Regione Autonoma Friuli – Venezia Giulia Provincia di Udine Comune di Marano Lagunare Opere di Urbanizzazione Primaria riguardanti la nuova costruzione del ponte di via Roma presso il canale Molino. Committente: Amministrazione Comunale Oggetto: Verifica diaframmi di fondazione ed opere in c.a. Timbro e firma Il Responsabile del procedimento: __________________ Timbro e firma Il progettista: arch.ing. DE MARCHI Marcello ___________________ Data: 30 marzo 2016 Revisione: 00 Progettazione: arch.ing. DE MARCHI Marcello Indirizzo: via Libertà n° 2 ing. TITTON Sandro 33058 San Giorgio di Nogaro (UD) Collaboratori: Geom. COLLAVIN Enea Tel./Fax 0431 620031 Arch. PERISSINOTTO Franco e-mail: [email protected]Ing. FRIZZO Alberto
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Opere di Urbanizzazione Primaria riguardanti la nuova ... · efficace K0 Ka Kp kg/m3 ° gradi ° gradi kg/cm2 da 0,00 a - 4,00 LS1 - Limi sabbiosi ... I coefficienti di spinta attiva
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Regione Autonoma Friuli – Venezia Giulia
Provincia di Udine
Comune di Marano Lagunare
Opere di Urbanizzazione Primaria riguardanti la nuova
costruzione del ponte di via Roma presso il canale Molino.
Committente: Amministrazione Comunale
Oggetto: Verifica diaframmi di fondazione ed opere in c.a.
Timbro e firma
Il Responsabile del procedimento:
__________________
Timbro e firma
Il progettista: arch.ing. DE MARCHI Marcello
___________________
Data: 30 marzo 2016
Revisione: 00
Progettazione: arch.ing. DE MARCHI Marcello Indirizzo: via Libertà n° 2 ing. TITTON Sandro 33058 San Giorgio di Nogaro (UD) Collaboratori: Geom. COLLAVIN Enea Tel./Fax 0431 620031 Arch. PERISSINOTTO Franco e-mail: [email protected]
Ing. FRIZZO Alberto
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8. VERIFICA DELLE FONDAZIONI SOGGETTE AD AZIONI ORIZZONTALI ... 13
8.1 Approcci di calcolo ........................................................................................................... 13
8.2 Carichi agenti sulla paratia .............................................................................................. 14
8.3 Modello di calcolo ............................................................................................................ 15
8.3.1 Verifica della fondazione nell’ ipotesi di “non intervento” ........................................ 15
8.3.1.1 Sollecitazioni agenti sulla paratia e stato deformativo ............................................................. 16
8.3.1.2 Verifiche di deformabilità .......................................................................................................... 20
8.3.1.3 Verifiche a flessione ................................................................................................................... 20
8.3.1.4 considerazioni sulle fondazioni .................................................................................................. 21
8.3.2 Verifica della fondazione nell’ ipotesi di “progetto” .................................................. 22
8.3.2.1 Sollecitazioni agenti sulla paratia e stato deformativo ............................................................. 25
8.3.2.2 Verifiche di deformabilità .......................................................................................................... 29
8.3.2.3 Verifiche a flessione ................................................................................................................... 29
8.3.2.4 Verifiche a taglio ....................................................................................................................... 30
8.3.2.5 verifica dei tiranti ...................................................................................................................... 32
8.3.2.6 verifica della trave di ripartizione ............................................................................................. 36
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1. PREMESSE
La presente relazione affronta la verifica delle opere di fondazioni del nuovo ponte mobile da
realizzarsi a Marano lagunare in sostituzione del ponte esistente che ormai da diversi anni non è più in
grado di essere sollevato ed inoltre è percorribile solo a senso unico alternato.
Il presente progetto prevede la costruzione di un impalcato con struttura in acciaio, lo schema statico è
quello tradizionale che prevede un cerniera fissa su una spalla ed un carrello mobile su quella opposta;
la luce di calcolo è di circa 30 m.
Per quanto riguarda le fondazioni, a differenza di quanto previsto per la struttura dell’impalcato, il
progetto non ne prevede il completo rifacimento, ma solamente alcuni interventi finalizzati a renderle
adeguate a sopportare i carichi provenienti dalla nuovo sovrastruttura.
Mentre l’impalcato può essere calcolato come una nuova struttura, le fondazioni vanno considerate
come strutture esistenti e, pertanto per la verifica delle stesse va condotta secondo quanto previsto
dalla vigente normativa al cap.8 del DM 14-01-2008.
2. DESCRIZIONE STRUTTURE DI FONDAZIONE
Le attuali fondazioni sono costituite da diaframmi in c.a. (sp. 60cm) disposti in modo da realizzare una
struttura a “C” che conferisce alle stesse una buona rigidezza nei confronti delle azioni taglianti e
flessionale. Le stesse raggiungono una profondità di circa –18,0 m rispetto al medio mare intestandosi
all’interno di strati di sabbia aventi buone caratteristiche di portanza.
Fig 1 - diaframmi portanti aventi lunghezza 20 m
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La sezione a “C” dei diaframmi è chiusa sul lato posteriore da un’ulteriore paratia di pannelli aventi
lunghezza minore dei precedenti ma che consentono di realizzare una spalla con struttura scatolare
chiusa dotata di elevata rigidezza. I pannelli sono collegati tra loro sia da un cordolo di sommità sia da
una soletta in c.a. posta qualche metro a di sotto della sommità dei diaframmi.
Fig 2 - struttura complessiva della spalla esistente
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Fin da un primo esame, dunque, l’organismo fondazionale esistente appare ben dimensionato e, con
buone probabilità, in grado di sopportare senza particolari difficoltà anche i nuovi carichi derivanti
dalla costruzione del nuovo ponte soprattutto per quanto riguarda le azioni verticali. Fin da subito le
maggiori incertezze si presentano per quanto riguarda l’eventuale capacità di sopperire efficacemente
anche ai carichi orizzontali previsti dalla nuova normativa tecnica, ed in particolare alle azioni
sismiche.
Per la modellazione della struttura di fondazione ed anche per le successive verifiche geotecniche e
strutturali, operando a favore di sicurezza, si è trascurata la presenza dei diaframmi più corti e si è fatto
riferimento alla sola paratia con lunghezza 20 m.
Per quanto riguarda la definizione della struttura, sia dal punto di vista geometrico, che per quanto
riguarda le caratteristiche dei materiali sono stati eseguiti dei riscontri geometrici sulle parti a vista
delle strutture fondazionale, ma si è fatto riferimento anche ai disegni strutturali delle stesse forniti dal
progettista generale dell’opera.
I diaframmi sono stati realizzati nei primi anni 80 ad opera di una nota impresa locale altamente
specializzata nell’esecuzione di fondazioni profonde; è stato dunque possibile reperire sia i disegni
strutturali che la relazione di calcolo, ma soprattutto i risultati delle prove sui materiali (prove di
rottura sui cubetti in calcestruzzo e sulle barre d’armatura).
3. CARATTERISTICHE DEI MATERIALI
Sulla base del periodo storico in cui è avvenuta la realizzazione del ponte è ragionevole ipotizzare che
i diaframmi di fondazione siano stati realizzati con calcestruzzo avente classe di resistenza non
superiore a 250300 kg/cm2, nonostante le prove di rottura sui cubetti di prova riportino tensioni di
rottura addirittura superiori a 500 kg/cm2. In mancanza di dati provenienti da specifiche prove di
rottura effettuate su provini appositamente prelevati dalle fondazioni esistenti, si ipotizza una
resistenza caratteristica del calcestruzzo pari a 250 kg/cm2.
Per quanto riguarda gli acciai, i risultati delle prove di rottura, consentono di dire che la tipologia
utilizzata corrisponde ad un acciaio FeB44k.
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Fig 3 - risultati su provini di cls
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Fig 4 - risultati su provini di acciaio per c.a.
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Tali valori caratteristici delle resistenze dei materiali dovranno venire poi convenientemente ridotto
attraverso i fattori di confidenza cosi come definiti dalla Tab. C8A.1.2 della Circolare esplicativa delle
NTC2008.
Sulla base delle limitate informazioni a disposizione, in questa fase, è opportuno utilizzare un livello di
conoscenza limitata LC1 con un fattore di confidenza FC = 1,35.
4. NORMATIVE DI RIFERIMENTO
La presente relazione è redatta in conformità alle seguenti Leggi e Normative:
D.M. 14.01.2008 – “Norme tecniche per le costruzioni”
Circ. 02 febbraio 2009 n. 617/C.S.LL.PP. - “Istruzioni per l’applicazione delle Norme
tecniche per le costruzioni”
Eurocodice 2 – UNI EN 1992-1-1:2005 – “Progettazione delle strutture di calcestruzzo – Parte
1-1: Regole generali e regole per gli edifici”
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5. MODELLO GEOTECNICO DEL TERRENO
Le caratteristiche dei terreni di fondazione sono state ricavate da due prove penetrometriche statiche
eseguite dallo studio di geologia Floreali - Jaiza.
Le prove geotecniche hanno consentito di verificare che il terreno di fondazione è caratterizzato dalla
presenza di terreni granulari in prevalenza costituiti da sabbie e limi il cui grado di addensamento
mediamente aumenta con la profondità.
Ai fini del calcolo delle strutture di fondazione è stata individuata la seguente stratigrafia:
- peso di volume saturo
- angolo di attrito interno
- angolo attrito terreno
diaframmic' - coesione
efficace K0 Ka Kpkg/m3 ° gradi ° gradi kg/cm2
da 0,00 a - 4,00LS1 - Limi sabbiosi mediamente addensati 1900 30 15 0 0,500 0,301 4,976
da -4,00 a -7,00S1 - Sabbie grossolane ben addensate 2200 37 18,5 0 0,398 0,227 8,551
da -7,00 a -11,00LS1 - Limi sabbiosi mediamente addensati 2200 30 15 0 0,500 0,301 4,976
da -11,00 a -20,00S2 - Sabbie e ghiaie
2200 36 18 0 0,412 0,236 8,022
I coefficienti di spinta attiva e passiva sono stati calcolati con la formulazione di Muller – Breslaw e
tengono conto della presenza di attrito tra il terreno e l’opera di sostegno. A favore di sicurezza,
l’angolo di attrito terreno – paratia è stato considerato il 50% dell’angolo di attrito interno del terreno,
in luogo del valore di 2/3 abitualmente utilizzato.
6. CARICHI AGENTI SULLE FONDAZIONI
6.1 Azioni statiche
Per quanto riguarda le azioni agenti sulle fondazioni si è fatto riferimento alla allegata relazione di
calcolo dell’impalcato ed in particolare al § 17 che riporta le azioni agenti sugli appoggi fissi e mobili.
Essendo la spalla fissa quella maggiormente sollecitata è a questa che si farà riferimento per le
successive verifiche.
Di seguito si riportano le azioni massime agenti sulle fondazioni per le azioni statiche, sia con il valore
caratteristico che in combinazione SLU.
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6.2 Azioni sismiche
Di seguito si riportano le azioni massime agenti sulle fondazioni per le azioni sismiche:
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7. VERIFICA DELLE FONDAZIONI ESISTENTI NEI CONFRONTI DEI CARICHI
VERTICALI
La verifica di portanza dei carichi verticali può essere effettuata determinando il carico agente su
entrambe gli appoggi e stimando poi la portanza di punta e per attrito laterale della paratia di
diaframmi considerando la sola sezione a “C” dove i pannelli hanno lunghezza di 20 m.
Le verifiche delle fondazioni sono state effettuate sulla base dell’approccio 2, combinazione
A1+M1+R3, che prevede di amplificare i carichi secondo i coefficiente previsti dalla Tab.2.6.I,
considerare i parametri geotecnici con il valore caratteristico e ridurre successivamente le resistenze
secondo i coefficienti riduttivi R di Tab. 6.4.II.
Il carico verticale agente, già fattorizzato secondo la combinazione A1+M1, è pari a 6180 kN.
CAPACITA' PORTANTE DELLA FONDAZIONECOSTITUITA DA DIAFRAMMI DISPOSTI A "C"lunghezza parte infissa del diaframma l 16 mlarghezza diaframma h 0,6 mperimetro della sezione P 33,20 marea della superficie di base A 9,60 m2
Resistenza alla punta
profondità della punta Lp 16,00 m
peso di volume del terreno alla punta 1,20 t/m3
angolo di attrito del terreno alla punta 36 gradicoesione del terreno alla punta c 0,0 t/m2
fattori di capacità portante Nq 30
Nc 0
pressione vert. effettiva alla base v *Lp 19,20 t/m2
Resistenza alla punta Rb A*(v*Nq+c*Nc) 5529,60 t
Resistenza laterale
strato 1
coefficiente di spinta k1 0,6
fattore di adesione (terreni coesivi) 0
Altezza strato 1 L1 9,00 m
Sovraccarico (in metri di terreno) hs 0,00 m
peso di volume del terreno 1 1,00 t/m3
angolo di attrito terreno 1 32 gradi
angolo di attrito terreno-palo 1 32 gradi
coesione c1 0,0 t/m2
pressione vert. effettiva in sommità v1s 1*hs 0,00 t/m2
pressione vert. effettiva alla base v1b 1*(hs+L1) 9,00 t/m2
pressione media nello strato 1 v1 media (v1s+v1b)/2 4,50 t/m2
Resistenza laterale strato 1 Rl1 P*L1*(v1media*k1*tg1+*c1) 504,12 t
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strato 2
coefficiente di spinta k2 0,5
fattore di adesione (terreni coesivi) 1
Altezza strato 2 L2 7,00 m
peso di volume del terreno 2 1,20 t/m3
angolo di attrito terreno 2 36 gradi
angolo di attrito terreno-palo 2 36 gradi
coesione c2 0,0 t/m2
pressione vert. effettiva in sommità v2s v1b 9,00 t/m2
pressione vert. effettiva alla base v2b v2s+(2*L2) 17,40 t/m2
pressione media nello strato 2 v2 media (v2s+v2b)/2 13,20 t/m2
Resistenza laterale strato 2 Rl2 P*L2*(v2media*k2*tg2+*c2) 1114,40 t
Resistenza laterale totale Rl Rl1+Rl2 1618,52 t
dove i coefficiente di portanza di punta è stimata in base dell’angolo di attrito del terreno alla base del
palo pari a 36° utilizzando i valori ridotti proposti da Navfac per i pali trivellati.
fili lisci con ringrossi o "compression grip" 1,7alla estremità profonda, barre lisce con dadoe rondella alla estremità profonda
trefoli normali con "compression grip" alla 2,5estremità profonda
= coefficiente correttivo dipendente dal numero dei tiranti elementari contenutiin ciascuna guaina di perforazione
= 0,6
TIPOLOGIA
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Tabella 2 - valori di per elementi di tensione contenuti in una stessa guaina o perforazione,
separati da distanziatori che costringono ad allargamenti e strozzature del fascion 1 2 3 4 5 6 1 0,89 0,81 0,72 0,63 0,55
n 7 8 9 10 11 12 0,48 0,42 0,36 0,32 0,28 0,24
n.b.: n numero di fili, barre, trefoli contenuti nella stessa guaina o perforazione
Tabella 3 - valori di per elementi di tensione paralleli contenuti in una stessa guaina o perforazione
n 1 2 3 4 1 0,8 0,6 0,5
Per più di quattro elementi in una sola perforazione o guaina, assumere il diametro minimo circoscritto a tutti gli elementi, anziché la somma dei singoli diametri.
L3 = 3,17 (m)
L lunghezza della fondazione (bulbo)
L = max(L1,L2,L3) = 9,49 (m)
Verifica a trazione dell'armatura
N = NG + NQ = 218 (kN)
UNI EN 1537 N 0.65·fptk·n·At = 325,26 (kN)
AICAP N 0.6·fp(1)k·n·At = 266,88 (kN)
Sia le verifiche strutturali dei trefoli, sia le verifiche geotecniche a sfilamento del bulbo sono
soddisfatte assumendo una lunghezza di ancoraggio cautelativamente arrotondata a 10 m.
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8.3.2.6 VERIFICA DELLA TRAVE DI RIPARTIZIONE
L’azione dei tiranti viene trasmessa e distribuita sulla paratia attraverso una trave di contrasto in c.a..
Tale elemento può essere calcolato come una trave appoggiata su suolo elastico, sollecitata dall’azione
dei tiranti. Lo sforzo agente sul singolo tirante, già fattorizzate secondo la combinazione A1+M1, è
pari a 218 kN.
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Fig 16 - Diagrammi del momento flettente e del taglio agente nella trave
Il massimo momento agente nella trave è di circa 65 kNm, mentra il massimo sforzo tagliante è di
145 kN.
Le verifiche di resistenza sono soddisfatte adottando un’armatura costituita da 5+520 con staffe
8/15cm.
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VERIFICA A TAGLIO secondo N.T.C. 2008 ( paragrafo 4.1.2.1.3 ) ver. CAT 16032012