Source: http://ntc.archliving.it/2019/02/18/capitolo-5-ponti/
Timestamp: 2020-02-23 03:25:36+00:00

Document:
CAPITOLO 5 - PONTI - NTC Archliving
Ai fini della presente normativa, per larghezza della sede stradale del ponte si intende la distanza misurata ortogonalmente all’asse stradale tra i punti più esterni dell’impalcato.
La sede stradale sul ponte è composta dalla piattaforma, eventualmente divisa da uno spartitraffico e composta dalle corsie e dalle banchine, dai cordoli e laddove previsti dai marciapiedi, a seconda dell’importanza, della funzione e delle caratteristiche della strada.
La superficie carrabile del ponte è composta dalla piattaforma e da eventuali marciapiedi sormontabili, di altezza inferiore a 20 cm e non protetti da barriere di sicurezza stradale o da altri dispositivi di ritenuta.
Eccezionalmente, ove l’esistenza di vincoli non eliminabili imponesse di scendere al di sotto di tale valore, si può adottare un’altezza minima, in ogni caso non inferiore a 3,20 m. Tale deroga è vincolata al parere favorevole dei Comandi Militare e dei Vigili del Fuoco competenti per territorio.
I ponti sui corsi d’acqua classificati navigabili devono avere il tirante corrispondente alla classe dei natanti previsti.
Per tutti i casi in deroga all’altezza minima prescritta di 5 m, si devono adottare opportuni dispositivi segnaletici di sicurezza (ad es. controsagome), collocati a conveniente distanza dall’imbocco dell’opera.
Quando il ponte interessa un corso d’acqua naturale o artificiale, il progetto deve essere corredato da uno studio di compatibilità idraulica costituito da una relazione idrologica e da una relazione idraulica riguardante le scelte progettuali, la costruzione e l’esercizio del ponte.
L’ampiezza e l’approfondimento dello studio e delle indagini che ne costituiscono la base devono essere commisurati all’importanza del problema e al livello di progettazione. Deve in ogni caso essere definita una piena di progetto caratterizzata da un tempo di ritorno Tr pari a 200 anni (Tr=200).
Coerentemente al livello di progettazione, lo studio di compatibilità idraulica deve riportare:
- l’analisi idrologica degli eventi di massima piena e stima della loro frequenza probabile;
- la definizione dei mesi dell'anno durante i quali siano da attendersi eventi di piena, con riferimento alla prevista successione delle fasi costruttive;
- la definizione della scala delle portate nelle condizioni attuali, di progetto, e nelle diverse fasi costruttive previste, corredata dal calcolo del profilo di rigurgito indotto dalla presenza delle opere in alveo, tenendo conto della possibile formazione di ammassi di detriti galleggianti;
- la valutazione dello scavo localizzato con riferimento alle forme ed alle dimensioni di pile, spalle e relative fondazioni, nonché di altre opere in alveo provvisionali e definitive, tenendo conto della possibile formazione di ammassi di detriti galleggianti oltre che dei fenomeni erosivi generalizzati conseguenti al restringimento d’alveo;
- l’esame delle conseguenze di urti e abrasioni dovuti alla presenza di natanti e corpi flottanti.
Il manufatto non dovrà interessare con spalle, pile e rilevati la sezione del corso d’acqua interessata dalla piena di progetto e, se arginata, i corpi arginali.
Qualora fosse necessario realizzare pile in alveo, la luce netta minima tra pile contigue, o fra pila e spalla del ponte, non deve essere inferiore a 40 m misurati ortogonalmente al filone principale della corrente. Per i ponti esistenti, eventualmente interessati da luci nette di misura inferiore, è ammesso l’allargamento della piattaforma, a patto che questo non comporti modifiche dimensionali delle pile, delle spalle o della pianta delle fondazioni di queste, e nel rispetto del franco idraulico come nel seguito precisato.
In tutti gli altri casi deve essere richiesta l’autorizzazione all’Autorità competente, che si esprime previo parere del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici.
Nel caso di pile e/o spalle in alveo, cura particolare è da dedicare al problema delle escavazioni in corrispondenza delle fondazioni e alla protezione delle fondazioni delle pile e delle spalle tenuto anche conto del materiale galleggiante che il corso d’acqua può trasportare. In tali situazioni, una stima anche speditiva dello scalzamento è da sviluppare fin dai primi livelli di progettazione.
Quando l’intradosso delle strutture non sia costituito da un’unica linea orizzontale tra gli appoggi, il franco idraulico deve essere assicurato per una ampiezza centrale di 2/3 della luce, e comunque non inferiore a 40 m.
Il franco idraulico necessario non può essere ottenuto con il sollevamento del ponte durante la piena.
Lo scalzamento e le azioni idrodinamiche associate al livello idrico massimo che si verifica mediamente ogni anno (si assuma Tr = 1,001) devono essere combinate con le altre azioni variabili adottando valori del coefficiente Ψ0 unitario.
Lo scalzamento e le azioni idrodinamiche associati all’evento di piena di progetto devono essere combinate esclusivamente con le altre azioni variabili da traffico, adottando per queste ultime i coefficienti di combinazione Ψ1.
2. Effetti reologici: ritiro ε2 e viscosità ε3;
Il calcolo degli effetti del ritiro del calcestruzzo e della viscosità deve essere effettuato in accordo al carattere ed all’intensità di tali distorsioni definiti nelle relative sezioni delle presenti Norme Tecniche.
Devono considerarsi gli effetti di cedimenti vincolari quando, sulla base delle indagini e delle valutazioni geotecniche, questi risultino significativi per le strutture.
I carichi verticali da traffico sono definiti dagli Schemi di Carico descritti nel § 5.1.3.3.3, disposti su corsie convenzionali.
Le larghezze w1 delle corsie convenzionali sulla superficie carrabile ed il massimo numero (intero) possibile di tali corsie su di essa sono indicati nel prospetto seguente (Fig. 5.1.1 e Tab. 5.1.I).
Se non diversamente specificato, qualora la piattaforma di un impalcato da ponte sia divisa in due parti separate da una zona spartitraffico centrale, si distinguono i casi seguenti:
a) se le parti sono separate da una barriera di sicurezza fissa, ciascuna parte, incluse tutte le corsie di emergenza e le banchine, è autonomamente divisa in corsie convenzionali.
b) se le parti sono separate da barriere di sicurezza mobili o da altro dispositivo di ritenuta, l’intera carreggiata, inclusa la zona spartitraffico centrale, è divisa in corsie convenzionali.
Fig. 5.1.1 -Esempio di numerazione delle corsie
La disposizione e la numerazione delle corsie va determinata in modo da indurre le più sfavorevoli condizioni di progetto. Per ogni singola verifica il numero di corsie da considerare caricate, la loro disposizione sulla superficie carrabile e la loro numerazione vanno scelte in modo che gli effetti della disposizione dei carichi risultino i più sfavorevoli. La corsia che, caricata, dà l’effetto più sfavorevole è numerata come corsia Numero 1; la corsia che dà il successivo effetto più sfavorevole è numerata come corsia Numero 2, ecc.
Quando la superficie carrabile è costituita da due parti separate portate da uno stesso impalcato, le corsie sono numerate considerando l’intera superficie carrabile, cosicché vi è solo una corsia 1, solo una corsia 2 ecc., che possono appartenere alternativamente ad una delle due parti.
Quando la superficie carrabile consiste di due parti separate portate da due impalcati indipendenti, per il progetto di ciascun impalcato si adottano numerazioni indipendenti. Quando, invece, gli impalcati indipendenti sono portati da una singola pila o da una singola spalla, per il progetto della pila o della spalla si adotta un’unica numerazione per le due parti.
Per ciascuna singola verifica e per ciascuna corsia convenzionale si applicano gli Schemi di Carico definiti nel seguito per una lunghezza e per una disposizione longitudinale tali da ottenere l’effetto più sfavorevole.
è costituito da carichi concentrati su due assi in tandem, applicati su impronte di pneumatico di forma quadrata e lato 0,40 m, e da carichi uniformemente distribuiti come mostrato in Fig. 5.1.2. Questo schema è da assumere a riferimento sia per le verifiche globali, sia per le verifiche locali, considerando un solo carico tandem per corsia, disposto in asse alla corsia stessa. Il carico tandem, se presente, va considerato per intero.
è costituito da un singolo asse applicato su specifiche impronte di pneumatico di forma rettangolare, di larghezza 0,60 m ed altezza 0,35 m, come mostrato in Fig. 5.1.2. Questo schema va considerato autonomamente con asse longitudinale nella posizione più gravosa ed è da assumere a riferimento solo per verifiche locali. Qualora sia più gravoso si considererà il peso di una singola ruota di 200 kN.
è costituito da un carico isolato da 150 kN con impronta quadrata di lato 0,40 m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi non protetti da sicurvia.
è costituito da un carico isolato da 10 kN con impronta quadrata di lato 0,10 m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi protetti da sicurvia e sulle passerelle pedonali.
costituito dalla folla compatta, agente con intensità nominale, comprensiva degli effetti dinamici, di 5,0 kN/m². Il valore di combinazione è invece di 2,5 kN/m². Il carico folla deve essere applicato su tutte le zone significative della superficie di influenza, inclusa l’area dello spartitraffico centrale, ove rilevante.
Schemi di Carico 6.a, b, c:
In assenza di studi specifici ed in alternativa al modello di carico principale, generalmente cautelativo, per opere di luce maggiore di 300 m, ai fini della statica complessiva del ponte, si può far riferimento ai seguenti carichi qL,a, qL,b e qL,c
- ponti per il transito dei carichi mobili sopra indicati con il loro intero valore;
- ponti per il transito dei soli carichi associati allo Schema 5 (ponti pedonali).
Se necessario, il progetto potrà specificatamente considerare uno o più veicoli speciali rappresentativi, per geometria e carichi-asse, dei veicoli eccezionali previsti sul ponte. Detti veicoli speciali e le relative regole di combinazione possono essere appositamente specificati caso per caso o dedotti da normative di comprovata validità.
Il numero delle colonne di carichi mobili da considerare nel calcolo è quello massimo compatibile con la larghezza della superficie carrabile, tenuto conto che la larghezza di ingombro convenzionale è stabilita per ciascuna corsia in 3,00 m.
Fig. 5.1.2 -Schemi di carico 1 – 5 (dimensioni in m)
In ogni caso il numero delle corsie non deve essere inferiore a 2, a meno che la larghezza della superficie carrabile sia inferiore a 5,40 m.
La disposizione dei carichi ed il numero delle corsie sulla superficie carrabile saranno volta per volta quelli che determinano le condizioni più sfavorevoli di sollecitazione per la struttura, membratura o sezione considerata.
Si devono considerare, compatibilmente con le larghezze precedentemente definite, le seguenti intensità dei carichi (Tab. 5.1.II):
Tab. 5.1.II - Intensità dei carichi Qik e qik per le diverse corsie
Per i ponti pedonali si considera il carico associato allo Schema 5 (folla compatta) applicato con la disposizione più gravosa per le singole verifiche.
Ai fini delle verifiche globali di opere singole di luce maggiore di 300 m, in assenza di studi specifici ed in alternativa al modello di carico principale, si disporrà sulla corsia n. 1 un carico qL,a, sulla corsia n. 2 un carico qL,b, sulla corsia n. 3 un carico qL,c e sulle altre corsie e sull’area rimanente un carico distribuito di intensità 2,5 kN/m².
I carichi concentrati da considerarsi ai fini delle verifiche locali ed associati agli Schemi di Carico 1, 2, 3 e 4 si assumono uniformemente distribuiti sulla superficie della rispettiva impronta. La diffusione attraverso la pavimentazione e lo spessore della soletta si considera avvenire secondo un angolo di 45°, fino al piano medio della struttura della soletta sottostante (Fig. 5.1.3.a). Nel caso di piastra ortotropa la diffusione va considerata fino al piano medio della lamiera superiore d’impalcato (Fig. 5.1.3.b).
Ai fini del calcolo delle strutture secondarie dell’impalcato (solette, marciapiedi, traversi, ecc.) si devono prendere in considerazione i carichi già definiti in precedenza, nelle posizioni di volta in volta più gravose per l’elemento considerato. In alternativa si considera, se più gravoso, il carico associato allo Schema 2, disposto nel modo più sfavorevole e supposto viaggiante in direzione longitudinale.
Nella determinazione delle combinazioni di carico si indica come carico q1 la disposizione dei carichi mobili che, caso per caso, risulta più gravosa ai fini delle verifiche.
Fig. 5.1.3.a - Diffusione dei carichi concentrati nelle solette
Fig. 5.1.3.b - Diffusione dei carichi concentrati negli impalcati a piastra ortotropa
I carichi mobili includono gli effetti dinamici per pavimentazioni di media rugosità. In casi particolari, come ad esempio in prossimità dei giunti di dilatazione, può essere necessario considerare un coefficiente dinamico addizionale q2, da valutare in riferimento alla specifica situazione considerata.
La forza di frenamento o di accelerazione q3 è funzione del carico verticale totale agente sulla corsia convenzionale n. 1 ed è uguale a
essendo w1 la larghezza della corsia e L la lunghezza della zona caricata. La forza, applicata a livello della pavimentazione ed agente lungo l’asse della corsia, è assunta uniformemente distribuita sulla lunghezza caricata e include gli effetti di interazione.
Nei ponti con asse curvo di raggio R (in metri) l’azione centrifuga corrispondente ad ogni colonna di carico si valuta convenzionalmente come indicato in Tab. 5.1.III, essendo Qv = ∑i 2Qik il carico totale dovuto agli assi tandem dello schema di carico 1 agenti sul ponte.
L’azione del vento può essere convenzionalmente assimilata ad un sistema di carichi statici, la cui componente principale è orizzontale e diretta ortogonalmente all’asse del ponte e/o diretta nelle direzioni più sfavorevoli per alcuni dei suoi elementi (ad es. le pile). Tale componente principale si considera agente sulla proiezione nel piano verticale delle superfici investite, ivi compresi i parapetti, le barriere di sicurezza stradale e le barriere acustiche, ove previsti; al riguardo può farsi utile riferimento a documenti di comprovata validità di cui al Capitolo 12.
L’azione del vento si può valutare come sopra specificato nei casi in cui essa non possa destare fenomeni dinamici nelle strutture del ponte o quando l’orografia non possa dar luogo ad azioni anomale del vento.
Le azioni idrodinamiche sulle pile poste nell’alveo dei fiumi devono essere calcolate secondo le prescrizioni del § 5.1.2.3 tenendo conto, oltre che dell’orientamento e della forma della pila, anche degli effetti di modificazioni locali dell’alveo, dovute, per esempio, allo scalzamento.
Il calcolo degli effetti delle variazioni termiche deve essere effettuato in accordo al carattere ed all’intensità di tali variazioni definite nel Capitolo 3. Per situazioni di particolare complessità può anche farsi utile riferimento a documenti di comprovata validità, di cui al Capitolo 12.
Le barriere di sicurezza stradali e gli elementi strutturali ai quali sono collegate devono essere dimensionati in funzione della classe di contenimento richiesta, per l’impiego specifico, dalle norme nazionali applicabili.
Nel progetto dell’impalcato deve essere considerata una combinazione di carico nella quale al sistema di forze orizzontali, equivalenti all’effetto dell’azione d’urto sulla barriera di sicurezza stradale, si associa un carico verticale isolato sulla sede stradale costituito dallo Schema di Carico 2, posizionato in adiacenza alla barriera stessa e disposto nella posizione più gravosa.
Tale sistema di forze orizzontali potrà essere valutato dal progettista, alternativamente, sulla base:
- delle risultanze sperimentali ottenute nel corso di prove d’urto al vero, su barriere della stessa tipologia e della classe di contenimento previste in progetto, mediante l’utilizzo di strumentazione idonea a registrare l’evoluzione degli effetti dinamici;
- del riconoscimento di equivalenza tra il sistema di forze e le azioni trasmesse alla struttura, a causa di urti su barriere della stessa tipologia e della classe di contenimento previste in progetto, laddove tale equivalenza risulti da valutazioni teoriche e/o modellazioni numerico-sperimentali;
In assenza delle suddette valutazioni, il sistema di forze orizzontali può essere determinato con riferimento alla resistenza caratteristica degli elementi strutturali principali coinvolti nel meccanismo d’insieme della barriera e deve essere applicato ad una quota h, misurata dal piano viario, pari alla minore delle dimensioni h1 e h2, dove h1 = (altezza della barriera - 0,10m) e h2 = 1,00 m. Nel dimensionamento degli elementi strutturali ai quali è collegata la barriera si deve tener conto della eventuale sovrapposizione delle zone di diffusione di tale sistema di forze, in funzione della geometria della barriera e delle sue condizioni di vincolo. Per il dimensionamento dell’impalcato, le forze orizzontali così determinate devono essere amplificate di un fattore pari a 1,50.
Nel calcolo delle pile, delle spalle, delle fondazioni, degli stessi apparecchi di appoggio e, se del caso, dell’impalcato, si devono considerare le forze che derivano dalle resistenze parassite dei vincoli.
Nel caso di appoggi in gomma dette forze devono essere valutate sulla base delle caratteristiche dell’appoggio e degli spostamenti previsti.
Per le azioni sismiche si devono rispettare le prescrizioni di cui ai §§ 2.5.3 e 3.2.
Nelle espressioni [2.5.5] e [2.5.7] si assume, di regola, per i carichi dovuti al transito dei mezzi ψ2j = 0,0.
Ove necessario, per esempio per ponti in zona urbana di intenso traffico, si assume per i carichi dovuti al transito dei mezzi ψ2j = 0,2, quando rilevante, sia nella combinazione delle azioni, sia per la definizione dell’effetto dell’azione sismica.
Le azioni eccezionali da considerare nel progetto sono valutate sulla base delle indicazioni contenute nel § 3.6, in generale, ed al § 3.6.3, in particolare.
Con riferimento al § 3.6.3.1, si puntualizza che le azioni d’urto agenti sugli elementi strutturali orizzontali al disopra della strada, sono da impiegarsi per la verifica di sicurezza globale dell’impalcato nel suo insieme inteso come corpo rigido (sollevamento/ ribaltamento); al verificarsi di tali eventi sono ammessi danni localizzati agli elementi strutturali che non comportino il collasso dell’impalcato.
I piedritti dei ponti ubicati a distanza ≤5,0 m dalla sede stradale devono essere protetti contro il pericolo di urti di veicoli stradali mediante adeguate opere chiaramente destinate alla protezione dei piedritti stessi.
Le combinazioni di carico da considerare ai fini delle verifiche devono essere stabilite in modo da garantire la sicurezza in conformità a quanto prescritto al Cap. 2.
Ai fini della determinazione dei valori caratteristici delle azioni dovute al traffico, si devono considerare, generalmente, le combinazioni riportate in Tab. 5.1.IV.
La Tab. 5.1.V, con riferimento al § 2.6.1, fornisce i valori dei coefficienti parziali delle azioni da assumere nell’analisi per la determinazione degli effetti delle azioni nelle verifiche agli stati limite ultimi.
Per le opere di luce maggiore di 300 m è possibile modificare i coefficienti indicati in tabella previa autorizzazione del Servizio tecnico centrale del Consiglio superiore dei lavori pubblici, sentito lo stesso Consiglio.
Le verifiche di sicurezza sulle varie parti dell’opera devono essere effettuate sulla base dei criteri definiti dalle presenti norme tecniche.
In particolare devono essere effettuate le verifiche allo stato limite ultimo, ivi compresa la verifica allo stato limite di fatica, ed agli stati limite di esercizio riguardanti gli stati di fessurazione e di deformazione.
Le combinazioni di carico da considerare ai fini delle verifiche devono essere stabilite in modo da garantire la sicurezza secondo quanto definito nei criteri generali enunciati al Capitolo 2 delle presenti norme tecniche.
Si deve verificare che sia: Ed ≤ Rd, dove Ed è il valore di progetto degli effetti delle azioni ed Rd è la corrispondente resistenza di progetto.
Per gli Stati Limite di Esercizio si dovrà verificare che sia: Ed ≤ Cd , dove Cd è un valore nominale o una funzione di certe proprietà materiali legate agli effetti progettuali delle azioni considerate, Ed è il valore di progetto dell’effetto dell’azione determinato sulla base delle combinazioni di carico.
Per strutture, elementi strutturali e dettagli sensibili a fenomeni di fatica devono essere eseguite opportune verifiche.
Le verifiche devono essere condotte considerando spettri di carico differenziati, a seconda che si conduca una verifica per vita illimitata o una verifica a danneggiamento.
In assenza di studi specifici, volti alla determinazione dell’effettivo spettro di carico che interessa il ponte, si può far riferimento ai modelli descritti nel seguito.
Le verifiche a fatica per vita illimitata possono essere condotte, per dettagli caratterizzati da limite di fatica ad ampiezza costante, controllando che la massima differenza di tensione Δσmax=(σmax - σmin) indotta nel dettaglio stesso dallo spettro di carico significativo risulti minore del limite di fatica del dettaglio stesso. Ai fini del calcolo del Δσmax si possono impiegare, in alternativa, i modelli di carico di fatica 1 e 2, disposti sul ponte nelle due configurazioni che determinano la tensione massima e minima, rispettivamente, nel dettaglio considerato.
Il modello di carico di fatica 1 è costituito dallo Schema di Carico 1 assumendo il 70% dei carichi concentrati ed il 30% di quelli distribuiti (vedi fig. 5.1.4), applicati in asse alle corsie convenzionali individuate secondo i criteri individuati al §5.1.3.3.5
Per verifiche locali si deve considerare, se più gravoso, il modello costituito dall’asse singolo dello schema di carico 2, isolato e con carico al 70% (vedi fig.5.1.4).
Fig. 5.1.4 -Modello di carico di fatica 1
Quando siano necessarie valutazioni più precise, in alternativa al modello di carico di fatica semplificato 1, derivato dal modello di carico principale, si può impiegare il modello di carico di fatica 2, rappresentato nella Tab. 5.1.VII; applicato al centro della corsia convenzionale n. 1, che è quella che determina gli effetti più severi nel dettaglio in esame
Il modello di carico 2 non considera gli effetti di più corsie caricate sull’impalcato in esame. Nel caso in cui siano da prevedere significativi effetti di interazione tra veicoli, per l’applicazione di questo modello si deve disporre di dati supplementari, reperibili o da letteratura tecnica consolidata o a seguito di studi specifici.
Il danneggiamento D è valutato mediante la legge di Palmgren-Miner, considerando la curva S-N caratteristica del dettaglio e la vita nominale dell’opera.
Le verifiche devono essere condotte considerando lo spettro di tensione indotto nel dettaglio dal modello di carico di fatica semplificato 3, riportato in Fig. 5.1.5, costituito da un veicolo di fatica simmetrico a 4 assi, ciascuno di peso 120 kN, o, in alternativa, quando siano necessarie valutazioni più precise, dallo spettro di carico equivalente costituente il modello di carico di fatica 4, riportato in Tab. 5.1.VIII, ove è rappresentata anche la percentuale di veicoli da considerare, in funzione del traffico interessante la strada servita dal ponte.
I veicoli dei modelli di carico di fatica 3 o 4 possono essere applicati in asse alle corsie convenzionali determinate in accordo con il §5.1.3.3.5. È possibile, tuttavia, adottare disposizioni più favorevoli dei veicoli, considerando che il flusso avvenga per il 10% sulle corsie convenzionali e per il 90% sulle corsie fisiche. La posizione dei veicoli sulle corsie fisiche dovrà essere tale da determinare gli effetti più severi nel dettaglio in esame.
In assenza di studi specifici, per verifiche di danneggiamento, si deve considerare sulla corsia lenta il flusso annuo di veicoli di peso superiore a 100 kN, rilevanti ai fini della verifica a fatica, dedotto dalla Tab. 5.1.X.
Nel caso in cui siano da prevedere significativi effetti di interazione tra veicoli, si deve far riferimento a studi specifici o a metodologie consolidate.
Il modello di carico di fatica 3, considerato in asse alla corsia convenzionale, può essere utilizzato per le verifiche col metodo λ, o metodo dei coefficienti di danneggiamento equivalente. Per la determinazione dei coefficienti di danneggiamento equivalente, che devono essere specificamente calibrati sul predetto modello di carico di fatica 3, si può far riferimento alle norme UNI EN1992-2, UNI EN1993-2 ed UNI EN1994-2.
Per assicurare la funzionalità e la durata delle strutture viene prefissato uno stato limite di fessurazione, commisurato alle condizioni ambientali e di sollecitazione, nonché alla sensibilità delle armature alla corrosione.
Per le strutture in calcestruzzo armato ordinario, devono essere rispettate le limitazioni di cui alla Tab. 4.1.IV per armatura poco sensibile.
Valgono le limitazioni della Tab. 4.1.IV per armature sensibili.
L’assetto di una struttura, da valutarsi in base alle combinazioni di carico precedentemente indicate, deve risultare compatibile con la geometria della struttura stessa in relazione alle esigenze del traffico, nonché con i vincoli ed i dispositivi di giunto previsti in progetto.
Le deformazioni della struttura non devono arrecare disturbo al transito dei carichi mobili alle velocità di progetto della strada.
Le verifiche di sicurezza vanno svolte anche per le singole fasi di costruzione dell’opera, tenendo conto dell’evoluzione dello schema statico e dell’influenza degli effetti differiti nel tempo.
Gli spessori minimi delle diverse parti costituenti l’impalcato devono tener conto dell’influenza dei fattori ambientali sulla durabilità dell’opera e rispettare le prescrizioni delle norme relative ai singoli elementi strutturali.
Nelle strutture costruite in tutto o in parte con elementi prefabbricati, al fine di evitare sovratensioni, distorsioni o danneggiamenti dovuti a difetti esecutivi o di montaggio, deve essere assicurata la compatibilità geometrica tra le diverse parti assemblate, tenendo anche conto delle tolleranze costruttive.
Gli elementi di connessione tra le parti collegate devono essere conformati in modo da garantire la corretta trasmissione degli sforzi.
Nel caso di elementi in calcestruzzo armato normale e precompresso e di strutture miste acciaio-calcestruzzo vanno considerate le redistribuzioni di sforzo differite nel tempo che si manifestano tra parti realizzate o sottoposte a carico in tempi successivi e le analoghe redistribuzioni che derivano da variazioni dei vincoli.
Vale quanto già indicato al comma precedente per le strutture dell’impalcato.
Le sommità delle pile deve essere verificata nei confronti degli effetti locali derivanti dalle azioni concentrate trasmesse dagli apparecchi di appoggio.
Si deve verificare che gli spostamenti consentiti dagli apparecchi di appoggio siano compatibili con gli spostamenti massimi alla sommità delle pile, provocati dalle combinazioni delle azioni più sfavorevoli e, nelle pile alte, dalla differenza di temperatura tra le facce delle pile stesse.
Per strutture realizzate in più fasi, i vincoli devono assicurare un corretto comportamento statico e cinematico in ogni fase dell’evoluzione dello schema strutturale, adeguandosi, se del caso, ai cambiamenti di schema.
Particolare attenzione va rivolta al funzionamento dei vincoli in direzione trasversale rispetto all’asse longitudinale dell’impalcato, la cui configurazione deve corrispondere ad uno schema statico e cinematico ben definito.
La scelta e la disposizione dei vincoli nei ponti a pianta speciale (ponti in curva, ponti in obliquo, ponti con geometria in pianta irregolare) devono derivare da un adeguato studio di capacità statica e di compatibilità cinematica.
Le varie parti dei dispositivi di vincolo devono essere adeguatamente protette, al fine di garantirne il regolare funzionamento per il periodo di esercizio previsto.
I vincoli del ponte devono essere accessibili al fine di consentirne il controllo, la manutenzione e l’eventuale sostituzione senza eccessiva difficoltà.
Per i ponti in zona sismica, i vincoli devono essere progettati in modo che, tenendo conto del comportamento dinamico dell’opera, risultino idonei:
Le opere di impermeabilizzazione e di pavimentazione, i giunti e tutte le opere accessorie, devono essere eseguiti con materiali di qualità e con cura esecutiva tali da garantire la massima durata e tali da ridurre interventi di manutenzione e rifacimenti.
Le opere di impermeabilizzazione devono essere tali da evitare che infiltrazioni d’acqua possano arrecare danno alle strutture portanti.
La pavimentazione stradale deve essere tale da sottrarre all’usura ed alla diretta azione del traffico l’estradosso del ponte e gli strati di impermeabilizzazione che proteggono le strutture portanti.
In corrispondenza delle interruzioni strutturali si devono adottare dispositivi di giunto atti ad assicurare la continuità del piano viabile. Le caratteristiche dei giunti e le modalità del loro collegamento alla struttura devono essere tali da ridurre il più possibile le sovrasollecitazioni di natura dinamica dovute ad irregolarità locali e da assicurare la migliore qualità dei transiti.
In corrispondenza dei giunti si deve impedire la percolazione delle acque meteoriche o di lavaggio attraverso i giunti stessi. Nel caso di giunti che consentano il passaggio delle acque, queste devono confluire in appositi dispositivi di raccolta, collocati immediatamente sotto il giunto, e devono essere convogliate a scaricarsi senza possibilità di ristagni o dilavamenti che interessino le strutture.
Lo smaltimento dei liquidi provenienti dall’impalcato deve effettuarsi in modo da non arrecare danni o pregiudizio all’opera stessa, alla sicurezza del traffico e ad eventuali opere ed esercizi sottostanti il ponte. A tale scopo il progetto del ponte deve essere corredato dallo schema delle opere di convogliamento e di scarico. Per opere di particolare importanza, o per la natura dell’opera stessa o per la natura dell’ambiente circostante, si deve prevedere la realizzazione di un apposito impianto di depurazione e/o di decantazione.
In sede di progettazione e di esecuzione devono essere previste opere di camminamento (piattaforme, scale, passi d’uomo, ecc.) commisurate all’importanza del ponte e tali da consentire l’accesso alle parti più importanti sia ai fini ispettivi, sia ai fini manutentivi.
Le zone nell’intorno di parti destinate alla sostituzione periodica, quali ad esempio gli appoggi, devono essere corredate di punti di forza, chiaramente individuabili e tali da consentire le operazioni di sollevamento e di vincolamento provvisorio.
La struttura del ponte dovrà comunque prevedere la possibilità di passaggio di cavi e di una condotta di acquedotto; le dimensioni dei vani dovranno essere rapportate alle prevedibili esigenze da valutare con riferimento a quanto presente in prossimità del ponte.
Il gestore dell’infrastruttura in base alle caratteristiche funzionali e strategiche delle diverse infrastrutture ferroviarie stabilisce i parametri indicati al Capitolo 2: vita nominale, classe d’uso.
La progettazione dei manufatti sotto binario deve essere eseguita in modo da conseguire il migliore risultato globale dal punto di vista tecnico-economico, con particolare riguardo alla durabilità dell’opera stessa.
Fin dalla fase di progettazione deve essere posta la massima cura nella concezione generale dell’opera e nella definizione delle geometrie e dei particolari costruttivi in modo da rendere possibile l’accessibilità e l’ispezionabilità, nel rispetto delle norme di sicurezza, di tutti gli elementi strutturali. Deve essere garantita la piena ispezionabilità degli apparecchi d’appoggio e degli eventuali organi di ritegno. Deve inoltre essere prevista la possibilità di sostituire questi elementi con la minima interferenza con l’esercizio ferroviario; a tale scopo i disegni di progetto devono fornire tutte le indicazioni al riguardo (numero, posizione e portata dei martinetti per il sollevamento degli impalcati, procedure da seguire anche per la sostituzione degli stessi apparecchi, ecc.).
Le azioni permanenti che devono essere considerate sono: pesi propri, carichi permanenti portati, spinta delle terre, spinte idrauliche, ecc.
Ove non si eseguano valutazioni più dettagliate, la determinazione dei carichi permanenti portati relativi al peso della massicciata, dell’armamento e della impermeabilizzazione (inclusa la protezione) potrà effettuarsi assumendo, convenzionalmente, per linea in rettifilo, un peso di volume pari a 18,0 kN/m³ applicato su tutta la larghezza media compresa fra i muretti paraballast, per una altezza media fra piano del ferro (P.F.) ed estradosso impalcato pari a 0,80 m. Per ponti su linee in curva, oltre al peso convenzionale sopraindicato va aggiunto il peso di tutte le parti di massicciata necessarie per realizzare il sovralzo, valutato con la sua reale distribuzione geometrica e con un peso di volume pari a 20 kN/m³.
Nel caso di armamento senza massicciata devono essere valutati i pesi dei singoli componenti e le relative distribuzioni.
Nella progettazione di nuovi ponti ferroviari dovranno essere sempre considerati i pesi, le azioni e gli ingombri associati all’introduzione delle barriere antirumore, anche nei casi in cui non sia originariamente prevista la realizzazione di questo genere di elementi.
Sono da considerare tra i carichi permanenti portati anche il peso delle eventuali finiture, il sistema di smaltimento acque, etc..
I carichi verticali associati al transito dei convogli ferroviari sono definiti per mezzo di diversi modelli di carico rappresentativi delle diverse tipologie di traffico ferroviario: normale e pesante.
I valori dei suddetti carichi dovranno essere moltiplicati per un coefficiente di adattamento “α”, variabile in ragione della tipologia dell’infrastruttura (ferrovie ordinarie, ferrovie leggere, metropolitane, ecc.). Per le ferrovie ordinarie il valore del coefficiente di adattamento “α” da adottarsi per i diversi modelli di carico è definito nei relativi paragrafi; per le ferrovie leggere, metropolitane, ecc., il valore del coefficiente “α” è definito in funzione della specificità dell’infrastruttura stessa. Sono considerate tre tipologie di carico i cui valori caratteristici sono definiti nei successivi paragrafi. Nel seguito, i riferimenti ai modelli di carico LM 71, SW/0 e SW/2 ed alle loro componenti si intendono, in effetti, pari al prodotto dei coefficienti α per i carichi indicati nelle Fig. 5.2.1 e Fig. 5.2.2.
Questo modello di carico schematizza gli effetti statici prodotti dal traffico ferroviario normale come mostrato nella Fig. 5.2.1 e risulta costituito da:
- carico distribuito di 80 kN/m in entrambe le direzioni, a partire da 0,8 m dagli assi d’estremità e per una lunghezza illimitata.
Per questo modello di carico è prevista una eccentricità del carico rispetto all’asse del binario, dipendente dallo scartamento s, per tenere conto dello spostamento dei carichi; pertanto, essa è indipendente dal tipo di struttura e di armamento. Tale eccentricità è calcolata sulla base del rapporto massimo fra i carichi afferenti a due ruote appartenenti al medesimo asse
essendo QV1 e QV2 i carichi verticali delle ruote di un medesimo asse, e risulta quindi pari a s/18 con s= 1435 mm; questa eccentricità deve essere considerata nella direzione più sfavorevole.
Il carico distribuito presente alle estremità del treno tipo LM 71 deve segmentarsi al di sopra dell’opera andando a caricare solo quelle parti che forniscono un incremento del contributo ai fini della verifica dell’elemento per l’effetto considerato. Questa operazione di segmentazione non va effettuata per i successivi modelli di carico SW che devono essere considerati sempre agenti per tutta la loro estensione. Il valore del coefficiente di adattamento “α” da adottarsi per il modello di carico LM71 nella progettazione di ferrovie ordinarie è pari a 1,1.
Fig. 5.2.2 - Modelli di carico SW
Il modello di carico SW è illustrato in Fig. 5.2.2; per tale modello di carico, sono considerate due distinte configurazioni denominate SW/0 ed SW/2.
Il modello di carico SW/0 schematizza gli effetti statici prodotti dal traffico ferroviario normale per travi continue (esso andrà utilizzato solo per le travi continue qualora più sfavorevole dell’LM71).
Il valore del coefficiente di adattamento “α” da adottarsi nella progettazione delle ferrovie ordinarie è pari, rispettivamente, a 1,1 per il modello di carico SW/0 ed a 1,0 per il modello di carico SW/2.
Per alcune particolari verifiche è previsto un ulteriori particolare modello di carico denominato “Treno scarico” rappresentato da un carico uniformemente distribuito pari a 10,0 kN/m.
Un carico assiale Qvi può essere distribuito su tre traverse consecutive poste ad interasse uniforme “a”, ripartendolo fra la traversa che la precede, quella su cui insiste e quella successiva, nelle seguenti proporzioni 25%, 50%, 25% (Fig. 5.2.3).
Tuttavia, per il progetto di particolari elementi strutturali quali le solette degli impalcati da ponte, la distribuzione longitudinale del carico assiale al di sotto delle traverse è indicata in Fig. 5.2.4 ove, per superficie di riferimento è da intendersi la superficie di appoggio del ballast.
In particolare, per le solette, salvo diverse e più accurate determinazioni, potrà considerarsi una ripartizione a 45° dalla superficie di estradosso fino al piano medio delle stesse.
Salvo più accurate determinazioni, per ponti con armamento su ballast in rettifilo, le azioni possono distribuirsi trasversalmente secondo lo schema di Fig. 5.2.5.
Fig. 5.2.5 - Distribuzione trasversale in rettifilo delle azioni per mezzo delle traverse e del ballast. In figura, Qh rappresenta la forza centrifuga definita al successivo §5.2.2.3.1
Per ponti con armamento su ballast in curva, con sovralzo “u”, le azioni possono distribuirsi trasversalmente secondo lo schema di Fig. 5.2.6.
Fig. 5.2.6 - Distribuzione trasversale in curva delle azioni per mezzo delle traverse e del ballast. In figura, Qh rappresenta la forza centrifuga definita al successivo §5.2.2.3.1
In assenza di calcoli più accurati, il carico verticale a livello del piano di regolamento (posto a circa 0,70 m al di sotto del piano del ferro) su rilevato a tergo della spalla può essere assunto uniformemente distribuito su una larghezza di 3,0 m.
I marciapiedi non aperti al pubblico possono essere utilizzati solo dal personale autorizzato.
I carichi accidentali devono essere schematizzati da un carico uniformemente ripartito del valore di 10 kN/m². Questo carico non deve considerarsi contemporaneo al transito dei convogli ferroviari e deve essere applicato sopra i marciapiedi in modo da dare luogo agli effetti locali più sfavorevoli.
Le sollecitazioni e gli spostamenti determinati sulle strutture del ponte dall’applicazione statica dei modelli di carico debbono essere incrementati per tenere conto della natura dinamica del transito dei convogli.
- per le usuali tipologie di ponti e per velocità di percorrenza non superiore a 200 km/h, quando la frequenza propria della struttura ricade all’interno del fuso indicato in Fig. 5.2.7, è sufficiente utilizzare i coefficienti dinamici Φ definiti nel presente paragrafo;
- per le usuali tipologie di ponti, ove la velocità di percorrenza sia superiore a 200 km/h e quando la frequenza propria della struttura non ricade all’interno del fuso indicato in Fig. 5.2.7 e comunque per le tipologie non convenzionali (ponti strallati, ponti sospesi, ponti di grande luce, ponti metallici difformi dalle tipologie in uso in ambito ferroviario, ecc.) dovrà effettuarsi una analisi dinamica adottando convogli “reali” e parametri di controllo specifici dell’infrastruttura e del tipo di traffico ivi previsto.
Fig. 5.2.7 - DLimiti delle frequenze proprie no in Hz in funzione della luce della campata
In Fig. 5.2.7 il “fuso” è caratterizzato da:
Per una trave semplicemente appoggiata, sottoposta a flessione, la prima frequenza flessionale può valutarsi con la formula:
Per ponti in calcestruzzo δ0 deve calcolarsi impiegando il modulo elastico secante, in accordo con la breve durata del passaggio del treno.
Per travi continue, salvo più precise determinazioni, L è da assumersi pari alla LΦ definita come di seguito.
I coefficienti di incremento dinamico Φ che aumentano l’intensità dei modelli di carico definiti in 5.2.2.2.1 si assumono pari a Φ2 o Φ3, in dipendenza del livello di manutenzione della linea. In particolare, si assumerà:
(a) per linee con elevato standard manutentivo:
(b) per linee con ridotto standard manutentivo:
LΦ rappresenta la lunghezza “caratteristica” in metri, così come definita in Tab. 5.2.II.
I coefficienti di incremento dinamico sono stabiliti con riferimento a travi semplicemente appoggiate. La lunghezza LΦ permette di estendere l’uso di questi coefficienti anche ad altre tipologie strutturali.
Ove le sollecitazioni agenti in un elemento strutturale dipendessero da diversi termini ciascuno dei quali afferente a componenti strutturali distinti, ognuno di questi termini dovrà calcolarsi utilizzando la lunghezza caratteristica LΦ appropriata.
Questo coefficiente dinamico Φ non dovrà essere usato con i seguenti carichi:
- treno scarico;
- treni “reali”.
Per i ponti metallici con armamento diretto occorrerà considerare un ulteriore coefficiente di adattamento dell’incremento dinamico Φ (inserito per tener conto del maggiore incremento dinamico dovuto al particolare tipo di armamento), variabile esclusivamente in funzione della lunghezza caratteristica LΦ dell’elemento, dato da:
β= 1,0 per LΦ ≤ 8 m ed LΦ > 90 m
β= 1,1 per 8 m < LΦ ≤ 90 m
Nei casi di ponti ad arco o scatolari, con o senza solettone di fondo, aventi copertura “h” maggiore di 1,0 m, il coefficiente dinamico può essere ridotto nella seguente maniera:
dove h, in metri, è l’altezza della copertura dall’estradosso della struttura alla faccia superiore delle traverse.
Per le strutture dotate di una copertura maggiore di 2,50 m può assumersi un coefficiente di incremento dinamico unitario.
Pile con snellezza λ ≤ 30, spalle, fondazioni, muri di sostegno e spinte del terreno possono essere calcolate assumendo coefficienti dinamici unitari.
La forza centrifuga si considera agente verso l’esterno della curva, in direzione orizzontale ed applicata alla quota di 1,80 m al di sopra del P.F..
I calcoli si basano sulla massima velocità compatibile con il tracciato della linea. Ove siano considerati gli effetti dei modelli di carico SW, si assumerà una velocità di 100 km/h.
Il valore caratteristico della forza centrifuga si determinerà in accordo con la seguente espressione:
Qtk - qtk = valore caratteristico della forza centrifuga [kN -kN/m];
Qvk - qvk = valore caratteristico dei carichi verticali [kN -kN/m];
α = coefficiente di adattamento;
v = velocità di progetto espressa in m/s;
V = velocità di progetto espressa in km/h;
f = fattore di riduzione (definito in seguito nella 5.2.10);
g = accelerazione di gravità in m/s²;
r = raggio di curvatura in m.
Nel caso di curva policentrica come valore del raggio r dovrà essere assunto un opportuno valore medio fra i raggi di curvatura che interessano la campata in esame.
La forza centrifuga sarà sempre combinata con i carichi verticali supposti agenti nella generica configurazione di carico, e non sarà incrementata dai coefficienti dinamici.
f è un fattore di riduzione dato in funzione della velocità V e della lunghezza Lf di binario carico.
Lf = lunghezza di influenza, in metri, della parte curva di binario carico sul ponte, che è la più sfavorevole per il progetto del generico elemento strutturale;
f < 1 per 120 ≤ V ≤ 300 km/h e Lf > 2,88 m;
f(V) = f(300) per V > 300 km/h.
Per il modello di carico LM 71 e per velocità di progetto superiori ai 120 km/h, saranno considerati due casi:
(b) Modello di carico LM 71 e forza centrifuga calcolata secondo le precedenti espressioni per la massima velocità di progetto.
Inoltre, per ponti situati in curva, dovrà essere considerato anche il caso di assenza di forza centrifuga (convogli fermi).
Per i modelli di carico LM71 e SW/0 l’azione centrifuga si dovrà determinare partendo dalle equazioni [5.2.9] e [5.2.10] considerando i valori di V, α, e f definiti nella seguente Tab. 5.2 II.b.
Tab. 5.2.II.b - Parametri per determinazione della forza centrifuga
La forza laterale indotta dal serpeggio si considera come una forza concentrata agente orizzontalmente, applicata alla sommità della rotaia più alta, perpendicolarmente all’asse del binario. Tale azione si applicherà sia in rettifilo che in curva.
Il valore caratteristico di tale forza sarà assunto pari a Qsk = 100 kN. Tale valore deve essere moltiplicato per α, (se α>1), ma non per il coefficiente Φ.
Le forze di frenatura e di avviamento agiscono sulla sommità del binario, nella direzione longitudinale dello stesso. Dette forze sono da considerarsi uniformemente distribuite su una lunghezza di binario L determinata per ottenere l’effetto più gravoso sull’elemento strutturale considerato.
avviamento: Qla,k = 33 [kN/m] · L[m] ≤ 1000 kN per modelli di carico LM 71, SW/0, SW/2
frenatura: Qlb,k = 20 [kN/m] · L[m] ≤ 6000 kN per modelli di carico LM 71, SW/0
Qlb,k = 35 [kN/m] · L[m] per modelli di carico SW/2
Questi valori caratteristici sono applicabili a tutti i tipi di binario, sia con rotaie saldate, sia con rotaie giuntate, con o senza dispositivi di espansione.
Le azioni di frenatura ed avviamento saranno combinate con i relativi carichi verticali (per modelli di carico SW/0 e SW/2 saranno tenute in conto solo le parti di struttura che sono caricate in accordo con la Fig 5.2.2 e con la Tab. 5.2.I).
Quando la rotaia è continua ad una o ad entrambe le estremità del ponte solo una parte delle forze di frenatura ed avviamento è trasferita, attraverso l’impalcato, agli apparecchi di appoggio, la parte rimanente di queste forze è trasmessa, attraverso le rotaie, ai rilevati a tergo delle spalle. La percentuale di forze trasferite attraverso l’impalcato agli apparecchi di appoggio è valutabile con le modalità riportate nel paragrafo relativo agli effetti di interazione statica.
Nel caso di ponti a doppio binario si devono considerare due treni in transito in versi opposti, uno in fase di avviamento, l’altro in fase di frenatura.
Nel caso di ponti a più di due binari si deve considerare:
Per lunghezze di carico superiori a 300 m dovranno essere eseguiti appositi studi per valutare i requisiti aggiuntivi da tenere in conto ai fini degli effetti di frenatura ed avviamento.
Le azioni del vento sono definite al § 3.3 delle presenti Norme Tecniche.
Nelle stesse norme sono individuate le metodologie per valutare l’effetto dell’azione sia come effetto statico che dinamico. Le strutture andranno progettate e verificate nel rispetto di queste azioni.
Nel caso in cui si consideri il ponte scarico, l’azione del vento dovrà considerarsi agente sulle barriere antirumore presenti, così da individuare la situazione più gravosa.
Le azioni della temperatura sono definite al § 3.5 delle presenti Norme Tecniche.
Variazione termica non uniforme
In aggiunta alla variazione termica uniforme, andrà considerato un gradiente di temperatura di 5 °C fra estradosso ed intradosso di impalcato con verso da determinare caso per caso.
Nel caso di impalcati a cassone in calcestruzzo, andrà considerata una differenza di temperatura di 5 °C con andamento lineare nello spessore delle pareti e nei due casi di temperatura interna maggiore/minore dell’esterna.
Nei ponti a struttura mista acciaio-calcestruzzo, andrà considerata anche una differenza di temperatura di 5 °C tra la soletta in calcestruzzo e la trave in acciaio.
Anche per le pile si dovrà tenere conto degli effetti dovuti ai fenomeni termici e di ritiro differenziale.
Per le usuali tipologie di pile cave, salvo più accurate determinazioni, si potranno adottare le ipotesi approssimate di seguito descritte:
- differenza di temperatura tra interno ed esterno pari a 10 °C (con interno più caldo dell’esterno o viceversa), considerando un modulo elastico E non ridotto;
- variazione termica uniforme tra fusto, pila e zattera interrata pari a 5 °C (zattera più fredda della pila e viceversa) con variazione lineare tra l’estradosso zattera di fondazione ed una altezza da assumersi, in mancanza di determinazioni più precise, pari a 5 volte lo spessore della parete della pila.
Per la verifica delle deformazioni orizzontali e verticali degli impalcati, con l’esclusione delle analisi di comfort, dovranno considerarsi delle differenze di temperatura fra estradosso ed intradosso e fra le superfici laterali più esterne degli impalcati di 10 °C.
Per tali differenze di temperatura potrà assumersi un andamento lineare fra i detti estremi, considerando gli stessi gradienti termici diretti sia in un verso che nell’altro.
- in assenza di apparecchi di dilatazione del binario, si potrà considerare nulla la variazione termica nel binario, essendo essa ininfluente ai fini della valutazione delle reazioni nei vincoli fissi e delle tensioni aggiuntive nelle rotaie e non generando essa scorrimenti relativi binario impalcato;
- in presenza di apparecchi di dilatazione del binario, si assumeranno variazioni termiche del binario pari a +30 °C e -40 °C rispetto alla temperatura di regolazione del binario stesso. Nel caso di impalcato in acciaio esse dovranno essere applicate contemporaneamente alle variazioni termiche dell’impalcato e con lo stesso segno. Nel caso di impalcati in c.a.p. o misti in acciaio-calcestruzzo, occorrerà considerare, tra le due seguenti, la condizione più sfavorevole nella combinazione con le altre azioni: nella prima è nulla la variazione termica nell’impalcato e massima (positiva o negativa) quella nella rotaia, nella seconda è nulla la variazione termica nella rotaia e massima (positiva o negativa) quella nell’impalcato.
Ai fini delle verifiche di interazione, le massime variazioni termiche dell’impalcato rispetto alla temperatura dello stesso all’atto della regolazione del binario, possono essere assunte pari a quelle indicate in precedenza, in funzione dei materiali costituenti l’opera e della tipologia di armamento. Quanto innanzi esplicitato trova applicazione quando la regolazione del binario viene eseguita nei periodi stagionali nei quali il ponte viene a trovarsi approssimativamente in condizioni di temperatura media. In generale si possono ritenere trascurabili, e comunque in favore di sicurezza, gli effetti del gradiente termico lungo l’altezza dell’impalcato.
Nei casi in cui si abbia continuità delle rotaie tra il ponte ed il rilevato a tergo delle spalle ad una o ad entrambe le estremità del ponte (ipotesi di assenza, ad uno o ad entrambi gli estremi del ponte, di apparecchi di dilatazione del binario) si dovrà tenere conto degli effetti di interazione tra binario e struttura che inducono forze longitudinali nella rotaia e nella sottostruttura del ponte (sistemi fondazione-pila-apparecchio di appoggio, fondazione-spalla-apparecchio di appoggio) e scorrimenti longitudinali tra binario e impalcato che interessano il mezzo di collegamento (ballast e/o attacco).
Le suddette azioni dovranno essere portate in conto nel progetto di tutti gli elementi della struttura (impalcati, apparecchi d’appoggio, pile, spalle, fondazioni, ecc.) e dovranno essere tali da non compromettere le condizioni di servizio del binario (tensioni nella rotaia, scorrimenti binario-impalcato).
Gli effetti di interazione prodotti da viscosità e ritiro nelle strutture in c.a. e c.a.p. dovranno essere presi in conto, ove rilevanti.
La rigidezza del sistema appoggio/pile/fondazioni, da considerare per la valutazione degli effetti delle interazioni statiche, dovrà essere calcolata trascurando lo scalzamento nel caso di pile in alveo.
Al fine di garantire la sicurezza del binario rispetto a fenomeni di instabilità per compressione e rottura per trazione della rotaia, nonché rispetto ad eccessivi scorrimenti nel ballast, causa di un suo rapido deterioramento, occorre che vengano rispettati i limiti sull’incremento delle tensioni nel binario e sugli spostamenti relativi tra binario ed estradosso dell’impalcato o del rilevato forniti dal gestore dell’infrastruttura, che specificherà modalità e parametri di controllo in funzione delle caratteristiche dell’infrastruttura e della tipologia di armamento (rotaie, traverse, attacchi) e della presenza o meno del ballast.
La verifica di sicurezza del binario andrà condotta considerando la combinazione caratteristica (SLE), adottando per le azioni termiche coefficienti ψoi=1,0.
Il passaggio dei convogli ferroviari induce sulle superfici situate in prossimità della linea ferroviaria (per esempio barriere antirumore) onde di pressione e depressione secondo gli schemi riportati nel seguito.
Le azioni possono essere schematizzate mediante carichi equivalenti agenti nelle zone prossime alla testa ed alla coda del treno nei casi in cui, in ragione della velocità della linea, non si instaurino amplificazioni dinamiche significative per il comportamento degli elementi strutturali investiti dalle azioni aerodinamiche. Esse dovranno essere utilizzate per il progetto delle barriere e delle relative strutture di sostegno (cordoli, solette, fondazioni, ecc.).
I valori caratteristici dell’azione ± q1k relativi a superfici verticali parallele al binario sono forniti in Fig. 5.2.8 in funzione della distanza ag dall’asse del binario più vicino.
I suddetti valori sono relativi a treni con forme aerodinamiche sfavorevoli; per i casi di forme aerodinamiche favorevoli, questi valori dovranno essere corretti per mezzo del fattore k1, ove:
Se l’altezza di un elemento strutturale (o parte della sua superficie di influenza) è ≤ 1,0 m o se la larghezza è ≤ 2,50 m, l’azione q1k deve essere incrementata del fattore k2 =1,3.
I valori caratteristici dell’azione ± q2k, relativi a superfici orizzontali al di sopra del binario, sono forniti in Fig. 5.2.9 in funzione della distanza hg della superficie inferiore della struttura dal PF.
La larghezza d’applicazione del carico per gli elementi strutturali da considerare si estende sino a 10 m da ciascun lato a partire dalla mezzeria del binario.
Per convogli transitanti in due direzioni opposte le azioni saranno sommate. Nel caso di presenza di più binari andranno considerati solo due binari.
Anche l’azione q2k andrà ridotta del fattore k1, in accordo a quanto previsto nel precedente § 5.2.2.6.1.
Le azioni agenti sul bordo di elementi nastriformi che attraversano i binari, come ad esempio le passerelle, possono essere ridotte con un fattore pari a 0,75 per una larghezza fino a 1,50 m.
I valori caratteristici dell’azione ± q3k , relativi a superfici orizzontali adiacenti il binario, sono forniti in Fig. 5.2.10 e si applicano indipendentemente dalla forma aerodinamica del treno.
Per tutte le posizioni lungo le superfici da progettare, q3k si determinerà come una funzione della distanza ag dall’asse del binario più vicino. Le azioni saranno sommate, se ci sono binari su entrambi i lati dell’elemento strutturale da calcolare.
Se la distanza hg supera i 3,80 m l’azione q3k può essere ridotta del fattore k3:
I valori caratteristici dell’azione ± q4k sono forniti in Fig. 5.2.11 e si applicano ortogonalmente alla superficie considerata. Le azioni sono determinate secondo quanto detto nel precedente § 5.2.2.6.1 adottando una distanza fittizia dal binario pari a
Nei casi in cui max ag> 6 m si adotterà max ag= 6,0 m
I coefficienti k1 e k2 sono gli stessi definiti al precedente § 5.2.2.6.1.
- sulle superfici verticali ± k4 · q1k, per tutta l’altezza dell’elemento, con q1k determinato in accordo con il punto 5.2.2.6.1 e k4 = 2;
- sulla superficie orizzontale ± k5 · q2k, con:
Le azioni idrauliche sulle pile poste nell’alveo dei fiumi andranno calcolate secondo le prescrizioni del § 5.2.1.2 tenendo conto, oltre che dell’orientamento e della forma della pila, anche degli effetti di modificazioni locali dell’alveo dovute, per esempio, allo scalzamento.
Per le azioni sismiche si devono rispettare le prescrizioni di cui al § 3.2. e al § 7.9.
Per la determinazione degli effetti di tali azioni si farà di regola riferimento alle sole masse corrispondenti ai pesi propri ed ai carichi permanenti e considerando con un coefficiente Ψ2 = 0,2 il valore quasi permanente delle masse corrispondenti ai carichi da traffico ferroviario.
Le azioni eccezionali da considerare nel progetto saranno valutate sulla base delle indicazioni contenute nel § 3.6 in generale e al § 3.6.3.1 in particolare.
Con riferimento al § 3.6.3.1 si puntualizza che le azioni d’urto agenti sugli elementi strutturali orizzontali al disopra della strada, sono da impiegarsi per la verifica di sicurezza globale dell’impalcato nel suo insieme inteso come corpo rigido (sollevamento/ ribaltamento); all’occorrenza di tali eventi sono ammessi danni localizzati agli elementi strutturali che non comportino il collasso dell’impalcato.
Si dovrà considerare l’eventualità che si verifichi la rottura della catenaria nel punto più sfavorevole per la struttura del ponte. La forza trasmessa alla struttura in conseguenza di un simile evento si considererà come una forza di natura statica agente in direzione parallela all’asse dei binari, di intensità pari a ± 20 kN e applicata sui sostegni alla quota del filo.
In funzione del numero di binari presenti sull’opera si assumerà la rottura simultanea di:
1 catenaria per ponti con un binario;
2 catenarie per ponti con un numero di binari compreso fra 2 e 6;
3 catenarie per ponti con più di sei binari.
Nelle verifiche saranno considerate rotte le catenarie che determinano l’effetto più sfavorevole.
Oltre a considerare i modelli di carico verticale da traffico ferroviario, ai fini della verifica della struttura si dovrà tenere conto della possibilità alternativa che un locomotore o un carro pesante deragli, esaminando separatamente le due seguenti situazioni di progetto:
Trasversalmente i carichi distano fra loro di S (scartamento del binario) e possono assumere tutte le posizioni comprese entro i limiti indicati in Fig. 5.2.12.
Per questa condizione sono tollerati danni locali, purché possano essere facilmente riparati, mentre sono da evitare danneggiamenti delle strutture portanti principali.
Si considera un unico carico lineare qA2d=80 kN/m.1,4 esteso per 20 m e disposto con una eccentricità massima, lato esterno, di 1,5 s rispetto all’asse del binario (Fig. 5.2.13). Per questa condizione convenzionale di carico andrà verificata la stabilità globale dell’opera, come il ribaltamento d’impalcato, il collasso della soletta, ecc.
Per impalcati metallici con armamento diretto, il caso 2 dovrà essere considerato solo per le verifiche globali.
Nel posizionamento degli elementi strutturali in adiacenza della ferrovia, ad eccezione delle gallerie artificiali a parete continua, occorre tenere conto che per una zona di larghezza di 3,5 m misurata perpendicolarmente dall’asse del binario più vicino, vige il divieto di edificabilità.
A distanze superiori di 4,50 m è consentita la realizzazione di pilastri isolati. Per distanze intermedie dovranno essere previsti elementi strutturali aventi rigidezza via via crescenti con il diminuire della distanza dal binario.
Le azioni prodotte dal treno deragliato sugli elementi verticali di sostegno adiacenti la sede ferroviaria sono indicate al § 3.6.3.4.
Le distorsioni, quali ad esempio i cedimenti vincolari artificialmente provocati e non, sono da considerarsi azioni permanenti. Nei ponti in c.a., c.a.p. e a struttura mista i loro effetti vanno valutati tenendo conto dei fenomeni di viscosità.
I coefficienti di ritiro e viscosità finali, salvo sperimentazione diretta, sono quelli indicati rispettivamente nei §§ 11.2.10.6 e 11.2.10.7.
Qualora si debba provvedere al calcolo dell’ampiezza dei giunti e della corsa degli apparecchi di appoggio, gli effetti del ritiro e della viscosità dovranno essere valutati incrementando del 50% i valori di cui al precedente capoverso.
Nella progettazione delle pile di un viadotto ferroviario deve considerarsi il ritiro differenziale fusto-fondazione (fusto-pulvino), considerando un plinto (pulvino) parzialmente stagionato, che non ha, quindi, ancora esaurito la relativa deformazione da ritiro.
Conseguentemente a tale situazione si potrà considerare un valore di ritiro differenziale pari al 50% di quello a lungo termine, considerando un valore convenzionale del modulo di elasticità del calcestruzzo pari ad 1/3 di quello misurato.
Nel calcolo delle pile, delle spalle, delle fondazioni, degli stessi apparecchi d’appoggio e, se del caso, dell’impalcato, si devono considerare le forze che derivano dalle resistenze parassite dei vincoli. Le forze indotte dalla resistenza parassita nei vincoli saranno da esprimere in funzione del tipo di appoggio e del sistema di vincolo dell’impalcato.
Salvo diversa prescrizione progettuale ciascun ponte dovrà essere progettato per il maggior numero di binari geometricamente compatibile con la larghezza dell’impalcato, a prescindere dal numero di binari effettivamente presenti.
Nella progettazione dei ponti andrà considerata l’eventuale contemporaneità di più treni, secondo quanto previsto nella Tab. 5.2.III considerando, in genere, sia il traffico normale che il traffico pesante.
Per strutture con 3 o più binari dovranno considerarsi due distinte condizioni: la prima che prevede caricati solo due binari (primo e secondo) considerando gli effetti più gravosi tra il caso “a” ed il traffico pesante; la seconda che prevede tutti i binari caricati con l’entità del carico corrispondente a quello fissato nel caso “b”.
Come “primo” binario si intende quello su cui disporre il treno più pesante per avere i massimi effetti sulla struttura. Per “secondo” binario si intende quello su cui viene disposto il secondo treno per avere, congiuntamente con il primo, i massimi effetti sulla struttura; pertanto, il “primo” e il “secondo” binario possono anche non essere contigui nel caso di ponti con 3 o più binari.
Tutti gli effetti delle azioni dovranno determinarsi con i carichi e le forze disposti nelle posizioni più sfavorevoli. Azioni che producano effetti favorevoli saranno trascurate (ad eccezione dei casi in cui si considerino i treni di carico SW i quali debbono considerarsi applicati per l’intera estensione del carico).
Gli effetti dei carichi verticali dovuti alla presenza dei convogli vanno sempre combinati con le altre azioni derivanti dal traffico ferroviario, adottando i coefficienti indicati in Tab. 5.2.IV.
Il carico verticale, nel caso di ponti con più binari, è quello che si ottiene con i treni specificati nella Tab. 5.2.III.
I valori fra parentesi indicati nella Tab. 5.2.IV vanno assunti quando l’azione risulta favorevole nei riguardi della verifica che si sta svolgendo.
Il gruppo 4 è da considerarsi esclusivamente per le verifiche a fessurazione. I valori indicati fra parentesi si assumeranno pari a:
(0,6) per impalcati con 2 binari caricati e (0,4) per impalcati con tre o più binari caricati.
Nelle verifiche di progetto per situazioni transitorie dovute alla manutenzione dei binari o del ponte, i valori caratteristici delle azioni da traffico, caso per caso, sono da concordarsi con l’autorità ferroviaria.
Per le verifiche agli stati limite ultimi si adottano i valori dei coefficienti parziali γ in Tab. 5.2.V e i coefficienti di combinazione Ψ in Tab. 5.2.VI.
Nella Tab. 5.2.V il significato dei simboli è il seguente:
γG1 coefficiente parziale del peso proprio della struttura, del terreno e dell’acqua, quando pertinente;
γB coefficiente parziale del peso proprio del ballast;
γQ coefficiente parziale delle azioni variabili da traffico;
γQi coefficiente parziale delle azioni variabili
γP coefficiente parziale delle azioni di precompressione
γCed coefficiente parziale delle azioni di ritiro, viscosità e cedimenti non imposti appositamente.
Ove necessario in luogo dei gruppi delle azioni da traffico ferroviario definiti in Tab. 5.2.IV possono considerarsi le singole azioni con i coefficienti di combinazione indicati in Tab. 5.2.VII.
Per la valutazione degli effetti dell’interazione si usano gli stessi coefficienti Ψ adottati per le azioni che provocano dette interazioni e cioè: temperatura, carichi verticali da traffico ferroviario, frenatura.
In ogni caso le azioni aerodinamiche devono essere cumulate con l’azione del vento. L’azione risultante dovrà essere maggiore di un valore minimo, funzione della velocità della linea e comunque di 1,5 kN/m² sia nella verifica agli SLE (combinazione caratteristica) sia nella verifica agli SLU con γQ = 1,00 e γQi=1,00.
Questa verifica è richiesta per opere sulle quali la velocità di esercizio è superiore ai 200 km/h o quando la frequenza propria della struttura non è compresa nei limiti indicati nella Fig. 5.2.7. La verifica, quando necessaria, dovrà essere condotta considerando convogli reali.
In mancanza di ulteriori specificazioni, per ponti con armamento su ballast, non devono registrarsi accelerazioni verticali superiori a 3,5 m/s² nel campo di frequenze da 0 a 20 Hz.
La torsione dell’impalcato del ponte è calcolata considerando il treno di carico LM 71 incrementato con il corrispondente coefficiente dinamico.
per V ≤ 120 km/h; t ≤ 4,5 mm/3m
per 120 < V ≤ 200 km/h; t ≤ 3,0 mm/3m
per V > 200 km/h; t ≤ 1,5 mm/3m
Per velocità V > 200 km/h si deve inoltre verificare che per convogli reali, moltiplicati per il relativo incremento dinamico, risulti t ≤ 1,2 mm/3m.
Considerando la presenza del treno di carico LM 71, incrementato con il corrispondente coefficiente dinamico, l’azione del vento, la forza laterale (serpeggio), la forza centrifuga e gli effetti della variazione di temperatura lineare fra i due lati dell’impalcato stabilita al § 5.2.2.4, l’inflessione nel piano orizzontale dell’impalcato non deve produrre:
Il raggio di curvatura, nel caso di impalcati a semplice appoggio, è dato dalla seguente espressione:
Per strutture e elementi strutturali che presentano dettagli sensibili a fenomeni di fatica vanno effettuate opportune verifiche nei confronti di questo fenomeno.
Le verifiche saranno condotte considerando idonei spettri di carico. La determinazione dell’effettivo spettro di carico da considerare nella verifica del ponte dovrà essere effettuata in base alle caratteristiche funzionali e d’uso della infrastruttura ferroviaria cui l’opera appartiene.
Per assicurare la funzionalità e la durabilità delle strutture viene prefissato uno stato limite di fessurazione commisurato alle condizioni ambientali, di sollecitazione e di ispezionabilità, nonché alla sensibilità delle armature. Tali verifiche vengono condotte per le azioni da traffico gruppo 4, Tab. 5.2.IV.

References: § 5
 § 5
 § 3
 § 3
 § 3
 § 2
 §5
 §5
 §5
 §5
 § 3
 § 3
 § 5
 § 5
 § 5
 § 5
 § 3
 § 7
 § 3
 § 3
 § 3
 § 3
 § 5