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Estratto dal convegno organizzato dal CIAS
Ponti e viadotti: ispezioni visive e tecniche di risanamento
Bolzano , 18-19 ottobre 2006

DALLA VALUTAZIONE NUMERICA DELLO STATO DI DEGRADO
DEI PONTI AL COLLAUDO


SETTIMO MARTINELLO
Direttore Tecnico della 4 EMME Service Spa
Presidente del CIAS
Via L. Zuegg, 20 – 39100 Bolzano



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SOMMARIO

Il problema della durabilità delle strutture è strettamente legato ai processi di sorveglianza dai cui risultati è possibile attivare un efficace programma di manutenzione.
Mantenere in efficienza il patrimonio comporta però un notevole impegno, sia tecnico, sia economico. Così, la determinazione degli investimenti necessari nel tempo ed il contenimento dell’impegno finanziario, dovranno scaturire proprio dalle attività ispettive, garantendo la sicurezza d’uso dell’opera e la validità tecnica degli interventi di ripristino.
Se, allora, la necessità è programmare la manutenzione e lo scopo della programmazione è di garantire che gli interventi ritenuti necessari siano realizzati con la massima economia, lo strumento che si va a proporre deve essere in grado di supportare questo meccanismo procedurale.
La tecnica della Valutazione Numerica dello stato di degrado con l’utilizzo delle Schede di Valutazione, combinato col Sistema Gestionale Informatico, che sarà esposto in questa memoria, consentono, ai responsabili delle opere, di disporre di uno strumento in grado di fornire sintetiche informazioni sullo stato di degrado, selezionando automaticamente le situazioni più a rischio e stabilendo, attraverso i parametri numerici, le priorità e l’urgenza dell’intervento. La valutazione sistematica dei difetti riscontrati permetterà di ottenere una valutazione oggettiva dei costi di ripristino, permettendo così di programmare le risorse necessarie.

Dalla valutazione visiva delle condizioni generali dell’opera si può rendere necessaria una verifica sperimentale delle caratteristiche meccaniche dei materiali e del comportamento sperimentale dell’intera struttura. Questa fase, che per le nuove opere è definita come “prova di carico” ai fini del “collaudo”, permette di ottenere dei valori sperimentali, in campo statico e possibilmente anche in campo dinamico, che consentono una calibrazione del modello teorico.
La memoria riporta le specifiche normative di collaudo e degli esempi di indagine complessiva di opere strutturali diverse.


1. LE ISPEZIONI VISIVE DEI PONTI

1.1 Introduzione

Nel programma di manutenzione delle opere d’arte stradali e ferroviarie la funzione determinante, fulcro di tutte le operazioni successive, è l’Ispezione Visiva.
Dall’ispezione devono scaturire tutta quella serie di iniziative utili o doverose per una corretta gestione del patrimonio. Dal risultato dipenderà la decisione di effettuare un ulteriore sopraluogo con esperti e/o la decisione di far svolgere indagini sperimentali, o addirittura, la decisione di limitare o chiudere temporaneamente la viabilità. [1]
L’art. 9.3 della Circolare del Ministero dei Lavori Pubblici del 25 febbraio 1991 cita testualmente: Gli Uffici Tecnici delle Amministrazioni proprietarie delle strade, o alle quali la gestione delle strade è affidata, devono predisporre un sistematico controllo delle condizioni statiche e di buona conservazione dei ponti. La frequenza delle ispezioni deve essere commisurata alle caratteristiche ed alla importanza dell’opera, nonché alle risultanze della vigilanza.
Da questa premessa ne consegue che l’Ispezione va effettuata in modo rigoroso ed a intervalli regolari su tutti gli elementi di ciascun opera, rappresentando il primo passo per garantire sicurezza e durata dei ponti. L’ispezione rigorosa e sistematica consente l’individuazione e quindi l’eliminazione delle cause di degrado e dei relativi effetti, nonché la definizione delle operazioni di manutenzione ordinaria e straordinaria.
Il pronto intervento di manutenzione, conseguente all’ispezione, permette di eliminare le cause originanti a costi relativamente bassi. Successivamente si dovrà programmare un intervento di manutenzione straordinario per intervenire sulle conseguenze. E’ noto infatti che il ritardato risanamento dei materiali produce danni crescenti nel tempo e di conseguenza costi notevolmente superiori.
L’intensità della circolazione, l’ambiente aggressivo, i fattori climatici, i carichi eccessivi, gli urti occasionali e soprattutto l’inadeguato sistema di smaltimento delle acque meteoriche, sono tutti fattori che contribuiscono al deterioramento dei materiali e degli elementi strutturali.
In questo ambito va infine ricordato che le conseguenze del degrado possono manifestarsi in maniera repentina portando, nei casi più gravi, anche al collasso definitivo.
Per questi motivi la programmazione di un’adeguata cadenza delle verifiche ispettive assume rilevanza fondamentale.


1.2 Metodo della Valutazione Numerica (MVN)

Il Metodo della Valutazione Numerica consente di giungere alla classificazione numerica delle opere, per gravità di degrado, sulla base di dati oggettivi. [2]
La prima ispezione, condotta seguendo il metodo numerico, è detta Ispezione Primaria e costituirà il riferimento per la valutazione e il confronto nel tempo dello stato complessivo dell’opera, tenendo conto di tutti gli eventi successivi ivi compresi gli interventi di manutenzione.
L’ispezione visiva deve rappresentare l’esatta fotografia della situazione delle strutture e dei materiali costituenti, monitorando i fenomeni di dissesto in atto. La raccolta delle informazioni deve essere sistematica, ripetibile ed esaustiva, tenendo conto di tutte le possibili condizioni di degrado.
La valutazione numerica (MVN) e l’analisi critica dei risultati, consente di programmare, nei casi meno gravi, interventi mirati all’eliminazione delle cause. Nei casi più complessi, o che implicano un rischio strutturale, sarà opportuno eseguire indagini sperimentali e verifiche teoriche volte ad individuare origini e conseguenze dei fenomeni osservati.

L’analisi dei risultati nel suo complesso consente una rapida valutazione delle condizioni generali di grandi quantità di opere. I valori medi del DR su un’intera linea, la gerarchia dei ponti più degradati, il rapido confronto numerico con le ispezioni precedenti, consentirà ai responsabili di avere un’idea complessiva della situazione entrando nel dettaglio solo nei casi che si evidenziano automaticamente.
L’operatore addetto all’ispezione opera impiegando strumenti piuttosto semplici che consentono tuttavia un’attenta e precisa raccolta delle informazioni.
E’ necessario che lo zaino dell’ispettore sia munito almeno di:
- macchina fotografica digitale;
- binocolo;
- metri rigidi e flessibili;
- lente di ingrandimento;
- martelletto;
- bolla, squadretta;
- fessurimetro, ecc..

L’ispettore deve inoltre disporre di scarpe adeguate, stivali di scorta, corda con moschettone e, soprattutto, delle Schede di Valutazione Ispettiva.
Alle schede d’ispezione può essere aggiunta una scheda ulteriore, con indicata una verifica specifica programmata in fase d’inserimento dei dati nell’ispezione precedente.
L’Ispezione Primaria rappresenta il riferimento delle ispezioni successive. E’ una fase delicata ed importante e va eseguita da personale preparato adeguatamente.
L’ispezione condotta visivamente deve consentire di riconoscere tutti i tipi di degrado riscontrabili sulle strutture, riportandoli con precisione in apposite schede predisposte, Schede di Valutazione, per elemento strutturale e tipo di materiale.
Le Schede di Valutazione forniranno, sulla base dei risultati del MVN, un numero finale correlato con lo stato complessivo del degrado. Più alto è il numero e più grave è la condizione generale.
La valutazione numerica deriva dalla sommatoria dei pesi “G” attribuiti ai singoli difetti, moltiplicati per i coefficienti d’estensione ed intensità, K1 e K2.
Si definisce Difettosità Relativa, DR, il valore finale della valutazione fatta per singoli elementi strutturali e rappresenta l’indice dello stato di degrado. [3]

DR=S(G x K1 x K2)

Si definisce Difettosità Assoluta, DA, il numero derivante dalla sommatoria dei difetti moltiplicati per il numero N dei singoli elementi strutturali. DA rappresenta l’indice complessivo del degrado ed indica, attraverso la sua grandezza, la dimensione dell’onere economico che si dovrà affrontare per un risanamento.

DR=S(N x G x K1 x K2)

Il valore attribuito a G deriva da una valutazione numerica, variabile da 1 a 5, del peso che il difetto assume rispetto alla gravità derivante dalle seguenti considerazioni:
a. costituire un pericolo (rischio attuale);
b. possibilità di ridurre le capacità portanti (rischio potenziale);
c. costituire un innesco di altri difetti (rischio indotto);
d. alto onere economico per il ripristino (rischio economico).

Il peso G=5 è attribuito solo a difetti dove è presente anche una delle condizioni a o b.

I coefficienti K1 di estensione e K2 di intensità possono assumere valore variabile tra 0,2 – 0,5 – 1,0.
Attribuendo il valore 0,2 al coefficiente di estensione K1 s’intende che il difetto analizzato è “presente”, ma che interessa solo una parte minima della zona o quantità di pertinenza.
Con 0,5 s’intende che il difetto interessa tra il 30 ed il 70% della zona o quantità di pertinenza.
Con 1,0 s’intende che il difetto interessa l’intera zona o quantità di pertinenza.
Per zona o quantità di pertinenza s’intende la superficie, lunghezza, numero che caratterizza l’elemento indagato.
Analogamente, il coefficiente di intensità K2, ha un valore variabile tra 0,2 – 0,5 – 1,0 in funzione dell’intensità o gravità assunta dallo specifico difetto.

I valori che possono assumere K1 e K2, sono indicati in apposite schede difettologiche che descrivono, difetto per difetto, le cause scatenanti, le correlazioni con altri difetti e la proposta di intervento per il risanamento. Sono stati schedati 99 difetti ognuno rappresentato con le foto descrittive.
Durante l’ispezione i difetti riscontrati sono riportati in apposite Schede di Valutazione Ispettiva e da queste, successivamente, nel sistema informatico, che effettuerà automaticamente il calcolo di DR e DA, i cui valori daranno un’indicazione dello stato generale dell’opera.
I numeri DR e DA, calcolati attraverso MVN, hanno valore comparativo nel tempo; la loro grandezza fornisce un’indicazione dello stato di degrado che non esime da un’analisi attenta delle singole ispezioni, in particolar modo in caso di difetti con peso G=5.
Al riguardo, il sistema informatico, oltre a presentare i listati finali dei difetti riscontrati (i valori di DR e DA singoli e medi per le linee stradali-ferroviarie-fluviali), fornirà una lista sintetizzata dei ponti con segnalazione di difetti di peso G=5, permettendo così un’attenzione particolare a quei ponti con difetti a rischio strutturale.

Il metodo, sviluppato dal 1994, è stato studiato, modificato sul campo, adattato alle esigenze delle Amministrazioni e soprattutto semplificato, in modo da garantire la migliore ripetibilità delle valutazioni indipendentemente dagli operatori impiegati.

1.3 Schede di Valutazione Ispettiva

Il metodo della valutazione numerica è impostato sulla compilazione in campo di una serie di Schede di Valutazione divise per elemento strutturale e materiale costituente.
Sono state predisposte schede per: spalle, pile, giunti, piedritti, archi, travi e traversi, solette, elementi accessori, a loro volta suddivise secondo il materiale: calcestruzzo, muratura, acciaio, legno, per un totale di 18.
Ogni scheda riporta tutti i difetti riscontrabili sull’elemento strutturale di quel materiale. Le schede, di cui se ne presenta un esempio, vanno compilate con sistematicità e precisione.


Esempio di Scheda di Valutazione Numerica

In alto, va indicato il numero di elementi str un utturali analoghi che possono essere descritti con a singola scheda (nel caso di situazioni di degrado diverse per gli stessi elementi, vanno compilate schede separate).
Nella prima colonna, DESCRIZIONE DIFETTO, sono riportate le identificazioni dei difetti stessi. La numerazione corrisponde a quella identificativa della Scheda Difettologica. Nella terza colonna, G, sono riportati i pesi numerici attribuiti ai singoli difetti.
I difetti con peso 5 sono stati evidenziati, ad indicare la particolare attenzione cui devono essere sottoposti. E’ possibile che la loro origine sia di tipo strutturale rappresentando un ipotetico rischio intrinseco.
Nella quarta e quinta colonna si trovano le caselle da barrare per l’attribuzione del valore dei coefficienti K1 e K2 riportato specificatamente nelle singole schede difettologiche.
Nella seconda, VISTO, va posto un segno ad indicare che quel difetto è stato oggetto di ricerca e non va posto quando la ricerca non è stata effettuata.
Va considerato che l’indicazione precisa di aver valutato un difetto, ma di non averlo riscontrato, rappresenta un riferimento fondamentale per le successive ispezioni. Infatti, un difetto che dovesse insorgere nell’ispezione successiva assume una valenza notevolmente superiore a difetti che sono presenti da tempo ed in qualche modo consolidati. L’insorgere di un nuovo difetto è pertanto una “lampadina di allarme” che va considerata con attenzione.
La quantità di “visti” rispetto alla loro totalità produce il calcolo della percentuale di Completamento. Valore che il sistema riporta assieme al DR e DA ad indicare il livello di ispezione raggiunto.
La sesta colonna FOTO, riporta la numerazione digitale delle foto effettuate.
Nell’ultima, NOTE, si riportano delle osservazioni aggiuntive utili per localizzare con precisione il difetto.

La compilazione delle schede deve avvenire in maniera attenta e sistematica.
Va ricordato che la funzione dell’ispezione non è quella di determinare le cause o la pericolosità del difetto, ma rappresenta una fase di osservazione attenta, e di trascrizione su carta, di quanto rilevabile a vista o con semplici strumenti.
In sostanza l’ispettore è un bravo “fotografo” della situazione in grado di rappresentare attraverso i numeri lo stato di degrado complessivo.

Sarà in un momento successivo, attraverso l’analisi dei dati riportati, dopo un eventuale approfondimento specifico sulle strutture più ammalorate, che si passerà alla fase interpretativa, con particolare attenzione alle opere che presentano i più alti valori di DR o la presenza di difetti con peso G uguale a 5.

Sono state predisposte 18 schede di valutazione nelle quali i parametri G, K1 e K2 assumono i valori indicati nell’elenco che segue.

Parte 1: CALCESTRUZZO G K1 K2
1.1 Macchie di umidità passiva 1 0,2/0,5/1 1
1.2 Macchie di umidità attiva 4 0,2/0,5/1 1
1.3 Cls dilavato/ammalorato 2 0,2/0,5/1 1
1.4 Vespai 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.5 Distacco del copriferro 2 0,2/0,5/1 1
1.6 Armatura ossidata 5 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.7 Lesioni capillari ancoraggi 1 0,2/0,5/1 1
1.8 Testate di ancoraggio non sigillate 2 0,2/0,5/1 1
1.9 Distacco tamponi testate 1 0,2/0,5/1 1
1.10 Lesioni su anima lungo cavi 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.11 Lesioni lungo suola del bulbo 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.12 Guaine in vista 2 0,2/0,5/1 1
1.13 Lesioni a ragnatela modeste 1 0,2/0,5/1 1
1.14 Fessure orizzontali 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.15 Fessure verticali 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.16 Fessure diagonali 5 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.17 Fessure longitudinali 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.18 Fessuretrasversali 5 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.19 Lesioni/distacco travi/traversi 3 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.20 Staffe scoperte/ossidate 3 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.21 Lesioni attacco pilastri 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.22 Lesioni attacco trave/soletta 2 0,2/0,5/1 1
1.23 Armatura verticale deformata 5 1 1
1.24 Distacco del timpano 3 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.25 Riprese successive deteriorate 1 1 1
1.26 Riduzione armatura di prec. 5 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.27 Umidità dall’interno 2 0,2/0,5/1 1
1.28 Armatura scoperta/ossidata testate 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
1.29 Danni da urto 4 1 0,2/0,5/1
1.30 Danni dagli apparecchi d’appog. 4 1 0,2/0,5/1
 
Parte 2: MURATURA
2.1 Fessure orizzontali 3 1 0,2/0,5/1
2.2 Fessure verticali 4 1 0,2/0,5/1
2.3 Fessure diagonali 4 1 0,2/0,5/1
2.4 Distacco del timpano 3 1 0,2/0,5/1
2.5 Macchie di umidità di risalita 1 0,2/0,5/1 1
2.6 Macchie da dilavamento 2 0,2/0,5/1 1
2.7 Porzione di muratura mancante 3 0,2/0,5/1 1
2.8 Riprese successive deteriorate 1 1 1
2.9 Macchie di colore scuro 1 0,2/0,5/1 1
2.10 Efflorescenze 1 0,2/0,5/1 1
2.11 Patina biologica 1 0,2/0,5/1 1
2.12 Polverizzazione 3 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
2.13 Esfoliazione 1 0,2/0,5/1 1
 
Parte 3: ACCIAIO
2.14 Difetti di saldature 4 0,2/0,5/1 1
3.1 Rottura di saldature 5 0,2/0,5/1 1
3.2 Sfogliamento vernice 2 0,2/0,5/1 1
3.3 Difetti chiodatura 5 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
3.4 Bulloni allentati 4 0,2/0,5/1 1
3.5 Bulloni tranciati 5 0,2/0,5/1 1
3.6 Deformazioni anime/piattabande 3 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
3.7 Deformazioni pareti travi scatolari 3 0,2/0,5/1 1
3.8 Ristagni d’acqua 1 0,2/0,5/1 1
3.9 Lesioni ai nodi 5 0,2/0,5/1 1
3.10 Corrosione 4 0,2/0,5/1 1
3.11 Ossidazione 2 0,2/0,5/ 1
 
Parte 4: LEGNO
4.1 Macchie di umidità 3 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
4.2 Attacco di funghi 5 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
4.3 Attacco di insetti 4 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
4.4 Fessurazioni elicoidali   2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
4.5 Fessurazioni longitudinali 1 0,2 0,2/0,5/1
4.6 Fessurazioni trasversali 5 1 1
4.7 Ristagni d’acqua (trappole) 5 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
4.8 Danni da urto 4 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
4.9 Bulloni allentati 1 1 0,2
4.10 Delaminazione (legno lamellare) 1 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
4.11 Connessioni deteriorate 5 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
 
Parte 5: APPOGGI E ACCESSORI
5.1 Fuori piombo 5 1 0,2/0,5/1
5.2 Scalzamento 5 1 1
5.3 Dilavam. del rilevato di approccio  1 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
5.4 Dissesto del rilevato di approccio 2 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
5.5 Difetti app. appoggio in neoprene 4 1 0,2/0,5/1
5.6 Difetti pendoli (metallici o cls) 4 1  0,2/0,5/1
5.7 Difetti carrelli (metallici) 4 1 0,2/0,5/1
5.8 Difetti app. d’appoggio compositi 4 1 0,2/0,5/1
5.9 Dislivello giunto-pavimentazione 1 0,2/0,5/1 0,2/0,5/1
5.10 Massetti lesionati 2 1 1
5.11 Distacco tampone 1 1 1
5.12 Deformazione tampone 1 1 1
5.13 Ammaloramento profilati 2 1 1
5.14 Scossalina permeabile 2 0,2/0,5/1 1
5.15 Dislivello tra rilevato e impalcato 1
5.16 Presenza di dossi 1
5.17 Fessure/anomalie pavimentazione 1
5.18 Parapetti assenti 3
5.19 Parapetti non a norma 2
5.20 Parapetti danneggiati 2
5.21 Guardrail danneggiati 1
5.22 Guardrail corrosi per ossidazione 1
5.23 Cordoli degradati 2
5.24 Convogliamento acque assente 3
5.25 Pozzetti intasati 1
5.26 Scarichi corti 2
5.27 Scarichi ostruiti 1
5.28 Scarichi danneggiati 2
5.29 Cattiva pavimentaz. marciapiedi 1
5.30 Pali d’illuminazione mal ancorati 2
5.31 Pali d’illuminazione danneggiati 2
5.32 Pali d’illuminazione arrugginiti 1
5.33 Sottoservizi mal ancorati 2

Per ogni singolo difetto è stata predisposta una scheda difettologica che fornisce le specifiche interpretative, le immagini significative ed una descrizione del fenomeno.








2. INDAGINI SPERIMENTALI SUI PONTI


2.1 Premessa

Lo studio delle opere d’arte stradali, allo scopo di determinarne l’idoneità statica, deve innanzitutto partire da una ricerca storica che consenta di conoscere le modalità e l’epoca della costruzione.
Sulla base di queste informazioni preliminari e di una attenta ispezione visiva, si potrà procedere alla diagnosi delle condizioni generali attraverso le indagini sperimentali.
Le indagini in campo si dividono in due categorie.
La prima relativa a tutte le metodologie di prova in sito, che consentono di conoscere al meglio le caratteristiche meccaniche dei materiali costituenti.
La seconda necessaria per valutare il comportamento d’insieme della struttura.
Da questa serie di indagini si potrà procedere alla calibrazione di un modello numerico per ottenere le tensioni e/o deformazioni massime di esercizio, al fine di confrontarle con quelle ammissibili o valutate agli stati limite.
Sulla base di queste risposte ed attraverso la valutazione oggettiva dello stato di degrado (vedi Manuale per la Valutazione dello Stato dei Ponti edizioni CIAS), si potranno decidere gli eventuali interventi di recupero e/o consolidamento anche in base alle esigenze di carattere sismico.


Processo di verifica di un ponte

Processo di verifica di un ponte Il progetto di consolidamento potrà essere verificato prioritariamente dal modello calibrato e successivamente da una caratterizzazione dinamica sperimentale che ne accerti la corrispondenza con i parametri teorici post intervento. [4]
Il processo di analisi strutturale vede un percorso ben definito: ispezione visiva, indagini sperimentali, modellazione calibrata e progetto di ripristino. [5] [6]

Ognuna di queste fasi è fondamentale per la salvaguardia del costruito. Ne sono di insegnamento i crolli ed i gravi dissesti di ponti avvenuti in questi ultimi anni. Fenomeni che vanno via via aumentando a causa dei processi degenerativi del calcestruzzo e corrosivi delle armature. L’esempio riportato si riferisce ad un crollo avvenuto nel 1999 di un ponte in cemento armato, con struttura postcompressa, sito sulla SS 114.


Ponte costruito nel 1954 crollato nel 1999

Il tutto è avvenuto senza nessun segnale premonitore e senza, per fortuna, nessun mezzo coinvolto. Gli accertamenti hanno dimostrato che le cause sono da ricercarsi in errori costruttivi e nell’assenza di alcun tipo di ispezione programmata. [7]

Un altro caso sconcertante è il crollo di un ponte nuovo durante la fase di collaudo.
Il ponte di 35 m di luce scavalcava il torrente Veglia sulla SS 552 in val Tramontina, provincia di Pordenone.
La nuova struttura doveva sostituire un vecchio ponte ad arco in muratura costruito nel 1400.
La struttura portante era in acciaio con profili bullonati e soletta in c.a. costruita in opera.
Il cedimento è avvenuto mentre venivano posizionati 3 autocarri carichi di ghiaia necessari al collaudo.
Due degli autisti, resisi conto del processo deformativo che stava formandosi, sono riusciti a fuggire in tempo, mentre il terzo è rimasto ferito tra le lamiere.


Ponte sul Veglia - 15 dicembre 2004

Altri esempi sono caratteristici a dimostrare che un controllo sistematico, anche semplicemente visivo, avrebbe consentito di intervenire tempestivamente.
In questo caso il ponte è una struttura ad arco in muratura con luci di 20 m sito sulla SP 140.
E’ la pila P3 che cede per oltre 1,4 m. Il fenomeno non è istantaneo ed il suo culmine si sviluppa in circa 1 ora. [8]


Ponte sulla Val Borbera - 27 novembre 2002

L’evento è conseguente al cedimento della fondazione inadeguata e degradata.
Il fenomeno del cedimento della pila porta con sé dei segnali premonitori ben evidenti ad un attento osservatore.
La cricca che va a formarsi sui reni è tipica e ben spiegata dal cinematismo teorico.


Cricca al rene                                              Cinematismo

Tra i fenomeni di dissesto più evidenti si può citare la deformazione permanente, fenomeno frequente, spesso trascurato, che porta in sé dei gravi errori costruttivi che se lasciati a se stessi arrivano in pochi anni a determinare il cedimento definitivo delle residue capacità resistenti.
L’esempio presentato si riferisce ad un ponte realizzato in c.a.p. con cavi post-tesi con sezione trasversale a cassone monocellulare. La luce è di 125 m e scavalca il Rio Sinigo sulla SP 98.
Il fenomeno di rilassamento ha comportato una perdita di monta in chiave di oltre 60 cm.


Ponte Sul Rio Sinigo – costruito nel 1982


Deformata permanente nel 2004

In questi casi, come nel ponte precedente, è indispensabile monitorare con costanza l’evoluzione del fenomeno, possibilmente con sistemi permanenti che consentano una facile rilevazione e memorizzazione della deformata con l’eventuale automatico allarme (telefonico e semaforico) per un incremento repentino.


2.2 Il collaudo dei Ponti stradali

Si riportano le variazioni più importanti derivanti dall’introduzione del Testo Unico.
Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri 13 ottobre 2005 n. 3467
Disposizioni urgenti di protezione civile in materia di norme tecniche per le costruzioni in zona sismica.

La principale variazione apportata dal TU è la limitazione dell’impiego delle Tensioni Ammissibili a favore di quella agli Stati Limite con sola deroga nel caso di opere in Classe 1.

La distinzione tra Classe 1 e Classe 2 è da interpretare, anche se le prime indicazioni sono orientate a considerare tutti i ponti, vecchi e nuovi, di Classe 2.
Il DM 9 gennaio 1996 rimanda all’applicazione degli Eurocodici e quindi all’utilizzo degli stati limite già dalla sua approvazione, con l’eccezione contemplata nella Parte Generale, sezione 4 il cui richiamo al DM 14 febbraio 1992 lasciava facoltà al progettista l’impiego delle verifiche alle tensioni ammissibili. Già lo stesso le principali prescrizioni introdotte con il DM 12 febbraio 1992.

Definizioni

STATI LIMITE Stato oltre il quale la struttura non soddisfa più le richieste di prestazione di progetto. Esso può essere:
ULTIMO ossia associato con il collasso o con altre forme simili di guasto strutturale;
DI SERVIZIO corrispondente a condizioni oltre le quali non sono più fronteggiate specifiche richieste di servizio per una struttura o per un elemento strutturale;
IRREVERSIBILI (o di danneggiamento) che rimarranno permanentemente superate alla rimozione delle azioni responsabili;
REVERSIBILI che non rimarranno permanentemente superate alla rimozione delle azioni responsabili.

Per la progettazione e le verifiche agli stati limite si considerano ugualmente tutte le azioni che concorrono alla sollecitazione della struttura: azioni permanenti (G), variabili (Q), eccezionali (A) e sismica (AE).
Viene introdotto il concetto di Valore rappresentativo dell’azione come il valore usato per la verifica di uno stato limite e il Valore caratteristico di una azione scelto in modo da corrispondere ad una prescritta probabilità di non essere superato durante un “periodo di riferimento”. Il Valore di progetto di una azione (Fd) è ottenuto moltiplicando il valore rappresentativo con un coefficiente parziale di sicurezza gF.
Analogamente si definiscono il Valore caratteristico (Xk) della proprietà di un materiale il valore avente una probabilità prescritta di non essere raggiunto in una ipotetica serie illimitata di prove ed il Valore di progetto di una proprietà del materiale (Xd) quel valore ottenuto dividendo il valore caratteristico per un valore parziale gM.
Lo stato limite è quindi sviluppato dalla formulazione di modelli strutturali e di carico: si verifica che gli stati limite non siano superati quando vengono usati nei modelli i valori di progetto per le azioni, le proprietà del materiale ed i dati geometrici.
Gli effetti delle azioni (E) ovvero le risposte della struttura alle azioni stesse, dipendente dai valori di progetto delle azioni, dai dati geometrici e delle proprietà del materiale, è indicato come funzione di tutti i parametri che concorrono alla sua determinazione:
Ed = E (Fd1 , Fd2, …ad1, ad2 , …Xd1, xd2,…).
L’analisi allo stato limite (non di esercizio) combina in sé il comportamento non lineare della struttura e del materiale aumentando i valori dell’effetto combinato delle azioni in domini oltre al campo delle “tensioni ammissibili” e quindi con valori di sollecitazioni superiori a quelle sino ad oggi utilizzate.


DISPOSIZIONI PER I CARICHI DI COLLAUDO DEI PONTI

L’entrata in vigore del Testo Unico ha portato alcune variazioni per quanto riguarda la disposizione e valore dei carichi di calcolo e di collaudo.
La prima variazione riguarda l’ingombro della corsia che passa da 3,5 m a 3,0 m.
Se però la carreggiata è compresa tra 5,4 e 6,0 m si ha un’ulteriore riduzione di larghezza (vedi schema). Questa modifica influenza il valore del carico distribuito q1b dato che è espresso in kN/m² e non più in kN/m.
L’ingombro ed il numero delle corsie si calcola attraverso lo schema e la tabella riportata a seguito.

A differenza della normativa precedente gli assi dei carichi concentrati da disporre sulla carreggiata passano da 3 a 2 ma con intensità maggiorate.

Il termine 300 kN carico per asse va inteso distribuito sui due quadratini, 150 kN a punto.
I carichi concentrati e distribuiti per un ponte di prima categoria sono riportati nella tabella sottostante.

CARICHI DI I CATEGORIA

Di seguito si riporta un confronto tra i carichi della vecchia e della nuova normativa, supposto che la larghezza convenzionale della corsia calcolata con la nuova norma sia pari a 3 m.

CARICHI DI I CATEGORIA

  VECCHIA NORMATIVA
(D.M. LL.PP. 4 maggio 1990)
NUOVA NORMATIVA
(TESTO UNICO)
CORSIE N° CARICO SU TRE
ASSI
q1a
kN
CARICO
RIPARTITO
q1b
kN/m
CARICO SU
DUE ASSI
q1a
kN
CARICO
RIPARTITO
q1b
kN/m
1 600 30 600 27
2 300 15 400 7,5
3 210 10,5 200 7,5

CARICHI DI II CATEGORIA

  VECCHIA NORMATIVA
(D.M. LL.PP. 4 maggio 1990)
NUOVA NORMATIVA
(TESTO UNICO)
CORSIE N° CARICO SU TRE
ASSI
q1a
kN
CARICO
RIPARTITO
q1b
kN/m
CARICO SU
DUE ASSI
q1a
kN
CARICO
RIPARTITO
q1b
kN/m
1 450 15 450 20,25
2 300 15 400 7,5
3 210 10,5 200 7,5

Si osserva che per le seconde corsie aumenta il carico concentrato e diminuisce quello distribuito da applicare oltre la fascia dei 15 m.

Il carico da applicare dovrà sempre essere effettuato verificando che il momento massimo, e possibilmente anche il taglio massimo, ottenuto con gli autocarri (che ovviamente hanno distanze degli assi diverse) sia analogo a quello teorico riportato nelle norme.Per i ponti stradali le norme per l’effettuazione del collaudo statico sono contenute nel D.M. LL.PP. del 4 maggio 1990 – Aggiornamento delle norme tecniche per la progettazione, l’esecuzione e il collaudo dei ponti stradali.

Le norme all’art. 8.2 Collaudo, vietano la messa in esercizio prima dell’esecuzione del collaudo statico e si specifica che le opere devono essere assoggettate singolarmente al carico in modo tale da indurre nelle strutture le massime sollecitazioni di progetto sia globali che locali.
Nell’esecuzione della prova di carico, che determina la massima sollecitazione di progetto, sarà necessario tener conto dell’incremento del coefficiente dinamico che aumenterà ulteriormente i carichi del valore di Ø in base alla relazione:
Ø = 1,4 - (L- 10)/150 con le limitazioni Ø = 1,4 per L ≤ 10 m, Ø = 1 per L ≥ 70 m.

Dato che generalmente la prova di carico è attuata utilizzando degli autocarri carichi di ghiaia, sarà necessario valutare il numero di mezzi necessari in modo tale che il momento in mezzeria della campata sia corrispondente a quello provocato dai carichi mobili di norma, incrementati del coefficiente dinamico.


2.3 Il collaudo dei Ponti ferroviari


Per le azioni dovute al passaggio dei convogli ferroviari, si è fatto riferimento al documento redatto dalle Ferrovie dello Stato, datato 13 gennaio 1997, intitolato - Sovraccarichi per il calcolo dei ponti ferroviari: Istruzioni per la progettazione, l'esecuzione e il collaudo (Testo aggiornato della istruzione n° 1/SC/PS-OM/2298 del 2 giugno 1995, alla luce della Norma Europea ENV 1991-3).

Carichi verticali (Treno di carico LM 71)
Per i carichi verticali si considera il treno di carico LM 71 che schematizza gli effetti statici prodotti dal traffico ferroviario normale. Esso è costituito da un locomotore di peso 1000 kN, distribuito su 6.4 m (pari a 156.25 kN/m), e da vagoni su entrambi i lati del peso equivalente di 80 kN/m, corrispondente al treno di carico denominato D4.

Per tenere conto degli effetti dinamici connessi al passaggio dei convogli, si è utilizza la formula che fornisce il coefficiente di amplificazione dinamica in base allo standard manutentivo della linea.
I carichi dovuti al convoglio sono moltiplicati per il seguente coefficiente dinamico (per linea con elevato standard manutentivo):

dove:
Lj = lunghezza caratteristica [m].
Per i ponti metallici con armamento diretto occorrerà considerare un ulteriore coefficiente di adattamento dell’incremento dinamico β, variabile esclusivamente in ragione della luce del ponte, tale da assumere i seguenti valori:
β = 1,1 per 8 m < L ≤ 90,0 m

Azioni orizzontali: serpeggio
L'azione laterale indotta dal serpeggio è una forza orizzontale concentrata, perpendicolare all'asse del binario e di entità pari a Qsk=100 kN. Tale forza è applicata in un nodo all'estradosso.

Azioni orizzontali: avviamento e frenatura
Le forze orizzontali di frenatura e avviamento agiscono sulla sommità del binario, nella direzione longitudinale, con i seguenti valori caratteristici per il modello di carico LM 71:
- avviamento: Qla,k = 33 L ≤ 1000 kN
- frenatura: Qlb,k = 20 L ≤ 6000 kN

Azioni climatiche:vento
L'azione del vento è assunta convenzionalmente come una pressione statica con valore caratteristico Wk=2.5 kN/m2. Tale pressione agisce sulla superficie esposta della struttura.

Condizioni di carico elementari
Sono considerate le condizioni di carico elementari elencate in tabella, oltre alla condizione n° 1, rappresentativa dei pesi propri.

Carico Azione Descrizione
2 LM 71 (treno completo) 1000 kN in mezzeria e 80 kN/m distribuiti
3 Serpeggio 1000 kN ortogonali al binario
4 Frenatura forza longitudinale distribuita: 20×L (kN)
5 Vento pressione sul fronte esposto: 2.5 kN/m2

Le azioni indotte dal traffico ferroviario, verticali ed orizzontali, sono combinate secondo 6 distinti gruppi di carico (tabella 1.7.2.3 delle suddette norme); di questi solo le più significative sono riportate in tabella.

Gruppo di carico Treno LM71 Serpeggio Frenatura Commento
GC1 1 1 0.5 max azione laterale e verticale
GC3 1 0.5 1 massima azione longitudinale

(*) incluso il coefficiente di amplificazione dinamica.

La prova di carico statica sarà condotta attraverso un convoglio che rispecchi le caratteristiche del Carico 2 utilizzando un locomotore da 1000 kN e dei vagoni caricati per produrre l’effetto di un carico distribuito da 80 kN/m. Lo stesso convoglio sarà fatto transitare in velocità rilevando le frecce dinamiche.
Dal confronto con le frecce statiche sarà possibile ricavare il coefficiente dinamico sperimentale.




Frecce dinamiche a 30 km/h

Si presentano alcuni esempi pratici di indagini, e successiva modellazione, eseguite su ponti di tipologia strutturale differente.
Dato il fine del presente opuscolo i risultati sono presentati in maniera sintetica, giusto per consentire una visione delle linee guida all’analisi strutturale.

Gli esempi si riferiscono:
2.4.1 Ponte ferroviario ad arco in c.a.;
2.4.2 Ponte stradale in c.a.;
2.4.3 Ponte ferroviario in acciaio.



2.4 Esempi pratici di indagini
2.4.1 Ponte ferroviario ad arco in c.a.

L’opera d’arte è stata costruita negli anni 1959–1960. Realizzata interamente in c.a., consta di un elemento centrale ad arco con impalcato superiore e di due viadotti di raccordo.
Alle due estremità dell’arco, al posto delle coppie di pilastri pieni, si innalzano per sorreggere l’impalcato due coppie di pilastri cavi di sezione massiccia.



La sezione trasversale ha larghezza di 5,00 m ed è configurata superiormente a tre vasche, quella centrale contenente la massicciata in pietrisco calcareo, le traversine e le rotaie, quelle laterali, uguali e simmetriche, utilizzate per contenere i servizi. L’impalcato è costituito da tre travi principali longitudinali, da traversi di irrigidimento e da una soletta. L’arco è composto da due potenti nervature collegate in corrispondenza dei montanti e connesse in chiave con l’impalcato.
Le principali caratteristiche sono:
• luce della campata centrale: 79,0 m;
• larghezza totale dell’impalcato: 5,0 m;
• interasse travi principali: 1,85 m.

Sezione trasversale di mezzeria Sono state eseguite una serie di prove sui materiali, pull-out, carotaggi e ultrasuoni i cui risultati individuato una resistenza variabile in un campo tra 26-34 MPa.
La prova di carico è stata eseguita ponendo i locomotori in diverse configurazioni e rilevando la deformata col metodo inclinometrico.

La deformata, rilevata in linea è tipica dell’arco caricato nella sola zona centrale; la freccia massima risulta di 2,91 mm e si determina a 36, 3 m dall’appoggio sinistro e 2,85 mm in mezzeria.
La caratterizzazione dinamica ha evidenziato un comportamento vibratorio che è sintetizzato nello spettro. L’acquisizione è stata effettuata durante il passaggio dei convogli elaborando i dati di coda. Sono state utilizzate tre terne accelerometriche piezoelettriche poste ai terzi della luce che hanno individuato le frequenze libere di 1,65 Hz e 3,05 Hz che risulteranno essere, dal modello numerico, il II e IV modo di vibrare. Il secondo modo assoluto risulta essere il primo nel piano orizzontale, come risulta dalla corrispondenza di fase del segnale dei sensori in direzione X.
Il valore della frequenza è evidenziato nel dominio dei tempi dove si contano 20 oscillazioni in un tempo di 12,1 s (20/12,1= 1,65).


Vibrogramma e spettro della coda del segnale acquisito

I valori sperimentali ottenuti sono stati impiegati per la calibrazione del modello numerico che ha evidenziato i primi modi di vibrare nei valori di: 1,51 Hz - 1,67 Hz - 3,03 Hz - 3,16 Hz.


I modo di vibrare - 1,51 Hz (piano verticale)


II modo di vibrare - 1,67 Hz (piano orizzontale)

Nella successiva tabella si riportano i risultati sperimentali e teorici a confronto. Nel caso specifico sono a disposizione anche le rilevazioni effettuate nel 1991.

Confronti tra frequenze libere sperimentali e teoriche

  I MODO II MODO III MODO IV MODO
1991 2004 1991 2004 1991 2004 1991 2004
Sperimentale n.r. n.r. 1,75 1,65 n.r. n.r. 3,05 3,05
Teorico n.r. 1,51 1,77 1,67 n.r. 3,03 3,20 3,16

n.r. non rilevato

Il confronto evidenzia l’ottima corrispondenza teorico-sperimentale ottenuta dalla calibrazione. Si nota anche una riduzione del valore del I modo rispetto al 1991. Questo fatto indica una piccola riduzione di rigidezza complessiva, va però sottolineato che la precisione ottenuta nel dominio dei tempi nel 2004 è di ±0,01 Hz mentre non è nota la precisione dell’elaborazione ottenuta nel 1991. In generale quando le frequenze libere sono ottenute nel dominio delle frequenze, con l’elaborazione dello spettro mediante la trasformata di Fourier, la precisione è pari a: Frequenza di campionamento / Blocco di elaborazione.

Dal modello calibrato è ora possibile calcolare le frecce teoriche sulla base del carico di prova.


Carichi di prova


Deformata teorica

La freccia in mezzeria risulta di 2,90 mm ad indicare l’ottima corrispondenza con i valori sperimentali e di conseguenza l’affidabilità della modellazione.

Confronto tra le frecce sperimentali e teoriche (mm)

  ¼ L ½ L
Sperimentale 0,85 2,85
Teorico 0,88 2,90


Per il calcolo delle sollecitazioni massime sono presi in considerazione gli effetti di una stesa di carico come rappresentato nello schema. La verifica è condotta ponendo il carico simmetricamente e su una sola metà della luce.

Schema di carico di calcolo

Tenuto conto del peso proprio, del vento e del coefficiente dinamico, pari a j=1,11, si ottiene la sollecitazione rappresentata in figura.


Condizione di carico


Stato tensionale di compressione

Lo stato tensionale massimo è riportato nella tabella a seguito.

Stato tensionale massimo nelle condizioni di carico (MPa)

Combinazione
di Carico
COMPRESSIONE TRAZIONE Descrizione
Reni Incastro Pilastri Chiave Pilastri
C1 -3,05 -3,30 -2,50 0,62 1,50 p.proprio + 1,04 stesa
su tutta la luce
C2 -3,20 -3,80 -2,85 0,40 2,20 p.proprio + 1,04 stesa
su metà luce

Si potrà ora procedere alla verifica delle tensioni ammissibili tenuto conto delle risultanze delle prove meccaniche eseguite sul materiale.


2.4.2 Ponte stradale in c.a.

Il ponte è costituito da tre campate in calcestruzzo armato delle quali la principale è posta al centro e presenta sbalzi simmetrici, che sostengono, assieme alle spalle, le due campate laterali.
Sia le campate laterali che quella centrale sono composte di sei travi principali di altezza variabile, collegate da traversoni e dalla sovrastante soletta in c.a.. La campata centrale presenta, per tutta la sua estensione, una soletta inferiore di chiusura in modo da realizzare una struttura a cassone. Il ponte è di II categoria.

Le principali caratteristiche sono:
• luce tra le due pile: 37,75 m; luce tra pila e appoggio: 37,15 m; luce complessiva: 112 m;
• lunghezza degli sbalzi della campata centrale: 9,25 m;
• larghezza totale dell’impalcato: 16 m.


Sezione trasversale


Prospetto

Sono state eseguite tutta una serie di prove sui materiali: prelievi di armatura, carotaggi, pull-out, prove di laboratorio.
La scapitozzatura della superficie delle travi ha consentito di verificare la presenza e la consistenza delle armature.

Dalle prove di laboratorio risultano valori che fanno supporre l’utilizzo di un acciaio tipo Fe 510 con una tensione di snervamento da normativa pari a fyk ≥355 N/mm2. ε

DENOMINAZIONE Ø eff.
[mm]
SNERVAMENTO
fyk [N/mm2]
ROTTURA
ftk [N/mm2]
ε
[%]
Staffa I trave valle camp. sx 8,1 504 722 23,8
Armatura I trave valle camp. dx 28,4 391 652 15,8
Tondino liscio 19,4 535 761 3,0

Dalle numerose prove di pull-out e dai carotaggi risulta una resistenza del calcestruzzo variabile in un campo tra 30 e 50 MPa.

La prova di carico è stata eseguita rispettando la normativa in materia.
Si riportano i risultati ottenuti dalla prova eseguita sulla campata centrale di luce 37,75 m.
Il carico è stato prodotto posizionando dodici camion in tre file. All’intradosso sono stati posti tutta una serie di sensori di misura portati a contatto con la struttura attraverso aste telescopiche.



La tabella a seguito riporta i valori di freccia rilevati.

FASE Ch 1 mm Ch 2 mm Ch 3 mm Ch 4 mm Ch 5 mm Ch 6 mm Ch 7 mm Ch 8 mm
C1+C2+C3 -11.05 -11.25 -10.99 -10.29 6.38 6.41 6.24 6.28
scarico -0.15 -0.14 -0.12 -0.14 0.03 0.04 0.03 0.02

E’ stata eseguita la caratterizzazione dinamica sperimentale ponendo una serie di terne sull’impalcato e sollecitandolo attraverso il passaggio di un autocarro in velocità.
Dalla registrazione integrale dei segnali rilevati si analizza il tratto corrispondente alla fuoriuscita dell’autocarro dall’impalcato in modo da osservare le vibrazioni libere.
L’oscillogramma, estratto tra i 16 e 19 secondi, mostra le oscillazioni nel piano verticale che evidenziano una frequenza di 2,5 Hz (5 oscillazioni in 1,98 s). Il sensore Z1 è posto nella mezzeria della campata centrale mentre il sensore Z2 è posto nella mezzeria della campata di accesso. Si può notare come i due segnali siano in controfase ad indicare, come mostrerà il modello numerico, che rappresenta la frequenza del primo modo di vibrare.

Lo spettro, ricavato dalla trasformata di Fourier, consente di ricavare un seconda frequenza che risulterà rappresentare il secondo modo di vibrare.
In sintesi sono state ricavate due frequenze libere fondamentali pari a 2,5 Hz e 3,5 Hz.
Il modello teorico è stato calibrato sulla base delle risultanze sperimentali ed in particolare pretendendo la corrispondenza con le risposte dinamiche.


I modo 2,55 Hz


II modo 3,50 Hz


III modo 4,15 Hz

Per verificare l’affidabilità del modello si procede ad una analisi delle frecce teoriche sotto i carichi di prova.


Forze prodotte dalla prima fila di autocarri


Stato deformativo a carico completo

La tabella a seguito riporta il confronto tra frecce sperimentali e teoriche nella condizione di massimo carico (C1+C2+C3).

  Ch 1 mm Ch 2 mm Ch 3 mm Ch 4 mm Ch 5 mm Ch 6 mm Ch 7 mm Ch 8 mm
Sperimentale -11.05 -11.25 -10.99 -10.29 6.38 6.41 6.24 6.28
Teorica -10,94 -10,98 -10,99 -10,76 6,27 6,38 6,30 6,31

Sulla base del modello calibrato è ora possibile ricavare le sollecitazioni massime, prodotte dal carico previsto a norma per i ponti di II categoria, incrementandolo del coefficiente dinamico che risulta pari a 1,21.


Tensioni di compressione: carichi totali [N/m2]


Tensioni di trazione: carichi totali [N/m2]

Dal modello si possono ricavare le sollecitazioni massime da confrontare con quelle ammissibili.

  COMPRESSIONE [MPa] TRAZIONE [MPa]
Mezzeria [mm] -6,00 4,50
Appoggi [mm] -4,00 2,50


2.4.3 Ponte ferroviario in acciaio

Il ponte è costituito da sette campate metalliche con profilati legati tramite chiodatura. Le pile sono in pietra su pali di fondazione in c.a..

Il ponte originale è stato costruito nel 1948 e successivamente, nel 1971, sono state sostituite quattro campate.
La lunghezza complessiva è pari a 371 m, mentre la lunghezza delle singole campate varia da 48 fino a 70 m.
Nel seguito si analizzerà una campata intermedia di luce pari a 62,9 m. La linea ferroviaria è ad un solo binario.




Prospetto longitudinale


Sezione trasversale

Per classificare il materiale impiegato è stata attuata la rilevazione della durezza attraverso un penetratore Vickers che permette una correlazione con la resistenza a trazione. Le misure sono state condotte su tutte le tipologie di elementi strutturali considerando almeno 4 elementi per tipo.

Traverso n. 1
Test Durezza HV
1 138
2 142
... ...
15 148
MEDIA 142,6

Nella tabella a seguito è presentato il riepilogo delle medie HV, mediato per tipologia di elemento strutturale, convertendo i dati in scala Brinnel, secondo la norma DIN 50150 che fornisce la stima della Resistenza a Trazione.

Riepilogo dei risultati mediati per tipo di elemento strutturale

Elemento Media HV HB σ (MPa)
Briglia inferiore 157,4 149,6 531,0
Diagonale 151,2 143,7 509,9
Fazzoletto diagonale 129,1 122,7 435,4
Trave trasversale 137,9 131,1 465,1
Longherina 147,4 140,2 497,1
Controvento 162,3 154,3 547,4
Montante 139,3 132,4 469,8
Fazzoletto tra briglia inferiore e diagonale 141,2 134,1 476,2

La prova di carico è stata eseguita ponendo due locomotori tipo E656 a sei assi con un carico di 20 t su ciascun asse. I locomotori sono stati posti in diverse configurazioni rilevando la deformata col metodo inclinometrico che evidenzia una freccia di mezzeria pari a 24,18 mm.
Si presenta il rilievo della condizione di carico simmetrica.


Fase di carico


Deformata ottenuta in linea

E’ stata eseguita la caratterizzazione dinamica sperimentale ponendo due terne accelerometriche poste in mezzeria e a ¼ luce. Le rilevazioni sono state effettuate durante il normale transito dei treni ed in condizioni di forte vento.

L’oscillogramma mostra un tratto temporale dopo il passaggio di un convoglio. Il segnale Ch1, corrispondente alla direzione verticale nella mezzeria della campata, è perfettamente in fase con il sensore Ch 4, verticale ad ¼ luce. Come mostrerà il modello numerico, la frequenza rappresenta il primo modo di vibrare in direzione verticale (il primo modo assoluto è nel piano orizzontale). La frequenza è ricavabile anche nel dominio dei tempi. Infatti si contano 20 oscillazioni in 5,26 s che rappreLinea MNMO0 sentano 3,80 Hz.
Nella direzione X, corrispondente ai canali 2 e 4, si contano 10 oscillazioni in 4,63 s che rappresentano 2,14 Hz.



Lo spettro, ricavato dalla trasformata di Fourier, consente di ricavare anche la frequenza corrispondente al III modo di vibrare.
In sintesi sono state ricavate tre frequenze libere fondamentali pari a 2,14 Hz, 3,80 Hz e 4,61 Hz.

Il modello teorico è stato calibrato cercando la corrispondenza con le risposte dinamiche.


I modo 2,24 Hz


II modo 3,63 Hz


III modo 4,58 Hz

Per verificare l’affidabilità del modello si procede ad una analisi delle frecce teoriche sotto i carichi di prova.
Si presenta la sola analisi del carico in mezzeria dove la freccia massima risulta pari a 25,60 mm contro i 24,18 rilevati sperimentalmente.


Forze prodotte dai 2 locomotori


Stato deformativo

Sulla base del modello calibrato è ora possibile ricavare le sollecitazioni massime, prodotte dal carico previsto a norma. Con riferimento alle istruzioni emanate dalle Ferrovie dello Stato (n° 1/SC/PS-OM/2298 del 2.6.95), le azioni indotte dal traffico ferroviario, verticali ed orizzontali, vengono combinate secondo 6 distinti gruppi di carico (tabella 1.7.2.3 delle suddette norme); di questi solo due sono significativi nel caso in esame e sono riassunti nella tabella.

Coefficienti per la valutazione dei carichi da traffico

TIPO VERTICALE ORIZZONTALE Commento
Gruppo di carico Treno
LM71 (*)
Serpeggio Frenatura
GC1 1 1 0.5 max azione laterale e verticale
GC2 1 0.5 1 massima azione longitudinale

(*) incluso il coefficiente di amplificazione dinamica

Questi gruppi di carico devono essere combinati alle azioni permanenti, dovute ai pesi propri, ed all'azione del vento per una aliquota di 0,6 del calcolo. L'azione del vento è assunta convenzionalmente come una pressione statica con valore caratteristico Wk=2.5 kN/m2. Tale pressione agirà sulla superficie esposta della struttura.
I carichi dovuti al convoglio sono moltiplicati per il coefficiente dinamico (per linea con elevato standard manutentivo):

Per i ponti metallici con armamento diretto occorrerà considerare un ulteriore coefficiente di adattamento dell’incremento dinamico β, variabile esclusivamente in ragione della luce del ponte, tale da assumere i seguenti valori: β = 1,1 per 8 m < L ≤ 90,0 m

Nel ponte in oggetto il coefficiente dinamico assume il valore di j = 1,11.

L’analisi delle tensioni è condotta su tutti i singoli elementi della struttura: longherine, travi trasversali, briglie inferiori e superiori, montanti, diagonali.

Si presentano i soli elaborati di calcolo delle longherine che risulteranno essere le più sollecitate.


Diagramma del momento flettente verticale


Diagramma dello sforzo di taglio

Tensioni massime


Analizzando i valori delle tensioni ricavate sui singoli elementi strutturali si rileva la tensione massima sulle longarine con un valore massimo pari a σid = 166,5 MPa ricavato dalla combinazione di carico C1.
Per le tensioni ammissibili nell’acciaio si prendono come riferimento i valori ricavati dalle indagini sperimentali sul materiale. La tabella precedente riporta tutti i valori dell’indice di durezza Vickers rilevati, dai quali si può ricavare la resistenza a rottura per trazione caratteristica Rtk = Rtm – 1,64 SQ, dove Rtm è il valore medio di tutti i risultati, nel ns caso pari a 491,5 MPa, ed SQ è lo scarto quadratico pari a 37,0 MPa.
Pertanto la resistenza a rottura per trazione caratteristica risulta Rtk = 430,8 MPa.
Da questo risultato si deduce che l’acciaio impiegato può essere classificato come Fe430, da cui si può assumere una tensione ammissibile di 190,0 MPa.

Si dovrà ora procedere all’analisi dei nodi e della sezione dei chiodi attraverso l’analisi puntuale delle forze concorrenti derivanti dal modello calibrato.


CONCLUSIONI

Il lavoro presentato è un esempio pratico di gestione delle opere d’arte dove dalla costante e sistematica attività di sorveglianza si determinano le condizioni che necessitano un approfondito esame della struttura.
La metodologia della Valutazione Numerica dello stato di Degrado comporta la trasformazione dell’osservazione visiva in un numero. Questo processo semplifica la catalogazione informatizzata delle condizioni dell’opera uniformando la procedura di ispezione e rendendola autonoma dal soggetto esecutore. Va però considerato che la sua effettiva potenzialità si attiva solo dopo una seconda ispezione che consenta un confronto ed una verifica di tutti quei fenomeni di diversità rispetto all’Ispezione Primaria.
Da questo si deduce che al di la dell’introduzione di nuovi sistemi di controllo, per quanto sofisticati, è necessaria una forte volontà e costanza nell’esercizio della sorveglianza.
Il metodo ha già trovato applicazione in numerose amministrazioni pubbliche a livello di province, comuni e compartimenti ferroviari, sarà così possibile a breve tracciare un primo giudizio sull’applicabilità e sui benefici del sistema. Ma soprattutto, sulla base delle esperienze maturate, si potrà adattare meglio la tecnica alla pratica.

Le opere d’arte stradali e ferroviarie, con il titolo di “opere” ci ricordano la loro importanza ingegneristica e sociale, stimolandoci quali tecnici, e motivando la nostra responsabilità affinché siano conservate degnamente e rendano con sicurezza ed affidabilità la loro importante funzione.


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[3] K. Bergmeister, S. Cecchinato, S. Martinello, G. Romaro, S. Scabini, E. Siviero - Ponti e viadotti: ispezioni visive e controlli preliminari - dispensa CIAS, Bolzano 29/30/31.10.2001
[4] R. Giacchetti, G. Menditto - Indagini dinamiche non distruttive per l’individuazione delle caratteristiche meccaniche delle strutture - Quaderno CIAS nr. 2
[5] L. Gambarotta, C. Gentile, S. Lagomarsino, S. Martinello, F. Martinez, M. Petrangeli - Progetto, costruzione e controllo dei ponti: il ruolo della sperimentazione - dispensa CIAS, Milano 15.10.1999
[6] P. Foraboschi, L. Jurina, S. Martinello, L. Zanzi - Indagini non distruttive sulle costruzioni: strumentazione e applicazioni progettuali - dispensa CIAS, Cremona 25.10.2001
[7] P. Pedeferri - Cedimenti strutturali e corrosione delle armature - L’edilizia, settembre 2003 n. 129
[8] P.A. Dezza - Dalla ristrutturazione di un ponte - dispensa CIAS, Alessandria 5.11.2004


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