GIANCARLO GUADAGNINI EN.SER. Studio Tecnico Associato, Faenza. L ORGANIZZAZIONE DI PROVE DI CARICO SU PALI IN ALVEO, L ESEMPIO DEL PONTE VASCO DE GAMA A LISBONA SOMMARIO Si presentano alcuni aspetti legati all organizzazione di prove di carico su pali in alveo prendendo spunto dal caso del ponte Vasco de Gama a Lisbona. La peculiarità delle condizioni ambientali richiede, nel caso di prove di tipo tradizionale, un notevole lavoro di preparazione e di sviluppo di elaborati grafici e di calcolo. E necessario inoltre poter formulare, con un minimo di attendibilità, previsioni teoriche circa l entità degli spostamenti al fine del dimensionamento delle strutture e della scelta della strumentazione di misura. PREMESSA In occasione dell Esposizione Universale di Lisbona del 1998 è stato inaugurato il secondo ponte per l attraversamento del fiume Tago. L aumento del traffico rendeva oramai improcrastinabile la realizzazione di tale secondo attraversamento, necessario per congiungere il nord e la capitale del Portogallo al sud e all est evitando la criticità costituita dal passaggio sull unico ponte precedentemente esistente (il XXV de Abril) del tipo sospeso e simile, per molti versi, al Golden Gate Bridge di San Francisco. Mentre il ponte XXV de Abril fu realizzato a sud della città, attraversando un tratto dell estuario del Tago assai prossimo al mare, su fondali relativamente profondi (e da ciò deriva la sua tipologia costruttiva), il Vasco de Gama è stato realizzato a est della città, attraverso una vasta laguna (larga all incirca dieci chilometri) percorsa da pochi canali navigabili, con una profondità media dell acqua dell ordine di 0 4 m. Il progetto prevedeva sostanzialmente la realizzazione di tre diverse tipologie costruttive: Main bridge: ponte principale, strallato sostenuto da due piloni alti circa 148 m, con campata centrale di 420 m a superare il principale canale navigabile; central viaduct: viadotto centrale realizzato mediante elementi in c.a.p a cassone prefabbricato e precompresso; south viaduct: viadotto sud, a travate prefabbricate. Completano il ponte altri viadotti e svincoli, necessari per interconnettersi alla principale viabilità di Lisbona, che portano la lunghezza complessiva del ponte a poco meno di 18 km. Nella primavera del 1994 l impresa TREVI S.p.A. di Cesena presentò offerta tecnico-economica per la realizzazione di una parte dei pali di fondazione e per l esecuzione delle prove di carico a NOVAPONTE, il consorzio di imprese incaricato Figura 1: Localizzazione del ponte. della realizzazione del ponte. Lo studio EN.SER. ha curato, in collaborazione con i Tecnici dell Impresa TREVI S.p.A., lo sviluppo della parte tecnica (geotecnica e strutturale) per quanto riguarda: l assistenza in fase di gara per l aggiudicazione dei lavori speciali di fondazione, l organizzazione e lo sviluppo esecutivo delle prove di carico, l assistenza durante la realizzazione dei pali trivellati di grande diametro (fino a 2200 mm di diametro e 75 m di lunghezza), la verifica e la progettazione di varie opere provvisionali (cofferdams, pontili, apparecchi per il sollevamento di elementi prefabbricati in c.a., etc.). INQUADRAMENTO GEOTECNICO Le prove di carico sono state eseguite in varie zone, sia in corrispondenza del Central viaduct che del Main bridge. Facendo riferimento, a titolo di esempio, a quest ultima zona, si possono distinguere tre complessi litostratigrafici principali: Complesso alluvionale olocenico (a) che comprende i depositi alluvionali esistenti nell estuario del Tago. In superficie le alluvioni sono essenzialmente fanghi limosi, che diventano via via sabbiosi e ghiaiosi con la profondità. Il massimo spessore è dell ordine dei 55 m, decrescendo significativamente verso la riva nord. E possibile differenziare 4 tipi di deposito: a0: fango limo-argilloso debolmente sabbioso di bassa consistenza, con spessore attorno ai 30 m;
Figura 2: Schema stratigrafico nella zona del ponte principale. a1: sabbia da molto fine a fine, limosa, con conchiglie, lo spessore varia fino a circa 15 20 m; a2: sabbie da medie a grossolane, a lenti di spessore fino a 10 15 m; a3: sabbie da medie a grossolane, dense con ghiaia. Complesso Plio-pleistocenico (P), che rappresenta gran parte del bedrock. E costituito da arenarie con intercalazioni di argilla limosa da molto consistente a dura. Complesso miocenico (M), che include formazioni sovraconsolidate di calcari, arenarie, calcareniti. Nella primavera del 1994, periodo in cui si iniziò il lavoro di progettazione delle prove di carico, erano disponibili i risultati delle numerose indagini in sito e di laboratorio sui terreni presenti lungo i 18 km dell opera. Ciò ha permesso di simulare analiticamente il comportamento dei pali, in modo da poter avere in anticipo una previsione degli spostamenti da misurare. Per il dimensionamento della prova di carico in corrispondenza del Pilone Sud del Main bridge, sulla base dei risultati delle indagini geotecniche in sito e di laboratorio messe a disposizione dal Committente, si adottò la seguente caratterizzazione geotecnica: - Stratigrafia e parametri geotecnici Strato Acqua Limo argilloso molle Sabbia limosa da med. add. ad addensata Profondità [m] 0-4.20 γ [kn/m 3 ] ϕ [ ] c' [kpa] c u [kpa] Dr [%] -4.00 (1) --- --- --- --- --- -37.00 17.0 --- 0 0 60 (2) c u,r =0 20 (2) --- -47.00 19.0 33 0 --- 70 Argilla limosa -52.00 20.0 --- 0 100 --- Sabbia limosa -70.00 20.0 35 0 --- 85 con: γ = peso dell unità di volume; ϕ' = angolo d attrito interno; c' = coesione drenata; c u = coesione non drenata; c u,r = coesione non drenata residua; Dr = densità relativa. (1) assunto nei calcoli, (2) assunto variabile linearmente nello strato.
ALTRE CONDIZIONI AMBIENTALI Assumendo come quota di riferimento quella media dell acqua nella zona del ponte, la profondità media del fondale andava da 0 a 4 m, tranne che nella zona dei canali navigabili (rispettivamente cala do Norte, cala das Barcas e cala de Samora procedendo da Lisbona verso Montijo); era però previsto il dragaggio a 4 m di profondità in tutta la zona operativa, compreso la zona dei tests, al fine di permettere il passaggio dei pontoni di lavoro anche in bassa marea. Le specifiche tecniche relative all esecuzione delle prove indicavano le seguenti condizioni, denominate most severe conditions per il sito di prova: velocità del vento = 40 nodi (72 km/h), velocità della corrente = 2.5 m/s, max. altezza d onda = 1.0 m, min livello acqua = L.L.W. = -2.0 m, max. livello acqua = H.H.W. = +2.3 m. Si deve notare che, vista la prossimità all oceano Atlantico ed il livello notevole delle maree, durante il giorno non solo variava 2 volte di circa 4 m il livello dell acqua, ma si invertiva anche la direzione della corrente; questa circostanza si è riflessa pesantemente su tutte le operazioni di navigazione e, soprattutto, di ancoraggio dei pontoni. Tutte le strutture sono state calcolate per resistere con ampio margine di sicurezza, senza essere sommerse, alle azioni applicate nelle suddette condizioni; poiché però tali condizioni non permettevano di ottenere misure accurate durante le prove, si decise si limitare l esecuzione delle stesse a condizioni meno severe, denominate working conditions, così fissate: velocità del vento = 15 nodi (27 km/h), velocità della corrente = 1.0 m/s, max. altezza d onda = 0.4 m, max. livello acqua = H.H.W. = +1.6 m. Nelle condizioni di cui sopra si calcolò uno spostamento orizzontale massimo della piattaforma di servizio pari a 1.9 mm, che fu considerato non rilevante al fine della misura dell abbassamento del palo soggetto a carico verticale, e molto piccolo, e perciò tollerabile, rispetto allo spostamento atteso del palo soggetto a carico orizzontale. ORGANIZZAZIONE DELLE PROVE DI CARICO Erano previste varie prove, su pali in c.a. trivellati, su pali in acciaio battuti, su pali in acciaio battuti e successivamente scavati e riempiti in calcestruzzo. I diametri previsti in progetto per i pali in opera erano di 2200 mm e 2000 mm per i pali trivellati e 1700 mm per i pali in acciaio battuti. Sottoporre pali di quelle dimensioni a prove di carico tradizionali, in acqua, fino a rottura, avrebbe richiesto la realizzazione di strutture per carichi di oltre 4000 t, di difficile esecuzione e costo assai elevato. Per questo motivo si decise di eseguire prove su pali di dimensioni leggermente ridotte, tipicamente 1200 mm. Tutte le attrezzature dovevano essere progettate per realizzare una prova a 2000 t (circa 20 MN) con deformazioni ridotte ed in modo da poter essere recuperabili; in fase di progetto si decise di adottare un ulteriore margine di sicurezza pari al 15%, progettando pertanto alle tensioni ammissibili per un carico massimo pari a 2300 t (circa 23 MN). In figura 3 è visibile lo schema organizzativo delle prove eseguite su pali trivellati in c.a. presso il pilone sud (PS). Per questo sito si progettò: una piattaforma di servizio di circa 50 m 2, sorretta da quattro pali in acciaio vibrati in posto, facilmente accessibile e da cui era possibile raggiungere il palo di prova attraverso passerelle, quattro pali di ancoraggio uniti da traversi (in questo caso i traversi erano plinti in c.a. gettati dentro casseforme metalliche; su una coppia di pali il plinto era di maggiori dimensioni per permettere l esecuzione di una prova di carico orizzontale dinamica), un palo per la prova a carico orizzontale raggiungibile dalla piattaforma di servizio, due pali aggiuntivi di sostegno alle travi di riferimento. Nella progettazione si è fatto largo uso di tubi e profilati in acciaio, per la maggiore leggerezza degli elementi, per la relativa facilità di assemblaggio e di intervento in opera in caso di necessità di modifica o aggiustaggio, e, soprattutto, per la possibilità di riutilizzare le varie parti. In effetti gran parte delle strutture furono riutilizzate nelle prove successive su pali in acciaio battuti, sia compressi che tesi. L elemento di maggior peso fra le strutture di prova era la trave principale di contrasto, realizzata con sezione a doppia anima, e con piattabande superiore ed inferiore di 80 mm di spessore. La trave era lunga in tutto 10 m e alta 2 m, per un peso complessivo di circa 28 t. La trave era sagomata con riduzione di sezione alle estremità, ciò serviva a ridurre il peso globale diminuendo la sezione dove ciò era possibile, e a ridurre l altezza complessiva del castello di trasferimento dei carichi. La trave principale era vincolata a due travi secondarie di minori dimensioni, a loro volta trattenute da speciali strutture circolari con forma simile ad un cappello aventi lo scopo di ancorare otto barre tipo Dywidag φ 36 mm per ciascun palo di contrasto. Tutte le strutture furono disegnate con estrema precisione, a livello di disegno meccanico d officina, tenendo conto delle tolleranze di montaggio. Tale precisione fu necessaria anche per strutture tipicamente civili, quali le armature dei pali; a titolo di esempio, si ricorda che nei i pali di ancoraggio, realizzati all interno di lamierino di diametro interno 1200 mm, partendo dall esterno, occorreva sistemare: il copriferro di 50 mm, la spirale di 12 mm, le barre d armatura lenta (24 φ 32 mm, dimensionate per reggere il carico previsto),
Figura 3: Schema base delle prove di carico. gli anelli di irrigidimento e posizionamento (piatti 15x40 mm per ridurre l ingombro), quattro tubi da 60 mm per carotaggio sonico, inserimento di strumenti o iniezioni, anelli φ 25 di posizionamento delle barre Dywidag, 8 barre Dywidag φ 36 mm inserite nelle apposite guaine di protezione. Le barre Dywidag furono ancorate alla base con apposite campane, che furono posizionate su livelli sfalsati.
Figura 4: Disposizione delle barre tipo Dywidag nei pali di ancoraggio. Figura 5: Dettaglio della campana di collegamento delle barre tipo Dywidag. Figura 6: Dettaglio della piastra di ripartizione del carico con i martinetti e lo snodo sferico. Infine era necessario lasciare uno spazio vuoto centrale di circa 300 mm di diametro per il passaggio del tubo convogliatore ( tremie pipe ). Nel palo caricato verticalmente erano presenti due strati di armature lente per ridurre le forti tensioni previste dalla prova a livelli accettabili. Alla sommità del palo un dado in calcestruzzo fortemente armato reggeva una grossa piastra in acciaio, forata per permettere il passaggio dei tubi per l inserimento delle apparecchiature di misura. Sopra la piastra furono posizionati quattro martinetti ENERPAC da 600 t ciascuno e, superiormente ad essi, un apparecchio di appoggio a snodo sferico tipo TECI per permettere le piccole rotazioni inevitabili durante la prova. Il palo da sottoporre a prova di carico orizzontale era fortemente armato (29+29 φ 32 mm in doppio strato) per resistere alle forti sollecitazioni flessionali; era inoltre predisposto con due guide inclinometriche e due tubi per carotaggio sonico o altra strumentazione. Il carico orizzontale era fornito da un martinetto idraulico SOILMEC a corsa lunga che contrastava contro una delle coppie di pali di reazione utilizzata anche per il carico verticale. Ad una estremità del martinetto era posizionata una cella di carico. Fu richiesta anche la progettazione e realizzazione di una tettoia metallica per la copertura della piattaforma di servizio e delle apparecchiature di prova, per un area totale di circa 11x20 m 2. Le prove di carico su pali metallici battuti furono organizzate in modo analogo riutilizzando gran parte del materiale (trave principale e secondarie, cappelli di ancoraggio, piattaforma di servizio, passerelle, tettoia, etc.); la differenza principale è consistita nella sostituzione dei plinti in c.a. con strutture in acciaio sia per l applicazione del carico sul palo di prova che per la connessione a coppie dei pali di ancoraggio. In totale furono eseguite 9 prove, riassunte nella seguente tabella. Test Tipo di palo Diam. est. [mm] Spess. Lamierino [mm] Quota base [m] Max carico [MN] PS Trivellato 1216 8-56 17.5 PSi Trivellato + 1216 8-56 22.5 iniezione alla base P8 Infisso, 1220 19-65 15 riempito con cls P31 Infisso 1219 26-60 15 P31i Infisso + 1219 26-60 17 iniezione alla base P79 Infisso 1219 26-70 21 P79bis Infisso 1219 26-65.5 22.5 P12 Infisso, 813 20-69 8.8 riemp. cls e iniettato alla base P12bis Infisso 813 19.5-88.75 18
Strumentazione La strumentazione e le misure furono affidate alla Società A.G.I.S.Co. di Liscate (MI) (Ing. Robotti) sotto la supervisione del LCPC (Laboratoire Central de Ponts et Chausées) e del Prof. Bustamante. Visto il costo e l importanza delle prove, la strumentazione è stata predisposta in modo da poter disporre di dati con una certa ridondanza. Si riporta, ad esempio, la strumentazione utilizzata per la prova di carico verticale sul palo trivellato: 8 trasduttori elettrici di spostamento (PENNY & GILES), 2 flessimetri meccanici (ROCH), 2 catene estensimetriche removibili (LCPC), 3 sensori di temperatura, 1 trasduttore di pressione di alta precisione, 1 pompa idraulica con sistema di mantenimento del carico (ISMES), 4 martinetti idraulici da 5996 kn (ENERPAC), 1 livello ottico (SOKKISHA). Il tipo di strumentazione utilizzata (in particolare le catene estensimetriche) ha permesso di stimare l andamento dello sforzo normale lungo il fusto dei pali provati, e quindi di separare la resistenza per attrito laterale (suddivisa a sua volta in tronchi) da quella della base. PROVE SU PALI TRIVELLATI L esecuzione delle prove ha messo a disposizione dei progettisti una serie di dati che sono serviti a fissare i criteri di dimensionamento costruttivo dei pali di fondazione. Si presentano nel seguito alcuni risultati relativi alla prova del palo trivellato in calcestruzzo di diametro 1200 mm. Le principali caratteristiche del palo erano le seguenti: diametro esterno lamierino permanente: 1216 mm, spessore lamierino: 8 mm (16 mm solo alla base), lunghezza totale lamierino: 40.3 m (da +3.3 m a 37.0 m), parte di palo non rivestita da 37.0 m a 56 m, esecuzione in fango polimerico GEOMUD-15 in acqua salmastra del Tago (2 kg di polimero per 1000 l di acqua), viscosità Marsh 40, densità 1.035, calcestruzzo di cemento A/C 0.472, resistenza media su cubetti 35 MPa, additivo ritardante Delvocrete 0.6 l/m 3, agente plastificante Rheobuild 561 2.8l/m 3, sovraassorbimento di calcestruzzo = 7%, scavo mediante bucket. In figura 7, con la linea continua grossa è riportato l andamento della curva carico-cedimento ottenuta dall effettuazione della prova di carico. Dopo la prima prova lo stesso palo fu sottoposto ad iniezione alla base perforando due dei tubi precedentemente utilizzati per le catene estensimetriche. Attraverso un tubo non fu possibile iniettare boiacca di cemento, mentre attraverso l altro (perforato per soli 0.6 m oltre la base del palo, in ghiaia e sabbia) fu possibile iniettare in sequenza: 232 litri di boiacca (A/C = 2:1) a 10 bar, 1188 litri di boiacca (A/C = 1:1) a 25 bar, 656 litri di boiacca (A/C = 1:2) a 45 bar. La prova fu poi ripetuta, ottenendo un comportamento molto più rigido del palo ed un valore superiore di capacità portante (si veda la linea tratteggiata grossa in figura 7), dimostrando l efficacia dell iniezione di base per pali trivellati di grande diametro in ghiaia e sabbia. Si riportano anche due delle previsioni formulate prima dell esecuzione della prova. In figura 7, con linea sottile tratteggiata, è indicata la curva carico-cedimento per il palo trivellato (non iniettato alla base) ottenuta utilizzando un apposito programma di tipo geotecnico (APILE della ENSOFT) che utilizza il metodo delle curve di trasferimento o curve τ-z. 0 20 40 60 80 100 120 140 PS: prova di carico verticale 0 5000 10000 15000 20000 25000 Cedimento [mm] Prova: no iniezione Carico [kn] Prova: iniezione alla base APILE semplificato Figura 7: Curva carico-cedimento per il palo trivellato diametro 1200 mm (prova PS). E evidente che il risultato dipende fortemente dalle caratteristiche geotecniche introdotte nel programma, che, in questo caso, furono stimate, per le sabbie e ghiaie, sulla base delle prove SPT in foro di sondaggio. La curva di previsione era un po meno rigida per bassi valori di carico, ma sovrastimava la capacità portante del palo.
Con linea sottile continua si riporta invece la curva carico-cedimento ottenuta con metodo semplificato, che si illustra brevemente nel seguito. Dapprima, ottenuta una stratigrafia di riferimento dai risultati delle indagini geognostiche, si stima la capacità portante ultima per attrito laterale con metodi classici e si traccia nel diagramma una bilatera di cui il primo lato parte dall origine e raggiunge il valore del carico laterale ultimo in corrispondenza di una deformazione pari a 5 10 mm in funzione del terreno presente, ed il secondo lato è parallelo all asse del cedimento. In maniera analoga si traccia la spezzata che rappresenta la curva carico-cedimento per capacità portante alla base; in questo caso si può fare riferimento alle numerose curve presenti in letteratura che permettono di ricavare, in funzione dell angolo d attrito del terreno, la portata critica (corrispondente ad un abbassamento pari al 5% del diametro del palo) e quella ultima (per abbassamenti dell ordine del 20% del diametro del palo). Ottenute queste due spezzate si procede sommando, per ciascun valore del cedimento, i valori di portata corrispondenti per attrito laterale e portata alla base, ottenendo la curva carico cedimento nell ipotesi di palo rigido. A questo punto si sposta la curva in basso aumentando lo spostamento, per ciascun valore del carico in testa, di una quantità che rappresenta l accorciamento elastico del palo, funzione dell andamento dello sforzo normale con la profondità. Nonostante l apparente complessità del metodo, bastano stime grossolane dei valori per ottenere rapidamente una curva che approssima il reale andamento, marcatamente non lineare, del palo. In questo caso la stima semplificata, come per il programma APILE, prevedeva un palo meno rigido a bassi valori del carico, ma con capacità portante maggiore di quanto si è poi verificato. Per la prova di carico verticale la previsione del cedimento interessa principalmente al fine di utilizzare martinetti e strumenti di misura con corsa sufficiente. Per la prova di carico orizzontale era invece necessario la simulazione preventiva per posizionare gli strumenti (inclinometri ed estensimetri) nelle zone maggiormente significative. A questo scopo si calcolò il palo con il programma LPILE della ENSOFT, che utilizza il metodo delle curve p-y, ottenendo il diagramma di spostamento illustrato in figura 8. La maggiore incertezza era legata alla caratterizzazione dello strato superiore di terreno molto molle (limo-argilloso normalconsolidati) che, in questo caso, è quello maggiormente significativo al fine della resistenza alle azioni orizzontali applicate in testa. Nella stessa figura 8 è rappresentato invece, con linea grossa, l andamento dello spostamento ricavato sperimentalmente durante la prova. Come si vede la previsione era stata relativamente cautelativa. Distanza da sommità palo [m] 0 5 10 15 20 25 30 35 40 PS: prova di carico orizzontale Spostamenti per H = 500 kn [m] -0.1 0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 Prova LPILE Figura 8: Diagramma dello spostamento per carico orizzontale in funzione della profondità per il palo trivellato diametro 1200 mm (prova PS). SINTESI DEI RISULTATI I risultati ottenuti furono elaborati ed interpretati da un gruppo di lavoro coordinato dal Prof. Baguelin. Si accenna brevemente ad alcune delle considerazioni conclusive. Si considerò raggiunta la capacità portante ultima per un cedimento della base pari al 10% del diametro del palo. Pali trivellati. Si sono ottenuti valori alti dell attrito laterale in a 2b (sabbia) e a 3 (ghiaia e sabbia); valori misurati tra 125 kpa (sabbia a 1 ) a 365 kpa (ghiaia e sabbia a 3 ). La portata di base risultò bassa in a 3 per base non iniettata, ciò fu stato attribuito alla decompressione dovuta alla perforazione (q b = 3.4 MPa). La portata di base risultò alta nel caso di base iniettata (q b = 18.5 MPa). Regole di progettazione: Furono suggerite le seguenti regole di progettazione: Attrito laterale ultimo (q s ): da q c (CPT): q s = q c /β per sabbie, β = da 70 a 165, q s = (q c -σ v )/45 per argille ; da σ v : q s = K tanφ σ v, k tanφ = da 0.38 a 0.35 in funzione del tipo di sabbia. Resistenza unitaria alla base: da q c (CPT) per sabbia e ghiaia; q u = 0.057 q c senza iniezione alla base, q u = 0.35 q c (< 12 MPa) con iniezione alla base; da σ v : q u = 5.9 σ v in sabbia densa (a 3 ).
Figura 9: Principali elementi delle strutture per la prova di carico dei pali battuti in acciaio. Pali battuti. Non si osserva formazione del tappo alla base nei terreni (a 2b e a 3 ). Si osserva la decompressione alla base nel caso di riempimento in calcestruzzo. Regole di progettazione: Attrito laterale ultimo (q s ): è da applicare alla superficie esterna del lamierino ed a quella interna, quest ultima a condizione che non ci sia riempimento in calcestruzzo e che la forza di attrito interna sia minore della resistenza alla base a sezione piena. q s = K s σ v tan δ parametri stimati dai dati del terreno e del palo. Resistenza alla base per solo lamierino: Q b = q c A b con A b = area di base del solo lamierino. L insieme dei risultati dimostrò che, a parità di diametro e di lunghezza, i pali trivellati fornivano una portata maggiore rispetto ai pali battuti in acciaio. La decisione operativa di NOVAPONTE fu quella di utilizzare entrambe le tecniche costruttive, attraverso due sub-appaltatori specializzati (TREVI per i trivellati e VOLKER STEVIN per i battuti) al fine di rispettare i ristrettissimi limiti di tempo concessi per la realizzazione delle opere. In particolare i pali trivellati furono utilizzati in corrispondenza delle fondazioni maggiormente sollecitate (Main bridge, ship impact piers, etc.), mentre i pali battuti furono utilizzati per gran parte del viadotto centrale, da realizzare al centro della laguna. Foto 1: Il ponte in fase di ultimazione (tratta da Vasco da Gama bridge, image of a crossing, foto di Stanislas Kalimerov, testo di Nuno Judice).
Foto 2: Organizzazione delle prove di carico su pali battuti. Foto 3: Particolare dei 4 martinetti e dello snodo sferico.