INDICE
1.
PREMESSA ................................................................................... 4
2.
NORMATIVE E RIFER IMENTI ...................................................... 8
2.1
NORME ........................................................................................................... 8
2.2
RIFERIMENTI BIBLIOGRAFICI..................................................................... 10
3.
SOFTWARE DI CALCOLO ......................................................... 11
3.1
PLAXIS ......................................................................................................... 11
3.2
ENG .............................................................................................................. 13
4.
MATERIALI E LORO CARATTERISTICHE ................................ 14
5.
CARATTERISTICHE DEI TERRENI ............................................ 16
6.
CRITERI DI PROGETTO ............................................................. 18
6.1
GENERALITA’ .............................................................................................. 18
6.2
VERIFICA DELLA SICUREZZA E DELLE PREST AZIONI............................ 20
6.2.1
Generalità ......................................................................................................... 20
6.2.2
Verifiche nei confronti degli stati limite ultimi (SLU) ........................................... 23
6.2.3
Verifiche di esercizio (SLE) ............................................................................... 26
6.2.4
Verifiche sismiche ............................................................................................. 26
6.2.5
Riepilogo verifiche ............................................................................................. 26
6.3
VITA NOMINALE E PERIODI DI RITORNO DELLE AZIONI SISMICHE ....... 27
6.4
CONDIZIONI DI CARICO ELEMENTARI....................................................... 28
6.4.1
Spinta del terreno ed idrostatica ........................................................................ 28
6.4.2
Sovraccarichi accidentali ................................................................................... 29
6.4.3
Azioni sulle bitte di ormeggio ............................................................................. 29
6.4.4
Azioni trasmesse dalle imbarcazioni in fase di attracco ..................................... 29
6.4.5
Azioni sismiche ................................................................................................. 30
6.5
COMBINAZIONI DI PROGETTO DEI CARICHI ELEMENTARI ..................... 34
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7.
CALCOLO DELLE PARATIE ...................................................... 37
7.1
PREMESSA .................................................................................................. 37
7.2
MODELLO DI CALCOLO.............................................................................. 41
7.2.1
Geometria ......................................................................................................... 44
7.2.2
Condizioni al contorno ....................................................................................... 46
7.2.3
Discretizzaizone del modello agli elementi finiti ................................................. 48
7.3
FASI DI CALCOLO ....................................................................................... 49
7.4
CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI E VERIFICHE ................................... 54
7.4.1
Stati Limite Ultimi .............................................................................................. 54
7.4.2
Stati Limite di Ultimi in condizioni sismiche. ...................................................... 59
7.4.3
Stati Limite di Esercizio. .................................................................................... 66
7.4.4
Stabilità Globale ................................................................................................ 68
7.4.5
Verifica a Corrosione ......................................................................................... 69
8.
PALI TRIVELLATI IN C.C.A. DI CUCITURA ............................... 70
8.1
PREMESSA .................................................................................................. 70
8.2
SOLLECITAZIONI DI PROGETTO ............................................................... 70
8.3
VERIFICHE SLU ........................................................................................... 71
8.4
VERIFICHE SLE ........................................................................................... 74
9.
TIRANTI DI ANCORAGGIO ......................................................... 75
9.1
VERIFICA DI RESIST ENZA DELL'ARMATURA DEL TIRANTE ................... 76
9.2
VERIFICA DELLA LUNGHEZZA DELLA FONDAZIONE .............................. 77
10.
TRAVE DI CORONAMENTO ....................................................... 80
10.1 CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI .......................................................... 80
10.2 VERIFICHE ALLO SLU ................................................................................. 83
10.3 AZIONI SUI CONNETTORI A TAGLIO .......................................................... 85
11.
PARABORDI DI ACCOSTO ........................................................ 86
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12.
ALLEGATO 1 – OUTPUT DEL PROGRAMMA
DI CALCOLO ............................................................................... 88
13.
ALLEGATO
2
–
PUBBLICAZIONE
SU
PROCEDURA F-C REDUCTION IN PLAXIS ........................... 118
14.
ALLEGATO 3 – OUTPUT DEL PROGRAMMA
DI CALCOLO ENG .................................................................... 125
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1. PREMESSA
Nell’ambito del progetto delle opere di consolidamento, potenziamento statico
ed ampliamento delle banchine del Porto Commerciale di Salerno si prevede
l’intervento mirato sul Molo Trapezio e sul Molo 3 Gennaio.
Oggetto del presente documento sono i calcoli di progetto e verifica geotecnica
e strutturale del Molo Trapezio e del Molo 3 Gennaio. Il progetto prevede di
eseguire il consolidamento e l’adeguamento strutturale delle esistente banchina
ai dragaggi futuri.
Il consolidamento delle banchine viene realizzato tramite l’esecuzione di una
paratia di sostegno verticale in elementi metallici vibro infissi, posta in opera in
avanzamento (lato mare) rispetto ai muri di sponda in cassoni esistenti. Le
paratie in progetto sono composte da elementi tubolari di grande diametro
alternati ad elementi con profilo cosiddetto a “Z”.Le paratie metalliche risultano
vincolate in sommità attraverso tiranti di ancoraggio a trefoli di tipo “attivo”.
Durante le fasi di indagine geognostica è stato possibile riscontrare la presenza
di un substrato roccioso, di natura prevalentemente dolomica, e ricostruirne, con
sufficiente precisione, l’andamento altimetrico lungo il filo di banchina esistente.
Tale orizzonte roccioso determina e vincola la quota del piede degli elementi
metallici di cui si compone la paratia. Onde fornire l’idoneo grado di sicurezza,
sia strutturale che geotecnico, all’opera in progetto si è individuato un sistema di
collegamento tra i pali metallici tubolari ed il substrato roccioso. Tale sistema
consta in un palo in c.c.a. trivellato di grande diametro, eseguito coassialmente
al palo metallico che ne interessa il tratto del piede, e che si innesta nel
substrato roccioso. Si prevede di realizzare il palo in c.c.a. trivellato per una
lunghezza pari a 6.00m nel substrato roccioso.
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L’elemento di unione tra le strutture di sostegno verticali ed i tiranti di ancoraggio
consta in una trave di coronamento in conglomerato cementizio armato. Si fa
notare che la trave di coronamento viene progettata per assolvere ad una funzione
aggiuntiva, che è quella di protezione contro l’attacco corrosivo dell’acqua di mare
verso il palancolato metallico. Il coronamento nella parte lato mare riveste e
protegge il palancolato fino a quota -1,00m l.m.m., pertanto realizza un efficace
schermo protettivo nella zona di maggior attacco corrosivo (splash-zone).
Inoltre si fa notare che al fine di preservare le strutture metalliche dalla corrosione
si prevede di predisporre idoneo impianto di protezione catodica attiva.
Essendo la paratia di progetto posta in avanzamento rispetto ai muri di banchina
esistenti, inevitabilmente si viene a creare, tra i due, un volume vuoto. Si prevede
di riempire tale volume con conglomerato cementizio. È previsto altresì il
riempimento dei pali tubolari con conglomerato cementizio.
I muri di banchina esistenti constano in strutture a gravità in conglomerato
cementizio, poggianti su uno scanno di imbasamento in ghiaia. Da indagini
preliminari è stato possibile verificare lo stato di fatto degli scanni di imbasamento.
È stata registrata la presenza di cavità, al piede dei muri, dovuti allo scalzamento
prodotto dall’azione del mare. Tali cavità, che minano la stabilità delle strutture
esistenti, sono state riscontrate presenti in maniera diffusa su tutta la lunghezza
del
fronte
di
banchina.
Pertanto
in
progetto
si
prevede
di
eseguire,
successivamente alla infissione delle paratie, un riempimento di tali cavità tramite
getto subacqueo di conglomerato cementizio.
Oggetto di questa relazione sono i calcoli di progetto e verifica, sia strutturali
che geotecnici, delle paratie e dei sistemi di ancoraggio afferenti all’intervento di
consolidamento del molo in parola.
A chiarimento di quanto fin qui esposto, si riporta di seguito lo schema tipo
dell’intervento di consolidamento.
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Figura 1.1 - Sezione intervento tipo su pali in c.c.a di cucitura
(radice Molo Trapezio e Molo 3 Gennaio).
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Figura 1.2 - Sezione intervento tipo senza pali in c.c.a di cucitura
Testata Molo Trapezio e testata Molo 3 Gennaio
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2. NORMATIVE E RIFERIMENTI
2.1
NORME
La progettazione strutturale verrà eseguita in accordo alle seguenti normative
ed utilizzando, in modo omogeneo nell’ambito di ciascuna opera, il metodo di
calcolo detto “agli stati limite”:
-
D.M. 04/02/2008: “Norme Tecniche pel le Costruzioni”
-
Legge 5 novembre 1971 n. 1086 - "Norme per la disciplina delle opere in
conglomerato cementizio, normale e precompresso ed a struttura metallica".
-
CNR 10011/97 - Costruzioni in acciaio – Istruzioni per il calcolo,
l’esecuzione, il collaudo e la manutenzione.
-
CNR 10016/2000 - Strutture composte di acciaio e calcestruzzo – Istruzioni
per l’impiego nelle costruzioni.
-
D.M. 03 dicembre1987 - Norme tecniche per la progettazione, esecuzione e
collaudo delle costruzioni prefabbricate.
-
Circ. Min. LL.PP. 16 marzo 1989 n° 31104 - Istruzioni in merito alle norme
tecniche per la progettazione, esecuzione e collaudo delle costruzioni
prefabbricate.
-
Norma Italiana UNI EN 1794-1 “Dispositivi per la riduzione del rumore da
traffico stradale – Prestazioni non acustiche”
-
Eurocodice 2 / UNI ENV 1992-1-1 “Progettazione delle strutture di
calcestruzzo - Parte 1-1: regole generali e regole per gli edifici”, come
previsto dal D.A.N. (Documento di Applicazione Nazionale) riportato nel D.M.
09.01.96.
-
Eurocodice 3 / UNI ENV 1993-1-1 “Progettazione delle strutture di acciaio Parte 1-1: regole generali e regole per gli edifici” come previsto dal D.A.N.
(Documento di Applicazione Nazionale) riportato nel D.M. 09.01.96.
-
UNI EN 206-1:2001 “Calcestruzzo – Specificazione, prestazione, produzione
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e conformità”.
Verranno utilizzate a supporto delle sopraccitate norme e per quanto carente le
seguenti codici di progetto:
-
Eurocodice 2 EN 1992-i / Progettazione delle strutture di calcestruzzo e
relativi DAN.
-
Eurocodice 3 EN 1993-i / Progettazione delle strutture di acciaio e relativi
DAN.
-
Eurocodice 4 EN 1994-i / Progetto delle strutture composite acciaio
calcestruzzo e relativi DAN.
-
Eurocodice 7 EN 1997-i / Progettazione geotecnica e successivi e relativi
DAN.
-
Eurocodice 8 EN 1998-i / Progetto delle strutture resistenti al sisma e relativi
DAN.
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2.2
RIFERIMENTI BIBLIOGRAFICI
·
Lancellotta R. (1993), Geotecnica- Ed. Zanichelli;
·
Pozzati P. (1980), Teoria e tecnica delle strutture, Volume primo – Ed. UTET;
·
Bowles (1998), Fondazioni – Ed.Mc-Graw-Hill;
·
Bustamate M. e Doix B.(1985), Une Méthode pour la calcoul des Tirants et des
Microppieux injiectés ;
·
Colombo P. (1974), Elementi di geotecnica- Ed. Zanichelli.
·
Associazione Geotecnica Italiana, Raccomandazioni sui pali di fondazione.
·
Matteotti G. (1994), Lineamenti di costruzioni marittime.
·
Comparison of geotechnic softwares – Geo Fem, Plaxis, Z-Soil. XIII ECSMGE
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3. SOFTWARE DI CALCOLO
3.1
PLAXIS
PLAXIS vers. 8.2, Plaxis B.V., Delft, Olanda (FINITE ELEMENT CODE FOR
SOIL AND ROCK ANALYSES) è un codice di calcolo agli elementi finiti
utilizzabile per eseguire analisi distabilità e di deformazione nell’ambito di
molteplici applicazioni geotecniche. Il programma permette di simulare situazioni
reali riconducibili a condizioni di deformazione piane (plain strain) o a condizioni
assialsimettriche (axisymmetric).
Nel caso specifico si è deciso di utilizzare un modello elastoplastico tipo Mohr
Coulomb. Il terreno viene schematizzato mediante un insieme di elementi finiti di
forma triangolare a sei o quindici nodi; in particolare, il triangolo a quindici nodi,
adottato nei seguenti modelli, fornisce un’interpolazione del quarto ordine e
l’integrazione numerica adopera dodici punti di Gauss.
Per modellare strutture bidimensionali con una significativa rigidezza assiale e
flessionale si possono utilizzare elementi lineari del tipo "beam”; si possono
inoltre inserire elementi caratterizzati da sola rigidezza assiale, come geotessili
e ancoraggi tra nodo e nodo.
Nel caso oggetto di studio si è schematizzata la palancola metallica come
elemento “beam”, mentre il tirante profondo è stato rappresentato per la parte
attiva da un ancoraggio, mentre la parte passiva con l’utilizzo di un elemento
geotessile.
I dati principali richiesti dal programma sono:
- geometria del sistema (coordinate dei vertici di quadrilateri che vengono poi
suddivisi in triangoli a 6 nodi, posizione di elementi beam, ancoraggi, geotessili,
cerniere, vincoli, falda);
- caratteristiche degli elementi di terreno:
W dry = peso totale dell'unità di volume di terreno emerso;
W wet = peso totale dell'unità di volume di terreno immerso;
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φ' = angolo d'attrito interno;
ψ = angolo di dilatanza;
E = modulo di elasticità o di Young;
G = modulo di elasticità tagliante;
ν = coefficiente di Poisson;
c' = coesione;
coefficienti di permeabilita' in direzione orizzontale e verticale;
tipo di comportamento (drenato o non drenato);
- caratteristiche degli elementi lineari:
EJ ed EA per gli elementi beam;
EA per acoraggi e geotessili;
- definizione dei sistemi di carico.
Il calcolo prevede in genere la suddivisione delle diverse fasi (corrispondenti
all'applicazione di carichi, o a modifiche della configurazione geometrica per
scavi o riporti, o a modifiche delle pressioni idrostatiche) in passi di calcolo, ed e'
possibile quindi seguire l'evoluzione delle condizioni del terreno parallelamente
alle prevedibili fasi costruttive.
Il programma è concepito in modo tale da applicare per passi i carichi desiderati,
aggiornando di volta in volta i valori delle deformazioni e delle tensioni.
All'interno di ogni passo di carico il programma perviene all'equilibrio attraverso
una serie di iterazioni sfruttando la matrice di rigidezza iniziale (metodo di
Newton-Raphson modificato). Il controllo della convergenza, al termine della iesima iterazione viene effettuato attraverso la relazione:
dove:
ei = errore della i-esima iterazione;
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Pi = norma del vettore costituito dalle forze nodali non bilanciate; Pi può
essere definito come
ΣF − P
, dove Pi è il vettore dei carichi nodali
equivalenti al termine della i-esima iterazione (relativo allo stato tensionale
ottenuto via legame costitutivo dallo stato deformativo);
ΣF
= norma del vettore dei carichi nodali equivalenti relativo al livello finale di
carico del passo in esame.
In output sono disponibili, per ogni passo:
· spostamenti in tutti i nodi del sistema,
· stato tensionale in tutti i punti di integrazione
· sollecitazioni di momento flettente, sforzo normale e taglio negli elementi
beam e sforzo normale negli ancoraggi e nei geotessili.
Varie routine grafiche permettono di visualizzare velocemente gli spostamenti e
lo stato tensionale in ciascuna fase.
3.2
ENG
Il programma ENG (prodotto dalla SIGMAc Soft snc, Corso del Popolo n.46
30170 Venezia-Mestre) dispone di un modulo di calcolo per strutture intelaiate
piane.
Il programma esegue l’analisi in campo lineare di strutture piane composte da
aste soggette a carichi statici con il metodo degli elementi finiti. Il programma
consente la schematizzazione di giunzioni nodali tra le aste, comunque
inclinate, ad incastro oppure a cerniera e permette di determinare l’inviluppo
delle sollecitazioni dovute a diverse condizioni di carico visualizzando, asta per
asta, l’andamento massimo e minimo del momento, del taglio, dello sforzo
normale e, nel caso di aste su suolo elastico, della pressione agente sul terreno.
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4. MATERIALI E LORO CARATTERISTICHE
Qui di seguito si espongono le caratteristiche di resistenza dei materiali di cui si
è previsto l’utilizzo per la realizzazione delle opere in oggetto.
·
Acciaio per paratie metalliche e relativi componenti
Acciaio S335 GP avente le seguenti caratteristiche:
Tensione di rottura a trazione:
ft ³ 480 N/mm
Tensione di snervamento:
fy ³ 355 N/mm2
Tensione di progetto:
·
Rd = f y /gm 355/1.05 = 338.00 N/mm
=
fptk = 1860 N/mm
tensione all’1% di deformazione sotto carico:
N/mm
·
2
Acciaio di precompressione in trefoli per i tiranti di ancoraggio
tensione caratteristica di rottura:
·
2
2
f p(1)k=1620
2
Malta di iniezione dei tiranti
resistenza a rottura a 7 gg:
fc ³ 15 N/mm 2
resistenza a rottura a 28 gg:
fc ³ 250 N/mm
2
Acciaio per cemento armato
Per le armature metalliche si adottano tondini in acciaio del tipo B450A
controllati in stabilimento, che presentano le seguenti caratteristiche:
fyk,nom ³
Tensione di snervamento caratteristica
N/mm
450
2
Tensione caratteristica a rottura
ftk,nom ³
Tensione massima in condizioni di esercizio
ss< 0.80f yk=360N/mm
540 N/mm 2
2
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gc = 1.15
Fattore di sicurezza acciaio
fyd = f yk / gs = 391.30 N/mm
Resistenza a trazione di calcolo
·
2
Calcestruzzo per getti in opera
Per
la
realizzazione
delle
travi
di
coronamento
si prevede,
in
ottemperanza alla normativa UNI EN 206, l’utilizzo di calcestruzzo di classe
di esposizione XS3+XC4 a cui corrisponde un calcestruzzo di classe di
resistenza Rck ³45 N/mm 2, dotato delle seguenti caratteristiche:
Resistenza a compressione cilindrica
fck=0.83*Rck=37.35N/mm
Resistenza a compressione in campo elastico
fcE=0.6f ck= 22.41 N/mm2
2
Resistenza a trazione media
fctm=0.27* Rck2/3= 3.420 N/mm
Resistenza a trazione
fctk = 0.7* f ctm=2.39 N/mm
2
fctd = f ctk / gc = 1.49 N/mm
Resistenza a trazione di calcolo
2
2
Tensione massima di compressione in esercizio
Per combinazione rara:
ss< 0.60f yk=22.41N/mm
Per combinazione quasi permanente:
ss< 0.45f yk=16.81N/mm2
2
Il requisito prestazionale minimo ai fini strutturali per il calcestruzzo gettato
in opera deve essere pari a quello di un calcestruzzo di classe di resistenza
Rck35.
Medesima classe di resistenza deve essere garantita per il calcestruzzo dei
pali trivellati in c.c.a..
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5. CARATTERISTICHE DEI TERRENI
La stratigrafia di progetto, desunta dalla relazione geotecnica redatta dal
prof.ing. M.Maugeri, risulta la seguente:
- STRATO 1 - RIEMPIMENTO: da +2.70m s.l.m. fino a -10.00m:
Descrizione: materiale di riempimento presente in situ a tergo dei muri di banchina
esistenti.
gk = 19.0 kN/m
3
j’k = 35°
c’k = 0
E med = 35.00 MPa
- BASAMENTO IN GHIAIA:
Descrizione: materiale al piede del cassone in cls esistente.
gk = 19.0 kN/m 3
j’k = 38°
c’k = 0
E med = 50.00 MPa
- STRATO 2 – FORMAZIONE A : da –10.00m a -19.40/-22.40m s.l.m.:
Descrizione: materiale di natura prevalentemente sabbiosa.
gk = 19.0 kN/m 3
j’k = 33°
c’k = 0
E med = 25.00 MPa
.
-
STRATO 3 – FORMAZIONE ROCCIOSA : da -19.40/-22.40m s.l.m.:
Descrizione: corpo roccioso costituito essenzialmente da Dolomia.
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gk = 24.0 kN/m
3
j’k,eq. = 42°
c’k,eq. = 30 kN/m2
E med = 5000.00 Mpa
A chiarimento di quanto fin qui esposto, si riporta di seguito uno schema grafico
della stratigrafia di progetto.
Figura 5.1 – Schema grafico della stratigrafia di progetto.
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6. CRITERI DI PROGETTO
6.1
GENERALITA’
Le verifiche geotecniche (GEO) e strutturali (STR) vengono effettuate facendo
riferimento al metodo semi-probabilistico agli stati limite, in cui la sicurezza
strutturale deve essere verificata tramite il confronto tra la resistenza e l’effetto
delle azioni.
Vengono considerati sia gli stati limite ultimi, che sono quelli associati al collasso
della struttura (o dell’insieme struttura-terreno) o alla rottura di parti di essa, sia
gli stati limte di esercizio, che corrispondono a condizioni oltre le quali specifiche
richieste d’uso per una struttura o per un elemento strutturale non sono più
soddisfatte.
Le verifiche di sicurezza vengono condotte secondo il Metodo dei coefficienti
parziali: l’affidabilità viene ottenuta verificando che, in tutte le situazioni
progettuali significative, gli stati limite non vengono raggiunti quando i valori di
progetto delle azioni, delle proprietà del materiale e dei dati geometrici sono
introdotti nei modelli progettuali, questo si traduce nell’equazione formale:
Rd ≥ Ed
Dove:
Rd
è la resistenza di progetto del sistema geotecnico, valutata in base ai
valori di progetto della resistenza dei materiali e ai valori nominali delle
grandezze geometriche interessate;
Ed
è il valore di progetto dell’effetto delle azioni, valutato in base ai valori di
progetto F dj = F kj ·gFj delle azioni o direttamente E dj = EkjgEj.
I coefficienti parziali di sicurezza, gMi e gFj , associati rispettivamente al materiale iesimo e all’azione j-esima, tengono in conto la variabilità delle rispettive
grandezze e le incertezze relative alle tolleranze geometriche e alla affidabilità
del modello di calcolo.
Il non raggiungimento delle situazioni limite è da intendersi in senso
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probabilistico (“misura della sicurezza”), cioè implicitamente si assume che la
probabilità di raggiungere una certa situazione limite, durante la vita nominale
della struttura (o durante l’orizzonte temporale di riferimento nel caso di una
fase transitoria), sia inferiore ad un valore prefissato, comunque piccolo
(“affidabilità”).
In particolare, per le paratie in oggetto si considereranno i seguenti stati limite
ultimi:
SLU di tipo geotecnico (GEO):
-
instabilità globale dell’insieme terreno-opera.
SLU di tipo strutturale (STR):
-
raggiungimento della resistenza in uno o più ancoraggi;
-
raggiungimento della resistenza strutturale della paratia.
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6.2
VERIFICA DELLA SICUREZZA E DELLE PRESTAZIONI
6.2.1 Generalità
Le azioni che agiscono sulle strutture possono venire classificate secondo la
variazione nel tempo:
a) permanenti ( G ): azioni che agiscono durante tutta la vita nominale
della costruzione, la cui variazione di intensità nel tempo è così piccola e
lenta da poterle considerare con sufficiente approssimazione costanti nel
tempo:
- peso proprio di tutti gli elementi strutturali; peso proprio del terreno,
quando pertinente;
- forze indotte dal terreno (esclusi gli effetti di carichi variabili applicati al
terreno); forze risultanti dalla pressione dell’acqua (quando si configurino
costanti nel tempo) (G1 );
- peso proprio di tutti gli elementi non strutturali ( G2 );
- spostamenti e deformazioni imposti, previsti dal progetto e realizzati
all’atto della costruzione;
- pretensione e precompressione ( P );
- ritiro e viscosità;
- spostamenti differenziali;
b) variabili ( Q ): azioni sulla struttura o sull’elemento strutturale con valori
istantanei che possono risultare sensibilmente diversi fra loro nel tempo:
- di lunga durata: agiscono con un’intensità significativa, anche non
continuativamente, per un tempo non trascurabile rispetto alla vita
nominale della struttura;
- di breve durata: azioni che agiscono per un periodo di tempo breve
rispetto alla vita nominale della struttura;
c) eccezionali ( A ): azioni che si verificano solo eccezionalmente nel
corso della vita nominale della struttura;
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- incendi;
- esplosioni;
- urti ed impatti;
d) sismiche ( E ): azioni derivanti dai terremoti.
Tutte le azioni variabili che agiscono sulla struttura vengono introdotte nei calcoli
di verifica in termini di un valore caratteristico Qk ossia il valore corrispondente
ad un frattile pari al 95% della popolazione dei massimi, in relazione al periodo
di riferimento dell’azione variabile stessa.
Nella
definizione
delle
combinazioni
delle
azioni
che
possono
agire
contemporaneamente, i termini Qkj rappresentano le azioni variabili della
combinazione, con Qk1 azione variabile dominante e Qk2, Qk3, … azioni variabili
che possono agire contemporaneamente a quella dominante. Le azioni variabili
Qkj vengono combinate con i coefficienti di combinazione y 0j, y 1j e y 2j, i cui
valori sono forniti nella tabella 6.1.1.
Con riferimento alla durata percentuale relativa ai livelli di intensità dell’azione
variabile, si definiscono:
- valore quasi permanente y 2j×Qkj: la media della distribuzione temporale
dell’intensità;
- valore frequente y 1j×Qkj: il valore corrispondente al frattile 95 % della
distribuzione temporale dell’intensità e cioè che è superato per una limitata
frazione del periodo di riferimento;
- valore raro (o di combinazione) y 0j×Qkj: il valore di durata breve ma ancora
significativa nei riguardi della possibile concomitanza con altre azioni variabili.
Nel caso in cui la caratterizzazione stocastica dell’azione considerata non sia
disponibile, si può assumere il valore nominale. Nel seguito sono indicati con
pedice k i valori caratteristici; senza pedice k i valori nominali.
Ai fini delle verifiche degli stati limite si definiscono le seguenti combinazioni
delle azioni.
- Combinazione fondamentale, generalmente impiegata per gli stati limite
ultimi (SLU):
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gG1×G1 + gG2×G2 + gP×P + gQ1×Qk1 + gQ2×y 02×Qk2 + gQ3×y 03×Qk3 + …
- Combinazione caratteristica (rara), generalmente impiegata per gli stati
limite di esercizio (SLE) irreversibili, da utilizzarsi nelle verifiche alle tensioni
ammissibili:
G1 + G 2 + P + Q k1 + y 02×Qk2 + y 03×Qk3+ …
- Combinazione frequente, generalmente impiegata per gli stati limite di
esercizio (SLE) reversibili:
G1 + G 2 +P+ y 11×Qk1 + y 22×Qk2 + y 23×Qk3 + …
- Combinazione quasi permanente (SLE), generalmente impiegata per gli
effetti a lungo termine:
G1 + G 2 + P + y 21×Qk1 + y 22×Qk2 + y 23×Qk3 + …
- Combinazione sismica, impiegata per gli stati limite ultimi e di esercizio
connessi all’azione sismica E:
E + G1 + G 2 + P + y 21×Qk1 + y 22×Qk2 + …
- Combinazione eccezionale, impiegata per gli stati limite ultimi connessi alle
azioni eccezionali di progetto Ad:
G1 + G2 + P + Ad + y21 ×Qk1 + y 22 ×Qk2 + ...
Nelle combinazioni per SLE, si intende che vengono omessi i carichi Qkj che
danno un contributo favorevole ai fini delle verifiche e, se del caso, i carichi G 2.
I valori dei coefficienti parziali di sicurezza gGi e gQj sono dati nel paragrafo
seguente mentre quelli dei coefficienti y nella tabella sottostante.
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Tabella 6.1 - Valori dei coefficienti di combinazione.
6.2.2 Verifiche nei confronti degli stati limite ultimi (SLU)
Per ogni stato limite ultimo deve essere rispettata la condizione
Ed ≤
Rd
dove Ed è il valore di progetto dell’azione o dell’effetto dell’azione
Ovvero
con gE = gF, e dove Rd è il valore di progetto della resistenza del sistema
geotecnico:
.
Gli effetti delle azioni e delle resistenze sono espresse in funzione delle azioni di
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progetto gFFk, dei parametri di progetto Xk/gM e della geometria di progetto ad.
L’effetto delle azioni può anche essere valutato direttamente come Ed=Ek×gE.
Nella formulazione della resistenza Rd, compare esplicitamente un coefficiente
gR che opera direttamente sulla resistenza del sistema.
Come previsto dalla vigente normativa, in ambito geotecnico le verifiche delle
opere di sostegno possono essere condotte secondo due approcci. In questo
caso è stato scelto l’approccio 1 in quanto permette di tener conto delle
incertezze sia sulle azioni che sui parametri di resistenza del terreno.
Nel sopradetto approccio (Approccio 1) sono previste due diverse combinazioni
di gruppi di coefficienti: la prima combinazione è generalmente più severa nei
confronti del dimensionamento strutturale delle opere a contatto con il terreno,
mentre la seconda combinazione è generalmente più severa nei riguardi del
dimensionamento geotecnico.
Approccio 1:
- Combinazione 1: A1+M1+R1;
- Combinazione 2: A2+M2+R2;
Per queste due combinazioni si è tenuto conto dei valori dei coefficienti parziali
riportati nelle Tabelle 6.2.1, 6.2.2 e 6.2.3.
Si deve comunque intendere che il terreno e l’acqua costituiscono carichi
permanenti (strutturali) quando, nella modellazione utilizzata, contribuiscono al
comportamento dell’opera con le loro caratteristiche di peso, resistenza e
rigidezza.
Tabella 6.2 - Coefficienti parziali per le azioni o per l’effetto delle azioni (STR-GEO).
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Tabella 6.3 - Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno (STR-GEO).
Tabella 6.4 - Coefficienti parziali g R per le verifiche agli stati limite ultimi (STR-GEO).
Tabella 6.5 - Coefficienti parziali g R per le verifiche agli stati limite ultimi
(STABILITA’ GLOBALE).
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6.2.3 Verifiche di esercizio (SLE)
Nelle condizioni di esercizio si controllano le ampiezze degli spostamenti delle
paratie e delle fessure nel calcestruzzo e, ove significativo, i tassi di lavoro dei
materiali.
Il controllo tensionale viene effettuato ponendo pari all’unità i coefficienti parziali
sulle azioni e impiegando i parametri geotecnici e resistenze caratteristiche.
6.2.4 Verifiche sismiche
Le verifiche delle paratie in sisma vengono effettuate ponendo pari all’unità i
coefficienti parziali sulle azioni e impiegando i parametri geotecnici e le
resistenze di progetto, con i valori dei coefficienti parziali indicati nel paragrafo
6.2.2 per i casi M1-R1 per le verifiche STR ed M2-R2 per le verifiche GEO.
6.2.5 Riepilogo verifiche
A chiarimento di quanto fin qui esposto, si riporta di seguito uno schema
riassuntivo in cui, per ogni elemento del sistema geotecnico in oggetto, è
possibile individuare la condizione di verifica e la combinazione adottata.
Tabella 6.6 – Sistemi geotecnici e condizioni di verifica.
Sistema geotecnico
Elementi portanti paratia e
tiranti orizzontali in barre
Tiranti (bulbo)
Tiranti (trefoli)
Condizione
Combinazione
statica - STR
A1+M1+R1
sismica - STR
1+M1+R1
statica - GEO
A1+M1+R3
sismica - GEO
1+M1+R3
statica - GEO
A1+M1+R1
A2+M2+R2
sismica - GEO
1+M1+R1
statica - GEO
A2+M2+R2
sismica - GEO
1+M2+R2
Stabilità globale
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Nelle condizioni sismiche la combinazione di calcolo prevede sempre che le azioni non
vengano amplificate con coefficienti parziali superiori all’unità. In altri termini le azioni
statiche vengono semplicemente sommate all’azione dovuta all’evento sismico; in tal
senso va interpretata l’indicazione della combinazione, riportata in tabella, 1+Mi+Ri.
6.3
VITA NOMINALE E PERIODI DI RITORNO DELLE AZIONI SISMICHE
Si definisce vita nominale di un’opera strutturale il numero di anni nel quale la
struttura, purchè soggetta alla manutanezione ordinaria, deve poter essere
usata per lo scopo al quale è destinata.
Nella fattispecie si assume per le banchine in progetto vita nominale di 50 anni.
Noto il valore della vita nominale (VN) si determina il PERIODO DI
RIFERIMENTO dell’azione sismica.
Le opere in progetto si classificano in CLASSE D’USO II ( par.2.4.2 Norme
Tecniche per le Costruzioni) per cui si ricava un coefficiente d’uso CU pari a 1.0.
Pertanto il periodo di riferimento dell’azione sismica, a cui corrisponde un
periodo di ritorno allo SLU di 475 anni, come esplicitato piu’ avanti, vale:
V R = VN*CU = 50*1.00 = 50 anni
Nella tabella seguente si riportano i valori di probabilità di superamento (PVr ) nel
periodo di riferimento VR che si assumono per il progetto agli SLE e agli SLU
(par. 3.2.1 Norme Tecniche per le Costruzioni).
Tabella 6.7 – Stati limite e probablità di superamento (Pvr).
STATI LIMITE
PVr
S.L.E.
63
%
S.L.U.
10
%
Si determina il TEMPO DI RITORNO associato all’evento sismico di progetto
dall’espressione di seguito riportata:
T R = -VR / ln(1-PVr )
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Pertanto risulta:
Tabella 6.8 – Stati limite e Tempo di ritorno.
STATI LIMITE
TR
[ANNI]
6.4
S.L.E.
50
S.L.U.
475
CONDIZIONI DI CARICO ELEMENTARI
Per le verifiche di resistenza delle paratie e per la verifica di stabilità del
complesso terreno-paratie si è fatto riferimento alle condizioni di carico
elementari di seguito elencate:
A. CARICHI PERMANENTI :
·
Spinta del terreno;
·
Spinta idrostatica;
B. CARICHI VARIBAILI :
·
Sovraccarico accidentale verticale uniformemente distribuito su
piazzale (60KPa);
·
Azioni trasmesse dalle imbarcazioni tramite le bitte di ormeggio
(1000kN);
·
Azioni trasmesse dalle imbarcazioni in fase di attracco.
C. CARICHI SISMICI :
·
Spinta sismica del terreno;
·
Spinta dell’acqua idrodinamica (Westregard).
Le azioni di cui al punto “C” vengono palesate nel paragrafo che segue
denominato : “Azioni sismiche”.
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6.4.1 Spinta del terreno ed idrostatica
L’azione permanente dovuta al terreno viene determinata considerando la
superficie di falda a livello del medio mare, al di sopra del quale agisce la spinta
(totale) del terreno saturo, mentre al di sotto si considera la spinta efficace.
Tale spinta viene calcolata in automatico dal programma agli elementi finiti in
funzione delle caratteristiche dei terreni inserite. Nella determinazione delle
spinte del terreno sui palancolati si considera un angolo di attrito terrenopalancole pari a d = 2/3f’.
Analogamente il programma agli elementi finiti calcola l’azione della spinta
idrostatica a partire dal livello di falda e dal livello del mare definito.
6.4.2 Sovraccarichi accidentali
L’opera viene progettata considerando agente sul terrapieno a tergo un
sovraccarico accidentale distribuito avente valore caratteristico pari a:
q = 60.00 kN/m2
6.4.3 Azioni sulle bitte di ormeggio
Sulle travi di coronamento delle banchine in oggetto è prevista la posa in opera
di bitte di ormeggio da 1’000kN. Pertanto nei calcoli in parola si considera
agente sulla singola bitta l’azione concentrata caratteristica pari a 1’000kN.
Tali azioni vengono trasmesse dalle bitte di ormeggio alla trave di coronamento
in conglomerato cementizio armato, ed assorbite direttamente dai tiranti di
ancoraggio predisposti all’interno della trave stessa.
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6.4.4 Azioni trasmesse dalle imbarcazioni in fase di attracco
Si prevede di attrezzare le nuove banchine con un sistema di difesa elastico
ossia di predisporre elementi parabordi in grado di deformarsi e di dissipare
l’energia cinetica delle navi in accosto.
L’azione trasmessa dalle imbarcazioni viene calcolata facendo riferimento a
metodi di calcolo riportati nelle British Standard.
Le navi di progetto previste sono navi porta-container di nuova generazione tipo
“Super-Post-Panamax”, in grado di trasportare fino a 8700 TEU.
Per maggiori dettagli relativamente alle calcolazioni si rimanda al relativo
capitolo.
6.4.5 Azioni sismiche
6.4.5.1 Coefficiente di spinta sismica del terreno
Le verifiche di sicurezza in condizioni sismiche sono state condotte mediante
analisi pseudostatiche con riferimento a quanto indicato nella normativa italiana
riportata nel D.M. del 14 gennaio 2008 (Norme Tecniche per le Costruzioni) e
successive modificazioni.
Nel seguito si fa riferimento al documento “Allegato A alle Norme Tecniche per
le Costruzioni: Pericolosità Sismica”. In base a tale documento, l’azione sismica
sulle strutture è valutata a partire da una “pericolosità sismica di base” in
condizioni ideali di sito di riferimento rigido con superficie topografica orizzontale
(di categoria A).
La “pericolosità sismica di base”, nel seguito chiamata semplicemente
pericolosità sismica, costituisce l’elemento di conoscenza primario per la
determinazione delle azioni sismiche; le sue attuali fonti di riferimento sono
indicate nel seguito del presente paragrafo.
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L’azione sismica così individuata viene successivamente variata, nei modi
chiaramente precisati dalle NTC, per tener conto delle modifiche prodotte dalle
condizioni locali stratigrafiche del sottosuolo effettivamente presente nel sito di
costruzione e dalla morfologia della superficie. Tali modifiche caratterizzano la
risposta sismica locale.
La nuova mappatura sismica nazionale consiste in un dettagliato reticolo di
riferimento individuato su
maglia quadrata di lato 10km; per ogni punto del
reticolo si conoscono le accelerazioni massime attese al suolo per diversi tempi
di ritorno dell’evento sismico. La pericolosità sismica su reticolo è attualmente
disponibile sul sito http://esse1.mi.ingv.it (sito dell’ISTITUTO NAZIONALE DI
GEOFISICA E VULCANOLOGIA).
L’area su cui sorgono le strutture in progetto è univocamente individuata dalle
coordinate geografiche internazionali:
LATITUDINE : 40.673
LONGITUDINE : 14.748
Tale punto coincide perfettamente con uno dei punti del reticolo di riferimento,
come si evince dalla figura sotto riportata, e per esso sono noti direttamente i
valori delle accelerazioni al suolo di progetto per diversi tempi di ritorno.
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Figura 6.1 – Individuazione del reticolo di riferimento.
Da tali ricerche risulta:
Tabella 6.9 – Parametri sismici.
Fo
T *c
0.47
2.3
0.33
6
7
1.03
2.5
6
9
TR
ag
[ anni ]
[ g/10 ]
50
475
0.44
La componente orizzontale dell’accelerazione sismica equivalente da applicare
per metodi di calcolo pseudostatici (par.7.11.6.3.1 Norme Tecniche per le
Costruzioni) risulta pari a:
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a h = a*b*a max = 0.70*0.90*0.1554g = 0.0979g
a max = SS*ST *a g = 1.5*1.00*0.1036g = 0.1554g
Dove:
a : coefficiente che tiene conto della deformabilità dei terreni interagenti con
l’opera (par.7.11.6.3.1 Norme Tecniche per le Costruzioni);
b : coefficiente funzione della capacità dell’opera di subire spostamenti senza
cadute di resistenza (par.7.11.6.3.1 Norme Tecniche per le Costruzioni);
S S:
coefficiente
che
comprende
l’effetto
dell’amplificazione
stratigrafica
(par.3.2.3.2.1 Norme Tecniche per le Costruzioni);
S T:
coefficiente
che
comprende
l’effetto
dell’amplificazione
topografica
(par.3.2.3.2.1 Norme Tecniche per le Costruzioni).
In virtù di quanto sopra esposto si ricava il coefficiente sismico orizzontale:
k h = ah / g = 0. 0979
6.4.5.2 Azione idrodinamica
In presenza di sisma la forza idrodinamica Ewd viene calcolata secondo la
formulazione di WESTERGAARD :
E wd =
7
k h g w H '2
12
in cui:
g w = peso specifico dell’acqua = 10.3 kN/m3
H’ = altezza del livello dell’acqua a partire dal fondale.
La distribuzione di pressioni di questa spinta idrodinamica ha un andamento
parabolico e può essere calcolata nel seguente modo:
q (z ) = ±
7
k hg w h z
8
dove:
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h = quota del pelo libero dell’acqua rispetto al fondale;
z = coordinata verticale diretta verso il basso, con origine al pelo libero
dell’acqua.
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6.5
COMBINAZIONI DI PROGETTO DEI CARICHI ELEMENTARI
Come spiegato estesamente nei capitoli precedenti e riassunto nel capitolo
“Riepilogo verifiche” le combinazioni di progetto sono state fatte in accordo a
quanto stabilito dalle vigenti Norme Tecniche per le Costruzioni del 01/2008.
Di seguito si riassumono in forma tabellare tutti i fattori parziali di combinazione
per le diverse cambinazioni di progetto agli SLU, in maniera distinta, laddove
necessario, per i diversi elementi strutturali.
Relativamente agli SLE sono state considerate le combinazioni delle azioni
caratteristiche con fattori parziali tutti pari all’unità.
Tabella 6.10 – Fattori di combinazione SLU: elementi strutturali verticali.
Elemento strutturale
Elementi portanti paratia
e
tiranti orizzontali in barre
Condizione
statica - STR
Combinazion
e
A1+M1+R1
g
Y
Spinta terra
1.5
-
Spinta idrostatica
1.5
-
1.5
-
1.0
-
1.0
-
1.0
0.8
1.0
-
1.0
-
Carico
Sovraccarico accidentale
(60kPa)
Spinta terra
Spinta idrostatica
Elementi portanti paratia
e
tiranti orizzontali in barre
sismica - STR
1+M1+R1
Sovraccarico accidentale
(60KPa)
Spinta sismica del terreno
Spinta sismica dell’acqua
(Westergard)
Si fa notare come a favore di sicurezza si sia considerato come coefficiente di
combinazione parziale g per i carichi permanenti il valore 1.5 invece del valore 1.3
indicato nella norma. Analoga osservazione è da estendere alle tabelle che seguono.
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Tabella 6.11 – Fattori di combinazione SLU: tiranti di ancoraggio 1/2.
Elemento strutturale
Tiranti (bulbo di
fondazione)
Tiranti (bulbo di
fondazione)
Condizione
statica - GEO
sismica GEO
g
Y
Spinta terra
1.5
-
Spinta idrostatica
1.5
-
Sovraccarico accidentale
(60KPa)
Tiro bitta di ormeggio
(1000kN)
Spinta terra
1.5
1.0
1.5
0.7
1.0
-
Spinta idrostatica
1.0
-
Sovraccarico accidentale
(60KPa)
Spinta sismica del terreno
1.0
0.8
1.0
-
Spinta sismica dell’acqua
(Westergard)
1.0
-
g
Y
Spinta terra
1.5
-
Spinta idrostatica
1.5
-
1.5
0.7
1.5
1.0
1.0
-
1.0
-
1.3
0.7
1.3
1.0
1.0
-
Spinta idrostatica
1.0
-
Sovraccarico accidentale
(60KPa)
Spinta sismica del terreno
1.0
0.8
1.0
-
Spinta sismica dell’acqua
(Westergard)
1.0
-
Combinazion
e
A1+M1+R3
1+M1+R3
Carico
Tabella 6.12 – Fattori di combinazione SLU: tiranti di ancoraggio 2/2.
Elemento strutturale
Tiranti (trefoli di
armatura)
Condizione
statica - GEO
Combinazion
e
A1+M1+R1
Carico
Tiro bitta di ormeggio
(1000kN)
Sovraccarico accidentale
(60KPa)
Spinta terra
Spinta idrostatica
Tiranti (trefoli di
armatura)
Tiranti (trefoli di
armatura)
statica - GEO
sismica GEO
A2+M2+R2
1+M1+R1
Tiro bitta di ormeggio
(1000kN)
Sovraccarico accidentale
(60KPa)
Spinta terra
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Tabella 6.13 – Fattori di combinazione SLU: stabilità globale complesso terreno-struttura.
Elemento strutturale
Condizione
Combinazion
e
Carico
Spinta terra
Stabilità globale complesso terrenostruttura
Stabilità globale complesso terrenostruttura
statica - GEO
sismica GEO
A2+M2+R2
1+M2+R2
Spinta
idrostatica
Sovraccarico
accidentale
(60KPa)
Spinta terra
Spinta
idrostatica
Sovraccarico
accidentale
(60KPa)
Spinta
sismica del
terreno
Spinta
sismica
dell’acqua
(Westergard)
g
Y
1.
0
1.
0
1.
3
-
1.
0
1.
0
1.
0
-
-
0.
8
1.
0
-
1.
0
-
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7. CALCOLO DELLE PARATIE
7.1
PREMESSA
La paratia in oggetto è costituita da elementi portanti in tubi metallici alternati ad
elementi di tenuta costituiti da palancole tipo “Z”. Essa presenta testa a quota
variabile da +2.60m a + 2.30m s.l.m. e piede a quota variabile da -19.40 a –
32.30m s.l.m. in funzione dell’andamento del substrato roccioso che non
permette l’avanzamento dell’elemento tubolare al suo interno.
In sommità viene realizzato un vincolamento attraverso tiranti di tipo attivo,
mentre al piede, nel tratto in cui la roccia ha profondità inferiore a quota 32.30m s.l.m, si prevede la realizzazione di pali trivellati in c.c.a. che fungono da
cucitura tra la paratia metallica e il substrato roccioso.
Di seguito sono riassunte le caratteristiche geometriche e i requisiti prestazionali
minimi dei tubi, dei pali in c.c.a. e dei tiranti:
Tabella 7.1- Caratteristiche geometriche e prestazionali dei pali.
Tipologia
Quota testa (m
s.l.m.m.)
Interasse
(m)
Lunghezza (m)
Jmin
(cm4/m)
Wmin
(cm3/m)
PALI D.1800x22
+2.60
3.12
var. da 20.10 a
33.00
1556646
17296
PALO
TRIVELLATO
D.1500
Var.
3.12
6.00
7964900
-
Tabella 7.2 – Caratteristiche geometriche e prestazionali dei tiranti.
Lunghezza
Lunghezza
Diametro
Interasse
Inclinazione
N° trefoli da
libera
bulbo
perforazione
(m)
sull’orizzontale
0.6’’
(m)
(m)
(mm)
18.00
22.00
200.00
(°)
n°2/1.56
22/30
5
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In vitù dell’andamento del substrato roccioso, che rappresenta un vincolo alla
lunghezza dei tubi metallici, si sono analizzati tre casi limite significativi della
situazione in esame:
a) CASO LIMITE 1: sezione di calcolo in corrispondenza del punto piu’ alto
del substrato roccioso a quota -19.40m s.l.m. (radice Molo Trapezio e
Molo 3 Gennaio);
b) CASO LIMITE 2: sezione di calcolo intermedia in corrispondenza del
substrato roccioso a quota -22.90m s.l.m. (radice Molo Trapezio e Molo 3
Gennaio);
c) CASO LIMITE 3: sezione di calcolo in corrispondeza della roccia a una
profondità maggiore di -32.20m s.l.m. e quindi non interferente con il
palo metallico (testata Molo Trapezio e testata Molo 3 Gennaio).
Pertanto per i casi limite 1 e 2 sono stati implementati modelli di calcolo in cui si
è tenuto debitamente conto della presenza del substrato roccioso e si è
modellato l’elemento palo in conglomerato cementizio armato di cucitura. Mentre
nel terzo modello di calcolo è stata modellata la struttura di sostegno costituita
dai soli pali metallici tubolari.
Nel seguito della relazione, verranno illustrati i calcoli e le verifiche per ognuno
dei tre casi limite in parola.
Si riporta di seguito, a chiarimento di quanto sopra esposto, uno schema delle
sezioni tipologiche di calcolo.
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Figura 7.1 – Sezione di calcolo casi limite 1e 2.
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Figura 7.2 – Sezione di calcolo caso limite 3.
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7.2
MODELLO DI CALCOLO
Le verifiche sono state condotte mediante analisi numeriche agli elementi finiti
implementate per mezzo del codice di calcolo PLAXIS (Versione 8.4), che
consente di studiare problemi in condizioni di deformazione piana, simulando la
storia tensionale del terreno e delle strutture con esso interagenti nelle diverse
fasi di realizzazione e di esercizio.
Nelle analisi le paratie sono state modellate come elementi ‘plate’ aventi
caratteristiche di rigidezza equivalenti a quelle sopra indicate (paragrafo 7.1); in
particolare, il codice di calcolo ‘PLAXIS’ chiede di assegnare i valori di rigidezza
assiale e flessionale “EA” ed “EI” di siffatti elementi, nonché il peso “w” della
sezione, per metro di sviluppo. I tiranti di ancoraggio sono stati modellati
mediante elementi ‘node-to-node anchors’ per la parte libera aventi caratteristiche
di rigidezza assiale assegnate in base al diametro nominale indicato nel
precedente paragrafo e con elementi ‘geotextile’ per il bulbo di fondazione.
Nella fattispecie gli elementi ‘plate’ sono stati caratterizzati come segue:
Tabella 7.3 – Caratteristiche degli elementi tipo ‘plate’.
no.
Identification
EA
EI
w
n
[kN/m]
[kNm²/m]
[kN/m/m]
[-]
1
P1800x22 i=3.12m
7,5277E6
2,9817E6
2,81
0.15
2
P1500 trivellato i=3.12m
17,52E6
2,469E6
8,04
0.20
Gli elementi ‘node-to-node anchors’ sono stati caratterizzati come segue:
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Tabella 7.4 – Caratteristiche degli elementi tipo ‘node-to-node anchors’.
no.
2
Identification
Trefoli 0,6’’ i=2/1.56m
EA
L spacing
[kN]
[m]
145950,00
1.56
Gli elementi ‘geotextile’ sono stati caratterizzati come segue:
Tabella 7.5 – Caratteristiche degli elementi tipo ‘geotextile‘.
no.
Identification
EA
[kN]
3
Bulbo tirante attivo
1150000,00
Al contatto tra i palancolati così modellati e il terreno si sono inseriti appositi
elementi di interfaccia in grado di modellare l’interazione tra terreno e palancola
mediante il parametro:
Ri = tan δ / tan φ’
Ovviamente, lungo l’elemento di interfaccia il valore di Ri varia con l’angolo di
attrito del terreno attraversato; nelle analisi Ri è stato assegnato in modo tale da
ottenere δ=2/3 φ’.
Il codice consente inoltre di effettuare le verifiche in condizioni sismiche
assegnando al modello le componenti di accelerazione del sisma di progetto; in
tal modo si è in grado di condurre un’analisi di tipo pseudo–statico. Il
programma opera, nella definizione delle spinte delle terre in presenza di sisma,
in maniera congruente a quanto indicato dalla Normativa sismica in vigore.
E’ stata inoltre effettuata una valutazione degli ulteriori margini di sicurezza,
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rispetto alle condizioni di calcolo così definite, mediante la procedura “f - c
reduction”, un’opzione implementata dal codice di calcolo PLAXIS, che consiste
in una progressiva riduzione, dei parametri di resistenza (c’ e tanf’) di tutti i
terreni fino a una condizione di collasso. I parametri vengono ridotti
contemporaneamente per tutti i terreni secondo una stessa percentuale.
Ad ogni passo di calcolo, la procedura calcola il rapporto:
inizialmente pari a 1 e che cresce mano a mano che il programma riduce i valori
dei parametri di resistenza, fino a tendere a un valore massimo in
corrispondenza delle condizioni di collasso. Il valore di FS come sopra definito,
calcolato in corrispondenza della condizione di collasso individua il “fattore di
sicurezza” rispetto alle condizioni di calcolo iniziali.
In allegato alla presente relazione si riporta una pubblicazione nella quale si
evidenzia come il coefficiente FS ottenuto tramite Plaxis coincida con il
coefficiente utilizzato per i calcoli più classici di stabilità (Bishop, Sarma, ecc…).
Si sono inoltre riportate figure relative al campo di spostamenti al passo di
calcolo corrispondente al valore massimo raggiunto da FS, per individuare il
meccanismo di collasso che il programma di calcolo individua con tale
percentuale di riduzione dei parametri di resistenza.
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7.2.1 Geometria
A A
A
A
Y
28
12
50
52
25
21 0
30
B 35 34
36
B
37
61
B 60
20
38
B 58
59
39
B
32
B 19
57
B
40
41B
2
42B
43B
18
24B
B3
44
23
B
17
45
B
29
48B
B
49B
B
46B
51B
1
16
X
33
10
9
55
87
65
4
11
31
27
26
54
56
13
47
22
53
62
63
14
15
Figura 7.3 – Schema del modello agli elementi finiti rappresentativo dell‘intervento.
Figura 7.4 –Modello geometrico con i nodi significativi.
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Tabella 7.6 – Nodi significativi.
Node no.
x-coord. y-coord. Node no.
x-coord.
y-coord.
4963
0,000
2,600
2881
-2,000
-4,500
5326
4,500
2,600
5322
4,500
0,000
4699
0,000
-7,600
4953
0,000
0,000
4725
-0,600
-10,000
2780
-2,000
0,000
5735
7,000
-10,000
2798
-2,000
-1,000
5736
7,000
-7,600
2815
-2,000
-2,000
5731
6,000
-7,600
2835
-2,000
-3,000
5677
6,000
-5,200
2867
-2,000
-4,000
5673
5,300
-5,200
3155
-2,000
-6,000
5643
5,300
-2,450
3249
-2,000
-7,000
5642
4,500
-2,450
3533
-2,000
-8,000
6248
7,000
-11,500
3643
-2,000
-9,000
69
-60,000
-11,500
3719
-2,000
-11,000
10769
70,000
-11,500
3798
-2,000
-12,000
747
-60,000
-50,000
3733
-2,000
-15,500
11009
70,000
-50,000
8784
28,800
-16,450
10352
70,000
2,600
3765
-2,000
-13,000
5355
-0,600
-11,500
3747
-2,000
-14,000
4715
-0,600
-9,600
91
-60,000
-16,500
4651
0,000
-5,200
3813
-2,000
-16,500
4905
0,000
-2,450
101
-60,000
-19,400
2766
-2,000
2,600
11090
70,000
-19,400
4339
-2,000
-19,400
7368
20,227
-11,500
3799
-2,000
-11,500
6684
13,480
-4,650
3664
-2,000
-10,000
8768
31,200
-11,500
3283
-6,600
-11,500
2895
-2,000
-5,200
6506
11,000
-11,500
4921
0,000
-3,700
6516
11,000
-10,000
2849
-2,000
-3,700
4
-60,000
2,600
4943
0,000
-2,200
3779
-2,000
-12,500
2834
-2,000
-2,200
2762
-2,000
1,330
5431
-2,000
-23,400
6440
12,340
-6,950
5908
-2,000
-25,400
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7.2.2 Condizioni al contorno
Figura 7.5 – Vincolamento del modello: condizioni al contorno.
Tabella 7.7 – Vincolamento nodi.
Node
Sign
Horizontal
Vertical
no.
Node
Sign
Horizontal
Vertical
no.
747
#
Fixed
Fixed
10650
#
Fixed
Fixed
11009
#
Fixed
Fixed
10818
#
Fixed
Fixed
1049
#
Fixed
Fixed
10970
#
Fixed
Fixed
1281
#
Fixed
Fixed
11002
#
Fixed
Fixed
1677
#
Fixed
Fixed
69
||
Fixed
Free
1981
#
Fixed
Fixed
10769
||
Fixed
Free
2423
#
Fixed
Fixed
10352
||
Fixed
Free
2947
#
Fixed
Fixed
4
||
Fixed
Free
3359
#
Fixed
Fixed
91
||
Fixed
Free
4039
#
Fixed
Fixed
59
||
Fixed
Free
4433
#
Fixed
Fixed
26
||
Fixed
Free
5093
#
Fixed
Fixed
10366
||
Fixed
Free
5401
#
Fixed
Fixed
10608
||
Fixed
Free
5798
#
Fixed
Fixed
101
||
Fixed
Free
6184
#
Fixed
Fixed
237
||
Fixed
Free
6552
#
Fixed
Fixed
247
||
Fixed
Free
6980
#
Fixed
Fixed
459
||
Fixed
Free
7294
#
Fixed
Fixed
475
||
Fixed
Free
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Node
Sign
Horizontal
Vertical
no.
Node
Sign
Horizontal
Vertical
no.
7712
#
Fixed
Fixed
721
||
Fixed
Free
8008
#
Fixed
Fixed
743
||
Fixed
Free
8338
#
Fixed
Fixed
11142
||
Fixed
Free
8678
#
Fixed
Fixed
11207
||
Fixed
Free
9050
#
Fixed
Fixed
11255
||
Fixed
Free
9432
#
Fixed
Fixed
11265
||
Fixed
Free
9636
#
Fixed
Fixed
11208
||
Fixed
Free
9966
#
Fixed
Fixed
11168
||
Fixed
Free
10162
#
Fixed
Fixed
11090
||
Fixed
Free
10456
#
Fixed
Fixed
10902
||
Fixed
Free
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7.2.3 Discretizzaizone del modello agli elementi finiti
Figura 7.6 – Mesh del modello agli elementi finiti.
Figura 7.7 – Schema della mesh di calcolo.
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7.3
FASI DI CALCOLO
I modelli sviluppati con “Plaxis” sono stati creati considerando le fasi di
costruzione e i carichi elencati di seguito.
La modellazione condotta tiene conto delle condizioni iniziali in cui si trovano le
banchine esistenti e riproduce le reali fasi di costruzione previste in progetto. La
modellazione per fasi è in grado di simulare il reale percorso tenso deformativo
a cui sarà soggetto il complesso strutture-terreno.
Tabella 7.8 – Fasi di calcolo: Stati limite di Esercizio.
Fase
STATI LIMITE DI ESERCIZIO
E.1
Geostatica – Gravity load procedure.
E.2
Infissione paratie.
E.3
Realizzazione dell’intasamento tra paratia e cassone esistente alla base del cassone
stesso.
E.4
Completamento dell’intasamento tra paratia e cassone esistente attraverso step successivi.
E.5
Realizzazione dei tiranti attivi e tesatura.
E.6
Dragaggio fino a quota di progetto -16.50m s.l.m.
2
Applicazione di azione distribuita pari a 60.00 kN/m schematizzante il
E.7
carico di esercizio.
E.8
Procedura “f-c reduction” per la determinazione del fattore di sicurezza Fs.
Tabella 7.9 – Fasi di calcolo: A1-M1 e A2-M2.
Fase
COMBINAZIONE A1-M1 e A2-M2
A.1
Geostatica – Gravity load procedure.
A.2
Infissione paratie.
A.3
Realizzazione dell’intasamento tra paratia e cassone esistente alla base del cassone
stesso.
A.4
Completamento dell’intasamento tra paratia e cassone esistente attraverso step successivi.
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Fase
COMBINAZIONE A1-M1 e A2-M2
A.5
Realizzazione dei tiranti attivi e tesatura.
A.6
Dragaggio fino a quota di progetto -16.50m s.l.m.
A.7
Applicazione di azione distribuita schematizzante il carico di esercizio.
E.8
Procedura “f-c reduction” per la determinazione del fattore di sicurezza Fs.
Tabella 7.10 – Fasi di calcolo: SISMA.
Fase
SISMA
S.1
Geostatica – Gravity load procedure.
S.2
Infissione paratie.
S.3
Realizzazione dell’intasamento tra paratia e cassone esistente alla base del cassone
stesso.
S.4
Completamento dell’intasamento tra paratia e cassone esistente attraverso step successivi.
S.5
Realizzazione dei tiranti attivi e tesatura.
S.6
Dragaggio fino a quota di progetto -16.50m s.l.m.
S.7
Applicazione del sisma + azione idrodinamica dell’acqua (westergaard) + sovraccarico in
2
sisma (48.00 kN/m ).
S.8
Procedura “f-c reduction” per la determinazione del fattore di sicurezza Fs. (SISMA + M2)
– Fase E.1,A.1 e S.1 -
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– Fase E.2, A.2 e S.2 -
– Fase E.3, A.3 e S.3 -
– Fase E.4, A.4 e S.4 -
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– Fase E.5 e S.5 -
– Fase E.6 e S.6 -
- Fase E.7 e A.7-
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– Fase S.7 -
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7.4
CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI E VERIFICHE
7.4.1 Stati Limite Ultimi
Le verifiche strutturali sono state effettuate facendo riferimento al metodo semi
probabilistico agli stati limite, come definito nel relativo capitolo nella parte
iniziale del presente documento.
Per quanto concerne la determinazione dell’azione normale agente sulla paratia
si considerano tutti i carichi agenti, vale a dire la componente verticale del tiro
dei tiranti (nella condizione più sfavorevole), il peso della trave di correa e il
peso proprio del palo.
Di seguito si palesano i valori caratteristici della sollecitazione di sforzo normale
sui pali metallici:
-
Componente verticale del tiro nel tirante:
333.00kN/m* sin22° = 125.00 kN/m
303.00kN/m* sin30° = 152 kN/m
-
2
Peso proprio trave di correa (Area-sezione = 4.50m ):
4.50 * 25.00 = 112.5 kN/m
-
Peso proprio della paratia (l=33.00m):
2.81 * 20.00 = 56.20 kN/m
Nella tabella seguente sono riassunte le sollecitazioni massime fattorizzate per i
vari elementi costituenti il sistema geotecnico nella combinazione A1-M1 (a
metro lineare di struttura):
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Tabella 7.11 – Sollecitazioni A1-M1 (valori fattorizzati con g=1,5).
Combinazione A1-M1
CASO LIMITE 1
CASO LIMITE 2
CASO LIMITE 3
Mmax
T max
Nmax
Tirante
[kNm/m]
[kN/m]
[kN/m]
[kN/m]
[kN/m]
3180.0
0
3000.0
0
3105.0
0
1695.0
0
1800.0
0
1740.0
0
676.00
333.00
300.00
676.00
288.00
276.00
676.00
320.00
303.00
(22°)
Tirante (30°)
Di seguito, si riportano i diagrammi delle sollecitazioni massime per cui vengono
effettuate le verifiche.
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Figura 7.8 - Combinazione A1-M1: Diagramma del taglio
Valore massimo 1800.00 kN/m alla quota -9.50m
Figura 7.9 - Combinazione A1-M1: Diagramma del Momento
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Valore massimo -3180.00 kNm/m alla quota -13.00m
A favore di sicurezza si eseguono le verifiche di resistenza considerando agenti
contemporaneamente i valori massimi delle azioni sollecitanti:
CARATTERISTICHE GEOMETRICHE
DEGLI ELEMENTI RESISTENTI
Resterno=
sp=
Rinterno=
900,00 [mm]
22,00 [mm]
878,00 [mm]
2
A=
122 886,54 [mm ]
J= 48 803 953 962,11 [mm 4]
Wel=
3
54 226 615,51 [mm ]
CARATTERISITCHE DEI MATERIALI
gM0=
1,05
2
fyk=
355
[N/mm ]
E=
210000
2
[N/mm ]
SOLLECITAZIONI DI PROGETTO
SUL SINGOLO PALO
9 921,60
Md =
[kNm]
5 616,00
Vd =
[kN]
2112.08
Nd =
[kN]
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VERIFICA A TAGLIO - VRd > VSd
TAGLIO RESISTENTE
V Rd=(A* fyk )/(2*gM*Ö3) =
11 993,69
[kN]
TAGLIO DI CALCOLO
VSd=
5 616,00
[kN]
VERIFICATO
VSd < 1/2 VRd
VERIFICATO
Quando VSd< 1/2VRd, l e verifiche possono essere eseguite
senza considerare l'interazione tra azione flettente e tagliante.
VERIFICA A FLESSIONE SEMPLICE - MRd > MSd
MOMENTO RESISTENTE
MRd= (Wel* fyk)/ gM =
18 333,76
[kNm]
MOMENTO DI CALCOLO
MSd=
9 921,60
[kNm]
VERIFICATO
VERIFICA DI RESISTENZA A PRESSOFLESSIONE
MSd =
NSd =
s max =
t max =
9921,60
2112.08
201,70
kNm
kN
N/mm
91,40
N/mm
2
2
VERIFICATO
VERIFICATO
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7.4.2 Stati Limite di Ultimi in condizioni sismiche.
Le verifiche strutturali sono state effettuate facendo riferimento al metodo semi
probabilistico agli stati limite, come definito nel relativo capitolo nella parte
iniziale del presente documento.
Per quanto concerne la determinazione dell’azione normale agente sulla paratia
si considerano tutti i carichi agenti, vale a dire la componente verticale del tiro
dei tiranti (nella condizione piu’ sfavorevole), il peso della trave di correa e il
peso proprio del palo.
-
Componente verticale del tiro nel tirante:
428.00kN/m* sin22° = 160.03 kN/m
354.00kN/m* sin30° = 177.00 kN/m
-
Peso proprio trave di correa (Area-sezione = 4.50m 2):
4.50 * 25.00 = 112.5 kN/m
-
Peso proprio della paratia (l=33.00m):
3.09 * 33.00 = 102.00 kN/m
Nella tabella seguente sono riassunte le sollecitazioni massime fattorizzate per i
vari elementi costituenti il sistema geotecnico nella combinazione sismica (a
metro lineare di struttura):
Combinazione SISMICA
CASO LIMITE 1
Mmax
CASO LIMITE 1
Tmax
CASO LIMITE 2
Mmax
CASO LIMITE 2
Tmax
CASO LIMITE 3
Mmax
CASO LIMITE 3
Tmax
M
T
Nmax
Tirante
[kNm/m]
[kN/m]
[kN/m]
[kN/m]
[kN/m]
4840.0
0
3430.0
0
4540.0
0
3472.0
0
3970.0
0
3035.0
0
100.00
552.00
428.00
354.00
2500.0
0
140.00
552.00
428.00
354.00
552.00
357.00
310.00
2520.0
0
157.00
552.00
357.00
310.00
552.00
323.00
360.00
2203.0
0
552.00
323.00
360.00
(22°)
Tirante (30°)
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Di seguito, si riportano i diagrammi delle sollecitazioni massimi per cui vengono
effettuate le verifiche.
Figura 7.10 - Combinazione Sismica: Diagramma del taglio
Valore massimo 2500.00 kN/m alla quota -9.50m
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Figura 7.11 - Combinazione Sismica: Diagramma del Momento
Valore massimo -4840 kNm/m alla quota -11.00m
Si conducono e si riportano le verifiche di resistenza per le sollecitazioni
significative.
La prima verifica è concernente la combinazione di sollecitazioni di massimo
sforzo tagliante più momento flettente e sforzo normale associati (VERIFICA 1).
La seconda è concernente la combinazione di sollecitazioni di massimo
momento flettente e sforzi normale e di taglio associati (VERIFICA 2).
VERIFICA 1
CARATTERISTICHE GEOMETRICHE
DEGLI ELEMENTI RESISTENTI
Resterno=
sp=
Rinterno=
A=
900,00 [mm]
22,00 [mm]
878,00 [mm]
2
122 886,54 [mm ]
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J= 48 803 953 962,11 [mm 4]
Wel=
54 226 615,51 [mm 3]
CARATTERISITCHE DEI MATERIALI
gM0=
1,05
2
fyk=
355
[N/mm ]
E=
210000
[N/mm 2]
SOLLECITAZIONI DI PROGETTO
SUL SINGOLO PALO
Md =
10 832.64
[kNm]
Vd =
7 862.40
[kN]
Nd =
1 722,24
[kN]
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VERIFICA A TAGLIO - V Rd > V Sd
TAGLIO RESISTENTE
VRd=
11 993,69
[kN]
TAGLIO DI CALCOLO
VSd=
7 862,40
[kN]
VERIFICATO
VSd > 1/2 VRd
Quando VSd< 1/2VRd, le verifiche possono essere eseguite
senza considerare l'interazione tra azione flettente e tagliante.
VERIFICA A FLESSIONE SEMPLICE - MRd > M Sd
MOMENTO RESISTENTE
MRd=
18 333,76
[kNm]
MOMENTO DI CALCOLO
MSd=
10 832,64
[kNm]
VERIFICATO
VERIFICA DI RESISTENZA A PRESSOFLESSIONE
MSd =
TSd =
s max =
kNm
kN
t max =
10832,64
7862,40
213,78
127,96
s id =√(s2 + 3*tmax2) =
307,94
N/mm
NSd =
1 722,24 kN
N/mm
2
N/mm
2
VERIFICATO
VERIFICATO
2
VERIFICATO
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VERIFICA 2
CARATTERISTICHE GEOMETRICHE
DEGLI ELEMENTI RESISTENTI
Resterno=
sp=
Rinterno=
900,00 [mm]
22,00 [mm]
878,00 [mm]
2
A=
122 886,54 [mm ]
J= 48 803 953 962,11 [mm 4]
Wel=
54 226 615,51 [mm 3]
CARATTERISITCHE DEI MATERIALI
gM0=
1,05
2
fyk=
355
[N/mm ]
E=
210000
[N/mm 2]
SOLLECITAZIONI DI PROGETTO
SUL SINGOLO PALO
Md =
15100.80
[kNm]
Vd =
312.00
[kN]
Nd =
1 722,24
[kN]
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VERIFICA A TAGLIO - VRd > VSd
TAGLIO RESISTENTE
V Rd=(A* fyk)/(2*gM*Ö3)
=
TAGLIO DI CALCOLO
VSd=
11 993,69
[kN]
312,00
[kN]
VERIFICATO
VSd < 1/2 VRd
VERIFICATO
Quando VSd< 1/2VRd, l e verifiche possono essere eseguite
senza considerare l'interazione tra azione flettente e tagliante.
VERIFICA A FLESSIONE SEMPLICE - MRd > MSd
MOMENTO RESISTENTE
MRd= (Wel* fyk)/ gM =
18 333,76
[kNm]
MOMENTO DI CALCOLO
MSd=
9 921,60
[kNm]
VERIFICATO
VERIFICA DI RESISTENZA A PRESSOFLESSIONE
MSd =
NSd =
s max =
t max =
15100,80
1722.24
292.49
5.08
kNm
kN
2
N/mm
2
N/mm
VERIFICATO
VERIFICATO
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7.4.3 Stati Limite di Esercizio.
I valori degli abbassamenti calcolati sono stati ottenuti applicando alla struttura i
valori caratteristici, vale a dire considerando tutti i coefficienti di combinazione g
pari all’unità.
Nelle figure seguenti si evidenziano i valori
degli abbassamenti verticali e
orizzontali in esercizio con fondale di calcolo a quota di calcolo -16.50m s.l.m.m.
In prossimità della superficie tra il tirante e il cassone esistente, si verificano
degli abbassamenti verticali pari a 2.0cm e degli spostamenti orizzontali pari a
1.5cm. Questi valori sono tali da non pregiudicare la funzionalità del tirante
stesso, che per necessità costruttive devono attraversare i muri di banchina
esistenti.
Figura 7.12 - Abaco degli abbassamenti verticali in esercizio con fondale a quota 16.50m s.l.m
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Figura 7.13 - Abaco degli spstamenti orizzontali in esercizio con fondale a quota -16.50m s.l.m
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7.4.4 Stabilità Globale
CONDIZIONE DI ESERCI ZIO - SLE
Mediante la procedura “f-c reduction” si è determinato il fattore di sicurezza
globale FS. Nella figura seguente si riporta il campo di spostamenti al passo di
calcolo corrispondente al valore massimo raggiunto da FS, per individuare il
meccanismo di collasso della struttura.
Figura 7.14 - Meccanismo di collasso individuato dalla procedura “c-f reduction”
Si riportano di seguito i valori di FS determinati per i vari casi limite:
Tabella 7.12 – Fattori FS nelle combinazioni SLE, A2-M2 e Sisma M2.
SLE
A2 – M2
SISMA –M2
CASO
LIMITE 1
1.34
1.26
1.13
CASO
LIMITE 2
1.32
1.19
1.11
CASO
LIMITE 3
1.79
1.38
1.15
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7.4.5 Verifica a Corrosione
La verifica contro la corrosione viene assicurata attraverso una serie di
dispositivi e di scelte progettuali specifiche per garantire l’integrità della struttura
per tutto l’arco della sua vita utile. Si elencano nel seguito le misure in parola:
1. Nella zona cosiddetta “splash zone” (da quota z = -1.00m l.m.m.) dove è
massimo il tasso di corrosione si prevede la presenza della trave di
coronamento in conglomerato cementizio armato. Questo elemento,
nella parte lato mare, riveste e protegge il palancolato metallico fino a
quota -1.00m l.m.m. e pertanto realizza un efficace schermo protettivo
contro l’attacco corrosivo dell’acqua di mare.
2.
Nelle restanti zone, dove comunque l’azione corrosiva dell’acqua risulta
molto meno incisiva, si prevede l’installazione di un sistema di protezione
catodica a corrente impressa, in grado di garantire la protezione della
struttura per tutta l’arco della sua vita utile. Per maggiori dettagli in merito
al sistema di protezione, si rimanda al Capitolato Speciale d’Appalto.
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8. PALI TRIVELLATI IN C.C.A. DI CUCITURA
8.1
PREMESSA
Come anticipato in premessa generale alla presente relazione, la soluzione
progettuale scelta prevede la realizzazione di pali trivellati in c.c.a, coassiali ed
interni ai pali metallici tubolari, che si innestano per 6.00m nel substrato
roccioso, onde fornire l’idoneo grado di sicurezza, sia strutturale che geotecnico,
all’opera in progetto.
Nel presente capitolo si eseguono le verifiche strutturali dei pali in c.c.a..
8.2
SOLLECITAZIONI DI PROGETTO
Le sollecitazioni di progetto vengono desunte dall’analisi dei tabulati di output
del programma di calcolo plaxis utilizzato per la modellazione agli elementi finiti
del complesso terreno struttura di progetto.
Di seguito si riassumono in forma tabellare le sollecitazioni di progetto distinte
per combinazioni agli stati limite ultimi ed agli stati limite di esercizio; nel primo
caso si eseguirà la verifica controllando il grado di sicurezza della struttura in
termini di resistenza limite ultima della sezione, mentre nel secondo caso si
eseguirà il controllo dei limiti tensionali dei materiali.
COMBINAZIONE
M
N
T
[kNm]
[kN]
[kN]
SLU-SISMA
6272
1592
2412
SLE
1503
1592
1545
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8.3
VERIFICHE SLU
Il palo in oggetto è a sezione circolare e presenta le seguenti caratteristiche:
Diametro
150cm
Copriferro primo strato
7.9cm
Copriferro secondo strato
12.10cm
Armatura prima corona circolare
32F26
Armatura seconda corona circolare
32F26
1,50
Nella figura seguente si riporta la sezione di verifica.
Si eseguono le verifiche a pressoflessione e a taglio.
Nella figura seguente si riporta il diagramma del dominio di rottura della sezione in
oggetto con evidenziato il punto di coordinate proprie della sollecitazione di progetto.
Si vede come la verifica risulta soddisfatta essendo il punto identificativo della
sollecitazione composta di presso-flessione interno al dominio.
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N [KN]
15 000
10 000
5 000
0
M x [KN*m]
-5 000
Com binazione 1
cs = 1,18
N= -1 592
Mx= 6 272
-10 000
-15 000
-20 000
-25 000
-30 000
-35 000
8 750
8 125
7 500
6 875
6 250
5 625
5 000
4 375
3 750
3 125
2 500
1 875
1 250
0
625
-625
-1 250
-1 875
-2 500
-3 125
-3 750
-4 375
-5 000
-5 625
-6 250
-6 875
-7 500
-8 125
-8 750
-40 000
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Nella tabella seguente si riporta il calcolo della verifica a taglio.
Vsdu
2412,00
kN
Msdu
6272,00
kNm
Nsdu
1592,00
kN
Rck
30
N/mm
2
fck
25
N/mm
2
gc =
1,5
fyk
450
N/mm
2
fcirc
150
bw
135
cm
d
94,33
cm
r_
1,000
m
A corone circolari
339,84
cm 2
A sl
169,92
cm
f ferri
2,6
cm
cric
7,9
cm
a
90
gradi
a
1,57
rad
q
23,84
gradi
ctgq
2,26
Asw
4,02
cm
passo staffe
8
cm
fcd
16,667
N/mm
2
fctd0,05
1,119
N/mm
2
fyd
391,304
N/mm
2
r
0,0133
2
2
verifica senza armatura resistenta a taglio
VRd
941,514
kN
VRd,min
616,409
kN
rsw,min
0,001
sl,max
70,745
cm
8,489
cm 2/sl,max
Asw,min
verifica con armatura resistenta a taglio
(staffe)
VRcd
3777,987
kN
VRsd
3777,987
kN
VRd
3777,987
kN
Pertanto la verifica risulta soddisfatta.
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8.4
VERIFICHE SLE
Il palo in oggetto è a sezione circolare e presenta le seguenti caratteristiche:
Diametro
Copriferro primo strato
Copriferro secondo strato
Armatura prima corona circolare
Armatura seconda corona circolare
150cm
7.9cm
12.10cm
32F26
32F26
Nota la sollecitazione di progetto si ricavano le tensioni in esercizio dei materiali che
vengono riportate nella tabella seguente, in cui si assume la convenzione di considerare
positive le tensioni di trazione.
Materiale
Tensione di esercizio
2
[N/mm ]
Acciaio
71.40
Calcestruzz
o
-4.85
Si riporta di seguito la figura con l’indicazione dello stato tensionale.
47
46
45
44
43
49
48
1
50
A 32
A 64
A31
A63
A30ss = 71,40
A62
2
A1
A33
3
A2
A34
4
A3
A35
5
6
A4
A36
7
A5 8
A37
A29
A61
9
A6
A38
A28
A60
42
10
A7
A39
11
A27
A59
41
40
A26
A 58
12
A8
A40
A25
A57
13
A41
A9
14
A 56
A24
A42
A10
15
39
38
37
36
16
A43
A11
17
A44
A12
18
A45
A 1319
A55
A23
35
A54
A22
34
A53
A21
33
A52
A20
32
31
30
29
A51
A19 A 50
A 18
28
27
26
A49
A17
25
A48
A16
24
A46
A14 20
A47
A15 21
22
23
sc = -4,85
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9. TIRANTI DI ANCORAGGIO
Le verifiche da svolgere per i tiranti riguardano la resistenza dell'armatura e la
lunghezza del tratto ancorato cioè del bulbo di fondazione.
Nella tabella seguente si raccolgono i valori dei carichi di progetto sui tiranti
distinti per le diverse combinazioni di calcolo significative.
Nel calcolo delle azioni di progetto, nelle combinazioni SLE e SLU statica si è
considerato, a favore di sicurezza, la contemporaneità delle azioni permanenti,
variabili uniformemente distribuite su piazzale ed anche la massima reazione,
sul tirante più sollecitato, dovuta all’aplicazione del tiro massimo applicato alla
bitta di ormeggio. Per la determinazione di quest’ultima azione sollecitante si è
fatto uso della modellazione di calcolo impiegata per il dimensionamento delle
travi di coronamento, riportata nel capitolo relativo.
COMBINAZIONE
AZIONE
INTERASSE
AZIONE DI PROGETTO
AL
[kN]
METRO
[m]
[kN/m]
SLE
SLU-A1M1
213.50
(1)
333.00
1.56
333.10+153.00 = 486.10
1.56
519.50+153.00*1.5*0.70 =
680.15
SISMA
428.00
1.56
667.68
COLLAUDO
-
-
400.00
(1): l’azione al metro desunta dall’anailisi f.e.m., condotta con il programma di calcolo Plaxis, risulta
essere già comprensiva della combinazione e della fattorizzazione dei carichi, sia permanenti che
variabili, prevista dalla norma ed esposta nei capitoli precedenti.
Nella colonna “azioni di progetto” si combina l’azione al metro, moltiplicata per l’interasse dei tiranti,
con la massima sollecitazione sul tirante stesso dovuta al tiro sulle bitte.
La verifica della lunghezza del bulbo di fondazione viene eseguita facendo
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riferimento alle metodologie sperimentali o semisperimentali di progettazione
elaborate da Bustamante e Doix nel 1985.
Si prevede, per tutto l'intervento in oggetto, un solo tipo di tirante avente le
seguenti caratteristiche:
Lunghezza libera :
18.00m
Lunghezza bulbo di ancoraggio :
22.00m
Diametro di perforazione :
200.00mm
Inclinazione sull'orizzontale :
22° / 30°
Numero trefoli da 0.6'' in acciaio armonico:
5
Si prevede inoltre di adottare la tecnica di iniezioni ripetute e selettive di malta
cementizia in pressione.
Dai calcoli riportati nei capitoli precedenti si desume che tra tutti i casi
considerati il massimo carico a cui possono essere sollecitati i tiranti di
ancoraggio risulta pari a :
Nmax = 749.00 kN.
Pertanto nei calcoli di verifica si considererà tale situazione in quanto risulta
essere la più sfavorevole.
9.1
VERIFICA DI RESISTENZA DELL'ARMATURA DEL TIRANTE
Si prevedono tiranti a 5 trefoli da 0.6". Ciascun trefolo in acciaio armonico da
0.6" ha le seguenti caratteristiche:
sezione nominale:
2
As = 139 mm ;
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tensione caratteristica di rottura
fptk= 1'860 MPa
tensione di snervamento (e=1%)
fp(1)k= 1'670 MPa
modulo di elasticità
E = 210'000MPa
Secondo le Raccomandazioni AICAP i tiranti vanno dimensionati adottando un
tasso di lavoro pari al 90% di quello ammesso dalla Normativa sul c.a.p.,
pertanto si ha:
Ntrefolo= 0.90*(fp(1)k*As )=0.90*1'860*139 = 181.70 kN/trefolo.
La resistenza di progetto del tirante Nd,max vale:
Nd,max= 5 *×181.70 = 908.50 kN
Il valore massimo del carico imposto per i tiranti Nmax risulta quindi inferiore alla
resistenza di progetto del tirante NR,max.
9.2
VERIFICA DELLA LUNGHEZZA DELLA FONDAZIONE
Il bulbo di fondazione del tirante deve avere una lunghezza sufficiente ad
assorbire, con un adeguato fattore di sicurezza, le massime tensioni indotte
dall’azione del tirante.
Nel seguito si valuta la forza limite ultima della fondazione Nf,lim, da confrontare
con lo sforzo massimo Nmax calcolato per i tiranti.
I parametri relativi alla tensione tangenziale media limite tlim e al coefficiente
empirico a, coefficiente di amplificazione del diametro di calcolo del bulbo
rispetto al diametro della perforazione, sono stati desunti nell'ipotesi di
realizzare il bulbo di fondazione con iniezioni ripetute e selettive in pressione.
Queste ipotesi sono suggerite da Bustamante e Doix nell’opera “Une méthode
pour le calcul des tirants et des micropieux injectés”, riportata in bibliografia.
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La forza limite ultima della fondazione vale:
Nf,lim = p×a Dn×tlim×L fon= 1658.76kN
con:
Dn= 0.200m
diametro nominale della perforazione;
a = 1.20
coefficiente empirico che dipende dalla natura,
dal grado di addensamento e di compattezza del
terreno e dalle modalità esecutive dei tiranti;
tlim =150.00kN/m
2
tensione tangenziale limite tra la fondazione
dell’ancoraggio e il terreno valutata, secondo la
tabella
relativa
a
sabbie
riportata
nella
(1)
pubblicazione del Bustamante ;
Lfon = 22.00m
(1)
lunghezza della fondazione dell'ancoraggio.
Per la scelta di tale valore limite si è fatto riferimento ad un valor medio
del numero di Nspt pari a 20. Tale valore risulta sicuramente cautelativo
rispetto ai valori sperimentali, ottenuti, dalle numerose verticali indagate,
durante le campagne geognostiche condotte sia dal CUGRI che dalla
società Hydrogeo.
Il coefficiente di sicurezza rispetto allo sfilamento del tratto ancorato, in
relazione al massimo carico di esercizio Nes , vale quindi:
FS = Nf,lim/Nes = 1658.76 / 749.00 = 2.21
Il coefficiente di sicurezza minimo FSmin, nel caso di metodi di calcolo basati
sui risultati di prove in sito e in laboratorio, viene determinato in accordo a
quanto specificato nel capitolo 6.6 del DM 14.01.2008:
FSmin = gRa,p * xa3 = 1.20*1.70 = 2.04
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Essendo il coefficiente di sicurezza FS maggiore di FSmin, la verifica risulta
essere soddisfatta.
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10. TRAVE DI CORONAMENTO
La trave di correa in c.c.a. in opera realizza il collegamento in sommità delle
paratie metalliche. All’interno della trave di coronamento trovano alloggiamento i
tiranti di ancoraggio.
La trave di coronamento viene realizzata per conci di lunghezza generalmente
pari a 31.20m; tra due conci successivi si prevede di realizzare un giunto
strutturale munito di connettori metallici a taglio.
Le bitte di ormeggio sono predisposte e vincolate saldamente alla trave di
coronamento in parola, con interasse longitudinale costante pari a 25m.
Si esegue la verifica di resistenza della trave di coronamento in c.c.a. soggetta
all’azione concentrata massima trasmessa dalla bitta di ormeggio, pari a
1000kN, oltre che ai carichi uniformemente distribuiti di esercizio.
Essendo le bitte disposte ad un interasse diverso dalla lunghezza dei conci della
trave di coronamento, si ha che la posizione relativa della bitta sul concio è
sempre differente. Pertanto si conduce il calcolo applicando alla trave di
coronamento, in diverse posizioni relative, le azioni concentrate da 1000kN, che
schematizzano appunto il tiro delle bitte.
10.1 CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI
Si schematizza un tratto di trave di correa di tre conci da 31.20m ciascuno,
implementando un modello piano agli elementi finiti con il programma di calcolo
ENG7 della SigmaC Soft di Padova.
Nel modello la trave in conglomerato cementizio viene schematizzata con
elementi tipo “beam” avente sezione rettangolare di lato 2.30m x 3.150m, come
indicato nella figura seguente. Come si nota, a favore di sicurezza, si è
considerato come sezione resistente una sezione ridotta rispetto alla reale
sezione della trave di coronamento.
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I tiranti di ancoraggio sono schematizzati come molle traslazionali aventi
rigidezza assiale calcolata su doppi tiranti a 5 trefoli da 0.6’’ di lunghezza libera
pari a 18.00m con inclinazione media sull’orizzontale pari a 26°, come segue:
8
-4
km = 2*E*A/L*cos26°= 2 * [(2.1*10 )*(5*1.39*10 )/18]*cos26° = 14575kN/m
Di seguito si riportano la figure dei modelli di calcolo in cui, come detto, le azioni
applicate sono relative al tiro delle bitte di ormeggio.
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31,20
31,20
31,20
Modello di calcolo
31,20
31,20
31,20
Qbitta1
P=1000
Qbitta1
P=1000
Qbitta1
P=1000
Schema di carico 1 (tiro bitte)
31,20
31,20
31,20
Qbitta2
P=1000
Qbitta2
P=1000
Qbitta2
P=1000
Qbitta2
P=1000
Schema di carico 2 (tiro bitte)
31,20
Qbitta3
P=1000
31,20
31,20
Qbitta3
P=1000
Qbitta3
P=1000
Qbitta3
P=1000
Schema di carico 3 (tiro bitte)
31,20
31,20
31,20
Schema di carico 4 (carichi distribuiti di esercizio)
Nello schema di carico 4 alla trave di coronamento è stato applicato il carico uniformemente
distribuito dato dalla spinta del terreno e dei sovraccarichi (60kN/mq) applicati a tergo delle
paratie di banchina.
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10.2 VERIFICHE ALLO SLU
Dal calcolo si ottiene la sollecitazione flessionale massima di progetto, ottenuta
combinando i carichi delle bitte e i carichi permanenti e variabili applicati sulla
banchina. Entrambe vengono fattorizzate, a favore di sicurezza, con un
coefficiente parziale pari a 1,5.
Oltre a tale sollecitazione si deve considerare che sulla trave di coronamento
agisce un momento flettente dovuto all’azione orizzontale distribuita relativa ai
carichi permanenti (spinta della terra sulle paratie) ed ai sovraccarichi variabili. I
carichi distribuiti dovuti a tali azioni vengono desunte direttamente dall’output del
programma di calcolo Plaxis, e coincidono con l’azione al metro sui tiranti di
ancoraggio.
Dalla risoluzione del modello di calcolo sopra esposto risulta:
-5068 KNm
-5026 KNm
-4093 KNm
2743 KNm
2593 KNm
6233 KNm
Diagramma del momento flettente
Il momento massimo di progetto risulta pari a :
Mk,max,btta = 6233 kNm
La sezione di verifica presenta le seguenti caratteristiche:
b = 230cm
h = 315cm
c-primo strato = 6.4cm
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c-secondo strato = 11.2cm
Aa=Aa’ = 10+10F26 = 106.20cm2
La sollecitazione di progetto risulta interna al dominio i resistenza della sezione
in parola, come si vede dal grafico riportato di seguito.
Pertanto la verifica risulta soddisfatta
N [KN]
50 000
Combinazione 1
cs= 1,94
N= 0
Mx= 6 235
0
M x [KN*m]
-50 000
-100 000
-150 000
75 000
68 750
62 500
56 250
50 000
43 750
37 500
31 250
25 000
18 750
6 250
12 500
0
-6 250
-12 500
-18 750
-25 000
-31 250
-37 500
-43 750
-50 000
-56 250
-62 500
-68 750
-75 000
-200 000
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10.3 AZIONI SUI CONNET TORI A TAGLIO
La trave di coronamento viene realizzata in conci di lunghezza tipicamente pari
a 31.20m. Tra due conci successivi si prevede di predisporre giunti strutturali a
taglio. Pertanto in corrispondenza dei giunti si prevede di posizionare connettori
metallici aventi funzione di trasferimento del solo sforzo di taglio.
Nel presente paragrafo si evidenziano i valori delle azioni di taglio agenti sui
connettori in parola.
Dalla risoluzione
del
modello
di calcolo della
trave di coronamento,
precedentemente descritto, si ricavano le azioni di progetto.
Il taglio massimo sul giunto strutturale risulta pari a :
TG,K = 369kN
Da cui risulta l’azione di progetto:
TG;d = 369*1.5 = 553.50kN
Ipotizzando di corredare ogni giunto strutturale con n°6 connettori risulta l’azione
di progetto sul singolo dispositivo pari a:
TC;d = TG;d / 6= 92.25kN ≈ 95.00kN
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11. PARABORDI DI ACCOSTO
La banchina in progetto deve essere in grado di garantire l’accosto in sicurezza
per navi porta-container di nuova generazione tipo “Super-Post-Panamax”, in
grado di trasportare fino a 8700 TEU.
In funzione del tipo di nave, del tipo di struttura di accosto e del tipo di accosto
della nave si determina l’energia che l’elemento parabordo deve essere in grado
di dissipare.
Per la determinazione dell’energia dissipata dai parabordi di accosto si utilizza la
seguente espressione:
2
E N = 0.5 * M * VB * CM * CE * CC * CS ;
E A = F S * EN
Dove:
E N = Energia di accosto nominale che deve essere dissipata dal
parabordo (kNm);
M = Massa del natante (ton);
V B = Componente perpendicolare all’asse dell’imbarcazione della velocità
di approccio;
CM = Coefficiente di massa;
CE = Coefficiente di eccentricità;
CC = Coefficiente sulla modalità di approccio;
CS = Coefficiente di deformabilità.
E A = Energia di progetto che deve essere assorbita dal parabordo;
FS = Fattore di sicurezza.
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Lo studio nel dettaglio dell’energia di dissipazione del parabordo, della
conseguente forza d’urto e della pressione sulle retrostanti strutture di banchina,
dovrà essere prodotto in funzione del tipo di parabordo commerciale che sarà
scelto e proposto nella successiva fase progettuale.
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12. ALLEGATO 1 – OUTPUT DEL PROGRAMMA DI CALCOLO
Table of beam force envel ops phase no: CASO LIMITE 1 – SISMA
Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
M min
Mmax
no.
[m]
[m]
[kN/m]
[kN/m]
[kNm/m]
[kNm/m]
2766
-2,000
2,600
0,000
14,743
0,000
0,000
2765
-2,000
2,283
0,000
22,657
0,000
6,081
2764
-2,000
1,965
0,000
50,931
0,000
16,089
2763
-2,000
1,647
0,000
124,698
0,000
43,242
2762
-2,000
1,330
0,000
269,091
0,000
103,195
2762
-2,000
1,330
-244,525
10,706
0,000
103,195
2746
-2,000
0,998
-98,343
17,520
0,000
48,809
2745
-2,000
0,665
-20,880
25,850
0,000
29,720
2744
-2,000
0,333
0,000
35,174
0,000
30,071
2780
-2,000
0,000
0,000
44,969
0,000
39,691
2780
-2,000
0,000
0,000
36,180
0,000
39,691
2779
-2,000
-0,250
-10,264
0,248
0,000
43,537
2778
-2,000
-0,500
-23,188
1,174
0,000
41,131
2777
-2,000
-0,750
-22,726
2,838
0,000
36,343
2798
-2,000
-1,000
-15,208
5,220
0,000
32,542
2798
-2,000
-1,000
-17,604
5,132
0,000
32,542
2797
-2,000
-1,250
-11,327
8,257
0,000
29,615
2796
-2,000
-1,500
-4,834
11,992
0,000
28,155
2795
-2,000
-1,750
0,000
16,143
0,000
28,154
2815
-2,000
-2,000
0,000
20,520
0,000
29,570
2815
-2,000
-2,000
0,000
20,500
0,000
29,570
2818
-2,000
-2,050
0,000
22,800
0,000
30,061
2817
-2,000
-2,100
0,000
24,488
0,000
30,686
2816
-2,000
-2,150
0,000
25,704
0,000
31,404
2834
-2,000
-2,200
0,000
26,589
0,000
32,186
2834
-2,000
-2,200
0,000
19,598
0,000
32,186
2838
-2,000
-2,400
-8,597
3,041
0,000
32,372
2837
-2,000
-2,600
-16,357
0,687
0,000
30,437
2836
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P O R T O C O MME R C I AL E D I S A L E R N O
L AVO R I DI P R O L U NG AME N T O DE L M O L O M ANF R ED I E
D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
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P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
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P R OG E TT O D E F I NI T I V O
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
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Table of beam force envel ops phase no: CASO LIMITE 1 – A1-M1
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Min:
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x-coord.
y-coord.
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0,000
0,000
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
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M max
no.
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[m]
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[kN/m]
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Node
x-coord.
y-coord.
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Qmax
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[m]
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0,000
32,369
98/157
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
M min
Mmax
no.
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[m]
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[kN/m]
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-38,867
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4944
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15,102
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-387,291
16,463
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
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Mmax
no.
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[m]
[kN/m]
[kN/m]
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[kNm/m]
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5069
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-12,500
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506,538
100/157
P O R T O C O MME R C I AL E D I S A L E R N O
L AVO R I DI P R O L U NG AME N T O DE L M O L O M ANF R ED I E
D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
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Qmax
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Mmax
no.
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[m]
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[kN/m]
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-12,500
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5011
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101/157
P O R T O C O MME R C I AL E D I S A L E R N O
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
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Node
x-coord.
y-coord.
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[m]
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0,000
0,000
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Node
x-coord.
y-coord.
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[m]
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102/157
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
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Mmax
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[m]
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0,000
21,530
103/157
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
M min
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no.
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[m]
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-2,000
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-576,169
53,946
-640,510
64,498
104/157
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
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Qmax
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[m]
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105/157
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Node
x-coord.
y-coord.
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5011
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293,685
0,000
1652,668
106/157
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x-coord.
y-coord.
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Node
x-coord.
y-coord.
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0,000
0,000
0,000
Table of beam force envel ops phase no: CASO LIMITE 3 – SISMA
Node
x-coord.
y-coord.
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no.
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0,000
90,045
107/157
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P R OG E TT O D E F I NI T I V O
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Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
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Mmax
no.
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[m]
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[kN/m]
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108/157
P O R T O C O MME R C I AL E D I S A L E R N O
L AVO R I DI P R O L U NG AME N T O DE L M O L O M ANF R ED I E
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
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109/157
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
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110/157
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R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
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x-coord.
y-coord.
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L AVO R I DI P R O L U NG AME N T O DE L M O L O M ANF R ED I E
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I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
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I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
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R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
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x-coord.
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Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
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I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
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-2,000
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4908
-2,000
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-2064,035
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4907
-2,000
-12,000
-52,154
153,934
-2064,035
500,876
4896
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150,468
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519,457
4895
-2,000
-12,250
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-2058,551
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4893
-2,000
-12,500
-37,523
137,030
-2050,516
571,653
4560
-2,000
-12,625
-33,012
130,029
-2045,481
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4559
-2,000
-12,750
-26,209
126,158
-2039,500
602,992
4558
-2,000
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4557
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4557
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-2024,260
632,530
4542
-2,000
-13,250
-0,546
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-2004,352
659,006
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I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
Node
x-coord.
y-coord.
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Qmax
M min
M max
no.
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[m]
[kN/m]
[kN/m]
[kNm/m]
[kNm/m]
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4540
-2,000
-13,750
-1,386
134,903
-1947,872
702,861
4539
-2,000
-14,000
-1,571
159,047
-1911,222
719,471
4539
-2,000
-14,000
-1,787
153,800
-1911,222
719,471
4160
-2,000
-14,375
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-4,160
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4158
-2,000
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-2,000
-15,500
-8,746
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757,495
4338
-2,000
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-1479,510
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-2,000
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4334
-2,000
-16,500
-27,333
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-1202,248
740,947
4318
-2,000
-16,996
-34,911
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-992,438
725,421
4317
-2,000
-17,492
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4316
-2,000
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0,000
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-2,000
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0,000
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0,000
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0,000
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4276
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0,000
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4257
-2,000
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0,000
824,149
4257
-2,000
-23,671
-70,367
0,000
0,000
824,149
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Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
M min
M max
no.
[m]
[m]
[kN/m]
[kN/m]
[kNm/m]
[kNm/m]
4212
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-79,987
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0,000
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4211
-2,000
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0,000
0,000
780,093
4210
-2,000
-24,799
-94,830
0,000
0,000
750,337
4209
-2,000
-25,175
-100,338
0,000
0,000
716,467
4209
-2,000
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0,000
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4194
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0,000
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4193
-2,000
-25,876
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0,000
0,000
643,709
4192
-2,000
-26,226
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0,000
0,000
604,010
4226
-2,000
-26,577
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0,000
0,000
563,139
4226
-2,000
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0,000
0,000
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4225
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0,000
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4224
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0,000
0,000
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4223
-2,000
-27,558
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0,000
0,000
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4246
-2,000
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0,000
0,000
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4246
-2,000
-27,885
-127,467
0,000
0,000
400,664
4245
-2,000
-28,191
-130,073
0,000
0,000
361,404
4244
-2,000
-28,496
-132,404
0,000
0,000
321,262
4243
-2,000
-28,801
-132,886
0,000
0,000
280,748
4242
-2,000
-29,106
-129,947
0,000
0,000
240,518
4242
-2,000
-29,106
-134,029
0,000
0,000
240,518
3930
-2,000
-29,391
-127,284
0,000
0,000
203,393
3929
-2,000
-29,676
-121,686
0,000
0,000
167,881
3928
-2,000
-29,961
-115,271
0,000
0,000
134,146
4301
-2,000
-30,245
-106,076
0,000
0,000
102,522
4301
-2,000
-30,245
-102,561
0,000
0,000
102,522
4304
-2,000
-30,511
-97,662
0,000
0,000
75,813
4303
-2,000
-30,777
-87,986
0,000
0,000
52,377
4302
-2,000
-31,043
-73,881
0,000
0,000
39,139
4515
-2,000
-31,308
-55,695
0,000
-5,628
27,136
4515
-2,000
-31,308
-53,084
0,000
-5,628
27,136
4518
-2,000
-31,556
-37,380
0,000
-10,851
17,318
4517
-2,000
-31,804
-29,680
5,215
-11,807
8,964
4516
-2,000
-32,052
-18,751
23,924
-8,328
2,900
5043
-2,000
-32,300
-5,928
43,678
0,000
0,000
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Node
x-coord.
y-coord.
Qmin
Qmax
M min
M max
no.
[m]
[m]
[kN/m]
[kN/m]
[kNm/m]
[kNm/m]
Max:
0,000
471,049
0,000
836,910
Min:
-1155,335
0,000
-2067,376
0,000
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13. ALLEGATO 2 – PUBBLICAZIONE
SU PROCEDURA F-C
REDUCTION IN PLAXIS
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14. ALLEGATO 3 – OUTPUT DEL PROGRAMMA DI CALCOLO ENG
TRSP ed. 7.0 - 7/2007 - SIGMAc SOFT - programma di calcolo telai piani
Numero nodi = 67
Numero aste = 66
Numero elementi strutturali= 3
Numero condizioni di carico= 5
Numero carichi nodali
= 11
Numero carichi distribuiti = 66
Numero carichi parziali
= 0
Numero carichi concentrati = 0
Numero coppie concentrate = 0
Numero carichi termici
= 0
Numero cedimenti vincoli
= 0
Calcolo automatico peso proprio: Disattivato
Geometria struttura
Coordinate nodali e vincoli fissi :
nodo
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
24
25
26
27
28
29
30
31
32
33
34
35
36
37
38
39
40
41
42
43
44
45
46
47
48
49
50
51
52
53
54
55
X
0,00
0,40
1,56
3,12
4,68
6,24
7,80
9,36
10,92
12,48
14,04
15,60
17,16
18,72
20,28
21,84
23,40
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26,52
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
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61
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65
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TRAVE 1 :
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
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TRAVE 2 :
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8,1900
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
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8,1900
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E7
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TRAVE 3 :
asta
45
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3,5
E7
3,5
E7
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E7
3,5
E7
3,5E7
3,5
E7
Geometria delle sezioni
Sezione 1 :
base =2,60
altezza =3,15
Carichi applicati alla struttura
Peso proprio
Qbitta1
Carichi nodali :
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I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
R E LA ZIO NE DI C AL C OL O
descrizione
nodo
34
16
52
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
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-598
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0
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0
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
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TRAVE 3 :
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45
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I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
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D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
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TRAVE 3 :
P
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P O R T O C O MME R C I AL E D I S A L E R N O
L AVO R I DI P R O L U NG AME N T O DE L M O L O M ANF R ED I E
D I C O N S O L ID AM E N T O D E L LA TE S T A TA D E L M O L O 3 G E N N A IO
I N T E R V E N T O “ E ”: C O N S O L ID A M E N T O M O L O 3 G E N N A IO
Autorità Portuale di Salerno
P R OG E TT O D E F I NI T I V O
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