4 INDAGINI SUI PONTI 4.1 PREMESSA Lo studio delle opere d’arte stradali, allo scopo di determinarne l’idoneità statica, deve innanzitutto partire da una ricerca storica che consenta di conoscere le modalità e l’epoca della costruzione. Sulla base di queste informazioni preliminari e di una attenta ispezione visiva, si potrà procedere alla diagnosi delle condizioni generali attraverso le indagini sperimentali. Le indagini in campo si dividono in due categorie. La prima relativa a tutte le metodologie di prova in sito, che consentono di conoscere al meglio le caratteristiche meccaniche dei materiali costituenti. La seconda necessaria per valutare il comportamento d’insieme della struttura. Processo di verifica di un ponte Da questa serie di indagini si potrà procedere alla calibrazione di un modello numerico per ottenere le tensioni e/o deformazioni massime di esercizio, al fine di confrontarle con quelle ammissibili o valutate agli stati limite. Sulla base di queste risposte ed attraverso la valutazione oggettiva dello stato di degrado (vedi Manuale per la Valutazione dello Stato dei Ponti edizioni CIAS), si potranno decidere gli eventuali interventi di recupero e/o consolidamento anche in base alle esigenze di carattere sismico. Il progetto di consolidamento potrà essere verificato prioritariamente dal modello calibrato e successivamente da una caratterizzazione dinamica sperimentale che ne accerti la corrispondenza con i parametri teorici post intervento. Il processo di analisi strutturale vede un percorso ben definito: ispezione visiva, indagini sperimentali, modellazione calibrata e progetto di ripristino. Ognuna di queste fasi è fondamentale per la salvaguardia del costruito. Ne sono di insegnamento i crolli ed i gravi dissesti di ponti avvenuti in questi ultimi anni. Fenomeni che vanno via via aumentando a causa dei processi degenerativi del calcestruzzo e corrosivi delle armature. 61 L’esempio riportato si riferisce ad un crollo avvenuto nel 1999 di un ponte in cemento armato, con struttura postcompressa, sito sulla SS 114. Ponte di S. Stefano – costruito nel 1954 crollato nel 1999 Il tutto è avvenuto senza nessun segnale premonitore e senza, per fortuna, nessun mezzo coinvolto. Gli accertamenti hanno dimostrato che le cause sono da ricercarsi in errori costruttivi e nell’assenza di alcun tipo di ispezione programmata. Un altro caso sconcertante è stato il crollo di un ponte appena costruito durante la fase di collaudo. Il ponte di 35 m di luce scavalcava il torrente Veglia sulla SS 552 in val Tramontina, provincia di Pordenone. La nuova struttura doveva sostituire un vecchio ponte ad arco in muratura costruito nel 1400. La struttura portante era in acciaio con profili bullonati e soletta in c.a. costruita in opera. Il cedimento è avvenuto mentre venivano posizionati 3 autocarri carichi di ghiaia necessari al collaudo. Due degli autisti, resisi conto del processo deformativo che stava formandosi, sono riusciti a fuggire in tempo, mentre il terzo è rimasto ferito tra le lamiere. Ponte sul Veglia – 15 dicembre 2004 62 Altri esempi sono caratteristici a dimostrare che un controllo sistematico, anche semplicemente visivo, avrebbe consentito di intervenire tempestivamente. In questo caso il ponte è una struttura ad arco in muratura con luci di 20 m sito sulla SP 140. E’ la pila P3 che cede per oltre 1,4 m. Il fenomeno non è istantaneo ed il suo culmine si sviluppa in circa 1 ora. Ponte sulla Val Borbera – 2002 L’evento è conseguente al cedimento della fondazione o inadeguata o degradata. Il fenomeno del cedimento della pila porta con sé dei segnali premonitori ben evidenti ad un attento osservatore. La cricca che va a formarsi sulle reni è tipica e ben spiegata dal cinematismo teorico. Cricca al rene Cinematismo Tra i fenomeni di dissesto più evidenti si può citare la deformazione permanente, fenomeno frequente, spesso trascurato, che porta in sé dei gravi errori costruttivi che arrivano a provocare il cedimento definitivo. Il caso in esame è un ponte realizzato in c.a.p. con cavi post-tesi con sezione trasversale a cassone monocellulare. La luce è di 125 m e scavalca il Rio Sinigo sulla SP 98. Il fenomeno di rilassamento ha comportato una perdita di monta in chiave di oltre 60 cm. Ponte Sul Rio Sinigo – costruito nel 1982 Deformata permanente nel 2004 In questi casi, come nel ponte precedente, è indispensabile monitorare con costanza l’evoluzione del fenomeno, possibilmente con sistemi permanenti che consentano una facile rilevazione e memorizzazione della deformata con l’eventuale automatico allarme (telefonico e semaforico) per un incremento repentino. 63 4.2 IL COLLAUDO STATICO DEI PONTI 4.2.1 Ponti stradali Per i ponti stradali le norme per l’effettuazione del collaudo statico sono contenute nel D.M. Infrastrutture 14.1.2008 e nella Circolare 2.2.2009 n. 617 Norme tecniche per le costruzioni. L’entrata in vigore del nuovo Testo Unico ha portato alcune variazioni rispetto alla normativa precedente in particolare per quanto riguarda la disposizione ed il valore dei carichi di calcolo e di collaudo. L’ingombro della corsia è fissato in 3,0 m. Se però la carreggiata è compresa tra 5,4 e 6,0 m si ha un’ulteriore riduzione di larghezza (vedi schema). Questa regola influenza il valore del carico distribuito q1b che è espresso in kN/m². L’ingombro ed il numero delle corsie si calcola attraverso lo schema e la tabella riportata a seguito. Sono previste quattro forze concentrate, che per i ponti di I categoria, nella prima corsia, prevedono 150 kN su una superficie di 0,4 x 0,4 m, intese come due assi da 300 kN ed un carico distribuito, pari a 9 kN/m2. 64 Nella tabella a seguito si riportano i carichi da calcolare nelle singole corsie per i ponti di I categoria. CARICHI DI I CATEGORIA Per i ponti di II categoria si devono considerare sulla Corsia Nr.1 un carico asse Q1k = 240 kN ed un carico distribuito qik = 7,20 [kN/m2], mentre rimangono uguali per le successive corsie. Di seguito si riporta la tabella con i carichi da applicare supposto che la larghezza convenzionale della corsia sia pari a 3 m. CARICHI DI PROGETTO E COLLAUDO I CATEGORIA II CATEGORIA CORSIE N° DUE ASSI q1a [kN] RIPARTITO q1b [kN/m] DUE ASSI q1a [kN] RIPARTITO q1b [kN/m] 1 600 27 480 21,6 2 400 7,5 400 7,5 3 200 7,5 200 7,5 Le norme vietano la messa in esercizio prima dell’esecuzione del collaudo statico e si specifica che le opere devono essere assoggettate singolarmente al carico in modo tale da indurre nelle strutture le massime sollecitazioni di progetto sia globali che locali. Dato che, generalmente, la prova di carico è attuata utilizzando autocarri carichi di ghiaia, sarà necessario valutare il numero di mezzi necessari in modo che il momento in mezzeria della campata sia corrispondente a quello provocato dai carichi mobili della normativa. Per ponti a campata continua la prova dovrà provocare sia i massimi momenti positivi sia quelli negativi. 65 Esempio di calcolo 13 – Calcolo dei mezzi necessari alla prova di carico su ponte stradale Si voglia calcolare il numero di mezzi necessari all’esecuzione della prova di carico su un ponte a 2 corsie di 3 m di larghezza, di luce L = 31 m, di I categoria, senza marciapiedi. Dobbiamo produrre una sollecitazione pari a quella determinata dal carico mobile previsto nelle norme. Per la verifica procederemo calcolando il momento massimo di mezzeria prodotto dai carichi di norma, Mm,n, per confrontarlo con quello derivante dai mezzi disponibili. Procediamo al calcolo del momento massimo da normativa prodotto dalla prima colonna. Essendo q = 2,7 t/m ed F = 30 t, la reazione risulta essere R = 2,7 x 15,5 + 30 = 71,85 t e pertanto: M = 71,85x15,5 - (2,7x15,52)/2 - 30x0,6 = 771 tm. Nella seconda colonna di carico il momento massimo risulta pari a 388 tm (vedi tabella al par. 4.2.1). Gli autocarri disponibili sono a 3 assi con una lunghezza totale di 7,5 m ed un carico di 20 t ed a 4 assi per una lunghezza di 8,5 m ed un carico di 32 t. 3 ASSI L = 7,5 m P = 33 t 4 ASSI L = 8,5 m P = 40 t Per la prima colonna essendo il carico totale da normativa pari a 143,7 t potremo usare due camion a 3 assi e due a 4 assi, per un carico totale di 146 t, ponendoli simmetricamente all’asse centrale di mezzeria, e posizionandoli in modo che producano un momento massimo il più vicino possibile a 771 tm. Per la seconda colonna il carico totale da normativa risulta pari 63,2 t, pertanto basteranno due camion a 3 assi da posizionare in modo da produrre 388 tm. 66 4.2.2 Ponti ferroviari Per le azioni dovute al passaggio dei convogli ferroviari, il Testo Unico 2008 riporta quanto redatto nel documento delle Ferrovie dello Stato, datato 13 gennaio 1997, intitolato - Sovraccarichi per il calcolo dei ponti ferroviari: Istruzioni per la progettazione, l'esecuzione e il collaudo. Azioni variabili verticali I carichi verticali sono definiti per mezzo di modelli di carico; in particolare, sono forniti due treni di carico distinti: il primo rappresentativo del traffico normale (Treno di carico LM 71), il secondo rappresentativo del traffico pesante (Treno di carico SW) I valori caratteristici dei carichi attribuiti ai modelli di carico debbono moltiplicarsi per un coefficiente di adattamento "Į", variabile in ragione della categoria del ponte in esame come definito alla tabella 1.4.1.1 del documento delle FS. Treno di carico LM 71 Esso è costituito da un locomotore di peso 1.000 kN, distribuito su 6,4 m (pari a 156,25 kN/m), e da vagoni su entrambi i lati del peso equivalente di 80 kN/m, corrispondente al treno di carico denominato D4. LM 71 25 t 25 t 25 t 25 t 8 t/m 8 t/m D4 2 2 .5 t 2 2 .5 t 2 2 .5 t 2 2 .5 t p e s o p e r a s s e : 2 2 .5 t/a p e s o p e r m e tr o : 8 ,0 t/m I coefficienti di incremento dinamico I che aumentano l’intensità dei modelli di carico teorici si assumono pari a I2 o I3, in dipendenza del livello di manutenzione della linea. In particolare, si assumerà: per linee con elevato standard manutentivo: I2 = 1,44 L) 0,2 0,82 con la limitazione 1,00 < I2 < 1,67 per linee con ridotto standard manutentivo: I3 = 2,16 L) 0,2 0,73 con la limitazione 1,00 < I3 < 2,00 dove LI rappresenta la lunghezza “caratteristica” [m] così come definita in Tab. 5.2.II delle NTC 2008. 67 Questo coefficiente dinamico I non dovrà essere usato con i seguenti carichi: treno scarico; treni reali; treni per la verifica a fatica. Per i ponti metallici con armamento diretto occorrerà considerare un ulteriore coefficiente di adattamento dell’incremento dinamico b (inserito per tener conto del maggiore incremento dinamico dovuto al particolare tipo di armamento), variabile esclusivamente in funzione della lunghezza caratteristica LI dell’elemento, dato da: E = 1,1 per 8 m < LI d 90,0 m Azioni variabili orizzontali Sono definite al cap. 5.2.2.4 delle NTC 2008 ed a seguire si riporta una loro breve descrizione. Forza centrifuga Deve essere considerata nei ponti al di sopra dei quali il binario presenta un tracciato in curva ed è agente su tutta l’estensione del tratto in curva. La forza centrifuga si considera agente verso l’esterno della curva, in direzione orizzontale ed applicata alla quota di 1,80 m al di sopra del P.F.. I calcoli si basano sulla massima velocità compatibile con il tracciato della linea. Ove siano considerati gli effetti dei modelli di carico SW, si assumerà una velocità di 100 km/h. Il valore caratteristico della forza centrifuga si determinerà in accordo con l’espressione prevista al cap. 5.2.2.4.1 delle NTC 2008. Serpeggio La forza laterale indotta dal serpeggio si considera come una forza concentrata agente orizzontalmente, applicata alla sommità della rotaia più alta, perpendicolarmente all’asse del binario. Tale azione si applicherà sia in rettifilo che in curva. Il valore caratteristico di tale forza sarà assunto pari a Qsk=100 kN e deve essere moltiplicato per il coefficiente di adattamento "Į" (se Į >1), ma non per il coefficiente dinamico I. Avviamento e frenatura Le forze di frenatura e di avviamento agiscono sulla sommità del binario, nella direzione longitudinale dello stesso. Dette forze sono da considerarsi uniformemente distribuite su una lunghezza di binario L determinata per ottenere l’effetto più gravoso sull’elemento strutturale considerato. I valori caratteristici da considerare sono quelli previsti al cap. 5.2.2.4.3 delle NTC 2008. Nel caso di ponti a doppio binario si devono considerare due treni in transito in versi opposti, uno in fase di avviamento, l’altro in fase di frenatura. Nel caso di ponti a più di due binari, si deve considerare: - un primo binario con la massima forza di frenatura; 68 - un secondo binario con la massima forza di avviamento nello stesso verso della forza di frenatura; - un terzo ed un quarto binario con il 50% della forza di frenatura, concorde con le precedenti; - altri eventuali binari privi di forze orizzontali. Azioni variabili ambientali Evidenziate al cap. 5.2.2.5 delle NTC 2008 sono di seguito riportate. Vento Le azioni del vento sono definite al § 3.3 delle Norme Tecniche e nelle stesse sono individuate le metodologie per valutarne l’effetto dell’azione sia dal punto di vista statico che dinamico. Temperatura Le azioni della temperatura sono definite al § 3.5 delle Norme Tecniche e nelle stesse sono individuate le metodologie per valutarne l’effetto dell’azione. Valori caratteristici delle azioni combinate in gruppi di carichi Gli effetti dei carichi verticali dovuti alla presenza dei convogli vanno sempre combinati con le altre azioni derivanti dal traffico ferroviario, adottando i coefficienti indicati nella seguente tabella. 69 La prova di carico statica sarà condotta attraverso un convoglio che massimizzi l’azione verticale utilizzando un locomotore da 1.000 kN e dei vagoni caricati per produrre l’effetto di un carico distribuito da 80 kN/m. Lo stesso convoglio sarà fatto transitare in velocità rilevando le frecce dinamiche. Dal confronto con le frecce statiche sarà possibile ricavare il coefficiente dinamico sperimentale. Misura delle deformate dinamiche File: 30KM-H.DDF mm 7 0,0 -1,0 8 3 -2,0 1 -3,0 2 -4,0 -5,0 -6,0 4 -7,0 -8,0 -9,0 6 -10,0 5 -11,0 -12,0 0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 s Frecce dinamiche a 30 km/h 4.3 ESEMPI PRATICI Si presentano alcuni esempi pratici di indagini, e successiva modellazione, eseguite su ponti di tipologia strutturale differente. Dato il fine del presente opuscolo i risultati sono presentati in maniera sintetica, giusto per consentire una visione delle linee guida all’analisi strutturale. Gli esempi si riferiscono: 4.3.1 Ponte ferroviario ad arco in c.a. 4.3.2 Ponte stradale in c.a. 4.3.3 Ponte ferroviario in acciaio Un ulteriore esempio, 4.3.4, è riferito ad un viadotto stradale valutato nel suo insieme attraverso la caratterizzazione dinamica di più campate della stessa luce. 70 4.3.1 Ponte ferroviario ad arco in c.a. L’opera d’arte è stata costruita negli anni 1959-1960. Realizzata interamente in c.a., consta di un elemento centrale ad arco con impalcato superiore e di due viadotti di raccordo. Alle due estremità dell’arco, al posto delle coppie di pilastri pieni, si innalzano due coppie di pilastri cavi. La sezione trasversale ha larghezza di 5,0 m ed è configurata superiormente a tre vasche, quella centrale contenente la massicciata in pietrisco calcareo, le traversine e le rotaie, quelle laterali, uguali e simmetriche, utilizzate per contenere i servizi. L’impalcato è costituito da tre travi principali longitudinali, da traversi di irrigidimento e da una soletta. L’arco è composto da due potenti nervature collegate in corrispondenza dei montanti e connesse in chiave con l’ impalcato. Le principali caratteristiche sono: x luce campata centrale: 79,0 m; x larghezza totale: 5,0 m; x interasse travi principali: 1,85 m. Prova di carico su un ponte ferroviario Sezione trasversale di mezzeria 13 14 15 16 17 18 19 La prova di carico è stata eseguita ponendo i locomotori in diverse configurazioni e rilevando la deformata col metodo inclinometrico. Andamento della deformata di mezza luce 71 Posizione di carichi La deformata, rilevata in linea è tipica dell’arco caricato nella sola zona centrale; la freccia massima risulta di 2,91 mm e si determina a 36,3 m dall’appoggio sinistro e 2,85 mm in mezzeria. Inclinometro Linea di misura Sono state eseguite una serie di prove sui materiali, pull-out, carotaggi e ultrasuoni i cui risultati individuano una resistenza variabile in un campo tra 26-34 MPa. La caratterizzazione dinamica ha evidenziato un comportamento vibratorio che è sintetizzato nello spettro. L’acquisizione è stata effettuata durante il passaggio dei convogli elaborando i dati di coda. Sono state utilizzate tre terne accelerometriche piezoelettriche, poste ai terzi della luce, che hanno individuato le frequenze libere di 1,65 Hz e 3,05 Hz che risulteranno essere, dal modello numerico, il II e III modo di vibrare. Il secondo modo assoluto risulta essere il primo nel piano orizzontale, come risulta dalla corrispondenza di fase del segnale dei sensori in direzione X. 20 10 0 -10 -20 20 10 0 -10 -20 20 10 0 -10 -20 20 10 0 -10 -20 20 10 0 -10 -20 20 10 0 -10 -20 20 10 0 -10 -20 20 10 0 -10 -20 20 10 0 -10 -20 mm/s² Z1 X1 Y1 Z2 X2 12,1 s Y2 Z3 X3 Y3 25 30 35 40 Il valore della frequenza è evidenziato nel dominio dei tempi dove si contano 20 oscillazioni in un tempo di 12,1 s (20/12,1= 1,65). 72 I valori sperimentali ottenuti sono stati impiegati per la calibrazione del modello numerico che ha evidenziato tutti i primi modi di vibrare nei valori di: 1,51 Hz - 1,67 Hz - 3,03 Hz - 3,16 Hz. 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0 2,00 1,50 1,00 0,50 0,00 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0 5,0 4,0 3,0 2,0 1,0 0,0 3,05 Hz 1,65 Hz X1 Y1 Z2 X2 Y2 Z3 X3 Y3 0 S p 1 2 3 4 5 5 6 7 8 9 Spettro della coda del segnale acquisito I modo di vibrare - 1,51 Hz (piano verticale) 10 II modo di vibrare - 1,67 Hz (piano orizzontale) Nella successiva tabella si riportano i risultati sperimentali e teorici a confronto. Nel caso specifico sono a disposizione anche le rilevazioni effettuate nel 1991. Confronti tra frequenze libere sperimentali e teoriche I MODO Sperimentale Teorico II MODO III MODO IV MODO 1991 2004 1991 2004 1991 2004 1991 2004 n.r. 1,50 1,75 1,65 n.r. n.r. 3,05 3,05 1,51 1,67 n.r. non rilevato 73 3,03 3,16 Il confronto evidenzia l’ottima corrispondenza teorico-sperimentale ottenuta dalla calibrazione. Si nota anche una riduzione del valore del II modo rispetto al 1991. Questo fatto indica una piccola riduzione di rigidezza complessiva, va però sottolineato che la precisione ottenuta nel 2004 è di ±0,01 HZ mentre non è nota la precisione dell’elaborazione ottenuta nel 1991. In generale va segnalato che l’elaborazione dello spettro, mediante la trasformata di Fourier, produce una precisione di rilievo delle frequenze che è valutabile attraverso il rapporto: Frequenza di campionamento / Blocco di elaborazione. Dal modello calibrato è ora possibile calcolare le frecce teoriche sulla base del carico di prova. Carichi di prova Deformata teorica La freccia teorica in mezzeria risulta di 2,90 mm, contro i 2,85 mm rilevati sperimentalmente, ad indicare l’ottima corrispondenza con i valori sperimentali e di conseguenza l’affidabilità della modellazione. Confronto tra le frecce sperimentali e teoriche (mm) ¼L ½L Sperimentale 0,85 2,85 Teorico 0,88 2,90 Per il calcolo delle sollecitazioni massime sono presi in considerazione gli effetti di una stesa di carico come rappresentato nello schema. La verifica è condotta ponendo prima il carico simmetricamente e poi sulla sola metà della luce. 74 Schema di carico di calcolo Tenuto conto del peso proprio, del vento e del coefficiente dinamico pari a M=1,11, si ottiene la sollecitazione rappresentata in figura. Condizione di carico Stato tensionale di compressione Lo stato tensionale massimo è riportato nella tabella a seguito. Stato tensionale massimo nelle condizioni di carico (MPa) COMPRESSIONE TRAZIONE Combinazione di carico Reni Incastro Pilastri C1 -3,05 -3,30 -2,50 0,62 1,50 p.proprio + 1,04 x stesa su tutta la luce C2 -3,20 -3,80 -2,85 0,40 2,20 p.proprio + 1,04 x stesa su metà luce Chiave Pilastri Descrizione Si potrà ora procedere alla verifica delle tensioni massime prodotte dai carichi previsti a norma. 75 4.3.2 Ponte stradale in c.a. Il ponte è costituito da tre campate in calcestruzzo armato delle quali la principale è posta al centro e presenta sbalzi simmetrici, che sostengono, assieme alle spalle, le due campate laterali. Sia le campate laterali che quella centrale sono composte da sei travi principali di altezza variabile, collegate da traversoni e dalla sovrastante soletta in c.a.. La campata centrale presenta, per tutta la sua estensione, una soletta inferiore di chiusura in modo da realizzare una struttura a cassone. Il ponte è di II categoria. Prova di carico su un ponte stradale Le principali caratteristiche sono: x luce tra le due pile: 37,75 m; x luce tra pila e appoggio: 37,15 m; x luce complessiva: 112 m; x lunghezza degli sbalzi della campata centrale: 9,25 m; x larghezza totale dell’impalcato: 16 m. Sezione trasversale Prospetto 76 Sono state eseguite tutta una serie di prove sui materiali: prelievi di armatura, carotaggi, pull-out, prove di laboratorio. La scapitozzatura della superficie delle travi ha consentito di verificare la presenza e la consistenza delle armature. La tabella riporta i dati salienti delle armature messe a vista. Sezione scapitozzata di una pila TRAVE I fila II fila Copriferro [cm] Staffe inferiore a valle a monte I 8 Ø 30 lisci Ø 30 lisci Ø 8/30 cm 4,5 3,1 2,9 II 10 Ø 30 lisci Ø 30 lisci Ø 8/30 cm 3,0 2,8 2,5 III 10 Ø 30 lisci Ø 30 lisci Ø 8/30 cm 3,0 3,9 4,8 Dalle prove di laboratorio risultano valori che fanno supporre l’utilizzo di un acciaio tipo Fe 510 con una tensione di snervamento da normativa pari a fyk 355 N/mm2. DENOMINAZIONE Ø eff. [mm] SNERVAMENTO fyk [N/mm2] ROTTURA ftk [N/mm2] İ [%] Staffa I trave valle camp. sx 8,1 504 722 23,8 Armatura I trave valle camp. dx 28,4 391 652 15,8 Tondino liscio 19,4 535 761 3,0 Dalle numerose prove di pull-out e dai carotaggi risulta una resistenza del calcestruzzo variabile in un campo tra 30 e 50 MPa. 77 6 1 2 Prova di carico con 12 autocarri 5 6 7 8 4 8 12 3 7 11 3 4 10 2 5 9 1 La prova di carico è stata eseguita rispettando la normativa in materia. Si riportano i risultati ottenuti dalla prova eseguita sulla campata centrale di luce 37,75 m. Il carico è stato prodotto posizionando dodici camion in tre file. All’intradosso sono stati posti tutta una serie di sensori di misura portati a contatto con la struttura attraverso aste telescopiche. Schema di carico La tabella a seguito riporta i valori di freccia rilevati. FASE Ch 1 mm Ch 2 mm Ch 3 mm Ch 4 mm Ch 5 mm Ch 6 mm Ch 7 mm Ch 8 mm C1+C2+C3 -11,05 -11,25 -10,99 -10,29 6,38 6,41 6,24 6,28 scarico -0,15 -0,14 -0,12 -0,14 0,03 0,04 0,03 0,02 E’ stata eseguita la caratterizzazione dinamica sperimentale ponendo una serie di terne sull’impalcato e sollecitandolo attraverso il passaggio di un autocarro in velocità. 200 0 -200 200 0 -200 200 0 -200 200 0 -200 200 0 -200 200 0 -200 mm/s² Z1 X1 Y1 Z2 X2 Y2 0 5 10 Oscillogramma durante il transito del mezzo 78 15 20 Dalla registrazione integrale dei segnali rilevati si analizza il tratto corrispondente alla fuoriuscita dell’autocarro dall’impalcato in modo da osservare le vibrazioni libere. L’oscillogramma, estratto tra i 16 e 19 secondi, mostra le oscillazioni nel piano verticale che evidenziano una frequenza di 2,5 Hz (5 oscillazioni in 1,98 s). Il sensore Z1 è posto nella mezzeria della campata centrale mentre il sensore Z2 è posto nella mezzeria della campata di accesso. Si può notare come i due segnali siano in controfase ad indicare, come mostrerà il modello numerico, che rappresenta proprio quella del primo modo di vibrare. Lo spettro, ricavato dalla trasformata di Fourier, consente di ricavare una seconda frequenza che risulterà rappresentare il secondo modo di vibrare. In sintesi sono state ricavate due frequenze libere fondamentali pari a 2,5 Hz e 3,5 Hz. Il modello teorico è stato calibrato sulla base delle risultanze sperimentali ed in particolare pretendendo la corrispondenza con le risposte dinamiche. 150 0 -150 150 0 -150 150 0 -150 150 0 -150 150 0 -150 150 0 -150 mm/s² Z1 2s X1 Y1 Z2 X2 Y2 5,5 16,0 16,5 17,0 17,5 18,0 18,5 19,0 40 20 2,5 Z1 0 10,0 5,0 X1 0,0 10,0 5,0 Y1 0,0 40 20 Z2 3,5 0 10,0 5,0 X2 0,0 10,0 5,0 Y2 0,0 0,0 2,5 5,0 7,5 10,0 12,5 15,0 17,5 20,0 22,5 H I modo 2,55 Hz II modo 3,50 Hz III modo 4,15 Hz Per verificare l’affidabilità del modello si procede ad una analisi delle frecce teoriche sotto i carichi di prova. Forze prodotte dalla prima fila di autocarri Stato deformativo a carico completo 79 La tabella a seguito riporta il confronto tra frecce sperimentali e teoriche nella condizione di massimo carico (C1+C2+C3). Ch 1 mm Ch 2 mm Ch 3 mm Ch 4 mm Ch 5 mm Ch 6 mm Ch 7 mm Ch 8 mm Sperimentale -11,05 -11,25 -10,99 -10,29 6,38 6,41 6,24 6,28 Teorica -10,94 -10,98 -10,99 -10,76 6,27 6,38 6,30 6,31 Sulla base del modello calibrato è ora possibile ricavare le sollecitazioni massime, prodotte dal carico previsto per i ponti di II categoria, incrementandolo del coefficiente dinamico che risulta pari a 1,21. Tensioni di compressione - carichi totali [N/m2] Tensioni di trazione - carichi totali [N/m2] Dal modello si possono ricavare le sollecitazioni nella condizione di carico da normativa. COMPRESSIONE [MPa] TRAZIONE [MPa] Mezzeria [mm] -6,00 4,50 Appoggi [mm] -4,00 2,50 80 4.3.3 Ponte ferroviario in acciaio Il ponte è costituito da sette campate metalliche con profilati legati tramite chiodatura. Le pile sono in pietra su pali di fondazione in c.a.. Il ponte originale è stato costruito nel 1948 e successivamente, nel 1971, sono state sostituite quattro campate. La lunghezza complessiva è pari a 371 m, mentre la lunghezza delle singole campate varia da 48 fino a 70 m. Nel seguito si analizzerà una campata intermedia di luce pari a 62,9 m. La linea ferroviaria è ad un solo binario. Ponte ferroviario sul Po Prospetto est della seconda luce da Modena 892,5 + 8.085 1.222,5 1.222,5 750 230 230 3.300 3.195 1 2 60.435 Prospetto longitudinale briglia superiore m ontante briglia inferiore trave trasversale longherine Sezione trasversale 81 1.050 + 8.240 1.222,5 1.185 230 240 Per classificare il materiale impiegato è stata attuata la rilevazione della durezza attraverso un penetratore Vickers che permette una correlazione con la resistenza a trazione. Le misure sono state condotte su tutte le tipologie di elementi strutturali considerando almeno 4 elementi per tipo. Se ne riporta uno stralcio. Traverso n. 1 Test Durezza HV 1 138 … … 15 148 MEDIA 142,6 Prova Vickers eseguita in sito Nella tabella a seguito è presentato il riepilogo delle durezze HV, mediato per tipologia di elemento strutturale e convertendo i dati in scala Brinnel, secondo la norma UNI EN ISO 18265 che fornisce la stima della Resistenza a Trazione. Riepilogo dei risultati mediati per tipo di elemento strutturale Elemento Media HV HB ı [MPa] Briglia inferiore Diagonale Fazzoletto diagonale Trave trasversale Longherina Controvento Montante Fazzoletto tra briglia inferiore e diagonale 157,4 151,2 129,1 137,9 147,4 162,3 139,3 141,2 149,6 143,7 122,7 131,1 140,2 154,3 132,4 134,1 531,0 509,9 435,4 465,1 497,1 547,4 469,8 476,2 La prova di carico è stata eseguita ponendo due locomotori tipo E656 a sei assi con un carico di 20 t su ciascun asse. I locomotori sono stati posti in diverse configurazioni rilevando la deformata col metodo inclinometrico che evidenzia una freccia di mezzeria pari a 24,18 mm. Si presenta il rilievo della condizione di carico simmetrica. Prova di carico con due locomotori Deformata durante la prova di carico 82 E’ stata eseguita la caratterizzazione dinamica sperimentale due terne accelerometriche in mezzeria e ¼ luce. Le rilevazioni sono state effettuate durante il normale transito dei treni ed in condizioni di forte vento. L’oscillogramma mostra un tratto temporale dopo il passaggio di un convoglio. Il segnale ch1, corrispondente alla direzione verticale nella mezzeria della campata, è perfetta- mente in fase con il sensore ch4, verticale ad ¼ luce. Come mostrerà il modello numerico, la frequenza rappresenta il primo modo di vibrare in direzione verticale (il primo modo assoluto è nel piano orizzontale). La frequenza è ricavabile anche nel dominio dei tempi. Infatti si contano 20 oscillazioni in 5,26 s che rappresentano 3,80 Hz. Linea MN MO km 47 859 treno 50 25 0 -25 -50 50 25 0 -25 -50 50 25 0 -25 -50 50 25 0 -25 -50 50 25 0 -25 -50 50 25 0 -25 -50 25,5 Nella direzione X, corrispondente ai canali 2 e 4, si contano 10 oscillazioni in 4,63 s che rappresentano 2,14 Hz. Lo spettro, ricavato dalla trasformata di Fourier, consente di ricavare anche la frequenza corrispondente al III modo di vibrare. In sintesi sono state ricavate tre frequenze libere fondamentali pari a 2,14 Hz, 3,80 Hz e 4,61 Hz. ch 1 mm/s² ch 2 ch 3 ch 4 ch 5 ch 6 26,0 Ch1 26,5 Ch2 Ch3 27,0 Ch4 27,5 Ch5 28,0 28,5 29,0 29,5 30,0 30,5 31,0 31,5 32,0 32,5 33,0 33,5 34,0 34,5 35,0 35,5 Ch6 Oscillogramma di due terne LineaMNMOkm49 859 treno 20,0 15,0 10,0 5,0 0,0 f =3,80Hz 15,0 12,5 10,0 7,5 5,0 2,5 0,0 ch1 f =2,14Hz ch2 f =4,61Hz 10,0 7,5 5,0 2,5 0,0 ch3 Ch 20,0 15,0 10,0 5,0 0,0 ch4 15,0 12,5 10,0 7,5 5,0 2,5 0,0 ch5 10,0 7,5 5,0 2,5 0,0 ch6 0,0 Ch1 2,5 Ch2 Ch3 5,0 Ch4 Ch5 7,5 Ch6 10,0 H Spettro Il modello teorico è stato calibrato cercando la corrispondenza con le risposte dinamiche. I modo 2,24 Hz II modo 3,63 Hz 83 III modo 4,58 Hz Per verificare l’affidabilità del modello si procede ad una analisi delle frecce teoriche sotto i carichi di prova. Si presenta la sola analisi del carico in mezzeria dove la freccia massima risulta pari a 25,6 mm contro i 24,2 mm rilevati sperimentalmente. Forze prodotte dai 2 locomotori Stato deformativo Sulla base del modello calibrato è ora possibile ricavare le sollecitazioni massime, prodotte dal carico previsto a norma. Con riferimento alle istruzioni emanate dalle Ferrovie dello Stato (n° 1/SC/PS-OM/2298 del 2.6.95), le azioni indotte dal traffico ferroviario, verticali ed orizzontali, vengono combinate secondo 6 distinti gruppi di carico (tabella 1.7.2.3 delle suddette norme); di questi solo due sono significativi nel caso in esame e sono riassunti nella tabella. Coefficienti per la valutazione dei carichi da traffico Gruppo di carico VERTICALE ORIZZONTALE Commento Treno LM71 (*) Serpeggio Frenatura GC1 1 1 0.5 massima azione laterale e verticale GC2 1 0.5 1 massima azione longitudinale (*) incluso il coefficiente di amplificazione dinamica Questi gruppi di carico devono essere combinati alle azioni permanenti, dovute ai pesi propri, ed all'azione del vento per una aliquota di 0,6 del calcolo. L'azione del vento è assunta convenzionalmente come una pressione statica con valore caratteristico Wk=2,5 kN/m2. Tale pressione agirà sulla superficie esposta della struttura. I carichi dovuti al convoglio sono moltiplicati per il coefficiente dinamico, che per linea con elevato standard manutentivo risulta: M= 1,44 LM 0 ,2 84 0 ,82 Per i ponti metallici con armamento diretto occorrerà considerare un ulteriore coefficiente di adattamento dell’incremento dinamico E, variabile esclusivamente in ragione della luce del ponte, tale da assumere i seguenti valori: E = 1,1 per 8 m < L d 90,0 m Nel ponte in oggetto il coefficiente dinamico assume il valore di M = 1,11. L’analisi delle tensioni è condotta su tutti i singoli elementi della struttura: longherine, travi trasversali, briglie inferiori e superiori, montanti, diagonali. Si presentano i soli elaborati di calcolo delle longherine che risulteranno essere le più sollecitate. Diagramma del momento flettente verticale Diagramma dello sforzo di taglio Combinazione di carico Tensioni massime TENSIONI TOTALI Vtot = N M X MY A WX WY TENSIONI TANGENZIALI W [MPa] Vid = V 2 3W 2 [MPa] [MPa] Mezzeria Incastro Mezzeria Incastro Mezzeria Incastro C1 166,0 125,0 7,45 21,10 166,5 130,2 C2 141,0 127,0 7,45 20,80 141,6 132,0 Analizzando i valori delle tensioni ricavate sui singoli elementi strutturali si rileva la tensione massima Vid = V 2 3W 2 sulle longherine con un valore massimo pari a Vid = 166,5 MPa ricavato dalla combinazione di carico C1. Per le tensioni ammissibili nell’acciaio si prendono come riferimento i valori ricavati dalle indagini sperimentali sul materiale. La tabella precedente riporta tutti i valori dell’indice di durezza Vickers rilevati, dai quali si può ricavare la resistenza a 85 rottura per trazione caratteristica Rtk = Rtm – 1,64 SQ ,dove Rtm è il valore medio di tutti i risultati, nel ns caso pari a 491,5 MPa, ed SQ è lo scarto quadratico pari a 37,0 MPa. Pertanto la resistenza a rottura per trazione caratteristica risulta Rtk = 430 MPa. Da questo risultato si deduce che l’acciaio impiegato può essere classificato come Fe 430, da cui si può assumere una tensione ammissibile di 190 MPa. Si potrà ora procedere all’analisi dei nodi e della sezione dei chiodi attraverso l’analisi puntuale delle forze concorrenti derivanti dal modello calibrato. 86 4.3.4 Valutazione di un viadotto stradale attraverso la caratterizzazione dinamica Il viadotto è stato costruito nel 1979. E’ costituito da 34 campate in semplice appoggio di luce variabile tra 19 e 28 m. L’impalcato è formato da una serie di travi affiancate, in calcestruzzo precompresso autoportanti a doppio T, armate con treccioline di acciaio armonico e collegate da una soletta gettata in opera. Le travi sono collegate trasversalmente con dei traversi in calcestruzzo post compresso con 2 cavi a 3 trefoli l’uno. Il collegamento trasversale avviene agli appoggi, in mezzeria ed ai quarti luce. L’altezza delle travi varia tra 0,90 –1,3 m. Le indagini vogliono fornire una indicazione complessiva sulle capacità di carico. Allo scopo sono state eseguite una serie di prove sperimentali e valutazioni teoriche atte a: - identificare le caratteristiche del cls; - caratterizzare dinamicamente le campate; - ottenere da un modello calibrato lo stato tensionale in base ai carichi di I categoria. Viadotto Schema geometrico Il modello sarà calibrato sulla base delle risposte dinamiche di frequenza minore, in modo da elaborare un modello di riferimento di minima rigidezza. Per la valutazione delle caratteristiche del calcestruzzo è stata scartata l’esecuzione di carote in quanto l’impalcato è fortemente armato. Si è i utilizzata la prova Pull-out. N. Canale 1 2 3 4 5 6 7 8 9 Posizione 1/2 L lato sud 1/4 L lato sud 1/2 L lato nord Direzione Asse Verticale Trasversale Longitudinale Verticale Trasversale Longitudinale Verticale Trasversale Longitudinale Z1 X1 Y1 Z2 X2 Y2 Z3 X3 Y3 Stampa Pull-out 87 I risultati hanno visto una resistenza sempre superiore ai 35 MPa. Si è quindi proceduto alle rilevazioni delle caratteristiche dinamiche di tutti gli impalcati utilizzando tre terne accelerometriche poste in mezzeria, sui due bordi dell’impalcato, ed a ¼ luce di un bordo. La metodologia utilizzata per la caratterizzazione dinamica è basata sul rilevamento delle accelerazioni indotte dal passaggio del traffico sull’impalcato. Le elaborazioni sono effettuate nel tratto d’acquisizione con i mezzi al di fuori degli impalcati in misura, per consentire di rilevare le frequenze libere non influenzate dalla massa dei carichi eccitanti. Lo scansionamento è di 200 Hz. Per ogni campata sono effettuate almeno 8 acquisizioni della durata di 40 Fase di misura durante il transito secondi l’una. Gli spettri sono elaborati su blocchi da 2048 dati per garantire una precisione di ±0,1 Hz. Nel grafico a fianco si riporta, quale esempio, il vibrogramma dell’acquisizione 16-1 riferita alla campata n. 16 di 28,2 m di luce. In ordinata abbiamo il tempo espresso in secondi ed in ascissa l’accelerazione aspresa in mm/s2. CAMPATA N. 16 file 16-1 mm/s2 300 Z1 -3000 300 0 X1 -300 300 0 Y1 -300 300 0 Z2 -300 300 0 X2 -300 300 0 Y2 -300 300 0 Z3 -300 300 0 X3 -300 300 0 Y1 -300 5 0 10 15 20 25 30 35 s Il passaggio dell’autocarro è evidenziato attorno al tempo 15 s. Nel grafico a fianco si riporta una finestra temporale di 6 secondi ricavata dalla coda del segnale alla fuoriuscita dell’autocarro dall’impalcato. Si contano 10 oscillazioni in un tempo di 2,60 s corrispondenti ad una frequenza di 3,84 Hz. CAMPATA N. 16 - file 16-1 p.b. 4 Hz 100 mm/s Z1 X1 Y1 Z2 X2 Y2 Z3 X3 2 0 100 100 0 100 100 0 100 100 2,60 s 0 100 100 0 100 100 0 100 100 0 100 100 0 100 100 0 100 Y1 7,5 18,0 18,5 19,0 19,5 20,0 20,5 21,0 21,5 22,0 22,5 23,0 23,5 24,0 24,5 s Oscillogramma 88 Di seguito si presenta lo mm/s spettro del segnale delle direzioni verticali ottenuto attraverso la Z trasformata di Fourier. I picchi mettono in evidenza le frequenze Z fondamentali ricavate sperimentalmente che risultano essere: Z 3,84 Hz; 4,10 Hz e 10,31 Hz. SPETTRO - CAMPATA N.16 - file16-1 2 1 2 3 50,0 10,31 Hz 37,5 3,84 Hz 25,0 4,10 Hz 12,5 0,0 50,0 37,5 25,0 12,5 0,0 50,0 37,5 25,0 12,5 0,0 0.0 1.0 2.0 3.0 4.0 5.0 6.0 7.0 8.0 9.0 10.0 11.0 12.0 13.0 14.0 15.0 16.0 17.0 18.0 19.0 20 Hz Spettro Nella tabella sono presentati i risultati della caratterizzazione dinamica degli impalcati di luce attorno ai 28 metri. Frequenze fondamentali sperimentali luci ~ 28 m N. campata L (m) Frequenze fondamentali (Hz) f1 f2 f3 4 28,2 4,01 5,47 12,11 16 28,2 3,84 4,10 11,31 28 28,3 3,91 5,27 11,36 34 27,7 3,71 4,69 12,70 Si procede alla costruzione del modello calibrato, impiegando una luce di 28 m, ottenendo i modi sotto riportati. I modo 3,76 Hz II modo 4,49 Hz III modo 12,37 Hz IV modo 13,62 Hz 89 Si procede ad analizzare la risposta statica del ponte alle azioni permanenti, ai carichi mobili ed all’azione del vento, come indicato dalla Normativa utilizzata per la progettazione di questo viadotto. I carichi mobili presi in considerazione nell’analisi sono quelli relativi ai ponti di I categoria, così come riportato nel D.M. LL. PP. del 4 maggio 1990 che prevedeva: x una colonna di carico costituita da: - mezzo convenzionale di 15 m di lunghezza da 60 t a tre assi; - carico ripartito pari a 3 t/m disposto al di fuori del mezzo convenzionale; x una seconda colonna di carico con intensità pari al 50% della prima; x una terza e quarta colonna di carico con intensità pari al 35% della prima; x carico sui marciapiedi di 0,4 t/m2. L’azione del vento è convenzionalmente assimilata ad un carico orizzontale statico, diretto ortogonalmente all’asse del ponte, agente sulla superficie esposta della struttura con 250 kg/m2. L’entità dei carichi mobili deve essere maggiorata per tenere conto degli effetti dinamici. L’incremento = 1,4 – (L-10)/150 = 1,4 – (28-10)/150 = 1,28. Forze rappresentative dei carichi mobili Stato tensionale di compressione Stato tensionale di trazione Tensioni tangenziali Il modello calibrato ottenuto consente l’analisi delle tensioni massime prodotte. 90