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Circ. Min. Infrastrutture e Trasp. 02/02/2009, n. 617

Istruzioni per l’applicazione delle "Nuove norme tecniche per le costruzioni" di cui al decreto ministeriale 14 gennaio 2008.
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[Premessa]



Con decreto ministeriale 14 gennaio 2008, R pubblicato nella Gazzetta Ufficiale del 4 febbraio 2008, n. 29, sono state approvate le «Nuove norme tecniche per le costruzioni », testo normativo che raccoglie in forma unitaria le norme che disciplinano la progettazione, l’esecuzione ed il collaudo delle costruzioni al fine di garantire, per stabiliti livelli di sicurezza, la pubblica incolumità.

Tali norme rappresentano la più avanzata espressione normativa a tutela della pubblica incolumità nel settore delle costruzioni, secondo un’impostazione coerente con gli euro codici e con contenuti all’avanguardia, riguardo alla puntuale valutazione della pericolosità sismica del territorio nazionale e quindi alle esigenze di una moderna progettazione sismoresistente delle opere di ingegneria civile da realizzare o ristrutturare in Italia; impostazione condivisa dal mondo accademico, professionale e produttivo-imprenditoriale.

In considerazione del carattere innovativo di dette norme, si è ritenuto opportuno emanare la presente circolare esplicativa che ha cercato di privilegiare, con una trattazione maggiormente diffusa, gli argomenti più innovativi e per certi versi più complessi trattati dalle Nuove norme tecniche.

Il testo, pur essendo articolato e corposo, non travalica i compiti e i limiti propri di una circolare e, quindi, non modifica argomenti trattati dalle Nuove norme tecniche, né aggiunge nuovi argomenti, se non per informazioni, chiarimenti ed istruzioni applicative.

Con le presenti istruzioni si è inteso fornire agli operatori indicazioni, elementi informativi ed integrazioni, per una più agevole ed univoca applicazione delle Nuove norme tecniche per le costruzioni.

La presente circolare è stata sottoposta al parere dell’Assemblea generale del Consiglio superiore dei lavori pubblici che si è espressa favorevolmente in data 11 aprile 2008 con voto n. 305/07.


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ALLEGATO


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INTRODUZIONE

Il Decreto Ministeriale 14 gennaio 2008, recante “Norme Tecniche per le Costruzioni” (nel seguito indicate con NTC) raccoglie in forma unitaria le norme che disciplinano la progettazione, l’esecuzione ed il collaudo delle costruzioni al fine di garantire, per stabiliti livelli sicurezza, la pubblica incolumità.

Il testo normativo, recependo le diverse osservazioni e suggerimenti di ordine tecnico pervenute dal mondo produttivo, scientifico e professionale, fornisce una serie di indicazioni inerenti le procedure di calcolo e di verifica delle strutture, nonché regole di progettazione ed esecuzione delle opere, in linea con i seguenti indirizzi:

- mantenimento del criterio prestazionale, per quanto consentito dall’esigenza di operatività della norma stessa;

- coerenza con gli indirizzi normativi a livello comunitario, sempre nel rispetto delle esigenze di sicurezza del Paese e, in particolare, coerenza di formato con gli Eurocodici, norme europee EN ormai ampiamente diffuse;

- approfondimento degli aspetti normativi connessi alla presenza delle azioni sismiche;

- approfondimento delle prescrizioni ed indicazioni relative ai rapporti delle opere con il terreno e, in generale, agli aspetti geotecnici;

Le NTC risultano, quindi, così articolate:

Premessa

1. Oggetto della norma

2. Sicurezza e prestazioni attese

3. Azioni sulle costruzioni

4. Costruzioni civili e industriali

5. Ponti

6. Progettazione geotecnica

7. Progettazione in presenza di azioni sismiche

8. Costruzioni esistenti

9. Collaudo statico

10. Norme per le redazioni dei progetti esecutivi e delle relazioni di calcolo

11. Materiali e prodotti per uso strutturale

12. Riferimenti tecnici

In particolare:

Il Capitolo 2 individua i principi fondamentali per la valutazione della sicurezza, definendo altresì gli Stati Limite Ultimi (SLU) e gli Stati Limite di Esercizio (SLE) per i quali devono essere effettuate le opportune verifiche sulle opere; introduce, inoltre, i concetti di Vita nominale di progetto, Classi d’uso e Vita di riferimento delle opere;

classifica, infine, le possibili azioni agenti sulle costruzioni ed indica le diverse combinazioni delle stesse e le verifiche da eseguire.

Il Capitolo 3 codifica i modelli per la descrizione delle azioni agenti sulle strutture (pesi e carichi permanenti, sovraccarichi variabili, azione sismica, azioni del vento, azioni della neve, azioni della temperatura, azioni eccezionali).

Il Capitolo 4 tratta le diverse tipologie di costruzioni civili ed industriali in funzione del materiale utilizzato (calcestruzzo, acciaio, legno, muratura, altri materiali).

Il Capitolo 5 disciplina i criteri generali e le indicazioni tecniche per la progettazione e l’esecuzione dei ponti stradali e ferroviari. Per i ponti stradali, oltre alle principali caratteristiche geometriche, definisce le diverse possibili azioni agenti, con i diversi schemi di carico per quanto attiene le azioni variabili da traffico. Per i ponti ferroviari particolare attenzione è posta sui carichi ed i relativi effetti dinamici.

Particolari e dettagliate prescrizioni sono, poi, fornite per le verifiche, sia agli SLU che agli SLE.

Il Capitolo 6 tratta il problema della progettazione geotecnica distinguendo, in particolare, il progetto e la realizzazione:

- delle opere di fondazione;

- delle opere di sostegno;

- delle opere in sotterraneo;

- delle opere e manufatti di materiali sciolti naturali;

- dei fronti di scavo;

- del miglioramento e rinforzo dei terreni e degli ammassi rocciosi;

- del consolidamento dei terreni interessanti opere esistenti, nonché la valutazione della sicurezza dei pendii e la fattibilità di opere che hanno riflessi su grandi aree.

Nell’articolazione del progetto vengono introdotte, distintamente, la modellazione geologica e la modellazione geotecnica del sito i cui metodi e risultati delle indagini devono essere esaurientemente esposti e commentati, rispettivamente, nella “relazione geologica” e nella “relazione geotecnica”. Dopo le indicazioni relative alle verifiche agli stati limite, si fa un breve ma significativo cenno al metodo osservazionale ed al monitoraggio del complesso opera-terreno. È introdotto, infine, un importante paragrafo sui tiranti di ancoraggio, con le relative verifiche, regole di realizzazione e prove di carico.

Il Capitolo 7 tratta la progettazione in presenza di azioni sismiche ed introduce un importante paragrafo riguardante esplicitamente i criteri generali di progettazione e modellazione delle strutture, per la evidente riconosciuta importanza che assume nella progettazione la corretta modellazione delle strutture, anche in relazione all’ormai inevitabile impiego dei programmi automatici di calcolo. Nel paragrafo inerente i metodi di analisi ed i criteri di verifica, viene opportunamente trattata, accanto a quella lineare, l’analisi non lineare. Sono, poi, fornite le disposizioni per il calcolo e le verifiche delle diverse tipologie di strutture (cemento armato, acciaio, miste acciaio-calcestruzzo, legno, muratura, ponti, opere e sistemi geotecnica).

Il Capitolo 8 affronta il delicato problema della costruzioni esistenti; dopo i criteri generali sulle diverse tipologie di edifici e le variabili che consentono di definirne lo stato di conservazione, introduce la distinzione fondamentale dei tre diversi tipi di intervento che possono essere effettuati su una costruzione esistente:

- interventi di adeguamento, atti a conseguire i livelli di sicurezza previsti dalle NTC;

- interventi di miglioramento, atti ad aumentare la sicurezza strutturale esistente pur senza necessariamente raggiungere i livelli richiesti dalle NTC;

- riparazioni o interventi locali, che interessino elementi isolati e che comunque comportino un miglioramento delle condizioni di sicurezza preesistenti.

Un ulteriore importante paragrafo riporta le disposizioni per la progettazione degli interventi in presenza di azioni sismiche nelle diverse tipologie di edifici.

Il Capitolo 9 riporta le prescrizioni generali relative al collaudo statico delle opere e le responsabilità del collaudatore. Indicazioni sono fornite sulle prove di carico, con particolare attenzione alle prove di carico su strutture prefabbricate e ponti.

Il Capitolo 10 tratta le regole generali per la redazione dei progetti strutturali e delle relazioni di calcolo, ovvero della completezza della documentazione che caratterizza un buon progetto esecutivo. Qualora l’analisi strutturale e le relative verifiche siano condotte con l’ausilio di codici di calcolo automatico, un apposito paragrafo indica al progettista i controlli da effettuare sull’affidabilità dei codici utilizzati e l’attendibilità dei risultati ottenuti.

Il Capitolo 11 completa i contenuti tecnici delle norme fornendo le regole di qualificazione, certificazione ed accettazione dei materiali e prodotti per uso strutturale, rese coerenti con le procedure consolidate del Servizio Tecnico Centrale e del Consiglio Superiore e le disposizioni comunitarie in materia.

Il Capitolo 12, infine, segnala a titolo indicativo, alcuni dei più diffusi documenti tecnici che possono essere utilizzati in mancanza di specifiche indicazioni, a integrazione delle norme in esame e per quanto con esse non in contrasto.

Nel seguito del presente documento sono illustrate le principali innovazioni delle NTC e fornite, laddove ritenute necessarie, specifiche istruzioni esplicative per la corretta applicazione delle norme medesime, al fine di facilitarne l’utilizzo da parte dei soggetti interessati a qualunque titolo (tecnici progettisti, direttori dei lavori e/o collaudatori, imprese, produttori, enti di controllo, ecc.).

Si ripercorrono, quindi, i paragrafi delle NTC che si è ritenuto di dover in qualche modo integrare seguendo, per maggior chiarezza espositiva e di lettura, la medesima numerazione delle NTC, ma con l’aggiunta della lettera C (Circolare). Qualora le indicazioni riportate non siano integrative delle NTC bensì additive ad esse, la numerazione loro attribuita prosegue quella utilizzata nel testo delle NTC, ma sempre con l’aggiunta della lettera C.

Alle formule, figure e tabelle riportate solo nel presente documento viene data una numerazione preceduta dalla lettera C, della quale sono prive se compaiono anche nelle NTC.

Per i riferimenti al testo delle NTC, il relativo numero di paragrafo è generalmente seguito dalle parole “delle NTC”.


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C2. SICUREZZA E PRESTAZIONI ATTESE

Nel Cap.2 delle NTC sono illustrati i principi fondamentali alla base delle disposizioni applicative trattate nei capitoli successivi.

L’impostazione scientifica e le modalità della trattazione sono state rese il più possibile coerenti con il formato degli Eurocodici, ai quali è possibile fare riferimento per gli eventuali approfondimenti necessari.

Le norme precisano che la sicurezza e le prestazioni di una struttura o di una parte di essa devono essere valutate in relazione all’insieme degli stati limite che verosimilmente si possono verificare durante la vita normale. Prescrivono inoltre che debba essere assicurata una robustezza nei confronti di azioni eccezionali.


C2.4.1 Vita nominale

La Vita nominale (VN) di una costruzione, così come definita al § 2.4.1 delle NTC, è la durata alla quale deve farsi espresso riferimento in sede progettuale, con riferimento alla durabilità delle costruzioni, nel dimensionare le strutture ed i particolari costruttivi, nella scelta dei materiali e delle eventuali applicazioni e delle misure protettive per garantire il mantenimento della resistenza e della funzionalità.

Nelle previsioni progettuali dunque, se le condizioni ambientali e d’uso sono rimaste nei limiti previsti, non prima della fine di detto periodo saranno necessari interventi di manutenzione straordinaria per ripristinare le capacità di durata della costruzione.

L’effettiva durata della costruzione non è valutabile in sede progettuale, venendo a dipendere da eventi futuri fuori dal controllo del progettista. Di fatto, la grande maggioranza delle costruzioni ha avuto ed ha, anche attraverso successivi interventi di ripristino manutentivo, una durata effettiva molto maggiore della vita nominale quantificata nelle NTC.

Con riferimento alla tabella 2.4.1 si evidenzia che, ai sensi e per gli effetti del Decreto del Capo Dipartimento della Protezione Civile n. 3685 del 21 ottobre 2003 il carattere strategico di un’opera o la sua rilevanza per le conseguenze di un eventuale collasso, sono definiti dalla classe d’uso.


C2.4.2 Classi d’uso

Per quanto riguarda le classi d’uso III e IV, definizioni più dettagliate sono contenute nel Decreto del Capo Dipartimento della Protezione Civile n. 3685 del 21 ottobre 2003 con il quale sono stati, fra l’altro, definiti, per quanto di competenza statale, gli edifici di interesse strategico e le opere infrastrutturali la cui funzionalità durante gli eventi sismici assume rilievo fondamentale per le finalità di protezione civile (quindi compresi nella classe IV in quanto costruzioni con importanti funzioni pubbliche o strategiche, anche con riferimento alla gestione della protezione civile in caso di calamità); ancora il predetto decreto, sempre nell’ambito di competenza statale, ha definito gli edifici e le opere che possono assumere rilevanza in relazione alle conseguenze di un eventuale collasso (e, quindi, comprese nella classe III, in quanto costruzioni il cui uso preveda affollamenti significativi).

A titolo di esempio, in classe III ricadono scuole, teatri, musei, in quanto edifici soggetti ad affollamento e con la presenza contemporanea di comunità di dimensioni significative.

Per edifici il cui collasso può determinare danni significativi al patrimonio storico, artistico e culturale (quali ad esempio musei, biblioteche, chiese) vale quanto riportato nella “Direttiva del Presidente del Consiglio dei Ministri per la valutazione e riduzione del rischio sismico del patrimonio culturale con riferimento alle Norme tecniche per le costruzioni” del 12.10.2007 e ss.mm.ii.


C2.4.3 Periodo di riferimento per l’azione sismica

Il periodo di riferimento VR di una costruzione, valutato moltiplicando la vita nominale VN (espressa in anni) per il coefficiente d’uso della costruzione CU (VR = VN CU), riveste notevole importanza in quanto, assumendo che la legge di ricorrenza dell’azione sismica sia un processo Poissoniano, è utilizzato per valutare, fissata la probabilità di superamento PVR corrispondente allo stato limite considerato (Tabella 3.2.1 della NTC), il periodo di ritorno TR dell’azione sismica cui fare riferimento per la verifica.

Per assicurare alle costruzioni un livello di sicurezza antisismica minimo irrinunciabile le NTC impongono, se VR 35 anni, di assumere comunque VR = 35 anni; gli intervalli di valori di VR (espressi in anni) cui fare effettivo riferimento al variare di VN e CU sono riportati nella successiva Tabella C2.4.I. N1.

In particolare la tabella mostra i valori di VR corrispondenti ai valori di VN che individuano le frontiere tra i tre tipi di costruzione considerati (tipo 1, tipo 2, tipo 3); valori di VN intermedi tra detti valori di frontiera (e dunque valori di VR intermedi tra quelli mostrati in tabella) sono consentiti ed i corrispondenti valori dei parametri (ag, Fo e T*C) necessari a definire l’azione sismica sono ricavati utilizzando le formule d’interpolazione fornite nell’Allegato A alle NTC.


Tabella C2.4.I. - Intervalli di valori attribuiti a VR al variare di VN e CU


VITA NOMINALE VN

VALORI DI VR


CLASSE D’USO


I

II

III

IV

10

35

35

35

35

50

35

50

75

100

100

70

100

150

200


Occorre infine ricordare che le verifiche sismiche di opere provvisorie o strutture in fase costruttiva possono omettersi quando le relative VN previste in progetto siano inferiori a 2 anni.


C2.6.1 Stati limite ultimi

Le NTC fanno riferimento a tre principali stati limite ultimi:

- Lo stato limite di equilibrio, EQU, considera la struttura, il terreno o l’insieme terreno-struttura come corpi rigidi. Questo stato limite è da prendersi a riferimento, ad esempio, per le verifiche del ribaltamento dei muri di sostegno.

- Lo stato limite di resistenza della struttura, STR, che riguarda anche gli elementi di fondazione e di sostegno del terreno, è da prendersi a riferimento per tutti i dimensionamenti strutturali. Nei casi in cui le azioni sulle strutture siano esercitate dal terreno, si deve far riferimento ai valori caratteristici dei parametri geotecnici.

- Lo stato limite di resistenza del terreno, GEO, deve essere preso a riferimento per il dimensionamento geotecnico delle opere di fondazione e di sostegno e, più in generale, delle strutture che interagiscono direttamente con il terreno, oltre che per le verifiche di stabilità globale dell’insieme terreno-struttura.

Nel Cap. 6 delle NTC (Progettazione geotecnica), sono anche considerati gli stati limite ultimi di tipo idraulico, che riguardano la perdita d’equilibrio della struttura o del terreno dovuta alla sottospinta dell’acqua (UPL) o l’erosione e il sifonamento del terreno dovuto ai gradienti idraulici (HYD).

Come precisato nel § 2.6.1 delle NTC, nelle verifiche STR e GEO possono essere adottati, in alternativa, due diversi Approcci progettuali.

Nell’Approccio progettuale 1 si considerano due diverse combinazioni di gruppi di coefficienti di sicurezza parziali, riguardanti le azioni, la resistenza dei materiali e la resistenza complessiva del sistema. Nella Combinazione 1 si fa riferimento ai coefficienti parziali del gruppo A1 della Tabella 2.6.I delle NTC e ai coefficienti parziali dei materiali e delle resistenze di natura geotecnica indicati nel citato Cap. 6. Nella Combinazione 2 si fa riferimento ai coefficienti parziali del gruppo A2 della Tabella 2.6.I delle NTC e ai coefficienti parziali dei materiali e delle resistenze di natura geotecnica indicati nel citato Cap. 6 per tale Combinazione.

La Combinazione 1 è generalmente condizionante il dimensionamento strutturale, mentre la Combinazione 2 è generalmente condizionante il dimensionamento geotecnico.

Nell’Approccio progettuale 2 si considera un’unica combinazione di gruppi di coefficienti parziali e, per le azioni, si fa riferimento ai coefficienti del gruppo A1. Per i materiali e le resistenze di natura geotecnica, si deve fare riferimento ai coefficienti parziali indicati allo scopo nel Cap. 6.

Ai fini della verifica di dispositivi antisollevamento o dispositivi di sollevamento degli apparecchi d’appoggio nel caso di travi continue, si può considerare lo stato limite di equilibrio come corpo rigido EQU.


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C2.7 VERIFICHE ALLE TENSIONI AMMISSIBILI

In generale le NTC impongono di adottare, per le verifiche, il metodo agli stati limite di cui al § 2.6; a tale imposizione sono ammesse alcune eccezioni finalizzate a consentire, nel caso di ridotta pericolosità sismica del sito e di costruzioni di minore importanza sia in termini di progettazione che in termini di destinazione d’uso, la tradizionale verifica alle tensioni ammissibili.

Fanno dunque eccezione all’imposizione citata le costruzioni di tipo 1 (VN 10 anni) e tipo 2 (50 anni VN <100 anni) e Classe d’uso I e II, purché localizzate in siti ricadenti in Zona 4; per esse è ammesso il metodo di verifica alle tensioni ammissibili, da applicare utilizzando i riferimenti normativi riportati nelle NTC.

Per l’identificazione della zona sismica in cui ricade ciascun comune o porzione di esso, occorre fare riferimento alle disposizioni emanate ai sensi dell’art. 83, comma 3, del DPR 6.6.2001, n. 380.


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C3. AZIONI SULLE COSTRUZIONI


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C3.1 OPERE CIVILI ED INDUSTRIALI


C3.1.3 Carichi permanenti non strutturali

La possibilità di rappresentare i carichi permanenti portati come uniformemente distribuiti, nei limiti dati ai capoversi 3° e 4° del § 3.1.3 delle NTC, si riferisce a tramezzi (o divisori) e impianti leggeri ed è correlata ai valori del coefficiente γG2 dati nella Tabella 2.6.I delle NTC per le verifiche agli stati limite ultimi.

Per i divisori detta possibilità è limitata ai pesi espressamente previsti al § 3.1.3.1 delle NTC. Per le pareti di tamponamento esterne e per divisori di peso maggiore devono essere considerate le loro effettive distribuzioni, ricadendo nel caso previsto dalla nota (1) della Tabella 2.6.I.


C3.1.4 Carichi variabili

Si evidenzia l’introduzione di una categoria specifica per i Centri commerciali, i Grandi magazzini, etc. (Cat. D2 della Tabella 3.1.II).


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C3.2 AZIONE SISMICA

Il § 3.2, inerente la definizione dell’azione sismica, presenta molte e significative novità.

Vengono, infatti, utilizzate al meglio le possibilità offerte dalla definizione della pericolosità sismica italiana, recentemente prodotta e messa in rete dall’Istituto Nazionale di Geofisica e Vulcanologia (INGV).

L’azione sismica è ora valutata in condizioni di campo libero su sito di riferimento rigido a superficie orizzontale, riferendosi non ad una zona sismica territorialmente coincidente con più entità amministrative, ad un’unica forma spettrale e ad un periodo di ritorno prefissato ed uguale per tutte le costruzioni, come avveniva in precedenza, bensì sito per sito e costruzione per costruzione.

Tale approccio dovrebbe condurre in media, sull’intero territorio nazionale, ad una significativa ottimizzazione dei costi delle costruzioni antisismiche, a parità di sicurezza.

La pericolosità sismica di un sito è descritta dalla probabilità che, in un fissato lasso di tempo, in detto sito si verifichi un evento sismico di entità almeno pari ad un valore prefissato. Nelle NTC, tale lasso di tempo, espresso in anni, è denominato “periodo di riferimento” VR e la probabilità è denominata “probabilità di eccedenza o di superamento nel periodo di riferimento” PVR.

Ai fini della determinazione delle azioni sismiche di progetto nei modi previsti dalle NTC, la pericolosità sismica del territorio nazionale è definita convenzionalmente facendo riferimento ad un sito rigido (di categoria A) con superficie topografica orizzontale (di categoria T1), in condizioni di campo libero, cioè in assenza di manufatti. Negli sviluppi successivi il sito di riferimento sarà dunque caratterizzato da sottosuolo di categoria A e superficie topografica di categoria T1.

Le caratteristiche del moto sismico atteso al sito di riferimento, per una fissata PVR, si ritengono individuate quando se ne conosca l’accelerazione massima ed il corrispondente spettro di risposta elastico in accelerazione.

La possibilità di descrivere il terremoto in forma di accelerogrammi è ammessa, a condizione che essi siano compatibili con le predette caratteristiche del moto sismico. In particolare, i caratteri del moto sismico su sito di riferimento rigido orizzontale sono descritti dalla distribuzione sul territorio nazionale delle seguenti grandezze, sulla base delle quali sono compiutamente definite le forme spettrali per la generica PVR:

ag = accelerazione massima al sito;

Fo = valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale;

T*C = periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale.

Il valore di ag è desunto direttamente dalla pericolosità di riferimento, attualmente fornita dallo INGV, mentre Fo e T*C sono calcolati in modo che gli spettri di risposta elastici in accelerazione, velocità e spostamento forniti dalle NTC approssimino al meglio i corrispondenti spettri di risposta elastici in accelerazione, velocità e spostamento derivanti dalla pericolosità di riferimento.

I valori di ag, Fo e T*C sono riportati nell’Allegato B alle NTC; di essi si fornisce la rappresentazione in termini di andamento medio in funzione del periodo di ritorno TR, per l’intero territorio nazionale. (v. Figure C3.2.1 a,b,c). Si riportano inoltre, in corrispondenza di ciascun valore di TR, i relativi intervalli di confidenza al 95% valutati con riferimento ad una distribuzione log-normale, per fornire una misura della loro variabilità sul territorio (“variabilità spaziale”).

Nel caso di costruzioni di notevoli dimensioni, va considerata l’azione sismica più sfavorevole calcolata sull’intero sito ove sorge la costruzione e, ove fosse necessario, la variabilità spaziale del moto di cui al § 3.2.5.


Figura C3.2.1a - Variabilità di ag con TR: andamento medio sul territorio nazionale ed intervallo di confidenza al 95%.



Figura C3.2.1b - Variabilità di Fo con TR: andamento medio sul territorio nazionale ed intervallo di confidenza al 95%.



Figura C3.2.1c -Variabilità di T*C con TR: andamento medio sul territorio nazionale ed intervallo di confidenza al 95%.



C3.2.1 Stati limite e relative probabilità di superamento

In un quadro operativo finalizzato a sfruttare al meglio la puntuale definizione della pericolosità di cui si dispone, si è ritenuto utile consentire, quando opportuno, il riferimento a 4 stati limite per l’azione sismica.

Si sono dunque portati a due gli Stati Limite di Esercizio (SLE), facendo precedere lo Stato Limite di Danno (SLD) - ridefinito come stato limite da rispettare per garantire inagibilità solo temporanee nelle condizioni postsismiche - dallo Stato Limite di immediata Operatività (SLO), particolarmente utile come riferimento progettuale per le opere che debbono restare operative durante e subito dopo il terremoto (ospedali, caserme, centri della protezione civile, etc.), in tal modo articolando meglio le prestazioni della struttura in termini di esercizio.

In modo analogo, si sono portati a due gli Stati Limite Ultimi (SLU) facendo seguire allo Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV), individuato definendo puntualmente lo stato limite ultimo lo Stato Limite di prevenzione del Collasso (SLC), particolarmente utile come riferimento progettuale per alcune tipologie strutturali (strutture con isolamento e dissipazione di energia) e, più in generale, nel quadro complessivo della progettazione antisismica.

I quattro stati limite così definiti, consentono di individuare quattro situazioni diverse che, al crescere progressivo dell’azione sismica, ed al conseguente progressivo superamento dei quattro stati limite ordinati per azione sismica crescente (SLO, SLD, SLV, SLC), fanno corrispondere una progressiva crescita del danneggiamento all’insieme di struttura, elementi non strutturali ed impianti, per individuare così univocamente ed in modo quasi “continuo” le caratteristiche prestazionali richieste alla generica costruzione.

Ai quattro stati limite sono stati attribuiti (v. Tabella3.2.I delle NTC) valori della probabilità di superamento PVR pari rispettivamente a 81%, 63%, 10% e 5%, valori che restano immutati quale che sia la classe d’uso della costruzione considerata; tali probabilità, valutate nel periodo di riferimento VR proprio della costruzione considerata, consentono di individuare, per ciascuno stato limite, l’azione sismica di progetto corrispondente.

Viene preliminarmente valutato il periodo di riferimento VR della costruzione (espresso in anni), ottenuto come prodotto tra la vita nominale VN fissata all’atto della progettazione ed il coefficiente d’uso CU che compete alla classe d’uso nella quale la costruzione ricade (v. § 2.4 delle NTC). Si ricava poi, per ciascuno stato limite e relativa probabilità di eccedenza PVR nel periodo di riferimento VR, il periodo di ritorno TR del sisma. Si utilizza a tal fine la relazione:


TR = -VR/ln(1 - PVR) = -CU VN/ln(1- PVR) (C.3.2.1)


ottenendo, per i vari stati limite, le espressioni di TR in funzione di VR riportate nella tabella C.3.2.I.


Tabella C.3.2.I.- Valori di TR espressi in funzione di VR


Stati Limite

Valori in anni del periodo di ritorno TR al variare del periodo di riferimento VR

Stati Limite di Esercizio (SLE)

SLO

(*) 30 anni TR = 0,60VR


SLD

TR =VR

Stati Limite Ultimi (SLU)

SLV

TR = 9,50VR


SLC

TR =19,50VR 2475 anni

(*) I limiti inferiore e superiore di TR fissati dall’appendice A delle NTC sono dovuti all’intervallo di riferimento della pericolosità sismica oggi disponibile; per opere speciali possono considerarsi azioni sismiche riferite a TR più elevati.


Alla base dei risultati così ottenuti è la strategia progettuale che impone, al variare del periodo di riferimento VR, la costanza della probabilità di superamento PVR che compete a ciascuno degli stati limite considerati (strategia progettuale di norma).

È immediato constatare (v. formula C.3.2.1) che, imponendo costante PVR = al variare di CU, si ottiene

[TR = -CU VN / ln(1 - PVR) = -CU VN / costante] e dunque, a parità di VN, TR varia dello stesso fattore CU per cui viene moltiplicata VN per avere VR. Fissata la vita nominale VN della costruzione e valutato il periodo di ritorno TR,1 corrispondente a CU = 1, si ricava il TR corrispondente al generico CU dal prodotto CU TR,1. Al variare di CU, TR e VR variano con legge uguale.

Strategie progettuali alternative a quella ora illustrata, sono ipotizzabili. N2

Al riguardo le NTC, alla fine del 3.2.1, recitano “Qualora la protezione nei confronti degli stati limite di esercizio sia di prioritaria importanza, i valori di PVR forniti in tabella devono essere ridotti in funzione del grado di protezione che si vuole raggiungere.”

È evidente che riduzione delle probabilità di superamento attribuite ai vari stati limite non può essere arbitraria ma deve allinearsi a precisi concetti di teoria della sicurezza; in particolare, i livelli di protezione che si debbono eventualmente accrescere sono solo quelli nei confronti degli Stati Limite di Esercizio, mentre i livelli di protezione nei confronti degli Stati Limite Ultimi (più direttamente legati alla sicurezza) possono restare sostanzialmente immutati perché già ritenuti sufficienti dalla normativa.

Per rispettare le limitazioni testé citate, al variare della classe d’uso e del coefficiente CU, si può utilizzare CU non per aumentare VN, portandola a VR, ma per ridurre PVR.

In tal caso si ha TR = -VN / ln(1 - PVR / CU); detto TR,a il periodo di ritorno ottenuto con la strategia progettuale di norma e TR,b il periodo di ritorno ottenuto con la strategia progettuale appena illustrata, il rapporto R tra i due periodi di ritorno varrebbe:


(C.3.2.2)


ed avrebbe, al variare di CU e PVR, gli andamenti riportati nel grafico successivo.


Figura C3.2.2 - Variazione di R con CU e PVR



Constatato che, con la strategia ipotizzata, si rispettano le condizioni preliminarmente indicate come irrinunciabili (sostanziale costanza di TR, dunque protezione sostanzialmente immutata, per i valori di PVR relativi agli SLU, ossia per PVR 10%, e significativa crescita di TR, dunque protezione significativamente incrementata, per i valori di PVR relativi agli SLE, ossia per PVR 60%) si può poi passare a valutare come applicare la indicazione di norma, ossia come modificare le PVR.

Per trovare come modificare, al variare di CU, i valori di PVR nel periodo di riferimento VR per ottenere gli stessi valori di TR suggeriti dalla strategia ipotizzata, basta imporre R=1 nella formula C.3.2.2 ed indicare con P*VR i nuovi valori di PVR, così ottenendo:


(C.3.2.3)


È così possibile ricavare, al variare di CU, i valori di P*VR a partire dai valori di PVR; tali valori sono riportati, insieme ai valori di TR corrispondenti, nella tabella C.3.2.II. Adottando la strategia ipotizzata, al crescere di CU i valori dei P*VR corrispondenti agli Stati Limite di Esercizio (SLE) si riducono sensibilmente ed i corrispondenti TR crescono, mentre i valori dei P*VR corrispondenti agli Stati Limite Ultimi (SLU) ed i corrispondenti TR, sostanzialmente non variano.


Tabella C.3.2.II.- Valori di P*VR e TR al variare di CU


Stati Limite

Valori di P*VR

Valori di TR corrispondenti



CU=1,0

CU=1,5

CU=2,0

CU=1,0

CU=1,5

CU=2,0

SLE

SLO

81,00%

68,80%

64,60%

0,60 VR

0,86 VR

0,96 VR


SLD

63,00%

55,83%

53,08%

VR

1,22VR

1,32 VR

SLU

SLV

10,00%

9,83%

9,75%

9,50 VR

9,66 VR

9,75 VR


SLC

5,00%

4,96%

4,94%

19,50 VR

19,66 VR

19,75 VR


Se dunque la protezione nei confronti degli SLE è di prioritaria importanza, si possono sostituire i valori di PVR con quelli di P*VR, così conseguendo una miglior protezione nei confronti degli SLE. La strategia progettuale testé ipotizzata, peraltro, conduce ad un’opera decisamente più costosa e dunque è lecito adottarla unicamente nei casi in cui gli SLE siano effettivamente di prioritaria importanza.

Ottenuti i valori di TR corrispondenti ai quattro stati limite considerati (utilizzando, a seconda dei casi, la strategia progettuale a o b) si possono infine ricavare, al variare del sito nel quale la costruzione sorge ed utilizzando i dati riportati negli Allegati A e B alle NTC, l’accelerazione del suolo ag e le forme dello spettro di risposta di progetto per ciascun sito, costruzione, situazione d’uso, stato limite.


C3.2.2 Categorie di sottosuolo e condizioni topografiche

Le condizioni del sito di riferimento rigido in generale non corrispondono a quelle effettive. È necessario, pertanto, tenere conto delle condizioni stratigrafiche del volume di terreno interessato dall’opera ed anche delle condizioni topografiche, poiché entrambi questi fattori concorrono a modificare l’azione sismica in superficie rispetto a quella attesa su un sito rigido con superficie orizzontale. Tali modifiche, in ampiezza, durata e contenuto in frequenza, sono il risultato della risposta sismica locale.

Si denomina “risposta sismica locale” l’azione sismica quale emerge in “superficie” a seguito delle modifiche in ampiezza, durata e contenuto in frequenza subite trasmettendosi dal substrato rigido.

Per individuare in modo univoco la risposta sismica si assume come “superficie” il “piano di riferimento” quale definito, per le diverse tipologie strutturali, al § 3.2.2 delle NTC.

Le modifiche sopra citate corrispondono a:

- effetti stratigrafici, legati alla successione stratigrafica, alle proprietà meccaniche dei terreni, alla geometria del contatto tra il substrato rigido e i terreni sovrastanti ed alla geometria dei contatti tra gli strati di terreno;

- effetti topografici, legati alla configurazione topografica del piano campagna. La modifica delle caratteristiche del moto sismico per effetto della geometria superficiale del terreno va attribuita alla focalizzazione delle onde sismiche in prossimità della cresta dei rilievi a seguito dei fenomeni di riflessione delle onde sismiche ed all’interazione tra il campo d’onda incidente e quello diffratto. I fenomeni di amplificazione cresta-base aumentano in proporzione al rapporto tra l’altezza del rilievo e la sua larghezza.

Gli effetti della risposta sismica locale possono essere valutati con metodi semplificati oppure eseguendo specifiche analisi. I metodi semplificati possono essere adoperati solo se l’azione sismica in superficie è descritta dall’accelerazione massima o dallo spettro elastico di risposta; non possono cioè essere adoperati se l’azione sismica in superficie è descritta mediante accelerogrammi.

Nei metodi semplificati è possibile valutare gli effetti stratigrafici e topografici. In tali metodi si attribuisce il sito ad una delle categorie di sottosuolo definite nella Tabella 3.2.II delle NTC (A, B, C, D, E) e ad una delle categorie topografiche definite nella Tabella 3.2.IV delle NTC (T1, T2, T3, T4). In questo caso, la valutazione della risposta sismica locale consiste nella modifica dello spettro di risposta in accelerazione del moto sismico di riferimento, relativo all’affioramento della formazione rocciosa (categoria di sottosuolo A) su superficie orizzontale (categoria topografica T1).

Per l’identificazione della categoria di sottosuolo è fortemente raccomandata la misura della velocità di propagazione delle onde di taglio Vs. In particolare, fatta salva la necessità di estendere le indagini geotecniche nel volume significativo di terreno interagente con l’opera, la classificazione si effettua in base ai valori della velocità equivalente Vs,30, definita mediante l’equazione 3.2.1) delle NTC. La velocità equivalente è ottenuta imponendo l’equivalenza tra i tempi di arrivo delle onde di taglio in un terreno omogeneo equivalente, di spessore pari a 30 m, e nel terreno stratificato in esame, di spessore complessivo ancora pari a 30 m. Essa assume quindi valori differenti da quelli ottenuti dalla media delle velocità dei singoli strati pesata sui relativi spessori, soprattutto in presenza di strati molto deformabili di limitato spessore. Lo scopo della definizione adottata è quello di privilegiare il contributo degli strati più deformabili.

In mancanza di misure di Vs, l’identificazione della categoria di sottosuolo può essere effettuata sulla base dei valori di altre grandezze geotecniche, quali il numero dei colpi della prova penetrometrica dinamica (NSPT) per depositi di terreni prevalentemente a grana grossa e la resistenza non drenata (cu) per depositi di terreni prevalentemente a grana fine.

Le equazioni 3.2.2 e 3.2.3 delle NTC possono ad esempio essere utilizzate per la classificazione di un sito sulla base del numero di colpi misurati in prove penetrometriche dinamiche in terreni a grana grossa nei primi 30 m di profondità, NSPT,30, e dei valori della resistenza non drenata di terreni a grana fine nei primi 30 m di profondità, cu,30. Le espressioni utilizzate per la determinazione di NSPT,30 e cu,30 sono simili nella forma a quella utilizzata per la velocità equivalente Vs,30.

Come specificato nel § 7.11.3 delle NTC, per categorie speciali di sottosuolo (Tabella 3.2.III delle NTC), per determinati sistemi geotecnici o se si intende aumentare il grado di accuratezza nella previsione dei fenomeni di amplificazione, le azioni sismiche da considerare nella progettazione possono essere determinate mediante specifiche analisi di risposta sismica locale, meglio descritte nel § C.7.11.3.1 della presente Circolare. Queste analisi presuppongono un’adeguata conoscenza delle proprietà meccaniche dei terreni in condizioni cicliche, determinate mediante specifiche indagini e prove geotecniche.


C3.2.3 Valutazione dell’azione sismica

Il moto sismico di ciascun punto del suolo al di sotto della costruzione può essere decomposto in componenti secondo tre direzioni ortogonali; per ciascuna componente dell’azione sismica può essere fornita una rappresentazione puntuale mediante la sola accelerazione massima attesa, mediante l’intero spettro di risposta o mediante storie temporali dell’accelerazione (accelerogrammi). Qualora la costruzione sia di dimensioni limitate o le sue fondazioni siano sufficientemente rigide e resistenti, si può assumere che il moto sia lo stesso per tutti i punti al di sotto della costruzione. Altrimenti si deve tener conto della variabilità spaziale del moto, nei modi definiti nel § 7.3.2.5.

La rappresentazione di riferimento per le componenti dell’azione sismica è lo spettro di risposta elastico in accelerazione per uno smorzamento convenzionale del 5%. Esso fornisce la risposta massima in accelerazione del generico sistema dinamico elementare con periodo di oscillazione T 4 s ed è espresso come il prodotto di una forma spettrale per l’accelerazione massima del terreno.

La forma spettrale per le componenti orizzontali è definita mediante le stesse espressioni fornite dall’EN1998 nelle quali, tuttavia, non si è assunto un singolo valore per l’amplificazione massima ma si è fornita tale grandezza, Fo, in funzione della pericolosità del sito insieme alle grandezze ag, TC e, conseguentemente, TB, TD. Per la componente verticale, invece, le uniche grandezze fornite in funzione della pericolosità del sito sono l’accelerazione massima, posta pari alla massima accelerazione orizzontale del suolo ag, e l’amplificazione massima Fv, espressa come funzione di ag.

La categoria di sottosuolo e le condizioni topografiche incidono sullo spettro elastico di risposta.

Specificamente, l’accelerazione spettrale massima dipende dal coefficiente S = SSST che comprende gli effetti delle amplificazioni stratigrafica (SS) e topografica (ST). Per le componenti orizzontali dell’azione sismica, il periodo TC di inizio del tratto a velocità costante dello spettro, è funzione invece del coefficiente CC, dipendente anch’esso dalla categoria di sottosuolo.

Il coefficiente di amplificazione topografica ST è definito in funzione delle condizioni topografiche riportate nella Tabella 3.2.IV ed assume i valori riassunti nella Tabella 3.2.VI delle NTC.

Per le componenti orizzontali dell’azione sismica il coefficiente SS è definito nella Tabella 3.2.V delle NTC. Esso è il rapporto tra il valore dell’accelerazione massima attesa in superficie e quello su sottosuolo di categoria A ed è definito in funzione della categoria di sottosuolo e del livello di pericolosità sismica del sito (descritto dal prodotto Fo·ag).


Figura C3.2.3. Andamento del coefficiente SS per le componenti orizzontali dell’azione sismica



Nella figura C.3.2.3 è mostrata, per le cinque categorie di sottosuolo, la variazione di SS in funzione del prodotto Fo·ag.

A parità di categoria di sottosuolo, l’andamento di SS con Fo·ag è caratterizzato da due tratti orizzontali, rispettivamente per bassi ed elevati valori di pericolosità sismica; tali tratti sono raccordati da un segmento di retta che descrive il decremento lineare di SS con Fo·ag.

In genere, a parità di pericolosità del sito (Fo·ag), i valori di SS si incrementano al decrescere della rigidezza del sottosuolo, passando dal sottosuolo di categoria A al sottosuolo di categoria E. In particolare, per Fo·ag < 0.78g, il sottosuolo di categoria D mostra amplificazioni maggiori delle altre categorie di sottosuolo, mentre, per 0.78g Fo·ag < 1.17g i fenomeni di amplificazione sono più marcati per il sottosuolo di categoria C.

Per elevati livelli di pericolosità sismica del sito, caratterizzati da valori del prodotto Fo·ag > 0.93g, le accelerazioni massime su sottosuolo di categoria D sono inferiori a quelle su sottosuolo di categoria A. Si verifica cioè una deamplificazione del moto in termini di accelerazione massima.

Per la componente verticale dell’azione sismica, in assenza di studi specifici, si assume SS=1.

Il coefficiente CC è definito nella Tabella 3.2.V delle NTC in funzione della categoria di sottosuolo e del valore di TC riferito a sottosuolo di categoria A, TC*. Nella Figura C.3.2.4, la variazione di CC è mostrata, per le cinque categorie di sottosuolo, in funzione di TC*.


Figura C3.2.4. Andamento del coefficiente CC



A parità della categoria di sottosuolo, il coefficiente CC decresce al crescere di TC* e, conseguentemente, l’effetto di amplificazione massima si sposta verso periodi più brevi e si riduce l’estensione del tratto orizzontale caratterizzato da ordinata spettrale massima. In genere, a parità di TC*, i valori di CC si incrementano al decrescere della rigidezza del sottosuolo, ovvero passando dal sottosuolo di categoria A al sottosuolo di categoria E. Il sottosuolo di categoria D presenta, nell’intervallo di valori di interesse, valori di TC maggiori di quelli relativi alle altre categorie di sottosuolo.


C3.2.3.2.1 Spettro di risposta elastico in accelerazione delle componenti orizzontali

Il fattore η tiene conto delle capacità dissipative delle costruzioni alterando lo spettro di risposta assunto a riferimento, per il quale η=1, definito come lo spettro elastico con smorzamento viscoso convenzionale ξ = 5%. La relazione (3.2.6) può essere utilizzata per costruzioni che non subiscono significativi danneggiamenti e può essere utilizzata nel campo di smorzamenti convenzionali compresi tra i valori ξ = 5% e ξ = 28%. Al di fuori di questo campo, la scelta del valore del fattore η deve essere adeguatamente giustificata.

Nel caso di significativi danneggiamenti, generalmente associati ad azioni riferite agli Stati Limite Ultimi, il fattore η può essere calcolato in funzione del fattore di struttura q previsto per lo Stato Limite considerato secondo quanto definito al §3.2.3.5 delle NTC.


C3.2.3.2.2 Spettro di risposta elastico in accelerazione della componente verticale

Si segnala un refuso presente nel testo delle NTC e precisamente nella prima delle espressioni 3.2.10, quella che definisce la forma spettrale per 0 T < TB.

In tale formula occorre sostituire con Fo lo Fv presente a denominatore nella espressione tra parentesi quadre, ottenendo:



C3.2.3.6 Impiego di accelerogrammi

Le NTC discutono l’analisi dinamica non lineare delle strutture al punto § 7.3.4.2, riferendosi al § 3.2.3.6 per ciò che riguarda la scelta dei segnali accelerometrici. È ivi consentito l’impiego di accelerogrammi artificiali, simulati e provenienti da registrazioni di eventi sismici reali (comunemente detti anche naturali). È specificato come e gli accelerogrammi artificiali debbano rispettare vincoli di compatibilità media con lo spettro elastico di riferimento, mentre per quanto riguarda quelli simulati e naturali è prudentemente indicato che si qualifichi la scelta in base alle effettive caratteristiche della sorgente, della propagazione e/o dell’evento dominante. Tuttavia, non sono sempre disponibili informazioni dettagliate sui meccanismi di sorgente nonché sulla magnitudo e la distanza determinanti lo spettro di sito nell’intervallo di periodi di interesse per la struttura in esame. È quindi possibile, in alternativa, utilizzare le condizioni di compatibilità spettrale media definite per i segnali artificiali anche per quelli naturali, avendo cura in ogni caso di rispettare le condizioni geologiche di sito e di scegliere accelerogrammi il cui spettro è, per quanto possibile, generalmente simile a quello di riferimento. Se ciò richiede che gli accelerogrammi siano scalati linearmente in ampiezza è opportuno limitare il fattore di scala nel caso di segnali provenienti da eventi di piccola magnitudo.


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C3.3 AZIONI DEL VENTO


C3.3.2 Velocità di riferimento

In mancanza di indagini statistiche adeguate, la velocità di riferimento del vento vb(TR) riferita ad un generico periodo di ritorno TR può essere valutata, nel campo compreso tra 10 e 500 anni, con l’espressione


vb(TR) = αR vb (C3.3.1)


dove:

vb è la velocità di riferimento del vento associata a un periodo di ritorno di 50 anni;

αR è un coefficiente fornito dalla figura C3.3.1, alla quale corrisponde l’espressione:


(C3.3.2)


dove TR è espresso in anni. Per valori più elevati di TR si ricorrerà ad indagini specifiche o a documentazione di comprovata affidabilità.


Figura C3.3.1 - Valori del coefficiente αR in funzione del periodo di ritorno TR



C3.3.10 Coefficiente di forma (o aerodinamico)

In assenza di valutazioni più precise, suffragate da opportuna documentazione o prove sperimentali in galleria del vento, per il coefficiente di forma si assumono i valori riportati ai punti seguenti, con l’avvertenza che si intendono positive le pressioni dirette verso l’interno delle costruzioni.

C3.3.10.1 Edifici a pianta rettangolare con coperture piane, a falde, inclinate, curve Per la valutazione della pressione esterna si assumerà (vedere figura C3.3.2 ed esprimere α in gradi):

- per elementi sopravento (cioè direttamente investiti dal vento), con inclinazione sull’orizzontale α ≥ 60°, cpe = + 0,8

- per elementi sopravento, con inclinazione sull’orizzontale 20° < α < 60°, cpe = +0,03α - 1

- per elementi sopravento, con inclinazione sull’orizzontale 0° ≤ α ≤ 20° e per elementi sottovento (intendendo come tali quelli non direttamente investiti dal vento o quelli investiti da vento radente) cpe = - 0,4


Figura C3.3.2 Valori assunti da cpe al variare di α



Per la valutazione della pressione interna si assumerà (vedere figura C3.3.3 e scegliere il segno che dà luogo alla combinazione più sfavorevole):

- per costruzioni che hanno (o possono anche avere in condizioni eccezionali) una parete con aperture di superficie minore di 1/3 di quella totale: cpi = ± 0,2

- per costruzioni che hanno (o possono anche avere in condizioni eccezionali) una parete con aperture di superficie non minore di 1/3 di quella totale: cpi = + 0,8 quando la parete aperta è sopravento, cpi = - 0,5 quando la parete aperta è sottovento o parallela al vento;

- per costruzioni che presentano su due pareti opposte, normali alla direzione del vento, aperture di superficie non minore di 1/3 di quella totale: cpe + cpi = ± 1,2 per gli elementi normali alla direzione del vento, cpi = ± 0,2 per i rimanenti elementi.


Figura C3.3.3 Coefficienti di forma per gli edifici



C3.3.10.2 Coperture multiple

Si intende per copertura multipla un insieme di elementi identici e contigui (ad esempio coperture a shed, a conoidi, ecc.).


C3.3.10.2.1 Vento diretto normalmente alle linee di colmo

Per la determinazione delle azioni dovute al vento diretto normalmente alle linee di colmo si procede alle valutazioni seguenti.


Azioni esterne sui singoli elementi

- per la prima copertura colpita dal vento valgono i coefficienti stabiliti nel § C3.3.10.1;

- per la seconda copertura il coefficiente relativo allo spiovente sopravento viene ridotto del 25%;

- per tutte le coperture successive i coefficienti relativi ad ambedue gli spioventi vengono ridotti del 25%.


Azioni d’insieme

- si applicano al primo e all’ultimo spiovente le pressioni valutate secondo i coefficienti indicati nel § C3.3.10.1;

- contemporaneamente si considera, applicata alla superficie proiettata in piano di tutte le parti del tetto, una azione superficiale orizzontale di tipo tangenziale il cui valore unitario è assunto convenzionalmente pari a 0,10qrefce


C3.3.10.2.2 Vento diretto parallelamente alle linee di colmo

Per la determinazione delle azioni dovute al vento diretto parallelamente alle linee di colmo (e ai piani di falda) si considererà in ogni caso un’azione tangente, utilizzando i coefficienti di attrito indicati in Tabella C3.3.I al § C3.3.11.


C3.3.10.3 Tettoie e pensiline isolate

Per tettoie o pensiline isolate ad uno o due spioventi, per le quali il rapporto tra la totale altezza sul suolo e la massima dimensione in pianta non è maggiore di uno, si assumeranno i valori del coefficiente cp di seguito riportati, scegliendo sempre nelle formule il segno che dà luogo alla combinazione più sfavorevole.


C3.3.10.3.1 Elementi con spioventi aventi inclinazione sull’orizzontale α


Tettoie e pensiline a due spioventi piani (vedere figura C3.3.4)


cp = ± 0,8 (1 + sinα) per spiovente sopravento


cp = per spiovente sottovento


Tettoie e pensiline a un solo spiovente piano (vedere figura C3.3.4)


cp = ± 1,2 (1 + sinα)


Figura C3.3.4 Valori di cp per diverse configurazioni strutturali di tettoie e pensiline



C3.3.10.3.2 Elementi con spioventi aventi inclinazione sull’orizzontale α = 0°

Per tettoie e pensiline di qualsiasi tipologia, con spioventi aventi α = 0°, si pone cp = ± 1,2


C3.3.10.4 Travi ad anima piena e reticolari

Salvo più approfondite determinazioni, possono essere assunti per i coefficienti cp i valori seguenti.


C3.3.10.4.1 Travi isolate

Indicate con:

S = la superficie delimitata dal contorno della trave;

Sp = la superficie della parte piena della trave;

la pressione totale si considera agente solo su Sp e si valuta utilizzando i seguenti valori del coefficiente cp:





C3.3.10.4.2 Travi multiple

Nel caso di più travi disposte parallelamente a distanza d non maggiore del doppio dell’altezza h, il valore della pressione sull’elemento successivo sarà pari a quello sull’elemento precedente moltiplicato per un coefficiente di riduzione dato da:




Per d/h 5 gli elementi vengono considerati come isolati.

Per 2 < d/h < 5 si procede all’interpolazione lineare.


C3.3.10.5 Torri e pali a traliccio a sezione rettangolare o quadrata

Per torri e pali a traliccio a sezione rettangolare o quadrata e vento diretto normalmente ad una delle pareti, salvo più accurate valutazioni, i coefficienti di forma sono da valutare nel modo seguente:



L’azione di insieme esercitata dal vento spirante normalmente ad una delle pareti va valutata con riferimento alla superficie della parte piena di una sola faccia.

Per vento spirante secondo la bisettrice dell’angolo formato da due pareti, l’azione d’insieme è pari a 1,15 volte quella sopra definita.

Salvo documentazione specifica, i medesimi coefficienti si adottano cautelativamente anche per torri a sezione triangolare, per le quali non è da applicare il coefficiente 1,15 suddetto.


C3.3.10.6 Corpi cilindrici

Per i corpi cilindrici a sezione circolare di diametro d e altezza h (ambedue espressi in metri) i coefficienti cp sono i seguenti:



per q = qbce (N/m²), con qb e ce definiti rispettivamente ai §§ 3.3.6 e 3.3.7 delle NTC.

L’azione di insieme esercitata dal vento va valutata con riferimento alla superficie proiettata sul piano ortogonale alla direzione del vento.

Le espressioni sopra indicate valgono anche per i corpi prismatici a sezione di poligono regolare di otto o più lati, essendo d il diametro del cerchio circoscritto.


C3.3.10.7 Corpi sferici

Per una sfera di raggio R l’azione di insieme esercitata dal vento si valuta, con riferimento alla superficie proiettata sul piano ortogonale alla direzione del vento, S= πR², utilizzando cp = 0,35.


C3.3.10.8 Pressioni massime locali

a) Nei casi di cui ai §§ C3.3.10.1, C3.3.10.2, C3.3.10.3, nelle zone di discontinuità della forma esterna della costruzione ed, in particolare, nelle strutture secondarie disposte nella fascia perimetrale dell’edificio ed in corrispondenza dei displuvi, il valore assoluto del coefficiente di pressione può subire sensibili incrementi (vedere figura C3.3.5). Tali effetti, dovuti a vorticosità locale, in assenza di specifiche prove in galleria del vento, potranno essere valutati assumendo, per le zone comprese nelle fasce sopra descritte, il coefficiente cp = -1,8.


Figura C3.3.5 - Zone di massime pressioni locali sulle coperture



b) Nei casi di cui ai §§ C3.3.10.6 e C3.3.10.7 le pressioni massime locali vanno determinate utilizzando il coefficiente di forma cp, la cui distribuzione è rappresentata in figura C3.3.6.


Figura C3.3.6 - Distribuzione del coefficiente cp relativo alle pressioni locali, per corpi cilindrici e sferici



α

Curva cui riferirsi

α

Curva cui riferirsi


a

b


a

b

+ 1,00

+ 1,00

70°

- 2,15

- 0,80

10°

+ 0,90

+ 0,95

80°

- 2,37

- 0,73

20°

+ 0,55

+ 0,80

90°

- 2,45

- 0,50

30°

+ 0,05

+ 0,50

100°

- 2,38

- 0,50

40°

- 0,50

0

110°

- 2,10

- 0,50

50°

- 1,10

- 0,45

115°

- 1,24

- 0,50

60°

- 1,70

- 0,72

120°-180°

- 0,25

- 0,50


Le pressioni massime locali non vanno messe in conto per la determinazione delle azioni d’insieme.


C3.3.11 Coefficiente di attrito

In assenza di più precise valutazioni suffragate da opportuna documentazione o da prove sperimentali in galleria del vento, si assumeranno i valori riportati nella Tabella C3.3.I.


Tabella C3.3.I Valori del coefficiente d’attrito


Superficie

Coefficiente d’attrito cf

Liscia (acciaio, cemento a faccia liscia..)

0,01

Scabra (cemento a faccia scabra, catrame..)

0,02

Molto scabra (ondulata, costolata, piegata..)

0,04


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C3.4 AZIONI DELLA NEVE


C3.4.5 Carico neve sulle coperture

Nel § 3.4.5 delle NTC sono indicati i coefficienti di forma per le coperture ad una e a due falde (§§ 3.4.5.1 e 3.4.5.2); qui di seguito sono riportati i coefficienti di forma per le seguenti tipologie di copertura, sia per il carico da neve depositata in assenza di vento che in presenza di vento:

- coperture a più falde;

- coperture cilindriche;

- coperture adiacenti e vicine a costruzioni più alte.

Vengono, poi, fornite indicazioni riguardo agli effetti locali, che si generano in presenza di:

- sporgenze;

- neve aggettante rispetto al bordo della copertura;

- barriere paraneve.


C3.4.5.1 Coefficiente di forma per le coperture

La figura C3.4.1 illustra i valori dei coefficienti di forma per le tipologie di copertura ad una, a due o a più falde, al variare dell’angolo α di inclinazione della falda sull’orizzontale espresso in gradi sessagesimali. Gli stessi valori sono riportati nella tabella C3.4.I.


Figura C3.4.1: Coefficienti di forma per il carico neve



Tabella C3.4.I Coefficienti di forma per il carico neve


Angolo di inclinazione della falda α

0° ≤ α 30°

30° < α < 60°

α ≥ 60°

μ1

0,8

0,8(60 - α)/30

0,0

μ2

0,8 + 0,8 α/30

1,6

--


C3.4.5.4 Coperture a più falde

Per il caso di neve depositata in assenza di vento si deve considerare la condizione denominata Caso(i), riportata nella figura C3.4.2.

Per il caso di neve depositata in presenza di vento si deve considerare la condizione denominata Caso (ii), riportata nella figura C3.4.2.


Figura C3.4.2 Coefficiente di forma per il carico neve - coperture a più falde



Qualora una o entrambe le falde convergenti in un compluvio abbiano una inclinazione superiore a 60°, si dovrà prestare particolare attenzione alla scelta dei coefficienti di forma da utilizzare. In particolare si dovrà tenere presente che l’intensità degli accumuli che si vengono a formare nelle zone di compluvio è funzione dell’azione di redistribuzione della neve operata dal vento e della altezza del compluvio.

L’effetto degli accumuli in presenza di irregolarità del piano di copertura, quali ad esempio coperture con elementi prefabbricati, dovrà essere considerato solo per compluvi nei quali la larghezza delle campate (tratto sotteso dalle due falde adiacenti di inclinazione α1 e α2) sia superiore a 3,5 m e per angoli di inclinazione della falde superiori o uguali a 30°. Per campate di dimensione e/o di inclinazione inferiore si può assumere, in via semplificativa, che la corrugazione della copertura sia ininfluente per la formazione di accumuli nelle zone di compluvio.


C3.4.5.5 Coperture cilindriche

Si assume che la neve non sia impedita di scivolare.

Per il caso di carico da neve depositata in assenza di vento si deve considerare la condizione denominata Caso (i), riportata in figura C.3.4.3.

Per il caso di carico da neve depositata in presenza di vento si deve considerare la condizione denominata Caso (ii), riportata in figura C3.4.3.


Figura C3.4.3 Coefficiente di forma per il carico neve - coperture cilindriche



I valori dei coefficienti di forma sono dati dalle espressioni seguenti:

per β > 60°, μ3 = 0

per β 60°, μ3 = 0,2 + 10 h/b, con μ3 2,0.


C3.4.5.6. Coperture adiacenti o vicine a costruzioni più alte

Per il caso di neve depositata in assenza di vento si dovrà considerare la condizione denominata Caso (i) nella figura C.3.4.4.

Per il caso di carico da neve depositata in presenza di vento, si dovranno considerare gli effetti dei possibili accumuli causati dai due fenomeni seguenti:

- scivolamento della neve dalla copertura posta a quota superiore;

- deposito della neve nella zona di “ombra aerodinamica”.

La condizione di carico conseguente ai fenomeni di cui sopra è denominata Caso (ii) nella figura

C.3.4.4.


Figura C3.4.4 Coefficiente di forma per il carico neve - coperture adiacenti a costruzioni più alte



I valori dei coefficienti di forma sono dati dalle espressioni seguenti:

μ1 = 0,8 (assumendo che la copertura inferiore sia piana)

μ2 = μs + μw

in cui:

μs è il coefficiente di forma per il carico neve dovuto allo scivolamento della neve dalla copertura superiore, che vale:

per α 15°, μs = 0

per α > 15°, μs è calcolato in ragione del 50% del carico totale massimo insistente

sulla falda della copertura superiore, valutato con riferimento al valore del coefficiente di forma appropriato per detta falda.

μw è il coefficiente di forma per il carico neve dovuto alla redistribuzione operata dal vento, che vale:

μw = (b1 + b2)/2h γ h/qsk

in cui:

γ è il peso dell’unità di volume della neve [kN/m³], che per i presenti calcoli può essere assunto pari a 2 kN/m³

Il valore del coefficiente μw dovrà comunque essere compreso tra i limiti seguenti 0,8 μw 4,0.

La lunghezza della zona in cui si forma l’accumulo è data da ls = 2h, e comunque 5 ls 15 m.

Nel caso in cui b2 < ls il valore del coefficiente di forma al livello della fine della copertura posta a quota inferiore dovrà essere valutato per interpolazione lineare tra i valori di μ1 e μ2.


C3.4.5.7 Effetti locali

Le indicazioni che seguono sono da intendersi riferite a fenomeni locali, che debbono essere presi in considerazione per la verifica delle membrature da questi direttamente interessate. Le condizioni di carico non dovranno pertanto fare oggetto di specifiche combinazioni di carico che interessino l’intera struttura.


C3.4.5.7.1 Accumuli in corrispondenza di sporgenze

Se la deposizione della neve avviene in presenza di vento la presenza di sporgenze, quali ad esempio i parapetti di bordo presenti su coperture piane, causano la formazione di accumuli nelle zone di “ombra aerodinamica”.

Per coperture pseudo-orizzontali si dovrà considerare la condizione di carico illustrata nella figura C3.4.5, nella quale si assumerà:

μ1 = 0,8 e μ2 = γ h/ qsk, con la limitazione: 0,8 μ2 2,0

dove:

γ è il peso dell’unità di volume della neve, che per il presente calcolo può essere assunto pari a 2 kN/m³

ls = 2h, con la limitazione: 5 ls 15 m


Figura C3.4.5 Coefficienti di forma per il carico neve in corrispondenza di sporgenze ed ostruzioni



C3.4.5.7.2 Neve aggettante dal bordo di una copertura

In località poste a quota superiore a 800 m sul livello del mare, nella verifica delle parti di copertura a sbalzo sulle murature di facciata si dovrà considerare l’azione della neve sospesa oltre il bordo della copertura, sommato al carico agente su quella parte di tetto, secondo lo schema illustrato nella figura C3.4.6.

I carichi dovuti alla neve sospesa in aggetto saranno considerati agenti in corrispondenza del bordo della copertura e si possono calcolare mediante l’espressione:


qse = k q²s / γ


dove:

qse è il carico della neve per unità di lunghezza dovuto alla sospensione (vedasi la figura C3.4.6)

qs è il carico corrispondente alla distribuzione del manto più sfavorevole per la copertura in esame

γ è il peso dell’unità di volume della neve, che per il presente calcolo può essere assunto pari a 3,0 kN/m³

k è un coefficiente funzione della irregolarità della forma della neve, pari a k = 3/d, con k d γ, essendo d la profondità del manto nevoso sulla copertura in m (vedasi la figura C.3.4.6)


Figura C3.4.6 Neve aggettante dal bordo di una copertura



C3.4.5.7.3 Carichi della neve su barriere paraneve ed altri ostacoli

In talune condizioni la neve può scivolare via da un tetto a falde o curvo. In questo caso si assume pari a zero il coefficiente di attrito tra la massa di neve e la superficie della copertura.

L’azione statica Fs impressa da una massa di neve che scivola su barriere paraneve o altri ostacoli, nella direzione dello scivolamento, per unità di lunghezza dell’edificio può essere assunta uguale a:


Fs = qs b sin α


dove:

qs è il carico della neve sulla copertura, relativo alla distribuzione uniforme più sfavorevole tra quelle proprie della zona dalla quale la neve potrebbe scivolare

b è la distanza in pianta (misurata in orizzontale) tra il paraneve o l’ostacolo ed il successivo paraneve o il colmo del tetto.

α angolo di inclinazione del tetto, misurato a partire dall’orizzontale.


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C3.6 AZIONI ECCEZIONALI

Le Azioni eccezionali, che solo in taluni casi vanno considerate nella progettazione, si ritiene debbano essere opportunamente conosciute al fine di garantire la robustezza strutturale richiesta dalla NTC.

Le azioni eccezionali sono quelle che si presentano in occasione di eventi quali incendi, esplosioni ed urti.

La concezione strutturale, i dettagli costruttivi ed i materiali usati dovranno essere tali da evitare che la struttura possa essere danneggiata in misura sproporzionata rispetto alla causa.

Nel caso in cui si eseguano specifiche verifiche nei confronti delle azioni eccezionali si considererà la combinazione eccezionale di azioni di cui al §2.5.3.


C3.6.1.2 Richieste di prestazione

Con riferimento al §3.6.1.2 delle NTC si precisa che le disposizioni del Ministero dell’Interno richiamate all’ultimo capoverso, sono contenute nei seguenti decreti:

- DM 16.02.07: Classificazione di resistenza la fuoco di prodotti ed elementi costruttivi di opere da costruzione;

- DM 09.03.07: Prestazioni di resistenza al fuoco delle costruzioni nelle attività soggette al controllo del corpo nazionale dei vigili del fuoco.

Si fa presente che con quest’ultimo decreto è stata abrogata la Circolare n. 91 del 14.09.61.

Si precisa, ancora, che la resistenza al fuoco richiesta, misurata in minuti di incendio standard secondo la curva ISO 834 che approssima l’accrescimento delle temperature a partire dal momento di incendio generalizzato (flash over), è una quantificazione convenzionale non direttamente confrontabile con i tempi reali di evacuazione o di intervento.

Il progetto delle strutture sulla base di detta resistenza convenzionale porta comunque ad una capacità coerente con i richiesti livelli di prestazione.


C3.6.1.4 Criteri di progettazione

La progettazione delle strutture in condizione di incendio deve garantire una sufficiente robustezza nei confronti dell’incendio in modo tale che la struttura non possa essere danneggiate in misura sproporzionata rispetto alla causa e che sia garantito il raggiungimento delle prestazioni indicate al § 3.6.1.2 delle NTC.

La sicurezza del sistema strutturale in caso di incendio può essere determinata sulla base della resistenza al fuoco dei singoli elementi strutturali, di porzioni di struttura o dell’intero sistema costruttivo, valutando opportunamente lo schema statico di riferimento.


C3.6.1.5.3. Analisi del comportamento meccanico

Il comportamento meccanico della struttura è analizzato tenendo conto della riduzione della resistenza meccanica dei componenti dovuta al danneggiamento dei materiali per effetto dell’aumento di temperatura, con le regole specificate ai punti 4.1.13, 4.2.11, 4.3.9, 4.4.14, 4.5.10. delle NTC.

Sono da considerarsi le combinazioni dovute alle azioni eccezionali definite al § 2.5.3 trascurando la concomitanza con altre azioni eccezionali e con le azioni sismiche.

Si deve tenere conto ove necessario degli effetti delle sollecitazioni iperstatiche dovute alle dilatazioni termiche contrastate ad eccezione di quando sia riconoscibile a priori che esse siano trascurabili o favorevoli.


C3.6.1.5.4 Verifica di sicurezza

La verifica di resistenza al fuoco può essere eseguita nei domini delle resistenze, del tempo o delle temperature come specificato ai punti 4.1.13, 4.2.11, 4.3.9, 4.4.14, 4.5.10. delle NTC.

Qualora si eseguano verifiche con curve nominali di incendio la verifica di resistenza può essere effettuata senza tener conto della fase di raffreddamento che invece deve essere presa in considerazione quando si faccia riferimento a curve di incendio naturale.


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C4. COSTRUZIONI CIVILI E INDUSTRIALI

Nel Cap. 4 le NTC definiscono, per i diversi materiali considerati, le caratteristiche loro richieste, i relativi metodi di analisi, le verifiche, sia locali che globali, che occorre effettuare per accertare il rispetto dei diversi stati limite fissati dalla norma, le indicazioni sui particolari costruttivi e sulle modalità esecutive, le specifiche relative alla resistenza al fuoco ed ai carichi eccezionali.

Si considerano non agenti le azioni sismiche; le prescrizioni aggiuntive legate alla loro presenza sono riportate nel Cap. 7.

In dettaglio:

- nel § 4.1 sono trattate le costruzioni di c.a. e c.a.p., gettate in opera o prefabbricate, e vengono fornite le indicazioni specifiche per i calcestruzzi a bassa percentuale di armatura o non armati e per i calcestruzzi di aggregato leggero;

- nel § 4.2 sono trattate le costruzioni di acciaio, le unioni saldate e bullonate, le verifiche per situazioni usuali, transitorie, eccezionali ed i criteri di durabilità;

- nel § 4.3 sono trattate le costruzioni miste acciaio-calcestruzzo, esaminando separatamente le travi con soletta collaborante, le colonne composte, le solette composte con lamiera grecata e definendo le verifiche per situazioni usuali, transitorie, eccezionali;

- nel § 4.4 sono trattate, per la prima volta nella normativa tecnica italiana, le costruzioni di legno;

- nel § 4.5 sono trattate le costruzioni di muratura;

- nel § 4.6 sono trattate le costruzioni di altri materiali.


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C4.1 COSTRUZIONI DI CALCESTRUZZO

Partendo dal materiale calcestruzzo, nel considerare tutte le classi di resistenza contemplate nell’Eurocodice 2, sono state inserite le classi C28/35 C32/40, di sicura importanza in Italia, prevedendo l’uso di calcestruzzi fino alla classe C90/105.

Per le Classi di resistenza comprese fra C70/85 e C90/105 deve essere richiesta l’autorizzazione ministeriale mediante le procedure già stabilite per altri materiali “innovativi”.

Il coefficiente parziale di sicurezza per il calcestruzzo γc è stato fissato pari a 1,5, in accordo con l’Eurocodice 2; il coefficiente αcc è stato, invece, fissato pari a 0,85, non avendo ritenuto opportuno l’adeguamento al valore proposto dall’Eurocodice 2.

In relazione ai materiali ed ai coefficienti di sicurezza si è stabilito di non penalizzare le tecnologie innovative, accettando ad esempio l’utilizzazione dei calcestruzzi ad alta resistenza, ma mantenendo prudenza sui coefficienti di sicurezza.

Vengono definiti i legami costitutivi parabola-rettangolo, elasto-plastico e stress block per il calcestruzzo e vengono forniti i valori limiti per le deformazioni, che coincidono con quelli tradizionali per i cls di classe fino a C50/60, mentre sono opportunamente ridotti per i calcestruzzi ad elevata resistenza.

Viene fornito il coefficiente parziale di sicurezza per l’acciaio da armatura γs posto, per tutti i tipi, pari a 1,15.

Vengono definiti i legami costitutivi per l’acciaio; è previsto l’utilizzo tanto di un legame elastico indefinitamente plastico quanto di un legame elastico incrudente. Nel primo caso non vi è più la limitazione al 10 ‰, con drastica semplificazione nei calcoli senza peraltro introdurre significative variazioni di sicurezza. Nel secondo caso si può utilizzare il rapporto ft/fy, oggi controllato su base statistica e dunque sufficientemente garantito.


C4.1.1 Valutazione della sicurezza e metodi di analisi


C4.1.1.1 Analisi elastica lineare

Con riferimento all’analisi elastica lineare con ridistribuzione dei momenti prevista al §4.1.1.1 delle NTC, nel seguito si forniscono alcune precisazioni integrative.

Cautelativamente, le NTC proibiscono la ridistribuzione dei momenti nei pilastri e nei nodi, consentendola solo nelle travi continue (sia appartenenti che non appartenenti a telai) e nelle solette, a condizione che le sollecitazioni di flessione siano prevalenti ed i rapporti tra le luci di campate contigue siano compresi nell’intervallo 0,5-2,0.

Nel seguito, per semplicità, si farà riferimento alle sole travi, restando inteso che le relative considerazioni sono immediatamente estendibili alle solette.

La ridistribuzione dei momenti flettenti garantisce l’equilibrio sia globale che locale della struttura ma prefigura possibili plasticizzazioni nelle zone di estremità delle travi; occorre dunque accompagnare la ridistribuzione con una verifica di duttilità. Tale verifica, peraltro, può essere omessa se si rispettano le limitazioni sulla entità delle ridistribuzioni fornite dalle NTC, meglio precisate nel seguito.

In effetti, la ridistribuzione dei momenti flettenti può effettuarsi senza esplicite verifiche in merito alla duttilità delle membrature, purché il rapporto δ tra il momento dopo la ridistribuzione ed il momento prima della ridistribuzione Mi,j soddisfi le relazioni


(C4.1.1 e 4.1.1 NTC)


(C4.1.2 e 4.1.2 NTC)


dove d è l’altezza utile della sezione, x è l’altezza della zona compressa e εcu è la deformazione ultima del calcestruzzo, data al §4.1.2.1.2.2 delle NTC. Il limite δ 0,70 ha lo scopo di evitare che un eccesso di ridistribuzione possa indurre plasticizzazione allo Stato Limite di Esercizio nelle sezioni in cui si riduce il momento resistente, contenendo così le richieste di duttilità nelle situazioni sismiche.

Di conseguenza, ad ogni nodo, l’aliquota dei momenti da ridistribuire, ΔM, non può eccedere il 30% del minore tra i due momenti d’estremità concorrenti al nodo, nel caso di momenti di verso opposto. Nel caso di momenti equiversi, il rapporto δ va riferito inevitabilmente al momento che viene ridotto in valore assoluto.

La ridistribuzione dei momenti permette una progettazione strutturale più economica ed efficiente, riducendo in valore assoluto i momenti massimi di calcolo, solitamente localizzati nelle zone di momento negativo, e compensando questa diminuzione con l’aumento dei momenti nelle zone meno sollecitate.

Ciò consente di:

- progettare travi aventi resistenza massima a flessione minore di quella richiesta dall’analisi elastica, grazie ad una più uniforme distribuzione delle resistenze lungo il loro sviluppo;

- utilizzare meglio la resistenza minima a flessione delle sezioni, dovuta al rispetto delle limitazioni costruttive imposte dalle NTC, quando essa ecceda significativamente le sollecitazioni derivanti dall’analisi elastica.

Il requisito essenziale per effettuare la ridistribuzione è che il diagramma dei momenti risulti staticamente ammissibile una volta effettuata la ridistribuzione.

Il diagramma è staticamente ammissibile se è equilibrato e se soddisfa in ogni sezione la condizione


(C4.1.3)


dove è il valore di progetto del momento dopo la ridistribuzione e MRd è il momento resistente di progetto.


C4.1.1.1.1 Ridistribuzione nelle travi continue

Nel caso di una trave continua (Figura C4.1.1), i momenti M1 e M2 delle sezioni più sollecitate (in corrispondenza degli appoggi) possono venire ridotti ai valori M’1 e M’2, nel rispetto dei limiti M’1δ M1 e M’2 δ M2.

Il diagramma del momento flettente sortito dall’analisi elastica lineare della trave continua in esame, rappresentato dalla curva a tratto continuo della Figura C4.1.1, va traslato di conseguenza nel rispetto dell’equilibrio con il carico p applicato, come indicato dalla curva a tratteggio di Figura C4.1.1.


Figura C4.1.1 Ridistribuzione dei momenti per travi continue



C4.1.1.1.2 Ridistribuzione nelle travi continue dei telai

Nei telai i momenti trasmessi dai pilastri ai nodi, non essendo ammessa per tali elementi la ridistribuzione, sono quelli desunti dall’analisi elastica. Poiché tali momenti debbono essere in equilibrio con quelli trasmessi allo stesso nodo dalle travi, la ridistribuzione si effettua applicando all’estremità delle travi convergenti nel nodo momenti flettenti di segno opposto ed uguale intensità, lasciando immutato il regime di sollecitazione nei pilastri.

Operativamente, si possono evidenziare due possibili situazioni a seconda che i momenti trasmessi al nodo dalle travi in esso convergenti (momenti d’estremità) abbiano verso discorde (Figura C4.1.2) o concorde (Figura C4.1.3).


Figura C4.1.2 Diagramma delle sollecitazioni e schema dei momenti trasmessi al nodo con momenti d’estremità discordi



Figura C4.1.3 Diagramma delle sollecitazioni e schema dei momenti trasmessi al nodo con momenti d’estremità concordi



Il soddisfacimento dell’equilibrio impone che, nel caso in cui in cui momenti d’estremità delle travi abbiano verso discorde, essi siano entrambi ridotti di ΔM (Figura C4.1.4) e che, in caso contrario, il momento d’estremità della trave di sinistra sia ridotto di ΔM e quello della trave destra sia aumentato della stessa quantità ΔM (Figura C4.1.5).


Figura C4.1.4 Momenti d’estremità di verso opposto: ridistribuzione del momento nelle travi



Figura C4.1.5 Momenti d’estremità di verso concorde: ridistribuzione del momento nelle travi



I diagrammi dei momenti ottenuti a seguito della ridistribuzione, per le due diverse situazioni in precedenza prefigurate, sono rappresentati in Figura C4.1.6.


Figura C4.1.6 Diagrammi dei momenti a seguito della ridistribuzione dei momenti nelle travi



Come già detto, affinché la ridistribuzione sia consentita, il diagramma dei momenti flettenti su ciascuna trave ottenuto per effetto della ridistribuzione deve essere staticamente ammissibile.


C4.1.2 Verifiche agli stati limite


C4.1.2.1 Verifiche agli stati limite ultimi


C4.1.2.1.1.4 Tensione tangenziale di aderenza acciaio-calcestruzzo

Con riferimento all’ultimo capoverso del § 4.1.2.1.1.4, ai fini del calcolo della resistenza di aderenza può farsi riferimento alle norme UNI EN 1992-1-1.


C4.1.2.1.2 Resistenza a sforzo normale e flessione (elementi monodimensionali)


C4.1.2.1.2.4 Analisi della sezione

Con riferimento alla verifica di resistenza dei pilastri in c.a. soggetti a sola compressione assiale, la prescrizione circa l’eccentricità minima dell’azione assiale da tenere in conto può essere implicitamente soddisfatta valutando NRd con la formula


NRd = 0,8 Ac fcd + As,tot fyd (C4.1.4)


con Ac area del calcestruzzo e As,tot area totale d’armatura.


C4.1.2.1.5 Resistenza di elementi tozzi, nelle zone diffusive e nei nodi

Con riferimento ai modelli fatti di tiranti e puntoni descritti al §4.1.2.1.5 delle NTC, nel seguito si riporta un esempio di applicazione di detto metodo di verifica con riferimento al caso della mensola tozza di Figura C4.1.7.

In questo caso il meccanismo resistente è costituito da un tirante orizzontale superiore, corrispondente all’armatura tesa, e da un puntone di calcestruzzo inclinato di ψ, che riporta il carico PEd entro il bordo del pilastro. Con le dimensioni geometriche indicate nella Figura C4.1.7, attraverso l’equilibrio del nodo caricato si ottiene la portanza della mensola in termini di resistenza dell’armatura:


(C4.1.5)


con λ=ctgψ≅l/(0,9d). Per la verifica dovrà risultare


PR PEd (C4.1.6)


Dovrà inoltre risultare una resistenza PRc del puntone di calcestruzzo non minore di quella correlata all’armatura con


(C4.1.7)


con c=1 per sbalzi di piastre non provvisti di staffatura e c=1,5 per sbalzi di travi provvisti di staffatura.


Figura C4.1.7 Esempi di modello a puntoni e tiranti con tirante orizzontale per mensole tozze



A quello sopra presentato può aggiungersi un secondo meccanismo funzionante in parallelo, costituito da un tirante inclinato ed un puntone inferiore come rappresentato in Figura C4.1.8.


Figura C4.1.8 Esempi di modello a puntoni e tiranti con tirante obliquo per mensole tozze



Attraverso l’equilibrio del nodo sul quale viene trasmessa la quota parte di carico si ottiene il corrispondente contributo di portanza in termini di resistenza dell’armatura


ΔPR = A’s fsd sinα (C4.1.8)


che deve risultare non maggiore della resistenza del puntone compresso:


ΔPRc = 0,2 b d fcd tgα ΔPRs (C4.1.9)


La capacità portante globale della mensola provvista dei due ordini d’armatura può calcolarsi, a partire dal contributo di ciascun meccanismo resistente, come


PR = PRs + 0,8 ΔPR (C4.1.10)


considerando un contributo aggiuntivo dell’armatura inclinata ridotto del 20%.

Per contenere l’entità della fessurazione, occorre in ogni caso disporre un’adeguata staffatura.


C4.1.2.2 Verifica agli stati limite di esercizio


C4.1.2.2.2 Verifica di deformabilità

Il calcolo della deformazione flessionale di solai e travi si effettua in genere mediante integrazione delle curvature tenendo conto della viscosità del calcestruzzo e, se del caso, degli effetti del ritiro.

Per il calcolo delle deformazioni flessionali si considera lo stato non fessurato (sezione interamente reagente) per tutte le parti della struttura per le quali, nelle condizioni di carico considerate, le tensioni di trazione nel calcestruzzo non superano la sua resistenza media fctm a trazione. Per le altre parti si fa riferimento allo stato fessurato, potendosi considerare l’effetto irrigidente del calcestruzzo teso fra le fessure.

Al riguardo detto pf il valore assunto dal parametro di deformazione nella membratura interamente fessurata e p il valore assunto da detto parametro nella membratura interamente reagente, il valore di calcolo p* del parametro è dato da


p* = ζ ⋅ pf + (1- ζ )p (C4.1.11)


in cui


ζ =1- cβ² (C4.1.12)


Nella (C4.1.12) il fattore β è il rapporto tra il momento di fessurazione Mf e il momento flettente effettivo, β = Mf /M, o il rapporto tra la forza normale di fessurazione Nf e la forza normale effettiva, β = Nf / N, a seconda che la membratura sia soggetta a flessione o a trazione, e il coefficiente c assume il valore 1, nel caso di applicazione di un singolo carico di breve durata, o il valore 0,50 nel caso di carichi permanenti o per cicli di carico ripetuti.

Per quanto riguarda la salvaguardia dell’aspetto e della funzionalità dell’opera, le frecce a lungo termine di travi e solai, calcolate sotto la condizione quasi permanente dei carichi, non dovrebbero superare il limite di 1/250 della luce.

Per quanto riguarda l’integrità delle pareti divisorie e di tamponamento portate, le frecce di travi e solai, calcolate sotto la condizione quasi permanente dei carichi, non dovrebbero superare il limite di 1/500 della luce. In tale verifica la freccia totale calcolata può essere depurata dalla parte presente prima dell’esecuzione delle pareti. Detto valore si riferisce al caso di pareti divisorie in muratura.

Per altri tipi di pareti si dovranno valutare specificatamente i limiti di inflessione ammissibili.

Per travi e solai con luci non superiori a 10 m è possibile omettere la verifica delle inflessioni come sopra riportata, ritenendola implicitamente soddisfatta, se il rapporto di snellezza λ=l/h tra luce e altezza rispetta la limitazione


(C4.1.13)


dove fck è la resistenza caratteristica a compressione del cls in MPa, ρ e ρ’ sono i rapporti d’armatura tesa e compressa, rispettivamente, As,eff ed As,calc sono, rispettivamente, l’armatura tesa effettivamente presente nella sezione più sollecitata e l’armatura di calcolo nella stessa sezione, fyk è la tensione di snervamento caratteristica dell’armatura (in MPa) e K è un coefficiente correttivo, che dipende dallo schema strutturale.

I valori da attribuire a K sono riportati in Tabella C4.1.I, insieme con i valori limite di λ calcolati assumendo fck =30 MPa e , nel caso di calcestruzzo molto sollecitato (ρ=1,5%) o poco sollecitato (ρ=0,5%).

Per sezioni a T aventi larghezza dell’ala maggiore di tre volte lo spessore dell’anima, i valori dati dalla (C4.1.13) devono essere ridotti del 20%.

Per travi e piastre nervate caricate da tramezzi che possano subire danni a causa di inflessioni eccessive, i valori dati dalla (C4.1.13) devono essere moltiplicati per il rapporto 7/l essendo l la luce di calcolo in m.

Per piastre non nervate la cui luce maggiore l ecceda 8,5 m, caricate da tramezzi che possano subire danni a causa di inflessioni eccessive, i valori dati dalla (C4.1.13) devono essere moltiplicati per il rapporto 8,5/l, con l in m.


Tabella C4.1.I Valori di K e snellezze limite per elementi inflessi in c.a. in assenza di compressione assiale


Sistema strutturale

K

Calcestruzzo molto sollecitato ρ=1,5%

Calcestruzzo poco sollecitato ρ=0,5%

Travi semplicemente appoggiate, piastre incernierate mono o bidirezionali

1,0

14

20

Campate terminali di travi continue o piastre continue monodirezionali o bidirezionali continue sul lato maggiore

1,3

18

26

Campate intermedie di travi continue o piastre continue mono o bidirezionali

1,5

20

30

Piastre non nervate sostenute da pilastri (snellezza relativa alla luce maggiore)

1,2

17

24

Mensole

0,4

6

8





Note: Le snellezze limite sono state valutate ponendo, nella formula C4.1.13, fck =30 MPa e

Per piastre bidirezionali si fa riferimento alla luce minore; per piastre non nervate si considera la luce maggiore.

I limiti per piastre non nervate sostenute da pilastri corrispondono ad una freccia in mezzeria maggiore di 1/250 della luce: l’esperienza ha dimostrato che, comunque, tali limiti sono soddisfacenti.


Nel caso di elementi in c.a.p. si può applicare la tabella C4.1.1 moltiplicando il valore di K per 1,2.


C4.1.2.2.4 Verifica di fessurazione


C4.1.2.2.4.6 Verifica allo stato limite di fessurazione


Calcolo dell’ampiezza delle fessure

Il valore di calcolo dell’apertura delle fessure, wd, può essere ottenuto con l’espressione:


wd = 1,7 wm = 1,7 εsm Δsm (C4.1.14)


dove:

εsm è la deformazione unitaria media delle barre d’armatura;

Δsm è la distanza media tra le fessure.

La deformazione media delle barre e la distanza media tra le fessure possono essere valutate utilizzando la procedura del D.M. 9 gennaio 1996.

In alternativa il valore di calcolo dell’apertura delle fessure, wd, può essere ottenuto applicando la procedura seguente, tramite l’espressione:


wd = εsm Δsmax (C4.1.15)


dove:

Δsmax è la distanza massima tra le fessure.

La deformazione unitaria media delle barre εsm può essere calcolata con l’espressione:


(C4.1.16)


in cui:

σs è la tensione nell’armatura tesa valutata considerando la sezione fessurata;

αe è il rapporto Es/Ecm;

ρeff è pari a As Ac,eff

Ac,eff è l’area efficace di calcestruzzo teso attorno all’armatura, di altezza hc,ef, dove hc,ef è il valore minore tra 2,5 (h - d), (h - x)/3 e h /2 (vedere figura C4.1.9). Nel caso di elementi in trazione, in cui esistono due aree efficaci, l’una all’estradosso e l’altra all’intradosso, entrambe le aree vanno considerate separatamente;

kt è un fattore dipendente dalla durata del carico e vale:

kt = 0,6 per carichi di breve durata,

kt = 0,4 per carichi di lunga durata.


Fig. C4.1.9 Area tesa efficace. Casi tipici.



Nei casi in cui l’armatura sia disposta con una spaziatura non superiore a 5(c + φ/2) (vedere figura C4.1.10), la distanza massima tra le fessure, Δsmax, può essere valutata con l’espressione:


(C4.1.17)


in cui:

φ è il diametro delle barre. Se nella sezione considerata sono impiegate barre di diametro diverso, si raccomanda di adottare un opportuno diametro equivalente, φeq.

Se n1 è il numero di barre di diametro φ1 ed n2 è il numero di barre di diametro φ2, si raccomanda di utilizzare l’espressione seguente:


(C4.1.18)


c è il ricoprimento dell’armatura;

k1 = 0,8 per barre ad aderenza migliorata,

= 1,6 per barre lisce;

k2 = 0,5 nel caso di flessione,

= 1,0 nel caso di trazione semplice.

In caso di trazione eccentrica, o per singole parti di sezione, si raccomanda di utilizzare valori intermedi di k2, che possono essere calcolati con la relazione:


k2 = (ε1 + ε2)/2ε1 (C4.1.19)


in cui ε1 ed ε2 sono rispettivamente la più grande e la più piccola deformazione di trazione alle estremità della sezione considerata, calcolate considerando la sezione fessurata.

k3 = 3,4;

k4 = 0,425.

Nelle zone in cui l’armatura è disposta con una spaziatura superiore a 5(c + φ/2) (vedere figura C4.1.10), per la parte di estensione 5(c + φ/2) nell’intorno delle barre la distanza massima tra le fessure, Δsmax, può essere valutata ancora con l’espressione:


(C4.1.20)


Nella parte rimanente la distanza massima tra le fessure, Δsmax, può, invece, essere valutata mediante l’espressione:


Δsmax = 1,3 (h - x) (C4.1.21)


in cui:

h ed x sono definite in fig. C4.1.9;

(h - x) è la distanza tra l’asse neutro ed il lembo teso della membratura.


Figura C4.1.10 Ampiezza delle fessure, w, in funzione della posizione rispetto alle barre di armatura.



Verifica della fessurazione senza calcolo diretto

La verifica dell’ampiezza di fessurazione per via indiretta, così come riportata nell’ultimo capoverso del punto 4.1.2.2.4.6 delle NTC, può riferirsi ai limiti di tensione nell’acciaio d’armatura definiti nelle Tabelle C4.1.II e C4.1.III. La tensione σs è quella nell’acciaio d’armatura prossimo al lembo teso della sezione calcolata nella sezione parzializzata per la combinazione di carico pertinente (v. Tabella C4.1.IV NTC). Per le armature di pretensione aderenti la tensione σs si riferisce all’escursione oltre la decompressione del calcestruzzo. Per le sezioni precompresse a cavi post-tesi si fa riferimento all’armatura ordinaria aggiuntiva.


Tabella C4.1.II Diametri massimi delle barre per il controllo di fessurazione


Tensione nell’acciaio σs [MPa]

Diametro massimo φ delle barre (mm)


w3 = 0,4 mm

w2 = 0,3 mm

w1 = 0,2 mm

160

40

32

25

200

32

25

16

240

20

16

12

280

16

12

8

320

12

10

6

360

10

8

-


Tabella C4.1.III Spaziatura massima delle barre per il controllo di fessurazione


Tensione nell’acciaio σs [MPa]

Spaziatura massima s delle barre (mm)


w3 = 0,4 mm

w2 = 0,3 mm

w1 = 0,2 mm

160

300

300

200

200

300

250

150

240

250

200

100

280

200

150

50

320

150

100

-

360

100

50

-


C4.1.2.2.5 Verifica delle tensioni di esercizio

La verifica delle tensioni in esercizio si può effettuare nelle usuali ipotesi di comportamento lineare dei materiali, trascurando la resistenza a trazione del calcestruzzo teso.

Nei calcoli per azioni di breve durata può assumersi il valore del modulo di elasticità del calcestruzzo Ec dato dalla (11.2.5) delle NTC, ed un modulo di elasticità dell’acciaio Es pari a 210.000 N/mm². Tale valore può essere opportunamente ridotto nel caso di fili, trecce e trefoli da cemento armato precompresso.

Nel caso di azioni di lunga durata, gli effetti della viscosità del calcestruzzo si possono tenere in conto riducendo opportunamente il modulo di elasticità Ec mediante l’introduzione del coefficiente di viscosità φ definito nel §11.2.10.7 delle NTC.

Nei casi in cui si ritenga possibile effettuare un’unica verifica indipendente dal tempo, si può assumere un coefficiente di omogeneizzazione n fra i moduli di elasticità di acciaio e calcestruzzo pari a 15.


C4.1.6 Dettagli costruttivi


C4.1.6.1 Elementi monodimensionali:Travi e pilastri


C4.1.6.1.1 Armatura delle travi

Con riferimento al 2° capoverso del § 4.1.6.1.1 delle NTC, si precisa che detta prescrizione si riferisce alle travi senza armatura al taglio. Per le travi con armatura al taglio, sugli appoggi di estremità all’intradosso deve essere disposta un’armatura efficacemente ancorata, calcolata per uno sforzo di trazione coerente con il valore dell’inclinazione del puntone diagonale (cot θ) assunto nella verifica a taglio e con la resistenza VRd.


C4.1.6.1.3 Copriferro e interferro

Con riferimento al §4.1.6.1.3 delle NTC, al fine della protezione delle armature dalla corrosione il valore minimo dello strato di ricoprimento di calcestruzzo (copriferro) deve rispettare quanto indicato in Tabella C4.1.IV, nella quale sono distinte le tre condizioni ambientali di Tabella 4.1.IV delle NTC. I valori sono espressi in mm e sono distinti in funzione dell’armatura, barre da c.a. o cavi aderenti da c.a.p. (fili, trecce e trefoli), e del tipo di elemento, a piastra (solette, pareti,…) o monodimensionale (travi, pilastri,…).

A tali valori di tabella vanno aggiunte le tolleranze di posa, pari a 10 mm o minore, secondo indicazioni di norme di comprovata validità.

I valori della Tabella C4.1.IV si riferiscono a costruzioni con vita nominale di 50 anni (Tipo 2 secondo la Tabella 2.4.I delle NTC). Per costruzioni con vita nominale di 100 anni (Tipo 3 secondo la citata Tabella 2.4.I) i valori della Tabella C4.1.IV vanno aumentati di 10 mm. Per classi di resistenza inferiori a Cmin i valori della tabella sono da aumentare di 5 mm. Per produzioni di elementi sottoposte a controllo di qualità che preveda anche la verifica dei copriferri, i valori della tabella possono essere ridotti di 5 mm.

Per acciai inossidabili o in caso di adozione di altre misure protettive contro la corrosione e verso i vani interni chiusi di solai alleggeriti (alveolari, predalles, ecc.), i copriferri potranno essere ridotti in base a documentazioni di comprovata validità.


Tabella C4.1.IV Copriferri minimi in mm





barre da c.a.

elementi a piastra

barre da c.a.

altri elementi

cavi da c.a.p. elementi a piastra

cavi da c.a.p.

altri elementi

Cmin

Co

ambiente

CCo

CminC<Co

CCo

CminC<Co

CCo

CminC<Co

CCo

CminC<Co

C25/30

C35/45

ordinario

15

20

20

25

25

30

30

35

C28/35

C40/50

aggressivo

25

30

30

35

35

40

40

45

C35/45

C45/55

molto ag.

35

40

40

45

45

50

50

50


C4.1.6.1.4 Ancoraggio delle barre e loro giunzioni

Nella valutazione della lunghezza di sovrapposizione si deve tenere conto dello sforzo in entrambe le barre e considerare la percentuale delle barre sovrapposte nella sezione.


C4.1.9 Norme ulteriori per i solai

Ai solai, oltre al compito di garantire la resistenza ai carichi verticali, è richiesta anche rigidezza nel proprio piano al fine di distribuire correttamente le azioni orizzontali tra le strutture verticali.

Il progettista deve verificare che le caratteristiche dei materiali, delle sezioni resistenti nonché i rapporti dimensionali tra le varie parti siano coerenti con tali aspettative.

A tale scopo deve verificare che:

1) le deformazioni risultino compatibili con le condizioni di esercizio del solaio e degli elementi costruttivi ed impiantistici ad esso collegati;

2) vi sia, in base alle resistenze meccaniche dei materiali, un rapporto adeguato tra la sezione delle armature di acciaio, la larghezza delle nervature in conglomerato cementizio, il loro interasse e lo spessore della soletta di completamento in modo che sia assicurata la rigidezza nel piano e che sia evitato il pericolo di effetti secondari indesiderati.


C4.1.9.1 Solai misti di c.a. e c.a.p. e blocchi forati in laterizio

Per i solai misti in cemento armato normale e precompresso e blocchi forati in laterizio si possono distinguere le seguenti categorie di blocchi:

a) blocchi non collaboranti aventi prevalente funzione di alleggerimento; in unione con il calcestruzzo di completamento le pareti laterali dei blocchi e la parete orizzontale superiore possono, se è garantita una perfetta aderenza con il calcestruzzo, partecipare alla resistenza alle forze di taglio e all’aumento della rigidezza flessionale rispettivamente;

b) blocchi collaboranti aventi funzione statica in collaborazione con il conglomerato. Essi partecipano alla definizione della sezione resistente ai fini delle verifiche agli stati limite di esercizio e ultimi nonché delle deformazioni.

Al fine di perseguire le esigenze esposte nei punti 1 e 2 del §C.4.1.9, per i solai misti in c.a. e blocchi di laterizio si ritiene necessario che siano verificate le seguenti condizioni.


C4.1.9.1.1 Regole generali e caratteristiche minime dei blocchi

I blocchi di laterizio sia collaboranti che non collaboranti devono avere le seguenti caratteristiche minime:

- il profilo delle pareti delimitanti le nervature di conglomerato da gettarsi in opera non deve presentare risvolti che ostacolino il deflusso del calcestruzzo e restringano la sezione delle nervature stesse sotto i limiti minimi stabiliti. Nel caso si richieda ai blocchi il concorso alla resistenza agli sforzi tangenziali si devono impiegare elementi monoblocco disposti in modo che nelle file adiacenti, comprendenti una nervatura di conglomerato, i giunti risultino sfalsati tra loro. Si devono adottare forme semplici, caratterizzate da setti rettilinei allineati, per lo più continui, particolarmente nella direzione orizzontale, con rapporto spessore/lunghezza il più possibile uniforme. Speciale cura deve essere rivolta al controllo della integrità dei blocchi con particolare riferimento alla eventuale presenza di fessurazioni.

- le pareti esterne sia orizzontali che verticali devono avere uno spessore minimo di mm 8. Le pareti interne sia orizzontali che verticali devono avere uno spessore minimo di mm 7. Tutte le intersezioni dovranno essere raccordate con raggio di curvatura, al netto delle tolleranze, maggiore di mm³. Il rapporto tra l’area complessiva dei fori e l’area lorda delimitata dal perimetro della sezione dei blocchi non deve risultare maggiore di 0,6 + 0,625٠h (dove h è l’altezza del blocco in metri, h0,32 m).


C4.1.9.1.2 Limiti dimensionali

Le varie parti del solaio devono rispettare i seguenti limiti dimensionali:

a) la larghezza delle nervature deve essere non minore di 1/8 del loro interasse e comunque non inferiore a 80 mm. Nel caso di produzione di serie in stabilimento di pannelli solaio completi, il limite può scendere a 50 mm;

b) l’interasse delle nervature deve essere non maggiore di 15 volte lo spessore della soletta;

c) la dimensione massima del blocco di laterizio non deve essere maggiore di 520 mm.


C4.1.9.1.3 Caratteristiche fisico-meccaniche

I blocchi di entrambe le categorie devono garantire una resistenza a punzonamento o punzonamento-flessione (quest’ultimo caso se sono del tipo interposto) per carico concentrato non minore di 1,50 kN. Il carico deve essere applicato su un’impronta quadrata di 50 mm di lato nel punto della superficie orizzontale superiore a cui corrisponde minore resistenza del blocco.

Per i blocchi collaboranti, la resistenza caratteristica a compressione, riferita alla sezione netta delle pareti e delle costolature, deve risultare non minore di 30 N/mm², nella direzione dei fori, e di 15 N/mm² nella direzione trasversale ai fori, nel piano del solaio. La resistenza caratteristica a trazione per flessione, determinata su campioni ricavati dai blocchi mediante opportuno taglio di listelli di dimensioni minime mm 30 x 120 x spessore, deve essere non minore di 10 N/mm².

Per i blocchi non collaboranti, la resistenza caratteristica a compressione, riferita alla sezione netta delle pareti e delle costolature, deve risultare non minore di 15 N/mm², nella direzione dei fori, e di 7 N/mm² nella direzione trasversale ai fori, nel piano del solaio. La resistenza caratteristica a trazione per flessione, determinata su campioni ricavati dai blocchi mediante opportuno taglio di listelli di dimensioni minime mm. 30 x 120 x spessore, deve essere non minore di 7 N/mm².

Il modulo elastico del laterizio non deve essere superiore a 25 kN/mm².

Il coefficiente di dilatazione termica lineare del laterizio deve essere αt6·10-6 °C-1

Il valore della dilatazione per umidità misurata secondo quanto stabilito nel Cap.11 delle NTC, deve essere minore di 4·10-4.

Nei solai in cui l’armatura è collocata entro scanalature, qualunque superficie metallica deve essere contornata in ogni direzione da un adeguato spessore di malta cementizia.

Al fine di garantire un’efficace inserimento dell’armatura nelle scanalature, detta armatura non dovrà avere diametro superiore a 12 mm.


C4.1.12 Calcestruzzo di aggregati leggeri

Il presente capitolo si applica ai calcestruzzi di aggregati leggeri di natura minerale, artificiale o naturale, con esclusione dei calcestruzzi aerati.

I calcestruzzi di aggregati leggeri debbono essere specificati in ragione della classe di resistenza e di massa per unità di volume.

Le classi di resistenza ammesse per impieghi strutturali sono dalla LC16/18 fino alla LC55/60, secondo la classificazione di cui alla UNI EN 206-1:2006, riportata nella Tabella C4.1.V.


Tabella C4.1.V Classi di resistenza a compressione per il calcestruzzo leggero strutturale


Classe di resistenza a compressione

Resistenza caratteristica cilindrica minima flck [N/mm²]

Resistenza caratteristica cubica minima Rlck [N/mm²]

LC 16/18

16

18

LC 20/22

20

22

LC 25/28

25

28

LC 30/33

30

33

LC 35/38

35

38

LC 40/44

40

44

LC 45/50

45

50

LC 50/55

50

55

LC 55/60

55

60


Le classi di massa per unità di volume ammesse per impieghi strutturali sono riportate nella Tabella C4.1.VI. Nella stessa tabella, per ciascuna classe, sono indicati i valori nominali della massa per unità di volume del calcestruzzo da adottare nel calcolo del peso proprio delle membrature.

Oltre ai normali controlli di accettazione in termini di resistenza, per i calcestruzzi di aggregati leggeri si dovranno eseguire controlli di accettazione con riguardo alla massa per unità di volume, da condurre secondo quanto specificato nelle norme UNI EN 206-1 e UNI EN 12390-7.

La resistenza alla frantumazione dell’aggregato leggero influenza la resistenza a compressione del calcestruzzo leggero e, pertanto, deve essere determinata in conformità all’Appendice A delle UNI EN 13055 e dichiarata dal produttore.


C4.1.12.1 Norme di calcolo

Per il progetto di strutture di aggregati leggeri si applicano le norme di cui ai §4.1.1 a §4.1.11 delle NTC, con le seguenti integrazioni e modifiche.


Tabella C4.1.VI Classi di massa per unità di volume del calcestruzzo di aggregati leggeri ammesse per l’impiego strutturale


Classe di massa per unità di volume

D1,5

D1,6

D1,7

D1,8

D1,9

D2,0

Intervallo di massa per unità di volume [kg/m³]

1400 < ρ 1500

1500 < ρ 1600

1600 < ρ 1700

1700 < ρ 1800

1800 < ρ 1900

1900 < ρ 2000

Massa per unità di volume calcestruzzo non armato [kg/m³]

1550

1650

1750

1850

1950

2050

Massa per unità di volume calcestruzzo armato [kg/m³]

1650

1750

1850

1950

2050

2150


C4.1.12.1.1 Caratteristiche meccaniche del calcestruzzo


C4.1.12.1.1.1 Resistenza a trazione

Il valore medio della resistenza a trazione semplice (assiale), in mancanza di sperimentazione diretta, può essere assunto pari a:


flctm = 0,30 flck2/3 η1 per calcestruzzo di classe LC 50/55 (C4.1.22)

flctm = 2,12 ln[1+(flcm/10)]η1 per calcestruzzo di classe LC 50/55 (C4.1.23)


dove:

- η1 = 0,40+0,60 ρ/2200;

- ρ = valore limite superiore della massa per unità di volume del calcestruzzo, per la classe di massa per unità di volume di appartenenza in kg/m³;

- flcm = valore della resistenza media cilindrica a compressione in N/mm².

I valori caratteristici della resistenza a trazione semplice, corrispondenti ai frattili 0,05 e 0,95, possono assumersi pari a:

- frattile 5%: flctk,0,05 = 0,7 flctm (C4.1.24.a)

- frattile 95%: flctk,0,95 = 1,3 flctm (C4.1.24.b)

La resistenza a trazione di calcolo è pari a:


flctd = 0,85 flctk/γC (C4.1.25)


C4.1.12.1.1.2 Modulo di elasticità

In assenza di sperimentazione diretta, una stima del modulo elastico secante a compressione a 28 giorni può essere ottenuta dall’espressione:


[MPa] (C4.1.26)


essendo:

- flcm = valore della resistenza media cilindrica a compressione in N/mm²;

-

- ρ = valore limite superiore della massa per unità di volume del calcestruzzo, per la classe di massa per unità di volume di appartenenza in kg/m³.


C4.1.12.1.2 Verifiche agli stati limite ultimi


C4.1.12.1.2.1 Resistenza a sforzo normale e flessione (elementi monodimensionali)

Valgono le ipotesi di base di cui al §4.1.2.1.2 delle NTC.

Per il diagramma tensione-deformazione del calcestruzzo è possibile adottare il modello parabola rettangolo (a) o triangolo-rettangolo (b), entrambi raffigurati nella Figura C4.1.11.


Figura C4.1.11 Modelli σ-ε per il calcestruzzo di aggregati leggeri



I limiti deformativi εc2, εc3 ed εcu possono essere assunti

- per calcestruzzi di classe di resistenza inferiore o uguale a LC 50/55 pari a:

εc2 = 0,20 %

εc3 = 0,175 %

εcu = η1 0,35 %, essendo η1 = 0,40+0,60 ρ/2200

- per calcestruzzi di classe di resistenza pari a LC 55/60 pari a:

εc2 = 0,22 %

εc3 = 0,18 %

εcu = η1 0,31 %


C4.1.12.1.2.2 Resistenza nei confronti di sollecitazioni taglianti


C4.1.12.1.2.2.1 Elementi senza armature trasversali resistenti al taglio

Valgono le limitazioni di utilizzo di elementi privi di armature resistenti a taglio, stabilite al §4.1.2.1.3.1 delle NTC per i calcestruzzi ordinari.

La resistenza a taglio (espressa in N) di un elemento fessurato da momento flettente si può valutare attraverso la formula seguente:


VlRd,c = [0,15η1 k (100ρl flck)1/3/γC+0,15σcp]bwd ≥ (vl,min + 0,15σcp) bwd (C4.1.27)


nella quale:

η1 = 0,40+0,60 ρ/2200

k = 1 + (200/d)1/2 2

vl,min = 0,030 k3/2 flck1/2

essendo

d l’altezza utile della sezione (in mm);

ρl=Asl/(bw d) il rapporto geometrico di armatura longitudinale (0,02);

σcp = NEd/Ac la tensione media di compressione nella sezione (0,2 fcd);

bw la larghezza minima della sezione (in mm).

Nel caso di elementi in cemento armato precompresso disposti in semplice appoggio, nelle zone non fessurate da momento flettente (con tensioni di trazione non superiori a flctd) la resistenza può valutarsi, in via semplificativa, con la formula (4.1.15) delle NTC, sostituendo a fctd il corrispondente valore flctd per il calcestruzzo di aggregati leggeri.

In ogni caso il taglio di calcolo VEd non dovrà superare la limitazione seguente, nella quale la caratteristica resistente è valutata con riferimento alla condizione fessurata del calcestruzzo:


VEd 0,5 η1 bw d νl flcd (C4.1.28)


Nella (C4.1.28) νl è il fattore di riduzione della resistenza del calcestruzzo fessurato per sollecitazioni taglianti dato da


νl = 0,5 η1 (1- flck/250) (C4.1.29)


dove la resistenza caratteristica a trazione del calcestruzzo leggero flck è espressa in MPa.


C4.1.12.1.2.2.2 Elementi con armature trasversali resistenti al taglio

Si applicano le regole di calcolo di cui al §4.1.2.1.3.2 delle NTC, sostituendo nella formula (C4.1.27) f’cd con il valore f’lcd = 0,40 flcd.


C4.1.12.1.2.3 Resistenza nei confronti di sollecitazioni torcenti

Si applicano le regole di calcolo di cui al §4.1.2.1.4 delle NTC, sostituendo nella formula (4.1.27) f’cd con il valore f’lcd = 0,40 flcd.


C4.1.12.1.3 Verifiche agli stati limite di esercizio

Le verifiche nei confronti degli stati limite di esercizio si eseguono conformemente alle indicazioni valide per le strutture in calcestruzzo ordinario, adeguate in relazione alle specificità dei calcestruzzo di aggregati leggeri.


C4.1.12.1.3.1 Verifiche di deformabilità

Le verifiche di deformabilità possono essere omesse quando le snellezze delle membrature, divise per il coefficiente ηE definito al §C4.1.12.3.1.2, soddisfano le limitazioni indicate al §C4.1.2.2.2.


C4.1.12.1.4 Dettagli costruttivi


C4.1.12.1.4.1 Diametro massimo delle barre e dei trefoli

Le armature ordinarie ammesse sono barre ad aderenza migliorata o reti elettrosaldate. Il diametro delle barre non può superare 32 mm.

Per barre raggruppate, il diametro equivalente del raggruppamento N3 non deve eccedere i 45 mm.

Per strutture precompresse a cavi pretesi si dovranno impiegare trefoli con diametro inferiore o uguale a ½”.


C4.1.12.1.4.2 Raggio di curvatura delle barre

Il diametro dei mandrini per la piegatura delle barre deve essere incrementato del 50% rispetto al valore ammesso per il calcestruzzo ordinario. In particolare, i valori minimi dei diametri dei mandrini da utilizzare in relazione al diametro delle barre è dato da:

per φ 16 mm D 6 φ

per φ > 16 mm D 11 φ.


C4.1.12.1.4.3 Ancoraggio delle barre e sovrapposizioni

Il calcolo della tensione ultima di aderenza di barre inserite in getti di calcestruzzo leggero strutturale può essere valutato con riferimento alla formulazione valida per il calcestruzzo ordinario, sostituendo al valore di fctd, che vi compare, il valore flctd = flctk / γC.


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C4.2 COSTRUZIONI DI ACCIAIO

È stata introdotta una classificazione delle sezioni in termini di resistenza e capacità di rotazione, conforme all’Eurocodice 3, cosicché l’individuazione dei metodi di analisi strutturale e dei criteri di verifica applicabili risulta fortemente semplificata.

Particolarmente innovativa è la possibilità di impiegare, per l’analisi globale delle strutture, oltre al classico metodo elastico, anche il metodo plastico, il metodo elastico con ridistribuzione o il metodo elastoplastico, purché siano soddisfatte certe condizioni.

Le unioni chiodate, bullonate, ad attrito con bulloni AR, saldate a piena penetrazione e saldate a cordoni d’angolo o a parziale penetrazione sono trattate diffusamente; novità sostanziale è la possibilità di verificare le saldature a cordoni d’angolo o a parziale penetrazione sia mediante il classico approccio nazionale che considera la sezione di gola del cordone ribaltata sui lati del cordone stesso, sia mediante l’approccio dell’Eurocodice 3, che considera la sezione di gola nell’effettiva posizione.

Le suddette regole generali di progettazione ed esecuzione per le Costruzioni in acciaio sono poi opportunamente integrate, nel §7.5 delle NTC, per l’impiego in zona sismica.


C4.2.1 Materiali

Per quanto attiene le costruzioni di acciaio si segnala che la gamma degli acciai da carpenteria laminati a caldo e formati a freddo normalmente impiegabili è stata estesa dall’acciaio S235 fino all’acciaio S460.


C4.2.2 Valutazione della sicurezza

Alcune problematiche specifiche, quali l’instabilità, la fatica e la fragilità alle basse temperature sono trattate nelle NTC in termini generali, approfondendo soltanto gli aspetti applicativi maggiormente ricorrenti e rimandando, per questioni di dettaglio o molto specialistiche, a normative di comprovata validità.


C4.2.3 Analisi strutturale

Nell’analisi strutturale si devono considerare, se rilevanti, tutti gli effetti che possono influenzare la resistenza e/o la rigidezza della struttura e il suo comportamento, quali, ad esempio, imperfezioni, effetti del secondo ordine, fenomeni d’instabilità locale, effetti di trascinamento da taglio.


C4.2.3.1 Classificazione delle sezioni

La classificazione delle sezioni ricorrenti è riportata nel §4.2.3.1 delle NTC (Tabella 4.2.I).

Scopo della classificazione delle sezioni in acciaio è quello di quantificare l’influenza dei fenomeni di instabilità locale sulla resistenza e sulla capacità deformativa delle sezioni in acciaio.

Le tabelle 4.2.I÷III delle NTC forniscono indicazioni per definire se una sezione appartiene alle classi 1, 2 o 3; il metodo di classificazione proposto dipende dal rapporto tra la larghezza e lo spessore delle parti della sezione soggette a compressione, per cui nel procedimento di classificazione devono essere considerate tutte quelle parti completamente o parzialmente compresse.

La sezione è in genere classificata secondo la classe più sfavorevole delle sue parti compresse.

In alternativa, è possibile procedere ad una classificazione separata delle flange e dell’anima della sezione, limitando localmente, all’interno della sezione, le capacità plastiche delle singole parti. Le sezioni che non soddisfano i requisiti imposti per la classe 3 sono di classe 4.

Oltre che mediante il procedimento semplificato proposto nelle tabelle 4.2.I÷III delle NTC, è possibile classificare una sezione strutturale anche tramite la determinazione della sua capacità rotazionale e quindi delle sue proprietà plastiche complessive, facendo riferimento a metodologie di calcolo di riconosciuta validità.

Ad eccezione delle verifiche di stabilità, che devono essere condotte con stretto riferimento alla classificazione della Tabella 4.2.I delle NTC, una parte di sezione di classe 4 può essere trattata come una parte di sezione di classe 3 se è caratterizzata da un rapporto larghezza/spessore entro il limite previsto per la classe 3, incrementato di ,


(C4.2.1)


essendo σc,Ed la massima tensione di compressione indotta nella parte considerata dalle azioni di progetto.

Il calcolo delle sezioni di classe 4 può essere effettuato in riferimento alle metodologie di calcolo descritte nei successivi §§C4.2.5 e C4.2.6.


C4.2.3.3 Metodi di analisi globale

I metodi di analisi globale sono indicati al §4.2.3.3 delle NTC.

I metodi di analisi globale elastico (E) o elastoplastico (EP) possono essere utilizzati per sezioni di classe qualsiasi, come indicato nella Tabella C4.2.IV delle NTC.

Il metodo di analisi globale plastico (P) può essere impiegato se sono soddisfatte alcune condizioni, in particolare se si possono escludere fenomeni di instabilità e se le sezioni in cui sono localizzate le cerniere plastiche, in cui, cioè, il momento flettente è uguale a


(C4.2.2)


hanno sufficiente capacità di rotazione. Nella (C4.2.2) Wpl è il modulo plastico della sezione, fyk è la tensione di snervamento caratteristica e γM0=1,05 (v. Tabella 4.2.V delle NTC).

Le porzioni di trave in corrispondenza ed in prossimità delle cerniere plastiche devono essere assicurate nei confronti dei fenomeni di instabilità flesso-torsionale e dell’equilibrio in generale, disponendo, se necessario, appositi ritegni torsionali e controllando la classificazione della sezione trasversale del profilo lungo tale porzione. In tal modo é possibile garantire la capacità rotazionale in tutte le sezioni in cui si possano formare delle cerniere plastiche sotto i carichi di progetto.

Se la cerniera è localizzata in una membratura, la sezione della membratura deve essere simmetrica rispetto al piano di sollecitazione; se la cerniera è localizzata in una giunzione, la giunzione deve avere una capacità di rotazione, valutata secondo metodologie di riconosciuta validità, maggiore di quella richiesta. Nel caso in cui la cerniera plastica si sviluppi all’interno della membratura, la giunzione deve essere comunque dotata di un livello di sovraresistenza tale da evitare che la cerniera plastica possa interessare la giunzione.

In assenza di più accurate determinazioni,

- in membrature a sezione costante, la capacità di rotazione richiesta si intende assicurata se la sezione in cui si forma la cerniera plastica è di classe 1 secondo il §4.2.3.1 delle NTC; inoltre, qualora nella sezione il rapporto tra il taglio di progetto e la resistenza plastica a taglio della sezione risulti maggiore di 0,1, si devono disporre irrigidimenti trasversali d’anima a distanza non superiore a 0,5 h dalla cerniera, essendo h l’altezza della trave;

- in membrature a sezione variabile, la capacità di rotazione richiesta si intende assicurata se la sezione in cui si forma la cerniera plastica è di classe 1 per un tratto pari ad a*,


a* = max (2d; L0,8Mp) (C4.2.3)


da ciascun lato della cerniera, essendo d l’altezza netta dell’anima in corrispondenza della cerniera e L0,8Mp la distanza tra la cerniera in cui il momento flettente assume il valore plastico di calcolo, Mpl,Rd, e la sezione in cui il momento flettente vale 0,8 Mpl,Rd, e se, inoltre, risulta che lo spessore dell’anima si mantiene costante nell’intervallo [-2d, 2d] centrato sulla cerniera plastica, e che, contemporaneamente, al di fuori delle zone sopra menzionate, la piattabanda compressa è di classe 1 o 2 e l’anima non è di classe 4.

Le zone tese indebolite dai fori, poste a distanza dalla cerniera plastica minore di a*, debbono comunque soddisfare il principio di gerarchia delle resistenze indicato al §4.2.4.1.2 delle NTC


(C4.2.4)


dove A è l’area lorda, Anet è l’area netta, ftk è la resistenza a rottura caratteristica e γM2=1,25.

È ammesso il ricorso al metodo di analisi elastico con ridistribuzione purché l’entità dei momenti da ridistribuire sia non superiore a 0,15Mpl,Rd, il diagramma dei momenti sia staticamente ammissibile, le sezioni delle membrature in cui si attua la ridistribuzione siano di classe 1 o 2 e siano esclusi fenomeni di instabilità.


C4.2.3.4 Effetti delle deformazioni

Nel §4.2.3.4 delle NTC si stabilisce che l’analisi globale della struttura può essere eseguita con la teoria del primo ordine quando il moltiplicatore dei carichi αcr che induce l’instabilità della struttura è maggiore o uguale a 10, se si esegue un’analisi elastica, o a 15, se si esegue un’analisi plastica.

Il coefficiente αcr è il minimo fattore del quale devono essere incrementati i carichi applicati alla struttura per causare il primo fenomeno di instabilità elastica globale, ovvero che coinvolge l’intera struttura. Tali valori possono essere ottenuti da apposite analisi elastiche (o di “buckling”) condotte in genere utilizzando programmi di calcolo strutturale od apposite procedure numeriche.

Una forte limitazione al calcolo del moltiplicatore dei carichi αcr con l’analisi plastica deriva dalla significativa influenza che le proprietà non-lineari dei materiali allo stato limite ultimo hanno sul comportamento di alcune tipologie strutturali (ad esempio telai in cui si formino delle cerniere plastiche con ridistribuzione del momento flettente, oppure strutture con un comportamento fortemente non-lineare quali telai con nodi semi-rigidi o strutture con stralli o tiranti). In tali casi l’analisi plastica deve seguire approcci risolutivi molto più accurati che nel caso elastico; inoltre il valore limite di 15 può considerarsi valido solo per tipologie strutturali largamente utilizzate nella pratica e di semplice organizzazione dello schema strutturale. Per strutture più complesse devono essere reperiti valori limite idonei in normative di comprovata validità.

Nel caso di telai multipiano e nel caso di portali con falde poco inclinate, il moltiplicatore critico αcr può essere stimato mediante l’espressione


(C4.2.5)


in cui HEd è il valore di progetto del taglio alla base dei pilastri della stilata considerata (taglio di piano), VEd è il valore di progetto della forza normale alla base dei pilastri della stilata considerata, h è l’altezza d’interpiano e δ lo spostamento d’interpiano. Nel calcolo di HEd e di δ si devono considerare, oltre alle forze orizzontali esplicite, anche quelle fittizie dovute alle imperfezioni, calcolate come indicato al §C4.2.3.5.


Figura C4.2.1 Configurazione deformata di strutture a telaio sotto azioni orizzontali e verticali



L’applicazione della (C4.2.5) richiede che la forza normale di progetto NEd nelle travi sia poco significativa. In assenza di valutazioni più precise, questa condizione si intende soddisfatta se la snellezza adimensionale della trave, considerata incernierata alle estremità, soddisfa la condizione


(C4.2.6)


dove A è l’area della trave.


C4.2.3.5 Effetti delle imperfezioni

Nell’analisi strutturale le autotensioni, le tensioni residue ed i difetti geometrici, quali errori di verticalità, errori di rettilineità, disallineamenti, eccentricità accidentali dei giunti, possono essere considerati introducendo imperfezioni geometriche equivalenti globali o locali.

Le imperfezioni globali equivalenti intervengono nell’analisi globale di strutture, in particolare telai e sistemi di controvento, mentre le imperfezioni locali si considerano per il calcolo di singoli elementi. Generalmente, la distribuzione delle imperfezioni può essere adottata coerente con quella corrispondente alla deformata critica relativa al modo instabile considerato.

Per telai sensibili alle azioni orizzontali, indicata con h l’altezza totale del telaio, l’imperfezione globale, in termini di errore di verticalità (Figura C4.2.2), può essere assunta pari a


φ = αhαmφ0 (C4.2.7)


dove φ0 è il difetto di verticalità, φ0=h/200, e αh e αm sono due coefficienti riduttivi dati da


(C4.2.8)


essendo m il numero dei pilastri di una stilata soggetti ad uno sforzo assiale di progetto NEd non minore del 50% della forza normale media di progetto agente sui pilastri della stilata stessa.


Figura C4.2.2 Imperfezioni globali equivalenti



Per il calcolo degli effetti delle imperfezioni sugli orizzontamenti si può far riferimento agli schemi di figura C4.2.3, in cui h è l’altezza d’interpiano e φ il valore dell’imperfezione, calcolato con la (C4.2.7).

Nell’analisi dei telai i difetti di verticalità possono essere trascurati quando


HEd 0,15VEd (C4.2.9)


con HEd e VEd definiti al §C4.2.3.4.


Figura C4.2.3 Effetti delle imperfezioni sugli orizzontamenti



Nel calcolo gli effetti delle imperfezioni locali possono essere generalmente trascurati. Nelle analisi globali di telai sensibili agli effetti del secondo ordine, tuttavia, può essere necessario considerare anche i difetti di rettilineità delle aste compresse che abbiano un vincolo rotazionale ad almeno un estremo e la cui snellezza adimensionale , calcolata considerando l’asta incernierata ad entrambi gli estremi, sia


(C4.2.10)


Le imperfezioni locali dei singoli elementi possono essere rappresentate considerando i valori degli scostamenti massimi dalla configurazione iniziale e0/L, dove L è la lunghezza dell’elemento, dati in Tabella C4.2.I in funzione della curva d’instabilità (v. Tabella 4.2.VI delle NTC) e del tipo di analisi globale effettuata.

Le imperfezioni globali possono essere sostituite con forze concentrate Fh, applicate a ciascun orizzontamento e in copertura, date da


Fh = φ⋅NEd (C4.2.11)


Le imperfezioni locali possono essere sostituite con forze distribuite qh equivalenti, applicate a ciascuna colonna, date da


(C4.2.12)


come indicato in figura C4.2.4.

Nell’analisi di un sistema di controvento, le imperfezioni del sistema controventato possono essere tenute in conto considerando uno scostamento di quest’ultimo dalla configurazione iniziale di valor massimo e0 uguale a


(C4.2.13)


dove L è la luce del sistema di controvento e αm dipende dal numero m di elementi controventati,


(C4.2.14)


Tabella C4.2.I Valori massimi delle imperfezioni locali



Figura C4.2.4 Sistemi di forze equivalenti alle imperfezioni



Gli effetti delle imperfezioni sul sistema di controvento possono essere tenute in conto anche mediante un carico distribuito equivalente


(C4.2.15)


dove δq è la freccia massima del sistema di controvento dovuta a qd e ai carichi esterni, da considerarsi nulla se si effettua un’analisi del second’ordine, e NEd è la forza normale di compressione nel sistema o quella trasmessa dagli elementi controventati (Figura C4.2.5).

Se il sistema di controventamento è preposto alla stabilizzazione laterale di un elemento inflesso di altezza h, la forza NEd, riportata nella (C4.2.15) e rappresentativa degli effetti prodotti dall’instabilità della piattabanda compressa dell’elemento inflesso sul controventamento, è data da


(C4.2.16)


dove MEd è il massimo momento flettente nell’elemento inflesso. Se l’elemento da stabilizzare è soggetto anche a compressione assiale, una quota di tale sollecitazione deve essere considerata per determinare NEd.


Figura C4.2.5 Forze equivalenti in sistemi di controvento



Le forze che piattabande o elementi compressi giuntati esercitano sul sistema di controvento, in corrispondenza del giunto, possono essere assunte uguali a


(C4.2.17)


essendo NEd la forza di compressione nella piattabanda o nell’elemento (Figura C4.2.6).

Le imperfezioni locali non debbono essere considerate nelle verifiche di stabilità, poiché le formule di verifica nella presente sezione e adottate al §4.2 delle NTC le considerano implicitamente. Se, invece, la verifica della membratura è eseguita mediante un’apposita analisi del secondo ordine, si dovrà considerare un’imperfezione locale dell’asta, che potrà essere assunta uguale a e0 per l’instabilità a compressione e a 0,5e0 per l’instabilità flessotorsionale, essendo e0 dato in Tabella C4.2.I.


Figura C4.2.6 Forze equivalenti nelle giunzioni di elementi o piattabande compresse



C4.2.3.6 Analisi di stabilità di strutture intelaiate

Quando αcr è minore dei limiti ricordati al §C4.2.3.4, l’analisi strutturale deve tener conto delle deformazioni.

Gli effetti del secondo ordine e le imperfezioni possono essere considerati nel calcolo con modalità diverse a seconda del tipo di struttura considerata e del tipo di analisi che può essere adottata.

Il metodo più generale prevede di eseguire un’analisi globale non lineare completa, in cui si verificano contemporaneamente sia la stabilità globale della struttura, sia la stabilità locale dei singoli elementi. Una possibile semplificazione di questo metodo consiste nell’eseguire un’analisi non lineare globale della struttura per verificarne la stabilità globale e determinare le sollecitazioni negli elementi, da verificare individualmente.

Nel caso in cui il modo instabile orizzontale sia predominante e risulti αcr3,0, l’analisi può essere semplificata. In questo caso, infatti, si può eseguire un’analisi globale lineare, considerando, per le verifiche degli elementi, le sollecitazioni dovute agli spostamenti orizzontali adeguatamente amplificate mediante un coefficiente β>1,0. Per i telai multipiano, caratterizzati da distribuzioni di carichi verticali e orizzontali simili ad ogni piano e con distribuzione delle rigidezze orizzontali coerente con i tagli di piano, e per i portali il coefficiente di amplificazione delle sollecitazioni dovute alle azioni orizzontali può essere calcolato come


(C4.2.18)


dove il moltiplicatore critico αcr3,0 può essere calcolato mediante la (C4.2.5).


C4.2.3.7 Lunghezza stabile della zona di cerniera di plastica

La verifica nei confronti dell’instabilità torsionale del tratto di membratura compreso tra il ritegno laterale che vincola la cerniera plastica e il ritegno torsionale successivo può essere condotta, in assenza di valutazioni più accurate, controllando che la lunghezza del tratto in esame sia minore della lunghezza stabile Ls.

Nel caso di travi a sezione costante aventi sezioni a I o a H, soggette a forza assiale poco significata (v. §C4.2.3.4) e a momento flettente variabile linearmente, caratterizzate da un rapporto tra altezza h e spessore della piattabanda tf,


(C4.2.19)


in cui



la lunghezza stabile può essere valutata, in via semplificata, come

Ls = 35 ⋅ ε ⋅ iz per 0,625 ≤ ψ ≤1,0

Ls = (60-40⋅ψ) ⋅ ε ⋅ iz per -1≤ ψ < 0,625 (C4.2.20)


essendo iz il raggio d’inerzia della piattabanda relativo all’asse dell’anima e ψ il rapporto tra i momenti flettenti alle estremità del segmento considerato, MEd,min e Mpl,Rd,



C4.2.4 Verifiche


C4.2.4.1.3 Stabilità delle membrature


C4.2.4.1.3.1 Stabilità di aste compresse composte

Aste compresse composte a sezione costante realizzate da due elementi (correnti) collegati tra loro con calastrelli o tralicci possono essere verificate con il metodo qui proposto, a condizione che i campi individuati dai calastrelli o dalle aste di parete del traliccio siano uguali e non meno di tre. I correnti dell’asta composta possono essere a parete piena (Figura C4.2.7) oppure calastrellati o tralicciati a loro volta. Nel caso di correnti a pareti piena le tralicciature delle facce opposte devono corrispondersi ed essere sovrapponibili per traslazione, in caso contrario debbono essere considerati anche gli effetti torsionali sui correnti.


Figura C4.2.7 - Aste composte costituite da due correnti uguali



Nel seguito si fa riferimento ad aste di lunghezza L, incernierate agli estremi nel piano della calastrellatura o della tralicciatura, equiparando la deformabilità della calastrellatura o della tralicciatura alla deformabilità a taglio di un’asta a parete piena equivalente. Per condizioni di vincolo diverse la trattazione può essere convenientemente adattata.

Le imperfezioni di montaggio possono essere schematizzate considerando un difetto di rettilineità


(C4.2.21)


Oltre alle verifiche di stabilità dell’asta composta si devono eseguire anche le verifiche di stabilità e resistenza dei correnti e delle aste di parete, come specificato nel seguito.

Per configurazioni più complesse, non trattate nel presente documento, si può far riferimento a procedimenti di comprovata validità.


C4.2.4.1.3.1.1 Calcolo della forza normale di progetto agente in un corrente

Per un elemento costituito da due correnti a parete piena, la forza normale di progetto nei correnti può essere ricavata da


(C4.2.22)


dove

NEd è la forza normale di progetto dell’asta composta;

h0 è la distanza tra i baricentri dei correnti;

AC è l’area della sezione di ciascun corrente;

Jeff è il momento di inerzia efficace della sezione dell’elemento composto;

MEd è il momento di progetto dato da


(C4.2.23)


in cui


è il carico critico euleriano dell’asta composta;

è il valore del massimo momento flettente agente in mezzeria dell’asta composta;

SV è la rigidezza a taglio equivalente della tralicciatura o della calastrellatura.


C4.2.4.1.3.1.2 Calcolo della forza di taglio agente negli elementi di collegamento

La verifica dei calastrelli e degli elementi di parete dei tralicci nei campi estremi può essere eseguita considerando la forza di taglio nell’asta composta


(C4.2.24)


Per i calastrelli si devono considerare anche il momento flettente e lo sforzo di taglio dovuto al funzionamento a telaio dell’elemento.


C4.2.4.1.3.1.3 Verifiche di aste composte tralicciate

Devono essere verificati nei riguardi dei fenomeni di instabilità sia i diagonali sia i correnti. La verifica si esegue controllando che


(C4.2.25)


Nel caso dei correnti, Nc,Ed è la forza normale di progetto calcolata con la (C4.2.22), mentre Nb,Rd è il carico critico, determinato in riferimento alla lunghezza di libera inflessione Lch del corrente. Per correnti ad anima piena si può assumere Lch=a (v. Figura C4.2.7), per correnti tralicciati Lch dipende dallo schema adottato ed è indicato in Figura C4.2.8.

La rigidezza equivalente dell’asta composta tralicciata può essere assunta uguale a


Jeff = 0,50 AC (C4.2.26)


mentre la rigidezza equivalente a taglio della tralicciatura, SV, può essere ricavata, in funzione dello schema di tralicciatura adottato, dalla Tabella C4.2.II.


Figura C4.2.8 Lunghezza di libera inflessione dei correnti di aste tralicciate



Tabella C4.2.II Rigidezza a taglio equivalenti di aste tralicciate o calastrellate


Schema dell’asta composta

(v. Figura C4.2.6)

(1)

(2)

(3)

(4)

Sv - rigidezza a taglio

Ad: area dei diagonali, AV: area dei calastrelli, JV: momento di inerzia del calastrello, AC: area di un corrente, n: numero di piani di tralicciatura o calastrellatura


C4.2.4.1.3.1.4 Verifiche di aste composte calastrellate

Nelle aste composte calastrellate le verifiche dei correnti e dei calastrelli possono essere condotte in riferimento alla distribuzione di forze e sollecitazioni indicata in Figura C4.2.9.

Cautelativamente, nei correnti, lo sforzo di taglio massimo di progetto VEd può essere combinato con la forza normale massima di progetto NEd.

La rigidezza a taglio equivalente SV della parete calastrellata è indicata in Tabella C4.2.II (schema (4)).

Il momento di inerzia effettivo della sezione composta può essere ricavato da


Jeff = 0,50 AC + 2 ⋅μ ⋅ JC (C4.2.27)


dove JC è il momento di inerzia della sezione del corrente e μ è un coefficiente di efficienza, uguale a 0 se la snellezza dell’asta composta λ è maggiore o uguale a 150, uguale a 1 se la snellezza è minore o uguale a 75 e uguale a (2-λ/75) se la snellezza è compresa tra 75 e 150.

La snellezza λ dell’asta è definita come:


(C4.2.28)


Figura C4.2.9 Schema di calcolo semplificato per un’asta calastrellata



C4.2.4.1.3.1.5 Sezioni composte da elementi ravvicinati collegati con calastrelli o imbottiture

La verifica di aste composte costituite da due o quattro profilati, vedi Figura C4.2.10, posti ad un intervallo pari alle spessore delle piastre di attacco ai nodi e comunque ad una distanza non superiore a 3 volte il loro spessore e collegati con calastrelli o imbottiture, può essere condotta come per un’asta semplice, trascurando la deformabilità a taglio del collegamento, se gli interassi dei collegamenti soddisfano le limitazioni della tabella C4.2.III. Nel caso di angolari a lati disuguali, tipo (6) di Figura C4.2.10, l’instabilità dell’asta con inflessione intorno all’asse y di Figura C4.2.10 può essere verificata considerando un raggio d’inerzia


(C4.2.29)


dove i0 è il raggio d’inerzia minimo dell’asta composta.


Figura C4.2.10 - Tipologie di aste composte costituite da elementi ravvicinati



Tabella C4.2.III Disposizione delle imbottiture di connessione tra i profili


Tipo di asta composta (Figura C4.2.10)

Spaziatura massima tra i collegamenti(*)

Tipo (1), (2), (3) o (4) collegati con imbottiture bullonate o saldate

15 imin

Tipi (5) o (6) collegati con coppie di calastrelli

70 imin

(*) La distanza è misurata tra i centri di due collegamenti successivi e imin è il raggio di inerzia minimo del singolo profilo costituente l’asta.


Nei casi in cui le aste non soddisfino le condizioni della Tabella C4.2.III è possibile determinare un’appropriata snellezza equivalente dell’asta ricorrendo a normative di comprovata validità.


C4.2.4.1.3.2 Stabilità delle membrature inflesse

Il coefficiente di snellezza adimensionale , di cui al §4.2.4.1.3.2 delle NTC, che consente di eseguire la verifica ad instabilità flesso-torsionale dipende dal valore del momento critico elastico di instabilità torsionale, Mcr, del profilo inflesso in esame. Tale valore può calcolarsi, per profili di qualunque geometria, utilizzando metodi numerici, quali ad esempio metodi agli elementi finiti oppure programmi di calcolo strutturale che consentano di eseguire analisi di “buckling”.

In alternativa, per profili standard (sezioni doppiamente simmetriche ad I o H) il momento critico può calcolarsi con la seguente formula


(C4.2.30)


dove Lcr è la lunghezza di libera inflessione laterale, misurata tra due ritegni torsionali successivi, EJy è la rigidezza flessionale laterale del profilo (misurata in genere rispetto all’asse debole), GJT è la rigidezza torsionale del profilo mentre EJω è la rigidezza torsionale secondaria del profilo. Il coefficiente ψ tiene conto della distribuzione del momento flettente lungo la trave ed è dato dall’espressione


(C4.2.31)


in cui MA ed MB sono i momenti flettenti agenti alle estremità della trave, con |MB|<|MA|.


C4.2.4.1.3.3 Membrature inflesse e compresse

Oltre alle verifiche di resistenza, per elementi pressoinflessi devono essere eseguite, quando rilevanti, anche verifiche di instabilità a pressoflessione.

In assenza di più accurate valutazioni, si possono impiegare, in alternativa, i metodi A e B riportati nel seguito, o anche altre metodi ricavati da normative di comprovata validità.


C4.2.4.1.3.3.1 Metodo A

Nel caso di aste prismatiche soggette a compressione NEd e a momenti flettenti My,Ed e Mz,Ed agenti nei due piani principali di inerzia, in presenza di vincoli che impediscono gli spostamenti torsionali, si dovrà controllare che risulti:


(C4.2.32)


dove:

χmin è il minimo fattore χ relativo all’inflessione intorno agli assi principali di inerzia;

Wy e Wz sono i moduli resistenti elastici per le sezioni di classe 3 e i moduli resistenti plastici per le sezioni di classe 1 e 2,

Ncr,y e Ncr,z sono i carichi critici euleriani relativi all’inflessione intorno agli assi principali di inerzia;

Myeq,Ed e Mzeq,Ed sono i valori equivalenti dei momenti flettenti da considerare nella verifica.

Se il momento flettente varia lungo l’asta si assume, per ogni asse principale di inerzia,


Meq,Ed =1,3Mm,Ed (C4.2.33)


essendo Mm,Ed il valor medio del momento flettente, con la limitazione


0,75Mmax,Ed Meq,Ed Mmax,Ed (C4.2.34)


Nel caso di asta vincolata agli estremi, soggetta a momento flettente variabile linearmente tra i valori di estremità Ma e Mb, |Ma|≥|Mb|, (Figura C4.2.11), si può assumere per Meq,Ed il seguente valore


Meq,Ed = 0,6Ma - 0,4Mb 0,4Ma (C4.2.35)


Figura C4.2.11 Trave soggetta a momenti d’estremità



In presenza di fenomeni di instabilità flesso-torsionali bisogna verificare che sia:


(C4.2.36)


dove χLT è il fattore di riduzione per l’instabilità flesso-torsionale, definito al §4.2.4.1.3.2 delle NTC e z è l’asse debole.


C4.2.4.1.3.3.2 Metodo B

In assenza di più accurate valutazioni, nel caso di membrature a sezione costante con sezioni doppiamente simmetriche aperte o chiuse, soggette a sforzo assiale e momento flettente, la verifica di stabilità a pressoflessione, per sezioni di classe 1, 2 o 3, può essere eseguita controllando che siano soddisfatte le seguenti disuguaglianze


(C4.2.37)



dove NEd, My,Ed ed Mz,Ed sono, rispettivamente, lo sforzo assiale ed i massimi momenti flettenti agenti sull’elemento nei piani di normale y e z, A è l’area e Wy e Wz i moduli resistenti elastici per le sezioni di classe 3 e i moduli resistenti plastici per le sezioni di classe 1 e 2, e kyy, kyz, kzy e kzz sono opportuni coefficienti di interazione dati nel seguito.

Per sezioni di classe 4 le (C4.2.26) si modificano nelle


(C4.2.38)



dove Aeff è l’area efficace della sezione, Wy e Wz i moduli resistenti efficaci e ΔMy,Ed e ΔMz,Ed i momenti della forza normale NEd rispetto al baricentro della sezione efficace,


ΔMy,Ed = eN,z NEd e ΔMz,Ed = eN,y NEd (C4.2.39)


dove eN,y e eN,z sono le distanze del baricentro della sezione efficace dal baricentro della sezione lorda, lungo gli assi y e z rispettivamente.

Nelle (C4.2.38) e (C4.2.39) χy, χz sono i coefficienti di riduzione per l’instabilità a compressione e χLT è il coefficiente di riduzione per l’instabilità flessotorsionale, dati nel §4.2.4.1.3.1 delle NTC.

I coefficienti di interazione kyy, kyz, kzy e kzz sono dati nella Tabella C4.2.IV, per le membrature a sezione chiusa e per quelle a sezione aperta vincolate a torsione, e nella Tabella C4.2.V per le membrature a sezione aperta non vincolate a torsione. I valori riportati in dette tabelle dipendono dai coefficienti αmy, αmz per l’instabilità a compressione con inflessione intorno agli assi y e z, rispettivamente, e dal coefficiente αmLT, per l’instabilità flessotorsionale, che sono dati, in funzione del tipo di carico e dell’effettiva distribuzione dei momenti flettenti lungo l’elemento strutturale, in Tabella C4.2.VI.


Tabella C4.2.IV - Coefficienti di interazione per la verifica di stabilità a pressoflessione di elementi con modesta deformabilità torsionale



Tabella C4.2.V - Coefficienti d’interazione per la verifica di stabilità a pressoflessione di elementi deformabili torsionalmente



Per la valutazione dei coefficienti αmy si farà riferimento ai vincoli allo spostamento lungo z e per la valutazione dei coefficienti αmy e αmLT si farà riferimento ai vincoli allo spostamento lungo y.

Per elementi con modo instabile per traslazione dei piani, per i coefficienti αmy e αmz si deve assumere αmy=0,9 o αmz=0,9, rispettivamente.

Per il calcolo dei coefficienti d’interazione si possono adottare metodi alternativi, adeguatamente comprovati.


Tabella C4.2.VI Coefficienti correttivi del momento flettente per la verifica di stabilità a presso-flessione deviata.



C4.2.4.1.3.3.3 Metodo generale per la verifica ad instabilità laterale e flesso-torsionale

Se elementi strutturali o parti di struttura non sono conformi ai requisiti imposti per l’applicazione dei metodi di verifica semplificati esposti nel §4.2.4.1.3 delle NTC e nei §§C4.2.4.1.3.1÷C4.2.4.1.3.3, è necessario eseguire delle analisi più accurate per determinare i valori della resistenza nei confronti dei fenomeni di instabilità dell’equilibrio dovute a sollecitazioni di compressione, flessione o combinate. In particolare, è necessario conoscere i moltiplicatori dei carichi applicati all’elemento strutturale che ingenerano fenomeni di instabilità dell’equilibrio, calcolando, per l’elemento strutturale o la struttura o parte di essa:

αult,k - moltiplicatore dei carichi di progetto che induce in una sezione del sistema sollecitazioni pari alla sua resistenza caratteristica;

αcr,op - il minore dei moltiplicatori dei carichi di progetto che produce nell’elemento strutturale o in uno degli elementi del sistema fenomeni di instabilità laterale o torsionale.

Da tali moltiplicatori è possibile ricavare la snellezza adimensionale


(C4.2.40)


dalla quale si ottiene il fattore di riduzione della resistenza del sistema


(C4.2.41)


Tali moltiplicatori dei carichi di progetto, sono ricavati all’interno del §4.2.4.1.3 delle NTC con formule semplificate valide solo per particolari casi di sollecitazione e per le geometrie delle sezioni più comuni e doppiamente simmetriche. Il calcolo, invece, di tali coefficienti tramite modelli numerici più complessi consente la loro definizione per geometrie e condizioni di carico qualunque, purché convalidato tramite attendibili riscontri sperimentali. Ovviamente tale metodo di analisi è fortemente raccomandato nel caso di strutture speciali e/o caratterizzate da conformazioni strutturali particolarmente complesse, per le quali sia giustificato il riscontro sperimentale.

La verifica complessiva nei confronti dell’instabilità al di fuori del piano per l’elemento strutturale generico (non prismatico, con condizioni al contorno particolari, ecc.) o per la struttura è imposta con la formula seguente


(C4.2.42)


C4.2.4.1.3.4 Stabilità dei pannelli

I pannelli d’anima degli elementi strutturali, laminati oppure realizzati in soluzione composta saldata, devono essere verificati nei confronti dei fenomeni di instabilità dell’equilibrio allo stato limite ultimo.

In presenza di fenomeni di instabilità che potrebbero portare a rotture per fenomeni di fatica la verifica deve essere condotta in fase d’esercizio (verifica a respiro delle anime): al riguardo si veda § 7.4 del documento EN1993-2 e § 4.6 del documento EN1993-1-5. Inoltre, nel caso di profili in parete sottile e/o sagomati a freddo di classe 4 è necessario fare riferimento ai documenti tecnici specializzati, che trattino le loro problematiche di resistenza e stabilità in maniera più esaustiva. Al riguardo si veda anche il documento EN1993-1-3.

Per la verifica dei pannelli d’anima è necessario riferirsi in genere a normative e documentazione tecnica di comprovata validità. Nei casi maggiormente ricorrenti è possibile verificare la stabilità dei pannelli d’anima utilizzando le procedure esposte nei paragrafi seguenti.


C4.2.4.1.3.4.1 Stabilità dei pannelli soggetti a taglio

I pannelli d’anima rettangolari delle travi a pareti piena devono essere verificati nei riguardi dell’instabilità per taglio quando il rapporto altezza spessore hw/t supera il valore


(C4.2.43)


nel caso di pannelli non irrigiditi e


(C4.2.44)


per pannelli irrigiditi, dove hw è l’altezza del pannello, t il suo spessore, η è uguale a 1,20, kτ è il minimo coefficiente di instabilità per taglio del pannello e


(C4.2.45)


In questo caso devono essere previsti irrigidimenti trasversali in corrispondenza dei vincoli.

La resistenza all’instabilità per taglio di un pannello d’anima privo di irrigidimenti intermedi è espressa da


(C4.2.46)


dove fyw è la tensione di snervamento del pannello, χw è un coefficiente che tiene conto dell’instabilità elastica dell’elemento ed è dato nella Tabella C4.2.VII in funzione del coefficiente di snellezza λw e della rigidezza dell’irrigiditore sull’appoggio, Vbw,Rd è il contributo resistente dell’anima


(C4.2.47)


e Vbf,Rd è il contributo resistente delle piattabande.


Il contributo resistente delle piattabande può essere espresso da


(C4.2.48)


in cui bf è la larghezza efficace dell’anima, non maggiore di 15⋅ε⋅tf da ciascun lato dell’irrigiditore, tf lo spessore della piattabanda di resistenza assiale minima e Mf,red è il momento resistente di progetto ridotto della sezione costituita dalle aree efficaci, Afi e Afs rispettivamente, delle sole piattabande inferiore e superiore, che tiene conto dell’eventuale presenza dello sforzo normale di progetto NEd,


(C4.2.49)


Il coefficiente χw (vedi Tabella C4.2.VII) dipende dalla rigidezza del montante d’appoggio: un montante d’appoggio costituito da due coppie di piatti simmetrici rispetto al piano dell’anima, poste a distanza longitudinale e>0,1hw, e tali che l’area di ciascuna coppia di piatti sia almeno uguale a 4hwt²/e può essere considerato rigido, negli altri casi il montante d’appoggio deve essere considerato non rigido.


Tabella C4.2.VII Coefficienti χw per il calcolo della resistenza all’instabilità a taglio del pannello


Coefficiente di snellezza

Coefficiente χw per montanti d’appoggio rigidi

Coefficiente χw per gli altri casi

λw < 0,83/η

η

η

(0,83/η)≤ λw<1,08

0,83/λw

0,83/λw

λw1,08

1,37/(0,7 + )

0,83/λw


Il parametro di snellezza λw è dato dalla formula


(C4.2.50)


dove τcr= kτ⋅σE è la tensione tangenziale critica e σE è la tensione critica euleriana, che per un piatto di altezza hw e spessore t è data da



In assenza di irrigiditori longitudinali, il parametro kτ, coefficiente per l’instabilità a taglio, è dato da


(C4.2.51)



dove a è la lunghezza del pannello compreso tra due irrigiditori trasversali rigidi consecutivi. In assenza di irrigidimenti la lunghezza a del pannello si considera coincidente con quella della trave.

Un irrigiditore trasversale può essere considerato rigido quando il suo momento d’inerzia Ist soddisfa le relazioni seguenti


(C4.2.52)



Gli irrigiditori trasversali rigidi devono essere verificati per una forza assiale


(C4.2.53)


essendo VEd è il taglio di calcolo a distanza 0,5hw dal bordo del pannello più sollecitato.


Nel caso di pannelli dotati di irrigiditori longitudinali:

se gli irrigiditori longitudinali sono più di due o se il rapporto d’allungamento α = a/hw 3 il coefficiente kτ è dato da


(C4.2.54)


in cui


(C4.2.55)


essendo Isl la somma dei momenti d’inerzia degli irrigiditori longitudinali rispetto ai singoli assi baricentrici paralleli al piano dell’anima, considerando una larghezza collaborante pari a 15⋅ε⋅t da ciascun lato dell’irrigiditore (Figura C4.2.12);

se, invece, gli irrigiditori sono uno o due e α = a/hw <3, il coefficiente kτ è


(C4.2.56)


Figura C4.2.12 - Irrigidimenti longitudinali dei pannelli d’anima



C4.2.4.1.3.4.2 Stabilità dei pannelli soggetti a compressione

La verifica di stabilità dei pannelli compressi non irrigiditi si conduce considerando la sezione efficace del pannello.

L’area della sezione efficace è definita come Ac,eff = ρ⋅Ac, dove ρ è il coefficiente di riduzione che tiene conto dell’instabilità della lastra e Ac è l’area lorda della sezione del pannello.

Nel caso dei pannelli irrigiditi su entrambi i lati longitudinali il coefficiente ρ è dato da


ρ = 1,0 se λp ≤ 0,673

(C4.2.57)

se λp > 0,673


dove ψ=σ2/σ1 è il rapporto tra le tensioni ai bordi del pannello, essendo σ1 la tensione di compressione massima in valore assoluto.

Nel caso di pannelli irrigiditi su un solo lato longitudinale ρ è dato da


ρ = 1,0 se λp ≤ 0,748

(C4.2.58)

se λp > 0,748


Nelle espressioni (C4.2.57) e (C4.2.58), la snellezza relativa del pannello λp è


(C4.2.59)


dove il coefficiente per l’instabilità per compressione kσ, dipendente da ψ e dalle condizioni di vincolo, è dato nella Tabella C4.2.VIII per i pannelli con entrambi i bordi longitudinali irrigiditi e nella Tabella C4.2.IX per i pannelli con un solo bordo longitudinale irrigidito, e é uguale a hw per i pannelli d’anima, è uguale alla larghezza b della piattabanda per le piattabande interne, è uguale a b-3tf per le piattabande delle sezioni rettangolari cave di spessore tf ed è uguale alla lunghezza c dello sbalzo per le piattabande o le ali irrigidite da un solo lato.


Tabella C4.2.VIII Larghezza efficace di pannelli compressi con entrambi i bordi longitudinali irrigiditi



Tabella C4.2.IX Larghezza efficace di pannelli compressi con un solo bordo longitudinale irrigidito



La definizione dei coefficienti kσ e ψ si basa sul valore delle tensioni estreme σ1 e σ2, per cui, essendo il valore di tali tensioni dipendente dalla sezione efficace considerata, il calcolo di ψ e la determinazione della geometria della sezione efficace necessitano di una procedura iterativa, in cui si considera una geometria inizialmente coincidente con la sezione lorda del pannello.

La sezione efficace del pannello è definita da area, Aeff, modulo resistente, Weff, e momento di inerzia, Jeff,che tengono conto anche degli effetti da trascinamento da taglio. Poiché la caratteristiche della sollecitazione sono calcolate, in genere, rispetto alle linee d’asse baricentriche dei profili, in fase di verifica il baricentro della sezione efficace potrebbe risultare non più coincidente con il baricentro della sezione lorda, determinando un’eccentricità addizionale eN, che deve essere considerata nel calcolo, aggiungendo al momento flettente di calcolo MEd il momento flettente addizionale NEdeN prodotto dalla sollecitazione assiale di calcolo NEd.

In tal modo la verifica nei riguardi della stabilità è condotta utilizzando la formula


(C4.2.60)


Nel caso in cui l’elemento sia soggetto a compressione e a flessione biassiale, l’equazione di verifica dei pannelli è


(C4.2.61)


dove My,Ed ed Mz,Ed sono i momenti flettenti di calcolo rispetto agli assi y e z della sezione, mentre ey,N ed ez,N sono le eccentricità degli assi neutri e Wy,eff, Wz,eff e Aeff sono i moduli resistenti e l’area della sezione efficace, rispettivamente.

In alternativa a quanto detto sopra e in via semplificata, l’area efficace Aeff si può determinare considerando la sezione soggetta a compressione semplice e il modulo resistente efficace Weff si può determinare considerando la sezione soggetta a flessione pura.

Nel calcolo si deve tener conto anche degli effetti dovuti al trascinamento da taglio, considerando una larghezza collaborante determinata in accordo con il §C4.2.4.1.3.4.3.


C4.2.4.1.3.4.3 Larghezza collaborante

Gli effetti di trascinamento da taglio possono essere trascurati se risulta b0<0,02Le, dove b0=0,5b per le piattabande interne, essendo b l’interasse delle anime, e b0 = c per le parti a sbalzo, essendo c la luce dello sbalzo, mentre Le, luce equivalente, è la distanza tra due punti di nullo consecutivi del diagramma dei momenti.

Quando il trascinamento da taglio avviene in campo elastico la larghezza collaborante può essere valutata come


beff = β⋅ b0 (C4.2.62)


essendo β il fattore riduttivo dato nella Tabella C4.2.X in funzione di κ=α0b0/Le.


Tabella C4.2.X Fattori riduttivi β per la larghezza collaborante



Detta Asl l’area di tutti gli irrigiditori longitudinali compresi nella larghezza b0, il coefficiente α0 è


(C4.2.63)


Nel caso di travi continue in cui le luci di due campate adiacenti non differiscono di più del 50% e gli eventuali sbalzi hanno luce non superiore al 50% della campata adiacente, le luci equivalenti Le ed i coefficienti β possono essere calcolati come indicato in Figura C4.2.13.


Figura C4.2.13 - Luci equivalenti Le e coefficienti riduttivi β per travi continue



Figura C4.2.14 - Distribuzione delle tensioni normali dovute al trascinamento da taglio



La distribuzione delle tensioni normali nella piattabanda, considerando l’effetto del trascinamento da taglio, è riportata in fig. C4.2.14., con l’andamento delle tensioni nei due casi (a) e (b) descritto rispettivamente da


(C4.2.64)


Allo stato limite ultimo, gli effetti di trascinamento da taglio delle piattabande compresse possono essere determinati considerando un’area efficace Aeff data da


Aeff = βκ Ac,eff ≥ β⋅ Ac,eff (C4.2.65)


in cui β e κ sono ricavati dalla Tabella C.4.2.X e Ac,eff è l’area efficace della piattabanda compressa, che tiene conto dell’instabilità ed è definita al §C4.2.4.1.3.4.4.

L’espressione (C4.2.65) è valida anche per le piattabande tese, purché si sostituisca Ac,eff con l’area lorda della piattabanda tesa.


C4.2.4.1.3.4.4 Pannelli con irrigiditori longitudinali

Nel calcolo dei pannelli con irrigiditori longitudinali si deve tener conto delle aree efficaci delle zone compresse, considerando l’instabilità globale del pannello irrigidito e l’instabilità locale di ciascun sottopannello e le riduzioni per effetto del trascinamento da taglio, se significative. Per le zone tese le aree efficaci si assumono uguali a quelle lorde, con le eventuali riduzioni per effetto del trascinamento da taglio.

Per tener conto dell’instabilità locale l’area effettiva di ciascun sottopannello deve essere valutata considerando il coefficiente di riduzione indicato nel seguito.

Il pannello irrigidito deve essere verificato per l’instabilità globale: il calcolo deve essere effettuato considerando le aree efficaci degli irrigiditori e modellando il pannello come una piastra ortotropa equivalente, in modo da determinare il coefficiente di riduzione ρc per l’instabilità globale.

Indicati con Asl,eff la somma delle aree efficaci di tutti gli irrigiditori longitudinali che sono nella zona compressa e con ρloc il coefficiente di riduzione della larghezza bc,loc della parte compressa di ogni sottopannello, valutati come indicato nel seguito, e detto t lo spessore del sottopannello, l’area efficace Ac,eff,loc degli irrigiditori e dei sottopannelli che sono in zona compressa è data da


(C4.2.66)


essendo la sommatoria estesa a tutta la zona compressa del pannello irrigidito, ad eccezione delle parti, di larghezza blat,eff, vincolati a lastre adiacenti (Figura C4.2.15)


Figura C4.2.15 Lastra irrigidita uniformemente compressa



L’area efficace della parte compressa del pannello nervato è quindi data da


Ac,eff = ρcAc,eff,loc +Σblat,eff t (C4.2.67)


Nel caso di lastre irrigidite pressoinflesse si può far riferimento alla figura C4.2.16. In detta figura bi e bi+1 rappresentano le larghezze di lamiera collaboranti con l’irrigiditore, che possono essere ricavate, sempre in riferimento alla Figura C4.2.16, dalla Tabella C4.2.XI.

Il coefficiente di riduzione ρc per l’instabilità globale può essere determinato come


ρc = ξ(ρ - χc)(2 - ξ) + χc (C4.2.68)


dove χc è il coefficiente di riduzione per l’instabilità di colonna, ρ il coefficiente di riduzione per l’instabilità di lastra e


(C4.2.69)


essendo σcr,c e σcr,p le tensioni critiche eleuriane per l’instabilità di colonna e l’instabilità di piastra, rispettivamente.


C4.2.4.1.3.4.5 Instabilità di colonna

In un pannello di lunghezza a, la tensione critica eleuriana σcr,c è data da


(C4.2.70)


se non irrigidito, e da


(C4.2.71)


se irrigidito, essendo bc e bsl,l, rispettivamente, le distanze del lembo e dell’irrigiditore maggiormente compressi dall’asse neutro di pressoflessione (Figura C4.2.16).


Figura C4.2.16 Lastra irrigidita pressoinflessa



Tabella C4.2.XI Calcolo della larghezza di lamiera collaborante in riferimento alla Figura C4.2.16



Nella (C4.2.71) σcr,sl rappresenta la tensione critica eleuriana dell’irrigiditore maggiormente compresso


(C4.2.72)


essendo Asl,l e Isl,l l’area e il momento d’inerzia per l’inflessione fuori piano della sezione lorda dell’irrigiditore e delle parti di pannello ad esso adiacenti, determinate come indicato in Figura C4.2.16.

La snellezza relativa λc è definita da


(C4.2.73)


per i pannelli non irrigiditi e da


(C4.2.74)


per i pannelli irrigiditi, essendo Asl,l,eff l’area efficace dell’irrigiditore e delle parti di pannello ad esso adiacenti.

Il fattore di riduzione χc può essere ottenuto applicando la formula (4.2.45) del §4.2.4.1.3.1 delle NTC e considerando un opportuno valore amplificato, αe, del coefficiente α.

Per pannelli irrigiditi si può assumere


(C4.2.75)


dove α = 0,34 (curva b della Tabella 4.2.VI delle NTC) per irrigiditori a sezione chiusa e α = 0,49 (curva c della Tabella 4.2.VI delle NTC) per irrigiditori a sezione aperta. Nella (C4.2.75) e=max(e1,e2), dove e1 e e2 rappresentano le distanze dal baricentro della lamiera e dal baricentro dell’irrigiditore singolo, rispettivamente, (o dei baricentri dei due irrigiditori, in casi di irrigiditori doppi) dal baricentro della sezione efficace dell’irrigiditore (vedi Figura C4.2.16), e i è il raggio d’inerzia della sezione lorda dell’irrigiditore, comprensiva della parte di lamiera collaborante


(C4.2.76)


Per pannelli non irrigiditi si può porre αe = α = 0,21 (curva a della Tabella 4.2.VI delle NTC).


C4.2.4.1.3.4.6 Instabilità di piastra

La tensione critica per l’instabilità di piastra può essere determinata come qui indicato, a seconda che, in zona compressa, la piastra abbia tre o più irrigiditori longitudinali o ne abbia meno di tre.


Piastre con tre o più irrigiditori longitudinali in zona compressa

Piastre con tre o più irrigiditori longitudinali in zona compressa possono essere trattate come piastre ortotrope equivalenti.

La tensione critica euleriana al bordo maggiormente compresso della piastra ortotropa equivalente, σcr,p, è data da


(C4.2.77)


dove t e b sono lo spessore e la larghezza della piastra irrigidita (v. Figura C4.2.16) e kσ,p è il coefficiente d’instabilità per tensioni normali.

In mancanza di determinazioni più accurate, il coefficiente kσ,p per un pannello di lunghezza a può essere assunto uguale a


(C4.2.78.a)


(C4.2.78.b)


in cui

-

- ψ è il rapporto tra le tensioni ai lembi del pannello, ψ = σ2/σ10,5, essendo σ1 la tensione al lembo maggiormente compresso;

- γ è il rapporto tra il momento d’inerzia baricentrico dell’intera piastra irrigidita, Isl, e il momento d’inerzia della lamiera:


(C4.2.79)


- δ è il rapporto tra l’area complessiva lorda degli irrigiditori ΣAsl e l’area lorda della lamiera


(C4.2.80)


Piastre con uno o due irrigiditori longitudinali in zona compressa

Piastre con uno o due irrigiditori longitudinali in zona compressa possono essere trattate con i seguenti metodi semplificati, trascurando il contributo degli eventuali irrigiditori tesi.


Piastra con un solo irrigiditore longitudinale

Se la piastra presenta un solo irrigiditore in zona compressa, quest’ultimo può essere considerato come un elemento compresso isoalto vincolato elasticamente dalla lamiera, cosicché la tensione critica eleuriana può essere calcolata come


se a ≥ ac (C4.2.81.a)


se a < ac (C4.2.81.b)


dove Asl,1 è l’area lorda dell’irrigiditore, ottenuta come indicato in Figura C4.2.16 e in Tabella C4.2.XI, Isl,1 è il momento d’inerzia baricentrico della sezione lorda dell’irrigiditore, b1 e b2 sono le distanze dell’irrigiditore dai bordi longitudinali del pannello b1+b2=b, e ac è uguale a


(C4.2.82)


Piastra con due irrigiditori longitudinali

Se la piastra presenta due irrigiditori longitudinali, di area Asl,1 e Asl,2, e momenti d’inerzia Isl,1 e Il,2I, rispettivamente, si possono considerare le tre situazioni limite illustrate in Figura C4.2.17.

Nel caso I il primo irrigiditore si instabilizza e il secondo è considerato rigido; nel caso II il secondo irrigiditore si instabilizza e il primo è considerato rigido; nel caso III, infine, si considera un unico irrigiditore equivalente di area Asl,eq=Asl,1+Asl,2 e momento d’inerzia Isl,eq=Isl,1+Isl,2, disposto nel punto d’applicazione della risultante delle forze normali incassate dei due irrigiditori.


Figura C4.2.17 Lastra irrigidita con due irrigiditori nella parte compressa



Mediante le formule (C4.2.81), ponendo b1=b*1, b2=b*2, b=b*, si calcolano le tensioni critiche euleriane, σcr,pI, σcr,pII e σcr,pIII, relative ai tre casi indicati in Figura C4.2.17.

La tensione critica del pannello σcr,p è quella minima tra le tre sopra determinate


σcr,p = min (σcr,pI,σcr,pII,σcr,pIII) (C4.2.83)


C4.2.4.1.3.4.7 Requisiti minimi per gli irrigiditori trasversali

Gli irrigiditori trasversali devono garantire un adeguato vincolo alla lamiera, sia in assenza, sia in presenza di nervature longitudinali.

Gli irrigiditori trasversali possono essere considerati come elementi semplicemente appoggiati soggetti ai carichi laterali e ad un difetto di rettilineità di forma sinusoidale di ampiezza


(C4.2.84)


in cui a1 e a2 sono le lunghezze dei due pannelli adiacenti all’irrigiditore considerato e b è la luce dell’irrigiditore (Figura C4.2.18). Nel calcolo, gli altri irrigiditori si considerano rigidi e rettilinei, come rappresentato in Figura C4.2.18.


Figura C4.2.18 Schema di calcolo per gli irrigiditori trasversali



Con le ipotesi sopra dette, si deve verificare, mediante un’analisi elastica del second’ordine che la tensione massima nell’irrigiditore risulti minore di fy/γM1 e che l’incremento massimo di freccia dell’irrigiditore risulti minore di b/300.

Nel caso che gli irrigiditori longitudinali siano soggetti a forze trasversali, occorre far riferimento a metodologie di calcolo e a normative di comprovata validità.


C4.2.4.1.3.4.8 Verifiche semplificate

Le verifiche possono essere semplificate controllando che, in assenza di sforzo normale, il momento d’inerzia dell’irrigiditore Ist soddisfi la disuguaglianza


(C4.2.85)


dove


(C4.2.86)


(C4.2.87)


essendo emax la massima distanza tra i lembi dell’irrigiditore e il suo baricentro, NEd la massima forza di compressione nei pannelli adiacenti all’irrigiditore e σcr,c e σcr,p le tensioni critiche per l’instabilità di colonna e l’instabilità di piastra, definite ai §§C4.2.4.1.3.4.5 e C4.2.4.1.3.4.6. NEd deve comunque soddisfare la relazione


Nd N*d = 0,5⋅σmaxAc,eff (C4.2.88)


in cui Ac,eff è l’area compressa effettiva del pannello nervato e σmax la massima tensione di compressione nel pannello nervato stesso.

Qualora l’irrigidimento sia anche soggetto a forza normale di compressione Nst, questa deve essere incrementata ai fini della presente verifica semplificata di


(C4.2.89)


In alternativa al metodo appena descritto, in assenza di forza normale, la verifica semplificata può essere effettuata mediante un’analisi elastica lineare, considerando un carico fittizio addizionale uniformemente distribuito sulla lunghezza b


(C4.2.90)


dove w0 è l’imperfezione (C4.2.84) e wel la deformazione elastica, che può essere determinata per iterazione, o assunta cautelativamente uguale a b/300.

Nel caso di irrigiditori aperti, si deve inoltre effettuare la verifica di stabilità torsionale.

In assenza di analisi più rigorose, la verifica può considerarsi soddisfatta se


(C4.2.91)


in cui IT è il momento d’inerzia torsionale del solo irrigiditore e IP è il momento d’inerzia polare del solo irrigiditore, rispetto all’attacco con la lamiera.

Qualora si consideri la rigidezza torsionale da ingobbamento impedito, la verifica di stabilità torsionale può essere effettuata controllando, in alternativa alla (C4.2.91), che risulti soddisfatta la disuguaglianza


σcr 6 fy (C4.2.92)


dove σcr è la tensione critica eleuriana per l’instabilità torsionale dell’irrigiditore considerato incernierato alla lamiera.


C4.2.4.1.3.4.9 Requisiti minimi per gli irrigiditori longitudinali

Gli irrigiditori longitudinali dovrebbero essere vincolati ad entrambe le estremità ad irrigiditori trasversali. Irrigiditori longitudinali che non soddisfano questo requisito possono essere impiegati solo per le anime, e non per le piattabande, e non possono essere considerati nell’analisi globale né nel calcolo delle tensioni; possono essere, invece, messi in conto per la determinazione delle tensioni critiche eleuriane e per il calcolo delle larghezze efficaci dei sottopannelli d’anima.

Per le verifiche di stabilità torsionale degli irrigiditori longitudinali si possono adottare le stesse formule fornite al §C4.2.4.1.3.4.7 per gli irrigiditori trasversali.


C4.2.4.1.4 Stato limite di fatica

Per le strutture soggette a carichi ciclici deve essere verificata la resistenza a fatica, considerando una distribuzione temporale delle azioni coerente con la tipologia strutturale in esame e con il regime d’impegno previsto nel corso della vita nominale.


C4.2.4.1.4.1 Spettri di carico

La distribuzione temporale delle ampiezze delle azioni nel corso della vita della struttura è assegnata mediante il cosiddetto spettro di carico, che fornisce il numero di ripetizioni di ciascun livello delle azioni di progetto in un intervallo di tempo di riferimento, in funzione della destinazione d’uso della struttura e dell’intensità dell’utilizzazione. Quando lo spettro di carico effettivo è complesso al punto da non poter essere impiegato direttamente nelle verifiche, esso può essere sostituito da spettri convenzionali, in grado di riprodurre il danneggiamento a fatica e/o il livello massimo di escursione delle tensioni Δσmax prodotti dallo spettro effettivo.

Nel caso degli edifici la verifica a fatica non è generalmente necessaria, salvo che per membrature che sostengono macchine vibranti o dispositivi di sollevamento e trasporto dei carichi.

Gli spettri di carico da impiegare nelle verifiche possono essere determinati mediante studi specifici o anche dedotti da normative di comprovata validità. Gli spettri di carico da impiegare per le verifiche a fatica dei ponti stradali e ferroviari sono assegnati nel §5.1.4.3 delle NTC.

Nella verifica dei dettagli strutturali metallici, caratterizzati dalla presenza di limite di fatica ad ampiezza costante, spesso è necessario considerare spettri di carico convenzionali differenziati, a seconda che si tratti di verifiche a fatica a vita illimitata o di verifiche a danneggiamento.


C4.2.4.1.4.2 Spettri di tensione e metodi di conteggio

Gli spettri di tensione debbono essere ricavati analizzando gli oscillogrammi di tensione σ(t), indotti nel dettaglio considerato dalle azioni dello spettro di carico assegnato, con opportuni metodi di identificazione e di conteggio. Per le strutture civili si possono impiegare, in alternativa, il metodo del serbatoio (reservoir method) o il metodo del flusso di pioggia (rainflow method). Per singole strutture, ad esempio strutture offshore ecc., anche in considerazione della particolare tipologia dello spettro di carico cui sono soggette, si può far ricorso a metodi di conteggio alternativi, previa adeguata giustificazione.

Nel metodo del serbatoio (Figura C4.2.19) si ipotizza che l’oscillogramma delle tensioni rappresenti il profilo di fondo di un serbatoio pieno di liquido, i cui paramenti esterni sono costituiti dal tratto convergente verso il massimo assoluto e da un tratto corrispondente, reale o fittizio. posto al termine del diagramma stesso.


Figura C4.2.19 Metodo del serbatoio



In riferimento alla Figura C4.2.19, si immagina di svuotare il serbatoio a partire dal minimo assoluto, punto 1 di figura, al vuoto che si forma corrisponde il primo ciclo ed alla differenza di quota tra 1 ed il pelo libero originario il delta di tensione relativo; al termine di questa operazione si formano altri bacini, semplici (2’22”) o multipli (3’35’53”) e (4’66”44”). L’operazione si ripete procedendo a svuotare in successione dagli altri punti di minimo relativo, ordinati in senso crescente, σi<σi+1, fino a svuotare l’intero serbatoio; ad ogni operazione di svuotamento corrisponde un ciclo, il cui delta di tensione è pari all’altezza di liquido svuotata.

Il metodo del flusso di pioggia, meno intuitivo ed abbastanza complesso dal punto di vista operativo, individua i cicli mediante il flusso di una goccia d’acqua che scorre sulla traiettoria, immaginato verticale l’asse dei tempi (Figura C4.2.20). Si procede alternativamente da un massimo locale e da un minimo locale, curando che i massimi siano ordinati in senso decrescente e i minimi in senso crescente. Ogni volta che la goccia si distacca dalla traiettoria e cade o incontra un tratto già bagnato viene inizializzato un nuovo semiciclo, in modo che ciascun tratto dell’oscillogramma venga percorso una sola volta. I semicicli di uguale ampiezza vengono poi accoppiati sì da individuare i cicli.

Con riferimento alla Figura C4.2.20 e dopo aver spostato il tratto 0 -1 alla fine dell’oscillogramma:

- la prima goccia viene rilasciata dal punto 1, che rappresenta il massimo assoluto del diagramma, percorre il tratto 1-2-2’-6 e cade individuando un semiciclo di ampiezza Δσ1=σ1-σ6;


Figura C4.2.20 Metodo del flusso di pioggia



- la seconda goccia viene rilasciata dal punto 6, che rappresenta il minimo assoluto del diagramma, percorre il tratto 5-7-7’-11-11’-14 e cade individuando un semiciclo di ampiezza Δσ1=σ14-σ6 (σ14=σ1);

- la terza goccia viene rilasciata dal punto 11, che rappresenta il secondo massimo locale del diagramma, percorre il tratto 11-12 e cade individuando un semiciclo di ampiezza Δσ2=σ11-σ12;

- la quarta goccia viene rilasciata dal punto 12, che rappresenta il secondo minimo locale del diagramma, percorre il tratto 12-11’, incontra il tratto 11’-14, che è già bagnato, e si arresta individuando un semiciclo di ampiezza Δσ2=σ11-σ12 (σ11=σ11’);

- la quinta goccia viene rilasciata dal punto 7, che rappresenta il terzo massimo locale del diagramma, percorre il tratto 7-8-8’-10-10’ e si arresta perché incontra il tratto 10’-12, già bagnato, individuando un semiciclo di ampiezza Δσ3=σ7-σ10 (σ10=σ10’);

- la sesta goccia viene rilasciata dal punto 2, che rappresenta il terzo minimo locale del diagramma, percorre il tratto 2-3-3’-5-5’ e si arresta perché incontra il tratto 5’-7, già bagnato, individuando un semiciclo di ampiezza Δσ4=σ5-σ2;

- si ripete quindi il procedimento finché tutto l’oscillogramma non è bagnato.

Rispetto al metodo del serbatoio, il metodo del flusso di pioggia ha il vantaggio di poter essere più facilmente implementato su calcolatore.

Nelle verifica si impiegheranno i delta di tensione di calcolo Δσi,d, ricavati moltiplicando i delta di tensione dello spettro Δσi per il coefficiente parziale di sicurezza per le verifiche a fatica γMf, definito nel seguito,


Δσi,d = γMfΔσi (C4.2.93)


e la curva caratteristica S-N di resistenza a fatica del dettaglio, individuata mediante la classe ΔσC, anch’essa definita nel seguito.


C4.2.4.1.4.3 Coefficienti parziali di sicurezza γMf

Il coefficiente parziale di sicurezza per le verifiche a fatica γMf è dato da


γMf = γf ⋅ γm (C4.2.94)


ove γf è il coefficiente parziale relativo alle azioni di fatica e γm il coefficiente parziale relativo alla resistenza, che copre le incertezze nella valutazione dei carichi e delle tensioni e la possibile presenza di difetti nei particolari in esame.

Il coefficiente γMf dipende sia dalla possibilità di individuare e riparare eventuali lesioni per fatica, sia dall’entità delle conseguenze della crisi per fatica dell’elemento o della struttura. A questo scopo, le strutture possono essere distinte, a seconda della loro sensibilità alla crisi per fatica, in strutture poco sensibili (damage tolerant) e in strutture sensibili (safe life).

Si dice poco sensibile (damage tolerant) una struttura nella quale il mantenimento del richiesto livello di affidabilità nei riguardi dello stato limite di fatica può essere garantito attraverso un appropriato programma di ispezione, controllo, monitoraggio e riparazione delle lesioni di fatica, esteso alla vita di progetto della struttura. Una struttura può essere classificata come poco sensibile se, in presenza di lesioni per fatica, si verificano le seguenti condizioni:

- i dettagli costruttivi, i materiali impiegati e i livelli di tensione garantiscono bassa velocità di propagazione e significativa lunghezza critica delle lesioni;

- le disposizioni costruttive permettono la ridistribuzione degli sforzi;

- i dettagli sono facilmente ispezionabili e riparabili;

- i dettagli sono concepiti in modo da arrestare la propagazione delle lesioni;

- esiste un programma di ispezione e manutenzione, esteso a tutta la vita dell’opera, inteso a rilevare e riparare le eventuali lesioni.

In caso contrario, la struttura si dice sensibile. Poiché l’ispezione, il monitoraggio e le riparazioni di una struttura sensibile non sono agevoli, essa deve essere progettata in fatica adottando dettagli costruttivi e livelli di tensione tali da garantire il grado di affidabilità richiesto per le altre verifiche allo stato limite ultimo per tutta la vita utile della costruzione, anche in assenza di procedure specifiche di ispezione e manutenzione. Questo approccio progettuale è detto anche safe life.

I valori dei coefficienti γMf da adottare nelle verifiche delle strutture sensibili e poco sensibili sono riportati in Tabella C4.2.XII, in funzione delle conseguenze dell’eventuale rottura per fatica.


Tabella C4.2.XII - Coefficienti parziali γMf per verifiche a fatica



Conseguenza della rottura per fatica


Moderate

Significative

Danneggiamento accettabile

(strutture poco sensibili alla rottura per fatica)

γMf=1,00

γMf=1,15

Vita utile (strutture sensibili alla rottura per fatica)

γMf=1,15

γMf=1,35


C4.2.4.1.4.4 Curve S-N

La resistenza a fatica di un dettaglio è individuata nel piano bilogaritmico log(Δσ)-log(N) o log(Δτ)-log(N), essendo N il numero di cicli a rottura, mediante una curva caratteristica, detta curva S-N. Detta curva, è individuata mediante la classe di resistenza a fatica ΔσC o ΔτC, che rappresenta la resistenza a fatica del dettaglio, espressa in MPa, per N = 2106 cicli.

Le curve S-N per tensioni normali sono caratterizzate, oltre che dalla classe ΔσC, dal limite di fatica ad ampiezza costante ΔσD, corrispondente a N = 5106 cicli e dal limite per i calcoli di fatica, ΔσL, che corrisponde all’intersezione del secondo ramo della curva con la verticale per N = 108 cicli.

L’equazione della curva S-N è



(C4.2.95)



dove m = 3, cosicché risulta


ΔσD = 0,737ΔσC; ΔσL = 0,549ΔσC (C4.2.96)


Le curve S-N per tensioni normali sono rappresentate in Figura C4.2.21.


Figura C4.2.21 - Curve S-N per dettagli/elementi soggetti a tensioni normali



Le classi di resistenza a fatica per tensioni normali relative a i dettagli più comuni sono riportate nella Tabelle C4.2.XIII.a, C4.2.XIII.d, C4.2.XIV, C4.2.XV, C4.2.XVI e C4.2.XVII.a, mentre in Tabella C4.2.XVIII sono riportate le classi dei dettagli tipici dei carriponti. Nelle tabelle le classi relative ad alcuni dettagli sono contrassegnate con un asterisco: per questi dettagli è possibile adottare una classificazione superiore di una classe, se si assume come resistenza a fatica ad ampiezza costante quella corrispondente a 107 cicli (vedi Figura C4.2.22).


Figura C4.2.22 - Classificazione alternativa ΔσC per dettagli classificati come Δσ*



Le curve S-N per tensioni tangenziali sono rappresentate in Figura C4.2.23.

Le curve S-N per tensioni tangenziali sono caratterizzate, oltre che dalla classe ΔτC, dal limite per i calcoli di fatica, ΔτL, corrispondente a N=108 cicli. L’equazione della curva S-N è


(C4.2.97)



dove m = 5, cosicché risulta


ΔτL = 0,457ΔτC (C4.2.98)


Le classi di resistenza a fatica per tensioni tangenziali relative ai dettagli più comuni sono riportate nella Tabelle C4.2.XIII.b, C4.2.XIII.c e C4.2.XVII.b.


Figura C4.2.23 - Curve S-N per dettagli/elementi soggetti a tensioni tangenziali



Per la resistenza dei dettagli costruttivi tipici degli impalcati a piastra ortotropa, si può far riferimento al documento EN1993-1-9.


Tabella C4.2.XIII.a Dettagli costruttivi per prodotti laminati e estrusi e loro classificazione (Δσ)



Tabella C4.2.XIII.b Dettagli costruttivi per prodotti laminati e estrusi e loro classificazione (Δτ)



Tabella C4.2.XIII.c Bulloni sollecitati a taglio (Δτ)



Tabella C4.2.XIII.d Dettagli costruttivi per giunti chiodati o bullonati (Δσ)



Tabella C4.2.XIV Dettagli costruttivi per sezioni saldate (Δσ)



Tabella C4.2.XV Dettagli costruttivi per saldature a piena penetrazione (Δσ)





Tabella C4.2.XVI Dettagli costruttivi per attacchi e irrigiditori saldati (Δσ)




Tabella C4.2.XVII.a Connessioni saldate direttamente sollecitate (Δσ)




Tabella C4.2.XVII.b Connessioni saldate direttamente sollecitate (Δτ)



Tabella C4.2.XVIII Dettagli costruttivi e resistenza a fatica per le vie di corsa di carriponti.



C4.2.4.1.4.5 Curva S-N per connettori a piolo

La curva S-N per connettori a piolo sollecitati a taglio delle strutture composte acciaio-calcestruzzo è rappresentata in Figura C4.2.24 ed è caratterizzata dall’assenza di limite di fatica. La pendenza della curva è m=8 e la classe del particolare per calcestruzzo normale è ΔτC=90 MPa.

Per calcestruzzi leggeri la classe si riduce, in funzione del limite superiore della densità della classe di appartenenza, ρ, espresso in kg/m³, a


(C4.2.99)


Le tensioni tangenziali devono essere valutate in riferimento alla sezione nominale del connettore.


Figura C4.2.24 - Curva S-N per connettori a piolo



C4.2.4.1.4.6 Metodi di verifica

Nelle verifiche a fatica le tensioni da considerare devono essere coerenti con quelle alle quali è riferita la curva S-N del dettaglio. Di solito, le curve S-N dei dettagli costruttivi riportate nelle normative sono riferite alle tensioni nominali e pertanto ad esse si deve generalmente far riferimento. Per dettagli costruttivi particolarmente complessi o innovativi, per i quali si proceda ad uno studio ad hoc, potrebbe essere necessario riferirsi alle tensioni di picco, misurate o determinate con specifici protocolli sperimentali. In questo caso, le tensioni debbono essere calcolate per via teorica o numerica con le stesse modalità adottate sperimentalmente.

Nell’associare al dettaglio in esame la corrispondente curva S-N di resistenza a fatica è consentito tener conto degli effetti benefici di eventuali trattamenti termici o meccanici di distensione, sulla base della letteratura consolidata o di adeguata sperimentazione.

Per i dettagli costruttivi dei quali non sia nota la curva di resistenza a fatica le escursioni tensionali potranno riferirsi alle tensioni geometriche o di picco, cioè alle tensioni principali nel metallo base in prossimità della potenziale lesione, secondo le modalità e le limitazioni specifiche del metodo, nell’ambito della meccanica della frattura.


C4.2.4.1.4.6.1 Verifica a vita illimitata

La verifica a vita illimitata si esegue controllando che sia


Δσmax,d = γMf Δσmax ≤ ΔσD (C4.2.100)


oppure che


Δτmax,d = γMf Δτmax ≤ ΔτD = ΔτL (C4.2.101)


dove Δσmax,d e Δτmax,d sono, rispettivamente, i valori di progetto delle massime escursioni di tensioni normali e di tensioni tangenziali indotte nel dettaglio considerato dallo spettro di carico per le verifiche a vita illimitata, talvolta denominato spettro frequente, e ΔσD e ΔτD i limiti di fatica ad ampiezza costante.

La verifica a vita illimitata è esclusa per tutti i dettagli le cui curve S-N non presentino limite di fatica ad ampiezza costante (per es. connettori a piolo o barre d’armatura per c.a.).


C4.2.4.1.4.6.2 Verifica a danneggiamento

La verifica a danneggiamento si conduce mediante la formula di Palmgren-Miner, controllando che risulti


(C4.2.102)


dove ni è il numero di cicli di ampiezza Δσi,d indotti dallo spettro di carico per le verifiche a danneggiamento nel corso della vita prevista per il dettaglio e Ni è il numero di cicli di ampiezza Δσi,d a rottura, ricavato dalla curva S-N caratteristica del dettaglio.

Sulla base del danno D si può definire uno spettro di tensione equivalente, ad ampiezza di tensione costante, Δσeq,d (o Δτeq,d), in grado di produrre, nello stesso numero di cicli, ntot =Σni, un danneggiamento uguale a quello prodotto dallo spettro di tensione di progetto, oppure, in alternativa, un delta di tensione convenzionale ΔσE,d, in grado di produrre in 2×106 cicli, lo stesso danneggiamento prodotto dallo spettro di tensione di progetto.


C4.2.4.1.4.6.3 Metodo dei coefficienti λ

È possibile, in alcuni casi, ricondurre la verifica a fatica ad una verifica convenzionale di resistenza, confrontando il delta ideale convenzionale di tensione di progetto, ΔσE,d, descritto nel seguito, con la classe del particolare Δσc.

Il delta di tensione convenzionale di calcolo ΔσE,d è dato da


ΔσE,d = γFf ⋅λ1 ⋅λ2 ⋅λ3 ⋅λ4.....⋅λn ⋅ϕfat ⋅Δσp = γ Ff ⋅λ ⋅ϕfat ⋅Δσp (C4.2.103)


in cui Δσp = σp,max - σp,min è il massimo delta di tensione indotto nel dettaglio in esame da un opportuno modello di carico equivalente, ϕfat è un eventuale coefficiente correttivo che tiene conto degli effetti dell’amplificazione dinamica sullo spettro di tensione, λi sono fattori, opportunamente calibrati, che tengono conto dalla forma e dalla lunghezza della superficie di influenza del dettaglio considerato, della severità dello spettro di carico, della vita nominale dell’opera e/o della vita prevista per il dettaglio, dell’interazione tra eventi ecc..

Per l’applicazione del metodo, lo spettro di carico da adottare e la determinazione dei coefficienti λi è necessario far ricorso a normative di comprovata validità.


C4.2.4.1.4.6.4 Verifica sotto carico combinato

Nel caso di variazioni simultanee di tensioni normali e tangenziali, la valutazione della resistenza a fatica dovrà considerare i loro effetti congiunti adottando idonei criteri di combinazione del danno.

Nel caso di variazioni non simultanee del campo di tensioni normali e tangenziali si potranno sommare i danneggiamenti Dσ e Dτ prodotti dai cicli di tensione normale e dai cicli di tensione tangenziale, valutati separatamente con la (C4.2.102), controllando che


D = Dσ + Dτ 1,0 (C4.2.104)


C4.2.4.1.4.7 Influenza dello spessore

Nella valutazione della resistenza a fatica dovrà tenersi conto dello spessore del metallo base nel quale può innescarsi una potenziale lesione.

Nel caso che l’influenza dello spessore sulla resistenza a fatica non sia trascurabile, la classe del dettaglio deve essere ridotta secondo la formula


ΔσC,red = ks ⋅ΔσC (C4.2.105)


dove il coefficiente riduttivo ks dipende dal dettaglio strutturale considerato ed i cui valori indicativi sono indicati, per alcuni dettagli costruttivi, nel documento EN1993-1-9.


C4.2.8 Unioni


C4.2.8.1.1 Unioni con bulloni e chiodi


C4.2.8.1.1.1 Bulloni ad alta resistenza precaricati per giunzioni ad attrito

I bulloni ad alta resistenza delle classi 8.8 e 10.9, precaricati con serraggio controllato, per giunzioni ad attrito devono essere conformi alla norma armonizzata UNI EN 13499-1 e recare la marchiatura CE. Al punto 4.3 la norma armonizzata UNI EN 13499-1 prescrive che viti, dadi e rondelle siano forniti dal medesimo produttore.

La norma armonizzata prevede che vengano eseguite, tra l’altro, prove sistematiche di serraggio del complesso vite, dado e rondella(e); queste prove forniscono informazioni sul fattore k che lega la forza di precarico Fp,C=0.7Aresftb (§4.2.8.1.1 delle NTC) ed il momento di serraggio M.

Si ha:


M = k d Fp,C = k d 0,7 Ares ftb (C4.2.106)


dove d è il diametro nominale della vite, Ares è l’area resistente della vite e ftb é la resistenza a rottura del materiale della vite.

Il valore del fattore k, secondo le prescrizioni della norma, è indicato sulle targhette delle confezioni (dei bulloni, oppure delle viti) per le differenti classi funzionali (§4.4.4 NTC).

Le classi funzionali previste dalla norma armonizzata sono tre e sono specificate nella seguente Tabella C4.2.XIX.

Si sottolinea che il valore del fattore k può risultare sensibilmente diverso da 0,2, valore applicabile ai bulloni della precedente normativa UNI 5712 e UNI 5713 citata nel D.M. 1996.


Tabella C4.2.XIX Classi funzionali per i bulloni


K0

Nessun requisito sul fattore k

K1

Campo di variabilità del fattore ki del singolo elemento tra minimo e massimo dichiarati sulla confezione

K2

Valore medio km del fattore e suo coefficiente di variazione Vk dichiarati sulla confezione


Poiché è noto che un eccesso del momento di serraggio comporta lo snervamento e, talvolta, anche la rottura della vite, gli operatori devono prestare la massima attenzione ai dati che sono riportati sulle targhette delle confezioni dei bulloni conformi alla nuova normativa armonizzata al fine della determinazione del momento di serraggio.

Nel caso il momento di serraggio non sia riportato sulle targhette delle confezioni, ma compaia il solo fattore k secondo la classe funzionale, per facilitare gli operatori addetti ai montaggi, si può fare riferimento alle seguenti Tabelle C4.2.XX e C4.2.XXI (che si riferiscono alle viti di classe 8.8 e 10.9 rispettivamente) per definire il momento di serraggio dei bulloni,


Tabella C4.2.XX Coppie di serraggio per bulloni 8.8


Viti 8.8 - Momento di serraggio M [N m]



VITE

k=0.10

k=0.12

k=0.14

k=0.16

k=0.18

k=0.20

k=0.22

Fp,C [kN]

Ares [m]

M12

56.6

68.0

79.3

90.6

102

113

125

47.2

84.3

M14

90.2

108

126

144

162

180

198

64.4

115

M16

141

169

197

225

253

281

309

87.9

157

M18

194

232

271

310

348

387

426

108

192

M20

274

329

384

439

494

549

604

137

245

M22

373

448

523

597

672

747

821

170

303

M24

474

569

664

759

854

949

1044

198

353

M27

694

833

972

1110

1249

1388

1527

257

459

M30

942

1131

1319

1508

1696

1885

2073

314

561

M36

1647

1976

2306

2635

2965

3294

3624

457

817


Tabella C4.2.XXI Coppie di serraggio per bulloni 10.9


Viti 10.9 - Momento di serraggio M [N m)



VITE

k=0.10

k=0.12

k=0.14

k=0.16

k=0.18

k=0.20

k=0.22

Fp,C [kN)

Ares [m)

M12

70.8

85.0

99.1

113

128

142

156

59.0

84.3

M14

113

135

158

180

203

225

248

80.5

115

M16

176

211

246

281

317

352

387

110

157

M18

242

290

339

387

435

484

532

134

192

M20

343

412

480

549

617

686

755

172

245

M22

467

560

653

747

840

933

1027

212

303

M24

593

712

830

949

1067

1186

1305

247

353

M27

868

1041

1215

1388

1562

1735

1909

321

459

M30

1178

1414

1649

1885

2121

2356

2592

393

561

M36

2059

2471

2882

3294

3706

4118

4529

572

817


Nelle tabelle sono riportati: la dimensione della vite MXX, l’area resistente della vite Ares in mm², la forza di precarico Fp,C=0.7Aresftb in kN ed i valori del momento di serraggio M in Nm, corrispondenti a differenti valori del fattore k. Poiché il momento di serraggio è funzione lineare del fattore k, la interpolazione per righe è immediata.


C4.2.12 Profilati formati a freddo e lamiere grecate


C4.2.12.1 Materiali

Per i profilati di acciaio profilati a freddo e le lamiere grecate, l’acciaio deve essere conforme a quanto previsto al §C11.3.4.1.


C4.2.12.2 Effetto della formatura a freddo sulla resistenza dell’acciaio

Per effetto del processo di formatura a freddo si verifica un innalzamento della tensione di snervamento dell’acciaio che può essere considerato nei calcoli.

Ove il fenomeno non sia valutato sperimentalmente sulla membratura nel suo complesso, il valore della tensione di snervamento media dopo formatura fmyk può essere valutata nel modo seguente:


(C4.2.107)


in cui

k=7 per formatura continua con rulli,

k=5 per gli altri metodi di formatura,

Ag è l’area lorda della sezione trasversale della membratura,

n è il numero di pieghe a 90° con raggio interno r5t (pieghe con angolo diverso da 90° sono tenute in conto con frazioni di n),

t è lo spessore (al netto dei rivestimenti) del piatto o nastro prima della formatura.

Il valore medio della tensione di snervamento fmyk può essere tenuto in conto nei calcoli nei casi seguenti:

- verifiche di resistenza di aste tese,

- verifiche di resistenza e verifiche di stabilità di aste compresse aventi sezione di classe 1, 2 e 3 (cioè sezioni completamente reagenti),

- verifiche di resistenza e verifiche di stabilità di travi inflesse le parti compresse delle quali siano di classe 1, 2 e 3 (cioè parti compresse completamente reagenti).

Il valore medio della tensione di snervamento fmyk non deve essere tenuto in conto nei calcoli nei casi seguenti:

- determinazione dell’area efficace,

- calcolo di membrature che, dopo il processo di formatura a freddo, siano sottoposte ad un trattamento termico di distensione.


C4.2.12.2.1 Valori limite dei rapporti larghezza - spessore

Nella Tabella C4.2.XXII sono riportati i valori limiti dei rapporti larghezza - spessore per i quali è applicabile la presente Circolare.


Tabella C4.2.XXII Valori limite dei rapporti larghezza-spessore di profili formati a freddo



Tali limiti rappresentano il campo dei valori per i quali è disponibile probante esperienza costruttiva e valida sperimentazione.

Inoltre, per garantire sufficiente rigidezza degli irrigidimenti di bordo, devono essere rispettate le seguenti limitazioni:


(C4.2.108)


C4.2.12.2.2 Inflessione trasversale delle ali

Negli elementi soggetti a flessione le ali molto larghe (sia tese sia compresse) tendono ad incurvarsi in direzione dell’asse neutro (curling).

Tale fenomeno può essere considerato, in assenza ed in presenza di irrigidimenti (purché non ravvicinati tra loro), nel modo seguente.

Per una trave con asse rettilineo ed in riferimento alla Figura C4.2.25, si ha:


(C4.2.109)


dove u è la massima inflessione trasversale verso l’asse neutro dell’ala, z è la distanza nominale dell’ala dall’asse neutro, t è lo spessore della membratura, bs è la metà della distanza tra le anime (per sezioni a cassone o sezioni ad U) o la lunghezza della parte a sbalzo, σa è la tensione normale media nelle ali calcolata con riferimento all’area lorda.


Figura C4.2.25 - Incurvamento delle piattabande



Bisogna tener conto di questo fenomeno nel calcolo della resistenza flessionale quando u 0,05h, essendo h l’altezza della trave.


C4.2.12.2.3 Classificazione delle sezioni, instabilità locale e distorsione delle sezioni trasversali

Nelle membrature formate e freddo e nelle lamiere grecate, al fine della utilizzazione delle Tabelle C4.2.I, II e III delle NTC per la classificazione delle sezioni, la larghezza bp degli elementi piani deve essere determinata a partire dai punti medi di raccordo di due lati adiacenti, secondo le indicazioni di Figura C4.2.26.

In Figura C4.2.26 il punto P è il punto medio del raccordo da considerare per determinare la larghezza dell’elemento piano; X è l’intersezione degli assi degli elementi piani.

Il raggio medio di piega del raccordo rm si determina a partire dal raggio interno di piega rm = r + 0,5t, mentre la proiezione gr del segmento PX sull’asse dell’elemento piano è uguale a


gr = rm ⋅ [tan (Φ/2 - sin (Φ/2)] (C4.2.110)


Figura C4.2.26 - Determinazione del punto X per la valutazione della larghezza di elementi piani



Alcuni esempi applicativi sono riportati in figura C4.2.27.


Figura C4.2.27 - Esempi di determinazione della larghezza bp



Nel caso di parti compresse appartenenti alla classi 3 e 4 si possono verificare fenomeni di instabilità locale e distorsione della sezione trasversale che interagiscono tra loro ed insieme alla inflessione trasversale delle aste compresse e/o inflesse. Questi fenomeni possono essere studiati mediante una specifica modellazione matematica. In alternativa si possono applicare i metodi semplificati indicati nel seguito.


Figura C4.2.28 - Modelli statici per diversi tipologie di elementi piani



I vari tipi di elementi piani possono essere schematizzati con i modelli riportati in Figura C4.2.28.

Le parti piane compresse che, con la definizione di larghezza data sopra, non rispettano le limitazioni per la classe 3 sono soggette a fenomeni di ingobbamento locale i quali si possono considerare con il metodo delle larghezze efficaci, per la determinazione delle quali si devono seguire i criteri esposti al §C4.2.4.1.3.4.

Tenendo presenti le larghezze efficaci degli elementi piani compressi, si possono determinare le grandezze geometriche efficaci che tengono conto dei fenomeni di instabilità locale e che sono richiamate al §4.2.4.1 delle NTC, nell’ipotesi che non intervenga la distorsione della sezione trasversale considerata più oltre.

Per discutere i fenomeni di distorsione della sezione trasversale si distinguono:

- elementi piani, con o senza irrigidimenti intermedi, delimitati da un’anima e da un irrigidimento di bordo (Figura C4.2.29);

- elementi piani compresi tra due anime con uno o più irrigidimenti intermedi (Figura C4.2.30).


Figura C4.2.29 - Elementi piani delimitati da un’anima e da un irrigidimento di bordo



Figura C4.2.30 - Elementi piani delimitati da due anime con irrigidimenti intermedi



L’irrigidimento, insieme alla larghezza collaborante che gli compete (Figura C4.2.31) viene studiato come trave compressa su letto elastico alla Winkler. Il letto elastico ha costante elastica dipendente dall’elemento piano e dalle altre parti della sezione della trave alle quali l’elemento è collegato.


Figura C4.2.31 - Schematizzazione degli irrigidimenti



In Figura C4.2.32 sono riportati alcuni schemi statici di riferimento per il calcolo della costante k del letto elastico.

Figura C4.2.32 - Schemi di calcolo per la determinazione della costante elastica



Detti As l’area efficace dell’irrigidimento con la larghezza collaborante gli compete e Is il momento di inerzia dell’irrigidimento con la larghezza collaborante gli compete, calcolato rispetto al suo asse baricentrico parallelo all’elemento piano collaborante, la tensione critica euleriana dell’irrigidimento compresso su letto elastico σcr,s, salvo più precise determinazioni teoriconumeriche, può essere assunta pari a


(C4.2.111)


La resistenza all’instabilità distorsionale dell’irrigidimento compresso σd,Rd dipende dalla snellezza adimensionale λd


(C4.2.112)


tramite il fattore di riduzione χd, per cui risulta


(C4.2.113)


essendo



(C4.2.114)



Per semplicità ed in prima approssimazione si può assumere l’area ridotta dello irrigidimento, che tiene conto dell’instabilità distorsionale, pari a As,rid = χdAs.

Nel caso χd<1, per migliorare l’approssimazione si può far ricorso ad un processo iterativo che comporta le seguenti fasi:

- nuova definizione della larghezza efficace del pannello piano, riferita alla tensione massima di compressione,


(C4.2.115)


- nuova determinazione delle caratteristiche geometriche dell’irrigidimento, As e Is;

- determinazione della nuova tensione critica euleriana σ'cr,s, della nuova snellezza λ'd e della nuova resistenza all’instabilità distorsionale dell’irrigidimento compresso


σ'd,Rd = χd(λ'd)fyk (C4.2.116)


e così via iterando, fino a convergenza.


Una volta raggiunta la convergenza, l’area ridotta dell’irrigidimento, che tiene conto dell’instabilità distorsionale, è data da:


(C4.2.117)


Per la determinazione delle caratteristiche geometriche della sezione trasversale della membratura l’area ridotta dell’irrigidimento As,rid può essere utilmente rappresentata mediante lo spessore ridotto dello stesso


(C4.2.118)


C4.2.12.2.4 Verifiche di resistenza


C4.2.12.2.4.1 Verifiche di resistenza a trazione

La resistenza di calcolo a trazione centrata della sezione lorda è:


(C4.2.119)


dove A è l’area lorda della sezione trasversale e fmyk è il valore della tensione di snervamento media dopo formatura.


La resistenza di calcolo a trazione centrata della sezione lorda Nt,Rd è limitata dalla resistenza di calcolo della sezione netta, indebolita dai fori per i collegamenti di estremità Fn,Rd:


(C4.2.120)


essendo Anet l’area netta della sezione trasversale indebolita dai fori per i collegamenti di estremità e ftk la resistenza a rottura dell’acciaio.


C4.2.12.2.4.2 Verifiche di resistenza a compressione

La resistenza di calcolo a compressione centrata della sezione lorda è data da


(C4.2.122)


se l’area efficace Aeff della sezione traversale è minore dell’ area lorda A, e da


(C4.2.123)


se l’area efficace Aeff della sezione traversale è uguale all’area lorda A.


C4.2.12.2.4.3 Verifiche di resistenza a flessione

La resistenza di calcolo a flessione rispetto ad un asse principale di inerzia è:


(C4.2.124)


se il modulo di resistenza della sezione efficace, Weff, è minore di quello dell’area lorda W, e da


(C4.2.125)


se Weff = W, salvo più favorevoli indicazioni fornite da normative di comprovata validità:


C4.2.12.2.4.4 Verifiche di resistenza a presso-tenso flessione

Nel caso di pressoflessione, la condizione di resistenza è


(C4.2.126)


in cui ΔMy,Ed e ΔMz,Ed sono gli eventuali momenti flettenti addizionali dovuti allo spostamento del baricentro della sezione efficace rispetto al baricentro della sezione lorda.


Nella (C4.2.126) si considera il segno + quando la condizione più sfavorevole per la resistenza a flessione è dettata dalle fibre compresse; si considera il segno - quando la condizione più sfavorevole per la resistenza a flessione è dettata dalle fibre tese (di questa differenza si deve tener conto anche nella determinazione di Mcy,Rd e di Mcz,Rd).


Nel caso di tensoflessione, la condizione di resistenza è


(C4.2.127)


Si applica il segno + quando la condizione più sfavorevole per la resistenza a flessione è dettata dalle fibre tese; si applica il segno - quando la condizione più sfavorevole per la resistenza a flessione è dettata dalle fibre compresse (di questa differenza si deve tener conto anche nella determinazione di Mcy,Rd e di Mcz,Rd).


C4.2.12.2.4.5 Verifiche di resistenza a taglio

La resistenza di calcolo a taglio di un’anima senza irrigidimenti (Figura C4.2.33) è


(C4.2.128)


dove t è lo spessore dell’anima, hw è l’altezza dell’anima, φ è l’angolo di inclinazione dell’anima e fbv è la resistenza alle tensioni tangenziali dell’anima, che tiene conto dell’instabilità locale.

La resistenza alle tensioni tangenziali è data da


fbv = fyk ⋅χ(λw) (C4.2.129)


essendo χ un coefficiente riduttivo, dipendente dalla snellezza adimensionale λw dell’anima,


(C4.2.130)


dove sw è la lunghezza dell’anima (Figura C4.2.33).


Figura C4.2.33 - Anime di profili sottili



In presenza di irrigidimenti agli appoggi, atti ad incassare la reazione vincolare e a prevenire distorsioni dell’anima, si può assumere


(C4.2.131)



in assenza di tali irrigidimenti si ha, invece,


(C4.2.132)




Per problemi particolari, quali:

- la resistenza a taglio di anime con irrigidimenti intermedi,

- la resistenza a carichi concentrati (intermedi o di estremità),

- la interazione tra taglio e flessione quando l’azione tagliante di calcolo VEd>0,5 Vb,Rd,

- la interazione tra carichi concentrati e flessione, si rimanda a normative di comprovata validità.


C4.2.12.2.5 Verifiche di stabilità


C4.2.12.2.5.1 Verifiche di stabilità di aste compresse

La resistenza delle aste compresse si valuta con i criteri di cui al §4.2.4.1.3 delle NTC adottando le curve di stabilità specificate nella Tabella C4.2.XXIII.

Si richiama l’attenzione sul fatto che per aste con sezione aperta a simmetria polare (profilati a Z e simili) i carichi critici torsionali possono esse inferiori a quelli flessionali; similmente, per aste con sezione aperta con un solo asse di simmetria i carichi critici flessotorsionali possono essere inferiori a quelli puramente flessionali.


C4.2.12.2.5.2 Verifiche di stabilità di aste inflesse

La verifica di stabilità di una trave inflessa soggetta a fenomeni di instabilità flessotorsionali si effettua con i criteri di cui al §4.2.4.1.3 delle NTC adottando la curva di stabilità b.

Tuttavia, quando l’area efficace ha assi principali di inerzia sensibilmente discosti da quelli dell’area lorda, quei criteri non sono applicabili e devono essere effettuate specifiche indagini numeriche.


C4.2.12.2.5.3 Verifiche di stabilità di aste presso-inflesse

Si tratta di problemi specifici per i quali si rinvia alla normativa di comprovata validità.


Tabella C4.2.XXIII Curve di stabilità per profili sottili compressi



C4.2.12.2.6 Unioni

Nelle unioni dei profilati formati a freddo e delle lamiere grecate si possono impiegare, oltre ai mezzi d’unione classici, bulloni e saldature a cordoni d’angolo, trattati nelle NTC, altri mezzi di collegamento quali viti auto filettanti o automaschianti, chiodi sparati, chiodi ciechi, saldature per punti (a resistenza o per fusione) e bottoni di saldatura.

Poiché nelle unioni che interessano i profilati formati a freddo e le lamiere grecate possono intervenire elementi strutturali aventi spessori inferiori a 4 mm (minimo ammesso nelle NTC per gli elementi delle strutture di acciaio) sono necessari alcuni adattamenti ai piccoli spessori delle indicazioni delle Norme Tecniche anche per l’impiego dei bulloni e delle saldature.

Data la varietà delle soluzioni tecnologiche disponibili per i mezzi di unione quali viti autofilettanti o automaschianti, chiodi sparati, chiodi ciechi, bottoni di saldatura, alcune grandezze della resistenza delle unioni sono basate su attendibili risultati sperimentali, disponibili in letteratura, altre sono invece da determinarsi sperimentalmente (con procedure EOTA) per le applicazioni specifiche.


Simboli adottati nel seguito

t spessore minimo delle membrature interessate nel collegamento

t1 spessore massimo delle membrature interessate nel collegamento

t* spessore del materiale base nel quale sono ancorate le viti autofilettanti oppure i bottoni di saldatura

d0 diametro del foro per il mezzo di collegamento (Figura C4.2.34)

d diametro del mezzo di collegamento (chiodo, vite, ecc.)

dw diametro della testa della vite di collegamento o diametro della rondella sotto testa o diametro visibile del punto di saldatura (Figura C4.2.35)

ds diametro efficace del punto o bottone di saldatura,


ds = 0,7dw -1,5Σt 0,55dw (C4.2.133)


dp diametro della saldatura del bottone,

s passo della filettatura delle viti autofilettanti o automaschianti.


Figura C4.2.34 - Parametri significativi per i collegamenti



Figura C4.2.35 - Saldature a bottone



In figura C4.2.34 sono indicati gli interassi e le varie distanze che interessano il dimensionamento dei collegamenti; in figura C4.2.35 sono indicati i diametri dei punti e bottoni di saldatura.


C4.2.12.2.6.1 Chiodi ciechi


C4.2.12.2.6.1.1 Chiodi ciechi soggetti a taglio


La resistenza a rifollamento è data da


(C4.2.134)


dove


(C4.2.135)



Nei casi intermedi (t t1 < 2,5 t) α può essere determinato per interpolazione lineare.

La resistenza allo strappo della lamiera collegata è data da


(C4.2.136)


essendo e1 indicato in Figura C4.2.34.

La resistenza a trazione della sezione netta è data da


(C4.2.137)


Le formule (C4.2.134), (C4.2.136) e (C4.2.137) per chiodi ciechi sono valide per diametri d compresi nell’intervallo


1/10" (φ2,6 mm) d 1/4" (φ6,4 mm) (C4.2.138)


e per geometrie del collegamento che rispettino le condizioni


e1 1,5d; p1 3d; e2 1,5d; p2 3d (C4.2.139)


Informazioni sulla resistenza a taglio, a trazione, ecc. dei chiodi ciechi devono essere dedotte sperimentalmente, con adeguata base statistica (EOTA), sulle specifiche produzioni.


C4.2.12.2.6.2 Viti autofilettanti e automaschianti


C4.2.12.2.6.2.1 Viti autofilettanti o automaschianti soggette a taglio


La resistenza a rifollamento è data da


(C4.2.140)


dove


per t1 = t oppure per t1 2,5 t e t < 1mm


per t1 2,5 t e t 1mm (C4.2.141)


Nei casi intermedi (t t1<2,5 t) α può essere determinato per interpolazione lineare.

La resistenza allo strappo della lamiera collegata è data da


(C4.2.142)


essendo e1 indicato in Figura C4.2.34.

La resistenza a trazione della sezione netta è data da


(C4.2.143)


C4.2.12.2.6.2.2 Viti autofilettanti o automaschianti soggette a trazione


La resistenza all’imbutitura delle lamiere collegate è data da


(C4.2.144)


Questo valore è da ridurre al 50% quando queste viti sono adottate per collegamenti impegnati dagli effetti del vento.

La resistenza allo spanamento (strappo della filettatura) è data, infine, da


per t1 < s (C4.2.145)


per t1 s


Le formule (C4.2.140), (C4.2.142), (C4.2.143), (C4.2.144) e (C4.2.145) per viti autofilettanti e automaschianti sono valide per diametri d compresi nell’intervallo


3 mm d 8 mm (C4.2.146)


e per geometrie del collegamento che rispettino le condizioni


e1 3,0d; p1 3d; e2 1,5d; p2 3d (C4.2.147)


I collegamenti con viti tese devono soddisfare, inoltre,


0,5 mm t 1,5 mm e t1 0,9 mm (C4.2.148)


Informazioni sulla resistenza a taglio, a trazione, ecc. delle viti autofilettanti o auto-maschianti devono essere dedotte sperimentalmente, con adeguata base statistica (EOTA), sulle specifiche produzioni.


C4.2.12.2.6.3 Chiodi sparati


C4.2.12.2.6.3.1 Chiodi sparati soggetti a taglio

La resistenza a rifollamento è data da


(C4.2.149)


La resistenza a trazione della sezione netta è data da


(C4.2.150)


La resistenza all’imbutitura delle lamiere collegate è data da


(C4.2.151)


Questo valore è da ridurre al 50% quando queste viti sono adottate per collegamenti impegnati dagli effetti del vento.

Le formule (C4.2.148), (C4.2.150) e (C4.2.151) per chiodi sparati sono valide per diametri d compresi nell’intervallo


3,7 mm d 6 mm (C4.2.152)


e per geometrie del collegamento che rispettino le condizioni


e1 ≥ 4,5 d; p1 ≥ 4,5 d; e2 ≥ 4,5 d; p2 ≥ 4,5 d

(C4.2.153)

per d = 3,7 mm t* ≥ 4 mm; per d = 4,5 mm; t* ≥ 6 mm; per d = 5,2 mm t* ≥ 8 mm


I collegamenti con chiodi tesi devono soddisfare, inoltre,


0,5 mm t 1,5 mm e t* 6 mm (C4.2.154)


Informazioni sulla resistenza a taglio, a trazione, allo sfilamento ecc. dei chiodi sparati devono essere dedotte sperimentalmente, con adeguata base statistica (EOTA), sulle specifiche produzioni.


C4.2.12.2.6.4 Bulloni (per impiego con spessori minori di 4 mm)

Per le classi dei bulloni si veda il §11.3.4.5 delle NTC.


C4.2.12.2.6.4.1 Bulloni soggetti a taglio

La resistenza a rifollamento è data da


(C4.2.155)


dove


(C4.2.156)


per t ≤ 1,25 mm; kt = 1,0 per t > 1,25 mm (C4.2.157)


La resistenza a trazione della sezione netta è data da


(C4.2.158)


in cui, detto r il rapporto tra il numero di bulloni nella sezione netta e il numero totale di bulloni impiegati ed u il minimo tra 2e2 e p2, è


(C4.2.159)


Per il calcolo della resistenza a taglio dei bulloni si applicano le formule (4.2.57) e (4.2.68) di cui al §4.2.8 delle NTC: con piccoli spessori di serraggio i piani di rescissione interessano sempre la parte filettata della vite.


C4.2.12.2.6.4.2 Bulloni soggetti a trazione

Per il calcolo della resistenza a trazione dei bulloni si applica la formula (4.2.61) di cui al §4.2.8 delle Norme Tecniche.

Le formule per i bulloni sono valide per bulloni di dimensione minima M6, per spessori t degli elementi da collegare compresi nell’intervallo 0,75 mm t 3 mm, e per geometrie del collegamento che rispettino le condizioni


e1 d0; p1 3,0d0; e2 1,5d0; p2 3,0d0 (C4.2.160)


C4.2.12.2.6.5 Cordoni d‘angolo (per impiego con spessori minori di 4 mm)

Vale quanto riportato al §4.2.8 delle NTC.


C4.2.12.2.6.6 Saldature per punti (a resistenza o per fusione)


C4.2.12.2.6.6.1 Saldature per punti soggette a taglio

La resistenza a rifollamento è data da


per t t1 ≤ 2,5 t

(C4.2.161)

per t1 > 2,5 t


con t espresso in mm.

La resistenza allo strappamento della lamiera collegata è data da


(C4.2.162)


La resistenza a trazione della sezione netta è data da


(C4.2.163)


La resistenza a taglio dei punti è data da


(C4.2.164)


Le formule (C4.2.161), (C4.2.162), (C4.2.163), e (C4.2.164) per saldature per punti sono valide per geometrie del collegamento che rispettino le condizioni


2ds e1 6ds; 3ds p1 8ds; 1,5ds e2 4ds; 3ds p2 6ds (C4.2.165)


dove ds = 0,5t + 5 mm per punti di fusione e ds = 5t0,5, t in mm, per punti a resistenza.


C4.2.12.2.6.7 Bottoni di saldatura

I bottoni di saldatura sono previsti per solo impiego a taglio


C4.2.12.2.6.7.1 Bottoni di saldatura soggetti a taglio

I bottoni possono essere circolari oppure oblunghi (Figura C4.2.36).

L’applicazione del procedimento è limitata a lamiere aventi spessore totale Σ t 4 mm.


Figura C4.2.36 - Saldature oblunghe a bottone



Secondo la direzione della forza trasmessa, la distanza minima tra il centro del bottone ed il bordo libero deve soddisfare la relazione


(C4.2.166)


dove Fw,Sd è la resistenza a taglio del bottone, che per i bottoni circolari è data da


(C4.2.167)


con le seguenti limitazioni



(C4.2.168)




e che per i bottoni oblunghi è data da


(C4.2.169)


con la limitazione


(C4.2.170)


essendo Lw indicato in Figura C4.2.36.


61732 1034276
C4.3 COSTRUZIONI COMPOSTE DI ACCIAIO-CALCESTRUZZO

Anche per le costruzioni composte acciaio-calcestruzzo, la gamma degli acciai da carpenteria normalmente impiegabili è stata estesa dall’acciaio S235 fino all’acciaio S460.

Il calcestruzzo ordinario deve avere classe non inferiore a C20/25 né superiore a C60/75, mentre il calcestruzzo con aggregati leggeri, la cui densità non può essere inferiore a 1800 kg/m³, deve avere classe non inferiore a LC20/22 e non superiore a LC55/60. Calcestruzzi di classe di resistenza superiori a C45/55 e LC 40/44, rispettivamente, richiedono comunque uno studio adeguato e specifiche procedure per il controllo di qualità.

La classificazione delle sezioni è analoga a quella delle strutture metalliche, salvo tener conto del favorevole effetto irrigidente della soletta, e simili sono i metodi di verifica.

Oltre agli usuali stati limite, devono essere considerati anche lo SLU di resistenza e lo SLE della connessione acciaio-calcestruzzo.

Analogamente a quanto previsto per le strutture metalliche, anche per le strutture composte è possibile impiegare per l’analisi globale delle strutture, in alternativa al metodo elastico e sotto date condizioni, il metodo plastico, il metodo elastico con ridistribuzione o il metodo elasticoplastico.

Problematiche specifiche, quali la larghezza collaborante della soletta, le connessioni acciaio-calcestruzzo, le colonne composte e le lamiere grecate sono trattate con diverso grado di approfondimento, privilegiando gli aspetti più generali e rimandando per problematiche più specialistiche a normative di comprovata validità, in particolare agli Eurocodici.


C4.3.1 Valutazione della sicurezza

La valutazione della sicurezza è illustrata al § 4.3.1 delle NTC


C4.3.2 Analisi strutturale


C4.3.2.1 Classificazione delle sezioni

La classificazione di una sezione composta acciaio-calcestruzzo può farsi con riferimento alla sola sezione metallica, adottando quindi come classe quella meno favorevole delle parti metalliche.

In ogni caso, una piattabanda metallica, efficacemente collegata ad una soletta in calcestruzzo mediante connettori soddisfacenti alle condizioni date in C4.3.4.1 delle NTC, può essere classificata in classe 1.

Una piattabanda metallica di una sezione parzialmente rivestita di calcestruzzo può essere classificata in accordo con la Tabella C4.3.I. In una sezione parzialmente rivestita di calcestruzzo, il calcestruzzo che circonda l’anima dovrebbe essere efficacemente collegato alla sezione metallica e dovrebbe impedire l’instabilità dell’anima o della piattabanda compressa verso l’anima.

In sezioni di classe 1 e 2 le barre metalliche comprese entro la larghezza di soletta collaborante dovrebbero essere esclusivamente in acciaio B450C. Inoltre, se il momento resistente della sezione è determinato mediante il calcolo plastico, l’area d’armatura tesa As deve soddisfare la relazione


(C4.3.1)


dove Ac è l’area collaborante della soletta, fyk è la tensione di snervamento caratteristica dell’acciaio strutturale, fsk è la tensione di snervamento caratteristica dell’acciaio d’armatura, fctm è la resistenza media a trazione del calcestruzzo, kc è un coefficiente dato nel seguito che tiene conto della distribuzione delle tensioni nella sezione immediatamente prima della fessurazione, e δ è un coefficiente dipendente dalla classe della sezione, uguale a 1,0 per sezioni di classe 2 e a 1,1 per sezioni di classe 1 sede di cerniera plastica.


Tabella C4.3.I Classificazione di piattabande compresse in profilati o in sezioni saldate parzialmente rivestiti



Il coefficiente kc è uguale a


(C4.3.2)


dove hc è l’altezza della soletta, escludendo ispessimenti locali o nervature, e z0 la distanza tra il baricentro della soletta non fessurata e il baricentro della sezione composta, considerata tutta reagente, calcolato in riferimento al coefficiente di omogeneizzazione a breve termine.


C4.3.2.3 Larghezze efficaci

Nella figura 4.3.1. il termine bc è da intendersi il termine bo della formula 4.3.2, cioè la distanza tra gli assi dei connettori. Inoltre, si evidenzia un refuso nell’espressione di bei che non è bei = min (Le/8, bi), bensì bei = min (Le/8, bi - b0/2).


C4.3.3 Resistenze di calcolo


C4.3.4 Travi con soletta collaborante


C4.3.4.2 Resistenza delle sezioni

Il momento resistente, Mpl,Rd di una sezione composta di classe 1 o 2 si valuta nell’ipotesi di conservazione delle sezioni piane, assumendo un diagramma equilibrato delle tensioni nella sezione, come indicato in Figura C4.3.1, e considerando nullo il contributo del calcestruzzo teso.

L’armatura longitudinale in soletta si ipotizza plasticizzata, sia in trazione sia in compressione, così come l’acciaio strutturale. A momento positivo, la parte compressa della sezione efficace della soletta in calcestruzzo si considera uniformemente compressa con tensione di compressione pari 0,85fcd, e la risultante di compressione è detta Ncf.


Figura C4.3.1 - Distribuzione delle tensioni plastiche allo SLU per il calcolo del momento resistente positivo



Si dice grado di connessione η il rapporto η=Nc/Ncf tra il massimo sforzo trasmissibile dalla connessione Nc e la risultante delle compressioni in soletta Ncf.

Nel caso di connessione a pieno ripristino (η=1) si ha Nc=Ncf.

La resistenza del calcestruzzo a trazione è trascurata ed in genere la connessione a taglio è sufficiente a trasferire la risultante di trazione delle barre d’armatura in soletta, calcolata ipotizzando le barre d’armatura completamente snervate e soggette ad una tensione pari ad fsd, Figura (C4.3.2.).


Figura C4.3.2 - Distribuzione delle tensioni plastiche allo SLU per il calcolo del momento resistente negativo



Quando la connessione a taglio è a parziale ripristino di resistenza (η<1) e realizzata con connettori “duttili”, il momento resistente, MRd, è calcolato utilizzando il metodo rigido-plastico ed il valore ridotto della risultante delle compressioni in soletta, Nc. In particolare, può assumersi una relazione lineare tra il grado di connessione η ed il momento resistente ottenibile, vedi Figura C4.3.3, rappresentata dalla formula


MRd = Mpl,a,Rd + (Mpl,Rd -Mpl,a,Rd) ⋅η (C4.3.3)


dove Mpl,a,Rd è il momento plastico della sola sezione in acciaio.


Figura C4.3.3 - Relazione tra il momento resistente della trave e il grado di connessione per connettori a taglio duttili



C4.3.4.3 Sistemi di connessione acciaio-calcestruzzo

Nelle NTC, in linea con l’Eurocodice 4 e con le CNR 10016/2000, per le travi con soletta collaborante, sono considerate sia connessioni “complete” a taglio, sia connessioni ”parziali” a taglio.

Nel seguito viene discusso il concetto di connessione a taglio (“completa” o “parziale”) e vengono illustrate le limitazioni applicative.

Si ha connessione a taglio “completa” quando i connettori nel loro insieme sono così robusti che la capacità portante limite della struttura è determinata dalla massima resistenza flessionale. Ad esempio, nel caso di connessione a taglio “completa” lungo la sezione III la capacità portante limite della trave di acciaio con soletta collaborante rappresentata in Figura C4.3.5, semplicemente appoggiata agli estremi e soggetta ad un carico uniformemente distribuito, si raggiunge quando nella sezione II si stabilisce la distribuzione di tensioni normali che corrisponde al momento plastico.


Figura C4.3.5 - Trave d’acciaio con soletta collaborante



Nel caso di connessione “completa” a taglio, Pertanto, un eventuale incremento del numero dei connettori a taglio nella sezione III non si tradurrebbe un aumento della capacitò portante, essendo determinante la resistenza flessionale.


Figura C4.3.6 - Legame tra resistenza della trave e resistenza della connessione



Per contro, quando si dispongono connettori in minor numero si avrà una capacità portante ridotta, che dipende dalla numerosità dei connettori disposti nella sezione III, perché si riduce la risultante delle tensioni normali (di trazione e compressione) e quindi il momento limite nella sezione II: in questo caso si parla di connessione “parziale” a taglio.

In Figura C4.3.6 è schematizzato quanto sopra esposto: in ascisse è riportata la resistenza della connessione a taglio nella sezione III, in ordinate la capacità portante ultima della trave composta.

Al limite, quando mancassero del tutto i connettori, la resistenza della soletta può essere trascurata rispetto a quella della trave in acciaio.

L’applicazione della connessione “parziale” a taglio ha interesse per le travi composte acciaio - calcestruzzo nelle quali non è necessario sfruttare a fondo la collaborazione tra i due materiali per ottenere la resistenza richiesta.

Questo concetto si applica, ad esempio, alle travi composte quando la solette vengono gettate su casseri non puntellati, ma sostenuti direttamente dalle travi. Le travi devono essere dimensionate per sostenere il peso del getto cosicché, dopo l’indurimento del calcestruzzo, la connessione “completa” può portare a travi più robuste del richiesto.

Questo concetto si applica, ad esempio, alle travi composte quando le limitazioni di deformabilità negli stati limiti di esercizio governano la progettazione.

Situazione analoga si ha quando per ragioni tecniche o economiche il progettista è portato a preferire travi metalliche con sezione maggiore e minore numero di connettori, piuttosto che travi con sezione ridotta e maggior numero di connettori, come accade quando la soletta à gettata su una lamiera grecata perché la posizione e larghezza delle onde limita posizione e numero dei connettori.


C4.3.4.3.1 Connessioni a taglio con pioli


C4.3.4.3.1.1 Disposizioni e limitazioni

Le regole di progetto contenute nel §4.3.4 delle NTC per la verifica delle travi in soluzione composta acciaio-calcestruzzo riguardano elementi strutturali realizzati con connettori a taglio dotati di comportamento duttile. In particolare, tale condizione è imprescindibile allorquando si applichi il calcolo plastico per le definizione del momento resistente della trave.

Tale requisito di duttilità da parte della connessione a taglio tra trave e soletta si ritiene soddisfatto se i pioli hanno una capacità deformativa a taglio superiore a 6 mm; ma tale valore deve essere convalidato da apposite prove o comunque certificato dal produttore dei pioli. In alternativa, il comportamento dei pioli può essere assunto come “duttile” sull’intera luce di una trave d’impalcato se:

- i pioli hanno una altezza minima dopo la saldatura pari a 76 mm ed un diametro pari a 19 mm;

- la sezione in acciaio ad I o H è laminata a caldo;

- quando, nel caso si utilizzino lamiere grecate per il solaio, queste siano continue sulla trave;

- in ogni greca sia disposto un unico piolo;

- la lamiera grecata soddisfi le limitazioni b0/hp2 e hp60mm (vedi figg. 4.3.4.a e 4.3.4.b delle NTC);

- la forza agente in soletta sia calcolata utilizzando il metodo per il calcolo del momento plastico.

Sotto tali condizioni il grado di connessione η, definito al §C4.3.4.2, deve soddisfare le seguenti limitazioni


(C4.3.4)


dove con Le si è indicata la distanza, in metri, tra i punti di momento nullo nella parte di trave soggetta a momento positivo.

Alternativamente possono essere considerati come “duttili” i pioli aventi altezza non inferiore a 4 volte il loro diametro, un diametro compreso tra 16 mm e 25 mm, saldati su un profilo a piattabande uguali, ed un grado di connessione che rispetta le seguenti limitazioni


(C4.3.5)


Per una casistica più generale, si rimanda a normativa di comprovata validità.

La spaziatura massima tra i connettori deve essere pari a per le travi collaboranti con solette piene o solette gettate su lamiere con greche parallele all’asse della trave;

nel caso in cui le greche della lamiera siano ortogonali all’asse della trave, dove con tf si è indicato lo spessore della piattabanda del profilo e con fyk la tensione di snervamento della piattabanda del profilo. In ogni caso la spaziatura massima deve essere inferiore a 800mm. La spaziatura minima dei connettori a pioli deve essere non minore di 5 volte il diametro del gambo del connettore. In direzione ortogonale alla forza di scorrimento l’interasse dei pioli non deve essere inferiore a 2,5 volte il diametro del gambo per le solette in calcestruzzo piene ed a 4 volte il diametro del gambo per tutti gli altri tipi di soletta.

I connettori possono essere disposti uniformemente tra i punti di momento massimo e minimo della trave solo nel caso di sezioni di classe 1 e classe 2 e se il fattore di connessione η rispetta le limitazioni sopra indicate. Se l’azione composta della connessione è tale da definire una sezione con un momento plastico resistente maggiore di 2,5 volte quello della sola sezione in acciaio è necessario eseguire verifiche supplementari nelle sezioni intermedie tra quelle di massimo e minimo momento perché in tale caso il sistema di connessione potrebbe avere un comportamento non duttile.


C4.3.4.3.1.2 Resistenza dei connettori a sollecitazioni combinate

Quando i connettori a taglio disposti sul profilo in acciaio sono simultaneamente considerati efficaci per due elementi ortogonali, come ad esempio nel caso di una trave composta longitudinale e di una soletta composta, si deve considerare la combinazione delle forze di connessione provenienti dai due elementi strutturali e la verifica di resistenza del connettore può essere eseguita con la formula


(C4.3.6)


dove Fl è l’azione longitudinale di progetto derivante dall’elemento principale, mentre Ft è la forza di progetto trasversale derivante dall’elemento secondario e Pl,Rd e Pt,Rd sono le resistenze a taglio del singolo connettore in direzione longitudinale e trasversale. La resistenza del connettore nelle due direzioni può assumere valori differenti a causa del diverso grado di ricoprimento offerto dal calcestruzzo al connettore a piolo nelle due direzioni (longitudinale e trasversale).


C4.3.4.3.3 Valutazione delle sollecitazioni di taglio agenti sul sistema di connessione

Il calcolo della forza di scorrimento a taglio necessaria per il progetto dei connettori può essere condotta utilizzando sia la teoria elastica sia la teoria plastica. Per le connessioni a completo ripristino di resistenza, in sezioni progettate utilizzando il calcolo plastico, la forza totale di scorrimento con cui progettare la connessione tra la sezione di massimo momento positivo e un appoggio di estremità è data da


(C4.3.7)


dove Aa, Ac ed Ase sono le aree,rispettivamente, del profilo in acciaio, della soletta di calcestruzzo e dell’armatura compressa. La forza di scorrimento tra una sezione soggetta al minimo momento flettente e la sezione soggetta al massimo momento flettente (appoggio intermedio e campata) è pari a


(C4.3.8)


dove Aap è l’area della lamiera grecata, da considerarsi solo se è dimostrata la sua efficacia, fyp la sua tensione di snervamento e As e fsk sono, rispettivamente, l’area e la tensione di snervamento delle barre d’armatura in soletta.

Nel caso di connessione a parziale ripristino di resistenza con connettori duttili, si può assumere che allo stato limite ultimo si sviluppino scorrimenti sufficienti per ottenere nelle sezioni critiche i momenti resistenti calcolati sulla base della teoria plastica. In tal caso, la forza di scorrimento agente tra la sezione di estremità della trave e la sezione a momento flettente massimo si assume pari a


(C4.3.9)


mentre la forza di scorrimento tra la sezione a massimo momento flettente positivo e la sezione e minimo momento flettente negativo è pari a


(C4.3.10)


Se si utilizza per le sezioni trasversali la teoria elastica, anche la forza di scorrimento per unità di lunghezza deve essere calcolata utilizzando la teoria elastica, considerando l’aliquota di taglio che agisce dopo che la connessione si è attivata. Le proprietà statiche della sezione trasversale devono essere uguali a quelle utilizzate nel calcolo delle tensioni normali.

Per le travate da ponte, nello stato limite di esercizio, il taglio longitudinale per ciascun connettore non deve eccedere il 60 % della resistenza di progetto.


C4.3.4.3.5 Armatura trasversale (delle travi composte)

La disposizione dell’armatura trasversale in soletta secondo le tipologie mostrate nelle figure 4.3.5a, 4.3.5b e 4.3.5c delle NTC è necessaria per l’eliminazione di possibili rotture fragili nel calcestruzzo a causa degli elevati sforzi di taglio che si concentrano in prossimità della connessione piolata. Le superfici interessate dai maggiori sforzi di taglio sono differenti a seconda della tipologia di soletta considerata nel progetto della trave composta e comunque l’armatura trasversale deve essere disposta in modo tale da rinforzare e cucire tali superficie di scorrimento potenziali.

La sollecitazione di taglio agente lungo tali superfici critiche, νEd, è determinata, sulla base delle ipotesi di calcolo seguite per la definizione del momento resistente plastico della sezione, dalla forza di compressione massima sviluppata in soletta. Per cui la sollecitazione di taglio per unità di lunghezza si ricava, vedi figura C4.3.7, dalla formula


(C4.3.11)


dove hf è lo spessore della piattabanda in calcestruzzo e Δx la distanza tra la sezione di momento massimo o minimo e la sezione di momento nullo.


Figura C4.3.7. Distribuzione della sollecitazione di taglio longitudinale nella piattabanda in calcestruzzo.



L’area dell’armatura minima necessaria all’assorbimento della sollecitazione νEd è data da


(C4.3.12)


dove Asf è l’area della singola barra d’armatura disposta ad un interasse sf. Per evitare la rottura del calcestruzzo compresso è necessario imporre che


(C4.3.13)


Se le tensioni νEd sono inferiori a 0,4fctd, dove fctd è la resistenza a trazione di progetto del calcestruzzo, non è necessario disporre apposita armatura trasversale.


C4.3.4.4 Instabilità flesso-torsionale delle travi composte.

Nel caso in cui la soletta in calcestruzzo collaborante sia garantita nei riguardi dell’instabilità laterale, è possibile assumere che la piattabanda superiore del profilo d’acciaio connesso a taglio alla soletta sia stabile lateralmente. In tutti gli altri casi è necessario verificare la sicurezza delle ali dei profili nei riguardi della stabilità.

In generale è sempre possibile verifica l’instabilità flesso-torsionale dei profili in acciaio trascurando il ritegno torsionale costituito dalla soletta in calcestruzzo ed utilizzando le formule ed i metodi proposti nel § C.4.2 del presente documento e nelle NTC.

In alternativa è possibile considerare il contributo alla stabilità laterale fornito dalla soletta. Il momento resistente di progetto nei confronti dell’instabilità flesso-torsionale è pari a:


Mb,Rd = χLTMRd (C4.3.14)


dove χLT è il fattore riduttivo della resistenza flessionale MRd espresso, tramite la formula 4.2.51 delle NTC, in funzione della snellezza relativa λLT


(C4.3.15)


dove MRk è il momento resistente della sezione composta, calcolato utilizzando i valori caratteristici delle resistenze, e Mcr è il momento critico corrispondente all’instabilità flesso-torsionale, calcolato per la trave di maggior luce e con il maggiore momento sollecitante negativo.

Se sono verificate le seguenti ipotesi:

a. la flangia superiore del profilo è connessa alla soletta;

b. la soletta è composta e fissata su due profili contigui a formare una sezione ad “U invertita” (v. Figura C4.3.4);

c. in ogni punto di appoggio l’elemento in acciaio ha la flangia inferiore bloccata lateralmente e l’anima irrigidita,


Figura C4.3.4. Telaio ad U invertita: A-B-C-D



il contributo stabilizzante da considerare nel calcolo di Mcr si può valutare definendo la rigidezza rotazionale kS per unità di lunghezza della soletta d’impalcato come:


(C4.3.16)


dove k1, rigidezza flessionale in fase fessurata della soletta in calcestruzzo o composta ed in direzione trasversale ai profili d’acciaio, è definita come k1 = α(EJ)2/a, in cui α = 2 per le travi esterne ed α = 3 per le travi interne (per un telaio con più di 4 travi α=4 per le travi più interne) e a è la distanza tra due profili consecutivi; (EJ)2 è il modulo di rigidezza fessurato per unità di larghezza della soletta; k2 è la rigidezza flessionale dell’anima del profilo d’acciaio, che vale


(C4.3.17)


dove ν è il coefficiente di Poisson, hS è l’altezza del profilo in acciaio e tw è lo spessore dell’anima.

Nel caso in cui la trave composta sia continua su più appoggi o faccia parte di un telaio a più campate e sia di classe 1, 2 o 3 la sezione può essere progettata senza un sistema di stabilizzazione laterale se sono soddisfatte le seguenti condizioni:

(a) le luci di campate adiacenti non differiscono tra loro di più del 20% (15% nel caso di una campata esterna a sbalzo e della campata adiacente);

(b) il carico su ogni campata è uniformemente distribuito ed i carichi permanenti costituiscono più del 40% dei carichi di progetto;

(c) la piattabanda superiore è collegata alla soletta;

(d) la soletta è connessa ad un altro profilo in acciaio che la supporta e che è parallelo alla trave composta considerata;

(e) se la soletta è composta, questa connette due profili in acciaio a formare un telaio ad “U invertita”;

(f) in ogni punto di appoggio l’elemento in acciaio ha la piattabanda inferiore lateralmente bloccata e l’anima irrigidita;

(g) se la sezione in acciaio non è rivestita di calcestruzzo, rispetta i limiti imposti, sull’altezza della sezione, nella Tabella C4.3.II;

(h) se l’elemento della sezione è parzialmente rivestito di calcestruzzo, l’altezza h della sua sezione in acciaio non eccede l’altezza fornita in Tabella C4.3.II di più di 200 mm, per le classi d’acciaio S235, S275 ed S355, e di più di 150 mm, per le classi S420 ed S460.


Tabella C4.3.II. Altezza massima in mm dell’elemento in acciaio non rivestito


Elemento in acciaio

Grado nominale dell’acciaio


S235

S275

S355

S420 e S460

IPE

600

550

400

270

HE

800

700

650

500


C4.3.5 Colonne composte


C4.3.5.3 Resistenza delle sezioni


C4.3.5.3.1 Resistenza a compressione della sezione della colonna composta

Nelle colonne composte realizzate con profili a sezione cava di forma circolare è possibile tenere in conto, nel calcolo della sforzo normale plastico resistente, degli effetti prodotti dal confinamento che il tubo in acciaio esercita sul calcestruzzo. In particolare, è possibile fare riferimento a vari modelli di confinamento presenti nelle normative e nella documentazione tecnico/scientifica di comprovata validità. In mancanza di più precise analisi e per elementi strutturali del tipo rappresentato nella Figura C4.3.8 è possibile utilizzare il seguente modello di confinamento.

La resistenza plastica della colonna circolare riempita di calcestruzzo, tenendo conto del confinamento, assume la seguente forma


(C4.3.18)


dove t è lo spessore del tubo di acciaio e d è il diametro esterno della colonna. Tale formula è valida nel caso in cui 0,5 e l’eccentricità massima del carico, e = MEd/NEd, sia minore di 0,1. I coefficienti ηa ed ηc sono dati dalle seguenti espressioni



(C4.3.19)



(C4.3.20)


Figura C4.3.8 Sezione tipo di colonna composta circolare riempita di calcestruzzo in cui è possibile considerare il confinamento del calcestruzzo.



C4.3.5.4 Stabilità delle membrature


C4.3.5.4.3 Colonne pressoinflesse

Il calcolo del momento resistente della colonna composta MEd in funzione dello sforzo normale NEd agente si ricava dal dominio di interazione M-N, che definisce la resistenza della sezione trasversale.

Per definire tale dominio di interazione N-M, è possibile utilizzare metodi presenti nelle normative e nella documentazione tecnica di comprovata validità oppure utilizzare apposite procedure e tecniche numeriche basate sull’integrazione dei legami costitutivi tensione-deformazione dell’acciaio e del calcestruzzo nella sezione composta.

È possibile, nel caso si utilizzino i tipi di sezione composta presentate nella Figura 4.3.6 delle NTC e rispettose dei requisiti esposti in §4.3.5.1 delle NTC, utilizzare un metodo semplificato per la definizione del dominio di interazione N-M. (vedi Figura C4.3.9).


Figura C4.3.9 Metodo semplificato per la valutazione del dominio di interazione N-M per le colonne composte.



In tale metodo si assume il modello dello stress-block per il calcestruzzo, si trascura la resistenza a trazione del conglomerato e si adotta un metodo di calcolo plastico in cui le barre d’armatura sono assunte completamente snervate, così come il profilo in acciaio. Il dominio non è rappresentato completamente, ma approssimato secondo una poligonale passante per quattro punti: A, B, C e D.

I punti A e B corrispondono, rispettivamente, alle sollecitazioni di forza normale centrata e flessione pura.

I punti C e D sono ottenuti fissando lo sforzo normale al valore Npm,Rd e 0,5 Npm,Rd, rispettivamente, essendo Npm,Rd lo sforzo normale resistente della sola porzione di calcestruzzo della sezione composta, ovvero


(C4.3.21)


dove Ac è l’area complessiva di calcestruzzo della sezione composta.

Dal dominio resistente si ricava il momento resistente plastico associato allo sforzo normale NEd della combinazione di calcolo come


Mpl,Rd (NEd) = μd Mpl,Rd (C4.3.22)


Nel caso in cui la colonna sia soggetta a sollecitazioni di presso-flessione deviata, la verifica della colonna composta è condotta calcolando i coefficienti μdy e μdz indipendentemente per i due piani di flessione della colonne, secondo il metodo presentato nella Figura C4.3.9, e controllando che


(C4.3.23)


dove Mpl,y,Rd ed Mpl,z,Rd sono i momenti resistenti plastici rispetto ai due piani di flessione, mentre My,Ed ed Mz,Ed sono i momenti sollecitanti derivanti dall’analisi strutturale, incrementati per tenere conto dei fenomeni del II ordine, come esposto in § 4.3.5.4.3 delle NTC oppure calcolati secondo uno schema di calcolo in cui le imperfezioni dell’elemento sono state considerate utilizzando opportuni fattori di imperfezione. I coefficienti αM,y ed αM,z sono riportati nella Tabella 4.3.III delle NTC.


C4.3.5.4.4 Effetti dei fenomeni a lungo termine

Per le colonne composte, quando l’importanza dell’opera o l’entità delle azioni permanenti impongano una verifica nei riguardi dei fenomeni a lungo termine, è possibile considerare tali effetti riducendo il modulo elastico del calcestruzzo della colonna Ecm ad un valore Ec,eff, secondo la formula


(4.3.24)


dove ϕt è il coefficiente di viscosità; NG,Ed la quota dello sforzo normale di progetto dovuta al carico permanente e NEd è lo sforzo normale di progetto. La funzione di viscosità è espressa dalla formula


(4.3.25)


dove ϕ(;t0) è il coefficiente di viscosità a tempo infinito, presentato nelle figure C4.3.10 (a) e C4.3.10(b), mentre kc è il rapporto tra la tensione di compressione agente, σC, e la resistenza media a compressione fcm(t0) all’atto dell’applicazione del carico (t = t0).


Figura C4.3.10 (a). Coefficiente ϕ(;t0) per umidità relativa pari al 50%



Figura C4.3.10 (b). Coefficiente ϕ(;t0) per umidità relativa pari all’80%



Figura C4.3.10 (c). Sequenza 1-2-3-4-5 per la determinazione del coefficiente ϕ(;t0) - Le due figure sono riferite ai diagrammi riportati in Figura C4.3.10 (a), (b)



Nelle Figure C4.3.10(a) e C4.3.10(b), h0 è la dimensione di riferimento della sezione in calcestruzzo pari al rapporto tra il doppio dell’area Ac della sezione ed il suo perimetro u:


(4.3.26)


I grafici da cui si ricava il coefficiente ϕ(;t0) sono validi da -40°C a +40°C e per un tasso di umidità compreso tra il 40% ed il 100%.


C4.3.6 Solette composte con lamiera grecata


C4.3.6.2 Verifiche di resistenza allo stato limite ultimo (solette composte)

La resistenza a flessione delle sezioni trasversali di una soletta composta realizzata con una soletta armata in calcestruzzo gettata su una lamiera grecata collaborante può essere determinata con la teoria plastica, in accordo a quanto esposto in §4.3.4.2.1.2 della NTC ed in §C4.3.4.2 se sono soddisfatte le seguenti condizioni:

- sussiste la piena interazione tra lamiera e calcestruzzo;

- la sezione efficace della lamiera è valutata al netto di bugnature o dentelli;

- la lamiera nelle zone soggette a momento negativo è considerata attiva solo se continua sul profilo in acciaio;

- la stabilità delle parti compresse della lamiera è assicurata.

In tal caso si assume per il calcestruzzo un modello stress-block con tensione massima pari a 0,85fck/γc mentre le tensioni normali nella lamiera e nelle barre d’armatura sono assunte pari al limite plastico; vedi figure C4.3.11 (a) e C4.3.11 (b)


Figura C4.3.11 Distribuzione plastica delle tensioni allo stato limite ultimo. (a) asse neutro nel calcestruzzo sopra la lamiera. (b) asse neutro che taglia la lamiera grecata.



La resistenza allo scorrimento tra lamiera grecata e soletta deve essere verificata nelle zone in cui sono localizzate le massime sollecitazioni di taglio, in generale nelle sezioni prossime agli appoggi, poiché in caso in connessione parziale tra i due elementi non è possibile sviluppare il momento resistente plastico così come al §4.3.6.2 delle NTC. A tal riguardo, è possibile definire una relazione lineare che definisce l’interazione parziale tra la lamiera grecata ed calcestruzzo, basata sulla resistenza allo scorrimento offerta dalla lamiera, τu,Rd, che consente di ricavare il momento resistente massimo ottenibile prima del raggiungimento della crisi per flessione, figura C4.3.12.

Tale relazione, basandosi sulla capacità τu,Rd della lamiera grecata, dipende dal tipo di lamiera utilizzata. Altri tipologie di connessione e differenti condizioni di carico definiscono differenti diagrammi di interazione parziale, come presentato in § 7.4.3 della CNR10016.

Metodi per il calcolo della resistenza allo scorrimento di sistemi di connessione a pioli, illustrati nella Figura 4.3.8 (c) delle NTC, sono basati sulle resistenze fornite nel §4.3.4.3.1 delle NTC; ulteriori informazioni e metodi per il calcolo sono riportati in § 9.7.3, § 9.7.4 della EN1994-1-1.


Figura C4.3.12 Diagramma di interazione parziale calcestruzzo lamiera.



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C4.4 COSTRUZIONI DI LEGNO

L’impostazione generale relativa alla valutazione della sicurezza delle strutture di legno di nuova costruzione può essere utilizzata anche per le strutture di legno esistenti purché si provveda ad una attenta valutazione delle caratteristiche fisiche e meccaniche del legno con metodi di prova diretti o indiretti. I calcoli, riferiti alle reali dimensioni geometriche degli elementi in sito, terranno opportunamente conto dei difetti del legno, degli eventuali stati di degrado, delle condizioni effettive dei vincoli e dei collegamenti.

Con riferimento anche a quanto previsto nel §8.5 delle NTC, particolare attenzione va posta inoltre per le costruzioni antiche di rilevante interesse storico per le quali risulti rilevante l’interesse per il mantenimento dei materiali originali, e per le quali si giustifica l’impiego di prove e criteri di valutazione che tengano conto anche delle prestazioni dimostrate dagli elementi strutturali nel corso della storia dell’opera.


C4.4.1 La valutazione della sicurezza

Il legno è un materiale di origine biologica e pertanto le sue caratteristiche fisiche e il suo comportamento meccanico sono strettamente legati all’anatomia della pianta di provenienza.

All’interno del tronco, idealmente cilindrico, si individuano tre direzioni principali (longitudinale, radiale e circonferenziale) a cui corrispondono tre sezioni (trasversale, radiale e tangenziale), per ognuna delle quali è possibile definire caratteristiche morfologiche differenziate e caratteristiche fisiche e meccaniche molto variabili, che conferiscono al materiale uno spiccato comportamento anisotropo.

Le caratteristiche naturali del legno (presenza di nodi, inclinazione della fibratura, presenza di cretti, presenza di legno di reazione, …) possono rappresentare da un punto di vista strutturale dei difetti che vanno debitamente considerati procedendo ad una accurata selezione e classificazione e, ove possibile, contemplati nei calcoli.

La principale caratteristica fisica che influenza le prestazioni del legno è rappresentata dal comportamento igroscopico, connesso alla capacità di assorbire e rilasciare umidità all’atmosfera circostante.

Per quanto riguarda la durabilità, particolare attenzione verrà posta alla sensibilità del legno al biodegradamento, principalmente per azione di funghi ed insetti xilofagi.

La definizione degli stati limite, sia in condizioni ultime che nelle condizioni di esercizio, tiene perciò conto di tali specifiche caratteristiche del materiale.


C4.4.2 Analisi strutturale

La individuazione degli schemi strutturali non può prescindere dal reale comportamento delle singole membrature e dei collegamenti nelle varie fasi costruttive, anche in relazione alle imperfezioni geometriche e strutturali, la cui definizione quantitativa può essere effettuata anche sulla base di indicazioni di altre normative pertinenti di consolidata validità.

L’analisi della struttura terrà conto non solo delle caratteristiche di resistenza e di rigidezza dei materiali impiegati, ma anche della loro duttilità e delle loro caratteristiche reologiche, in relazione alle condizioni ambientali definite al §4.4.5 delle NTC.

Generalmente, l’analisi della struttura può essere condotta con riferimento a un comportamento elastico lineare del materiale e dei collegamenti; tuttavia, qualora sia quantificabile un comportamento duttile dei collegamenti, il loro effetto può essere portato in conto mediante una analisi lineare con ridistribuzione o, più in generale, con analisi non lineari.

I collegamenti normalmente utilizzati nelle costruzioni lignee, per i quali la rigidezza flessionale è trascurabile, possono essere schematizzati, da un punto di vista cinematico, come cerniere. Qualora la rigidezza flessionale non sia trascurabile si adotteranno schematizzazioni dei vincoli più realistiche.

Particolare attenzione andrà posta nella individuazione del reale meccanismo di trasmissione degli sforzi conseguente alla conformazione geometrica del collegamento, al fine di individuare eventuali disassamenti o possibili eccentricità.

Le analisi dovranno comunque tener conto della evoluzione nel tempo delle caratteristiche del legno con riferimento non solo alle condizioni iniziali, ma anche al loro sviluppo fino alle condizioni a lungo termine di cui al §4.4.7 delle NTC.


C4.4.3 Azioni e loro combinazioni

I valori delle azioni e le loro combinazioni devono essere valutati con riferimento a quanto previsto per le altre costruzioni nei §3 e §5 delle NTC.

È opportuno evitare, per quanto possibile, gli stati di coazione longitudinali o trasversali alla fibratura. In ogni caso i loro effetti saranno valutati, caso per caso, con particolare cautela, mettendo esplicitamente in conto l'evoluzione nel tempo delle deformazioni del legno.


C4.4.4 Classi di durata del carico

Il comportamento reologico del materiale ha un effetto diretto sulla resistenza e sulla deformazione del legno. A differenza di quanto accade per altri materiali da costruzione è quindi di fondamentale importanza tener conto della correlazione esistente tra il tempo di permanenza dell’azione sulla struttura e le caratteristiche di resistenza e deformabilità del materiale.


C4.4.5 Classi di servizio

Per tener conto della sensibilità del legno alla variazioni di umidità e dell’influenza di questa sulle caratteristiche di resistenza e di deformabilità, si definiscono tre classi di servizio.

A scopo esemplificativo:

- nella classe di servizio 1, che corrisponde a un ambiente con temperatura di 20°C e un’umidità relativa dell’aria non superiore al 65% (§4.4.5), l'umidità media nella maggior parte dei legni di conifera normalmente non eccede il 12%;

- nella classe di servizio 2, che corrisponde a un ambiente con temperatura di 20°C e un’umidità relativa dell’aria non superiore al 85% (§4.4.5), l'umidità media nella maggior parte dei legni di conifera normalmente non eccede il 20%;

- nella classe di servizio 3 rientrano tutti i legnami esposti a condizioni climatiche che comportano umidità più elevate di quelle della classe di servizio 2. In questa classe possono rientrare i materiali legnosi per i quali non sono disponibili dati attendibili.


C4.4.6 Resistenza di calcolo

Per tenere conto della particolare situazione italiana, che vede per la prima volta una regolamentazione delle costruzioni di legno, il coefficiente parziale di sicurezza relativo al materiale γM ed il coefficiente di correzione kmod, che tiene conto dell'effetto della durata del carico e dell’umidità del legno, assumono valori più cautelativi rispetto a quelli previsti da analoghe normative europee.

Fino all’emanazione dei provvedimenti che forniranno i valori dei coefficienti γm e γmod di cui alle Tabelle 4.4.III e 4.4.IV delle NTC, si raccomanda di utilizzare i valori riportati nei Cap. 4.4.6 e 4.4.7 delle NTC.


C4.4.7 Stati limite di esercizio

Lo scorrimento delle unioni può essere determinato mediante prove sperimentali eseguite nel rispetto della norma UNI pertinente (UNI-EN 26891-1991) o può essere calcolato con riferimento a normative di comprovata validità in funzione delle caratteristiche dei materiali e del tipo di unione.

Per il calcolo della deformazione istantanea delle membrature si fa riferimento al valore medio dei moduli di elasticità normale e tangenziale del materiale; per le deformazioni istantanee delle unioni si fa riferimento al valore istantaneo del modulo di scorrimento.

La deformazione a lungo termine si calcola utilizzando i valori medi dei moduli elastici ridotti opportunamente mediante il fattore 1/(1+ kdef) per le membrature e utilizzando un valore ridotto con lo stesso fattore del modulo di scorrimento dei collegamenti.

Si dovrà verificare che le azioni previste sulla struttura non producano vibrazioni che ne possano compromettere la normale utilizzazione o comunque ridurre il comfort degli utenti.


C4.4.8 Stati limite ultimi


C4.4.8.1 Verifiche di resistenza

Le verifiche di resistenza del materiale non potranno prescindere dalle caratteristiche intrinseche del legno e in particolare dalla sua anisotropia.

Le principali condizioni di verifica della resistenza riportate nella norma riguardano elementi strutturali a sezione costante con direzione della fibratura sostanzialmente coincidente con l’asse longitudinale dell’elemento. Condizioni di verifica per altre situazioni non espressamente riportate nel testo potranno essere reperite anche in altre normative di comprovata validità.


C4.4.8.2 Verifiche di stabilità

Le strutture lignee presentano in genere dimensioni delle sezioni trasversali che, rapportate alla luce degli elementi, rendono quasi sempre necessarie le verifiche di stabilità sia per gli elementi compressi e pressoinflessi (sbandamento laterale o instabilità di colonna) che per quelli semplicemente inflessi (svergolamento o instabilità di trave).

Nella valutazione della sicurezza all’instabilità occorre tener conto, per il calcolo delle tensioni per flessione, anche della curvatura iniziale dell’elemento, dell’eccentricità del carico assiale e delle eventuali deformazioni (frecce o controfrecce) imposte. Per le verifiche si devono utilizzare i valori caratteristici al frattile 5% per i moduli elastici dei materiali.

Considerata la complessità del fenomeno dell'instabilità connessa alle peculiarità del materiale ligneo (anisotropia, difettosità, igroscopicità, comportamento reologico, etc.) ed alle difficoltà di schematizzazione, le verifiche possono essere svolte in modo convenzionale utilizzando formulazioni semplificate, che possono essere reperite in normative di comprovata validità.


C4.4.9 Collegamenti

I collegamenti di carpenteria sono quelli tipici delle tradizionali costruzioni storiche, realizzati per lavorazione delle superfici di contatto. Di regola sono in grado di trasmettere solamente sforzi di compressione per contatto, e quindi in grado di esplicare unicamente la funzione di vincoli monolateri, a meno che non vengano considerati con altre tipologie di unioni.

I collegamenti meccanici sono caratterizzati dalla trasmissione delle sollecitazioni attraverso opportuni mezzi di unione, generalmente metallici, o mediante adesivi. I metodi di calcolo per la valutazione della resistenza e della deformazione dei singoli mezzi di unione devono essere convalidati sulla base di prove sperimentali eseguite nel rispetto di normative di comprovata validità.

La valutazione della capacità portante di collegamenti con mezzi di unione multipli, tutti dello stesso tipo e dimensione, terrà conto della ridotta efficienza dovuta alla presenza di più mezzi di unione.

La capacità portante di collegamenti con piani di taglio multipli va valutata con riferimento a una opportuna combinazione di quella per unioni con due piani di taglio.

Per i collegamenti meccanici realizzati con mezzi di unione a gambo cilindrico, come chiodi, bulloni, perni, viti, e cambre, la capacità portante dipende dal contributo della resistenza allo snervamento dell'acciaio, della resistenza al rifollamento del legno, nonché della resistenza all'estrazione del mezzo di unione. È sempre da evitare che prima del raggiungimento della resistenza dell’unione, si attivino meccanismi di rottura di tipo fragile come: spacco, espulsione di tasselli di legno in corrispondenza dei singoli connettori, strappo lungo il perimetro del gruppo di mezzi di unione. La resistenza a trazione della sezione netta dell’elemento ligneo o dell’eventuale piastra metallica va comunque verificata.

Per i collegamenti meccanici realizzati con mezzi di unione di superficie, come anelli, caviglie, piastre dentate, la capacità portante è la minore tra la capacità portante del gruppo di mezzi di unione costituente il collegamento stesso, tenendo conto della loro disposizione e del loro numero, e la resistenza della sezione residua indebolita dalla presenza degli stessi elementi di unione.

Per i collegamenti meccanici realizzati con mezzi di unione di acciaio incollati, si utilizzano barre o piastre inserite in apposite sedi ricavate negli elementi di legno da unire e solidarizzate ad essi mediante adesivi strutturali. Tali unioni potranno essere impiegate per strutture in classe di servizio 1 e 2 su legno già in equilibrio igrometrico con l’ambiente. Particolare attenzione andrò posta nel garantire che le caratteristiche dell'adesivo e la sua adesione all'acciaio e al legno siano compatibili con la durabilità della struttura, sulla base di evidenze sperimentali o specifici test di laboratorio, nelle condizioni di temperatura e umidità che saranno presenti per tutta la vita in esercizio della struttura.

La resistenza delle singole unioni dovrà essere valutata con riferimento a normative di comprovata validità.

L’idoneità dei sistemi costruttivi per la realizzazione delle connessioni legno-calcestruzzo sarà dimostrata per mezzo di adeguate campagne sperimentali condotte secondo normative di comprovata validità.

Per connessioni a comportamento fragile si dovrà verificare che la capacità portante della connessione sia almeno pari a sei volte la sollecitazione di esercizio della connessione.

Per connessioni deformabili e duttili la resistenza ultima non potrà essere assunta superiore al valore di scorrimento della connessione che potrà effettivamente essere raggiunto in opera.

Il progetto riporterà espressamente le specifiche relative alle modalità di realizzazione e di messa in opera dei connettori.


C4.4.10 Elementi strutturali

Nel caso di travi ad altezza variabile e di travi curve lo stato tensionale viene determinato tenendo conto opportunamente della particolare forma dell’elemento strutturale. Le verifiche di resistenza terranno conto della presenza contemporanea di tensioni normali parallele alla fibratura, di tensioni ortogonali alla fibratura e di tensioni tangenziali.

Formulazioni specifiche per vari casi potranno essere reperite in normative di comprovata validità.

La verifica a taglio delle sezioni terminali di travi con intagli di estremità verrà svolta tenendo conto dello stato tensionale causato dall’intaglio, con riferimento all’altezza effettiva ridotta della sezione trasversale. Sono da evitare travi con intagli senza rastremazione o con rastremazione ridotta, eventualmente potranno essere presi opportuni provvedimenti di dimostrata efficacia per contrastare l’apertura delle fessure del materiale in zona tesa.

Nelle travi gli eventuali fori passanti con dimensione massima maggiore di 50 mm vanno, per quanto possibile, centrati rispetto all’asse longitudinale, e devono essere rispettate distanze e dimensioni minime reperite in normative di comprovata validità.

In presenza di forze di trazione ortogonali alle fibre e per travi in classe di servizio 3, dovranno essere adottati idonei provvedimenti di rinforzo trasversale.

Nel caso di travi aventi la sezione trasversale composta da più parti unite mediante connettori meccanici, occorre tener conto dello scorrimento nelle unioni ai fini della determinazione delle tensioni nelle varie parti nonché per la valutazione delle deformazioni della trave.

Nel caso di travi aventi la sezione trasversale composta da elementi incollati con anime sottili è possibile valutare lo stato tensionale nel materiale nell’ipotesi di conservazione delle sezioni piane.

Se i materiali costituenti le ali e le anime sono diversi si può omogeneizzare la sezione in relazione ai moduli di elasticità medi.

Nel caso di travi aventi la sezione trasversale composta da elementi incollati con ali sottili, realizzate con materiali di legno o derivati dal legno, anche con più anime, è possibile valutare gli sforzi nel materiale nell’ipotesi di conservazione delle sezioni piane, tenendo conto di una distribuzione non uniforme delle tensioni nelle ali.

L’utilizzo di travi incollate secondo tipologie diverse va valutato con particolare cautela e comunque dopo un’attenta analisi sia tecnologica che statica. In ogni caso si terrà conto del comportamento reologico dei materiali accoppiati e degli incollaggi utilizzati, in relazione alla resistenza, alla deformabilità e alla durabilità.

Nel caso di colonne composte, ottenute assemblando due o più elementi resi collaboranti da idonei sistemi di collegamento, la valutazione della snellezza terrà conto in modo appropriato della deformabilità dei collegamenti.

Per quanto non espressamente specificato e per altri elementi strutturali si può fare riferimento a normative di comprovata validità.


C4.4.11 Sistemi strutturali

Strutture reticolari costituite da elementi lignei assemblati tramite collegamenti metallici, di carpenteria o adesivi saranno generalmente schematizzate come sistemi di travi, tenendo in considerazione la deformabilità dei giunti e le effettive eccentricità dei collegamenti.

Nelle strutture intelaiate la stabilità delle singole membrature verrà verificata tenendo conto della deformabilità dei nodi e della presenza di eventuali sistemi di controventamento, considerando le effettive condizioni di vincolo e di sollecitazione. Per le verifiche nei confronti dell’instabilità globale si tiene conto delle imperfezioni geometriche e strutturali e degli effetti instabilizzanti dei carichi verticali, inquadrando le azioni convenzionali nella stessa classe di durata dei carichi corrispondenti. La stabilità dei telai potrà essere verificata con un’analisi non lineare mettendo in conto una forma imperfetta della struttura.

La stabilità degli archi nel proprio piano va verificata adottando un’analisi del secondo ordine, tenendo conto di imperfezioni iniziali proporzionali alle prime possibili forme d’onda. Si possono adottare modalità approssimate di verifica riferendosi ad un elemento compresso equivalente. Le strutture ad arco vanno sempre verificate per stabilità anche al di fuori del piano dell’elemento ed eventualmente controventate.

Per tutte le strutture spingenti l’equilibrio strutturale potrà essere garantito dai vincoli esterni verificando l’assenza di significativi cedimenti, oppure dovranno essere previsti idonei elementi preposti specificamente all’assorbimento delle spinte.

Le strutture che non risultino adeguatamente rigide devono essere controventate. Le azioni di progetto sui controventi e/o diaframmi verranno determinate tenendo conto anche delle imperfezioni geometriche strutturali, nonché delle deformazioni indotte dai carichi applicati, se significative. Qualora le strutture dei tetti, dei solai, delle pareti svolgano anche funzione di controventamento nel loro piano, la capacità di esplicare tale funzione con un comportamento a lastra va opportunamente verificata, tenendo conto delle modalità di realizzazione e delle caratteristiche dei mezzi di unione.


C4.4.12 Robustezza

Si adotteranno tutti quei provvedimenti atti a diminuirne la sensibilità della struttura nei confronti di azioni eccezionali o di eventi di entità non prevista dalle norme pertinenti (sisma, fuoco, eventi meteorici..).

Nella definizione delle scelte progettuali andranno previste almeno:

- la protezione della struttura e dei suoi elementi componenti nei confronti dell'umidità;

- l’utilizzazione di mezzi di collegamento intrinsecamente duttili o di sistemi di collegamento a comportamento duttile;

- l’utilizzazione di elementi composti a comportamento globalmente duttile;

- la limitazione delle zone di materiale legnoso sollecitate a trazione perpendicolarmente alla fibratura, soprattutto nei casi in cui tali stati di sollecitazione si accompagnino a tensioni tangenziali (come nel caso degli intagli) e, in genere, quando siano da prevedere elevati gradienti di umidità nell'elemento durante la sua vita utile.

- la scelta di sistemi statici poco sensibili a collassi parziali;

- la scelta e la disposizione corretta dei sistemi di controventamento;

- la scelta di sistemi di collegamento poco sensibili all'azione dell'incendio;

- l’utilizzazione di più elementi funzionanti in parallelo o di collegamenti realizzati con un numero elevato di mezzi elementari di unione a comportamento non fragile;


C4.4.13 Durabilità

La durabilità delle strutture lignee deve essere sempre assicurata, prevedendo in sede di progetto adeguati particolari costruttivi ed opportuni accorgimenti di protezione dagli agenti atmosferici e dagli attacchi biologici di funghi e/o insetti xilofagi, ed utilizzando le specie legnose più idonee per durabilità naturale o per possibilità di impregnazione, in relazione alle condizioni ambientali di esercizio.

È possibile anche prevedere elementi sacrificali da sostituire periodicamente secondo il piano di manutenzione da allegare al progetto, che comprende comunque tutte le altre operazioni di manutenzione ordinaria e straordinaria da mettere in atto durante la vita utile della struttura.

I mezzi di unione metallici strutturali devono, generalmente, essere intrinsecamente resistenti alla corrosione, oppure devono essere protetti contro la corrosione.


C4.4.14 Resistenza al fuoco

A completamento di quanto previsto nel §3.6.1 delle NTC, e con riferimento a una prefissata resistenza al fuoco, espressa come grandezza temporale, per una generica sezione trasversale di un elemento ligneo si definisce:

- linea di carbonizzazione: il confine tra lo strato carbonizzato e la sezione trasversale residua;

- sezione trasversale residua: la sezione trasversale originaria ridotta dello strato carbonizzato;

- sezione trasversale efficace: la sezione trasversale originaria ridotta, oltre che dello strato carbonizzato, anche di un successivo strato in cui si considerano nulli i valori di resistenza e di rigidezza.

La resistenza al fuoco può essere valutata sotto l’ipotesi che le proprietà meccaniche della sezione lignea residua non risultino ridotte rispetto alle condizioni a temperatura di normale utilizzo.

Il calcolo della capacità portante allo stato limite ultimo di collasso (per rottura o per instabilità) di ogni singolo elemento strutturale deve essere effettuato con riferimento a una sezione trasversale efficace, geometricamente definita ad un determinato istante in funzione della velocità di demolizione della sezione lignea causata dalla carbonizzazione.

Generalmente il calcolo può essere effettuato nella sezione ridotta più sollecitata.

Per quanto riguarda gli effetti prodotti dalle azioni dirette applicate alla costruzione si adotta, in generale, la combinazione valida per le cosiddette combinazioni eccezionali di cui al §3.6 delle NTC.

Per quanto riguarda la velocità di carbonizzazione, nonché per i valori di resistenza e di modulo elastico di progetto della sezione efficace, si potrà fare riferimento a quanto riportato nelle pertinenti normative tecniche di comprovata validità.

La resistenza della struttura lignea non coincide, in generale, con quella delle singole membrature componenti, essendo determinanti le prestazioni dei collegamenti e degli altri componenti (come ad esempio i sistemi di stabilizzazione) che, nella pratica, sono abitualmente realizzati con elementi metallici.

Ai fini del calcolo della resistenza al fuoco della struttura lignea è necessario quindi potere valutare la resistenza al fuoco offerta dagli eventuali collegamenti presenti.

Le cosiddette unioni “non protette” (cioè unioni realizzate con elementi metallici esposti, in tutto o in parte), progettate correttamente per le combinazioni a temperatura ambiente e purché a comportamento statico globalmente simmetrico, possono essere generalmente considerate soddisfacenti alla classe di resistenza R15 o R20, secondo quanto riportato nelle pertinenti normative tecniche di comprovata validità.

Oltre tali valori sono necessari requisiti aggiuntivi da considerare attentamente in sede di progetto, in particolare sullo spessore dell’elemento ligneo collegato e sulla distanza del generico mezzo di connessione dai bordi e dalle estremità del medesimo elemento.

Una più elevata resistenza al fuoco per un collegamento può essere ottenuta, in genere, con una adeguata progettazione del medesimo o mediante protezioni da applicare in opera: anche in questo caso si potrà fare riferimento ad idonea sperimentazione o a quanto riportato nelle pertinenti normative tecniche di comprovata validità.


C4.4.15 Regole per l’esecuzione

Si raccomanda che in fase di progetto una particolare attenzione venga posta nella individuazione e nella definizione delle tolleranze di lavorazione, esecuzione e montaggio, soprattutto per le membrature sensibili a fenomeni di instabilità. Le limitazioni sull'arcuatura contenute nella maggior parte delle regole di classificazione secondo la resistenza meccanica sono inadeguate ai fini della selezione del materiale per questi elementi, e pertanto si raccomanda che venga posta una particolare attenzione alla loro rettilineità.

Si raccomanda che vengano adottati i necessari provvedimenti in fase di stoccaggio, trasporto e costruzione affinché i componenti e gli elementi strutturali di legno e a base di legno non subiscano variazioni di umidità conseguenti ad esposizioni climatiche più severe di quelle attese per la struttura finita.

Prima di essere utilizzato nella costruzione, si raccomanda che il legno sia essiccato fino al valore di umidità appropriato alle condizioni climatiche di esercizio della struttura finita Limitatamente ai casi previsti al §4.4.15 delle NTC per i quali siano accettate umidità maggiori durante la messa in opera, specifica attenzione verrà posta nella definizione delle condizioni necessarie per un corretto essiccamento in opera prevedendo in fase progettuale gli effetti del processo di essiccamento sul comportamento strutturale.

Nelle regioni dei collegamenti di carpenteria e di quelli meccanici dovrà essere limitata la presenza di nodi, cretti, smussi o altri difetti, che possano ridurre la capacità portante del collegamento.

Se non diversamente previsto in sede progettuale ed espressamente specificato, si raccomanda che i chiodi siano infissi ortogonalmente rispetto alla fibratura e fino a una profondità tale che le superfici delle teste risultino a filo della superficie del legno.

Si raccomanda che il diametro delle preforature non sia maggiore di 0,8 d, essendo d il diametro del chiodo.

Si raccomanda che i fori nel legno per i bulloni abbiano un diametro che non sia più grande di 1 mm rispetto al diametro d del bullone. Si raccomanda che i fori nelle piastre di acciaio per i bulloni abbiano un diametro non maggiore di max (2mm; 0,1d).

Al di sotto della testa del bullone e del dado si raccomanda che siano utilizzate rondelle aventi lunghezza del lato o diametro pari ad almeno 3d e spessore pari ad almeno 0,d e che le superfici di contatto tra rondella, legno, dado, testa del bullone siano conformi su tutto il loro contorno.

Si raccomanda che bulloni e tirafondi siano serrati in modo tale che gli elementi siano perfettamente accostati. Quando il legno raggiunge l'umidità di equilibrio in fase di costruzione, si deve procedere ad un ulteriore controllo del serraggio al fine di assicurare il mantenimento della capacità portante e della rigidezza della struttura.

Per le unioni con spinotti si raccomanda che il diametro dello spinotto non sia minore di 6 mm, che le tolleranze sul suo diametro siano entro 0/+0,1 mm, che le preforature negli elementi di legno abbiano un diametro non maggiore di quello dello spinotto e che i fori delle eventuali piastre di acciaio abbiano un diametro non superiore a 1 mm rispetto al diametro dello spinotto.

Per viti infisse in legno di conifera, con diametro del gambo liscio d 6 mm, non è richiesta la preforatura. Per tutte le viti infisse in legno di latifoglie e per viti in legno di conifere aventi un diametro d > 6 mm, è richiesta preforatura tale che:

- il foro-guida per il gambo abbia diametro uguale a quello del gambo stesso e profondità uguale alla lunghezza del gambo;

- il foro-guida per la porzione filettata abbia un diametro pari approssimativamente al 70% del diametro del gambo.

Per legno con massa volumica maggiore di 500 kg/m³, si raccomanda che il diametro di preforatura sia determinato tramite prove.

Nei casi in cui la resistenza dell'incollaggio sia un requisito limitativo per la verifica agli stati limite ultimi, si raccomanda che la produzione delle unioni incollate sia sottoposta a controllo di qualità, per assicurare che l'affidabilità e la qualità dell’unione siano conformi alla specifiche tecniche pertinenti.

Si raccomanda che siano seguite le prescrizioni del produttore dell'adesivo, in relazione alla conservazione, miscelazione e applicazione, alle condizioni ambientali necessarie, sia in fase di applicazione sia in fase di indurimento, all'umidità degli elementi e a tutti i fattori pertinenti al corretto utilizzo dell'adesivo.

Per gli adesivi per i quali il raggiungimento della piena resistenza richiede un periodo di condizionamento dopo l'indurimento iniziale, si raccomanda che l'applicazione di carichi non avvenga per tutto il tempo necessario.

In fase di montaggio della struttura si raccomanda di evitare sovraccarichi sugli elementi o sulle connessioni, di porre particolare attenzione alla rispondenza degli elementi strutturali alle prescrizioni progettuali con riferimento alle condizioni di umidità, alla presenza di distorsione, di spaccature, difetti o imprecisioni di lavorazione in corrispondenza dei giunti, prevedendo eventualmente la sostituzione degli elementi difettosi.

Nelle fasi di immagazzinamento, trasporto o messa in opera si raccomanda che il sovraccarico degli elementi sia accuratamente evitato. Se la struttura è caricata o vincolata provvisoriamente durante la costruzione in maniera differente da quella prevista nelle condizioni di esercizio in opera, si accomanda che la condizione temporanea sia considerata come uno specifico caso di carico, includendo ogni possibile azione dinamica. Nel caso di strutture a telaio, archi intelaiati, portali intelaiati, si raccomanda di porre particolare cura nell'evitare distorsioni durante il sollevamento dalla posizione orizzontale a quella verticale.


C4.4.16 Controlli e prove di carico

In considerazione delle specifiche caratteristiche dei materiali legnosi, in aggiunta a quanto previsto per le costruzioni realizzate con altri materiali è opportuno, fin dalla fase di progetto, predisporre un dettagliato piano di controlli che comprenda:

- controlli in fase di costruzione;

- controlli sulla struttura completa;

- controlli della struttura in esercizio.


C4.4.16.1 Controlli in fase di costruzione

I controlli in fase di costruzione potranno essere realizzati sia in cantiere sia fuori cantiere, quindi sia in fase di produzione che di esecuzione. Potranno comprendere:

- prove preliminari, per verificare l'idoneità di materiali e dei metodi di produzione;

- verifica di materiali e della loro identificazione come: specie legnosa, classificazione, marcatura, trattamenti e umidità, tipo di adesivo, processo di produzione degli elementi incollati, qualità della linea di colla, tipo dei mezzi di unione, protezione dalla corrosione degli elementi metallici, modalità trasporto, deposito e conservazione in cantiere, movimentazione dei materiali;

- verifiche dimensionali;

- verifica del montaggio e della messa in opera;

- verifica dei dettagli strutturali come: numero di chiodi, bulloni, dimensioni di fori, caratteristiche dei fori, spaziature e distanze dalle estremità e dai bordi di elementi, rotture a spacco;

- controllo finale del risultato del processo di produzione, per esempio tramite ispezione visuale o prova di carico.


C4.4.16.2 Controlli sulla struttura completa

I controlli sulla costruzione completa sono quelli previsti anche per le altre costruzioni. Le eventuali prove di carico da eseguire a struttura ultimata, così come quelle sui singoli elementi strutturali, anche in fase di costruzione verranno eseguite con riferimento, generalmente, a carichi di prova tali da indurre le sollecitazioni massime di esercizio per combinazioni rare. Le procedure da seguire saranno pertanto limitate alla procedura 1 e/o alla procedura 2 della UNI-EN 380, in relazione al tipo della struttura ed alla natura dei carichi.

L’esito della prova potrà essere valutato sulla base dei seguenti elementi:

- dopo la fase iniziale di assestamento, le deformazioni si accrescano all’incirca proporzionalmente ai carichi, tenuto conto del comportamento reologico del legno;

- nel corso della prova non si siano prodotte lesioni, deformazioni o dissesti che compromettano la sicurezza e la conservazione dell’opera;

- la deformazione elastica risulti compatibile con le previsione di calcolo;

- la deformazione residua dopo la prima applicazione del carico massimo non superi una quota parte di quella totale tenuto conto degli assestamenti iniziali e dei fenomeni reologici.


C4.4.16.3 Controlli della struttura in esercizio

Il programma di controllo della struttura in esercizio specificherà le caratteristiche delle ispezioni, dei controlli e delle manutenzioni, adottando quelle misure atte ad assicurare con sufficiente adeguatezza che le condizioni ambientali, strutturali e di utilizzazione permangano e siano conformi alle ipotesi assunte a base del progetto.

Tutte le informazioni necessarie per il corretto utilizzo in esercizio e per la manutenzione della struttura saranno messe a disposizione degli utilizzatori.


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C4.5 COSTRUZIONI DI MURATURA


C4.5.6 Verifiche


C4.5.6.2 Verifiche agli stati limite ultimi

Il metodo semplificato proposto introduce una riduzione della resistenza a compressione della muratura per l’effetto combinato di eccentricità trasversali del carico e effetti geometrici del secondo ordine mediante il coefficiente F.

È opportuno ricordare che le tensioni di compressione possono essere distribuite in modo non uniforme in direzione longitudinale al muro, a causa di una eccentricità longitudinale della risultante dei carichi verticali. Tale eccentricità longitudinale può essere dovuta alle modalità con cui i carichi verticali sono trasmessi al muro, oppure alla presenza di momenti nel piano del muro dovuti ad esempio alla spinta del vento nel caso di muri di controvento.

È necessario tenere conto, nella verifica di sicurezza, della distribuzione non uniforme in senso longitudinale delle compressioni.

In alternativa, è possibile valutare l’eccentricità longitudinale el dei carichi verticali e definire una ulteriore riduzione convenzionale della resistenza a compressione applicando alla resistenza ridotta fd,rid un ulteriore coefficiente Φl valutato dalla tabella 4.5.III delle NTC, ponendo m = 6el/l dove l è la lunghezza del muro, e ponendo λ = 0.

La verifica di sicurezza viene formulata quindi come Nd Φ Φl fdtl dove Nd è il carico verticale totale agente sulla sezione del muro oggetto di verifica.


C4.5.6.4 Verifiche alle tensioni ammissibili

È implicitamente inteso che debbano essere rispettate le aree minime di pareti resistenti in ciascuna direzione ortogonale specificate nella Tabella 7.8.III delle NTC.


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C5. PONTI

Il Cap.5 delle NTC tratta i criteri generali e le indicazioni tecniche per la progettazione e l’esecuzione dei ponti stradali e ferroviari.

In particolare, per quanto attiene i ponti stradali, oltre alle principali caratteristiche geometriche, vengono definite le diverse possibili azioni agenti ed assegnati gli schemi di carico corrispondenti alle azioni variabili da traffico.

Gli schemi di carico stradali e ferroviari da impiegare per le verifiche statiche e a fatica sono generalmente coerenti con gli schemi dell’EN1991-2, cui si può far riferimento per aspetti di dettaglio particolarmente specialistici non trattati nelle NTC.

I carichi da traffico per ponti stradali del modello principale sono indipendenti dall’estensione della zona caricata, includono gli effetti dinamici e sono indifferenziati per le verifiche locali e le verifiche globali, cosicché le possibili ambiguità e/o difficoltà applicative sono minimizzate.

Per i ponti stradali sono anche forniti appositi modelli di carico per il calcolo degli effetti globali in ponti di luce superiore a 300 m.

Per i ponti ferroviari particolare attenzione viene posta sui carichi ed i relativi effetti dinamici.

Particolari e dettagliate prescrizioni vengono fornite per le verifiche, sia SLU che SLE.

I modelli di carico assegnati, sia per i ponti stradali sia per i ponti ferroviari, sono modelli ideali, intesi riprodurre gli effetti del traffico reale, caratterizzati da assegnato periodo di ritorno. Essi non sono pertanto rappresentativi di veicoli o convogli reali.

A titolo puramente informativo si precisa che i valori caratteristici dei carichi da traffico sono associati ad un periodo di ritorno di 1000 anni.

Si segnala ancora che i coefficienti parziali di sicurezza relativi ai carichi variabili da traffico sono minori di quelli pertinenti alle altre azioni variabili; infatti, il coefficiente γQ per le azioni da traffico stradale vale 1,35 per le combinazioni EQU e STR e 1,15 per la combinazione GEO, e il coefficiente γQ per le azioni da traffico ferroviario vale 1,45 per le combinazioni EQU e STR e 1,25 per la combinazione GEO.


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C5.1 PONTI STRADALI


C5.1.2.4 Compatibilità idraulica

Le questioni idrauliche, da trattare con ampiezza e grado di approfondimento commisurati alla natura dei problemi ed al grado di elaborazione del progetto, devono essere oggetto di apposita relazione idraulica, che farà parte integrante del progetto stesso.

Gli elementi del ponte, quali le opere strutturali, di difesa ed accessorie, quando interessino l'alveo di un corso d'acqua, devono far parte di un progetto unitario.

Nello studio devono essere in particolare illustrati i seguenti aspetti:

- ricerca e raccolta presso gli Uffici ed Enti competenti delle notizie e dei rilievi esistenti, utili per lo studio idraulico da svolgere;

- giustificazione della soluzione proposta per: l'ubicazione del ponte, le sue dimensioni e le sue strutture in pianta, in elevazione ed in fondazione, tenuto conto del regime del corso d'acqua, dell'assetto morfologico attuale e della sua prevedibile evoluzione, nonché della natura geotecnica della zona interessata;

- studio idrologico degli eventi di massima piena; esame dei principali eventi verificatisi nel corso d'acqua; raccolta dei valori estremi in quanto disponibili, e loro elaborazione in termini di frequenza probabile del loro verificarsi; definizione dei mesi dell'anno durante i quali siano da attendersi eventi di piena, con riferimento alla prevista successione delle fasi costruttive;

- definizione della scala delle portate nella sezione interessata per le condizioni attuali e per quelle dipendenti dal costruendo manufatto, anche per le diverse e possibili fasi costruttive previste; calcolo del rigurgito provocato dal ponte;

- allontanamento delle acque dall’impalcato e prevenzione del loro scolo incontrollato sulle strutture del ponte stesso o su infrastrutture sottostanti.

La quota idrometrica ed il franco devono essere posti in correlazione con la piena di progetto anche in considerazione della tipologia dell'opera e delle situazioni ambientali.

In tal senso può ritenersi normalmente che il valore della portata massima e del relativo franco siano riferiti ad un tempo di ritorno non inferiore a 200 anni; è di interesse stimare i valori della frequenza probabile di ipotetici eventi che diano luogo a riduzioni del franco stesso. Nel caso di corsi di acqua arginati, la quota di sottotrave deve essere comunque non inferiore alla quota della sommità arginale.

Nello studio idraulico devono inoltre essere considerati i seguenti problemi:

- classificazione del corso d'acqua ai fini dell'esercizio della navigazione interna;

- valutazione dello scavo localizzato con riferimento alle forme ed alle dimensioni delle pile, delle spalle e delle relative fondazioni e di altri manufatti presenti nelle vicinanze;

- esame delle conseguenze della presenza di natanti, corpi flottanti e trasportati dalle acque e studio della difesa dagli urti e dalle abrasioni, nonché delle conseguenze di possibili ostruzioni delle luci (specie se queste possono creare invasi anche temporanei a monte), sia in fase costruttiva che durante l'esercizio delle opere.

In situazioni particolarmente complesse può essere opportuno sviluppare le indagini anche con l'ausilio di modelli idraulici sperimentali.

A titolo di indicazione, in aggiunta alla prescrizione di un franco normale minimo di 1,50÷2,00 m, è da raccomandare che il dislivello tra fondo e sottotrave sia non inferiore a 6÷7 m quando si possa temere il transito d'alberi d'alto fusto, con l'avvertenza di prevedere valori maggiori per ponti con luci inferiori a 40 m o per ponti posti su torrenti esposti a sovralzi d'alveo per deposito di materiali lapidei provenienti da monte o dai versanti.

Quando l’intradosso delle strutture non sia costituito da un’unica linea orizzontale tra gli appoggi, il franco previsto deve essere assicurato per una ampiezza centrale di 2/3 della luce, e comunque non inferiore a 40 m.

Per ponti posti su vie classificate navigabili va rispettata la luce minima sotto il ponte, che compete ai natanti per i quali il corso è classificato, fino alla portata per la quale sia consentita la navigazione.

Il sistema di smaltimento delle acque meteoriche deve essere tale da evitare ristagni sulla sede stradale. Le caditoie, cui resta affidata la funzione di evacuazione di cui sopra, devono essere disposte in numero ed in posizioni dipendenti dalla geometria pano-altimetrica della sede stradale e dalla pluviometria della zona e dalle loro dimensioni.

Il tubo di eduzione deve essere sufficientemente prolungato fino a portare l’acqua di scolo a distanza tale da evitare la ricaduta sulle strutture anche in presenza di vento.

Nel caso di attraversamento di zone urbane ed in tutti quei casi in cui le acque di eduzione possono produrre danni e inconvenienti, deve essere prescritto che esse siano intubate fino a terra ed eventualmente immesse in un sistema fognante.

Nelle strutture a cassone devono praticarsi dei fori di evacuazione di eventuali acque di infiltrazione nei punti di possibili accumulo, verso i quali devono essere indirizzate le pendenze interne delle strutture. Si devono dotare tali fori di tubi di evacuazione e di gocciolati, al fine di evitare scoli di acque sul manufatto.


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C5.1.3 AZIONI SUI PONTI STRADALI


C5.1.3.3 Azioni variabili da traffico


C5.1.3.3.5 Definizione delle corsie

Ai fini del calcolo, la carreggiata deve essere suddivisa in corsie convenzionali, ciascuna di larghezza 3,00 m, come indicato al §5.1.3.3.2 delle NTC, in modo da individuare di volta in volta le condizioni di carico più severe per la verifica in esame. A tal fine, si osserva che le corsie convenzionali possono essere adiacenti oppure no, a seconda del dettaglio considerato e della forma della superficie d’influenza.

Le corsie convenzionali, la loro posizione e la loro numerazione sono indipendenti dalle corsie fisiche, disegnate sulla carreggiata mediante la segnaletica orizzontale.

In alcuni casi, verifiche per particolari SLE e/o verifiche a fatica, le corsie convenzionali possono essere disposte in modo meno severo e possono coincidere con le corsie fisiche.


C5.1.3.3.6 Schemi di carico

Gli schemi di carico specificati al §5.1.3.3.3 delle NTC includono gli effetti dinamici determinati con riferimento alla rugosità di pavimentazioni stradali di media qualità secondo la norma ISO8685:1995.

Lo schema di carico 1 vale per ponti di luce non maggiore di 300 m.

Per ponti di luce superiore a 300 m e in assenza di studi specifici, in alternativa allo schema di carico 1, generalmente cautelativo, si può utilizzare lo schema di carico 6.


C5.1.3.3.7 Disposizioni dei carichi mobili per realizzare le condizioni di carico più gravose

Gli assi tandem si considerano viaggianti secondo l’asse longitudinale del ponte e sono generalmente disposti in asse alle rispettive corsie.

Nel caso in cui si debbano considerare due corsie con tandem affiancati per ponti con carreggiata di larghezza minore di 5,80 m la minima distanza trasversale tra due tandem affiancati si può considerare uguale a 50 cm.


C5.1.3.3.7.1 Carichi verticali da traffico su rilevati e su terrapieni adiacenti al ponte

Ai fini del calcolo delle spalle, dei muri d’ala e delle altre parti del ponte a contatto con il terreno, sul rilevato o sul terrapieno si può considerare applicato lo schema di carico 1, in cui per semplicità, i carichi tandem possono essere sostituiti da carichi uniformemente distribuiti equivalenti, applicati su una superficie rettangolare larga 3,0 m e lunga 2,20 m.

In un rilevato correttamente consolidato, si può assumere una diffusione del carico con angolo di 30°.


C5.1.3.3.7.2 Carichi orizzontali da traffico su rilevati e su terrapieni adiacenti al ponte

Ai fini del calcolo delle spalle, dei muri d’ala e dei muri laterali, i carichi orizzontali da traffico sui rilevati o sui terrapieni possono essere considerati assenti.

Per il calcolo dei muri paraghiaia si deve, invece, considerare un’azione orizzontale longitudinale di frenamento, applicata alla testa del muro paraghiaia (vedi Figura C5.1.1), di valore caratteristico pari al 60% del carico asse Q1k. Pertanto, in ponti di 1a categoria si considererà un carico orizzontale di 180 kN, concomitante con un carico verticale di 300 kN, mentre in ponti di 2a categoria si considererà un carico orizzontale di 144 kN, concomitante con un carico verticale di 240 kN.


Figura C5.1.1 Carichi da traffico su muri paraghiaia



C5.1.4 Verifiche di sicurezza


C5.1.4.3 Verifiche allo stato limite di fatica

I modelli di carico a fatica n. 1, 2, 3 e 4 assegnati al §5.1.4.3 delle NTC includono gli effetti dinamici calcolati con riferimento alla rugosità di pavimentazioni stradali di qualità buona secondo la norma ISO8685:1995.

In prossimità di un giunto d’espansione può essere necessario considerare un fattore di amplificazione dinamica addizionale Δϕfat, da applicare a tutti i carichi e dato da


(C5.1.1)


dove d è la distanza in m della sezione considerata dalla sezione di giunto, espressa in m.


C5.1.4.9 Ponti di 3a categoria

Per i ponti di 3a categoria si deve considerare lo schema di carico 4, folla compatta, applicato su tutta la parte sfavorevole della superficie d’influenza.

L’intensità del carico, comprensiva degli effetti dinamici, è di 5,0 kN/m². Tuttavia, quando si possa escludere la presenza di folla compatta, come accade per ponti in zone scarsamente abitate, l’intensità del carico può essere ridotta, previa adeguata giustificazione, a


(C5.1.2)


dove L è la lunghezza della stesa di carico in m.

Qualora sia necessario considerare la presenza di un veicolo sul ponte per operazioni di manutenzione o di soccorso, si può considerare lo schema di carico di Figura C5.1.2, costituito da due assi di peso Qsv1=40 kN e Qsv2=80 kN, comprensivi degli effetti dinamici, con carreggiata di 1,3 m ed interasse 3,0 m. L’impronta di ciascuna ruota può essere considerata quadrata di lato 20 cm. A questo schema può essere associata una forza orizzontale di frenamento pari al 60% del carico verticale.


Figura C5.1.2 Veicolo di servizio per ponti di 3a categoria



C5.1.4.9.1 Modelli dinamici per ponti di 3a categoria

Vibrazioni nei ponti pedonali possono essere indotte da varie cause, quali, per esempio, vento o persone singole o in gruppo che camminano, corrono, saltano o danzano sul ponte.

Ai fini delle verifiche nei riguardi dello stato limite di vibrazione può essere necessario considerare appropriati modelli dinamici, che tengano conto del numero e della posizione delle persone simultaneamente presenti sul ponte e di fattori esterni, quale la localizzazione del ponte stesso, e definire opportuni criteri di comfort, facendo riferimento a normative e a procedure di comprovata validità.

A titolo puramente informativo, si può considerare che, in assenza di significativa risposta da parte del ponte, una persona che cammina eccita il ponte con un’azione periodica verticale con frequenza compresa tra 1 e 3 Hz e un’azione orizzontale simultanea con frequenza compresa tra 0,5 e 1,5 Hz, e che un gruppo di persone in leggera corsa eccita il ponte con una frequenza verticale pari a circa 3 Hz.


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C5.2 PONTI FERROVIARI


C5.2.1.2 Compatibilità idraulica

Vale quanto detto al § C.5.1.2.4


C5.2.2 Azioni sulle opere


C5.2.2.3 Azioni variabili da traffico

Le azioni variabili da traffico assegnate ai §§5.2.2.3 e 5.2.2.4 delle NTC sono relativi alla rete ferroviaria con scartamento standard e alle linee principali.

Per ferrovie a scartamento ridotto, tramvie e linee ferroviarie leggere, metropolitane e funicolari non valgono le prescrizioni di cui sopra e le azioni debbono essere determinate caso per caso, in riferimento alle peculiarità della linea servita, sulla base di studi specifici o a normative di comprovata validità.


C5.2.2.6 Effetti di interazione statica treno-binario-struttura

Ai fini della determinazione degli effetti di interazione statica treno-binario-struttura, di cui al §5.2.2.6 delle NTC, si possono utilizzare i legami tra la resistenza longitudinale allo scorrimento e lo scorrimento longitudinale per metro di binario singolo, riportati nelle figure C5.2.1, C5.2.2 e C5.2.3 e relativi ai casi di posa su ballast, posa diretta con attacco tradizionale indiretto di tipo K e posa diretta con attacco elastico, rispettivamente.

Nel caso di posa su ballast, la forza di scorrimento longitudinale q, in assenza di carico verticale da traffico, è assunta pari a 12.5 kN/m su rilevato e a 20 kN/m su ponte, mentre in presenza di un carico verticale da traffico di 80 kN/m, è assunta pari a 60 kN/m. Per carichi diversi i valori della resistenza si otterranno per interpolazione o estrapolazione lineare. In tutti i casi si assume uno spostamento di soglia di 2 mm, per cui risulta univocamente definita la rigidezza iniziale.

Nel caso di binario con posa diretta, la resistenza allo scorrimento q dipende dal tipo di attacco e dalla forza di serraggio, oltre che dal carico verticale applicato, come descritto nel seguito. Dette norme non si applicano alle opere d’arte con armamento di tipo innovativo.

Per l'attacco indiretto di tipo K tradizionale, la forza di scorrimento longitudinale q è assunta, per interasse fra le traverse di 0.6 m, 50 kN/m in assenza di carico verticale da traffico e 80 kN/m in presenza di un carico verticale da traffico di 80 kN/m.

Per l'attacco elastico, la forza di scorrimento longitudinale q è assunta pari a 13 kN/m in assenza di carico verticale da traffico e a 35 kN/m in presenza di un carico verticale da traffico di 80 kN/m.

Nel caso di posa diretta e per carichi verticali da traffico diversi, i valori della resistenza si otterranno per interpolazione o estrapolazione lineare. In tutti i casi si assume uno spostamento di soglia di 0.5 mm, per cui risulta univocamente definita la rigidezza iniziale.


Figura C5.2.1 Legame tra resistenza allo scorrimento e scorrimento longitudinale per metro di un singolo binario (posa su ballast)



Figura C5.2.2 Legame tra resistenza allo scorrimento e scorrimento longitudinale per metro per il singolo binario (posa diretta con attacco tradizionale indiretto di tipo K)



Figura C5.2.3 Legame tra resistenza allo scorrimento e scorrimento longitudinale per metro di singolo binario (posa diretta con attacco elastico)



C5.2.3 Particolari prescrizioni per le verifiche


C5.2.3.3 Verifiche agli SLU e SLE


C5.2.3.3.1 Requisiti concernenti gli SLU

Al §5.2.3.3.1 delle NTC, il carico permanente dovuto al ballast è trattato, se sfavorevole, come un carico variabile non da traffico (v. Tabella 5.2.V delle NTC) ed è precisato che qualora se ne prevedano variazioni significative, queste dovranno essere esplicitamente considerate nelle verifiche. In quest’ultimo caso dovranno essere aumentate di conseguenza anche le masse sismiche.


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C6. PROGETTAZIONE GEOTECNICA

Per progettazione geotecnica si intende l’insieme delle attività progettuali che riguardano le costruzioni o le parti di costruzioni che interagiscono con il terreno, gli interventi di miglioramento e di rinforzo del terreno, le opere in materiali sciolti, i fronti di scavo, nonché lo studio della stabilità del sito nel quale si colloca la costruzione.

Gli obiettivi della progettazione geotecnica sono la verifica delle condizioni di sicurezza globale e locale del sistema costruzione-terreno, inclusa la determinazione delle sollecitazioni delle strutture a contatto con il terreno e la valutazione delle prestazioni del sistema nelle condizioni d’esercizio.

I caratteri geologici del sito, illustrati nella Relazione Geologica (§ 6.2.1 NTC), costituiscono un importante riferimento per l’impostazione del progetto, soprattutto per le opere infrastrutturali ad elevato sviluppo lineare o che comunque investano aree di notevoli dimensioni.

Le scelte tipologiche, riguardanti in particolare il sistema di fondazione, e la caratterizzazione meccanica dei terreni compresi nel volume significativo, così come definito nel § 3.2.2 delle NTC, sono intrinsecamente connesse e reciprocamente condizionate e definiscono la prima fase delle attività progettuali.

Il carattere non lineare delle relazioni costitutive dei terreni, a partire da bassi livelli di deformazione, il loro possibile comportamento fragile, la dipendenza della risposta meccanica dei terreni dai percorsi tensionali seguiti, gli effetti di scala, unitamente all’influenza delle tecnologie costruttive e delle fasi esecutive, condizionano la programmazione delle indagini geotecniche. È quindi compito e responsabilità del progettista definire il piano delle indagini e delle prove geotecniche, interpretarne i risultati e individuare i più appropriati modelli geotecnici di sottosuolo in base, come esposto, alla tipologia di opera e/o intervento, alle tecnologie previste e alle modalità costruttive.

L’insieme di queste attività, unitamente alle analisi per il dimensionamento geotecnico delle opere, costituiscono l’oggetto della progettazione geotecnica. I risultati delle attività devono essere raccolti nella Relazione Geotecnica nella quale sono descritti i risultati delle indagini e delle prove, della caratterizzazione e modellazione geotecnica e delle analisi eseguite per la verifica delle condizioni di sicurezza e per la valutazione delle prestazioni nelle condizioni d’esercizio del sistema costruzione-terreno (vedi § C6.2.2).


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C6.2 ARTICOLAZIONE DEL PROGETTO


C6.2.1 Caratterizzazione e modellazione geologica del sito

Lo studio geologico deve essere esteso ad una zona significativamente estesa, in relazione al tipo di opera e al contesto geologico in cui questa si colloca.

I metodi e le tecniche di studio, l’approfondimento e il dettaglio delle analisi e delle indagini devono essere commisurati alla complessità geologica del sito, alle finalità progettuali e alle peculiarità dello scenario territoriale ed ambientale in cui si opera.

La studio geologico deve definire, con preciso riferimento al progetto, i lineamenti geomorfologici della zona nonché gli eventuali processi morfologici ed i dissesti in atto o potenziali e la loro tendenza evolutiva, la successione litostratigrafica locale, con la descrizione della natura e della distribuzione spaziale dei litotipi, del loro stato di alterazione e fratturazione e della loro degradabilità; inoltre, deve illustrare i caratteri geostrutturali generali, la geometria e le caratteristiche delle superfici di discontinuità e fornire lo schema della circolazione idrica superficiale e sotterranea.

Il piano delle indagini specifiche sui terreni e sulle rocce nel sito di interesse deve essere definito ed attuato sulla base dell’inquadramento geologico della zona e in funzione dei dati che è necessario acquisire per pervenire ad una ricostruzione geologica di dettaglio che possa risultare adeguata ed utile per la caratterizzazione e la modellazione geotecnica del sottosuolo.

Nella descrizione dei caratteri geologici del sito devono essere definite le caratteristiche intrinseche delle singole unità litologiche (terreni o rocce) con particolare riguardo ad eventuali disomogeneità, discontinuità, stati di alterazione e fattori che possano indurre anisotropia delle proprietà fisiche dei materiali. Nelle unità litologiche costituite da alternanze di materiali diversi devono essere descritte le caratteristiche dei singoli litotipi e quantificati gli spessori e la successione delle alternanze.

Alla scala dell’ammasso roccioso, che in molti casi è costituito dall’insieme di più unità litologiche, devono essere evidenziate le differenze di caratteristiche fra le diverse unità e devono essere descritte in dettaglio le discontinuità, quali contatti stratigrafici e/o tettonici, piani di stratificazione, fratture, faglie con relativa fascia di frizione, cavità per dissoluzione.

La Relazione Geologica sarà corredata da elaborati grafici (carte e sezioni geologiche, planimetrie e profili per rappresentare in dettaglio aspetti significativi o specifici tematismi, ecc) in scala adeguata al dettaglio degli studi eseguiti e dalla documentazione delle indagini appositamente effettuate e di quelle derivate dalla letteratura tecnico-scientifica o da precedenti lavori.

I risultati delle indagini e degli studi effettuati devono essere esposti in modo esteso ed esauriente e commentati con riferimento al quadro geologico generale della zona presa in considerazione, sottolineando eventuali incertezze nella ricostruzione geologica che possano risultare significative ai fini dello sviluppo del progetto.


C6.2.2 Indagini, caratterizzazione e modellazione geotecnica

Tra i dati geotecnici necessari per il progetto dell’opera devono in particolare essere presi in considerazione la successione stratigrafica, il regime delle pressioni interstiziali, le caratteristiche meccaniche dei terreni e tutti gli altri elementi significativi del sottosuolo, nonché le proprietà dei materiali da impiegare per la costruzione di opere di materiali sciolti.

La caratterizzazione degli ammassi rocciosi richiede inoltre l’individuazione delle famiglie (o dei sistemi) di discontinuità presenti e la definizione della loro giacitura (orientazione) e spaziatura.

Devono essere anche descritte le seguenti caratteristiche delle discontinuità: forma, apertura, continuità, scabrezza, riempimento.

Le indagini devono essere sviluppate secondo gradi di approfondimento e di ampiezza commisurati alle diverse fasi attraverso le quali si sviluppa il progetto.

Per definire il profilo geotecnico, le caratteristiche fisiche e meccaniche dei terreni e il regime delle pressioni interstiziali, devono essere eseguite specifiche indagini, in sito e in laboratorio, secondo un programma definito dal progettista in base alle caratteristiche dell’opera in progetto e alle presumibili caratteristiche del sottosuolo.

Opere che interessino grandi aree e che incidano profondamente sul territorio richiedono un progetto di fattibilità secondo i criteri di cui al § 6.12 delle NTC.

Nel caso di opere di notevole mole e importanza dal punto di vista della sicurezza o che interessino terreni con caratteristiche meccaniche scadenti, è opportuno effettuare il controllo del comportamento dell’opera durante e dopo la costruzione. A tal fine deve essere predisposto un programma di osservazioni e misure di ampiezza commisurata all’importanza dell’opera e alla complessità della situazione geotecnica.

Le indagini geotecniche devono permettere un’adeguata caratterizzazione geotecnica del volume significativo di terreno, che è la parte di sottosuolo influenzata, direttamente o indirettamente, dalla costruzione dell’opera e che influenza l’opera stessa. Il volume significativo ha forma ed estensione diverse a seconda del problema in esame e deve essere individuato caso per caso, in base alle caratteristiche dell’opera e alla natura e caratteristiche dei terreni.


Indagini e prove geotecniche in sito

A titolo indicativo, nella Tabella C6.2.I si elencano i mezzi di indagine e le prove geotecniche in sito di più frequente uso.


Tabella C6.2.I Mezzi di indagine e prove geotecniche in sito


Proprietà fisiche e meccaniche

Terreni a grana fine

Prove penetrometriche

Prove scissometriche

Prove dilatometriche

Prove pressiometriche

Prove di carico su piastra

Prove di laboratorio

Terreni a grana grossa

Prove penetrometriche

Prove di carico su piastra

Prove di laboratorio

Rocce

Prove speciali in sito (prove di taglio)

Prove di carico su piastra

Prove di laboratorio

Misure di pressione interstiziale

Terreni di qualsiasi tipo

Piezometri

Permeabilità

Terreni a grana fine

Misure piezometriche

Prove di laboratorio

Terreni a grana grossa

Prove idrauliche in fori di sondaggio

Prove di emungimento da pozzi

Verifica di procedimenti tecnologici

Palificate

Prove di carico su pali singoli

Prove di carico su gruppi di pali

Impermeabilizzazioni

Prove di permeabilità in sito e misura di altezza piezometrica prima e dopo l’intervento

Consolidamenti

Determinazione delle proprietà meccaniche in sito prima e dopo l’intervento

Prove di laboratorio

Indagini di tipo geofisico

In foro con strumentazione in profondità

Cross hole

Down hole

Con “suspension logger”

Senza esecuzioni di fori, con strumentazione in profondità

Penetrometro sismico

Dilatometro sismico

Con strumentazione in superficie

Prove SASW

Prove di rifrazione sismica

Prove di riflessione sismica


Il tipo e la tecnica esecutiva delle perforazioni di sondaggio devono essere scelti in funzione della natura dei terreni e delle operazioni da compiere nel corso del sondaggio (prelievo di campioni indisturbati, installazione di strumenti di misura, esecuzione di prove, ecc.).

Di regola, le indagini di tipo geofisico permettono di valutare le caratteristiche di rigidezza a bassi livelli di deformazione dei terreni; i risultati ottenuti non possono quindi essere utilizzati direttamente nelle verifiche di sicurezza rispetto agli stati limite che prevedano il raggiungimento della resistenza del terreno. È opportuno che i dati forniti dalle indagini geofisiche siano interpretati alla luce dei risultati ottenuti dalle altre indagini (successione stratigrafica, regime pressioni interstiziali, ecc.).

La scelta dei mezzi di indagine deve essere effettuata in fase di progetto dell’indagine e verificata durante lo svolgimento dell’indagine stessa.

La posizione dei punti di indagine e la loro quota assoluta devono essere rilevate topograficamente e riportate in planimetria.

Gli scavi esplorativi (pozzi, cunicoli e trincee) devono essere eseguiti nel rispetto delle norme di sicurezza per gli scavi a cielo aperto o in sotterraneo, avendo cura di garantire l’accessibilità per tutto il tempo di durata delle indagini.

Gli scavi devono essere realizzati in modo da non causare apprezzabili modifiche alla situazione esistente, sia dal punto di vista statico sia da quello idraulico. Dopo la loro utilizzazione, salvo il caso che vengano direttamente inglobati nell’opera, essi devono essere accuratamente riempiti ed intasati con materiale idoneo in modo da ripristinare, per quanto possibile, la situazione iniziale.

Nel corso dell’esecuzione di perforazioni di sondaggio, particolare cura deve essere posta per evitare di provocare mescolanze tra terreni diversi e di porre in comunicazione acquiferi diversi.

I risultati delle indagini e prove geotecniche in sito devono essere documentati con:

- una planimetria della zona con indicate le posizioni delle verticali di indagine;

- indicazioni sui tipi e le caratteristiche delle attrezzature impiegate;

- i profili stratigrafici ottenuti dalle perforazioni di sondaggio e dagli scavi esplorativi;

- i particolari esecutivi delle prove e delle misure eseguite;

- i risultati delle prove e delle misure eseguite;

- le notizie di eventuali eventi particolari verificatisi durante l’esecuzione dei lavori e ogni altro dato utile per la caratterizzazione del sottosuolo.


Prove geotecniche di laboratorio

Le prove geotecniche di laboratorio devono permettere di valutare i valori appropriati delle grandezze fisiche e meccaniche necessarie per tutte le verifiche agli stati limite ultimi e agli stati limite di esercizio.

Le prove sui terreni utilizzati come materiali da costruzione devono essere effettuate su campioni rappresentativi dei materiali disponibili, preparati in laboratorio secondo modalità da stabilire in relazione alle condizioni di posa in opera previste e alla destinazione del manufatto.

I risultati delle prove di laboratorio devono essere accompagnati da chiare indicazioni sulle procedure sperimentali adottate.


Caratterizzazione e modellazione geotecnica

I risultati delle indagini e prove geotecniche, eseguite in sito e in laboratorio, devono essere interpretate dal progettista che, sulla base dei risultati acquisiti, della tipologia di opera e/o intervento, delle tecnologie previste e delle modalità costruttive, deve individuare i più appropriati modelli geotecnici di sottosuolo e i valori caratteristici dei parametri geotecnici ad essi correlati. I parametri geotecnici da valutare per l’esecuzione delle analisi e delle verifiche nei riguardi degli stati limite ultimi e di esercizio dipendono dai modelli costitutivi adottati per descrivere il comportamento meccanico dei terreni.


Valori caratteristici dei parametri geotecnici

La scelta dei valori caratteristici dei parametri geotecnici avviene in due fasi.

La prima fase comporta l’identificazione dei parametri geotecnici appropriati ai fini progettuali.

Tale scelta richiede una valutazione specifica da parte del progettista, per il necessario riferimento ai diversi tipi di verifica.

Ad esempio, nel valutare la stabilità di un muro di sostegno è opportuno che la verifica allo scorrimento della fondazione del muro sia effettuata con riferimento al valore a volume costante o allo stato critico dell’angolo di resistenza al taglio, poiché il meccanismo di scorrimento, che coinvolge spessori molto modesti di terreno, e l’inevitabile disturbo connesso con la preparazione del piano di posa della fondazione, possono comportare modifiche significative dei parametri di resistenza. Per questo stesso motivo, nelle analisi svolte in termini di tensioni efficaci, è opportuno trascurare ogni contributo della coesione nelle verifiche allo scorrimento. Considerazioni diverse, invece, devono essere svolte con riferimento al calcolo della capacità portante della fondazione del muro che, per l’elevato volume di terreno indisturbato coinvolto, comporta il riferimento al valore di picco dell’angolo di resistenza al taglio, senza trascurare il contributo della coesione efficace del terreno.

Identificati i parametri geotecnici appropriati, la seconda fase del processo decisionale riguarda la valutazione dei valori caratteristici degli stessi parametri.

Nella progettazione geotecnica, in coerenza con gli Eurocodici, la scelta dei valori caratteristici dei parametri deriva da una stima cautelativa, effettuata dal progettista, del valore del parametro appropriato per lo stato limite considerato.

Nella scelta dei valori caratteristici è necessario tener conto, come già esposto, della specifica verifica e delle condizioni costruttive che ad essa corrispondono. Riprendendo l’esempio dell’analisi di stabilità di un muro di sostegno, al progettista è richiesta una valutazione specifica dei valori caratteristici dei parametri geotecnici appropriati alle diverse verifiche.

Nelle valutazioni che il progettista deve svolgere per pervenire ad una scelta corretta dei valori caratteristici, appare giustificato il riferimento a valori prossimi ai valori medi quando nello stato limite considerato è coinvolto un elevato volume di terreno, con possibile compensazione delle eterogeneità o quando la struttura a contatto con il terreno è dotata di rigidezza sufficiente a trasferire le azioni dalle zone meno resistenti a quelle più resistenti. Al contrario, valori caratteristici prossimi ai valori minimi dei parametri geotecnici appaiono più giustificati nel caso in cui siano coinvolti modesti volumi di terreno, con concentrazione delle deformazioni fino alla formazione di superfici di rottura nelle porzioni di terreno meno resistenti del volume significativo, o nel caso in cui la struttura a contatto con il terreno non sia in grado di trasferire forze dalle zone meno resistenti a quelle più resistenti a causa della sua insufficiente rigidezza. La scelta di valori caratteristici prossimi ai valori minimi dei parametri geotecnici può essere dettata anche solo dalle caratteristiche dei terreni; basti pensare, ad esempio, all’effetto delle discontinuità sul valore operativo della resistenza non drenata.

Una migliore approssimazione nella valutazione dei valori caratteristici può essere ottenuta operando le opportune medie dei valori dei parametri geotecnici nell’ambito di piccoli volumi di terreno, quando questi assumano importanza per lo stato limite considerato.


C6.2.2.5 Relazione geotecnica

La Relazione Geotecnica contiene i principali risultati ottenuti dalle indagini e prove geotecniche, descrive la caratterizzazione e la modellazione geotecnica dei terreni interagenti con l’opera, e riassume i risultati delle analisi svolte per la verifica delle condizioni di sicurezza e la valutazione delle prestazioni nelle condizioni d’esercizio del sistema costruzione-terreno.

A titolo esemplificativo, si indicano di seguito i tipici contenuti della Relazione Geotecnica:

- descrizione delle opere e degli interventi;

- problemi geotecnici e scelte tipologiche;

- descrizione del programma delle indagini e delle prove geotecniche;

- caratterizzazione fisica e meccanica dei terreni e delle rocce e definizione dei valori caratteristici dei parametri geotecnici;

- verifiche della sicurezza e delle prestazioni: identificazione dei relativi stati limite;

- approcci progettuali e valori di progetto dei parametri geotecnici;

- modelli geotecnici di sottosuolo e metodi di analisi;

- risultati delle analisi e loro commento.

La relazione deve essere inoltre corredata da una planimetria con l’ubicazione delle indagini, sia quelle appositamente effettuate, sia quelle di carattere storico e di esperienza locale eventualmente disponibili, dalla documentazione sulle indagini in sito e in laboratorio, da un numero adeguato di sezioni stratigrafiche con indicazione dei profili delle grandezze misurate (resistenza alla punta di prove penetrometriche, altezze piezometriche, valori di propagazione delle onde di taglio, ecc.).

Nei casi in cui sia necessario il ricorso al Metodo Osservazionale, di cui al § 6.2.4 delle NTC, o per opere e sistemi geotecnici di particolare complessità, la Relazione Geotecnica deve comprendere anche l’illustrazione del piano di monitoraggio, con l’individuazione della strumentazione di controllo e la definizione delle procedure di acquisizione, archiviazione ed elaborazione delle misure.

Nel caso di impiego del Metodo Osservazionale, inoltre, la Relazione Geotecnica deve comprendere anche la descrizioni delle possibili soluzioni alternative, con le relative verifiche, e la specificazione delle grandezze geometriche, fisiche e meccaniche da tenere sotto controllo per l’adozione di una delle soluzioni alternative previste e dei relativi limiti di accettabilità.


C6.2.3 Verifiche della sicurezza e delle prestazioni

Conseguentemente ai principi generali enunciati nelle NTC, la progettazione geotecnica si basa sul metodo degli stati limite e sull’impiego dei coefficienti parziali di sicurezza.

Nel metodo degli stati limite, ultimi e di esercizio, i coefficienti parziali sono applicati alle azioni, agli effetti delle azioni, alle caratteristiche dei materiali e alle resistenze.

I coefficienti parziali possono essere diversamente raggruppati e combinati tra loro in funzione del tipo e delle finalità delle verifiche, nei diversi stati limite considerati.


C6.2.3.1 Verifiche nei confronti degli stati limite ultimi (SLU)

Si considerano cinque stati limite ultimi che, mantenendo la denominazione abbreviata degli eurocodici, sono così identificati:

EQU - perdita di equilibrio della struttura, del terreno o dell’insieme terreno-struttura, considerati come corpi rigidi;

STR - raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali, compresi gli elementi di fondazione;

GEO - raggiungimento della resistenza del terreno interagente con la struttura con sviluppo di meccanismi di collasso dell’insieme terreno-struttura;

UPL - perdita di equilibrio della struttura o del terreno, dovuta alla sottospinta dell’acqua (galleggiamento);

HYD - erosione e sifonamento del terreno dovuta a gradienti idraulici.

Gli stati limite STR e GEO sono gli unici che prevedono il raggiungimento della resistenza delle strutture o del terreno, rispettivamente. Nei paragrafi successivi essi sono specificati per le diverse tipologie di opere e sistemi geotecnici. Con riferimento agli stati limite GEO, si possono menzionare, a mero titolo di esempio, gli stati limite che riguardano il raggiungimento del carico limite nei terreni di fondazione e lo scorrimento sul piano di posa di fondazioni superficiali e muri di sostegno, la rotazione intorno a un punto di una paratia a sbalzo o con un livello di vincolo, ecc.

In questi casi, si esegue, di fatto, una verifica del sistema geotecnico nei confronti di un meccanismo di collasso che, in alcuni casi, può implicare anche la plasticizzazione degli elementi strutturali. Al contrario, nelle verifiche rispetto agli stati limite STR, ci si riferisce in genere al raggiungimento della crisi di una delle sezioni della struttura, senza pervenire necessariamente alla determinazione di un meccanismo di collasso, o alla valutazione di una distanza da esso.

Nelle verifiche di sicurezza rispetto agli stati limite ultimi, può essere utilizzato l’Approccio 1 o l’Approccio 2. Nell’ambito dell’Approccio 1, la combinazione 1 è generalmente dimensionante per le verifiche di sicurezza rispetto agli stati limite di tipo strutturale, STR, mentre la combinazione 2 risulta in genere dimensionante per le verifiche di sicurezza rispetto agli stati limite di tipo geotecnico, GEO. Le combinazioni dei coefficienti parziali da utilizzare per le diverse tipologie di opere e sistemi geotecnici sono indicati nei paragrafi successivi.

Gli stati limite EQU, UPL e HYD non prevedono il raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali. Se si porta in conto la resistenza del terreno, si devono utilizzare per essa i coefficienti parziali del gruppo M2 (Tabella 6.2.II NTC).

Con riferimento ad opere e sistemi geotecnici, lo stato limite di ribaltamento di un muro di sostegno, ad esempio, deve essere trattato come uno stato limite di equilibrio di corpo rigido, EQU.

Gli stati limite UPL e HYD si riferiscono a stati limite ultimi di tipo idraulico (§ 6.2.3.2 NTC). Ad esempio, gli stati limite di sollevamento per galleggiamento di strutture interrate (parcheggi sotterranei, stazioni metropolitane, ecc.) o di opere marittime devono essere trattati come stati limite di equilibrio UPL. Al contrario, lo stato limite di sifonamento al quale corrisponde l’annullamento delle tensioni efficaci e che può essere prodotto da moti di filtrazione diretti dal basso verso l’alto, devono essere trattati come stati limite HYD.


C6.2.3.3 Verifiche nei confronti degli stati limite di esercizio (SLE)

Per le opere e i sistemi geotecnici, gli stati limite di esercizio si riferiscono al raggiungimento di valori critici di spostamenti e rotazioni, assoluti e/o relativi, e distorsioni che possano compromettere la funzionalità dell’opera. È quindi necessario valutare, utilizzando i valori caratteristici delle azioni e delle resistenze dei materiali, gli spostamenti e le rotazioni delle opere, nonché il loro andamento nel tempo.


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C6.3 STABILITÀ DEI PENDII NATURALI

Nello studio delle condizioni di stabilità dei pendii devono essere presi in considerazione almeno i seguenti fattori:

- caratteristiche geologiche;

- caratteristiche morfologiche;

- proprietà fisiche e meccaniche dei terreni costituenti il pendio;

- regime delle pressioni interstiziali e delle pressioni dell’acqua nelle discontinuità eventualmente presenti;

- peso proprio e azioni applicate sul pendio;

- regime delle precipitazioni atmosferiche;

- sismicità della zona.


C6.3.2 Modellazione geologica del pendio

Lo studio geologico comprende il rilevamento diretto delle discontinuità del terreno (giunti di deposizione, faglie, diaclasi, fratture) delle quali devono essere determinate la distribuzione spaziale, la frequenza e le caratteristiche. Attraverso un’analisi geomorfologia quantitativa del pendio e delle aree adiacenti devono essere ricercate indicazioni su franosità della zona e su natura, caratteristiche e grandezza di eventuali movimenti verificatisi in passato e sulla loro possibile evoluzione nel tempo.


C6.3.3 Modellazione geotecnica del pendio

Lo studio geotecnico riguarda la programmazione del piano di indagini, finalizzato all’acquisizione dei dati necessari alle analisi, quali la caratterizzazione dei terreni o delle rocce costituenti il pendio, la valutazione del regime delle pressioni interstiziali e la definizione del modello di sottosuolo, nonché l’analisi delle condizioni di stabilità del pendio, il dimensionamento degli interventi di stabilizzazione e la programmazione del piano di monitoraggio.

Le verticali di indagine devono essere preferibilmente allineate lungo una o più sezioni longitudinali del pendio ed essere opportunamente spaziate per ottenere informazioni sufficienti lungo tutta l’estensione del pendio.

Il regime delle pressioni interstiziali nel sottosuolo deve essere ricostruito con sufficiente approssimazione mediante misure puntuali delle pressioni interstiziali eseguite con piezometri o celle piezometriche. Questi devono essere installati in posizioni opportunamente scelte in relazione alle caratteristiche geometriche e stratigrafiche del pendio e alla posizione presunta della superficie di scorrimento, potenziale o effettiva.

Se la verifica di stabilità riguarda pendii naturali in frana, le indagini devono definire la posizione e la forma della superficie di scorrimento. A tal fine si deve provvedere alla misura degli spostamenti in superficie e in profondità. Queste misure devono permettere la determinazione dell’entità degli spostamenti e del loro andamento nel tempo, da porre eventualmente in relazione al regime delle pressioni interstiziali e a quello delle precipitazioni atmosferiche. Gli spostamenti in profondità devono essere riferiti a quelli misurati in superficie, avendo cura di eseguire le misure con la stessa cadenza temporale.

Le prove di laboratorio devono permettere la determinazione delle caratteristiche di resistenza nelle condizioni di picco, di post-picco e nelle condizioni residue.


C6.3.4 Verifiche di sicurezza

Nelle verifiche di stabilità si utilizzano i valori caratteristici dei parametri di resistenza (ck, ϕ′k). Il coefficiente di sicurezza è definito dal rapporto tra la resistenza al taglio disponibile lungo la superficie di scorrimento e lo sforzo di taglio mobilitato lungo di essa. Il suo valore minimo deve essere scelto e motivato dal progettista in relazione al livello di affidabilità dei dati acquisiti, ai limiti del modello di calcolo utilizzato, nonché al livello di protezione che si vuole garantire (§ 6.3.4 NTC).

Nei pendii interessati da frane attive o quiescenti, che possano essere riattivate dalle cause originali o da un’azione sismica, bisogna fare riferimento alla resistenza al taglio a grandi deformazioni, in dipendenza dell’entità dei movimenti e della natura dei terreni. Le caratteristiche di resistenza devono quindi intendersi come valori operativi lungo la superficie di scorrimento.


C6.3.5 Interventi di stabilizzazione

Nel dimensionamento degli interventi di stabilizzazione devono essere valutate le condizioni di stabilità iniziali, prima dell’esecuzione dell’intervento, e quelle finali, ad intervento eseguito, in modo da valutare l’incremento del margine di sicurezza rispetto al cinematismo di collasso critico potenziale o effettivo. In dipendenza della tipologia di intervento deve essere valutata l’evoluzione temporale dell’incremento del coefficiente di sicurezza nel tempo, per garantire il raggiungimento di condizioni di stabilità adeguate in tempi compatibili con i requisiti di progetto. In ogni caso, le condizioni di stabilità devono essere verificate non solo lungo il cinematismo di collasso critico originario, ma anche lungo possibili cinematismi alternativi che possano innescarsi a seguito della realizzazione dell’intervento di stabilizzazione.


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C6.4 OPERE DI FONDAZIONE

Le fondazioni sono distinte in fondazioni superficiali, o dirette (ad es.: plinti, travi, platee), e fondazioni profonde (ad es.: pali, pozzi, cassoni).


C6.4.1 Criteri generali di progetto

Il comportamento delle fondazioni è condizionato da numerosi fattori, dei quali si elencano quelli che generalmente occorre considerare:

a) Terreni di fondazione:

successione stratigrafica;

proprietà fisiche e meccaniche dei terreni;

regime delle pressioni interstiziali.

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