pdf - Valutazioni Ambientali

CASA OLEARIA spa - Stabilimento di Monopoli – Terminale Marittimo per Oli Vegetali
Modimar srl
Progetto Definitivo – Calcoli Preliminari delle Strutture
11
001
MR
004
0-
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MODIMAR s.r.l.
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00195 – Roma
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Cliente
Progetto
Fase Progetto
Codice Progetto
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Casa Olearia Italiana
Terminale Marittimo di Monopoli
Progetto Definitivo
11 001
Specifiche documento
Codice Elaborato
Titolo
Codice di
archiviazione
Autori
Riferimento
MR04
Calcoli preliminari delle strutture
11 001 MR 004 0- CSI – calcoli preliminari delle opere marittime
Ing. Marco Del Bianco
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marittime.docx
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Sommario
Capitolo 1
Premessa ................................................................................................................................ 3
Capitolo 2
Requisiti prestazionali delle opere progettate .................................................................... 4
2.1
Caratteristiche dell’opera.................................................................................................. 4
2.2
Classificazione sismica..................................................................................................... 4
2.3
Categoria di sottosuolo ..................................................................................................... 6
2.4
Stati limite e relative probabilità di superamento ............................................................. 6
2.5
Combinazioni di calcolo ................................................................................................... 7
Capitolo 3
Materiali ................................................................................................................................ 9
3.1
Calcestruzzo classe di resistenza C35/45 ......................................................................... 9
3.2
Acciaio per cemento armato B450C............................................................................... 10
3.3
Terreni di fondazione ..................................................................................................... 10
Capitolo 4
Azioni sulle strutture .......................................................................................................... 11
4.1
Azioni dovute al moto ondoso........................................................................................ 11
4.2
Azioni dovute alle forze di ormeggio ............................................................................. 14
4.3
Azioni in fase di accosto e ormeggio della nave ............................................................ 15
4.4
Carichi permanenti portati .............................................................................................. 15
4.5
Sovraccarichi accidentali ................................................................................................ 15
Capitolo 5
Cassoni tipo A per il pontile di collegamento ................................................................... 16
5.1
Descrizione della struttura .............................................................................................. 16
5.2
Verifiche di galleggiamento in fase di trasporto ............................................................ 17
5.3
Verifiche di stabilità globale della struttura ................................................................... 17
5.4
Verifiche strutturali ........................................................................................................ 23
Capitolo 6
Mooring dolphins................................................................................................................ 30
6.1
Descrizione della struttura .............................................................................................. 30
6.2
Verifiche di galleggiamento in fase di trasporto ............................................................ 31
6.3
Verifiche di stabilità globale della struttura ................................................................... 31
6.4
Verifiche strutturali ........................................................................................................ 39
Capitolo 7
Breasting dolphins .............................................................................................................. 42
7.1
Descrizione della struttura .............................................................................................. 42
7.2
Verifiche di galleggiamento in fase di trasporto ............................................................ 43
7.3
Verifiche di stabilità globale della struttura ................................................................... 43
7.4
Verifiche strutturali ........................................................................................................ 49
Capitolo 8
Travi prefabbricate per l’impalcato ................................................................................. 53
Bibliografia ............................................................................................................................................... 55
APPENDICE A
Calcoli preliminari dell’impalcato .......................................................................... 56
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Capitolo 1
Premessa
La presente relazione riporta i calcoli preliminari delle principali strutture a mare che
costituiscono il terminale marittimo per oli vegetali presso Monopoli.
Le opere marittime sono state progettate secondo le indicazioni dettate dalle NTC2008 (“Norme
tecniche per le costruzioni”) (Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici, 2008).
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Capitolo 2
Requisiti prestazionali delle opere progettate
2.1
2.1.1
Caratteristiche dell’opera
Vita nominale delle opere strutturali
Le opere strutturali sono state assegnate alla categoria delle “opere ordinarie, ponti, opere
infrastrutturali e dighe di dimensioni contenute o di importanza normale” per le quali la
vita nominale, intesa come il numero di anni nel quale la struttura, purché soggetta alla
manutenzione ordinaria, deve potere essere usata per lo scopo alla quale è destinata, è pari a VN
≥ 50 anni.
2.1.2
Classe d’uso
La classe d’uso dell’opera in rapporto alle conseguenze di un’interruzione di operatività o di un
eventuale collasso in presenza di azioni sismiche è stata assunta pari a II (“Costruzioni il cui uso
preveda normali affollamenti, senza contenuti pericolosi per l’ambiente e senza funzioni
pubbliche e sociali essenziali. Industrie con attività non pericolose per l’ambiente. Ponti, opere
infrastrutturali, reti viarie non ricadenti in Classe d’uso III o in Classe d’uso IV, reti ferroviarie la
cui interruzione non provochi situazioni di emergenza. Dighe il cui collasso non provochi
conseguenze rilevanti”).
2.1.3
Periodo di riferimento per l’azione sismica
Il periodo di riferimento (VR), in relazione al quale sono valutate le azioni sismiche sulla
struttura, è ottenuto moltiplicando la vita nominale (VN = 50 anni) per il coefficiente d’uso
associato alla relativa classe d’uso (CU = 1.00) da cui si ricava che il periodo di riferimento è pari
a 50 anni.
2.2
Classificazione sismica
Il comune di Monopoli dal punto di vista amministrativo, secondo la classificazione effettuata
dalla Protezione Civile aggiornata al 2006, ricade in zona sismica 4: è la meno pericolosa, nei
comuni inseriti in questa zona le possibilità di danni sismici sono basse. Anche la Regione Puglia
(BUR Puglia n. 33/2004) ha inserito il comune di Monopoli in zona sismica 4.
2.2.1
Pericolosità sismica del sito
La pericolosità sismica del sito è stata ricavata a partire dalla microzonizzazione del territorio
nazionale calcolando il periodo di ritorno del sisma di progetto in funzione della vita nominale
delle opere, della loro classe di utilizzo e dello stato limite di riferimento.
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La mappa della pericolosità sismica elaborata dall’INGV fornisce i valori di accelerazione
sismica, associati ad un prefissato tempo di ritorno, secondo una microzonizzazione relativa ad
una griglia di passo 0.05°.
Secondo la microzonizzazione effettuata dall’INGV l’area in oggetto ricade tra 4 punti i cui
valori di accelerazione orizzontale massima con probabilità di eccedenza pari al 10% in 50 anni
sono riportati in Tabella 2-1.
Tabella 2-1. Valori di accelerazione orizzontale massima con probabilità di accadimento del 10% in 50 anni
in prossimità dell’area di studio.
ID
Lon
Lat
ag [m/s²]
distanza [m]
32358
17.2653
40.9721
0.0543
1598
32359
17.3315
40.9699
0.0526
3984
32136
17.2682
41.022
0.0532
5581
32137
17.3344
41.0198
0.0515
6667
PROJECT
17.28426
40.9733
0.053435
Per un qualunque punto del territorio non ricadente nei nodi del reticolo di riferimento, i valori di
ag, F0 e T*c possono essere calcolati come media pesata dei valori assunti da tali parametri nei
quattro vertici della maglia elementare del reticolo di riferimento contenente il punto in esame,
utilizzando come pesi gli inversi delle distanze tra il punto in questione ed i quattro vertici,
attraverso la seguente espressione:
1
∑
∑
dove :
p è il valore del parametro di interesse nel punto in esame;
pi è il valore del parametro di interesse nell’i-esimo punto della maglia elementare contenente il
punto in esame;
di rappresenta la distanza del punto in esame dall’i-esimo punto della maglia suddetta.
Per le verifiche allo stato limite ultimo delle strutture si è fatto riferimento ad uno Stato Limite di
Salvaguardia della Vita (SLV) cui corrisponde una probabilità di superamento del 10%.
Utilizzando la relazione:
Tr =
Tv
50
=
≈ 475
[− ln(1 − Pf )] [− ln(1 − 0.1)]
si ottiene un tempo di ritorno per la verifica sismica allo SLV pari a 475 anni.
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2.3
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Categoria di sottosuolo
Ai fini della definizione dell’azione sismica di progetto si è fatto riferimento ad un approccio
semplificato che si basa sull’individuazione di categorie di sottosuolo di riferimento.
Come si evince dalla relazione geotecnica il terreno di fondazione è riconducibile alla categoria
di sottosuolo A (“Ammassi rocciosi affioranti o terreni molto rigidi caratterizzati da valori di
Vs,30 superiori a 800 m/s, eventualmente comprendenti in superficie uno stato di alterazione,
con spessore massimo di 3 m).
2.4
Stati limite e relative probabilità di superamento
La sicurezza delle nuove opere è stata valutata in relazione agli stati limite che si possono
verificare durante la loro vita nominale. In particolare le opere strutturali sono state progettate in
modo da possedere i seguenti requisiti:
- sicurezza nei confronti degli stati limite ultimi (SLU): capacità di evitare crolli, perdite di
equilibrio e dissesti gravi, totali o parziali, che possano compromettere l’incolumità delle
persone ovvero comportare la perdita di beni, ovvero provocare gravi danni ambientali e
sociali, ovvero mettere fuori servizio l’opera;
- sicurezza nei confronti degli stati limite di esercizio (SLE): capacità di garantire le
prestazioni previste per le condizioni di esercizio.
Le nuove opere sono state progettate con riferimento alle seguenti azioni agenti sulle strutture sia
in condizioni transitorie che durante la vita nominale della costruzione:
carichi 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, forze risultanti dalla pressione dell’acqua
quando si configurino costanti nel tempo (G1);
- peso proprio di tutti gli elementi non strutturali (G2);
carichi variabili (Q):
azioni sulla struttura o sull’elemento strutturale con valori istantanei che possono risultare
sensibilmente diversi fra loro nel tempo sia di lunga durata che di breve durata rispetto alla vita
nominale dell’opera:
- carichi mobili per ponti di seconda categoria sul pontile radicato a terra (Q1);
- sovraccarico variabile per ambienti suscettibili di affollamento (categoria C3) sulle
restanti strutture (Q2);
- carichi trasmessi alle strutture durante le fasi di accosto e di ormeggio delle navi (Q3);
- carichi dovuti all’azione del moto ondoso sulle strutture (Q5);
carichi sismici (E):
- azioni derivanti dai terremoti.
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Combinazioni di calcolo
Ai fini del calcolo strutturale e geotecnico delle nuove opere e delle relative verifiche degli stati
limite, le azioni sono state combinate come segue:
- Combinazione fondamentale impiegata per gli stati limite ultimi (SLU):
γg1×G1 + γg2×G2 + γP×P + γQ1×Qk1 + Σi=2…n γQi×Ψ0i×Qki
- Combinazione caratteristica (RARA) per gli stati limite di esercizio (SLE) irreversibili:
G1 + G2 + P + Qk1 + Σi=2…n Ψ0i×Qki
- Combinazione frequente (FREQ) per gli stati limite di esercizio (SLE) reversibili:
G1 + G2 + P + Ψ11×Qk1 + Σi=2…n Ψ2i×Qki
- Combinazione quasi permanente (Q-PERM) per gli stati limite di esercizio (SLE) per gli
effetti di lungo termine:
G1 + G2 + P + Σi=1…n Ψ2i×Qki
- Combinazione sismica, impiegata per gli stati limite ultimi e di esercizio connessi
all’azione sismica E:
E + G1 + G2 + P + Σi=1…n Ψ2i×Qki
- Combinazione eccezionale, impiegata per gli stati limite ultimi connessi alle azioni
eccezionali di progetto Ad:
G1 + G2 + P + Ad + Ψ 21Qk1 + Ψ 22Qk2 + Ψ 23Qk3 + ...
In particolare per le verifiche agli stati limite ultimi sono state distinti:
- lo stato limite di equilibrio come corpo rigido (EQU);
- lo stato limite di resistenza della struttura e degli elementi di fondazione (STR);
- lo stato limite di resistenza del terreno (GEO).
Per ciascuno stato limite i coefficienti parziali delle azioni (γi) assunti per la determinazione
degli effetti delle azioni ed i coefficienti di combinazione (Ψij) sono riportati nelle tabelle tratte
dalle NTC2008 e riportate in appendice al paragrafo.
Le verifiche della sicurezza nei riguardi degli stati limite ultimi di resistenza sono state effettuate
con il “metodo dei coefficienti parziali” di sicurezza controllando che fosse sempre soddisfatta la
condizione:
Rd ≥ E d
dove
- Rd è la resistenza di progetto, valutata in base ai valori di progetto della resistenza dei
materiali ed ai valori nominali delle grandezze geometriche interessate;
- Ed è il valore di progetto dell’effetto delle azioni ottenuto dalle combinazioni delle azioni.
Le verifiche della sicurezza nei riguardi degli stati limite di esercizio sono state invece svolte
controllando aspetti di funzionalità dell’opera e stati tensionali. In particolare per le opere di
c.a.o. sono state eseguite le verifiche agli stati limite di apertura delle fessure per le combinazioni
frequente (FREQ) e quasi permanente (Q-PERM). Sono state inoltre eseguite le verifiche delle
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tensioni di esercizio valutando la massima tensione di compressione del calcestruzzo per le
combinazioni caratteristica (RARA) e quasi permanente (Q-PERM) e la massima tensione
nell’acciaio per la combinazione caratteristica (RARA).
Per le situazioni costruttive transitorie, quali ad esempio il varo dei cassoni di fondazione delle
pile del pontile, il trasporto in galleggiamento e l’affondamento, sono stati previste tecnologie
costruttive e programmi di lavoro che non comportano danni permanenti alla struttura o agli
elementi strutturali e che comunque non si riverberano sull’opera. Tali verifiche sono state
eseguite nei riguardi degli stati limite ultimi di resistenza.
Tabella 2-2 – Coefficienti parziali per le azioni nelle verifiche agli SLU per strutture ordinarie.
Coefficiente
γ
EQU
A1
STR
A2
GEO
F
Carichi permanenti
favorevoli
sfavorevoli
γ
0.9
1.1
1.0
1.3
1.0
1.0
Carichi permanenti non strutturali(1)
favorevoli
sfavorevoli
γ
0.0
1.5
0.0
1.5
0.0
1.3
Carichi variabili
favorevoli
sfavorevoli
γ
0.0
1.5
0.0
1.5
0.0
1.3
G1
G2
Q1
(1) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. carichi permanenti portati) siano compiutamente
definiti si potranno adottare per essi gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti
Tabella 2-3 – Valori dei coefficienti di combinazione
ψ
ψ
ψ
Categoria A Ambienti ad uso residenziale
0.7
0.5
0.3
Categoria B Uffici
0.7
0.5
0.3
Categoria C Ambienti suscettibili di affollamento
0.7
0.7
0.6
Categoria D Ambienti ad uso commerciale
0.7
0.7
0.6
Categoria E Biblioteche, archivi, magazzini e ambienti ad uso industriale
1.0
0.9
0.8
Categoria F Rimesse e parcheggi (per autoveicoli di peso ≤ 30kN)
0.7
0.7
0.6
Categoria G Rimesse e parcheggi (per autoveicoli di peso > 30kN)
0.7
0.5
0.3
Categoria H Coperture
0.0
0.0
0.0
Vento
0.6
0.2
0.0
Neve (a quota ≤ 1000 m s.l.m.)
0.5
0.2
0.0
Neve (a quota > 1000 m s.l.m.)
0.7
0.5
0.2
Variazioni termiche
0.6
0.5
0.0
Categoria/Azione Variabile
0j
1j
2j
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Capitolo 3
Materiali
Affinché i livelli di sicurezza vengano mantenuti durante tutta la vita dell’opera, la durabilità,
definita come conservazione delle caratteristiche fisiche e meccaniche dei materiali e delle
strutture, è stata garantita attraverso un’opportuna scelta dei materiali e un opportuno
dimensionamento delle strutture. In particolare, con riferimento alle “Linee guida sul
calcestruzzo strutturale”, essendo le condizioni ambientali in cui le opere sono ubicate molto
aggressive ed essendo in presenza di fenomeni di “corrosione indotta dai cloruri dell’acqua di
mare”, le nuove opere sono realizzate con calcestruzzi ordinari aventi classi di resistenza minima
C35/45 e classi di esposizione XS2 (strutture sommerse) e XS3 (strutture emerse nelle zone
soggette a spruzzi ed in quelle delle maree). Al fine di garantire una maggiore durabilità
dell’opera per tutte le strutture in c.a.o. è richiesto uno spessore minimo del copriferro pari a 5
cm. Le caratteristiche meccaniche dei materiali impiegati nella realizzazione delle opere
strutturali sono sinteticamente riportate nel seguito.
3.1 Calcestruzzo classe di resistenza C35/45
Resistenza di calcolo a compressione del calcestruzzo
Rck
= 45 MPa
fck
= 0.83×Rck =
37.35 MPa
fcm
= fck+8 =
45.35 MPa
fcd
= αcc fck / γc =
21.17 MPa
Resistenza di calcolo a trazione del calcestruzzo
fctm
= 0.30×fck2/3 =
3.35 MPa
fctk
= 0.7×fctm =
2.35 MPa
fctd
= fctk / γc =
1.56 MPa
Tensione tangenziale di aderenza acciaio-calcestruzzo
fbk
= 2.25×η×fctk =
5.29 MPa
fbd
= fbk / γc =
3.53 MPa
Ecm
= 22000×[fcm/10]0.3 = 34625 MPa
νcls fess.
=0
νcls non fess. = 0.2
α
= 10×10-6 °C-1
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Acciaio per cemento armato B450C
3.2
Valori nominali delle tensioni caratteristiche di snervamento e rottura
fy nom
= 450 MPa
fk nom
= 540 MPa
Resistenza di calcolo dell’acciaio
fyd
= fyk / γs = 391 Mpa
Terreni di fondazione
3.3
Le principali caratteristiche geomeccaniche dei terreni di fondazione, ricavate dalla relazione
geotecnica, sono sinteticamente riportate di seguito:
-
Strato n° 1 (substrato calcarenitico):
Capacità portante ultima: 6.36 kg/cm²
Angolo di attrito efficace:
Φk’ = 30°
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Capitolo 4
Azioni sulle strutture
4.1
4.1.1
Azioni dovute al moto ondoso
Metodo di calcolo
L’azione del moto ondoso su un corpo immerso può essere scomposta in due componenti: una
forza di inerzia ed una forza di trascinamento (o meglio detta di drag).
La determinazione di tali forze richiede la risoluzione del campo idrodinamico associato al moto
ondoso nei pressi del corpo immerso, la cui presenza può a sua volta condizionare il campo
idrodinamico.
Figura 4-1. Definizione dello schema di calcolo per il calcolo delle azioni dovute al moto ondoso.
Le caratteristiche geometriche del problema (dimensioni del corpo immerso, altezza e lunghezza
d’onda) possono rendere in alcuni casi trascurabili gli effetti della forza inerziale a confronto con
le forza di drag e viceversa.
Una prima classificazione del problema può essere fatta in funzione di due parametri
adimensionali caratteristici:
Il numero di Keulegan-Carpenter: KC =
gakT
ωD
Il rapporto D/L tra la dimensione caratteristica del corpo e la lunghezza d’onda.
Dove T è il periodo d’onda e k e ω sono rispettivamente il numero d’onda 2π/L e la pulsazione
dell’onda 2π/T, g è l’accelerazione di gravità.
Generalmente per KC<4 è possibile trascurare gli effetti di drag sul corpo immerso.
Per una stessa onda sullo stesso fondale il valore di KC cresce al diminuire di D di conseguenza
per corpi snelli non è possibile trascurare gli effetti di separazione del flusso intorno al corpo. Al
contrario per strutture di grandi dimensioni sono predominanti gli effetti dovuti all’inerzia e
l’azione del moto ondoso può essere valutata utilizzando la teoria del flusso potenziale.
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Il rapporto D/L descrive l’influenza del corpo sul campo idrodinamico. Infatti se il rapporto D/L
risulta piccolo le onde non risentono della presenza del corpo; al contrario nel caso di valori di
D/L elevati il corpo incide in maniera sostanziale sul flusso delle particelle nel suo intorno.
In questo caso non è possibile trascurare gli effetti di diffrazione del moto ondoso generati dalla
presenza del corpo. In generale per D/L>1/5 gli effetti di diffrazione del moto ondoso non
possono essere trascurati. Al contrario per D/L<1/5 gli effetti di diffrazione possono essere
trascurati e il moto ondoso può essere descritto con un modello teorico semplificato (teoria
lineare).
In assenza di effetti di diffrazione (D/L<1/5) si possono realizzare due casi:
D/L<1/5 e KC<4, gli effetti di drag possono essere trascurati e la forza sul corpo dovuta al moto
ondoso è essenzialmente una forza di inerzia.
D/L<1/5 e KC>4, la separazione del flusso risulta non trascurabile e la forza sul corpo dovuta al
moto ondoso è data dalla somma della forza inerziale e della forza di drag.
Sotto l’ipotesi che gli effetti di diffrazione del moto ondoso siano trascurabili (D/L<1/5) è
possibile ottenere la forza dovuta al moto ondoso su un corpo cilindrico utilizzando la formula
empirica di Morison (1950):
u è la componente orizzontale della velocità delle particelle
D è il diametro del cilindro
A è la sezione trasversale del cilindro
ρ è la densità del fluido
CM è il coefficiente di inerzia (CM=1+CA)
CA è il coefficiente di massa aggiunta
CD è il coefficiente di drag
La formula di Morison non ha una base teorica è semplicemente la sovrapposizione degli effetti
inerziali e di trascinamento ottenuti separatamente da prove sperimentali.
Il valore del coefficiente di drag CD può essere assunto pari a 0.7 mentre il valore di CM dipende
dalla forma geometrica del corpo in esame e vale, nel caso di corpi cilindrici, 2, mentre nel caso
di parallelepipedi 1.7.
La velocità u(x,t) e l’accelerazione du/dt delle particelle fluide possono essere ricavate, ad ogni
profondità h, applicando le espressioni della teoria lineare del moto ondoso:
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Attualmente non esistono metodi di calcolo per determinare le azioni del moto ondoso frangente
su corpi sommersi o parzialmente sommersi. Di conseguenza per il calcolo preliminare delle
azioni sulle strutture in caso di onde frangenti viene applicate nuovamente l’equazione di
Morison considerando che l’azione viene esercitata dalla massa fluida in movimento con elevata
velocità ma con accelerazione nulla. Pertanto nella formula viene annullato il termine inerziale
mentre viene applicato un coefficiente di drag pari a 1.75 per il termine di trascinamento.
4.1.2
Condizioni di moto ondoso
Per definire uno stato di moto ondoso viene comunemente utilizzata l’altezza d’onda
significativa Hs definita come il valore medio del terzo superiore delle altezze d’onda individuali
ordinate in senso decrescente appartenenti ad una registrazione ondametrica avente generalmente
durata di 30 minuti. Nelle verifiche delle opere si utilizza generalmente il valore dell’altezza
d’onda massima Hmax = 1.8×Hs.
Lo studio meteomarino ha permesso di determinare, sulla base della serie storica degli eventi di
moto ondoso registrati dalla boa ondametrica di Monopoli, la legge probabilistica degli eventi
estremi che fornisce, per ogni settore direzionale individuato, l’altezza d’onda significativa
associata ad un determinato tempo di ritorno. L’analisi della serie storica ha permesso inoltre di
determinare la relazione tra altezza significativa e periodo di picco con la quale sono stati
calcolati i periodo di picco associati alle mareggiate riportate in Tabella 4-1.
Tabella 4-1. Eventi di moto ondoso estremi al largo di Monopoli.
Settori di provenienza al largo
Tempo di ritorno
(anni)
310° – 30° N
20° - 90° N
90° - 130°N
Hs (m)
Tp(s)
Hs (m)
Tp(s)
Hs (m)
Tp(s)
1
3.5
8.1
3.3
7.9
2.1
7.0
5
4.2
8.5
4.1
8.5
2.9
7.7
10
4.5
8.7
4.5
8.7
3.2
7.9
100
5.5
9.2
5.7
9.3
4.3
8.6
L’applicazione del modello di rifrazione inversa spettrale MEROPE ha altresì permesso di
valutare i processi di rifrazione e shoaling dovuti ai fondali che interessano il moto ondoso nella
sua propagazione da largo verso riva sino a raggiungere le condizioni di frangimento.
Per calcolare il moto ondoso al piede dell’opera è stata applicata la formula di Goda per
determinare l’altezza d’onda all’interno della zona di surf del moto ondoso e verificare di
conseguenza le condizioni di frangimento:
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Dove i coefficienti β0, β1 , etc… sono espressi in funzione delle caratteristiche di ripidità
dell’onda e della pendenza del fondale (Goda, 2000).
Per lo svolgimento delle verifiche strutturali e di stabilità delle opere del terminale marittimo
sono state prese in considerazione diverse onde di progetto in funzione del tempo di ritorno Tr, e
del fondale di progetto.
Per le verifiche allo stato limite ultimo è stata utilizzata la massima altezza significativa al largo
associata ad un tempo di ritorno di 100 anni, pari a Hs=5.7 m. Utilizzando le formule di Goda
per tale onda sono state determinate le caratteristiche al piede dell’opera.
4.2
Azioni dovute alle forze di ormeggio
Sui mooring dolphins sono alloggiati i ganci a rilascio rapido per l’ormeggio delle navi. Tali
dispositivi trasferiscono alla struttura sottostante, attraverso una piastra ancorata con dei
tirafondi, le azioni orizzontali e verticali che le cime di ormeggio esercitano in funzione delle
condizioni meteomarine (vento, moto ondoso, corrente).
La capacità portante necessaria per le bitte è stata assunta pari alla somma dei carichi limite delle
cime di ormeggio. Il calcolo dei carichi limite per le cime di ormeggio è stato valutato secondo i
criteri indicati dall’OCIMF (OCIMF, Second Edition 1997) ed ha permesso di determinare il
MBL (minimum breaking load) per le cime di ormeggio necessario a garantire un ormeggio
sicuro alla massima nave di progetto (70.000 DWT). Il risultato ottenuto è per ogni cima MBL=
600kN.
La capacità di tenuta delle unità di ormeggio risulta di conseguenza:
3×MBL = 3×600 kN = 1800 kN, per le unità a triplo gancio:
2×MBL = 2×600 kN = 1200 kN, per le unità a doppio gancio:
Tali azioni vengono assunte omnidirezionali quindi nelle verifiche tali forze vengono assunte
concordi alla direzione del moto ondoso incidente.
La verifica delle sistema nave-cima di ormeggio-ganci a scocco-struttura viene effettuata sotto
l’assunzione che la cima di ormeggio deve rompersi prima di raggiungere la capacità limite della
bitta, che a sua volta deve rompersi prima di raggiungere la resistenza limite della fondazione.
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4.3
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CSI
Azioni in fase di accosto e ormeggio della nave
Durante le fasi di accosto della nave l’energia cinetica della nave viene assorbita dai fender i
quali per reazione generano una reazione vincolare. Le briccole di ormeggio (fender dolphins)
sono soggette pertanto all’effetto di tale reazione vincolare.
Il calcolo dell’energia di accosto che deve essere assorbita dai fender, presentato nella relazione
tecnica di progetto, è stato effettuato secondo i criteri definiti dal PIANC. Il calcolo ha fornito
come risultato un energia massima da assorbire pari a 1910 kN. Ipotizzando che tale energia sia
assorbita da un solo fender conico di altezza 1600 mm, utilizzando i diagrammi di deformazione
dei fender, si ottiene una reazione massima di 2270 kN.
4.4 Carichi permanenti portati
Sulle strutture sono previsti dei carichi permanenti portati dovuti alle pavimentazioni, agli
elementi metallici costituenti i guard rail ed ai tubi in acciaio per realizzare il sistema di
adduzione degli oli vegetali.
Il sovraccarico distribuito dovuto alla presenza della pavimentazione è stato stimato pari a 1.7
kN/m².
Il sovraccarico distribuito dovuto alle tubazioni ed ai guard rails è stato valutato pari 6 kN/m.
4.5 Sovraccarichi accidentali
Nei calcoli strutturali delle strutture del pontile di collegamento è stato applicato un sovraccarico
accidentale dovuto al passaggio di un mezzo gommato (autogru o autocisterna) a tre assi del peso
complessivo di 360 kN (120 kN/asse).
I passaggio del veicolo comporta un sovraccarico verticale di tipo statico a cui viene aggiunto un
incremento per tenere conto dell’effetto dinamico.
Il coefficiente dinamico φ è funzione delle dimensioni del mezzo e vale:
φ= 1.4 - [ (L-10) / 150 ] = 1.4 - [ (11.7-10) / 150 ] = 1.39
Il carico verticale attribuito ad ogni asse risulta pertanto:
360/3 kN × 1.39 = 166.8 kN/asse
Inoltre si è tenuto conto dell’azione orizzontale dovuta alla frenata del mezzo:
[ (360 kN × 1.39) / 2 ] × 0.6 = 150.12 kN
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Capitolo 5
Cassoni tipo A per il pontile di collegamento
5.1
Descrizione della struttura
Il cassone tipo A costituisce la pila di fondazione per il sostegno dell’impalcato per il pontile di
collegamento a terra del terminale marittimo.. La struttura prefabbricata in c.a. è costituita da un
cassone cellulare, avente 3×2 celle, con
con fusto di dimensioni 9.0 m × 13.3 m e altezza variabile in
funzione della profondità di installazione, variabile tra -12.0 e -19.50
19.50 m sul l.m.m.. Il solettone di
base del cassone ha dimensioni 10.0 m × 14.30 m con spessore di 50 cm. Il cassone è chiuso in
i
sommità da una soletta di spessore pari a 35 cm. Alle quattro estremità del cassone sono previsti
quattro pali di c.a. di diametro Ø1000. La Figura 5-1 riporta le diverse fasi per la realizzazione
della pila di fondazione. La struttura prefabbricata viene trasportata in galleggiamento e
affondata inizialmente con zavorra liquida, poi sostituita
sostituita in una fase successiva con zavorra
solida [1]. Per la fase di trasporto e installazione, al fine di garantire le condizioni di stabilità
nautica del cassone, è stata prevista la realizzazione parziale dei pali, per un altezza sufficiente
ad assicurare, una volta affondato il cassone, l’emersione dei pali per almeno 50 cm.
Figura 5-1. Fasi di realizzazione del cassone tipo A.
Successivamente vengono completati i pali fino al raggiungimento della quota +6.20
+6
sul l.m.m.
[2], vengono gettate in opera, con l’impiego di un cassero prefabbricato a perdere in c.a, le due
travi trasversali [3], di larghezza 2.8 m, altezza 1.0 m e lunghezza 10.0 m; la soletta [4] di
spessore pari a 50 cm, e il getto di completamento
completamento [5] di spessore pari a 2.0 m. Infine vengono
poste in opera le travi prefabbricate dell’impalcato [6].
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5.2
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Verifiche di galleggiamento in fase di trasporto
Il trasporto e la messa in opera del cassone tipo A viene effettuata via mare con il cassone in
galleggiamento. Al fine di assicurare una altezza metacentrica di almeno 0.5 m è necessario
inserire all’interno delle celle del cassone una zavorra solida di stabilizzazione. In Tabella 5-1
sono riportate le condizioni di galleggiamento in fase di trasporto per i diversi cassoni tipo A. Si
osserva che il pescaggio dei cassoni varia tra circa 7.6 m e 13.0 m. Le verifiche di
galleggiamento sono state effettuate considerando un peso specifico di 24.5 kN/m³ per il
calcestruzzo e di 10.1 kN/m³ per l’acqua di mare.
Tabella 5-1. Galleggiamento dei cassoni tipo A in fase di trasporto.
CASSONE
A1
A2
A3
A4
A5
A6
A7
A8
A9
A10
A11
FUSTO
ALTEZZA FUSTO (senza tappo) [m]
7.65
7.65
9.65
10.65
11.15
11.65
12.15
13.65
11.65
11.15
10.65
SEZIONE TRASVERSALE CASSONE [m²]
31.76
31.76
31.76
31.76
31.76
31.76
31.76
31.76
31.76
31.76
31.76
VOLUME CLS [m³]
243.0
243.0
306.5
338.2
354.1
370.0
385.9
433.5
370.0
354.1
338.2
VOLUME VUOTO PER PIENO [m³]
915.7
915.7
1155.1
1274.8
1334.7
1394.5
1454.4
1633.9
1394.5
1334.7
1274.8
14.9
SOLETTONE DI BASE
LUNGHEZZA [m]
14.9
14.9
14.9
14.9
14.9
14.9
14.9
14.9
14.9
14.9
LARGHEZZA [m]
10.6
10.6
10.6
10.6
10.6
10.6
10.6
10.6
10.6
10.6
10.6
157.94
157.94
157.94
157.94
157.94
157.94
157.94
157.94
157.94
157.94
157.94
AREA DI BASE [m²]
ALTEZZA [m]
VOLUME [m³]
0.5
0.5
0.5
0.5
0.5
0.5
0.5
0.5
0.5
0.5
0.5
78.97
78.97
78.97
78.97
78.97
78.97
78.97
78.97
78.97
78.97
78.97
TAPPO
ALTEZZA [m]
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
AREA [m²]
119.7
119.7
119.7
119.7
119.7
119.7
119.7
119.7
119.7
119.7
119.7
VOLUME [m³]
41.90
41.90
41.90
41.90
41.90
41.90
41.90
41.90
41.90
41.90
41.90
4 PALI
ALTEZZA [m]
4
4
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
SEZIONE TRASVERSALE (4 pali) [m²]
3.1
3.1
3.1
3.1
3.1
3.1
3.1
3.1
3.1
3.1
3.1
VOLUME CAMICIA DI ACCIAIO [m³]
0.5
0.5
0.7
0.7
0.7
0.7
0.7
0.7
0.7
0.7
0.7
12.57
12.48
17.16
17.16
17.16
17.16
17.16
17.16
17.16
17.16
17.16
VOLUME [m³]
ALTEZZA TOTALE CASSONE [m]
8.5
8.5
10.5
11.5
12.0
12.5
13.0
14.5
12.5
12.0
11.5
376.4
376.3
444.5
476.3
492.1
508.0
523.9
571.5
508.0
492.1
476.3
9221.7
9219.6
10890.5
11668.6
12057.7
12446.7
12835.8
14003.0
12446.7
12057.7
11668.6
ZAVORRA DI STABILIZZAZIONE [kN]
110
110
850
1200
1300
1400
1600
1900
1400
1300
1200
ALTEZZA EMERSA [m]
0.9
0.9
0.9
1.0
1.1
1.2
1.2
1.5
1.2
1.1
1.0
PESCAGGIO [m]
7.6
7.6
9.6
10.5
10.9
11.3
11.8
13.0
11.3
10.9
10.5
γcls =
24.5
kN/m³
γwat =
10.1
kN/m³
VOLUME CLS [m³]
PESO CASSONE [kN]
5.3
Verifiche di stabilità globale della struttura
I calcoli di stabilità globale della struttura sono stati effettuati per il cassone A1 che, in
condizioni limite di progetto (TR 100), è investito da un onda frangente. Tale condizione risulta
essere la più gravosa in termini di forze agenti sulla struttura. In Figura 5-2 è riportato lo schema
di calcolo adottato per le verifiche di stabilità globale.
5.3.1
Determinazione delle azioni agenti sulla struttura
I carichi agenti sulla struttura sono i carichi permanenti (peso della struttura e spinta di
galleggiamento) e i carichi accidentali dovuti all’azione del moto ondoso. Si è assunto che in
condizioni limite di progetto non vi sia la presenza sul pontile di collegamento di mezzi pertanto
nelle verifiche di stabilità globale sono state prese in considerazione solo le azioni dovute al
moto ondoso e le azioni sismiche.
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CSI
Con riferimento al sistema di riferimento adottato, in Tabella 5-2 sono riportati i carichi
permanenti e il loro punto di applicazione. A vantaggio della sicurezza non sono stati tenuti in
conto i carichi verticali agenti sulla struttura dovuti agli impalcati in c.a.p..
Figura 5-2. Schema di calcolo per le verifiche di stabilità globale del cassone tipo A1.
Tabella 5-2. Peso della struttura e spinta idrostatica agente sul cassone tipo A1 in opera.
ELEMENTO STRUTTURALE
L [m]
B [m]
h [m]
A [m²]
V [m³]
P [kN]
X [m]
Z [m]
SOLETTONE DI BASE
14.9
10.6
0.5
157.9
79.0
1934.8
7.5
0.3
FUSTO
13.3
9.0
7.65
31.8
243.0
5952.6
7.5
4.3
TAPPO
13.3
9.0
0.4
119.7
41.9
1026.4
7.5
8.3
RIEMPIMENTO CON SABBIA
5.00
87.9
439.7
3473.2
7.5
3.0
n°4 PALI Ø1000
9.7
3.1
30.5
746.6
7.5
13.4
n° 2 TRAVI - PULVINO
2.8
10.0
1.0
28.0
56.0
1372.0
7.5
18.7
SOLETTONE
14.5
10.0
0.5
145.0
72.5
1776.3
7.5
19.5
1.7
39.3
66.7
1634.8
7.5
20.6
0.3
3.8
55.5
1360.6
7.5
21.6
0.1
145.0
14.5
246.5
7.5
21.8
SETTI
SOLETTA SUPERIORE
14.5
PAVIMENTAZIONE
14.5
TUBAZIONI E GUARD RAIL
14.5
10.0
PESO TOTALE
VOLUME IMMERSO
87.0
7.5
21.8
19610.8
7.5
9.5
L [m]
B [m]
h [m]
A [m²]
V [m³]
W [kN]
X [m]
Z [m]
SOLETTONE DI BASE
14.9
10.6
0.5
157.9
79.0
797.6
7.5
0.3
FUSTO
13.3
9.0
7.7
119.7
915.7
9248.6
7.5
4.3
TAPPO
13.3
9.0
0.4
119.7
41.9
423.1
7.5
8.3
3.5
3.1
11.0
111.1
7.5
10.3
1047.6
10580.4
7.5
4.2
n°4 PALI Ø1000
SPINTA IDROSTATICA
Le azioni risultanti e i diagrammi di spinta dovuti all’azione del moto ondoso sulla struttura in
esame sono stati determinati utilizzando le formule di Morison (§4.1) sia sui pali che sul cassone
sommerso.
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Le condizioni di moto ondoso associate al tempo di ritorno TR 100 anni al largo e a ridosso della
struttura sono riportate in Tabella 5-3. Le condizioni di frangimento dell’onda comportano solo
azioni di trascinamento (drag) sulla struttura.
Tabella 5-3. Condizioni di moto ondoso associate al tempo di ritorno TR 100 per il cassone tipo A1.
MOTO ONDOSO AL LARGO - Tr = 100 anni
Hso
5.7 m
MOTO ONDOSO A RIDOSSO DELLE STRUTTURE
Altezza d'onda significativa
Ho,max
10.3 m
Altezza dell'onda massima
L
Ts
9.30 s
Periodo significativo
k
Lo
135.0 m
Lunghezza dell'onda al largo
FORMULAZIONE DI GODA PER L'ONDA SOTTOCOSTA
so
0.042
Ripidità dell'onda al largo
βο
0.10
βο∗
0.18
Coefficiente di rifrazione
β1
0.54
β1∗
0.65
Altezza d'onda equivalente
βmax
0.92
βmax*
1.65
14 m
Profondita ad una distanza di 5 Hs h/Lo
0.10
h/Lo
0.10
12 m
Imbasamento della struttura
0.9
Ho'
5.13 m
h
d
ks
0.93
1/100
Coefficiente di shoaling
Hs,riva
4.7 m
onda frangente
pendenza fondale
Hmax,riva
8.5 m
onda frangente
forza [kN/m]
i
lunghezza d'onda a riva
numero d'onda
40
10
20
5
0
0
fd
fi
-20
-5
elevazione η [m]
kr
97.1 m
0.065
f +f
d
i
-40
0
L/4
L/2
3L/4
-10
L
6
6
4
4
2
2
quota sul l.m.m. [m]
quota sul l.m.m. [m]
Figura 5-3. Andamento delle forze di drag e di inerzia in corrispondenza della superficie libera.
0
-2
-4
0
-2
-4
-6
-6
-8
-8
-10
-10
-12
30
25
20
15
10
Forza [kN]
5
0
Spinta sul singolo palo Fmax (x= 0; L)
-12
150
100
50
0
Forza [kN]
Spinta sul cassone Fmax (x = 0; L)
Figura 5-4. Diagrammi di spinta sul singolo palo e sul cassone in corrispondenza della risultante massima.
Osservando l’andamento delle forze unitarie agenti sui pali fd e fi di Figura 5-3, ottenuto in
corrispondenza della superficie libera, si può verificare che la massima sollecitazione si verifica
in fase di cresta ( per x = 2kπ, k=0, 1, 2, ……).
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In Figura 5-4 sono riportati i diagrammi di spinta ottenuti, su un singolo palo e sul cassone di
fondazione, in corrispondenza del valore della fase in cui la risultante, calcolata integrando il
diagramma di spinta, raggiunge il valore massimo.
Oltre all’azione orizzontale dovuta al moto ondoso è stata valutata la sottopressione calcolata
utilizzando un diagramma di spinta triangolare sotto il piano di posa del cassone avente come
valore massimo il valore della pressione ottenuto dalla teoria lineare.
L’azione sismica sulla struttura è dovuta da due contributi: il primo è dato dalla forza d’inerzia
dovuta alla massa del cassone, applicata nel baricentro della struttura, il secondo è data
dall’azione idrodinamica sulla struttura sommersa. La Tabella 5-4 riporta il calcolo dell’azione
sismica complessiva agente sulla struttura.
Tabella 5-4. Azione sismica sulla struttura cassone A1.
FORZA SISMICA
Caratteristiche del sisma
S=
ag/g =
1
0.0526
bm =
0.2
I=
1
sottofondazione
accelerazione sismica
Coefficiente di riduzione accelerazione sismica
Coefficiente di protezione sismica
Forza sismica inerziale
W=
kh =
19611 kN
0.01052
Massa Struttura + massa aggiunta
kv =
0.00526
kv = ±0.5 × kh
k h = βm × Ss × St × ag / g
Fh =
206.31 kN
Forza sismica orizzontale
Fv =
103.15 kN
Forza sismica verticale
Z=
9.46 m
X=
7.45 m
Fh = k h × W
Fv = kv × W
Punto di applicazione della forza
Spinta idrodinamica
5.3.2
B=
9.0 m
h=
12.0 m
Larghezza cassoni
B/h =
Fidro =
0.8
118.2 kN
Z=
7.2 m
Punto di applicazione
TOTALE SISMA
Fv =
103.2 kN
Fh =
324.5 kN
Forza sismica verticale
Altezza acqua
Spinta idrodinamica
Forza sismica totale orizzontale
Z=
8.6 m
Punto di applicazione
X=
7.5 m
Punto di applicazione
Combinazione delle azioni
Le verifiche degli SLU che coinvolgono la stabilità globale del corpo rigido (EQU) sono state
eseguite utilizzando i coefficienti parziali γF relativi alle azioni riportati in Tabella 2-2. Le
verifiche nei confronti degli SLU del terreno di fondazione, che coinvolgono gli stati limite di
tipo geotecnico (GEO), collasso per carico limite dell’insieme terreno-fondazione e collasso per
scorrimento sul piano di posa, sono state eseguite secondo l’Approccio 1 delle norme tecniche
per le costruzioni (Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici, 2008) utilizzando la combinazione 2:
A2+M2+R2.
Utilizzando tale approccio nelle verifiche tipo GEO alle azioni sono applicati i coefficienti
riportati nella colonna A2 della Tabella 2-2, la resistenza al taglio del terreno è stata ridotta
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001
MR
004
0-
CSI
applicando il coefficiente γM=1.25, e la resistenza globale viene ridotta utilizzando il coefficiente
γR=1.1.
Le azioni risultanti dovute al moto ondoso sono state ottenute sommando, in funzione della fase
dell’onda, la risultante della forza agente sul cassone di fondazione e la forza agente sui 4 pali
che sostengono la sovrastruttura. Per determinare la forza complessiva sui pali quattro pali è stata
sommata all’azione sul primo palo investito dal moto ondoso la forza ottenuta ad una distanza di
L/8 (~11.0 m).
Sono state analizzate diverse condizioni di carico in funzione della fase d’onda. In Tabella 5-5
sono riportate le azioni agenti sulla struttura ottenute a variare della fase d’onda.
Per le verifiche effettuate con la combinazione sismica, considerando che il coefficiente parziale
da applicare alle azioni connesse al vento è pari a zero, non sono state tenute in conto le azioni
dovute al moto ondoso in quanto direttamente correlati con il vento.
Tabella 5-5. Forze elementari utilizzate per le verifiche agli stati limite.
Azioni agenti
sul cassone tipo A1
Peso proprio + Spinta di galleggiamento
tipo di carico
fase
dell'onda
G
Forza
verticale
Forza
orizzontale
Momento
rispetto P1
Momento
rispetto P2
[kN]
[kN]
[kNm]
[kNm]
-9030
0
67276
-67276
1823
Moto ondoso in fase di cresta (Tr= 100 anni)
QK1
0
2037
1114
-27505
Moto ondoso in fase di nodo (Tr= 100 anni)
QK2
L/4
0
-6
54
54
Moto ondoso in fase di cavo (Tr= 100 anni)
QK3
L/2
-2037
-734
22751
-6576
Moto ondoso in fase di nodo (Tr= 100 anni)
QK4
3/4L
0
104
-1257
-1257
Sisma ↑ verso l'alto
E1
103
324
-3571
2034
Sisma ↓ verso il basso
E2
-103
324
-2034
-3571
5.3.3
Verifica a ribaltamento
Le norme tecniche prevedono che il rapporto tra la somma dei momenti delle forze stabilizzanti
(Mstab) eventualmente incrementati dei rispettivi coefficienti parziali e la somma dei momenti
delle forze ribaltanti (Mrib) eventualmente incrementati dei rispettivi coefficienti parziali sia
maggiore del coefficiente di sicurezza assunto (1.0 per gli SLU). I risultati delle verifiche al
ribaltamento della struttura sono riportati in Tabella 5-6.
5.3.4
Verifica alla traslazione del piano di posa
Il rapporto tra le forze resistenti nella direzione dello slittamento, incrementate eventualmente
dei rispettivi coefficienti parziali e la somma delle componenti nella stessa direzione delle azioni
sul cassone, incrementate dei rispettivi coefficienti parziali nelle varie combinazioni di carico
deve essere maggiore del coefficiente di sicurezza assunto (1.0 per SLU GEO). La superficie di
scorrimento è quella di separazione tra il piano di fondazione ed il terreno sottostante; il
coefficiente d’attrito terreno - fondazione (µ) è pari a 0.6 quindi si assume 0.6/1.25 = 0.48 per la
condizione SLU. I risultati delle verifiche di stabilità allo scorrimento sono riportati in Tabella
5-6.
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5.3.5
001
MR
004
0-
CSI
Verifica a schiacciamento del piano di posa
Per valutare le tensioni indotte dalla struttura sul piano di posa si ipotizza che le tensioni abbiano
un andamento lineare. Tale ipotesi è valida solo se la piastra di fondazione è sufficientemente
rigida. Le Istruzioni tecniche ammettono un carico massimo sulla fondazione di 5 kg/cm2. Se la
sezione è interamente reagente (il punto di applicazione della forza cade all’interno del nocciolo
centrale di inerzia – |e| ≤ H/6), si utilizza la nota espressione di Navier:
σ max =
N
6⋅e

× 1 +

B×H 
H 
σ min =
N
 6⋅e
× 1 −

B×H 
H 
nel caso di sezione parzializzata l’espressioni precedenti diventano:
σ max =
2
N
×
3 B ⋅ (H / 2 − e )
σmin = 0
I risultati delle verifiche allo schiacciamento del piano di poso sono riportati in Tabella 5-6.
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001
MR
004
0-
CSI
Tabella 5-6. Verifiche allo stato limite ultimo di stabilità globale per il cassone tipo A.
VERIFICA AL RIBALTAMENTO
NTC2008 - SLU - COMB. FONDAMENTALE
COMBINAZIONE
Rd [kNm]
Ed [kNm]
γ
SLU - EQU - 1
0.9 G + 1.5 QK1
60549
-41257
1.47
SLU - EQU - 2
0.9 G + 1.5 QK2
60549
81
744.2
SLU - EQU - 3
0.9 G + 1.5 QK3
-60549
-9865
6.1
SLU - EQU - 4
0.9 G + 1.5 QK4
-60549
-1885
32.1
SLU - SISMA - EQU - 1
E+G
67276
-3571
18.8
SLU - SISMA - EQU - 2
E+G
67276
-2034
33.1
NTC2008 - COM. SISMICA
VERIFICA ALLO SCORRIMENTO
NTC2008 - SLU - A2+M2+R2
f = 0.48
γ
COMBINAZIONE
Rd [kN]
Ed [kN]
SLU - GEO - 1
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
-5096
1449
3.5
SLU - GEO - 2
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
-3941
-8
487.33
SLU - GEO - 3
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
-2785
-954
2.9
SLU - GEO - 4
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
-3941
135
29.11
SLU - SISMA - GEO - 1
E+G
-3847
324
11.9
SLU - SISMA - GEO - 2
E+G
-4034
324
12.4
n Mi
nFzi
eccen.
σ max
σ min
COMBINAZIONE
[kNm]
[kN]
[m]
[kg/cm²]
[kg/cm²]
SLU - GEO - 1
Rd + 1.3 Ed
-64906
-6383
2.7
1.0
0.00
SLU - GEO - 2
Rd + 1.3 Ed
-67206
-9030
0.0
0.6
0.58
SLU - GEO - 3
Rd + 1.3 Ed
-75826
-11678
-1.0
1.0
0.46
SLU - GEO - 4
Rd + 1.3 Ed
-68910
-9030
0.2
0.6
4.12
ECC - 1
Rd + 1.3 Ed
-63481
-7039
1.6
0.7
0.17
ECC - 2
Rd + 1.3 Ed
-67172
-9030
0.0
0.6
0.58
ECC - 3
Rd + 1.3 Ed
-74143
-11022
-0.7
0.9
0.50
ECC - 4
Rd + 1.3 Ed
-68164
-9030
0.1
0.6
4.23
SLU - SISMA - GEO - 1
E+G
-65242
-8927
-0.1
0.6
0.54
SLU - SISMA - GEO - 2
E+G
-70847
-9134
0.3
0.7
0.52
NTC2008 - COM. SISMICA
VERIFICA ALLO SCHIACCIAMENTO DEL PIANO DI POSA
NTC2008 - SLU - A2+M2+R2
NTC2008 - COMBINAZIONE ECCEZIONALE
NTC2008 - SLU - SISMA
nota: il segno "+" va inteso come "in combinazione con…"
5.4
Verifiche strutturali
Le verifiche strutturali della sovrastruttura del cassone tipo A, costituita dai quattro pali in
elevazione dalla soletta e dalla sezione scatolare, sono state eseguite schematizzando la struttura
con portale piano incastrato alla base. A favore di sicurezza la sezione resistente della
sovrastruttura è stata schematizzata come una sezione scatolare corrispondente a due setti
trasversali della sovrastruttura mentre la restante parte della sezione è stata considerata come
peso portato, come mostrato in Figura 5-5.
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Soletta
Asse palo
SEZIONE A - A
Trave di c.a.p. (L=21.70 m)
B
Giunto
Punto di appoggio impalcato
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MR
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CSI
SEZIONE B - B
Trave di c.a.p. (L=21.70 m)
A
5.00
1.00
Peso portato
+9.70
Sezione resistente
2.88
+9.70
+9.70
0.50
+7.20
+6.20
+6.20
Trave di c.a.
Getto di Iª fase
2.125
Trasverso gettato
in opera
+6.20
0.00
Trave pulvino
Palo di c.a. Ø1000
Palo di c.a. Ø1000
Palo di c.a. Ø1000
Ø 1000
B
Trasverso gettato
in opera
1.00
Trave di c.a.
Getto di Iª fase
0.50
+7.80
+7.70
Getto di IIª fase
2.50
0.50
+7.80
1.70
0.30
+9.70
0.00
0.00
-5.00
-5.00
Figura 5-5. Schema di calcolo per le verifiche strutturali della sovrastruttura.
5.4.1
Azioni agenti sulla struttura
I carichi permanenti agenti sulla struttura considerati per la verifica strutturale sono: il peso
proprio della struttura resistente, il peso della parte di struttura non reagente, i sovraccarichi
verticali dovuti agli impalcati in c.a.p. appoggiati sulle travi pulvino, i sovraccarichi permanenti
dovuti alle pavimentazioni, alle tubazioni ed ai guard rail.
Tabella 5-7. Carichi permanenti distribuiti portati dalla struttura.
B [m]
h [m]
A [m²]
P [kN/m]
Soletta inferiore
2.1
0.5
1.1
26.0
Soletta superiore
2.10
0.3
0.6
15.4
CARICHI DISTRIBUITI
Setto verticale
0.25
1.7
0.4
10.4
Pavimentazione
5.00
0.1
0.5
8.5
Tubazioni e guard rail
6.0
PESO TOTALE
66.4
I carichi concentrati sono rappresentati dal peso degli impalcati adiacenti alla struttura che
poggiano sui pulvini del peso complessivo di 3100 kN. Il carico agente sul singolo palo è stato
valutato ripartendo il peso degli impalcati sui quattro pali e sommando il peso dovuto ai traversi
gettati in opera. Il carico concentrato risultante è pari a 790 kN e presenta un eccentricità rispetto
all’asse del palo di 1.0 m.
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001
MR
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CSI
Le azioni variabili agenti sulla struttura sono dovute al moto ondoso (TR100 anni) ed al
passaggio di un mezzo gommato a tre assi di peso pari a 360 kN. I diagrammi di spinta dovuti al
moto ondoso sono stati ottenuti con l’equazione di Morison già presentata in precedenza.
A titolo di esempio in Figura 5-6 vengono riportati i diagrammi di carico relativi all’azione del
moto ondoso sui pali e al passaggio di un autogru da 360 kN sulla struttura.
(a)
(b)
Figura 5-6. Esempio dei diagrammi di spinta agenti sulla sovrastruttura. (a) azione orizzontale sui pali
dovuta al moto ondoso. (b) sovraccarico verticale dovuto al passaggio di un autogru a tre assi da 360 kN.
5.4.2
Combinazione delle azioni
Per determinare le massime sollecitazioni agenti sulla sovrastruttura è stato implementato un
modello di calcolo strutturale agli elementi finiti tipo sap. Nel modello di calcolo sono state
inserite tutte le azioni agenti sulla struttura, sia di tipo permanente (peso proprio della struttura,
carichi permanenti dovuti al peso degli impalcati in c.a.p., alla pavimentazione, alle tubazioni ed
ai guard rails), che di tipo accidentale (azioni sui pali dovute al moto ondoso, sovraccarico
verticale dovuto al passaggio della gru, azione orizzontale dovuta alla frenata del mezzo).
Le verifiche degli SLU che coinvolgono resistenza della struttura (STR) sono state eseguite
utilizzando i coefficienti parziali γF relativi alle azioni riportati in Tabella 2-2.
Sono state analizzate due combinazioni di carico:
La COMBINAZIONE 1:
1.3×G1 + 1.3×G2 + 1.5×Qk1
tiene conto dei carichi permanenti, dovuti al peso proprio della struttura ed ai carichi portati, e
dei carichi variabili indotti sulla struttura dal passaggio di una autogru gommata da 360 kN.
Per i carichi permanenti portati, essendo compiutamente definiti, è stato adottato lo stesso
coefficiente valido per le azioni permanenti. A favore di sicurezza non è stato contemplato il
momento generato dall’eccentricità del carico concentrato dovuto agli impalcati adiacenti.
Le sollecitazioni agenti sulla struttura ottenute con la combinazione esaminata sono riportate in
Tabella 5-8.
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CSI
Tabella 5-8. Sollecitazioni sulla struttura ottenute con la COMBINAZIONE 1.
(a) Momento
(b) Sforzo Normale
Azioni agenti sul palo
Mmax
611.98 kNm
Nmax
4008.97 kN
Tmax
127.58 kN
Azioni agenti sulla sovrastruttura
Mmax
5395.98 kNm
Nmax
127.58 kN
Tmax
1900.49 kN
(c) Taglio
La COMBINAZIONE 2:
1.3×G1 + 1.3×G2 + 1.5×Qk1 + 1.0×Qk2
tiene conto dei carichi permanenti, dovuti al peso proprio della struttura ed ai carichi portati, e
dei carichi variabili indotti sulla struttura dal passaggio di una autogru gommata da 360 kN.
Per i carichi permanenti portati, essendo compiutamente definiti, è stato adottato lo stesso
coefficiente valido per le azioni permanenti. A favore di sicurezza non è stato contemplato il
momento generato dall’eccentricità del carico concentrato dovuto agli impalcati adiacenti.
Le sollecitazioni agenti sulla struttura ottenute con la combinazione esaminata sono riportate in
Tabella 5-8.
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001
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004
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CSI
Tabella 5-9. Sollecitazioni sulla struttura ottenute con la COMBINAZIONE 2.
(b) Sforzo Normale
(a) Momento
Azioni agenti sul palo
Mmax
824.64 kNm
Nmax
4023.33 kN
Tmax
204.62 kN
Azioni agenti sulla sovrastruttura
Mmax
5344.57 kNm
Nmax
146.40 kN
Tmax
1503.98 kN
(c) Taglio
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5.4.3
001
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004
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CSI
Verifiche a presso-flessione
La sezione resistente del palo di diametro Ø1000 mm, come mostrato in Figura 4-1, presenta
armatura longitudinale costituita da 15 ferri Ø20 mm in acciaio FeB44k e staffe circolari Ø12
mm passo 25 cm . Il copriferro è stato imposto pari a 8 cm.
187.5
50.0
Ø20/20
30.0
5.0
50.0
staffe Ø12/25
8.0
250.0
50.0
Ø10
0
.0
170.0
Ø20/15
5.0
Ø24/20
287.5
Figura 5-7. Sezioni resistenti del palo e della sovrastruttura.
In Figura 5-8 viene riportato il dominio momento flettente / sforzo normale in cui la sezione
circolare in c.a. del palo di diametro Ø1000 risulta verificata secondo le NTC 2008.
Momento Flettente [kNm]
2000
1000
COMB 2
COMB 1
0
-1000
-2000
-2500
0
2500
5000
7500
10000
Sforzo Normale [kN]
12500
15000
17500
Figura 5-8. Dominio M-N per la sezione circolare del palo in c.a. di diametro Ø1000 mm.
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CSI
La sezione resistente della sovrastruttura, come mostrato in Figura 4-1, presenta armatura tesa
costituita da ferri Ø24 mm in acciaio FeB44k con passo 20cm . Il copriferro è stato imposto pari
a 5 cm.
In Tabella 5-10 sono riportate le verifiche a flessione della sezione scatolare della sovrastruttura.
Tabella 5-10. Verifiche STR per la sezione scatolare in c.a. della sovrastruttura.
Verifica STR a flessione sezione scatolare sovrastruttura
COMBINAZIONE
Rd [kNm]
Ed [kNm]
γ
Momento flettente M
1.3 G1 + 1.3G2 + 1.5 QK1
6414
5396
1.19
Momento flettente M
1.3 G1 + 1.3G2 + 1.5 QK1 + QK2
6414
5345
1.20
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Capitolo 6
Mooring dolphins
6.1
Descrizione della struttura
Il cassone tipo B costituisce l’elemento di fondazione per le realizzazione dei mooring dolphins,
sia quelli esterni che quelli più interni. La struttura prefabbricata del cassone tipo B è costituita
da un cassone cellulare in c.a.,
.a., avente 2×2 celle, con fusto di dimensioni 11.75 m × 13.0 m e
altezza variabile in funzione della profondità di installazione, variabile tra -17.0 e -20.50 m sul
l.m.m.. Il solettone di base del cassone ha dimensioni in pianta di 13.75 m × 15.00 m ed ha
h
spessore di 80 cm. Il cassone è chiuso in sommità da una soletta di spessore pari a 35 cm.
Dall’estradosso del cassone si elevano sei pali in c.a. di diametro Ø1200.
La Figura 6-1 riporta le fasi di realizzazione della struttura. Il cassone tipo B viene trasportato in
galleggiamento e affondato, inizialmente con zavorra liquida, la quale, in una fase successiva,
viene sostituita con zavorra solida (1).
(1). Per la fase di trasporto e installazione, al fine di garantire
le condizioni di stabilità nautica del cassone, è stata prevista la realizzazione parziale dei pali, per
un altezza sufficiente ad assicurare, una volta affondato il cassone, l’emersione dei pali per
almeno 50 cm.
Figura 6-1.. Fasi di realizzazione del cassone tipo B per la realizzazione dei mooring dolphins.
Successivamente vengono completati i pali fino al raggiungimento della quota +5.50 sul
su l.m.m.
(2), vengono gettate in opera, con l’impiego di un cassero prefabbricato a perdere in c.a, le due
travi trasversali (3), di larghezza 3.0 m, altezza 1.5
1. m e lunghezza 14.75 m; infine viene
realizzata la soletta (4) di spessore 1.2
1. m.
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6.2
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Verifiche di galleggiamento in fase di trasporto
Il trasporto e la messa in opera del cassone tipo B viene effettuata via mare con il cassone in
galleggiamento. Al fine di assicurare una altezza metacentrica non inferiore a 30 cm è necessario
inserire all’interno delle celle del cassone una zavorra solida di stabilizzazione. In Tabella 5-1
sono riportate le condizioni di galleggiamento in fase di trasporto per i diversi cassoni tipo B. Si
osserva che il pescaggio dei cassoni varia tra circa 7.6 m e 13.0 m. Le verifiche di
galleggiamento sono state effettuate considerando un peso specifico di 24.5 kN/m³ per il
calcestruzzo e di 10.1 kN/m³ per l’acqua di mare.
Tabella 6-1. Galleggiamento dei cassoni tipo B in fase di trasporto e installazione.
CASSONE
B1
B2
B3
B4
B5
B6
B7
B8
B9
B10
B11
B12
B13
FUSTO
LUNGHEZZA [m]
13
13
13
13
13
13
13
13
13
13
13
13
13
LARGHEZZA [m]
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
11.75
altezza laterale
10.7
11.2
11.7
12.2
13.7
13.7
13.7
11.2
11.2
11.7
12.2
14.2
14.7
ALTEZZA FUSTO [m]
10.35
10.85
11.35
11.85
13.35
13.35
13.35
10.85
10.85
11.35
11.85
13.85
14.35
39.94
SEZIONE TRASVERSALE [m²]
39.94
39.94
39.94
39.94
39.94
39.94
39.94
39.94
39.94
39.94
39.94
39.94
VOLUME CLS [m³]
413.4
433.3
453.3
473.3
533.2
533.2
533.2
433.3
433.3
453.3
473.3
553.2
573.1
VOLUME V.P.P. [m³]
1581.0
1657.3
1733.7
1810.1
2039.2
2039.2
2039.2
1657.3
1657.3
1733.7
1810.1
2115.6
2192.0
SOLETTONE DI BASE
LUNGHEZZA [m]
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
15
LARGHEZZA [m]
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
13.75
AREA DI BASE [m²]
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
206.25
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
0.8
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
165.00
ALTEZZA [m]
VOLUME [m³]
TAPPO
ALTEZZA [m]
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
0.35
AREA [m²]
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
152.8
VOLUME [m³]
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
53.46
9 PALI Ø1200
ALTEZZA [m]
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
5.5
SEZIONE [m²]
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
10.2
VOLUME [m³]
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
55.95
ALTEZZA TOTALE [m]
11.5
12.0
12.5
13.0
14.5
14.5
14.5
12.0
12.0
12.5
13.0
15.0
15.5
VOLUME CLS [m³]
687.8
707.8
727.7
747.7
807.6
807.6
807.6
707.8
707.8
727.7
747.7
827.6
847.6
16851.0
17340.3
17829.5
18318.8
19786.6
19786.6
19786.6
17340.3
17340.3
17829.5
18318.8
20275.9
20765.1
600
800
1000
1200
1600
1600
1600
800
800
1000
1400
1700
1900
PESO CASSONE [kN]
ZAVORRA SOLIDA [kN]
ALTEZZA EMERSA [m]
0.5
0.5
0.6
0.6
0.9
0.9
0.9
0.5
0.5
0.6
0.5
1.0
1.1
PESCAGGIO [m]
11.0
11.5
11.9
12.4
13.6
13.6
13.6
11.5
11.5
11.9
12.5
14.0
14.4
γcls =
24.5
kN/m³
γwat =
10.1
kN/m³
10.1
kN/m³
6.3
Verifiche di stabilità globale della struttura
Le verifiche agli stati limite della struttura sono state eseguite considerando l’opera ultimata,
comprensiva delle travi e della soletta. I calcoli di stabilità globale ed i calcoli strutturali della
struttura sono stati effettuati per il cassone B13 che non beneficia del peso aggiuntivo dovuto alla
travi dell’impalcato e che, in condizioni limite di progetto (TR 100), risulta soggetto ad una
combinazione di carico che risulta essere la più gravosa. Le caratteristiche geometriche del
cassone B13 e della sovrastruttura e lo schema di calcolo relativi al mooring dolphins sono
riportati Figura 6-2.
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11
6.3.1
001
MR
004
0-
CSI
Determinazione delle azioni agenti sulla struttura
I carichi agenti sulla struttura sono i carichi permanenti (peso della struttura e spinta di
galleggiamento) e i carichi accidentali dovuti all’azione del moto ondoso, alle forze di ormeggio
e alle azioni sismiche. Con riferimento al sistema di riferimento adottato, in
Tabella 6-2 sono riportati i carichi permanenti e il loro punto di applicazione.
Figura 6-2. Dimensioni caratteristiche del cassone B13 e schema di calcolo per le verifiche globali.
Tabella 6-2. Peso della struttura e spinta idrostatica agente sul cassone tipo B13 in opera.
L [m]
B [m]
h [m]
A [m²]
V [m³]
P [kN]
X [m]
SOLETTONE DI BASE
15.0
13.75
0.8
206.3
165.0
4042.5
7.5
0.4
FUSTO
13.0
11.75
14.35
39.9
573.1
14041.9
7.5
8.0
TAPPO
13.0
11.75
15.3
ELEMENTO STRUTTURALE
Z [m]
0.35
152.8
53.5
1309.8
7.5
RIEMPIMENTO CON SABBIA
14.35
112.8
1618.7
12949.4
7.5
8.0
n°9 PALI Ø1200
10.0
10.2
101.8
2493.8
7.5
20.5
n° 3 TRAVI - PULVINO
14.75
3.00
1.5
44.3
199.1
4878.6
7.5
26.3
SOLETTONE
14.75
13.3
1.2
196.2
235.4
5767.5
7.5
27.6
45483.6
7.5
12.6
Z [m]
PESO TOTALE
L [m]
B [m]
h [m]
A [m²]
V [m³]
W [kN]
X [m]
SOLETTONE DI BASE
15.0
13.75
0.8
206.3
165.0
1666.5
7.5
0.4
FUSTO
13.0
11.75
14.35
152.8
2192.0
22138.8
7.5
8.0
TAPPO
13.0
11.75
0.4
152.8
53.5
540.0
7.5
15.3
5.0
10.2
50.9
514.0
7.5
18.0
2461.3
24859.3
7.5
7.8
VOLUME IMMERSO
n°6 PALI Ø1200
SPINTA IDROSTATICA
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11
001
MR
004
0-
CSI
Le azioni risultanti e i diagrammi di spinta dovuti all’azione del moto ondoso sulla struttura in
esame sono stati determinati utilizzando le formule di Morison (§4.1) sia sui pali che sul cassone
sommerso.
Le condizioni di moto ondoso associate al tempo di ritorno TR 100 anni al largo e a ridosso della
struttura sono riportate in Tabella 6-3.
Tabella 6-3. Condizioni di moto ondoso al largo e a ridosso del cassone B13.
MOTO ONDOSO AL LARGO - Tr = 100 anni
Hso
5.7 m
MOTO ONDOSO A RIDOSSO DELLE STRUTTURE
Altezza d'onda significativa
Ho,max
10.3 m
Altezza dell'onda massima
L
112.6 m
lunghezza d'onda a riva
Ts
9.30 s
Periodo significativo
k
0.056
numero d'onda
Lo
135.0 m
Lunghezza dell'onda al largo
FORMULAZIONE DI GODA PER L'ONDA SOTTOCOSTA
so
0.042
Ripidità dell'onda al largo
βο
0.10
β ο∗
0.18
kr
0.9
Coefficiente di rifrazione
β1
0.54
β 1∗
0.65
Altezza d'onda equivalente
β max
0.92
β max*
1.65
0.16
h/Lo
0.16
Ho'
5.13 m
h
21.5 m
Profondita ad una distanza di 5 Hs h/Lo
d
20.5 m
Imbasamento della struttura
ks
0.91
Coefficiente di shoaling
Hs,riva
pendenza fondale
Hmax,riva
i
1/100
4.7 m
onda non frangente
8.43 m
onda non frangente
Le caratteristiche geometriche dei pali fanno si che l’azione del moto ondoso su essi sia dovuta
sia all’azione di drag (fd) che alla forza d’inerzia (fi).
Nel caso del cassone di fondazione invece si verificano le condizioni di prevalenza degli effetti
di inerzia pertanto le azioni sul cassone sono determinate esclusivamente con la componente
inerziale della forza (fi).
Per determinare l’azione complessiva dell’onda sul gruppo di pali che costituiscono la struttura
sono state valutate le forze in funzione della fase dell’onda.
Osservando l’andamento delle forze unitarie fd e fi riportato in Figura 6-3, ottenuto in
corrispondenza della superficie libera, si può verificare che esiste uno sfasamento tra la forza di
drag e la forza di inerzia agente sui pali pari π/4. Questo fatto comporta che la risultante
massima non si verifica, generalmente, in corrispondenza della cresta o del cavo dell’onda ma
dove la somma delle due componenti risulta massima. Nel caso del palo circolare la massima
sollecitazione si verifica per x=L/16.
Nel caso del cassone di fondazione la massima forza, essendo dovuta esclusivamente alla
componente inerziale fi , si verifica quando la componente di accelerazione delle particelle
assume valore massimo, il che si accade nel punto di flesso del profilo dell’onda, quando η=0
(x=L/4).
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11
001
10
10
5
5
0
0
f
d
f
-5
-5
i
MR
004
0-
CSI
elevazione η [m]
forza [kN/m]
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f +f
d
i
-10
0
L/4
L/2
-10
3L/4
L
Figura 6-3. Andamento delle forze di drag e di inerzia agenti sui pali in corrispondenza della superficie
5
5
0
0
quota sul l.m.m. [m]
quota sul l.m.m. [m]
libera.
-5
-10
-5
-10
-15
-15
-20
-20
15
10
5
Forza [kN]
Spinta sul singolo palo Fmax (x=L/16)
0
600
500
400
300
200
Forza [kN]
100
0
Spinta sul cassone Fmax (x=L/4)
Figura 6-4. Diagrammi di spinta sul singolo palo e sul cassone in corrispondenza della massima risultante
In Figura 6-4 sono riportati i diagrammi di spinta ottenuti, su un singolo palo e sul cassone di
fondazione, in corrispondenza del valore della fase d’onda in cui la risultante, calcolata
integrando il diagramma di spinta, raggiunge il valore massimo.
Oltre all’azione orizzontale dovuta al moto ondoso è stata valutata la sottopressione calcolata
utilizzando un diagramma di spinta triangolare sotto il piano di posa del cassone avente come
valore massimo il valore della pressione dato dalla teoria lineare.
L’azione massima dovuta alle forze di ormeggio, data dalle unità triple di ganci a scocco rapido,
è stata quantificata in 1800 kN. Tale forza è applicata in sommità alla struttura, alla quota di 7.70
m sul l.m.m., e nelle verifiche è stata ipotizzata agente nella stessa direzione del moto ondoso.
L’azione sismica sulla struttura è dovuta da due contributi: il primo è dato dalla forza d’inerzia
dovuta alla massa del cassone, applicata nel baricentro della struttura, il secondo è data
dall’azione idrodinamica sulla struttura sommersa. La Tabella 6-4 riporta il calcolo dell’azione
sismica complessiva agente sulla struttura.
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001
MR
004
0-
CSI
Tabella 6-4. Azione sismica agente sulla struttura cassone B13.
FORZA SISMICA
Caratteristiche del sisma
S=
ag/g =
1
0.053435
bm =
0.2
I=
1
sottofondazione
accelerazione sismica
Coefficiente di riduzione accelerazione sismica
Coefficiente di protezione sismica
Forza sismica inerziale
W=
kh =
45484 kN
0.0107
Massa Struttura + massa aggiunta
kv =
0.0053
kv = ±0.5 × k h
Fh =
486.08 kN
Forza sismica orizzontale
Fv =
243.04 kN
Forza sismica verticale
Z=
12.65 m
X=
7.50 m
k h = βm × Ss × St × ag / g
Fh = k h × W
Fv = kv × W
Punto di applicazione della forza
Spinta idrodinamica
6.3.2
B=
13.0 m
Larghezza cassoni
H=
20.5 m
Altezza acqua
B/H =
Fidro =
0.6
342.5 kN
Z=
12.3 m
Punto di applicazione
TOTALE SISMA
Fv =
243.0 kN
Fh =
828.5 kN
Forza sismica verticale
Spinta idrodinamica
Forza sismica totale orizzontale
Z=
12.5 m
Punto di applicazione
X=
7.5 m
Punto di applicazione
Combinazione delle azioni
Stabilità globale della struttura
Le verifiche degli SLU che coinvolgono la stabilità globale del corpo rigido (EQU) sono state
eseguite utilizzando i coefficienti parziali γF relativi alle azioni riportati in Tabella 2-2. Le
verifiche nei confronti degli SLU del terreno di fondazione, che coinvolgono gli stati limite di
tipo geotecnico (GEO), collasso per carico limite dell’insieme terreno-fondazione e collasso per
scorrimento sul piano di posa, sono state eseguite secondo l’Approccio 1 delle norme tecniche
per le costruzioni (Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici, 2008) utilizzando la combinazione 2:
A2+M2+R2.
Utilizzando tale approccio nelle verifiche tipo GEO alle azioni sono applicati i coefficienti
riportati nella colonna A2 della Tabella 2-2, la resistenza al taglio del terreno è stata ridotta
applicando il coefficiente γM=1.25, e la resistenza globale viene ridotta utilizzando il coefficiente
γR=1.1.
Si fa presente che le verifiche tipo EQU sono state eseguite utilizzando come carico variabile
solamente l’azione del moto ondoso associata ad un tempo di ritorno di 100 anni. Date le norme
di utilizzo del terminale marittimo si ritiene impossibile che in occasione di tale mareggiata sia
presente all’ormeggio la nave. Pertanto non è stata considerata la contemporaneità delle azioni
dovute al moto ondoso e del tiro alla bitta.
Per tenere conto della contemporaneità del tiro alla bitta e dell’azione del moto ondoso è stata
utilizzata una combinazione di carico eccezionale che contempla le azioni dovute al tiro alla bitta
e l’azione del moto ondoso sulla struttura dovute ad un onda con tempo di ritorno Tr=10 anni.
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001
MR
004
0-
CSI
Le azioni risultanti dovute al moto ondoso sono state ottenute sommando, in funzione della fase
dell’onda, la risultante della forza agente sul cassone di fondazione e la forza agente sui 9 pali
che sostengono la sovrastruttura. Per determinare la forza complessiva sui pali è stata sommata
all’azione agente sul primo palo investito dall’onda la forza ottenuta ad una distanza di L/16
(~7.6 m).
Sono state analizzate diverse condizioni di carico in funzione della fase d’onda. In Tabella 6-5
sono riportate le azioni agenti sulla struttura ottenute a variare della fase d’onda.
Per le verifiche effettuate con la combinazione sismica, considerando che il coefficiente parziale
da applicare alle azioni connesse al vento è pari a zero, non sono state tenute in conto le azioni
dovute al moto ondoso e al tiro alla bitta in quanto direttamente correlati con il vento.
Tabella 6-5. Forze elementari agenti sul mooring dolphins (cassone B13) utilizzate per le verifiche.
Azioni agenti
sul cassone tipo B13
Peso proprio + Spinta di galleggiamento
Moto ondoso in fase di cresta (Tr= 100 anni)
tipo di carico
fase
dell'onda
G
QK1
0
Forza
verticale
Forza
orizzontale
Momento
rispetto P1
Momento
rispetto P2
[kN]
[kN]
[kNm]
[kNm]
-20624
0
154682
-154682
2143
376
-27636
2367
-51550
Moto ondoso in fase di nodo (Tr= 100 anni)
QK2
L/4
0
6210
-51550
Moto ondoso in fase di cavo (Tr= 100 anni)
QK3
L/2
-2143
-44
20685
-9318
Moto ondoso in fase di nodo (Tr= 100 anni)
QK4
3/4L
0
-6263
52632
52632
Moto ondoso in fase di cresta (Tr= 10 anni)
QK5
0
1516
192
-17962
3263
-41530
Moto ondoso in fase di nodo (Tr= 10 anni)
QK6
L/4
0
4954
-41530
Moto ondoso in fase di cavo(Tr= 10 anni)
QK7
L/2
-1516
-41
14826
-6399
Moto ondoso in fase di nodo (Tr= 10 anni)
QK8
3/4L
0
-4989
42247
42247
Tiro alla bitta
QK9
0
1800
-14040
-14040
Sisma ↑ verso l'alto
E1
243
829
-12184
8538
Sisma ↓ verso il basso
E2
-243
829
-8538
-12184
6.3.3
Verifica a ribaltamento
Le norme tecniche prevedono che il rapporto tra la somma dei momenti delle forze stabilizzanti
(Mstab) eventualmente incrementati dei rispettivi coefficienti parziali e la somma dei momenti
delle forze ribaltanti (Mrib) eventualmente incrementati dei rispettivi coefficienti parziali sia
maggiore del coefficiente di sicurezza assunto (1.0 per gli SLU). I risultati delle verifiche al
ribaltamento della struttura sono riportati in Tabella 6-6.
6.3.4
Verifica alla traslazione del piano di posa
Il rapporto tra le forze resistenti nella direzione dello slittamento, incrementate eventualmente
dei rispettivi coefficienti parziali e la somma delle componenti nella stessa direzione delle azioni
sul cassone, incrementate dei rispettivi coefficienti parziali nelle varie combinazioni di carico
deve essere maggiore del coefficiente di sicurezza assunto (1.0 per SLU GEO). La superficie di
scorrimento è quella di separazione tra il piano di fondazione ed il terreno sottostante; il
coefficiente d’attrito terreno - fondazione (µ) è pari a 0.6 quindi si assume 0.6/1.25 = 0.48 per la
condizione SLU. I risultati delle verifiche di stabilità allo scorrimento sono riportati in Tabella
6-6.
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6.3.5
001
MR
004
0-
CSI
Verifica a schiacciamento del piano di posa
Per valutare le tensioni indotte dalla struttura sul piano di posa si ipotizza che le tensioni abbiano
un andamento lineare. Tale ipotesi è valida solo se la piastra di fondazione è sufficientemente
rigida. Le Istruzioni tecniche ammettono un carico massimo sulla fondazione di 5 kg/cm2. Se la
sezione è interamente reagente (il punto di applicazione della forza cade all’interno del nocciolo
centrale di inerzia – |e| ≤ H/6), si utilizza la nota espressione di Navier:
σ max =
N
6⋅e

× 1 +

B×H 
H 
σ min =
N
 6⋅e
× 1 −

B× H 
H 
nel caso di sezione parzializzata l’espressioni precedenti diventano:
σ max =
2
N
×
3 B ⋅ (H / 2 − e )
σmin = 0
I risultati delle verifiche allo schiacciamento del piano di poso sono riportati in Tabella 6-6.
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001
MR
004
0-
CSI
Tabella 6-6. Verifiche allo stato limite ultimo di stabilità globale per il mooring dolphins (cassone tipo B13).
VERIFICA AL RIBALTAMENTO
NTC2008 - SLU - COMB. FONDAMENTALE
COMBINAZIONE
Rd [kNm]
Ed [kNm]
γ
SLU - EQU - 1
0.9 G + 1.5 QK1
139214
-41453
3.36
SLU - EQU - 2
0.9 G + 1.5 QK2
139214
-77325
1.8
SLU - EQU - 3
0.9 G + 1.5 QK3
-139214
-13976
10.0
SLU - EQU - 4
0.9 G + 1.5 QK4
-139214
78948
1.8
ECC 1
G + QK1 + QK9
154682
-32002
4.8
ECC 2
G + QK2 + QK9
154682
-55570
2.8
ECC 3
G + QK3 + QK9
154682
786
196.8
ECC 4
G + QK4 + QK9
154682
28207
5.5
NTC2008 - COM. ECCEZIONALE
NTC2008 - COM. SISMICA
SLU - SISMA - EQU - 1
E+G
154682
-12184
12.7
SLU - SISMA - EQU - 2
E+G
154682
-8538
18.1
COMBINAZIONE
Rd [kN]
Ed [kN]
γ
SLU - GEO - 1
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
7849
488
16.1
SLU - GEO - 2
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
9075
8073
1.12
SLU - GEO - 3
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
10300
-58
178.7
SLU - GEO - 4
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
9075
-8141
1.11
ECC - 1
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
8207
2589
3.2
ECC - 2
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
9075
8781
1.0
ECC - 3
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
9942
2287
4.3
ECC - 4
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
9075
-4146
2.2
SLU - SISMA - GEO - 1
E+G
-8854
829
10.7
SLU - SISMA - GEO - 2
E+G
-9296
829
11.2
n Mi
nFzi
eccen.
σ max
σ min
COMBINAZIONE
[kNm]
[kN]
[m]
[kg/cm²]
[kg/cm²]
SLU - GEO - 1
Rd + 1.3 Ed
-151605
-17838
1.0
1.2
0.53
SLU - GEO - 2
Rd + 1.3 Ed
-221697
-20624
3.2
2.5
0.00
SLU - GEO - 3
Rd + 1.3 Ed
-166795
-23410
-0.4
1.3
0.98
SLU - GEO - 4
Rd + 1.3 Ed
-86261
-20624
-3.3
2.6
0.00
ECC - 1
Rd + 1.3 Ed
-168693
-18653
1.5
1.5
0.35
ECC - 2
Rd + 1.3 Ed
-226923
-20624
3.5
2.7
0.00
ECC - 3
Rd + 1.3 Ed
-181253
-22595
0.5
1.3
0.88
ECC - 4
Rd + 1.3 Ed
-118013
-20624
-1.8
1.7
1.68
SLU - SISMA - GEO - 1
E+G
-146144
-20381
-0.3
1.1
0.87
SLU - SISMA - GEO - 2
E+G
-166865
-20867
0.5
1.2
0.83
VERIFICA ALLO SCORRIMENTO
NTC2008 - SLU - A2+M2+R2
f = 0.48
NTC2008 - COM. ECCEZIONALE A2+M2+R2
NTC2008 - COM. SISMICA
VERIFICA ALLO SCHIACCIAMENTO DEL PIANO DI POSA
NTC2008 - SLU - A2+M2+R2
NTC2008 - COMBINAZIONE ECCEZIONALE
NTC2008 - SLU - SISMA
nota: il segno "+" va inteso come "in combinazione con…"
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11
6.4
001
MR
004
0-
CSI
Verifiche strutturali
Le verifiche strutturali della sovrastruttura del cassone tipo B13 sono state eseguite, come
mostrato in Figura 6-5, schematizzando la struttura con portale piano incastrato alla base. Dal
punto di vista strutturale risulta prevalente l’azione esercitata dal tiro alla bitta piuttosto che
l’azione del moto ondoso. Inoltre considerando l’orientamento del terminale marittimo in
occasione delle massime azioni dovute alle forze di ormeggio (vento al traverso proveniente da
terra) non è presente un moto ondoso significativo ai fini del calcolo.
SEZIONE B - B
SEZIONE A - A
A
14.75
B
3.00
1.07
1.07
+7.70
1.20
+7.70
2.70
2.70
+6.50
+5.00
4.58
1.20
4.58
1.20
+5.00
1.00
0.90
0.90
Palo di c.a. Ø1200
Palo di c.a. Ø1200
Palo di c.a. Ø1200
Palo di c.a. Ø1200
B
0.00
5.00
0.00
5.00
1.20
Ø1200
1.00
Figura 6-5. Schema di calcolo per le verifiche strutturali della sovrastruttura dei mooring dolphins.
6.4.1
Azioni agenti sulla struttura
I carichi permanenti agenti sulla struttura sono rappresentati dal peso proprio della struttura. Le
azioni variabili agenti sulla struttura sono dovute al tiro alla bitta massimo pari 1800 kN agenti
alla quota di +7.70 m sul l.m.m. in direzione orizzontale. Ipotizzando che tale azione sia ripartita
dalla sovrastruttura in modo uniforme sui pali lo schema piano utilizzato per le verifiche risulta
sottoposto ad un’azione orizzontale di 600 kN pari ad un terzo dell’azione massima esercitata
dalla bitta.
6.4.2
Combinazione delle azioni
Per determinare le massime sollecitazioni agenti sulla sovrastruttura è stato implementato un
modello di calcolo strutturale agli elementi finiti tipo sap. Nel modello di calcolo sono state
inserite tutte le azioni agenti sulla struttura, sia di tipo permanente (peso proprio della struttura
resistente), che di tipo accidentale (azioni dovute al tiro alla bitta). Le verifiche degli SLU che
coinvolgono resistenza della struttura (STR) sono state eseguite utilizzando i coefficienti parziali
γF relativi alle azioni riportati in Tabella 2-2.
La COMBINAZIONE 1:
1.3×G1 + 1.5×Qbitta
risulta essere la combinazione più gravosa per le verifiche STR.
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001
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004
0-
CSI
Le sollecitazioni agenti sulla struttura ottenute con la combinazione esaminata sono riportate in
Tabella 6-7.
Tabella 6-7. Sollecitazioni sulla struttura ottenute con la COMBINAZIONE 1.
(b) Sforzo Normale
(a) Momento
Azioni agenti sul palo
Mmax
1731 kNm
Nmax
2077 kN
Tmax
304 kN
Azioni agenti sulla sovrastruttura
Mmax
2336 kNm
Nmax
595 kN
Tmax
1684 kN
(c) Taglio
6.4.3
Verifiche a presso-flessione
La sezione resistente del palo di diametro Ø1200 mm, come mostrato in Figura 6-6, presenta
armatura longitudinale costituita da 19 ferri Ø26 mm e staffe circolari Ø12 mm passo 25 cm . Il
copriferro per la sezione circolare è stato imposto pari a 8 cm.
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001
MR
004
0-
CSI
515.0
120.0
10.5
Ø20/20
staffe Ø12/25
Ø12
0
.0
19 Ø26
107.5
150.0
107.5
Ø26/20
300.0
Figura 6-6. Sezioni resistenti del palo e della sovrastruttura.
In Figura 6-7 viene riportato il dominio momento flettente / sforzo normale in cui la sezione
circolare in c.a. del palo di diametro Ø1200 risulta verificata.
Momento Flettente [kNm]
4000
COMB 1
2000
0
-2000
-4000
-0.5
0
0.5
1
1.5
Sforzo Normale [kN]
2
2.5
4
x 10
Figura 6-7. Dominio M-N per la sezione circolare del palo in c.a. di diametro Ø1200 mm.
La sezione resistente della sovrastruttura, come mostrato in Figura 6-6, presenta armatura tesa
costituita da ferri Ø26 mm con passo 20cm e armatura compressa costituita da ferri Ø20 mm con
passo 20cm . Il copriferro è stato imposto pari a 5 cm.
In Tabella 6-8 sono riportate le verifiche a flessione della sezione scatolare della sovrastruttura.
Tabella 6-8. Verifiche STR per la sezione scatolare in c.a. della sovrastruttura.
Verifica STR a flessione sezione a T sovrastruttura
Momento flettente M
COMBINAZIONE
Rd [kNm]
Ed [kNm]
γ
1.3 G1 + 1.5 QK1
7673
2336
3.28
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004
0-
CSI
Capitolo 7
Breasting dolphins
7.1
Descrizione della struttura
Il cassone tipo B costituisce l’elemento di fondazione per le realizzazione dei breasting dolphins.
La struttura prefabbricata del cassone tipo B è costituita da un cassone cellulare in c.a., avente
2×2 celle,, con fusto di dimensioni 11.75 m × 13.0 m e altezza variabile in funzione della
profondità di installazione, variabile tra -17.0 e -20.50
20.50 m sul l.m.m.,
l.m.m. affinché in opera
l’estradosso del cassone
one sia a quota -5.0 sul l.m.m... Il solettone di base del cassone
casson ha dimensioni
in pianta di 13.75 m × 15.00 m ed ha spessore di 80 cm. Il cassone è chiuso in sommità da una
soletta di spessore pari a 35 cm. Dall’estradosso del cassone si elevano sei pali in c.a. di diametro
Ø1200 di altezza complessiva pari a 6.50 m.
m
La Figura 7-1 riporta le fasi di realizzazione della struttura. Il cassone tipo B viene trasportato in
galleggiamento e affondato, inizialmente con zavorra liquida, la quale, in una fase successiva,
viene sostituita con zavorra solida (1).
Figura 7-1.. Fasi di realizzazione del cassone tipo B per la realizzazione dei breasting dolphins.
Successivamente vengono gettate in opera, con l’impiego di un cassero prefabbricato a perdere
in c.a, le tre travi trasversali (2),
( di larghezza 3.0 m, altezza 1.0 m e lunghezza 14.75 m; viene
realizzata la soletta (3)) di spessore 0.5 m ed infine viene eseguito il getto massiccio di
completamento (4).
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7.2
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0-
CSI
Verifiche di galleggiamento in fase di trasporto
Il trasporto e la messa in opera del cassone tipo B viene effettuata via mare con il cassone in
galleggiamento. Al fine di assicurare una altezza metacentrica sufficiente a garantire un
galleggiamento stabile è necessario inserire all’interno delle celle del cassone una zavorra solida
di stabilizzazione. In Tabella 7-1 sono riportate le condizioni di galleggiamento in fase di
trasporto per i diversi cassoni tipo B per la realizzazione dei breasting dolphins. Le verifiche di
galleggiamento sono state effettuate considerando un peso specifico di 24.5 kN/m³ per il
calcestruzzo e di 10.1 kN/m³ per l’acqua di mare.
Tabella 7-1. Galleggiamento dei cassoni tipo B per i breasting dolphins in fase di trasporto.
CASSONE
B14
B15
B16
B17
FUSTO
LUNGHEZZA [m]
13
13
13
13
LARGHEZZA [m]
11.75
11.75
11.75
11.75
ALTEZZA FUSTO (senza tappo) [m]
13.35
14.35
11.35
12.85
SEZIONE TRASVERSALE CASSONE [m²]
39.94
39.94
39.94
39.94
VOLUME CLS [m³]
533.2
573.1
453.3
513.2
VOLUME VUOTO PER PIENO [m³]
2039.2
2192.0
1733.7
1962.8
SOLETTONE DI BASE
LUNGHEZZA [m]
15
15
15
15
LARGHEZZA [m]
13.75
13.75
13.75
13.75
AREA DI BASE [m²]
206.25
206.25
206.25
206.25
0.8
0.8
0.8
0.8
165.00
165.00
165.00
165.00
ALTEZZA [m]
VOLUME [m³]
TAPPO
ALTEZZA [m]
0.35
0.35
0.35
0.35
AREA [m²]
152.8
152.8
152.8
152.8
VOLUME [m³]
53.46
53.46
53.46
53.46
9 PALI Ø1200
ALTEZZA [m]
6.5
6.5
6.5
6.5
SEZIONE TRASVERSALE [m²]
10.2
10.2
10.2
10.2
VOLUME [m³]
66.13
66.13
66.13
66.13
ALTEZZA TOTALE [m]
14.5
15.5
12.5
14.0
VOLUME CLS [m³]
817.8
857.7
737.9
797.8
20035.9
21014.4
18078.8
19546.6
1800
2100
1100
1600
PESO CASSONE [kN]
ZAVORRA SOLIDA [kN]
7.3
ALTEZZA EMERSA [m]
0.6
0.8
0.3
0.6
PESCAGGIO [m]
13.9
14.7
12.2
13.4
γcls =
24.5
kN/m³
γwat =
10.1
kN/m³
Verifiche di stabilità globale della struttura
I calcoli di stabilità globale ed i calcoli strutturali della struttura sono stati effettuati per il
cassone B15 che, in condizioni limite di progetto (TR 100), risulta soggetto ad una combinazione
di carico che risulta essere la più gravosa. In Figura 7-2 è riportato lo schema di calcolo adottato
per le verifiche di stabilità globale.
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MR
004
0-
CSI
Figura 7-2. Dimensioni caratteristiche del cassone B15 e schema di calcolo per le verifiche globali.
7.3.1
Determinazione delle azioni agenti sulla struttura
I carichi agenti sulla struttura sono i carichi permanenti (peso della struttura e spinta di
galleggiamento), i carichi accidentali dovuti all’azione del moto ondoso ed il carico accidentale
dovuto alla reazione esercitata dai fender a seguito dell’assorbimento dell’energia di accosto
della nave. Con riferimento al sistema di riferimento adottato, in Tabella 7-2 sono riportati i
carichi permanenti e il loro punto di applicazione.
Tabella 7-2. Peso della struttura e spinta idrostatica agente sul cassone tipo B15 in opera.
ELEMENTO STRUTTURALE
L [m]
B [m]
h [m]
A [m²]
V [m³]
P [kN]
X [m]
SOLETTONE DI BASE
15.0
13.75
0.8
206.3
165.0
4042.5
7.5
0.40
FUSTO
13.0
11.75
14.35
39.9
573.1
14041.9
7.5
7.98
TAPPO
13.0
11.75
15.33
RIEMPIMENTO CON SABBIA
n°9 PALI Ø1200
Z [m]
0.35
152.8
53.5
1309.8
7.5
14.35
112.8
1618.7
12787.6
7.5
7.98
6.5
10.2
66.2
1621.0
7.5
18.75
n° 3 TRAVI - PULVINO
14.75
3.00
1.0
44.3
132.8
3252.4
7.5
22.50
SOLETTA
14.75
13.3
0.5
196.2
98.1
2403.1
7.5
23.25
GETTO DI COMPLETAMENTO
14.75
13.3
2.5
196.2
490.4
PESO TOTALE
VOLUME IMMERSO
12015.7
7.5
24.75
51474.0
7.5
13.5
Z [m]
L [m]
B [m]
h [m]
A [m²]
V [m³]
W [kN]
X [m]
SOLETTONE DI BASE
15.0
13.75
0.8
206.3
165.0
1666.5
7.5
0.40
FUSTO
13.0
11.75
14.35
152.8
2192.0
22138.8
7.5
7.98
TAPPO
13.0
11.75
0.35
152.8
53.5
540.0
7.5
15.33
5.0
10.2
50.9
514.0
7.5
18.0
2461.3
24859.3
7.5
7.8
n°6 PALI Ø1200
SPINTA IDROSTATICA
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CSI
Le azioni risultanti e i diagrammi di spinta dovuti all’azione del moto ondoso sulla struttura in
esame sono stati determinati utilizzando le formule di Morison (§4.1) sia sulla sovrastruttura
(pali e coronamento) sul cassone sommerso.
Le condizioni di moto ondoso associate al tempo di ritorno TR 100 anni al largo e a ridosso della
struttura sono riportate in Tabella 7-3.
Tabella 7-3. Condizioni di moto ondoso al largo e a ridosso del cassone B15.
MOTO ONDOSO AL LARGO - Tr = 100 anni
Hso
5.7 m
MOTO ONDOSO A RIDOSSO DELLE STRUTTURE
Altezza d'onda significativa
Ho,max
10.3 m
Altezza dell'onda massima
L
112.6 m
lunghezza d'onda a riva
Ts
9.30 s
Periodo significativo
k
0.056
numero d'onda
Lo
135.0 m
Lunghezza dell'onda al largo
FORMULAZIONE DI GODA PER L'ONDA SOTTOCOSTA
so
0.042
Ripidità dell'onda al largo
βο
0.10
β ο∗
0.18
kr
0.9
Coefficiente di rifrazione
β1
0.54
β 1∗
0.65
Altezza d'onda equivalente
β max
0.92
β max*
1.65
0.16
h/Lo
0.16
Ho'
5.13 m
h
21.5 m
Profondita ad una distanza di 5 Hs h/Lo
d
20.5 m
Imbasamento della struttura
ks
0.91
Coefficiente di shoaling
Hs,riva
pendenza fondale
Hmax,riva
i
1/100
4.7 m
onda non frangente
8.43 m
onda non frangente
Nel caso dei breasting dolphins il moto ondoso agisce sulla struttura con tre distinti contributi:
l’azione sul cassone sommerso di fondazione, l’azione sui pali e l’impatto sulla sovrastruttura, la
quale si trova ad una quota tale da essere investita dal moto ondoso in occasione delle
mareggiate.
L’azione del moto ondoso sul cassone sommerso è data esclusivamente da effetti di inerzia
pertanto le azioni sul cassone sono determinate esclusivamente con la componente inerziale della
forza (fi). Tale azione risulta analoga a quella determinata in precedenza per i mooring dolphins
in quanto le condizioni di calcolo e la geometria del corpo immerso sono le stesse.
Sui pali agisce sia l’azione di drag (fd) che la forza d’inerzia (fi), in questo caso i pali risultano
elevarsi sino alla quota +1.50 sul l.m.m. ma a favore di sicurezza l’azione agente su essi è stata
determinata ipotizzando il palo infinitamente alto.
Sul coronamento agisce una forza di tipo inerziale ma solo quando la superficie dell’acqua
supera la quota dell’intradosso della struttura pari a +1.50 m s.l.m.m..
In Tabella 7-4 sono riportati i valori delle forze dovute al moto ondoso agenti sulla struttura.
Osservando l’andamento delle forze agenti sulla struttura in funzione della fase del moto ondoso
si può constatare che la spinta massima agente sulla struttura si nel punto di flesso del profilo
dell’onda, quando η=0 (x=L/4). Il momento massimo destabilizzante si ha invece per x=L/8.
La risultante sulla struttura è stata determinata sommando le diverse forze agenti sui nove pali in
funzione della lunghezza d’onda ipotizzando un attacco ortogonale del moto ondoso.
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Tabella 7-4. Forze dovute al moto ondoso agenti sulla struttura.
Fase dell’onda
0
L/8
L/4
3/8L
L/2
5/8L
6/8L
7/8L
L
Livello marino
h
m
4.2
3.0
0.0
-3.0
-4.2
-3.0
0.0
3.0
4.2
distanza
x
m
0.0
14.1
28.1
42.2
56.3
70.4
84.4
98.5
112.6
0.0
961.0
0.0
0.0
0.0
0.0
0.0
-961.0
0.0
AZIONE SULLA SOVRASTRUTTURA
Forza di inerzia
Fi
kN
centro di spinta
Zi
m
0.0
2.3
0.0
0.0
0.0
0.0
0.0
2.3
2.9
Spinta
F
kN/m
0.0
961.0
0.0
0.0
0.0
0.0
0.0
-961.0
0.0
Centro di spinta
Z
m
0.00
2.27
0.00
0.00
0.00
0.00
0.00
2.27
0.00
AZIONE SUL PALO
Forza di drag
Fd
kN
46.5
18.9
0.0
-3.6
-2.6
-3.6
0.0
18.9
46.5
centro di spinta
Zd
m
0.3
-0.5
-2.3
-4.0
-4.7
-4.0
-2.3
-0.5
0.3
Forza di inerzia
Fi
kN
0.0
29.2
24.1
6.4
0.0
-6.4
-24.1
-29.2
0.0
centro di spinta
Zi
m
0.0
-0.8
-2.4
-4.0
-4.7
-4.0
-2.4
-0.8
-0.1
Spinta
F
kN/m
46.5
48.1
24.1
2.9
-2.6
-10.0
-24.1
-10.3
46.5
Centro di spinta
Z
m
0.27
-0.68
0.00
-4.05
-4.65
-4.01
0.00
-1.21
0.27
AZIONE SUL CASSONE
Forza di inerzia
Fi
kN
0.0
4499.0
6362.5
4499.0
0.0
-4499.0
-6362.5
-4499.0
0.0
centro di spinta
Zi
m
0.0
-12.4
-12.4
-12.4
-12.4
-12.4
-12.4
-12.4
-12.4
Spinta
F
kN
0.0
4499.0
6362.5
4499.0
0.0
-4499.0
-6362.5
-4499.0
0.0
Centro di spinta
Z
m
Sottospinta
U
kN/m
0.00
-12.37
-12.37
-12.37
0.00
-12.37
-12.37
-12.37
0.00
164.85
116.55
0.00
-116.55
-164.85
-116.55
0.00
116.55
164.85
RISULTANTE SULLA STRUTTURA
SOTTOPRESSIONE
U
kN
2143
1515
0
-1515
-2143
-1515
0
1515
2143
SPINTA TOTALE
F
kN
451
5781
6481
4496
-53
-4650
-6545
-5292
451
CENTRO DI SPINTA
Z
m
-0.1
-9.3
-12.2
-12.4
-4.2
-12.0
-12.1
-9.3
-0.1
MOMENTO (P1)
M
kNm
-29176
-78921
-54001
-22385
20867
53540
55300
45149
-29176
MOMENTO (P2)
M
kNm
827
-57709
-54001
-43598
-9136
32328
55300
66362
827
Oltre all’azione orizzontale dovuta al moto ondoso è stata valutata la sottopressione calcolata
utilizzando un diagramma di spinta triangolare sotto il piano di posa del cassone avente come
valore massimo il valore della pressione dato dalla teoria lineare.
La massima reazione esercitata dai fender è stata valutata in 2270 kN. Tale reazione viene
esercitata in conseguenza all’assorbimento da un energia pari a 1910 kNm da parte di un solo
fender conico di altezza 1600 mm.
L’azione sismica sulla struttura è dovuta da due contributi: il primo è dato dalla forza d’inerzia
dovuta alla massa del cassone, applicata nel baricentro della struttura, il secondo è data
dall’azione idrodinamica sulla struttura sommersa. La Tabella 7-5 riporta il calcolo dell’azione
sismica complessiva agente sulla struttura.
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Tabella 7-5. Azione sismica agente sulla struttura.
FORZA SISMICA
Caratteristiche del sisma
S=
ag/g =
1
0.053435
bm =
0.2
I=
1
sottofondazione
accelerazione sismica
Coefficiente di riduzione accelerazione sismica
Coefficiente di protezione sismica
Forza sismica inerziale
W=
kh =
51474 kN
0.010687
Massa Struttura + massa aggiunta
k h = βm × Ss × St × ag / g
kv = 0.0053435
Fh =
550.10 kN
Fv =
275.05 kN
Forza sismica orizzontale
Z=
13.45 m
Punto di applicazione della forza
X=
7.50 m
kv = ±0.5 × k h
Forza sismica verticale
Fh = k h × W
Fv = kv × W
Spinta idrodinamica
B=
13.0 m
Larghezza cassoni
H=
20.5 m
Altezza acqua
B/H =
Fidro =
0.6
342.5 kN
Z=
12.3 m
Punto di applicazione
TOTALE SISMA
Fv =
275.1 kN
Fh =
892.6 kN
Forza sismica verticale
Spinta idrodinamica
Forza sismica totale orizzontale
Z=
13.0 m
Punto di applicazione
X=
7.5 m
Punto di applicazione
Combinazione delle azioni
7.3.2
Le verifiche degli SLU che coinvolgono la stabilità globale del corpo rigido (EQU) sono state
eseguite utilizzando i coefficienti parziali γF relativi alle azioni riportati in Tabella 2-2. Le
verifiche nei confronti degli SLU del terreno di fondazione, che coinvolgono gli stati limite di
tipo geotecnico (GEO), collasso per carico limite dell’insieme terreno-fondazione e collasso per
scorrimento sul piano di posa, sono state eseguite secondo l’Approccio 1 delle norme tecniche
per le costruzioni (Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici, 2008) utilizzando la combinazione 2:
A2+M2+R2.
Utilizzando tale approccio nelle verifiche tipo GEO alle azioni sono applicati i coefficienti
riportati nella colonna A2 della Tabella 2-2, la resistenza al taglio del terreno è stata ridotta
applicando il coefficiente γM=1.25, e la resistenza globale viene ridotta utilizzando il coefficiente
γR=1.1.
È da tener conto che quando la nave è all’ormeggio le strutture risultano schermate dall’azione
del moto ondoso pertanto non esiste combinazione di carico che prevede la contemporaneità
dell’onda di progetto con l’azione dovuta alla nave.
Per le verifiche effettuate con la combinazione sismica, considerando che il coefficiente parziale
da applicare alle azioni connesse al vento è pari a zero, non sono state tenute in conto le azioni
dovute al moto ondoso in quanto direttamente correlati con il vento.
7.3.3
Verifica a ribaltamento
Le norme tecniche prevedono che il rapporto tra la somma dei momenti delle forze stabilizzanti
(Mstab) eventualmente incrementati dei rispettivi coefficienti parziali e la somma dei momenti
delle forze ribaltanti (Mrib) eventualmente incrementati dei rispettivi coefficienti parziali sia
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maggiore del coefficiente di sicurezza assunto (1.0 per gli SLU). I risultati delle verifiche al
ribaltamento della struttura sono riportati in Tabella 5-6.
Tabella 7-6. Forze elementari utilizzate per le verifiche agli stati limite.
Azioni agenti
sul cassone tipo B15
Peso proprio + Spinta di galleggiamento
tipo di carico
fase
dell'onda
G
Forza
verticale
Forza
orizzontale
Momento
rispetto P1
Momento
rispetto P2
[kN]
[kN]
[kNm]
[kNm]
-26615
0
199610
-199610
Moto ondoso in fase di cresta (Tr= 100 anni)
QK1
0
2143
451
-29176
827
Moto ondoso in fase di nodo (Tr= 100 anni)
QK2
L/8
1515
5781
-78921
-57709
Moto ondoso in fase di cavo (Tr= 100 anni)
QK3
L/4
0
6481
-54001
-54001
Moto ondoso in fase di nodo (Tr= 100 anni)
QK4
3/4L
0
-6545
55300
55300
Reazione di accosto della nave
-7037
QK9
0
2270
-7037
Sisma ↑ verso l'alto
E1
275
893
-13676
9550
Sisma ↓ verso il basso
E2
-275
893
-9550
-13676
7.3.4
Verifica alla traslazione del piano di posa
Il rapporto tra le forze resistenti nella direzione dello slittamento, incrementate eventualmente
dei rispettivi coefficienti parziali e la somma delle componenti nella stessa direzione delle azioni
sul cassone, incrementate dei rispettivi coefficienti parziali nelle varie combinazioni di carico
deve essere maggiore del coefficiente di sicurezza assunto (1.0 per SLU GEO). La superficie di
scorrimento è quella di separazione tra il piano di fondazione ed il terreno sottostante; il
coefficiente d’attrito terreno - fondazione (µ) è pari a 0.6 quindi si assume 0.6/1.25 = 0.48 per la
condizione SLU. I risultati delle verifiche di stabilità allo scorrimento sono riportati in Tabella
5-6.
7.3.5
Verifica a schiacciamento del piano di posa
Per valutare le tensioni indotte dalla struttura sul piano di posa si ipotizza che le tensioni abbiano
un andamento lineare. Tale ipotesi è valida solo se la piastra di fondazione è sufficientemente
rigida. Le Istruzioni tecniche ammettono un carico massimo sulla fondazione di 5 kg/cm2. Se la
sezione è interamente reagente (il punto di applicazione della forza cade all’interno del nocciolo
centrale di inerzia – |e| ≤ H/6), si utilizza la nota espressione di Navier:
σ max =
N
6⋅e

× 1 +

B×H 
H 
σ min =
N
 6⋅e
× 1 −

B× H 
H 
nel caso di sezione parzializzata l’espressioni precedenti diventano:
σ max =
2
N
×
3 B ⋅ (H / 2 − e )
σmin = 0
I risultati delle verifiche allo schiacciamento del piano di poso sono riportati in Tabella 5-6.
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Tabella 7-7. Verifiche allo stato limite ultimo di stabilità globale per breasting dolphin.
VERIFICA AL RIBALTAMENTO
NTC2008 - SLU - COMB. FONDAMENTALE
COMBINAZIONE
Rd [kNm]
Ed [kNm]
γ
SLU - EQU - 1
0.9 G + 1.5 QK1
179649
-43764
4.10
SLU - EQU - 2
0.9 G + 1.5 QK2
179649
-118381
1.5
SLU - EQU - 3
0.9 G + 1.5 QK3
-179649
-81002
2.2
SLU - EQU - 4
0.9 G + 1.5 QK4
-179649
82950
2.2
SLU - SISMA - EQU - 1
E+G
199610
-13676
14.6
SLU - SISMA - EQU - 2
E+G
199610
-9550
20.9
COMBINAZIONE
Rd [kN]
Ed [kN]
NTC2008 - COM. SISMICA
VERIFICA ALLO SCORRIMENTO
NTC2008 - SLU - A2+M2+R2
f = 0.48
γ
SLU - GEO - 1
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
10485
586
17.9
SLU - GEO - 2
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
10844
7515
1.44
SLU - GEO - 3
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
11710
8426
1.4
SLU - GEO - 4
1/1.1 Rd + 1.3 Ed
11710
-8508
1.38
SLU - SISMA - GEO - 1
E+G
-11460
893
12.8
SLU - SISMA - GEO - 2
E+G
-11961
893
13.4
n Mi
nFzi
eccen.
σ max
σ min
NTC2008 - COM. SISMICA
VERIFICA ALLO SCHIACCIAMENTO DEL PIANO DI POSA
NTC2008 - SLU - A2+M2+R2
SLU - GEO - 1
COMBINAZIONE
[kNm]
[kN]
[m]
[kg/cm²]
[kg/cm²]
Rd + 1.3 Ed
-198535
-23829
0.8
1.6
0.79
SLU - GEO - 2
Rd + 1.3 Ed
-274631
-24645
3.6
3.3
0.00
SLU - GEO - 3
Rd + 1.3 Ed
-269812
-26615
2.6
2.9
0.00
SLU - GEO - 4
Rd + 1.3 Ed
-127720
-26615
-2.7
2.9
0.00
SLU - SISMA - GEO - 1
E+G
-190060
-26340
-0.3
1.4
1.15
SLU - SISMA - GEO - 2
E+G
-213286
-26890
0.4
1.6
1.10
NTC2008 - SLU - SISMA
nota: il segno "+" va inteso come "in combinazione con…"
7.4 Verifiche strutturali
Le verifiche strutturali della sovrastruttura del breasting dolphin sono state eseguite
schematizzando la struttura con portale piano incastrato alla base. In Figura 7-3 sono riportate le
dimensioni caratteristiche dello schema utilizzato per le verifiche strutturali.
7.4.1
Azioni agenti sulla struttura
I carichi permanenti agenti sulla struttura considerati per la verifica strutturale sono dati dal peso
proprio della struttura resistente.
Le azioni variabili agenti sulla struttura sono dovute al moto ondoso (TR100 anni) ed alla
reazione esplicitata dal fender in seguito all’assorbimento dell’energia di accosto della nave. Per
il dimensionamento strutturale risulta predominante l’effetto della reazione del fender rispetto
all’azione del moto ondoso. Si fa notare inoltre che in presenza della nave ormeggiata le strutture
dei breasting dolphins risultano schermate al moto ondoso.
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L’azione orizzontale di 2270 kN, dovuta alla reazione esplicitata dal fender, è stata ripartita sulla
sovrastruttura per aree di influenza. Pertanto nello schema di calcolo è stata inserita una forza
orizzontale di 757 kN.
SEZIONE B - B
SEZIONE A - A
B
A
3.00
14.75
1.07
Ø1200
1.00
0.90
1.50
4.575
+1.50
Ø1200
4.575
+1.50
Ø1200
Ø1200
1.00
0.00
1.50
TRAVE DI C.A.
Getto di Iª fase
+1.50
+3.00
1.50
+3.00
+5.50
4.00
4.00
2.50
Getto di completamento della sovrastruttura
1.07
2.50
+5.50
0.90
0.00
-5.00
Palo di c.a. Ø1200
Palo di c.a. Ø1200
Palo di c.a. Ø1200
Palo di c.a. Ø1200
B
-5.00
Figura 7-3. Schema di calcolo per le verifiche strutturali della sovrastruttura.
7.4.2
Combinazione delle azioni
Per determinare le massime sollecitazioni agenti sulla sovrastruttura è stato implementato un
modello di calcolo strutturale agli elementi finiti tipo sap. Nel modello di calcolo sono state
inserite tutte le azioni agenti sulla struttura, sia di tipo permanente (peso proprio della struttura),
che di tipo accidentale (azioni dovute alla reazione di accosto della nave).
Le verifiche degli SLU che coinvolgono resistenza della struttura (STR) sono state eseguite
utilizzando i coefficienti parziali γF relativi alle azioni riportati in Tabella 2-2 utilizzando la
seguente combinazione:
COMBINAZIONE 1: 1.3×G1 + 1.5×Qk1
Le sollecitazioni agenti sulla struttura ottenute con la combinazione esaminata sono riportate in
Tabella 7-8.
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Tabella 7-8. Sollecitazioni sulla struttura ottenute con la COMBINAZIONE 1.
(a) Momento
(b) Sforzo Normale
Azioni agenti sul palo
Mmax
-1686.20 kNm
Nmax
-2917.65 kN
Tmax
-387.90 kN
Azioni agenti sulla sovrastruttura
Mmax
3817.60 kNm
Nmax
-760 kN
Tmax
-2650 kN
(c) Taglio
7.4.3
Verifiche a presso-flessione
La sezione resistente del palo in calcestruzzo armato di diametro Ø1200 mm, come mostrato in
Figura 7-4 presenta armatura longitudinale costituita da 19 ferri Ø26 mm e staffe circolari Ø12
mm passo 25 cm . Il copriferro per la sezione circolare è stato imposto pari a 8 cm.
In Figura 7-5 viene riportato il dominio momento flettente / sforzo normale in cui la sezione
circolare in c.a. del palo di diametro Ø1200 risulta verificata secondo le NTC 2008.
La sezione resistente della sovrastruttura, come mostrato in Figura 7-4 presenta armatura tesa
costituita da ferri Ø26 mm con passo 20cm e armatura compressa costituita da ferri Ø20 mm con
passo 20cm . Il copriferro è stato imposto pari a 5 cm.
In Tabella 7-9sono riportate le verifiche a flessione della sezione scatolare della sovrastruttura.
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515.0
8.0
Ø20/20
staffe Ø12/25
250.0
Ø1 20.0
Ø1Ø1220.0
0.0
19 Ø26
107.5
150.0
107.5
Ø26/20
300.0
Figura 7-4. Sezioni resistenti del palo di diametro Ø1200 mm e della sovrastruttura in c.a..
Momento Flettente [kNm]
4000
2000
COMB 1
0
-2000
-4000
-0.5
0
0.5
1
1.5
Sforzo Normale [kN]
2
2.5
4
x 10
Figura 7-5. Dominio M-N per la sezione circolare del palo in c.a. di diametro Ø1200 mm.
Tabella 7-9. Verifiche STR per la sezione in c.a. della sovrastruttura.
Verifica STR a flessione sezione a T sovrastruttura
Momento flettente M
COMBINAZIONE
Rd [kNm]
Ed [kNm]
γ
1.3 G1 + 1.5 QK1
11510
3817
3.02
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Capitolo 8
Travi prefabbricate per l’impalcato
L’impalcato del pontile di collegamento, così come quello previsto tra i cassoni che
costituiscono le piattaforme di carico/scarico, è realizzato con travi prefabbricate in calcestruzzo
armato precompresso (c.a.p.).
L’impalcato del pontile di collegamento è realizzato da cinque travi affiancate di sezione a
doppio T ad ali larghe di larghezza 195 cm e altezza della sezione di 160 cm. L’interasse tra le
travi è di 2.0 m. La lunghezza totale delle travi prefabbricate è di 21.70 m mentre la luce netta di
195
195
195
5
5
995
5
5
calcolo è di 20.90 m.
195
195
LATO OVEST
LATO EST
+10.10
Ingombro soletta
+9.70
+9.70
+9.40
+9.40
+9.35
10.3
32.2
160
83.8
Trave di c.a.p. (L=21.70 m)
13.7
+7.80
100
+7.80
100
100
100
100
47.5
+7.80
100
100
100
20
100
900
47.5
995
Figura 8-1. Sezione tipo dell’impalcato del pontile di collegamento.
0.05
0.05
21.70
Soletta
Giunto
Giunto
Trave di c.a.p. (L=21.70 m)
+9.70
+9.70
+7.80
+9.70
+7.80
+7.20
+6.20
Trasverso gettato
in opera
Trasverso gettato
in opera
0.90
0.90
Palo di c.a. Ø1000
0.90
Palo di c.a. Ø1000
Ø1000
20.00
0.90
Ø1000
20.90
0.00
0.00
Figura 8-2. Sezione longitudinale dell’impalcato del pontile di collegamento.
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La precompressione delle travi viene realizzata con cavi rettilinei costituiti complessivamente da
n°26 trefoli, dei quali n°24 collocati nel bulbo inferiore. I trefoli sono da 6/10, del tipo 170/190,
ed hanno area di 1.39cm2.
La soletta dell’impalcato, realizzata con un getto di calcestruzzo in opera, ha spessore di 30 cm e
larghezza di 10 m.
Lo schema statico della trave è quello di trave semplicemente appoggiata sottoposta alle
condizioni di peso proprio e di peso della soletta. Sono stati inoltre considerati i carichi
permanenti relativi alle barriere stradali ed alle tubazioni previste sull’impalcato. I carichi
variabili che agiscono sull’impalcato sono stati definiti facendo riferimento alle indicazioni delle
Norme Tecniche per le Costruzioni per un ponte di IIª categoria. Tale assunzione è sicuramente
cautelativa e risulta a favore di sicurezza.
In appendice sono riportati i calcoli preliminari con le verifiche allo stato limite ultimo e allo
stato limite di esercizio per l’impalcato.
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001
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004
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Bibliografia
Goda, Y. (2000). Random Seas and Design of Maritime Structures. World Scientific.
Norme Tecniche per le Costruzioni Civili (2008).
OCIMF. (Second Edition 1997). Mooring Equipments Guidelines.
Thoresen, C. A. (2003). Port Designer's Handbook: Recomandations and guidlines. Thomas
Telford.
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APPENDICE A
001
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Calcoli preliminari dell’impalcato
Pagina 56
Unita' correnti :
lunghezza=cm
forza=Kg
Luce di calcolo
Larghezza cordolo sinistro
Larghezza carreggiata
Larghezza cordolo destro
Larghezza fuori tutto impalcato
Numero travi
Tipo travi
Interasse travi
Larghezza travi
Lunghezza retrotrave
2090.000
165.000
810.000
25.000
1000.000
5
T160
200.000
198.000
40.000
Eccentricita'travi-soletta
Spessore medio soletta
Spessore minimo soletta
0.000
30.000
30.000
Spessore medio cordoli
25.000
Altezza sezione traversi
Spessore sezione traversi
Largh. soletta collaborante traverso
Posizione x traverso
140.000
40.000
340.000
1045.000
TRAVE TIPO T160:
Altezza della sezione
Spessore complessivo anime
Area sezione di calcestruzzo
quota z baricentro
J baricentrico
=
=
=
=
=
160.000
26.000
9023.881
87.604
31371305.334
Lunghezza trave in asse
Peso totale trave prefabb.
=
=
2170.000
48954.552
Coeff. torsione (per calcolo Massonnet) =
1235660.854
contributi:
trave =
420710.85
soletta =
814950.00
PARAMETRI DI VERIFICA SEZIONI PRECOMPRESSE
quota z
145.000
65.000
20.000
15.000
10.000
Totali :
n.trefoli
n.guaine
L guaine
6
100.000
-------600.000
2
4
10
10
--26
Pagina 1
Tipo trefoli: 6/10
asp=
1.39
Larghezza soletta collaborante con la trave =
ascissa
0.00
67.00
1045.00
ascissa
0.00
67.00
1045.00
200.000
cavo risultante
sezione sola trave
Asp
dsp
At
dt
Jt
<sezione non precompressa>
27.800
28.000
9162.9
86.70
32070434
36.140
23.846
9204.6
86.35
32314636
sezione trave + soletta
At
dt
Jt
<sezione non precompressa>
15162.9
121.64
60790577
15204.6
121.33
61308882
PARAMETRI DEI MATERIALI
Rck cls trave prefabbricata a 28 gg =
Rck cls soletta e traversi a 28 gg =
Rck cls trave prefabbricata al taglio trefoli =
Coeff. di viscosita' a tempo infinito =
Deformazione per ritiro cls trave t infinito =
Ritiro differenziale trave - soletta =
Coeff. di omogen. E cls soletta / E cls trave =
Tensione snervamento acciaio precom. fptk =
Tensione caratt. all'1% acciaio precom. fp1k =
Tensione iniziale di precompressione σspi =
Caduta di tensione per rilass. σsp a 1000 ore =
Caduta di tensione per rilass. σsp a 5000 ore =
Modulo elastico acciaio da precompressione =
Coeff. di omogen. E acc.precom. / E cls trave =
Tipo acciaio armatura lenta =
Tensione snervamento acciaio armatura lenta
550.00
350.00
400.00
2.30
0.000300
0.000000
1.00
19000.00
17000.00
14500.00
2.20 %
2.80 %
2000000.00
6.00
B450C
4400.00
PARAMETRI DI MASSONNET
Larghezza soletta collaborante con il traverso =
L =
L1=
Ap=
Ae=
2090.000
1045.000
15023.88 Dp=
15800.00 De=
Teta =
y
K0
K1
Kα
B =
500.000
B1=
200.000
122.507 Jp=
59347669.86
124.873 Je=
36031413.50
0.410
Radice alfa =
-500.0 -375.0 -250.0 -125.0
Trave verificata : n.
1
-1.237 -0.727 -0.211
0.560 0.634 0.718
-0.878 -0.455 -0.025
0.0
y=
400.000
0.324
0.823
0.424
0.895
0.950
0.906
Cp=
Ce=
1235660.85
1987819.78
0.200
125.0
250.0
375.0
500.0
1.511
1.100
1.429
2.177
1.268
1.995
2.876
1.438
2.589
3.580
1.591
3.182
Sezione traverso verificata : x= 1045.000
µα
340.000
y=
0.000
-.2015 -.1043 -.0044 0.1019 0.2196 0.1019 -.0044 -.1043 -.2015
Pagina 2
CARICHI PERMANENTI
Peso
Peso
Peso
Peso
proprio trave (sezione filante)
soletta
pavimentazione (
0.030 Kg/cm²)
cordoli
Traverso n.
1
Posizione x
1045.00
Carichi aggiuntivi
lineari :
barriera
barriera
parapetto
22.560 Kg/cm
15.000
4.860
2.375
Peso
1948.800
intensita' eccent. K Massonnet
1.5000
487.500
3.123
1.5000
-360.000
-0.404
1.5000
-490.000
-0.844
µ Massonnet
-.19179
-.09248
-.19373
CARICHI MOBILI
Disposizione colonne di carico – 2a CATEGORIA – DM2008
Posizione
Corsia Numero 1
Corsia Numero 1
Rimanente
Intensità
qik [kg/cm2]
Carico asse Qik [kg]
24000
0.090
20000
0.025
0
0.025
Eccentricità (cm)
K Massonet
325.000
25.000
-230.000
2.350
1.007
0.045
PARAMETRI DI SOLLECITAZIONE – VALORI CARATTERISTICI
Sezione trave x =
Precompressione :
N iniziale
M iniziale
DN taglio tr.-getto
DM taglio tr.-getto
DN getto sol.-tempo
DM getto sol.-tempo
1045.000
0.000
67.000
sol.
sol.
inf.
inf.
518609
-32416101
-47022
2939133
-39889
3888648
0
398930
0 -23416987
0
-33942
0
1992375
0
-32152
0
3010728
Momento flettente :
Peso proprio travi
Peso soletta
Peso traversi
Peso sovrastruttura
Carichi mobili
Carichi lineari aggiunt.
12317879
8190187
1018248
3950400
21889019
307113
0
0
0
0
0
0
1528882
1016557
65285
490320
2418917
38119
Taglio :
Peso proprio travi
Peso soletta
Peso traversi
Peso sovrastruttura
Carichi mobili
Carichi lineari aggiunt.
0
0
974
0
18027
0
23575
15675
974
7561
48610
588
22063
14670
974
7076
46369
550
Momento torcente :
Carichi mobili
Carichi lineari aggiunt.
-24141
0
124559
8839
128634
8794
Pagina 3
S.L.E. - STATO LIMITE DELLE TENSIONI DI ESERCIZIO
Sezione a m.
1045.00
67.00
σe
σi
a)
10.54
110.05
-6.49
102.71
σe
σi
b)
12.13
97.09
-5.64
93.62
σe
σi
c)
33.11
72.48
-3.17
90.69
σe
d)
σi
σssup
σsinf
32.94
62.16
1.73
-0.17
-3.39
82.55
1.27
-0.22
σe
e)
σi
σssup
σsinf
49.43
10.41
31.02
16.32
-1.53
76.65
4.58
1.64
S.L.U. - STATO LIMITE ULTIMO DI RESISTENZA PER TENSIONI NORMALI
Il momento flettente sollecitante ultimo risulta dalla seguente
Combinazione fondamentale (SLU)
G1γg1 + G2γg2 + Qγq
dove si assumono i seguenti valori per i coefficienti parziali di
sicurezza
Permanenti G1
1,35
Permanenti non strutturali G2
Traffico Q 1,35
1,50
ed è pari a:
MEd = γg1 Mg1k + γg2 Mg2k + γq Mqk
Mrdu,c = 87428581 kgcm
MEd
=
64996969 kgcm
Si ha quindi un coefficiente di sicurezza pari a Mrdu,c / MEd = 1.35
Pagina 4
S.L.E. - STATO LIMITE DI DEFORMAZIONE
Riduzione viscosita' per calcolo deformazioni =
0.500
Precompressione + Peso proprio trave :
f1
=
-1.497 (1/ 1396 Lc)
(E=
250000 J=
32314636.21)
+ viscosita' 1a fase + soletta + traversi
f2
=
-1.857 (1/ 1125 Lc)
(E=
300000 J=
32314636.21)
+ viscosita' 2a fase + Pavim. + Cordoli + carichi agg. :
f3
=
-2.330 (1/ 897 Lc)
(E=
350000 J=
61308881.84)
freccia data dai carichi mobili :
fmob =
0.409 (1/ 5110 Lc)
(E=
350000 J=
61308881.84)
Pagina 5