PERT04_Dondi Impalcato REV 4

8/17/2019 PERT04_Dondi Impalcato REV 4

1/225

RIF n:

CONTROLLATO

APPROVATO

E V . N .

0

DATA

OGGETTO :

DESCRIZIONE

CAPOGRUPPO MANDATARIA MANDANTE MANDANTE MANDANTE

COORDINATORE PRESTAZIONI SPECIALISTICHE:

D O T T . I N G . FR A N C E SC O M A T T A R O L O

DIRETTORE TECNICO: DOTT ING MASSIMO RACCOSTA DIRETTORE TECNICO: ING. JAN NAROVEC DIRETTORE TECNICO: DOTT ING CLEMENTE ALESSANDRO FASCETTI

PROGETTISTI: DOTT ING FRANCESCO MATTAROLO COORDINATORE S I A : PROF ING SASCIA CANALEROGETTISTI: ING. JAN KAREIS, Ph.D.

ELABORATO

S C A L A :

ALLEGATO n :

ADEGUA MENTO DELL’IDROVIA FERRARESE

N E L T R A T T O D A F IN A L D I R E R O

A M IG L IA RIN O (FE ) A L T RA FFICO

ID RO V IA RIO D I V CL A SSE E U RO PE A

CAD : Autocad R14

DIC. 2008

OPERE FINANZIATE

EMISSIONE - OPERE FINANZIATE

PROGETTO ESECUTIVO

D O T T . I N G . MA U R O M O N T I

1

FEB 2011

RECAPITO MATERIALE SCAVI

PROGETTISTI - R.T.I. Riunione Temporanea di Imprese) costituita da :

RESPONSABILE DEL PROCEDIMENTO :

VODNI

CESTY a.s.

CONSULTING ENGINEERS PRAGUE

AMMINISTRAZIONE

PROVINCIALE

DI FERRARA

M. Bottoni A. Brunelli F. Mattarolo

N. Cappelletti A. Brunelli F. Mattarolo

PE.RT.04

ELAZIONE DI CALCOLO DELLE STRUTTU RE

PONTE DI CDONDI - IMPALCATO M ETALLICO

PE-RT-04.DOC

2

MAR 2011

ADEGUAMENTO OPERE

M. Bottoni A. Brunelli F. Mattarolo

AGENZIA INTERREGIONALE PER IL FIUME PO

PROGETTISTI:DOTT ING ANDREA BRUNELLI

DOTT ING GIUSEPPE VINCI

DOTT ING MASSIMO RAGNO

DIRETTORE TECNICO: DOTT ARCH VALENTINA BUTTERNI

3

OTT. 2011 CONFERIMENTO SCAVI M. Bottoni A. Brunelli F. Mattarolo


2/225

Data: Dicembre 2008 Rev.: 0 Doc.: PERT04

INDICE

1 INTRODUZIONE........................................................................................................................6

1.1 Premessa...............................................................................................................................6

1.2 Descrizione del ponte...........................................................................................................6

1.2.1 Generalità.....................................................................................................................7

1.2.2 Travature principali......................................................................................................7

1.2.3 Traversi ........................................................................................................................81.2.4 Soletta in c.a.................................................................................................................8

1.2.5 Schema di vincolo........................................................................................................9

2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO..........................................................................................10

2.1 Elenco norme .....................................................................................................................10

3 MATERIALI IMPIEGATI ........................................................................................................12

3.1 Acciaio ...............................................................................................................................12

3.1.1 Acciaio da carpenteria................................................................................................12

3.1.1.1 Caratteristiche generali ..........................................................................................12

3.1.1.2 Stati limite ultimi (S.L.U.) .....................................................................................12

3.1.2 Acciaio per i bulloni...................................................................................................13

3.1.2.1 Caratteristiche Generali..........................................................................................13

3.1.2.2 Stati Limite Ultimi (S.L.U.) ...................................................................................13

3.1.3 Acciaio per getti .........................................................................................................14



3.1.4 Acciaio per connettori a piolo....................................................................................14


3.1.5 Acciaio in barre per c.a. .............................................................................................14



3.2 Conglomerato cementizio ..................................................................................................15

3.2.1 Calcestruzzo armato per la soletta in c.a....................................................................15

3.2.1.1 Caratteristiche meccaniche ....................................................................................15


3/225


Adeguamento dell’idrovia ferrarese, nel tratto da Final di Rero a Migliarino (FE), al traffico Idroviario di VClasse Europea - PROGETTO ESECUTIVO

Pag. 1/224

3.2.1.2 Stati limite ultimi (S.L.U.) .....................................................................................164 METODO DI ANALISI ............................................................................................................17

4.1 Analisi statica.....................................................................................................................17

4.2 Analisi sismica ...................................................................................................................17

4.3 Codici di calcolo ................................................................................................................18

4.3.1 MIDAS Gen ...............................................................................................................18

4.3.2 Straus 7.......................................................................................................................19

5 ANALISI DEI CARICHI (Norme tecniche - DM 14/01/08) ....................................................20

5.1 Vita nominale, classi d’uso e periodo di riferimento.........................................................20

5.1.1 Vita nominale.............................................................................................................20

5.1.2 Classe d’uso ...............................................................................................................20

5.1.3 Periodo di riferimento per l’azione sismica ...............................................................21

5.2 Azioni permanenti..............................................................................................................21

5.2.1 Peso proprio degli elementi strutturali – g1...............................................................21

5.2.2 Carichi permanenti portati – g2 .................................................................................21

5.3 Deformazioni impresse ......................................................................................................22

5.3.1 Ritiro – ε2...................................................................................................................22

5.3.2 Effetti della temperatura.............................................................................................23

5.3.2.1 Variazione termica assoluta – Tk ...........................................................................23

5.3.2.2 Variazione termica differenziale tra soletta ed impalcato – ε3..............................23

5.4 Azioni variabili ..................................................................................................................23

5.4.1 Azioni variabili da traffico- q1...................................................................................23

5.4.1.1 Definizione delle corsie convenzionali ..................................................................24

5.4.1.2 Schemi di carico.....................................................................................................25

5.4.1.3 Applicazione del carico..........................................................................................27

5.4.2 Incremento dinamico addizionale in presenza di discontinuità strutturali- q2 ..........27

5.4.3 Azione longitudinale di frenamento o di accelerazione- q3 ......................................28

5.4.4 Azione di neve - q5neve ...............................................................................................28

5.4.4.1 Valore caratteristico del carico neve al suolo ........................................................29


4/225



Pag. 2/224

5.4.4.2 Coefficiente di esposizione....................................................................................295.4.4.3 Coefficiente termico...............................................................................................30

5.4.4.4 Applicazione del carico neve .................................................................................30

5.4.5 Azione del vento - q5vento ...........................................................................................31

5.4.5.1 Velocità di riferimento...........................................................................................31

5.4.5.2 Pressione del vento.................................................................................................32

5.4.5.3 Coefficiente di esposizione....................................................................................33

5.4.5.4 Coefficienti di forma..............................................................................................33

5.4.5.5 Applicazione del carico..........................................................................................35

5.4.6 Azioni sismiche - q6 ..................................................................................................37

5.4.6.1 Stati limite e relative probabilità di superamento ..................................................38

5.4.6.2 Categorie di sottosuolo e condizioni topografiche.................................................39

5.4.6.3 Valutazione dell’azione sismica.............................................................................40

5.4.6.4 Azione sismica di progetto.....................................................................................45

5.4.6.5 Combinazione dell’azione sismica con le altre azioni ...........................................50

5.4.6.6 Analisi statica lineare.............................................................................................51

5.4.6.7 Apparecchi di appoggio .........................................................................................52

5.4.7 Resistenze passive dei vincoli- q7 .............................................................................53

6 COMBINAZIONI DI CARICO (Norme tecniche - DM 14/01/08) ..........................................54

6.1 Valori caratteristici delle azioni dovute al traffico.............................................................54

6.2 Combinazioni di carico allo SLU ......................................................................................55

6.3 Combinazioni di carico allo SLE.......................................................................................58

6.3.1 Combinazioni caratteristiche (rare)............................................................................58

6.3.2 Combinazioni frequenti..............................................................................................58

6.3.3 Combinazioni quasi permanenti.................................................................................59

6.4 Combinazioni sismiche (SLE e SLU)................................................................................59

7 MODELLI FEM ........................................................................................................................61

7.1.1 MODELLO N1 ..........................................................................................................62

7.1.2 MODELLO N2 ..........................................................................................................63


5/225



Pag. 3/224

7.1.3 MODELLO N3 ..........................................................................................................647.1.4 MODELLO N4 ..........................................................................................................64

7.1.5 MODELLO N5 ..........................................................................................................65

7.1.6 MODELLO MT .........................................................................................................66

8 RISULTATI ANALISI NUMERICHE.....................................................................................67

8.1 Sollecitazioni sulle travi reticolari principali.....................................................................67

8.2 Sollecitazioni sui traversi d’appoggio................................................................................69

8.3 Sollecitazioni sui traversi a doppio T.................................................................................70

8.4 Sollecitazioni sulla trave centrale di spina IPE600............................................................72

8.5 Sollecitazioni sui diagonali di controvento in fase di getto della soletta ...........................73

9 VERIFICHE SLU ......................................................................................................................74

9.1 Verifica degli elementi strutturali ......................................................................................74

9.1.1 Verifica del corrente superiore della trave reticolare principale................................75

9.1.2 Verifica del corrente inferiore della trave reticolare principale.................................80

9.1.3 Verifica dei diagonali della trave reticolare principale..............................................83

9.1.4 Verifica dei traversi d’appoggio ................................................................................86

9.1.5 Verifica dei traversi a doppio T .................................................................................94

9.1.6 Verifica della trave centrale di spina IPE 600..........................................................103

9.1.7 Verifica dei diagonali di controvento in fase di getto della soletta..........................106

9.1.8 Verifica della soletta ................................................................................................108

9.1.8.1 Considerazioni sui criteri di resistenza adottati ...................................................108

9.1.8.2 Considerazioni sul calcolo delle sollecitazioni ....................................................109

9.1.8.3 Zone tipiche..........................................................................................................115

9.1.8.4 Zone con incremento dinamico addizionale q2 ...................................................117

9.1.8.5 Verifica a punzonamento della soletta per i carichi tandem di progetto..............119

9.1.9 Verifica dei tralicci predalles in fase di getto ..........................................................120

9.1.9.1 Caratteristiche geometriche dei tralicci predalles ................................................120

9.1.9.2 Verifica dei tralicci predalles a momento negativo .............................................122

9.1.9.3 Verifiche dei tralicci predalles a momento positivo ............................................123


6/225



Pag. 4/224

9.1.9.4 Verifica dei diagonali dei tralicci predalles .........................................................1249.2 Verifica dei collegamenti.................................................................................................125

9.2.1 Verifica delle giunzioni delle travi reticolari con profilati cavi...............................125

9.2.1.1 Verifica della giunzione tipica .............................................................................125

9.2.1.2 Verifica della giunzione in corrispondenza degli appoggi sulle pile ...................133

9.2.1.3 Verifica della giunzione in corrispondenza degli appoggi sulle spalle................141

9.2.2 Verifica dei connettori a taglio.................................................................................150

9.2.2.1 Resistenza del singolo connettore a taglio ...........................................................151

9.2.2.2 Disposizione dei pioli ..........................................................................................151

9.2.2.3 Verifica di resistenza allo scorrimento.................................................................151

9.2.3 Verifica del collegamento flangiato dei traversi a doppio T al corrente inferiore della

trave reticolare principale ........................................................................................................156

9.2.4 Verifica del collegamento flangiato della trave di spina IPE600 ai traversi............159

9.2.5 Verifica del collegamento tra i diagonali di controvento ai relativi piatti ...............162

9.3 Progetto e verifica degli appoggi .....................................................................................164

9.3.1 Forze allo stato limite ultimo agenti sugli appoggi (statica SLU) ...........................164

9.3.2 Masse sismiche agenti sugli appoggi.......................................................................166

9.3.3 Progetto dell’isolamento longitudinale ....................................................................167

9.3.4 Forze sismiche di progetto .......................................................................................168

10 VERIFICHE SLE.....................................................................................................................171

10.1 Verifica di deformabilità..................................................................................................171

10.1.1 Verifica di deformabilità delle travi reticolari .........................................................171

10.1.2 Verifica di deformabilità dei traversi.......................................................................172

10.1.2.1 Traversi d’appoggio.........................................................................................172

10.1.2.2 Traversi a doppio T..........................................................................................174

10.1.3 Schemi di contromonta ............................................................................................175

10.1.3.1 Travi reticolari..................................................................................................175

10.1.3.2 Traversi ............................................................................................................176

10.1.4 Spostamento longitudinale dovuto alla dilatazione termica Tk ................................176


7/225



Pag. 5/224

10.2 Verifica a fessurazione della soletta.................................................................................17710.2.1 Verifica in zona tipica ..............................................................................................177

10.2.1.1 Verifica a momento positivo............................................................................177

10.2.1.2 Verifica a momento negativo...........................................................................182

10.2.1.3 Verifica della fessurazione senza calcolo diretto.............................................187

10.2.2 Verifica nella zona con incremento dinamico addizionale......................................188

10.2.2.1 Verifica a momento positivo............................................................................189

10.2.2.2 Verifica a momento negativo...........................................................................194

10.2.2.3 Verifica della fessurazione senza calcolo diretto.............................................199

10.3 Verifica delle tensioni di esercizio della soletta...............................................................201

10.3.1 Verifica in zona tipica ..............................................................................................201

10.3.2 Verifica nella zona con incremento dinamico addizionale......................................203

11 VERIFICHE A FATICA .........................................................................................................207

11.1 Verifiche allo stato limite di fatica – NT2008..................................................................207

11.1.1 Coefficienti parziali di sicurezza γMf .......................................................................208

11.1.2 Verifiche per vita illimitata ......................................................................................209

11.1.2.1 Modello di carico .............................................................................................209

11.1.2.2 Modalità di verifica..........................................................................................210

11.1.3 Verifiche a danneggiamento ....................................................................................211

11.1.3.1 Modalità di verifica..........................................................................................212

11.1.4 Metodologia adottata................................................................................................213

11.1.5 Verifica a fatica delle giunzioni delle travi reticolari ..............................................214

11.1.5.1 Verifica del corrente superiore della trave reticolare principale......................215

11.1.5.2 Verifica del corrente inferiore della trave reticolare principale.......................216

11.1.5.3 Verifica dei diagonali della trave reticolare principale....................................217

11.1.6 Verifica a fatica dei connettori a taglio....................................................................219

11.1.6.1 Traversi d’appoggio.........................................................................................220

11.1.6.2 Traversi a doppio T..........................................................................................222


8/225



Pag. 6/224

1 INTRODUZIONE

1.1 Premessa

La presente relazione di calcolo, relativa alla realizzazione del ponte Ca’ Dondi nel comune di

Migliarino (Ferrara), riporta le verifiche strutturali relative alle strutture portanti metalliche ed in

cemento armato.

1.2 Descrizione del ponte


9/225



Pag. 7/224

1.2.1 Generalità

Il ponte è a via di corsa inferiore ed è costituito da tre campate continue, le due esterne di lunghezza

pari a 35m mentre quella centrale di 50m, appoggiate centralmente su due pile in alveo e alle

estremità su due spalle. La struttura è costituita da due travi reticolari che sostengono il piano viario

a livello del corrente inferiore. L’impalcato è di larghezza pari a circa 14 m, ed è costituito da una

soletta in c.a. di spessore pari a 25 cm, piolata ai traversi che si ripetono con passo pari 2.5 m.

Questi a loro volta sono collegati al corrente inferiore delle due travi reticolari principali.

1.2.2 Travature principali

Le travature principali sono delle travi reticolari improprie di tipo “Warren”, poiché il collegamento

tra i correnti e i diagonali avviene mediante saldatura e garantisce quindi il trasferimento della

sollecitazione flettente. I correnti sono dei profili tubolari quadrati 600x600x25 realizzati mediante


10/225



Pag. 8/224

saldatura a completo ripristino, mentre i diagonali sono sempre profili tubolari quadrati, ma didimensioni ridotte rispetto ai precedenti 500x500x20. L’altezza delle travi reticolari è costante ed è

pari a 3.5 m e i diagonali si ripetono con passo pari a 5 metri.

1.2.3 Traversi

I traversi in corrispondenza degli appoggi sono dei profili tubolari rettangolari 600x800x20 saldati a

completo ripristino ai correnti inferiori delle due travi reticolari. Gli altri traversi invece, sono dei

profili a doppio T composti mediante saldatura con la seguente geometria: altezza pari a 0.6 m,

larghezza delle flangie pari a 0.4 m, spessore dell’anima pari a 20mm e spessore delle flangie pari a

30 mm. Il collegamento di questi ultimi al corrente inferiore delle travi reticolari avviene mediante

giunto flangiato: infatti nel corrente inferiore, in corrispondenza del collegamento coi traversi, sono

saldati degli “spezzoni” di trave che permettono il collegamento bullonato con flangia.

I traversi inoltre sono piolati alla soletta: quelli d’appoggio con 4 file di pioli Ø22/20cm, mentre

quelli a doppio T con 3 file di pioli Ø22/20cm.

1.2.4 Soletta in c.a.

La soletta in c.a. è realizzata in opera mediante l’ausilio di lastre predalles con tralicci elettrosaldati,

che ne garantiscono l’autoportanza. Le lastre sono appoggiate sui traversi ed hanno spessore pari a5cm. Il getto di completamento è di spessore pari a 20 cm, quindi in totale si hanno 25 cm di soletta.

Il getto di completamento è in calcestruzzo con resistenza cubica a compressione pari a 40 MPa. La

soletta è armata sia superiormente che inferiormente con ferri Ø18/10cm Si distinguono inoltre alle

estremità del ponte in corrispondenza dell’interruzione della soletta due zone (di lunghezza pari a

circa 3m) maggiormente armate (Ø18/5cm), poiché soggette all’incremento dinamico dei carichi

mobili.


11/225



Pag. 9/224

1.2.5 Schema di vincolo

Il ponte è vincolato secondo lo schema riportato in figura:

Lo schema prevede due dispositivi elastici (isolatori) vincolati in corrispondenza della spalla fissa

SF che permettono di ridurre l’input sismico in direzione longitudinale, pertanto tutti gli appoggi

lasceranno libera la traslazione in tale direzione, lasciando così libere anche le traslazioni dovute

alla dilatazione e alla contrazione termica longitudinale. In direzione trasversale invece gli appoggi

unidirezionali garantiscono il vincolo alla traslazione in tale direzione, mentre l’appoggio mobile

lascia libera la traslazione in caso di dilatazione o contrazione trasversale dell’impalcato.


12/225



Pag. 10/224

2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO

2.1 Elenco norme

o Legge 5 Novembre 1971, n. 1086.

“Norme per la disciplina delle opere di conglomerato cementizio armato, normale

precompresso ed a struttura metallica”.

o Legge 2 Febbraio 1974, n. 64.

“Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le zone sismiche”.

o Decreto Ministeriale LL. PP., 4 maggio 1990.

“Criteri generali e prescrizioni tecniche per la progettazione, esecuzione e collaudo di ponti

stradali”.

o Circolare Ministeriale LL. PP. n. 34233 AA.GG./STC, 25 febbraio 1991.

“Istruzioni relative alla normativa tecnica dei ponti stradali”.

o Decreto Ministeriale LL. PP., 9 gennaio 1996.

“Norme tecniche per il calcolo, l’esecuzione ed il controllo delle strutture in cemento

armato normale, precompresso e per le strutture metalliche”.

o Decreto Ministeriale LL. PP., 16 gennaio 1996.

“Norme tecniche relative ai – Criteri generali per la verifica della sicurezza delle

costruzioni e dei carichi e sovraccarichi –”.

o

Decreto Ministeriale LL. PP., 16 gennaio 1996.“Norme tecniche per le costruzioni in zone sismiche”.

o Circolare Ministeriale LL. PP. n. 156 AA.GG./STC, 4 luglio 1996.

“Istruzioni per l’applicazione delle – Norme tecniche relative ai criteri generali per la

verifica di sicurezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi – di cui al D.M. 16

gennaio 1996”.

o Circolare Ministeriale LL. PP. n. 252 AA.GG./STC, 15 ottobre 1996.


13/225



Pag. 11/224

“Istruzioni per l’applicazione delle - Norme tecniche per il calcolo, l’esecuzione ed ilcontrollo delle strutture in cemento armato normale, precompresso e per le strutture

metalliche – di cui al D.M. 9 gennaio 1996”.

o Circolare Ministeriale LL.PP. n. 65 AA.GG./STG, 10 maggio 1997

“Istruzioni per l’applicazione delle - Norme tecniche per le costruzioni in zone sismiche – di

cui al D.M. 16 gennaio 1996”.

o CNR-UNI 10011-1997.

“Costruzioni in acciaio. Istruzioni per il calcolo, l’esecuzione, il collaudo e la

manutenzione”.

o CNR-UNI 10016-2000

“Travi composte acciaio-calcestruzzo. Istruzioni per il calcolo e l’esecuzione”.

o CNR 10018-1985

“Apparecchi di appoggio in gomma e in PTFE nelle costruzioni”.

o CNR 10030-1987

“Anime irrigidite di travi a parete piena”.

o Decreto ministeriale (infrastrutture) 14/01/2008

“Norme tecniche per le costruzioni 2008”.

o OPCM 3431 del 03/05/2005

“Ulteriori modifiche ed integrazioni all’ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri

n°3274 del 20 marzo 2003, recante “Primi elementi in materia di criteri generali per la

classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in

zona sismica”.

o UNI ENV 1993-1-1:1994

“Eurocodice 3 - Progettazione delle strutture di acciaio. Parte 1-1: Regole generali e

regole per gli edifici”.

o UNI ENV 1993-2:2002

“Eurocodice 3 - Progettazione delle strutture di acciaio - Parte 2: Ponti di acciaio”

http://../Documents%20and%20Settings/CHL%20SPA/NORMATIVE/Eurocodici%202004/elenco_norme/pdf/UNI_ENV/UNIV1993_1_1_98_1994_EIT.pdfhttp://../Documents%20and%20Settings/CHL%20SPA/NORMATIVE/Eurocodici%202004/elenco_norme/pdf/UNI_ENV/UNIV1993_2_2002_EIT.pdfhttp://../Documents%20and%20Settings/CHL%20SPA/NORMATIVE/Eurocodici%202004/elenco_norme/pdf/UNI_ENV/UNIV1993_2_2002_EIT.pdfhttp://../Documents%20and%20Settings/CHL%20SPA/NORMATIVE/Eurocodici%202004/elenco_norme/pdf/UNI_ENV/UNIV1993_1_1_98_1994_EIT.pdf


14/225


15/225



Pag. 13/224

3.1.2

Acciaio per i bulloni

3.1.2.1 Caratteristiche Generali

o Tipo di acciaio Classe 10.9

o Resistenza ultima di rottura per tensioni normali, f tb = 1'000 MPa

o Resistenza di snervamento per tensioni normali, f yb = 900 MPa

3.1.2.2 Stati Limite Ultimi (S.L.U.)

o Coefficiente di sicurezza per la resistenza dei bulloni, γM2 = 1.25o Resistenza di progetto per tensioni normali, f d,N = 0.9 f tb / γM2 = 720 MPa

o Resistenza di progetto per tensioni tangenziali, f d,V = 0.5 f tb / γM2 = 400 MPa

o Resistenza di progetto a punzonamento del piatto collegato, B p,rd = 0.6 π dm t p f tk /γM2

dove:

dm è il minimo tra il diametro del dado e il diametro medio della testa del bullone,

t p è lo spessore del piatto,

f tk è la tensione di rottura dell’acciaio del piatto.o Resistenza di progetto a rifollamento del piatto collegato, F b,rd = k α f tk d t / γM2

dove:

d è il diametro nominale del gambo del bullone,

t è lo spessore della piastra collegata,

f tk è la resistenza a rottura del materiale della piastra collegata,

α = min {e1/(3 d0) ; f tb/f tk ; 1} per bulloni di bordo nella direzione del carico applicato,

α = min {p1/(3 d0) – 0,25 ; f tb/f tk ; 1} per bulloni interni nella direzione del carico applicato,k = min {2,8 e2/d0 –1,7 ; 2,5} per bulloni di bordo nella direzione perpendicolare al carico

applicato,

k = min {1,4 p2/d0 –1,7 , 2,5} per bulloni interni nella direzione perpendicolare al carico

applicato,

essendo e1 , e2 , p1 e p2 indicati in figura e d0 il diametro nominale del foro di alloggiamento

del bullone


16/225



Pag. 14/224

3.1.3 Acciaio per getti

3.1.3.1 Caratteristiche Generali

o Materiale di base S355

o Resistenza caratteristica a snervamento, f yk = 355 MPa

3.1.3.2

Stati limite ultimi (S.L.U.)

o Coefficiente β1 = 0.7

o Coefficiente β2 = 0.85

3.1.4 Acciaio per connettori a piolo

3.1.4.1

Caratteristiche Generali

o Materiale di base S235 J2G3+C450

o f t = 450 MPa

3.1.5 Acciaio in barre per c.a.

3.1.5.1

Caratteristiche Generali

o Tipo di acciaio in barre B450C


17/225



Pag. 15/224

o Aderenza migliorata controllato in stabilimento e saldabile secondo § 11.3.2.7 delle normetecniche 2008

o Tensione caratteristica di snervamento, f yk = ≥ 450.00 MPa

o Tensione caratteristica di rottura, f tk = ≥ 540.00 MPa

o Allungamento percentuale, (Agt)k ≥ 7.5 %

o Rapporto di duttilità, (f t/f y)k 1.15

1.35

≥

<

o Modulo elastico, ES = 210000 MPa

3.1.5.2

Stati limite ultimi (S.L.U.)

o Coefficiente di sicurezza materiale, γs = 1.15

o Resistenza di progetto a trazione, f yd = f yk /γs = 391.30 MPa

o Deformazione di progetto a trazione, εyd = 1.86E-03

3.2 Conglomerato cementizio

3.2.1 Calcestruzzo armato per la soletta in c.a.

Si prescrive l’impiego di un additivo antiritiro conforme alla UNI EN 934-2 che riduca gli effetti di

tale fenomeno del 50%

3.2.1.1

Caratteristiche meccaniche

o Calcestruzzo tipo 32/40

o Resistenza caratteristica cubica a compressione a 28 gg, R ck = 40.00 MPa

o Resistenza caratteristica cilindrica a compressione a 28 gg, f ck = 33.20 MPa

o Resistenza media cilindrica a compressione a 28 gg, f cm = 41.20 MPa

o Resistenza media a trazione semplice a 28 gg, f ctm = 0.3 f ck 2/3 = 3.09 MPa

o Resistenza caratteristica a trazione semplice a 28 gg, f ctk(5%) = 0.7 f ctm = 2.16 MPa


18/225



Pag. 16/224

o Resistenza media a trazione per flessione, f cfm = 1.2 f ctm = 3.71 MPao Resistenza tangenziale caratteristica di aderenza, f bk = 2.25 f ctk = 4.45 MPa

o Modulo di elasticità normale (o di Young), Ec = 33642.77 MPa

o Coefficiente di contrazione laterale, ν = 0.15

3.2.1.2 Stati limite ultimi (S.L.U.)

o Coefficiente di sicurezza materiale, γc = 1.5

o Coefficiente αcc = 0.85

o Resistenza cilindrica di design a compressione, f cd = αcc f ck /γc = 18.81 MPa

o Resistenza di design a trazione, f ctd = f ctk /γc = 1.44 MPa

o Resistenza tangenziale caratteristica di aderenza, f bk = 4.86 MPa

o Resistenza tangenziale di aderenza di design, f bd = f bk / γc = 3.24 MPa


19/225



Pag. 17/224

4 METODO DI ANALISI

4.1 Analisi statica

Per il calcolo di sollecitazioni e deformazioni delle strutture si sono adottate le ipotesi di materiali

linearmente elastici. Le analisi sono svolte nelle ipotesi di piccoli spostamenti e piccole

deformazioni impiegando i criteri della Scienza e della Tecnica delle Costruzioni.

La fase di verifica è stata condotta adottando il metodo di verifica semiprobabilistico agli stati

limite. Le verifiche riportate nel presente documento rappresentano un estratto di tutte le verifiche

effettuate. Si intende che, per quanto non riportato nella presente relazione, sono stati adottati i

criteri di verifica sopra citati, controllando resistenza, stabilità e deformabilità con i medesimi

coefficienti di sicurezza ed utilizzando i carichi definiti nella presente relazione.

4.2

Analisi sismica

L’analisi strutturale sismica è stata condotta mediante un’analisi statica lineare equivalente in

accordo con quanto previsto dalla normativa (vedi §5.4.6.6).

In fase di studio del ponte è stata condotta anche un’analisi lineare dinamica, che consiste :

- nella determinazione dei modi di vibrare della costruzione (analisi modale),

- nel calcolo degli effetti dell’azione sismica, rappresentata dallo spettro di risposta di

progetto, per ciascuno dei modi di vibrare individuati,

- nella combinazione di questi effetti. Nell’analisi dinamica lineare devono essere considerati tutti i modi con massa partecipante

significativa. È opportuno a tal riguardo considerare tutti i modi con massa partecipante superiore al

5% e comunque un numero di modi la cui massa partecipante totale sia superiore all’85%.

Dato che:

- La rigidezza del ponte (comprensiva di pile e spalle) è tale da rendere necessario considerare

un elevato numero di modi di vibrare (con 100 modi di vibrare si riesce a mala pena


20/225



Pag. 18/224

raggiungere il 70% della massa in direzione trasversale) e comunque senza raggiungere la percentuale di massa prevista dalla normativa;

- I valori dei parametri di sollecitazione risultano più elevati con l’analisi di tipo statico

lineare;

nelle verifiche si fa riferimento ai risultati dell’analisi statica lineare equivalente.

4.3

Codici di calcolo

Tutti i codici di calcolo automatico utilizzati per il calcolo e la verifica delle strutture e la redazione

della presente relazione di calcolo 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 in studio.

In considerazione dei problemi in studio, caratterizzati da piccoli spostamenti e tensioni inferiori ai

limiti elastici dei materiali, si è ritenuto sufficiente adottare una schematizzazione della geometria e

dei materiali di tipo lineare con leggi elastiche e isotrope ed omogenee.

4.3.1 MIDAS Gen

MIDAS Gen è un un sistema di calcolo agli elementi finiti “general-purpose” costituito da un preprocessore, solutore and post-processore.

Esegue il calcolo di strutture spaziali composte da elementi mono- e/o bi- dimensionali anche con

non linearità di materiale o con effetti dinamici.

Sviluppato appositamente per le analisi avanzate dell’Ingegneria Civile. Midas GEN nasce come

software specifico per Ingegneria Civile. Pertanto consente di affrontare con il massimo rigore


21/225



Pag. 19/224

analisi con il metodo dello spettro di risposta, analisi statiche non lineari (pushover con approcci a plasticità concentrata o diffusa), analisi dinamiche non lineari (modelli di isteresi su elementi beam)

Il solutore FEM è dotato di elementi truss, beam, cable, plate, wall, solid, contact, gap, hook,

smorzatori, isolatori sismici; permette le analisi: statica, dinamica modale, grandi spostamenti,

calore di idratazione, cavi di precompressione, effetti di fluage, ritiro del calcestruzzo e costruzione

della struttura per fasi successive.

4.3.2

Straus 7

Strand7 è un un sistema di calcolo agli elementi finiti “general-purpose” costituito da un

preprocessore, solutore and post-processore. (As the entire system has been designed, researched

and developed by a single development team at G+D Computing Pty Ltd, Strand7 is a highly

integrated system. © 1999 G+D Computing Pty Ltd).

Esegue il calcolo di strutture spaziali composte da elementi mono- e/o bi- dimensionali anche con

non linearità di materiale o con effetti dinamici. Tale software è fra i programmi strutturali ad

elementi finiti più diffusi al mondo con svariate applicazioni e di comprovata affidabilità.


22/225



Pag. 20/224

5 ANALISI DEI CARICHI (Norme tecniche - DM 14/01/08)

5.1 Vita nominale, classi d’uso e periodo di riferimento

5.1.1 Vita nominale

La vita nominale di un’opera strutturale V N è intesa come il numero di anni nel quale la struttura, purché soggetta alla manutenzione ordinaria, deve potere essere usata per lo scopo al quale è

destinata. La vita nominale dei diversi tipi di opere è quella riportata nella Tab. 2.4.I del D.M.

14/01/2008, per la struttura in esame si fa riferimento alla categoria 2:

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

normale: V N ≥ 50 anni .

5.1.2 Classe d’uso

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

di un eventuale collasso, le costruzioni sono suddivise quattro classi d’uso a seconda

dell’importanza dell’opera.

La struttura in esame viene classificata come di classe II:

Costruzioni il cui uso preveda normali affollamenti, senza contenuti pericolosi per l’ambiente e

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

Ponti, opere infrastrutturali, reti viarie non ricadenti in Classe d’uso III o in Classe d’uso IV, reti

ferroviarie la cui interruzione non provochi situazioni di emergenza. Dighe il cui collasso non

provochi conseguenze rilevanti, C U = 1.0


23/225



Pag. 21/224

5.1.3

Periodo di riferimento per l’azione sismica

Le azioni sismiche su ciascuna costruzione vengono valutate in relazione ad un periodo di

riferimento VR che si ricava, per ciascun tipo di costruzione, moltiplicandone la vita nominale V N

per il coefficiente d’uso CU :

VR = V N CU = 50 anni · 1 = 50 anni

Relativamente alla classe d’uso II, il valore del coefficiente d’uso CU è fissato a 1.

5.2 Azioni permanenti

5.2.1 Peso proprio degli elementi strutturali – g1

Il peso proprio della struttura viene determinato automaticamente dal programma di calcolo,

inserendo le caratteristiche geometriche dei profili, la densità dei materiali e l’accelerazione

gravitazionale.

o Per l’acciaio si è utilizzato un peso specifico di 7850 kg/m3 (76.98 kN/m3);

o Per il calcestruzzo si è utilizzato un peso specifico di 2500 kg/m3 (24.51 kN/m3).

5.2.2 Carichi permanenti portati – g2

I carichi permanenti portati sono dati da:

- peso del manto stradale

Spessore manto stradale 14 cm

Peso specifico materiale 17.50 kN/m3

Peso manto stradale 2.50 kN/m2

- peso del getto integrativo per la realizzazione dei marciapiedi esterni

Spessore medio getto integrativo 25 cm

Peso specifico materiale 24.50 kN/m3

Peso getto integrativo 6.13 kN/m2

- peso delle barriere di sicurezza: guardrail


24/225



Pag. 22/224

Guardrail classe H2 0.76 kN/m

Da notare che dove il sovraccarico permanente legato allo spessore del manto di finitura

all’estradosso dell’impalcato può subire degli incrementi per effetto dell’aumento locale dello

spessore di tale pacchetto di finitura. Tale aumento è da imputarsi alle pendenze necessarie alla

pavimentazione dell’impalcato; per tenerne conto è stato considerato uno spessore manto stradale

pari allo spessore medio.

5.3 Deformazioni impresse

5.3.1 Ritiro – ε2

La deformazione assiale per ritiro del calcestruzzo può essere determinata mediante la seguente

relazione proposta al capitolo 11 del D.M. 14/01/2008:

εcs = k h εc0

Considerando una umidità relativa dell’80% ed un perimetro bagnato di 25 cm si ha:

εcs = 0.80 0.000255 = 2.04 E-04


25/225



Pag. 23/224

5.3.2

Effetti della temperatura

5.3.2.1

Variazione termica assoluta – Tk

In mancanza di determinazioni più precise, la temperatura iniziale può essere assunta T0 = 15 °C.

La temperatura dell’aria esterna, Test, può assumere il valore Tmax o Tmin , definite rispettivamente

come temperatura massima estiva e minima invernale dell’aria nel sito della costruzione, con

riferimento ad un periodo di ritorno di 50 anni.

In mancanza di dati specifici relativi al sito in esame, possono assumersi i valori :

Tmax = 45 °C; Tmin = -15 °C.

Quindi si avrà:

o Differenziale termico positivo ΔT= + 30 °C;

o Differenziale termico negativo ΔT= - 30 °C.

5.3.2.2 Variazione termica differenziale tra soletta ed impalcato – ε3

Come variazione termica differenziale tra la soletta in calcestruzzo e l’impalcato metallico siassume ΔT= 10°C alla quale corrisponde una deformazione pari εΔT =± ± 0.1 E-03

5.4 Azioni variabili

Si adottano i carichi accidentali come da D.M. 14/01/2008 "Norme tecniche per le costruzioni"

come definite al § 5.1.3 per ponti di prima categoria.

5.4.1 Azioni variabili da traffico- q1

I carichi variabili da traffico sono definiti dagli schemi di carico descritti al § 5.4.1.2 agenti sulle

corsie convenzionali definite al § 5.4.1.1 della presente relazione.


26/225



Pag. 24/224

5.4.1.1

Definizione delle corsie convenzionali

Le larghezze wl delle corsie convenzionali su una carreggiata ed il massimo numero (intero)

possibile di tali corsie su di essa sono indicati nella figura 5.1.1 e nella tabella 5.1.I delle Norme

tecniche.

Se non diversamente specificato, qualora la carreggiata di un impalcato da ponte sia divisa in due

parti separate da una zona spartitraffico centrale, si distinguono i casi seguenti:

- se le parti sono separate da una barriera di sicurezza fissa, ciascuna parte, incluse tutte le

corsie di emergenza e le banchine, è autonomamente divisa in corsie convenzionali.- se le parti sono separate da barriere di sicurezza mobili o da altro dispositivo di ritenuta,

l’intera carreggiata, inclusa la zona spartitraffico centrale, è divisa in corsie convenzionali.

Figura 5.1.1 - Esempio di numerazione delle corsie

Tabella 5.1.I - Numero e Larghezza delle corsie

La disposizione e la numerazione delle corsie va 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 vanno scelte in modo che gli effetti della

disposizione dei carichi risultino i più sfavorevoli. La corsia che, caricata, dà l’effetto più

sfavorevole è numerata come corsia Numero 1; la corsia che dà il successivo effetto più sfavorevole

è numerata come corsia Numero 2, ecc.


27/225



Pag. 25/224

Per ciascuna singola verifica e per ciascuna corsia convenzionale, si applicano gli Schemi di Caricodefiniti nel seguito per una lunghezza e per una disposizione longitudinale, tali da ottenere l’effetto

più sfavorevole.

La carreggiata del ponte in esame è larga 9.5 m: si distinguono quindi in essa 3 corsie convenzionali

di larghezza pari a 3 m e parte rimanente di larghezza pari a 0.5m.

Le parti laterali alla carreggiata di larghezza pari a 1.95m costituiscono i marciapiedi.

5.4.1.2 Schemi di carico

Si riportano di seguito gli schemi di carico considerati. Essi definiscono le azioni variabili del

traffico, comprensive degli effetti dinamici:

SC1 - 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.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.

SC2 - 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. Questo schema va

considerato autonomamente con asse longitudinale nella posizione più gravosa ed è da assumere a


28/225



Pag. 26/224

riferimento solo per verifiche locali. Qualora sia più gravoso si considererà il peso di una singolaruota di 200 kN.

SC4 - 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.

SC5 - 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


29/225



Pag. 27/224

5.4.1.3

Applicazione del carico

Il programma di calcolo strutturale utilizzato consente di definire l’asse di ogni singola “lane” e la

relativa eccentricità rispetto alle aste del modello. In seguito, definiti gli schemi di carico, questi

ultimi vengono fatti scorrere lungo le corsie tramite la funzione “Moving load”, per determinare le

posizioni piú gravose dei carichi tandem e di quelli distribuiti per ciascun elemento del modello,

secondo le linee di influenza.

5.4.2 Incremento dinamico addizionale in presenza di discontinuità strutturali- q2

I carichi mobili includono gli effetti dinamici per pavimentazioni di media rugosità. In casi

particolari, come ad esempio, in prossimità di interruzioni della continuità strutturale della soletta,

può essere necessario considerare un coefficiente dinamico addizionale q2, da valutare in

riferimento alla specifica situazione considerata.

Il coefficiente dinamico addizionale viene definito come nel DM 04/05/90, il quale prevedeva un

coefficiente dinamico Ø = 3 in prossimità delle interruzioni della continuità strutturale della soletta,

mentre in generale il coefficiente dinamico era definito in funzione della luce della campata

considerata dalla seguente relazione: Ø = 1.4 – (L-10)/150

Quindi per le campate esterne di luce pari a L = 35 m del ponte in esame si ha Ø = 1.23. Poiché i

carichi mobili proposti dal D.M. 14/01/2008 includono gli effetti dinamici, si stima il coefficiente di

q2 come rapporto tra i due coefficienti Ø = 3 e Ø = 1.23.

Si ha quindi q2 = 3 / 1.23 q1 = 2.43 q1

Si distinguono quindi due zone di lunghezza pari a 3 m all’inizio e alla fine del ponte (in pratica

dove sono presenti i giunti che ripristinano la continuità della soletta) soggette all’incremento

dinamico dei carichi mobili q2.


30/225



Pag. 28/224

5.4.3 Azione longitudinale di frenamento o di accelerazione- q3

La forza di frenamento o di accelerazione q3 è funzione del carico verticale totale agente sulla corsia

convenzionale n. 1 ed è uguale a:

180 kN ≤ q3 = 0,6(2Q1k ) + 0,10q1k ×wl ×L = 684 kN ≤ 900 kN

essendo wl la larghezza della corsia e L la lunghezza della zona caricata.

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.

5.4.4 Azione di neve - q5neve

In accordo D.M. 14/01/2008 il carico neve si considera non concomitante con i carichi da traffico.

Il carico provocato dalla neve sulle coperture sarà valutato mediante la seguente espressione:

qs = μi ×qsk ×CE ×Ct

dove:

qs è il carico neve sulla copertura;

μi è il coefficiente di forma della copertura, fornito al § 3.4.5, a favore di sicurezza si assume in

coefficiente di forma μi pari ad 1.

qsk è il valore caratteristico di riferimento del carico neve al suolo [kN/m2], fornito al §3.4.2 per

un periodo di ritorno di 50 anni;

CE è il coefficiente di esposizione di cui al § 3.4.3;


31/225



Pag. 29/224

Ct è il coefficiente termico di cui al § 3.4.4.Si ipotizza che il carico agisca in direzione verticale e lo si riferisce alla proiezione orizzontale della

superficie della copertura.

5.4.4.1 Valore caratteristico del carico neve al suolo

Il carico neve al suolo dipende dalle condizioni locali di clima e di esposizione, considerata la

variabilità delle precipitazioni nevose da zona a zona.

In mancanza di adeguate indagini statistiche e specifici studi locali, che tengano conto sia

dell’altezza del manto nevoso che della sua densità, il carico di riferimento neve al suolo, per

località poste a quota inferiore a 1500 m sul livello del mare, non dovrà essere assunto minore di

quello calcolato in base alle espressioni riportate nel seguito, cui corrispondono valori associati ad

un periodo di ritorno pari a 50 anni. Va richiamato il fatto che tale zonazione non può tenere conto

di aspetti specifici e locali che, se necessario, dovranno essere definiti singolarmente.

L’altitudine di riferimento as è la quota del suolo sul livello del mare nel sito di realizzazione

dell’edificio.

Per altitudini superiori a 1500 m sul livello del mare si dovrà fare riferimento alle condizioni locali

di clima e di esposizione utilizzando comunque valori di carico neve non inferiori a quelli previsti

per 1500 m.

I valori caratteristici minimi del carico della neve al suolo per la provincia di Ferrara (zona II) sono:

qsk = 1,00 kN/m2 as ≤ 200 m

qsk = 0,85 [1 + (as/481)2] kN/m2 as > 200 m

5.4.4.2

Coefficiente di esposizione

Il coefficiente di esposizione CE può essere utilizzato per modificare il valore del carico neve in

copertura in funzione delle caratteristiche specifiche dell’area in cui sorge l’opera. Valori consigliati

del coefficiente di esposizione per diverse classi di topografia sono forniti in Tab. 3.4.I. Se non

diversamente indicato, si assumerà CE = 1


32/225



Pag. 30/224

5.4.4.3

Coefficiente termico

Il coefficiente termico può essere utilizzato per tener conto della riduzione del carico neve a causa

dello scioglimento della stessa, causata dalla perdita di calore della costruzione. Tale coefficiente

tiene conto delle proprietà di isolamento termico del materiale utilizzato in copertura. In assenza di

uno specifico e documentato studio, deve essere utilizzato Ct = 1.

5.4.4.4

Applicazione del carico neve

Il carico neve allo stato limite ultimo viene applicato, poiché non concomitante con i carichi da

traffico, unicamente al corrente superiore delle travi reticolari (tubolare 600x600x25) principali:

q5,neve = 1 kN/m2 * 0.6 m = 0.6 kN/m

Allo stato limite di esercizio si considera la neve applicata anche sul piano viario

q5,neve = 1 kN/m2


33/225


34/225



Pag. 32/224

In mancanza di specifiche ed adeguate indagini statistiche v b è data dall’espressione:v b = v b,0 per as ≤ a0

v b = v b,0 + k a (as – a0) per a0 < as ≤ 1500 m

dove:

v b,0, a0, k a sono parametri tabulati legati alla regione in cui sorge la costruzione in esame:

Migliarino si trova in Zona 2:

v b,0 = 25m/s, a0 = 750 m, k a = 0.015 1/s

Poiché la vita nominale del ponte è pari a V N = 50 anni si assume un tempo di ritorno

per l’azione del vento equivalente alla vita nominale stessa Tr = 50 anni.

Si adegua quindi la velocità di riferimento del vento al tempo di ritorno assunto,

mediante la seguente espressione:

v b = αR v b,0 = 25.00 m/s, poichè as < a0

dove: , poichè v b,0 è riferita ad un tempo di ritorno pari a 50 anni.R 1α =

as = 4 mslm. è l’altitudine sul livello del mare (in m) del sito ove sorge la

costruzione.

5.4.5.2 Pressione del vento

La pressione del vento è data dall’espressione:

p = q b ce c p cd

dove:

q b è la pressione cinetica di riferimento q b = ½ ρ v b2 = 390.62 N/m2

ce è il coefficiente di esposizione;

c p 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


35/225



Pag. 33/224

vibrazioni strutturali. Esso può essere assunto cautelativamente pari ad 1 nelle costruzioni ditipologia ricorrente.

5.4.5.3 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 assenza

di analisi specifiche che tengano in conto la direzione di provenienza del vento e l’effettiva

scabrezza e topografia del terreno che circonda la costruzione, per altezze sul suolo non maggiori di

z = 200 m, esso è dato dalla formula:

ce (z) = k r 2 ct ln (z/z0) [7+ ct ln (z/z0)] per z ≥ zmin

ce (z) = ce (zmin) per z < zmin

dove:

k r , z0 , zmin sono parametri tabulati assegnati in funzione della categoria di esposizione del sito

ove sorge la costruzione determinata in base alla posizione geografica e alla classe di

rugosità del terreno.

Per il ponte si assume classe di rugosità del terreno D: Aree prive di ostacoli

(aperta campagna, aeroporti, aree agricole, pascoli, zone paludose o sabbiose,

superfici innevate o ghiacciate, mare, laghi,....).

Categoria di esposizione II (distanza dal mare: 30 km circa)

k r = 0.19 z0 = 0.05m zmin = 4m z = 13 m ( ≈ altezza pile)

Il coefficiente di esposizione è quindi pari a ce = 2,52

ct è il coefficiente di topografia. È posto generalmente pari a 1, sia per le zone pianeggianti sia per quelle ondulate, collinose e montane.

5.4.5.4 Coefficienti di forma

Vento a ponte scarico – Vento 1


36/225



Pag. 34/224

Il coefficiente di pressione per il vento agente sulle reticolari è calcolato in base alle istruzioni perl’applicazione delle norme tecniche per le costruzioni DM 14/01/2008. Indicata con S la superficie

delimitata dal contorno della trave e con S p la superficie della parte piena della trave e con φ il

rapporto S p /S la pressione totale va considerata agente solo su S p e va valutata utilizzando i seguenti

valori per il coefficiente c p:

c p = 2 – 4/3φ per 0 ≤ φ ≤ 0.3

c p = 1.6 per 0.3 ≤ φ ≤ 0.8

c p = 2.4 – φ per 0.8 ≤ φ ≤ 1

nella reticolare in esame si ha: φ = 0.456 e quindi c p=1.6

Poiché il ponte è costituito da due travi reticolari, disposte parallelamente a distanza pari alla

larghezza dell’impalcato (13.9 m), il valore della pressione sulla seconda reticolare è pari a quello

della prima reticolare (quella direttamente esposta all’azione del vento) moltiplicato per un

coefficiente di riduzione μ che varia in base al rapporto d/h = 3.53.

o Per d/h ≤ 2 e poiché φ = 0.456 si ha μ = 1 – 1.2 φ = 0.442;

o Per d/h ≥ 5 si ha μ = 1.Interpolando linearmente tra i due valori per d/h = 3.53 si ha: μ = 0.7


37/225



Pag. 35/224

Vento a ponte carico – Vento 2

Per tutta l’altezza della reticolare (h = 4.1m) si considera un c p = 1.2 (faccia sopravento c p = 0.8,

faccia sottovento c p = -0.4)

5.4.5.5 Applicazione del carico

Vento a ponte scarico – Vento 1

Le reticolari principali soggette all’azione del vento sono costituite da profili tubolari quadrati di

lato pari a 0.6 m. L’azione del vento a metro lineare da applicare sugli elementi stessi sarà data:


38/225



Pag. 36/224

o Prima reticolare (C p = 1.6)q5vento1= q b ce c p cd 0.6 = 0.95 kN/m

o Seconda reticolare (C p = 1.12)

q5vento1= q b ce c p cd 0.6 = 0.66 kN/m

Vento a ponte carico – Vento 2

Vento a metro lineare agente sul corrente inferiore (C p=1.2):

q5vento2= q b ce c p cd h = 4.84 kN/m

Il momento dovuto all’eccentricità (e = 4.1 / 2 = 2.05 m) della risultante del vento rispetto al punto

di applicazione (corrente inferiore) viene scomposto in una coppia di forze agenti sulle travi

reticolari.

q5vento2= q b ce c p cd h e/d = 0.68 kN/m


39/225



Pag. 37/224

5.4.6 Azioni sismiche - q6

Per la determinazione degli effetti di tali azioni si fa riferimento alle sole masse corrispondenti ai

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

masse corrispondenti ai carichi da traffico.

Le azioni sismiche di progetto, in base alle quali valutare il rispetto dei diversi stati limite

considerati, si definiscono a partire dalla “pericolosità sismica di base” del sito di costruzione. Essa

costituisce l’elemento di conoscenza primario per la determinazione delle azioni sismiche.

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

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

categoria A: “Ammassi rocciosi affioranti o terreni molto rigidi caratterizzati da valori di Vs,30

superiori a 800 m/s, eventualmente comprendenti in superficie uno strato di alterazione, con

spessore massimo pari a 3 m”), nonché di ordinate dello spettro di risposta elastico in accelerazione

ad essa corrispondente Se (T) , con riferimento a prefissate probabilità di eccedenza PVR , nel periodo

di riferimento VR .

Le forme spettrali sono definite, per ciascuna delle probabilità di superamento nel periodo di

riferimento PVR , a partire dai valori dei seguenti parametri su sito di riferimento rigido orizzontale:

o ag: accelerazione orizzontale massima al sito;

o Fo: valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale;

o T*

C: periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale.

Il ponte, oggetto di questa relazione, è ubicato nel comune di Migliarino in provincia di Ferrara(Emilia Romagna). La località presenta le seguenti coordinate topografiche:

o LONGITUDINE: 11.9347;

o LATITUDINE: 44.7708.

Interpolando tra i quattro nodi del reticolo in cui il sito è contenuto, si determinano i valori dei tre

parametri che definiscono le forme spettrali al variare del tempo di ritorno:


40/225



Pag. 38/224

Tr ag Fo Tc*

30 0.036 2.538 0.252

50 0.044 2.518 0.279

72 0.052 2.507 0.285

101 0.060 2.518 0.294

140 0.072 2.471 0.288

201 0.084 2.557 0.279

475 0.121 2.607 0.277

975 0.161 2.579 0.281

2475 0.232 2.507 0.290

5.4.6.1 Stati limite e relative probabilità di superamento

Gli stati limite di esercizio sono:

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

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

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

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

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

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

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

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

apparecchiature.

Gli stati limite ultimi sono:

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

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

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

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

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

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

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


41/225



Pag. 39/224

componenti strutturali; la costruzione conserva ancora un margine di sicurezza per azioni verticalied un esiguo margine di sicurezza nei confronti del collasso per azioni orizzontali.

Poiché il periodo di riferimento per la costruzione in esame è V R = 50 anni ad ogni stato limite si

attribuisce il tempo di ritorno che definisce l’intensità dell’evento sismico (forma spettrale).

Stato limiteProbabilità di superamentonel periodo di riferimento,

Pvr (%)

Tempo di ritorno per ladefinizione dell'azione

sismica, Tr (anni)

SLO 81 30

SLD 63 50

SLV 10 475SLC 5 975

5.4.6.2 Categorie di sottosuolo e condizioni topografiche

Categorie di sottosuolo:


42/225



Pag. 40/224

Per la definizione dell’azione sismica si può fare riferimento a un approccio semplificato, che si basa sull’individuazione di categorie di sottosuolo di riferimento. Per il ponte oggetto di questa

relazione di calcolo si è assunto un suolo di categoria C :

Depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente

consistenti con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle

proprietà meccaniche con la profondità e da valori di V s ,30 compresi tra 180 m/s e 360 m/s (ovvero

15 < N SPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e 70 < cu,30 < 250 kPa nei terreni a grana fina).

Condizioni topografiche:

Per configurazioni topografiche superficiali semplici si adotta la classificazione riportata nelle

norme tecniche 2008. Per il ponte in esame si assume una categoria topografica T1:

Superficie pianeggiante, pendii e rilievi isolati con inclinazione media i ≤ 15°.

5.4.6.3

Valutazione dell’azione sismica

5.4.6.3.1 Descrizione del moto sismico in superficie e sul piano di fondazione

L'azione sismica è caratterizzata da 3 componenti traslazionali, due orizzontali contrassegnate da X

ed Y ed una verticale contrassegnata da Z, da considerare tra di loro indipendenti.

Le componenti sono descritte dall’accelerazione massima e dal relativo spettro di risposta attesi in

superficie.

Le due componenti ortogonali indipendenti che descrivono il moto orizzontale sono caratterizzate

dallo stesso spettro di risposta. La componente che descrive il moto verticale è caratterizzata dal suo

spettro di risposta. In mancanza di documentata informazione specifica, in via semplificata

l’accelerazione massima e lo spettro di risposta della componente verticale attesa in superficie


43/225



Pag. 41/224

possono essere determinati sulla base dell’accelerazione massima e dello spettro di risposta delledue componenti orizzontali. La componente accelerometrica verticale può essere correlata alle

componenti accelerometriche orizzontali del moto sismico.

5.4.6.3.2 Spettro di risposta elastico in accelerazione

Lo spettro di risposta elastico in accelerazione è espresso da una forma spettrale (spettro

normalizzato) riferita ad uno smorzamento convenzionale del 5%, moltiplicata per il valore della

accelerazione orizzontale massima ag su sito di riferimento rigido orizzontale. Sia la forma spettrale

che il valore di ag variano al variare della probabilità di superamento nel periodo di riferimento PVR .

Gli spettri così definiti possono essere utilizzati per strutture con periodo fondamentale minore o

uguale a 4.0 s. Per strutture con periodi fondamentali superiori lo spettro deve essere definito da

apposite analisi ovvero l’azione sismica deve essere descritta mediante accelerogrammi.

Spettro di risposta elastico in accelerazione delle componenti orizzontali

Quale che sia la probabilità di superamento nel periodo di riferimento PVR considerata, lo spettro di

risposta elastico della componente orizzontale è definito dalle espressioni seguenti:

nelle quali T ed Se sono, rispettivamente, periodo di vibrazione ed accelerazione spettrale

orizzontale.

S è il coefficiente che tiene conto della categoria di sottosuolo e delle condizioni topografiche

mediante la relazione seguente


44/225



Pag. 42/224

essendo SS il coefficiente di amplificazione stratigrafica e ST il coefficiente di amplificazionetopografica;

η è il fattore che altera lo spettro elastico per coefficienti di smorzamento viscosi convenzionali ξ

diversi dal 5%, mediante la relazione

dove ξ (espresso in percentuale) è valutato sulla base di materiali, tipologia strutturale e terreno di

fondazione;

Fo è il fattore che quantifica l’amplificazione spettrale massima, su sito di riferimento rigido

orizzontale, ed ha valore minimo pari a 2,2;

TC è il periodo corrispondente all’inizio del tratto a velocità costante dello spettro, dato da

dove CC è un coefficiente funzione della categoria di sottosuolo.

TB è il periodo corrispondente all’inizio del tratto dello spettro ad accelerazione costante,

TD è il periodo corrispondente all’inizio del tratto a spostamento costante dello spettro, espresso in

secondi mediante la relazione:

La forma spettrale su sottosuolo di categoria A è modificata attraverso il coefficiente stratigrafico

SS , il coefficiente topografico ST e il coefficiente CC che modifica il valore del periodo TC

Amplificazione stratigrafica:

Per le categorie di sottosuolo B, C, D ed E i coefficienti SS e CC possono essere calcolati, in

funzione dei valori di Fo e Tc* relativi al sottosuolo di categoria A, mediante le espressioni fornite

nella Tab. 3.2.V delle norme tecniche 2008 , nelle quali g è l’accelerazione di gravità ed il tempo è

espresso in secondi.


45/225



Pag. 43/224

Per la categoria di sottosuolo C al variare dello stato limite considerato si determinano, per la

struttura in esame, i seguenti valori per i parametri SS e CC:

Stato limite SS CC

SLO 1.50 1.653

SLD 1.50 1.599

SLV 1.50 1.603

SLC 1.45 1.596

Amplificazione topografica:

Si utilizzano i seguenti valori del coefficiente ST

Per la categoria topografica T1 il coefficiente ST è pari a 1.


46/225



Pag. 44/224

Spettro di risposta elastico in accelerazione delle componenti verticali

Lo spettro di risposta elastico in accelerazione della componente verticale è definito dalle

espressioni seguenti:

nelle quali T e Sve sono, rispettivamente, periodo di vibrazione ed accelerazione spettrale verticale e

Fv è il fattore che quantifica l’amplificazione spettrale massima, in termini di accelerazione

orizzontale massima del terreno ag su sito di riferimento rigido orizzontale, mediante la relazione:

I valori di ag, Fo, S, η sono definiti per le componenti orizzontali; i valori di SS, TB, TC e TD, salvo

più accurate determinazioni, sono quelli riportati nella Tabella seguente.

Per tener conto delle condizioni topografiche, in assenza di specifiche analisi si utilizzano i valori

del coefficiente topografico ST riportati in precedenza.


47/225



Pag. 45/224

5.4.6.4

Azione sismica di progetto

5.4.6.4.1 Criteri di progetto

La struttura del ponte deve essere concepita e dimensionata in modo tale che sotto l’azione sismica

di progetto per lo SLV essa dia luogo alla formazione di un meccanismo dissipativo stabile, nel

quale la dissipazione sia limitata alle pile o ad appositi apparecchi dissipativi.

Gli elementi ai quali non viene richiesta capacità dissipativi e che devono, quindi, mantenere un

comportamento sostanzialmente elastico sono: l’impalcato, gli apparecchi di appoggio, le strutture

di fondazione ed il terreno da esse interessato, le spalle se sostengono l’impalcato attraverso

appoggi mobili o deformabili.

Vista la geometria della struttura e la bassa sismicità della zona non si considera capacità dissipativa

per il ponte in esame, la progettazione quindi avviene totalmente in campo elastico allo SLV.

Tuttavia per ridurre l’input sismico, in direzione longitudinale la struttura viene isolata mediante

dispositivi antisismici elastici che permettono di incrementare il periodo di vibrazione della stessa.

Questi dispositivi oltretutto garantiscono uno smorzamento maggiore di quello intrinseco strutturale

assunto pari al 5%. Inoltre i dispositivi del sistema d’isolamento debbono essere in grado di

sostenere, senza rotture, gli spostamenti, valutati per un terremoto avente probabilità di

superamento pari a quella prevista per lo SLC.

Gli spettri utilizzati, per il progetto dell’isolamento e degli appoggi, sono perciò i seguenti:

o Spettro elastico allo SLV con ξ = 5% per la componente orizzontale trasversale;

o Spettro elastico allo SLV con ξ = 10% per la componente orizzontale longitudinale;

o Spettro elastico allo SLC con ξ = 10% per la componente orizzontale longitudinale;o Spettro elastico allo SLV con ξ = 5% per la componente verticale.

SLV ξ=5% SLV ξ=5% SLV ξ=10% SLC ξ=10%verticale orizzontale orizzontale orizzontale

T (sec) Se [g] T (sec) Se [g] T (sec) Se [g] T (sec) Se [g]0.000 0.058 0.000 0.184 0.000 0.184 0.000 0.2370.050 0.151 0.148 0.479 0.148 0.391 0.150 0.4980.150 0.151 0.444 0.479 0.444 0.391 0.449 0.4980.235 0.096 0.523 0.407 0.523 0.3