ce * Cd * Cd = 39.1*1.7*1*1 = 66 daN/m2
Ce = 1.70
Elementi sopravento 0.8*66 = 52 daN/m2
Elementi sottovento 0.4*66 = 26 daN/m2
7.1.6 Azione neve
Carico neve zona Padova 0.80 kN/m2
7.1.7 ANALISI DELLE SPINTE DELLA FALDA SULLE SPALLE DEL PONTE
Sulla spalla non è stata considerata la spinta della falda in quanto sono stati inseriti dei fori dreni alla base
delle spalle in modo che la pressione idrostatica a monte e a valle della salla stessa sia identica. Le due
forze hanno uguale intensità ma direzione contraria e per tale motivo si elidono.
7.1.8 ANALISI DELLE SPINTE DEL TERRENO IN CONFIGURAZONE STATICA E DINAMICA
Nel progetto si è tenuto conto del contributo indotto dalla spinta statica e dinamica delle terre. Una volta
calcolata la spinta statica del terreno e della falda si è proceduto al calcolo della spinta dinamica del terreno
e della falda attraverso metodi pseudostatici in ottemperanza a quanto prescritto dal paragrafo 7.11.3.5.2
Metodi di analisi” per azioni sismiche del terreno.
Caratteristiche meccaniche terreno
Peso secifico terreno asciutto 18.00 kN/m3
Peso specifico terreno satura 20.00 kN/m3
Angolo di attrito interno 30 °
Forza orizzontale Fh = kh W
Forza verticale Fv = kv W
W peso del volume di terreno potenzialmente instabile
W = 2.5*1.4*19.6/2*1800= 61740 daN
Kh = 0.048
Kv = 0.024
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Si allega schema di calcolo spinte delle terre
7.1.9 Ritiro e viscosità del calcestruzzo ε1
La tipologia e la disposizione dei vincoli rende l’implacato isostatico, per azioni da ritiro e viscose
sull’impalcato per cui non si generano stati di coazione ( il ponte si può deformare liberamente in senso
longitudinale).
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7.1.10 Azione termica ε2
La tipologia e la disposizione dei vincoli rende l’implacato isostatico, per azioni termiche uniformi
sull’impalcato per cui non si generano stati di coazione ( il ponte si può deformare liberamente in senso
longitudinale). Per distribuzioni non uniformi di temperatura tra il lembo superiore e il lembo inferiore
dell’impalcato si generano coazioni. Si assume che questa distribuzione sia di tipo lineare e che la differenza
di temperatura tra lembo superiore e lembo inferiore sia:
ΔT = ± 10 °C
L’azione termica trattandosi di trave in semplice appoggio non genera sollecitazioni per coazione ma una
defomazione pari a: :
M = 1/8*7572 0.000012*10/60 = 1.4 mm
7.1.11 Azioni parassite dei vincoli q7
Si considerano le azioni parassite dei vincoli pari al 3% della somma di tutti i carichi verticali; l’azione è da
considerarsi orizzontale longitudinale applicata all’altezza dell’apparecchio d’appoggio.
7.1.12 Urto di veicolo in svio q8
Si considera l’eventuale urto di un veicolo in svio paragonabile ad una forza 100 kN applicato su una
lunghezza di 50 cm e ad un’altezza di 1,0 m dal piano di marcia .
7.1.13 Azioni determinate da cedimenti/sollevamento per sostituzione degli appoggi ε4
I cedimenti vincolari trattandosi di schema di calcolo di trave in semplice appoggio non generano stati
sollecitazione dovuti a stati di coazione.
Durante la vita utile del manufatto non si prevede la sostituzione degli appoggi per tale motivo non è prevista
la situazione di sollevamento del ponte.
7.2 Azione sismica q6
Le azioni orizzontali dovranno essere valutate in accordo alle Norme Tecniche per le Costruzioni del DM
14/01/2008, considerando di regola le masse corrispondenti ai pesi propri ed ai sovraccarichi permanenti
secondo quanto prescritto al paragrafo 3.2.4 del DM ovvero rispettando la combinazione:
G1 + G2 + ∑j ψ2jQkj
con ψ2,j=0.2, tenendo conto di un contributo dovuto anche alle azioni da traffico secondo quanto riportato al
paragrafo 3.2.4 del D.M. 14/01/2008.
Gli stati limite considerati sono due e più precisamente:
� Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV) che viene utilizzata per simulare la condizione di stato
limite ultimo sulla struttura
� Stato Limite di Danno (SLD) che serve a valutare gli effetti del sisma in condizioni di esercizio
Per la valutazione dell’azione sismica è stato utilizzato il foglio excel “SPETTRI NTC” ver 1.0.3, messo a
disposizione dal Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici
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I
Tutti i dati in seguito riportati sono stati ricavati dal suddetto foglio di calcolo e ne è stata poi verificata
l’attendibilità confrontando con quanto riportato nel paragrafo 3.2 del DM 14/01/2008.
7.2.1 Parametri azione sismica
Per valutare l’entità dell’azione sismica occorre innanzitutto stabilire la vita nominale VN della struttura e il
periodo di riferimento per l’azione sismica VR in base al tipo di costruzione. Il cavalcavia in esame ricade
nella tipologia di struttura 3 e classe d’uso IV per cui:
VN = 50 anni Tabella 2.4.I
CU = 1,5 (classe d’uso III) Tabella 2.4.II
e quindi
VR = VN ∙ CU = 50 ∙ 1,5 = 75 anni.
Il ponte verrà costruito nel comune di Cadoneghe (PD) in una zona in cui la categoria del sottosuolo può
essere paragonata alla D della Tabella 3.2.II e la categoria topografica alla T1 della Tabella 3.2.IV. Per
individuare la pericolosità del sito si utilizza il file excel “SPETTRI NTC”:
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I parametri sismici relativi al comune di Cadoneghe sono .
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7.2.2 Fattore di struttura
Per ponti in acciaio e soletta collaborante in calcestruzzo l’Eurocodice 8 al paragrafo 8.2 suggerisce di
assumere per i ponti:
q = 1,0
ovvero progettare la struttura in modo che rimanga in campo elastico sotto l’azione sismica di progetto sia
per quanto riguarda le azioni orizzontali che per quelle verticali.
Per spalle il D.M 14/01/2008 al paragrafo 7.9.2.1 fattori di struttura perscrive per pile in cemento armato in
classe CDB il seguente valore:
q = 1.0
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7.2.3 Spettri di progetto per azioni orizzontali e verticali SLV
Lo spettro di progetto per azione sismica orizzontale si ottiene dalle espressioni qui sotto riportate,
combinando tutti i valori dei parametri analizzati nei paragrafi precedenti:
0 ≤ T < TB
−+⋅⋅⋅⋅=
BB
gdT
T
F
q
T
TF
qSaTS 1
1)(
0
0
TB ≤ T < TC 0
1)( F
qSaTS gd ⋅⋅⋅=
TC ≤ T < TD
⋅⋅⋅⋅=T
TF
qSaTS c
gd 0
1)(
TD ≤ T
⋅⋅⋅⋅⋅=
20
1)(
T
TTF
qSaTS Dc
gd
Per le azioni verticali occorre invece riferirsi alle espressioni:
0 ≤ T < TB
−+⋅⋅⋅⋅=
BvB
vgdT
T
F
q
T
TF
qSaTS 1
1)(
TB ≤ T < TC vgd Fq
SaTS ⋅⋅⋅=1
)(
TC ≤ T < TD
⋅⋅⋅⋅=T
TF
qSaTS c
vgd
1)(
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TD ≤ T
⋅⋅⋅⋅⋅=
2
1)(
T
TTF
qSaTS Dc
vgd
Si riporta qui di seguito una figura con rappresentati gli andamenti degli spettri di progetto per:
� azioni sismiche orizzontali Sd,max = 0,504 g
� azioni sismiche verticali Sd,max = 0,125 g
7.2.4 Spettri di progetto per azioni orizzontali e verticali SLD
In maniera analoga a quanto visto per lo SLV si ha :
� azioni sismiche orizzontali Sd,max = 0,208g
� azioni sismiche verticali Sd,max = 0,033g
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7.3 SCHEMA STATICO DEL PONTE (VINCOLI + FORZE)
L’impalcato da ponte è stato calcolato come trave in semplice appoggio su luce pari a 7.57 m , con vincolo
fisso sulla spalla destra e vincolo mobile sulla spalla sinistra .
Si riporta di seguito il grafico dello schema di calcolo adottato:
- SCHEMA DI CARICO PESO IMPALCATO
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- SCHEMA DI CARICO PERMANENTE
- SCHEMA DI CARICO NEVE
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- SCHEMA DI CARICHI MOBILI
Condizione di carico che massimizza momento flettente in campata
Condizione di carico che massimizza il taglio all’appoggio
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- SCHEMA DI CARICO FRENATURA
- SCHEMA DI CARICO SPINTA TERRENO
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8 DESCRIZIONE DELL’OPERA
Di seguito si riportano inquadramento, sezione trasversale e longitudinale dell’impalcato.
Pianta micropali di fondazione
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Pianta spalle
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Pianta impalcato
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Sezione longitudinale
Sezione longitudinale
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Sezione trasversale
9 PROGETTO E VERIFICA IMPALCATO
9.1 Progetto impalcato
Modello trave PAV50/120
Sezione corrente impalcato
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I
Sezione all’appoggio impalcato
Sezione particolare all’appoggio
Sezione marciapiede
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Dati impalcato
Lunghezza impalcato 13.5 m
Luce di calcolo 7.57 m
Vincolo semplice appoggio
Lunghezza travi 8.0 m
Interasse travi 1.2
Spessore soletta 10 cm
Nuemro travi 12
Spessore complessivo impalcato 60 cm
Si considerano le seguenti due condizioni di carico da traffico la prima massimizza il momento in mezzeria e
la seconda massimizza il taglio all’appoggi.
Peso proprio impalcato
M = 1/8*1500*1.2*7.572 = 12893 daNcm
V = 1.2*1500*7.57/2 = 6813 daN
Carico permanente
M = 1/8*30*1.2*7.572 = 257 daNcm
V = 1.2*30*7.57/2 = 136 daN
Carico da neve
M = 1/8*80*1.2*7.572 = 687 daNcm
V = 1.2*80*7.57/2 = 363 daN
Condizione 1
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I
M = 1/8*900*1.2*7.572 + 30.000/3*7.57/2- 30.000/3*0.6 = 7736 + 37850 – 6000 = 39586 daNcm
V = 1.2*900*7.57/2 + 30.000*2/3*2= 4087 + 10.000 = 14087 daN
Condizione 2
M = 1/8*900*1.2*7.572 + 1586*7.57/2 = = 7736 + 6003= 13.739 daNcm
V = 1.2*900*7.57/2 + 30.000/3+30.00/3*6.37/7.57= 4087 + 10.000 + 8414 = 22501 daN
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I
Tabella riassuntiva
Sezione mezzeria Sezione appoggio
carico V M V M
daN daNm m daNm
Peso impalcato 12893 6813
Permanente 257 136
Neve 687 363
Carichi mobili
Condizione 1
39586 14087
Carichi mobili
Condizione 2
13.739 22501
Calcolo solelcitazioni massime
SLU massimo momento in mezzeria
M = 1.35*12893+1.35*257+1.5*0*687+1.35*39586 = 71193 daNm = 711 kNm < 1101 kNm
SLU massimo taglio all’appoggio
V = 1.35*6813+1.35*136+1.35*0*363+1.35*22501 = 39757 daN = 397 kN < 609 kN
Verifica trave in c.a.p.
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9.2 Verifica apparecchio d’appoggio
Si determina di seguito il carico agente sul dispositivo d’appoggio costituito da n°2 cuscinetti in neoprene di
dimensioni 200x250 mm. Si considera agente sulla trave una striscia d’implacato avente larghezza pari a
1.20 m e si considera i carichi da traffico agenti ripartiti su tre travi
Peso impalcato
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P= 1500*1.2*7.57/2 = 6.800 daN
Carico permanente
P = 30*1.2*7.57/2= 136 daN
Neve
P = 80*1.2*7.57/2= 363 daN
Carichi mobili
Si considerano due colonna di carico con carichi disposti in modo da massimizzare il taglio all’appoggio
P1 = 30.000 + 30.000*6.37/7.57 + 900*3*7.57/2 = 30.000 + 25.240 + 10.220 = 65.460 daN
P1/3 = 65460/3 = 21820 daN
Calcolo azione verticlae SLU
P= 1.35*6800 + 1.35*136+1.35*21820 = 9180 + 183 +29457 = 38820 daN = 388 kN < 895 kN
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9.3 Verifica cordolo per collegamento guard-rail
Secondo quanto previsto dal DM 14/01/2008 si verifica il cordolo di collegamento del guard rail per un
carico pari a 10.000 daN applicato a 1.0 m dal piano viario per una larghezza di 50 cm .
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I
Si riporta di seguito lo schema del guard rail
I montanti sono a passo 1.50 m si prevede che l’urto del veicolo in svio verga assorbito interamente da un
montante . Si considera l’urto come un’azione eccezionale con coefficienti parziali per le azioin pari a 1.0
M= 10.000*1.0 = 1.0.000 daNm
V= 10.000 daN
Il cordolo ha una larghezza pari a 50cm ed un’altezza pari a 30 cm , si ipotizza una ripartizione a 45 ° ne
segue una sezione pari a 90 cm di larghezza e 50 cm di altezza.
Verifica a flessione
Si prevede di armare il cordo con ferri all’inttradosos e all’estradosso pari a 1φ16/20
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Verifica a taglio
Armatura a taglio 1φ16/20
VR,d = 0.9 d Asw / s fyd = 0.9*46*2.01/20*3913 = 16280 daN > 10.000 daN
VR,c = 0.9d bw 0.5 fcd /2 =0.9*46*90*0.5*164/2= 153.000 daN > 10.000 daN
9.4 Verifica cordolo per collegamento parapetto
I parapetti sono calcolati in ottemperanza a quanto previso dal DM 14/01/2008 per un carico pari a 150
daN/ml agente orizzontale per un’altezza pari a 1.10 dal piano di calpestio
Il montante del parapetto e in profilo IPE100 in acciiao S275JR
Calcolo sollecitazioni
V = 1.5*150*1.5=337.5 daN
M = 337.5*1.1 = 37100 daNcm
Il cordolo in cemento armato ha altezza pari a 35 cm e larghezza pari a 25 cm ipotizzando una ripartizione
del carico a 45° l’area della sezione reagente ha larghezza pari a 90 cm e una larghezza pari a 25 cm
Verifica profilo IPE100
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Verifica a flessione cordolo in c.a.
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I
Verifica a taglio
Armatura a taglio 1φ8/20
VR,d = 0.9 d Asw / s fyd = 0.9*22*0.5/20*3913 = 1788 daN > 337 daN
VR,c = 0.9d bw 0.5 fcd /2 =0.9*22*90*0.5*164/2= 73062 daN > 337 daN
10 VERIFICA SPALLE E OPERE DI FONDAZIONE
10.1 Tabella dei carichi caratteristici sugli appoggi
Si riportano di seguito le reazioni vincolari caratteristiche agli appoggi sulla spalla fissa e sulla spalla mobile.
Le due spalle sono identiche per geometria e disposizione dei micropali per tale motivo si verifica solo la
spalla fissa più sollecitata. Le combinazioni di carico considerate sia in caso statico che sismico sono in
conformità a quanto stabilito dal paragrafo 2.5.3 del D..m 14/01/2008.
Il carico agente sul micropalo è stato calcolato considerando la spalla come trave incastrata al terreno dove i
micropali assorbono l’azione normale tagliante e flettente derivante dall’aimpalcato e dalla spinta del
terreno. Il carico sul singolo micropalo è stato determinato considerando la spalla infitamente rigida con
ripartizione all’ Engesser Courbon .
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I
Le combinazioni delle azioni da traffico sono prese in conformità a quanto prescritto dalla tabella 5.1.IV del
D. M. 14/01/2008
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I coefficienti parziali di sicurezza sono presi in conformità a quanto prescritto dalla tabella 5.1. V del D.M.
14/01/2008
I coefficienti ψ per le azioni variabili per ponti sono prese in conformità alla tabella 5.1 VI del D.M.
14/01/2008.
Peso proprio spalla
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I
P= 2.75*19.6*2500 = 134.750 daN h= 0.7 m
Peso impalcato
P= 1500*89/2 = 66.750 daN h= 2.15 m
Carico permanente
P = 30*89/2= 1335 daN h= 2.15 m
Neve
P = 80*89/2= 3560 daN h= 2.15 m
Carichi mobili
Si considerano due colonna di carico con carichi disposti in modo da massimizzare il taglio all’appoggio
P1 = 30.000 + 30.000*6.37/7.57 + 900*3*7.57/2 = 30.000 + 25.240 + 10.220 = 65.460 daN
P2= 20.000 + 20.000*6.37/7.57 + 250*3*7.57/2 = 20.000 + 16.830 + 2840 = 39670 daN
P1+P2 = 65460 + 39670 = 105.130 daN
Frenatura
F = 0.6*(2*30000)+0.1*900*3.0*7.57= 36000 + 2045 = 38045 daN
Compontente perpendicolare alla spalla F = 38045*cos43 = 27800 daN h= 2.15 m
Componente paralella alla spalla F= 38045*sin43 = 25950 daN h= 2.15 m
Carichi su marciapiedi
P = (500*1.5*8 + 500*2.5*8)/2= 8000 daN
Spinta del terreno
S= ½*0.3*1800*2.52 *19.6 = 33075 daN h= 1.13 m
Tabella riassuntiva
carico N V h M
daN daN m daNm
Peso spalla 134.750 0.7
Peso impalcato 66.750 2.15
Permanente 1335 2.15
Neve 3560 2.15
Carichi mobili 105.130 2.15
Frenatura 27800 2.15 59.770
Carichi sui
marciapiedi
8000
Spinta del
terreno
33075 1.13 37375
Calcolo combinazioni per SLU
Gruppo di azioni 1
N= 1.35*134.750 + 1.35*66750 + 1.35*1335 + 1.5*0*3560+1.35*105130+1.35*0.5*0*8000=
= 181910 + 90.110 + 1800 + 0 + 141925 + 0 = 415.745 daN
V= 1.35*33075 = 44650 daN
M= 1.35*37375 = 50456 daNm
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S V
I
Qmicropalo = 415.745/32 +/- 50456/(16*1.4) = 12992 + 2250 = 15242 daN < 18461 daN
Qmicropalo = 415.745/32 +/- 50456/(16*1.4) = 12992 - 2250 = 10740 daN < 18461 daN
Fmicropalo = 44650/32 = 1395 daN
Gruppo di azioni 2
N= 1.35*134.750 + 1.35*66750 + 1.35*1335 + 1.5*0*3560 + 1.35*0.75*105130 + 1.35*0.5*0*8000=
= 181910 + 90.110 + 1800 + 0 + 106.445 + 0 = 380.265 daN
V= 1.35*33075 + 1.35*27800 = 82181 daN
M= 1.35*37375 + 1.35*59770= 50456 + 80690 = 131.150 daNm
Qmicropalo = 380.265/32 +/- 131.150/(16*1.4) = 11.880 + 5855 = 17.738 daN < 18461 daN
Qmicropalo = 380.265/32 +/- 131.150/(16*1.4) = 11.880 - 5855 = 6025 daN < 18461 daN
Fmicropalo = 82181/32 = 2568 daN
Carichi sismici
Sd,max = 0,504 g
Q= 1.0
Sd,max = 0.504/1.0 = 0.504
Azione sismica spalla
P= 2.75*19.6*2500 = 134.750 daN h= 0.7 m
F = 134.750*0.504 = 67914 daN
Azione sismica impalcato
P= 1500*89/2 = 66.750 daN h= 2.15 m
F = 66.750*0.504 = 33642 daN
Azione sismica carichi permanenti
P = 30*89/2= 1335 daN h= 2.15 m
F = 1335*0.504 = 672 daN
Spinta del terreno
S= ½*0.3*1800*2.52 *19.6 = 33075 daN h= 1.13 m
Azione sismica spinta terreno
Forza orizzontale Fh = kh W
Forza verticale Fv = kv W
W peso del volume di terreno potenzialmente instabile
W = 2.5*1.4*19.6/2*1800= 61740 daN
Kh = 0.048
Kv = 0.024
Fh = 0.048*61740 = 2963 daN h= 2.5*2*3+0.3= 1.96 m
Fv = 0.024*61740 = 1480 daN
Tabella riassuntiva
carico N V h M
daN daN m daNm
Peso spalla 134.750 67914 0.7 47539
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S V
I
Peso impalcato 66.750 33642 2.15 72330
Permanente 1335 672 2.15 1444
Neve
Carichi mobili
Frenatura
Carichi sui
marciapiedi
Spinta del
terreno
33075 1.13 37374
Spinta del
terreno sismica
1480 2963 1.96 5807
Calcolo combinazioni per SLV
N= 134.750 + 66750 + 1335 == 202835 daN
V= 67914 + 33642 + 672 +33075 + 2963 = 138266 daN
M= 47539+72330+1444+37374+5807 = 164494 daNm
Qmicropalo = 202835/32 +/- 164.494/(16*1.4) = 6338 + 7343 = 13.681 daN < 18461 daN
Qmicropalo = 202835/32 +/- 164.494/(16*1.4) = 6338 - 7343 = -1005 daN < 18461 daN
Fmicropalo = 138.266/32 = 4320 daN
10.2 Calcolo capacità portante micropalo diametro 220 mm armatura 139x8
S275JR
Metodo Bustamante-Doix
Q =P+S
P = portata di punta = Nq Ap p’
S = portata laterale = π ds Ls s
Tecnologia micropali IGU si riporta tabella valori di α
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S V
I
Diametro perforazione d = 20 cm
α = 1.2
ds = α d = 1.2*20 = 24 cm
Tabella s per sabbie e ghiaie
Tabella valore di s per argille e limi
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S V
I
CPT1
MICROPALO DIAMETRO 220 MM
TUBOLARE 139X8
LUNGHEZZA 6,0 M
PORATA LATERALE
da a qc Nspt tipo terreno s Ls alfa d ds Platerale γr
m m daN/cm2 daN/cm2 cm daN
3,1 4 6 1,2 argilla limosa 0,1 90 1,2 20 24 678
4 5,6 23 4,6 argilla limosa 0,8 160 1,2 20 24 9646
5,6 7,2 6 1,2 argilla 0,1 160 1,2 20 24 1206
7,2 8,8 88 17,6 limo sabbioso 1,3 160 1,2 20 24 15675
TOTALE 27205 1,15 23656
PORATA DI PUNTA
da a falda Nq γh Ls d Platerale γr
m m daN/cm2 daN/m2 m daN
3,1 8,8 2 20 10400 5,7 0,22 7903
TOTALE 7903 1,35 5854
29510
1,55 19039
CPT2
MICROPALO DIAMETRO 220 MM
TUBOLARE 139X8
LUNGHEZZA 6,0 M
PORATA LATERALE
da a qc Nspt tipo terreno s Ls alfa d ds Platerale γr
m m daN/cm2 daN/cm2 cm daN
3,1 4 8 1,6 argilla 0,2 90 1,2 20 24 1356
4 5,2 33 6,6 sabbia 0,5 120 1,2 20 24 4522
5,2 6,8 17 3,4 argilla limosa 0,7 160 1,2 20 24 8440
6,8 8,8 53 10,6 limi sabbiosi 1 200 1,2 20 24 15072
TOTALE 29390,4 1,15 25557
PORATA DI PUNTA
da a falda Nq gh Ls d Platerale γr
m m daN/cm2 daN/m2 m daN
3,1 8,8 2 20 10400 5,7 0,22 7903
TOTALE 7903 1,35 5854
31411
valore minimo 1,55 19039
valore medio 1,65 18461
valore totale 18461
Capacita portante palo calcolato con il metodo A1+M1+R3 Q = 18461 daN
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S V
I
10.3 Verifica portante micropalo diametro 220 mm armatura 139x8 S275JR per
azioni orizzontali
Azione orizzontale massima = 3163 daN
Schema di calcolo
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S V
I
Diagramma momento flettente
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I
Diagramma di taglio
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I
Sollecitazioni
M= 195.000 daNcm
V = 2315 daN
Verifica a flessione
Verifica a taglio
Vr = [(3550/(1.73*1.05)]*32 = 62.500 daN > 3163 daN
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S V
I
Diagramma deformata
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S V
I
10.4 Verifica armatura zattera spessore 60cm
Sollecitazioni massime
Azione massima del palo 17.738 daN
Interasse pali 125 cm
Interasse rispetto asse pila 70 cm
Sollecitazioni
V = 17.738 daN
M = 17.738*0.7 = 1.241.600 daNcm
Sezione di verifica 125x60
Elementi armati a taglio
VR,d = 0.9 d Asw / s fyd = 0.9*56*1.54/40*3913*(125/40) = 23727 daN > 17.738 daN
VR,c = 0.9d bw 0.5 fcd /2 =0.9*56*125*0.5*164/2= 258.300 daN > 17.738 daN
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S V
I
10.5 Verifica armatura candela spessore 80 cm
Gruppo di azioni 2
N= 380.265 daN
V= 82181 daN
M= 131.150 daNm
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S V
I
Calcolo combinazioni per SLV
N= 202835 daN
V= 101230 daN
M= 124050 daNm
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S V
I
11 CALCOLO DELLA SEZIONE DELLE SPALLETTE LATERALI
Si riporta di seguito il dimensionamenti dei muri di contenimento del terrapieno (spallette laterali)
Verifica di stabilità
La verifica di stabiltà globale della fondazione viene eseguito in ottemperanza a quanto riportato nel
paragrafo 6.4.2 “ Fondazioni superficiali” con l’appoccio 1 combinazione 2 A2+M2+R2
Sollecitazioni riferite a striscia di 1 m
Spinta del terreno = ½*0.3*1800*2.652 = 1896 daN
Peso zattera = 0.4*2500*2.5*1.0 = 2500 daN
Peso pieddritto = 0.3*2.65*2500*1.0=1987 daN
Rapporto momenti stabilizzanti / momenti instabilizzanti
= 2500*1.25+1987*0.35/ ((1.3*1896*(0.4+2.65/3)) = 3820 / 3163 = 1.20 > 1.0 verifica ok
Verifiche di resistenza
La verifica di resistenza viene eseguita in ottemperanza a quanto riportato nel paragrafo 6.4.2 “ Fondazioni
superficiali” con l’appoccio 2 combinazione A1+M1+R3
Verifica muro
M= 1.5*1896*2.65/3 = 2512 daNm
V = 1.5*1896 = 2844 daN
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S V
I
V = 0.9*260*251/200*450/1.15=11.491 daN < 2844 daN verifica ok
V = 0.9*260*1000*16.4*0.5*1/2= 95940 daN < 2844 daN verifica ok
Verifica zattera
Tensione sul terreno
N= 1.3*2500+1.3*1987 + 2.65 *2.0*1800 *1.3= 5833 +12402 = 18235 daN
M= 1.5*1896*(2.65/3+0.4) + 1.3*1987*0.9 = 3649 + 2324 = 5973 daNm
e= 5973/18235 = 0.32 m
σ = 18235/(250*100) + 597300/(250*250*100/6) = 0.72 + 0.57 = 1.29 daN/cm2
σ = 18235/(250*100) - 597300/(250*250*100/6) = 0.72 - 0.57 = 0.15 daN/cm2
M=( 0.15+0.72)/2*200*100*200/2= 870.000 daN
V= (0.15+0.72)/2*200*100 = 8700 daN
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S V
I
V = 0.9*360*307/400*450/1.15=9762 daN < 8700 daN verifica ok
V = 0.9*360*1000*16.4*0.5*1/2= 132.840 daN < 8700 daN verifica ok
Verifica portanza terreno
La verifica di portanza viene eseguita in ottemperanza a quanto riportato nel paragrafo 6.4.2 “ Fondazioni
superficiali” con l’appoccio 2 combinazione A1+M1+R3
Tensione massima sul terreno 1.29 daN/cm2
Tensione minima 0.15 daN/cm2
Calcolo capacita portante terreno
σ =5.14*0.55 + 1.0*(1800*2+1000*1.15) = (2.82 +0.475)/2.3 = 1.43 daN/cm2 > 1.29 daN/cm2 verifica ok
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S V
I
12 STIMA DEI CEDIMENTI DELLA STRUTTURA
Si riporta di seguito la stima dei cedimenti delle spalle che è dovuto al cedimento dei micropali calcolato con
il programma di calcolo SAP2000 CSI
Diagramma defomazione
Rovigo li, 17.02.2017
Ing. David Voltan