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γ

F = 0,9 f A / , per i bulloni; (4.2.62)

t,Rd tb res M2

γ

F = 0,6 f A / , per i chiodi. (4.2.63)

t,Rd tr res M2

Inoltre, nelle unioni bullonate soggette a trazione è necessario verificare la piastra a punzonamento;

ciò non è richiesto per le unioni chiodate. La resistenza a punzonamento del piatto collegato è pari a

π γ

B = 0,6 d t f / ; (4.2.64)

p,Rd m p tk M2

dove d è il minimo tra il diametro del dado e il diametro medio della testa del bullone; t è lo

m p

è la tensione di rottura dell’acciaio del piatto.

spessore del piatto e f

tk

La resistenza complessiva della singola unione a taglio è perciò data da min(F ; F ), mentre la

v,Rd b,Rd

resistenza della singola unione a trazione è ottenuta come min(B ; F ).

p,Rd t,Rd

Nel caso di presenza combinata di trazione e taglio si può adottare la formula di interazione lineare:

F F

+ ≤

v,Ed t,Ed , (4.2.65)

1

F 1, 4F

v,Rd t,Rd

F ≤

t,Ed

con la limitazione 1 , dove con F ed F si sono indicate rispettivamente le sollecitazioni

v,Ed t,Ed

F

t,Rd

di taglio e di trazione agenti sull’unione; per brevità, le resistenze a taglio ed a trazione dell’unione

sono state indicate con F ed F

v,Rd t,Rd.

Unioni a taglio per attrito con bulloni ad alta resistenza

La resistenza di calcolo allo scorrimento F di un bullone di classe 8.8 o 10.9 precaricato può

s,Rd

essere assunta pari a: µ γ

F = n F / . (4.2.66)

s,Rd p,C M3

dove:

n è il numero delle superfici di attrito,

µ è il coefficiente di attrito di cui al § 4.2.8.1.1,

F è la forza di precarico del bullone che, in caso di serraggio controllato, può essere assunta pari

p,C γ

a 0,7 f A , invece che pari a 0,7 f A /

tb res tb res M7.

Nel caso un collegamento ad attrito con bulloni ad alta resistenza precaricati sia soggetto a trazione

F (allo stato limite ultimo) la resistenza di calcolo allo scorrimento F si riduce rispetto al

t,Ed s,Rd

valore sopra indicato e può essere assunta pari a:

µ γ

F = n ( F – 0,8 F ) / . (4.2.67)

s,Rd p,C t,Ed M3

Nel caso di verifica allo scorrimento nello stato limite di esercizio, in modo analogo si può

assumere: µ γ

F = n ( F – 0,8 F ) / , (4.2.68)

s,Rd,eser p,C t,Ed,eser M3

dove F è la sollecitazione di calcolo ottenuta dalla combinazione dei carichi per le verifiche in

t,Ed,eser

esercizio.

4.2.8.1.2 Collegamenti con perni

La resistenza a taglio del perno è pari a γ

F = 0,6 f A / , (4.2.69)

v,Rd tk M2

dove A è l’area della sezione del perno ed f è la tensione a rottura del perno.

up

La resistenza a rifollamento dell’elemento in acciaio connesso dal perno è pari a

γ

= 1,5 t d f / , (4.2.70)

F

b,Rd yk M0

97

dove t è lo spessore dell’elemento, d il diametro del perno e f è la tensione di snervamento

yk

dell’acciaio usato per il perno.

Nella concezione delle connessioni con perni si deve aver cura di contenere le azioni flettenti. La

resistenza a flessione del perno è data da γ

M = 1,5 W f / , (4.2.71)

Rd el yk M0

dove W è il modulo (resistente) elastico della sezione del perno.

el

Qualora si preveda la sostituzione del perno durante la vita della costruzione, bisogna limitare le

sollecitazioni di flessione e taglio sul perno e di compressione sul contorno dei fori. Per cui la forza

di taglio ed il momento agenti sul perno in esercizio, F e M , devono essere limitate

b,Ed,ser Ed,ser

secondo le seguenti formula: γ

F = 0,6 t d f / > F (4.2.72)

b,Rd,ser yk M6ser b,Ed,ser ,

γ

M = 0,8 W f / > M (4.2.73)

Rd,ser el yk M6,ser Ed,ser σ

Inoltre, affinché il perno possa essere sostituito, è necessario limitare le tensioni di contatto, , al

h,Ed

γ

valore limite, f = 2,5 f / . Le tensioni di contatto possono essere valutate con la formula

h,Ed yk M6,ser

seguente ( )

⋅ ⋅ −

E F d d

σ = Ed,ser 0 (4.2.74)

0,591

h,Ed ⋅

2

d t

dove con d si è indicato il diametro del foro di alloggiamento del perno, mentre F è la forza di

0 Ed,ser

taglio che il perno trasferisce a servizio ed E è il modulo elastico dell’acciaio.

4.2.8.2 Unioni saldate

Nel presente paragrafo sono considerate unioni saldate a piena penetrazione, a parziale

penetrazione, ed unioni realizzate con cordoni d’angolo. Per i requisiti riguardanti i procedimenti di

saldatura, i materiali d’apporto e i controlli idonei e necessari per la realizzazione di saldature dotate

di prestazioni meccaniche adeguate ai livelli di sicurezza richiesti dalla presente norma, si faccia

riferimento al § 11.3.4.5.

4.2.8.2.1Unioni con saldature a piena penetrazione

I collegamenti testa a testa, a T e a croce a piena penetrazione sono generalmente realizzati con

materiali d’apporto aventi resistenza uguale o maggiore a quella degli elementi collegati. Pertanto la

resistenza di calcolo dei collegamenti a piena penetrazione si assume eguale alla resistenza di

progetto del più debole tra gli elementi connessi. Una saldatura a piena penetrazione è caratterizzata

dalla piena fusione del metallo di base attraverso tutto lo spessore dell’elemento da unire con il

materiale di apporto.

4.2.8.2.2 Unioni con saldature a parziale penetrazione

I collegamenti testa a testa, a T e a croce a parziale penetrazione vengono verificati con gli stessi

criteri dei cordoni d’angolo (di cui al successivo § 4.2.8.2.4.).

L’altezza di gola dei cordoni d’angolo da utilizzare nelle verifiche è quella teorica, corrispondente

alla preparazione adottata e specificata nei disegni di progetto, senza tenere conto della penetrazione

e del sovrametallo di saldatura, in conformità con la norma UNI EN ISO 9692-1:2005.

4.2.8.2.3 Unioni con saldature a cordoni d’angolo

La resistenza di progetto, per unità di lunghezza, dei cordoni d’angolo si determina con riferimento

all’altezza di gola “a”, cioè all’altezza “a” del triangolo iscritto nella sezione trasversale del cordone

98

stesso (Fig. 4.2.4).

Figura 4.2.4 Definizione dell’area di gola per le saldature a cordone d’angolo.

-

La lunghezza di calcolo L è quella intera del cordone, purché questo non abbia estremità

palesemente mancanti o difettose.

σ

Eventuali tensioni definite al § successivo agenti nella sezione trasversale del cordone, inteso

//

come parte della sezione resistente della membratura, non devono essere prese in considerazione ai

fini della verifica del cordone stesso.

Per il calcolo della resistenza delle saldature con cordoni d’angolo, qualora si faccia riferimento ai

γ

modelli di calcolo presentati nel paragrafo seguente, si adottano i fattori parziali indicati in Tab.

M

4.2.XII. E’ possibile utilizzare modelli contenuti in normative di comprovata validità, adottando

γ che garantiscano i livelli di sicurezza stabiliti nelle presenti norme.

fattori parziali M

Ai fini della durabilità delle costruzioni, le saldature correnti a cordoni intermittenti, realizzati in

modo non continuo lungo i lembi delle parti da unire, non sono ammesse in strutture non

sicuramente protette contro la corrosione.

Per le verifiche occorre riferirsi alternativamente alla sezione di gola nella effettiva posizione o in

posizione ribaltata, come indicato nel paragrafo successivo.

4.2.8.2.4 Resistenza delle saldature a cordoni d’angolo

Allo stato limite ultimo le azioni di calcolo sui cordoni d’angolo si distribuiscono uniformemente

sulla sezione di gola (definita al § 4.2.8.2.3). τ

σ la tensione normale e con la tensione tangenziale perpendicolari

Nel seguito si indicano con ⊥ ⊥ σ

all’asse del cordone d’angolo, agenti nella sezione di gola nella sua posizione effettiva, e con la



τ

tensione normale e con la tensione tangenziale parallele all’asse del cordone d’angolo. La



σ

tensione normale non influenza la resistenza del cordone.



Considerando la sezione di gola nella sua effettiva posizione, si può assumere la seguente

condizione di resistenza 2 2 2 0,5

σ τ τ ≤ β γ

[ + 3 ( + ) ] f / ( ) , (4.2.75)

⊥ ⊥  tk M2

dove

f è la resistenza a rottura del più debole degli elementi collegati,

tk

β = 0,80 per acciaio S235, 0,85 per acciaio S275, 0,90 per acciaio S355, 1,00 per acciaio S420 e

S460.

In alternativa, detta a l’altezza di gola, si può adottare cautelativamente il criterio semplificato

F /F 1 , (4.2.76)

w,Ed w,Rd

dove F è la forza di calcolo che sollecita il cordone d’angolo per unità di lunghezza e F è la

w,Ed w,Rd

resistenza di calcolo del cordone d’angolo per unità di lunghezza

( )

F =af / 3βγ . (4.2.77)

w,Rd tk M2

Considerando la sezione di gola in posizione ribaltata, si indicano con n e con t la tensione

⊥ ⊥

normale e la tensione tangenziale perpendicolari all’asse del cordone.

99

La verifica dei cordoni d’angolo si effettua controllando che siano soddisfatte simultaneamente le

due condizioni ≤ β ⋅

2 2 2

n +t +τ f (4.2.78)

⊥ ⊥ 1 yk

≤ β ⋅

n + t f , (4.2.79)

⊥ ⊥ 2 yk β β

dove f è la tensione di snervamento caratteristica ed i coefficienti e sono dati, in funzione del

yk 1 2

grado di acciaio, in Tab. 4.2.XIV.

β β

e

Tabella 4.2.XIV Valori dei coefficienti 1 2

S235 S275 - S355 S420 - S460

β 0,85 0,70 0,62

1

β 1,0 0,85 0,75

2

4.2.8.3 Unioni soggette a carichi da fatica

La resistenza a fatica relativa ai vari dettagli dei collegamenti bullonati e saldati, con le relative

curve S-N, può essere reperita in UNI EN 1993-1-9.

In ogni caso si adottano i coefficienti parziali indicati in Tab. 4.2.IX. In alternativa si possono

γ che

utilizzare modelli contenuti in normative di comprovata validità, adottando fattori parziali M

garantiscano i livelli di sicurezza stabiliti nelle presenti norme.

4.2.8.4 Unioni soggette a vibrazioni, urti e/o inversioni di carico

Nei collegamenti soggetti a taglio e dinamicamente sollecitati, a causa di vibrazioni indotte da

macchinari oppure a causa di improvvise variazioni delle sollecitazioni dovute a urti o altre azioni

dinamiche, devono adottarsi apposite soluzioni tecniche che impediscano efficacemente lo

scorrimento.

A tal proposito si consiglia l’utilizzo di giunzioni saldate, oppure, nel caso di unioni bullonate,

l’utilizzo di dispositivi anti-svitamento, bulloni precaricati, bulloni in fori calibrati o altri tipi di

bulloni idonei a limitare o eliminare lo scorrimento.

4.2.9 REQUISITI PER LA PROGETTAZIONE E L’ESECUZIONE

4.2.9.1 Spessori Limite

È vietato l’uso di profilati con spessore t < 4 mm .

Una deroga a tale norma, fino ad uno spessore t = 3mm, è consentita per opere sicuramente protette

contro la corrosione, quali per esempio tubi chiusi alle estremità e profili zincati, od opere non

esposte agli agenti atmosferici.

Le limitazioni di cui sopra non riguardano elementi e profili sagomati a freddo.

4.2.9.2 Acciaio incrudito

È proibito l’impiego di acciaio incrudito in ogni caso in cui si preveda la plasticizzazione del

materiale (analisi plastica, azioni sismiche o eccezionali, ecc.) o prevalgano i fenomeni di fatica.

100

4.2.9.3 Giunti di tipo misto

In uno stesso giunto è vietato l’impiego di differenti metodi di collegamento di forza (ad esempio

saldatura e bullonatura), a meno che uno solo di essi sia in grado di sopportare l’intero sforzo,

ovvero sia dimostrato, per via sperimentale o teorica, che la disposizione costruttiva è esente dal

pericolo di collasso prematuro a catena.

4.2.9.4 Problematiche specifiche

Per tutto quanto non trattato nelle presenti norme, in relazione a:

- Preparazione del materiale,

- Tolleranze degli elementi strutturali di fabbricazione e di montaggio,

Impiego dei ferri piatti,

-

- Variazioni di sezione,

- Intersezioni,

Collegamenti a taglio con bulloni normali e chiodi,

-

- Tolleranze foro – bullone. Interassi dei bulloni e dei chiodi. Distanze dai margini,

- Collegamenti ad attrito con bulloni ad alta resistenza,

- Collegamenti saldati,

- Collegamenti per contatto,

si può far riferimento a normative di comprovata validità.

4.2.9.5 Apparecchi di appoggio

La concezione strutturale deve prevedere facilità di sostituzione degli apparecchi di appoggio, nel

caso in cui questi abbiano vita nominale più breve di quella della costruzione alla quale sono

connessi.

4.2.9.6 Verniciatura e zincatura

Gli elementi delle strutture in acciaio, a meno che siano di comprovata resistenza alla corrosione,

devono essere adeguatamente protetti mediante verniciatura o zincatura, tenendo conto del tipo di

acciaio, della sua posizione nella struttura e dell’ambiente nel quale è collocato. Devono essere

particolarmente protetti i collegamenti bullonati (precaricati e non precaricati), in modo da impedire

qualsiasi infiltrazione all’interno del collegamento.

Anche per gli acciai con resistenza alla corrosione migliorata (per i quali può farsi utile riferimento

alla norma UNI EN 10025-5:2005) devono prevedersi, ove necessario, protezioni mediante

verniciatura.

Nel caso di parti inaccessibili, o profili a sezione chiusa non ermeticamente chiusi alle estremità,

dovranno prevedersi adeguati sovraspessori.

Gli elementi destinati ad essere incorporati in getti di calcestruzzo non devono essere verniciati:

possono essere invece zincati a caldo.

4.2.10 CRITERI DI DURABILITÀ

La durabilità deve assicurare il mantenimento nel tempo della geometria e delle caratteristiche dei

materiali della struttura, affinché questa conservi inalterate funzionalità, aspetto estetico e

resistenza.

Al fine di garantire tale persistenza in fase di progetto devono essere presi in esame i dettagli

costruttivi, la eventuale necessità di adottare sovraspessori, le misure protettive e deve essere

101

definito un piano di manutenzione (ispezioni, operazioni manutentive e programma di attuazione

delle stesse).

4.2.11 RESISTENZA AL FUOCO

Le verifiche di resistenza al fuoco potranno eseguirsi con riferimento a UNI EN 1993-1-2,

γ

utilizzando i coefficienti (v. § 4.2.6) relativi alle combinazioni eccezionali.

M 102

4.3 COSTRUZIONI COMPOSTE DI ACCIAIO - CALCESTRUZZO

Le presenti norme si applicano a costruzioni civili e industriali con strutture composte in acciaio e

ed

calcestruzzo per quanto attiene ai requisiti di resistenza, funzionalità, durabilità, robustezza,

esecuzione.

Le strutture composte sono costituite da parti realizzate in acciaio per carpenteria e da parti

realizzate in calcestruzzo armato (normale o precompresso) rese collaboranti fra loro con un sistema

di connessione appropriatamente dimensionato.

Per tutto quanto non espressamente indicato nel presente capitolo, per la progettazione strutturale,

l’esecuzione, i controlli e la manutenzione deve farsi riferimento ai precedenti §§ 4.1 e 4.2 relativi

alle costruzioni di calcestruzzo armato ed alle costruzioni di acciaio, rispettivamente.

4.3.1 VALUTAZIONE DELLA SICUREZZA

La valutazione della sicurezza è condotta secondo i principi fondamentali illustrati nel Cap. 2.

I requisiti richiesti di resistenza, funzionalità, durabilità e robustezza si garantiscono verificando il

rispetto degli stati limite ultimi e degli stati limite di esercizio della struttura, dei componenti

strutturali e dei collegamenti descritti nella presente norma.

In aggiunta a quanto indicato in §§ 4.1 e 4.2, la sicurezza strutturale deve essere controllata per gli

stati limite indicati nel seguito.

4.3.1.1 Stati limite ultimi

Stato limite di resistenza della connessione acciaio – calcestruzzo , al fine di evitare la crisi del

collegamento tra elementi in acciaio ed elementi in calcestruzzo con la conseguente perdita del

funzionamento composto della sezione.

4.3.1.2 Stati limite di esercizio

Stato limite di esercizio della connessione acciaio – calcestruzzo , al fine di evitare eccessivi

scorrimenti fra l’elemento in acciaio e l’elemento in calcestruzzo durante l’esercizio della

costruzione.

4.3.1.3 Fasi costruttive

Le fasi costruttive, quando rilevanti, devono essere considerate nella progettazione, nell’analisi e

nella verifica delle strutture composte.

4.3.2 ANALISI STRUTTURALE

Il metodo di analisi deve essere coerente con le ipotesi di progetto.

L’analisi deve essere basata su modelli strutturali di calcolo appropriati, a seconda dello stato limite

considerato.

Occorre considerare nell’analisi e nelle verifiche gli effetti del ritiro e della viscosità del

calcestruzzo e delle variazioni di temperatura. 103

4.3.2.1 Classificazione delle sezioni

La classificazione delle sezioni composte è eseguita secondo lo schema introdotto per le sezioni in

acciaio in § 4.2.3. Nel calcolo si possono adottare distribuzioni di tensioni plastiche o elastiche per

le classi 1 e 2, mentre per le classi 3 e 4 si debbono utilizzare distribuzioni di tensioni elastiche.

In particolare, per le sezioni di classe 1 e 2, l’armatura di trazione A in soletta, posta all’interno

S

della larghezza collaborante ed utilizzata per il calcolo del momento plastico, deve essere realizzata

con acciaio B450C e rispettare la condizione

≥ ρ ⋅

A A

S S C . (4.3.1)

f f

f 1 f

ρ = δ + ≤ δ

yk yk

ctm ctm

0,3

( )

S +

235 f 1 h 2z 235 f

sk c 0 sk

è l’area della piattabanda di calcestruzzo, f è la resistenza media di trazione del

dove A

C ctm

calcestruzzo, f e f sono la resistenza caratteristica a snervamento dell’acciaio di struttura e di

yk sk

quello d’armatura rispettivamente, h è lo spessore della soletta di calcestruzzo, z è la distanza tra il

c 0

baricentro della soletta di calcestruzzo non fessurata e il baricentro della sezione composta non

δ

fessurata, è pari ad 1 per le sezioni in classe 2 e a 1,1 per le sezioni in classe 1.

4.3.2.2 Metodi di analisi globale

Gli effetti delle azioni possono essere valutati mediante l’analisi globale elastica anche quando si

consideri la resistenza plastica, o comunque in campo non-lineare delle sezioni trasversali.

L’analisi elastica globale deve essere utilizzata per le verifiche agli stati limite di esercizio,

introducendo opportune correzioni per tenere conto degli effetti non-lineari quali la fessurazione del

calcestruzzo, e per le verifiche dello stato limite di fatica.

Per sezioni di classe 3 e 4 si debbono considerare esplicitamente gli effetti della sequenza di

costruzione e gli effetti della viscosità e del ritiro.

Gli effetti del trascinamento da taglio e dell’instabilità locale devono essere tenuti in debito conto

quando questi influenzino significativamente l’analisi.

4.3.2.2.1 Analisi lineare elastica

In questo tipo di analisi si devono tenere in conto, per quanto possibile, i fenomeni non-lineari,

quali la viscosità e la fessurazione, gli effetti della temperatura e le fasi costruttive.

Per costruzioni poco sensibili ai fenomeni del secondo ordine e quindi non suscettibili di problemi

di stabilità globale, è possibile tenere in conto la viscosità nelle travi di impalcato sostituendo l’area

delle porzione in calcestruzzo, A , con aree equivalenti ridotte in ragione del coefficiente di

c

omogeneizzazione n calcolato per breve e lungo termine. Salvo più precise valutazioni, il modulo di

elasticità del calcestruzzo per effetti a lungo termine può essere considerato pari al 50% del suo

valore medio istantaneo, E .

cm

Per tenere in conto la fessurazione delle travi composte è possibile utilizzare due metodi.

Il primo consiste nell’effettuare una prima analisi “non fessurata” in cui l’inerzia omogeneizzata di

tutte le travi è pari a quella della sezione interamente reagente, EJ . Individuate, alla conclusione

1

dell’analisi, le sezioni soggette a momento flettente negativo, nelle quali si hanno fenomeni di

fessurazione, si esegue una seconda analisi “fessurata”. In tale analisi la rigidezza EJ è assegnata

1

alle porzioni di trave soggette a momento flettente positivo, mentre la rigidezza fessurata ottenuta

trascurando il calcestruzzo teso, EJ , è assegnata alle porzioni di trave soggette a momento flettente

2

negativo. La nuova distribuzione delle rigidezze e delle sollecitazioni interne è utilizzata per le

verifiche agli stati limite di servizio ed ultimo.

Il secondo metodo, applicabile alle travi continue in telai controventati in cui le luci delle campate

104

non differiscono tra loro di più del 60%, considera una estensione della zona fessurata all’estremità

, pari al 15% della luce della campata; la rigidezza

di ogni campata, caratterizzata da rigidezza EJ 2

EJ è assegnata a tutte le altre zone.

1

La rigidezza delle colonne deve essere assunta pari al valore indicato in § 4.3.5.2 della presente

norma.

Gli effetti della temperatura devono essere considerati nel calcolo quando influenti. Tali effetti

possono solitamente essere trascurati nella verifica allo stato limite ultimo, quando gli elementi

strutturali siano in classe 1 o 2 e quando non vi siano pericoli di instabilità flesso-torsionale.

Il momento flettente ottenuto dall’analisi elastica può essere ridistribuito in modo da soddisfare

ancora l’equilibrio tenendo in conto gli effetti del comportamento non-lineare dei materiali e tutti i

fenomeni di instabilità.

Per le verifiche allo stato limite ultimo, ad eccezione delle verifiche a fatica, il momento elastico

può essere ridistribuito quando la trave composta è continua o parte di un telaio controventato, è di

altezza costante, non vi è pericolo di fenomeni di instabilità.

Nel caso di travi composte parzialmente rivestite di calcestruzzo, occorre anche verificare che la

capacità rotazionale sia sufficiente per effettuare la ridistribuzione, trascurando il contributo del

calcestruzzo a compressione nel calcolo del momento resistente ridotto nella situazione ridistribuita.

La riduzione del massimo momento negativo non deve eccedere le percentuali indicate nella Tab.

4.3.I. Limiti della ridistribuzione del momento negativo sugli appoggi.

Tabella. 4.3.I

Classe della sezione 1 2 3 4

Analisi “non-fessurata” 40 30 20 10

Analisi “fessurata” 25 15 10 0

Se si utilizzano profili di acciaio strutturale di grado S355 o superiore la ridistribuzione può essere

fatta solo con sezioni di classe 1 e classe 2, e non deve superare il 30% per le analisi “non fessurate”

ed il 15% per le “analisi fessurate”.

4.3.2.2.2 Analisi plastica

L’analisi plastica può essere utilizzata per eseguire le verifiche allo stato limite ultimo quando:

- tutti gli elementi sono in acciaio o composti acciaio-calcestruzzo;

quando i materiali soddisfano i requisiti indicati in § 4.3.3.1;

-

- quando le sezioni sono di classe 1;

- quando i collegamenti trave-colonna sono a completo ripristino di resistenza plastica e sono

dotati di adeguata capacità di rotazione o di adeguata sovraresistenza.

Inoltre, nelle zone in cui è supposto lo sviluppo delle deformazioni plastiche (cerniere plastiche), è

necessario

- che i profili in acciaio siano simmetrici rispetto al piano dell’anima,

- che la piattabanda compressa sia opportunamente vincolata,

- che la capacità rotazionale della cerniera plastica sia sufficiente.

4.3.2.2.3 Analisi non lineare

L’analisi non lineare deve essere eseguita secondo le indicazioni in § 4.2.3.3.

I materiali devono essere modellati considerando tutte le loro non-linearità e deve essere tenuto in

105

conto il comportamento della connessione a taglio tra gli elementi delle travi composte.

L’influenza delle deformazioni sulle sollecitazioni interne deve essere tenuta in conto,

rappresentando opportunamente le imperfezioni geometriche.

4.3.2.3 Larghezze efficaci

La distribuzione delle tensioni normali negli elementi composti, deve essere determinata o mediante

una analisi rigorosa o utilizzando nel calcolo la larghezza efficace della soletta.

La larghezza efficace, b , di una soletta in calcestruzzo può essere determinata mediante

eff

l’espressione =b +b +b , (4.3.2)

b eff 0 e1 e2

dove b è la distanza tra gli assi dei connettori e b =min (L /8, b ) è il valore della larghezza

0 ei e i

collaborante da ciascun lato della sezione composta (vedi fig. 4.3.1).

b eff

b b b

e1 c e2 b

b b 2

1 1

Figura 4.3.1. - Definizione della larghezza efficace b e delle aliquote b .

eff ei

L nelle travi semplicemente appoggiate è la luce della trave, nelle travi continue è la distanza

e

indicata in fig. 4.3.2.

Per gli appoggi di estremità la formula diviene β β

b =b + b + b , (4.3.3)

eff 0 1 e1 2 e2

 

L

β = + ⋅ ≤

e

dove .

0,55 0,025 1,0

 

i  

b ei 106

Figura 4.3.2 Larghezza efficace, b , e luci equivalenti, L , per le travi continue

- eff e

4.3.2.4 Effetti delle deformazioni

In generale, è possibile effettuare:

- l’analisi del primo ordine, imponendo l’equilibrio sulla configurazione iniziale della struttura;

- l’analisi del secondo ordine, imponendo l’equilibrio sulla configurazione deformata della

struttura.

Gli effetti della geometria deformata (effetti del secondo ordine) devono essere considerati se essi

amplificano significativamente gli effetti delle azioni o modificano significativamente il

comportamento strutturale. L’analisi del primo ordine può essere utilizzata quando l’incremento

delle sollecitazioni dovuto agli effetti del secondo ordine è inferiore al 10%. Tale condizione è

ritenuta soddisfatta se α ≥ , (4.3.4)

10

cr

α

dove è il fattore amplificativo dei carichi di progetto necessario per causare fenomeni di perdita

cr

della stabilità dell’equilibrio elastico.

α può essere calcolato utilizzando l’espressione valida per le costruzioni in

Per i telai il valore di cr

acciaio di cui al punto § 4.2.3.4.

4.3.2.5 Effetti delle imperfezioni

Nell’analisi strutturale si deve tenere conto, per quanto possibile, degli effetti delle imperfezioni.

A tal fine possono adottarsi adeguate imperfezioni geometriche equivalenti, a meno che tali effetti

non siano inclusi implicitamente nel calcolo della resistenza degli elementi strutturali.

Si devono considerare nel calcolo:

- le imperfezioni globali per i telai o per i sistemi di controvento;

- le imperfezioni locali per i singoli elementi strutturali.

Nell’ambito dell’analisi globale della struttura, le imperfezioni degli elementi composti soggetti a

compressione possono essere trascurate durante l’esecuzione dell’analisi del primo ordine. Le

imperfezioni degli elementi strutturali possono essere trascurate anche nelle analisi al secondo

ordine se N

λ ≤ ⋅ pl,Rk , (4.3.5)

0,5 N Ed

107

λ

dove è la snellezza adimensionale dell’elemento, calcolata in § 4.3.5.2, N è la resistenza a

pl,Rk

compressione caratteristica dell’elemento, ovvero ottenuta considerando tutte le resistenze dei

materiali senza coefficienti parziali di sicurezza e N è lo sforzo assiale di progetto.

Ed

Gli effetti delle imperfezioni globali devono essere tenuti in conto secondo quanto prescritto per le

strutture in acciaio al punto § 4.2.3.5 della presente norma.

Le imperfezioni, rappresentate da una curvatura iniziale delle colonne composte e delle membrature

composte in genere, sono già considerate nelle curve della Tab. 4.3.III. Per le travi di impalcato le

imperfezioni sono riportate nella formula di verifica nei riguardi dell’instabilità flesso-torsionale.

Per gli elementi in acciaio le imperfezioni sono già considerate nelle formule di verifica per

l’instabilità riportate in § 4.2.4.1.3 della presente norma.

4.3.3 RESISTENZE DI CALCOLO

La resistenza di calcolo dei materiali f è definita mediante l’espressione:

d f

= k , (4.3.6)

f d γ M

dove f è la resistenza caratteristica del materiale.

k

In particolare, nelle verifiche agli stati limite ultimi si assume

γ (calcestruzzo) = 1,5 ;

C

γ (acciaio da carpenteria) = 1,05 ;

A

γ (acciaio da armatura) = 1,15 ;

S

γ (connessioni) = 1,25 .

V γ

Nelle verifiche agli stati limite di esercizio si assume = 1.

M γ

Nelle verifiche in situazioni di progetto eccezionali si assume = 1.

M

Si assumono per i differenti materiali (acciaio da carpenteria, lamiere grecate, acciaio da armatura,

definite nel Cap. 11 delle presenti norme. Nella

calcestruzzo, ecc.) le resistenze caratteristiche f

k

presente sezione si indicano con f , f , f e f , rispettivamente, le resistenze caratteristiche

yk sk pk ck

dell’acciaio strutturale, delle barre d’armatura, della lamiera grecata e del calcestruzzo.

4.3.3.1 Materiali

4.3.3.1.1 Acciaio

Per le caratteristiche degli acciai (strutturali, da lamiera grecata e da armatura) utilizzati nelle

strutture composte di acciaio e calcestruzzo si deve fare riferimento al § 11.3 delle presenti norme.

Le prescrizioni generali relative alle saldature, di cui al § 11.3 delle presenti norme, si applicano

integralmente. Particolari cautele dovranno adottarsi nella messa a punto dei procedimenti di

saldatura degli acciai con resistenza migliorata alla corrosione atmosferica (per i quali può farsi

utile riferimento alla norma UNI EN 10025-5:2005).

Per le procedure di saldatura dei connettori ed il relativo controllo si può fare riferimento a

normative consolidate.

Nel caso si utilizzino connettori a piolo, l’acciaio deve rispettare le prescrizioni di cui al § 11.3.4.7.

4.3.3.1.2 Calcestruzzo

Le caratteristiche meccaniche del calcestruzzo devono risultare da prove eseguite in conformità alle

108

indicazioni delle presenti norme sulle strutture di cemento armato ordinario o precompresso.

Nei calcoli statici non può essere considerata né una classe di resistenza del calcestruzzo inferiore a

C20/25 né una classe di resistenza superiore a C60/75; per i calcestruzzi con aggregati leggeri, la

3

cui densità non può essere inferiore a 1800 kg/m , le classi limite sono LC20/22 e LC55/60.

Per classi di resistenza del calcestruzzo superiori a C45/55 e LC 40/44 si richiede che prima

dell’inizio dei lavori venga eseguito uno studio adeguato e che la produzione segua specifiche

procedure per il controllo qualità.

Qualora si preveda l’utilizzo di calcestruzzi con aggregati leggeri, si deve considerare che i valori

sia del modulo di elasticità sia dei coefficienti di viscosità, ritiro e dilatazione termica dipendono

dalle proprietà degli aggregati utilizzati; pertanto i valori da utilizzare sono scelti in base alle

proprietà del materiale specifico.

Nel caso si utilizzino elementi prefabbricati, si rinvia alle indicazioni specifiche delle presenti

norme.

4.3.4 TRAVI CON SOLETTA COLLABORANTE

4.3.4.1 Tipologia delle sezioni

Le sezioni resistenti in acciaio delle travi composte, fig. 4.3.3, si classificano secondo i criteri di cui

in § 4.2.3.1.

Qualora la trave di acciaio sia rivestita dal calcestruzzo, le anime possono essere trattate come

vincolate trasversalmente ai fini della classificazione della sezione purché il calcestruzzo sia

armato, collegato meccanicamente alla sezione di acciaio e in grado di prevenire l’instabilità

dell’anima e di ogni parte della piattabanda compressa nella direzione dell’anima.

Figura 4.3.3 Tipologie di sezione composte per travi..

-

4.3.4.2 Resistenza delle sezioni

Il presente paragrafo tratta sezioni composte realizzate con profili ad I o H e soletta collaborante.

Metodi e criteri di calcolo per la determinazione delle caratteristiche resistenti di sezione di travi

composte rivestite possono essere trovate nel § 6.3 della UNI EN1994-1-1.

In ogni caso, l’applicazione di un metodo di analisi elasto-plastico basato su procedure numeriche

,

consente di definire la resistenza di sezioni di qualunque forma a patto di tenere conto in modo

completo del comportamento di ogni parte della sezione composta.

4.3.4.2.1 Resistenza a flessione

Il momento resistente della sezione composta può essere ricavato utilizzando differenti metodi:

elastico, applicabile a qualunque tipo di sezione e limitato al comportamento lineare dei materiali,

plastico, quando la sezione è di classe 1 o 2; elasto-plastico, applicabile a qualunque tipo di sezione.

La lamiera grecata utilizzata per la realizzazione dei solai collaboranti e disposta con le greche

parallelamente all’asse del profilo in acciaio non deve essere considerata nel calcolo del momento

109

resistente.

4.3.4.2.1.1 Metodo elastico

Il momento resistente elastico è calcolato sulla base di una distribuzione elastica delle tensioni nella

sezione. Si deve trascurare il contributo del calcestruzzo teso. Il momento resistente elastico, M , è

el

calcolato limitando le deformazioni al limite elastico della resistenza dei materiali: f per il

cd

per l’acciaio strutturale e f per le barre d’armatura.

calcestruzzo, f yd sd

4.3.4.2.1.2 Metodo plastico

Il momento resistente, M , si valuta nell’ipotesi di conservazione delle sezioni piane, assumendo

pl,Rd

un configurazione delle tensioni nella sezione equilibrata. L’armatura longitudinale in soletta si

assume plasticizzata, così come la sezione di acciaio. A momento positivo, la sezione efficace del

calcestruzzo ha una tensione di compressione pari 0,85f , fornendo una risultante di compressione

cd

che tiene conto del grado di connessione a taglio. La resistenza del calcestruzzo a trazione è

trascurata.

4.3.4.2.1.3 Metodo elasto-plastico

Il momento resistente della sezione è ricavato attraverso una analisi non-lineare in cui sono

impiegate le curve tensioni-deformazioni dei materiali. E’ assunta la conservazione delle sezioni

piane. Il metodo è applicabile a sezioni di qualunque classe; è necessario quindi tenere in conto tutte

le non linearità presenti, gli eventuali fenomeni di instabilità e il grado di connessione a taglio.

Un tale metodo di calcolo, essendo generale, può essere direttamente applicato anche a sezioni

composte rivestite, Fig. 4.3.3.

4.3.4.2.2 Resistenza a taglio

La resistenza a taglio verticale della trave metallica, V , può essere determinata in via

c,Rd

semplificativa come indicato in § 4.2.4.1.2. Per la soletta in cemento armato dovranno comunque

eseguirsi le opportune verifiche.

4.3.4.3 Sistemi di connessione acciaio – calcestruzzo

Nelle strutture composte si definiscono sistemi di connessione i dispositivi atti ad assicurare la

trasmissione delle forze di scorrimento tra acciaio e calcestruzzo.

Per le travi, sull’intera lunghezza devono essere previsti connettori a taglio ed armatura trasversale

,

in grado di trasmettere la forza di scorrimento tra soletta e trave di acciaio trascurando l’effetto

dell’aderenza tra le due parti.

Il presente paragrafo si applica unicamente a connettori che possono essere classificati come

“duttili” così come esposto in § 4.3.4.3.1, caratterizzati da una capacità deformativa sufficiente per

consentire una distribuzione uniforme delle forze di scorrimento tra soletta e trave allo stato limite

ultimo.

Quando le sezioni di solo acciaio sono compatte (classe 1 e 2, secondo quanto definito ai §§ 4.2.3.1.

e 4.3.4.1.) e sono progettate utilizzando il metodo plastico, si può utilizzare una connessione a taglio

a parziale ripristino di resistenza solo se il carico ultimo di progetto è minore di quello che potrebbe

essere sopportato dallo stesso elemento progettato con connessioni a completo ripristino di

resistenza. In questo caso il numero di connettori deve essere determinato mediante una teoria che

tenga conto sia del parziale ripristino sia della capacità deformativa dei connettori. Il grado di

η è inteso, perciò, come il rapporto tra il numero dei connettori che assicurano il

connessione 110

completo sviluppo del momento resistente plastico della sezione composta, n , ed il numero

f

effettivo di connessioni a taglio presenti, n.

Le diverse tipologie dei connettori possono essere classificate secondo le seguenti categorie:

- connessioni a taglio;

- connessioni a staffa;

- connessioni composte da connettori a taglio e a staffa;

- connessioni ad attrito.

Nel presente paragrafo sono esposti metodi di calcolo per connessioni a taglio che impiegano pioli

con testa in cui la trazione agente sul singolo connettore a taglio risulta minore di 1/10 della sua

resistenza ultima.

4.3.4.3.1 Connessioni a taglio con pioli

4.3.4.3.1.1 Disposizione e limitazioni

I connettori a piolo devono essere duttili per consentire l’adozione di un metodo di calcolo plastico;

tale requisito si ritiene soddisfatto se essi hanno una capacità deformativa a taglio superiore a 6 mm.

Precisazioni e limitazioni ulteriori, in particolare relative alle travate da ponte e alla distanza tra i

pioli, possono essere ricavate da normative di comprovata validità.

4.3.4.3.1.2 Resistenza dei connettori

La resistenza di calcolo a taglio di un piolo dotato di testa, saldato in modo automatico, con collare

di saldatura normale, posto in una soletta di calcestruzzo piena può essere assunta pari al minore dei

seguenti valori π γ

2

P = 0,8 f ( d / 4 ) / . (4.3.7)

Rd,a t V

α γ

2 0,5

P = 0,29 d ( f E ) / . (4.3.8)

Rd,c ck c V

dove

γ è il fattore parziale definito al § 4.3.3.

V ≤

f è la resistenza a rottura dell’acciaio del piolo (comunque f MPa ),

t t

f è la resistenza cilindrica del calcestruzzo della soletta,

ck

d è il diametro del piolo, compreso tra 16 e 25 mm;

h è l’altezza del piolo dopo la saldatura, non minore di 3 volte il diametro del gambo del piolo;

sc α ≤ ≤

= 0,2 ( h / d + 1 ) per 3 h / d 4, (4.3.9 a)

sc sc

α >

= 1,0 per h / d 4. (4.3.9 b)

sc

Nel caso di solette con lamiera grecata la resistenza di calcolo dei connettori a piolo, calcolata per la

soletta piena, deve essere convenientemente ridotta.

Per lamiera disposta con le greche parallelamente all’asse del profilo, la resistenza della

connessione a taglio è moltiplicata per il fattore riduttivo

( )

= ⋅ ⋅ − ≤

2 , (4.3.10)

k 0,6 b h h / h 1,0

l 0 sc p p

è l’altezza del connettore, minore di h +75mm, e h , h e b sono indicati in Fig.4.3.4(a).

dove h sc p sc p 0

111

b b

o

o h

sc h

h p

h

sc p 1/2 h

p

Figura 4.3.4 Disposizione della lamiera grecata rispetto al profilo in acciaio.

(a)

Se le greche sono orientate trasversalmente al profilo in acciaio (fig. 4.3.4(b)), il fattore riduttivo è

( )

= ⋅ ⋅ − 2

k 0, 7 b h h / h / n , (4.3.11)

t 0 sc p r

p

è il numero dei pioli posti dentro ogni greca. Il valore di k deve essere sempre inferiore ai

dove n r t ≥h

valori riportati nella Tab. 4.3.II; l’espressione di k è valida se h 85mm e b e con connettori di

t p 0 p

diametro massimo pari a 20 mm nel caso di saldatura attraverso la lamiera e pari a 22 mm nel caso

di lamiera forata.

Tabella. 4.3.II Limiti superiori del coefficiente k .

t φ

Numero di pioli Spessore della Lamiera con fori e pioli saldati sul profilo

Connettori con e saldati

≤20mm

per greca lamiera – diametro pioli 19 o 22 mm

attraverso la lamiera

≤1,0 0,85 0,75

Nr=1 >1,0 1,0 0,75

≤1,0 0,70 0,60

Nr=2 >1,0 0,8 0,60

b

b o

o h

sc

h h

p

sc

1/2 h h

p

p

Figura 4.3.4 Disposizione della lamiera grecata rispetto al profilo in acciaio.

(b)

4.3.4.3.2 Altri tipi di connettori

Per altri tipi di connettori, quali connettori a pressione, uncini e cappi, connettori rigidi nelle solette

piene, la resistenza a taglio si deve valutare secondo normative di comprovata validità.

4.3.4.3.3 Valutazione delle sollecitazioni di taglio agenti sul sistema di connessione

Ai fini della progettazione della connessione, la forza di scorrimento per unità di lunghezza può

essere calcolata impiegando la teoria elastica o, nel caso di connettori duttili, la teoria plastica.

Nel caso di analisi elastica, le verifiche devono essere condotte su ogni singolo connettore.

Per connessioni duttili a completo ripristino, la massima forza totale di scorrimento di progetto, V ld

che deve essere contrastata da connettori distribuiti tra le sezioni critiche, si determina con

equazioni di equilibrio plastico. 112

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.

4.3.4.3.4 Dettagli costruttivi della zona di connessione a taglio

Il copriferro al di sopra dei connettori a piolo deve essere almeno 20 mm. Lo spessore del piatto a

cui il connettore è saldato deve essere sufficiente per l’esecuzione della saldatura e per una efficace

trasmissione delle azioni di taglio. La distanza minima tra il connettore e il bordo della piattabanda

cui è collegato deve essere almeno 20 mm.

L’altezza complessiva del piolo dopo la saldatura deve essere almeno 3 volte il diametro del gambo

del piolo, d. La testa del piolo deve avere diametro pari ad almeno 1,5 d e spessore pari ad almeno

0,4 d. Quando i connettori a taglio sono soggetti ad azioni che inducono sollecitazioni di fatica, il

diametro del piolo non deve eccedere 1,5 volte lo spessore del piatto a cui è collegato. Quando i

connettori a piolo sono saldati sull’ala, in corrispondenza dell’anima del profilo in acciaio, il loro

diametro non deve essere superiore a 2,5 volte lo spessore dell’ala.

Quando i connettori sono utilizzati con le lamiere grecate per la realizzazione degli impalcati negli

edifici, l’altezza nominale del connettore deve sporgere non meno di 2 volte il diametro del gambo

al di sopra della lamiera grecata. L’altezza minima della greca che può essere utilizzata negli edifici

è di 50 mm.

4.3.4.3.5 Armatura trasversale

L’armatura trasversale della soletta deve essere progettata in modo da prevenire la rottura prematura

per scorrimento o fessurazione longitudinale nelle sezioni critiche della soletta di calcestruzzo a

causa delle elevate sollecitazioni di taglio create dai connettori. L’armatura deve essere

dimensionata in modo da assorbire le tensioni di scorrimento agenti sulle superfici “critiche” di

potenziale rottura, a-a, b-b, c-c, d-d, esemplificate in Fig. 4.3.5. (c)

(a) (b)

Figura 4.3.5 - Tipiche superfici di collasso a taglio nelle piattabande di calcestruzzo.

La sollecitazione di taglio agente lungo le superfici critiche deve essere determinata coerentemente

con le ipotesi di calcolo assunte per la determinazione della resistenza della connessione.

L’area di armatura trasversale in una soletta piena non deve essere minore di 0,002 volte l’area del

calcestruzzo e deve essere distribuita uniformemente. In solette con lamiera grecata aventi nervature

parallele o perpendicolari all’asse della trave, l’area dell’armatura trasversale non deve essere

minore di 0,002 volte l’area del calcestruzzo della soletta posta al di sopra dell’estradosso della

lamiera grecata e deve essere uniformemente distribuita.

113

4.3.4.4 Modalità esecutive

Le modalità esecutive devono essere conformi alle indicazioni della normativa consolidata.

4.3.4.5 Spessori minimi

Per gli elementi di acciaio della struttura composta valgono le regole stabilite al § 4.2.9.1. delle

presenti norme.

Nelle travi composte da profilati metallici e soletta in c.a. lo spessore della soletta collaborante non

deve essere inferiore a 50 mm e lo spessore della piattabanda della trave di acciaio cui è collegata la

soletta non deve essere inferiore a 5 mm.

4.3.5 COLONNE COMPOSTE

4.3.5.1 Generalità e tipologie

Si considerano colonne composte soggette a compressione centrata, presso-flessione e taglio,

costituite dall’unione di profili metallici, armature metalliche e calcestruzzo, con sezione costante:

(a) sezioni completamente rivestite di calcestruzzo;

(b) sezioni parzialmente rivestite di calcestruzzo;

(c) sezioni scatolari rettangolari riempite di calcestruzzo;

(d) sezioni circolari cave riempite di calcestruzzo. c

a b d

Figura 4.3.6 Tipi di sezioni per colonne composte, trattate nel presente paragrafo .

-

In generale è possibile concepire qualunque tipo di sezione trasversale, in cui gli elementi in acciaio

e in calcestruzzo sono assemblati in modo da realizzare qualunque tipo di forma. Il progetto e le

verifiche di tali elementi strutturali va eseguito utilizzando procedure numeriche affidabili che

tengano in conto le non-linearità dei materiali e dei sistemi di connessione, i fenomeni di ritiro e

viscosità, le non linearità legate alle imperfezioni.

Nel seguito vengono fornite indicazioni per verificare le colonne composte più comuni, vedi fig.

.

4.3 6, che rispettano i seguenti requisiti:

1. la sezione è doppiamente simmetrica;

δ,

2. il contributo meccanico di armatura definito in § 4.3.5.2, è compreso tra 0,2 e 0,9;

λ

3. la snellezza adimensionale , definita in § 4.3.5.2, è inferiore a 2.0;

4. per le sezioni interamente rivestite, fig. 4.3.6 (a), i copriferri massimi che si possono considerare

=0,4⋅b e c =0,3⋅h;

nel calcolo sono c y z ≤ ≤

5. il rapporto tra l’altezza h e la larghezza b della sezione deve essere 0, 2 h b 5, 0 .

c c c c

Nei criteri di verifica, inoltre, si deve distinguere il caso in cui le sollecitazioni siano affidate

114

interamente alla struttura composta dal caso in cui la costruzione venga realizzata costruendo prima

la parte in acciaio e poi completandola con il calcestruzzo.

4.3.5.2 Rigidezza flessionale, snellezza e contributo meccanico dell’acciaio

Il contributo meccanico del profilato in acciaio è definito della formula

A f 1

δ= ⋅

a y (4.3.12)

,

γ N

a pl,Rd

dove con A è indicata l’area del profilo in acciaio e con N la resistenza plastica a sforzo

a pl,Rd

normale della sezione composta, definita in § 4.3.5.3.1.

La rigidezza flessionale istantanea della sezione composta, EJ , da utilizzarsi per la definizione del

eff

carico critico euleriano è data dalla formula

( ) = + + ⋅ , (4.3.13)

EJ E J E J k E J

eff a a s s e cm c

dove k è un fattore correttivo pari a 0,6, mentre J , J e J sono i momenti di inerzia rispettivamente

e a s c

del profilo in acciaio, delle barre d’armature e del calcestruzzo ed E è il modulo elastico

cm

istantaneo del calcestruzzo. La snellezza adimensionale della colonna è definita come

N

λ= pl,Rk , (4.3.14)

N cr

dove N è il carico critico euleriano definito in base alla rigidezza flessionale efficace della colonna

cr

composta e N è il valore caratteristico della resistenza a compressione dato da

pl,Rk ⋅ ⋅ ⋅ ⋅

N =A f +0,85 A f +A f . (4.3.15)

pl,Rk a yk c ck s sk

In fase di verifica allo stato limite ultimo, invece, occorre tenere conto degli effetti del secondo

ordine, cosicché il valore della rigidezza flessionale diventa

( )

( ) = ⋅ + + ⋅

EJ k E J E J k E J , (4.3.16)

eff ,II 0 a a s s e,II cm c

dove k vale 0,9 e k è assunto pari a 0,5.

0 e,II

Quando una colonna è particolarmente snella, oppure quando la costruzione richiede particolari

livelli di sicurezza, è necessario considerare anche i fenomeni a lungo termine.

4.3.5.3 Resistenza delle sezioni

4.3.5.3.1 Resistenza a compressione della sezione

La resistenza plastica della sezione composta a sforzo normale può essere valutata, nell’ipotesi di

completa aderenza tra i materiali, secondo la formula

⋅ ⋅ ⋅ ⋅

A f A 0,85 f A f

= + +

a yk c ck s sk . (4.3.17)

N pl,Rd γ γ γ

a c s

, ,

, A , A sono rispettivamente le aree del profilo in acciaio, della parte in calcestruzzo e

dove A

a c s

delle barre d’armatura. Nel caso in cui si adottino sezione riempite rettangolari o quadrate, (fig.

4.3.6 c), è possibile tenere in conto l’effetto del confinamento del calcestruzzo all’interno del tubo,

α =1. Per le colonne a sezione circolare riempite con calcestruzzo (fig.4.3.6 d) si può

considerando cc

tenere in conto l’effetto del confinamento del calcestruzzo offerto dall’acciaio.

115

4.3.5.3.2 Resistenza a taglio della sezione

La sollecitazione di taglio V agente sulla sezione deve essere distribuita tra la porzione in acciaio

Ed

e la porzione in calcestruzzo in modo da risultare minore o uguale della resistenza di ognuna delle

due parti della sezione. In assenza di analisi più accurate il taglio può essere suddiviso utilizzando la

seguente formula M

= ⋅ pl,a,Rd

V V

a,Ed Ed M (4.3.18)

pl,Rd

= −

V V V

c,Ed Ed a,Ed

è il momento resistente della sezione composta mentre M è il momento resistente

dove M pl,Rd pl,a,Rd

della sola sezione in acciaio. In generale la sollecitazione di taglio sulla parte in acciaio, V , non

a,Ed

deve eccedere il 50% del taglio resistente della sola sezione in acciaio, V (§ 4.2.4.1.2), per

c,Rd

poterne così trascurare l’influenza sulla determinazione della curva di interazione N-M. In caso

contrario è possibile tenerne in conto gli effetti (interazione taglio e flessione) riducendo la tensione

di snervamento dell’anima (§ 4.2.4.1.2). Per semplicità è possibile procedere assegnando tutta

l’azione di taglio V alla sola parte in acciaio.

Ed

4.3.5.4 Stabilità delle membrature

4.3.5.4.1 Colonne compresse

La resistenza all’instabilità della colonna composta è data dalla formula

= χ ⋅

N N (4.3.19)

b,Rd pl,Rd

χ

dove N è la resistenza definita in § 4.3.5.3.1 e è il coefficiente riduttivo che tiene conto dei

pl,Rd λ

fenomeni di instabilità, definito in funzione della snellezza adimensionale dell’elemento con la

formula 1

χ= ≤ , (4.3.20)

1.0

Φ + Φ − λ

2 2

( )

 

Φ = + α λ − + λ 2

  α

dove e è il fattore di imperfezione, ricavato dalla Tab. 4.3.III.

0.5 1 0.2

4.3.5.4.2 Instabilità locale

I fenomeni di instabilità locale possono essere ignorati nel calcolo delle colonne se sono rispettate le

seguenti disuguaglianze: d 235

≤ ⋅ per colonne circolari cave riempite; (4.3.21)

90

t f y

d 235

≤ ⋅ per colonne rettangolari cave riempite; (4.3.22)

52

t f y

b 235

≤ ⋅ per sezioni parzialmente rivestite; (4.3.23)

44

t f

f y

{ }

≥ b per sezioni completamente rivestite; (4.3.24)

c max 40mm; 6

dove b e t sono rispettivamente la larghezza e lo spessore delle ali del profilo ad I o H; d e t sono

f 116

invece il diametro e lo spessore della sezione dei profili cavi; c è il copriferro esterno delle sezioni

interamente rivestite.

Tabella. 4.3.III Curve di instabilità e fattori di imperfezione Curva di instabilità

Inflessione intorno

Tipo sezione all’asse

y-y b

z-z c

(a) y-y b

z-z c

(b) a

ρ

( <3%)

s b

ρ

(3%< <6%)

s

ρ =A /A (A area armature, A area calcestruzzo)

s s c s c

(c)

Curva di instabilità a b c

α

Fattore di imperfezione 0,21 0,34 0,49

4.3.5.4.3 Colonne pressoinflesse

La verifica a presso-flessione della colonna composta è condotta controllando che

α ⋅M

M (N ), (4.3.25)

Ed M pl,Rd Ed

dove M , associato allo sforzo normale N , è il massimo valore del momento flettente nella

Ed Ed

colonna, calcolato considerando, se rilevanti, i difetti di rettilineità della colonna, vedi Tab. 4.3. III,

e gli effetti del secondo ordine e M (N ) il momento resistente disponibile, funzione di N .

pl,Rd Ed Ed

α

Il coefficiente è assunto pari a 0,9 per gli acciai compresi tra le classi S235 ed S355, mentre per

M

l’S420 e l’S460 è posto pari a 0,8.

Gli effetti dei fenomeni del secondo ordine possono essere tenuti in conto incrementando i momenti

ottenuti dall’analisi elastica tramite il coefficiente amplificativo

β

= ≥ , (4.3.26)

k 1,0

N

− Ed

1 N cr

β

è il carico critico euleriano e è un coefficiente che dipende dalla distribuzione del

in cui N

cr

momento flettente lungo l’asse dell’elemento. 117

β

Il coefficiente è assunto pari ad 1, quando l’andamento del momento flettente è parabolico o

triangolare con valori nulli alle estremità della colonna, ed è dato da

M

β = + ⋅ ≥

max

0, 66 0, 44 0, 44 (4.3.27)

M min

quando l’andamento è lineare, con M e M i momenti alle estremità della colonna, concordi se

max min β=1,1).

tendono le fibre poste dalla stessa parte dell’elemento (se M è costante M =M e

max min

4.3.5.5 Trasferimento degli sforzi tra componente in acciaio e componente in calcestruzzo

La lunghezza di trasferimento degli sforzi tra acciaio e calcestruzzo non deve superare il doppio

della dimensione maggiore della sezione trasversale oppure, se minore, un terzo dell’altezza della

colonna.

Qualora, nel trasferimento degli sforzi, si faccia affidamento sulla resistenza dovuta all’aderenza ed

all’attrito, il valore puntuale della tensione tangenziale può calcolarsi mediante un’analisi elastica in

fase non fessurata. Il valore puntuale massimo non deve superare le tensioni tangenziali limite di

aderenza fornite nel paragrafo successivo.

Se si realizza un collegamento meccanico, utilizzando connettori duttili di cui al § 4.3.4.3.1, si può

effettuare una valutazione in campo plastico degli sforzi trasferiti, ripartendoli in modo uniforme fra

i connettori.

Nelle sezioni parzialmente rivestite composte con profili metallici a doppio T, il calcestruzzo tra le

ali deve essere collegato all’anima mediante staffe individuando un chiaro meccanismo di

trasferimento tra il calcestruzzo e l’anima; in particolare le staffe devono essere passanti o saldate,

oppure si devono inserire connettori.

4.3.5.5.1 Resistenza allo scorrimento fra i componenti

La resistenza allo scorrimento fra profili in acciaio e calcestruzzo è dovuta alle tensioni di aderenza,

all’attrito all’interfaccia acciaio-calcestruzzo nonché al collegamento meccanico; la resistenza deve

essere tale da evitare scorrimenti rilevanti che possano inficiare i modelli di calcolo considerati.

Nell’ambito del metodo di verifica agli stati limiti si può assumere una tensione tangenziale di

,

progetto dovuta all’aderenza ed all’attrito fino ai seguenti limiti:

- 0,3 MPa, per sezioni completamente rivestite;

- 0,55 MPa, per sezioni circolari riempite di calcestruzzo;

- 0,40 MPa, per sezioni rettangolari riempite di calcestruzzo;

- 0,2 MPa, per le ali delle sezioni parzialmente rivestite;

- 0 (zero), per l’anima delle sezioni parzialmente rivestite.

Se tali limiti vengono superati, l’intero sforzo va affidato a collegamenti meccanici. Il collegamento

meccanico tra il profilo in acciaio a doppio T ed il calcestruzzo può essere realizzato mediante

staffe saldate all’anima del profilo oppure passanti; un altro meccanismo di connessione può essere

realizzato con pioli a taglio. In ogni caso è necessario definire un sistema di connessione dal chiaro

funzionamento meccanico per il trasferimento delle sollecitazioni.

Qualora vi siano connettori a piolo sull’anima di sezioni in acciaio a doppio T o similari, le ali

limitano l’espansione laterale del calcestruzzo incrementando la resistenza a taglio dei pioli. Questa

µP

resistenza aggiuntiva si può assumere pari a /2, vedi Fig. 4.3.7, su ogni ala per ogni fila di pioli,

Rd µ =0,5.

essendo P la resistenza del singolo connettore. Si può assumere Tali valori delle resistenze

Rd

meccaniche sono considerati validi se la distanza tra le ali rispetta le limitazioni (vedi Fig. 4.3.7):

300 mm, se è presente un connettore per fila;

-

- 400 mm, se sono presenti due connettori per fila;

118

- 600 mm, se sono presenti tre o più connettori per fila.

Figura 4.3.7 Disposizione dei pioli per la connessione meccanica acciaio-calcestruzzo.

-

4.3.5.6 Copriferro e minimi di armatura

Si devono rispettare le seguenti limitazioni:

- il copriferro dell’ala deve essere non minore di 40 mm, né minore di 1/6 della larghezza

dell’ala;

- il copriferro delle armature deve essere in accordo con le disposizioni relative alle strutture in

cemento armato ordinario.

Le armature devono essere realizzate rispettando le seguenti indicazioni:

- l’armatura longitudinale, nel caso che venga considerata nel calcolo, non deve essere inferiore

allo 0,3% della sezione in calcestruzzo;

l’armatura trasversale deve essere progettata seguendo le regole delle strutture in cemento

- armato ordinario;

- la distanza tra le barre ed il profilo può essere inferiore a quella tra le barre oppure nulla; in

questi casi il perimetro efficace per l’aderenza acciaio-calcestruzzo deve essere ridotto alla metà

o a un quarto, rispettivamente;

- le reti elettrosaldate possono essere utilizzate come staffe nelle colonne rivestite ma non

possono sostituire l’armatura longitudinale.

Nelle sezioni riempite di calcestruzzo generalmente l’armatura non è necessaria.

4.3.6 SOLETTE COMPOSTE CON LAMIERA GRECATA

Si definisce come composta una soletta in calcestruzzo gettata su una lamiera grecata, in cui

quest’ultima, ad avvenuto indurimento del calcestruzzo, partecipa alla resistenza dell’insieme

costituendo interamente o in parte l’armatura inferiore.

La trasmissione delle forze di scorrimento all’interfaccia fra lamiera e calcestruzzo non può essere

affidata alla sola aderenza, ma si devono adottare sistemi specifici che possono essere:

- a ingranamento meccanico fornito dalla deformazione del profilo metallico o ingranamento ad

attrito nel caso di profili sagomati con forme rientranti, (a) e (b), Fig. 4.3.8;

- ancoraggi di estremità costituiti da pioli saldati o altri tipi di connettori, purchè combinati a

sistemi ad ingranamento (c), Fig. 4.3.8;

- ancoraggi di estremità ottenuti con deformazione della lamiera, purchè combinati con sistemi a

ingranamento per attrito, (d) Fig. 4.3.8.

Occorre in ogni caso verificare l’efficacia e la sicurezza del collegamento tra lamiera grecata e

calcestruzzo. 119

(a) (b) (d)

(c)

Figura 4.3.8 Tipiche forme di connessione per ingranamento delle solette composte.

-

4.3.6.1 Analisi per il calcolo delle sollecitazioni

Nel caso in cui le solette siano calcolate come travi continue si possono utilizzare i seguenti metodi

di analisi, già presentati nel paragrafo § 4.3.2.2:

(a) analisi lineare con o senza ridistribuzione;

(b) analisi globale plastica, a condizione che, dove vi sono richieste di rotazione plastica, le sezioni

abbiano sufficiente capacità rotazionale;

(c) analisi elasto-plastica che tenga conto del comportamento non lineare dei materiali.

I metodi lineari di analisi sono idonei sia per gli stati limite ultimi, sia per gli stati limite di

esercizio. I metodi plastici devono essere utilizzati solo nello stato limite ultimo.

Si può utilizzare, per lo stato limite ultimo, l’analisi plastica senza alcuna verifica diretta della

capacità rotazionale se si utilizza acciaio da armatura B450C (di cui al § 11.3.2.1) e se le campate

hanno luce minore di 3 m.

Se nell’analisi si trascurano gli effetti della fessurazione del calcestruzzo, i momenti flettenti

negativi in corrispondenza degli appoggi interni possono essere ridotti fino al 30%, considerando i

corrispondenti aumenti dei momenti flettenti positivi nelle campate adiacenti.

Una soletta continua può essere progettata come una serie di campate semplicemente appoggiate; in

corrispondenza degli appoggi intermedi si raccomanda di disporre armature secondo le indicazioni

del successivo § 4.3.6.3.1.

4.3.6.1.1 Larghezza efficace per forze concentrate o lineari

Forze concentrate o applicate lungo una linea parallela alle nervature della lamiera possono essere

operando una diffusione a 45° sino al lembo superiore

considerate ripartite su una larghezza b m

della lamiera, vedi Fig. 4.3.9, secondo la formula ( )

= + + (4.3.27)

b b 2 h h

m p c f

dove b è la larghezza su cui agisce il carico, h è lo spessore della soletta sopra la nervatura e h è lo

p c f

spessore delle finiture. Per stese di carico lineari disposte trasversalmente all’asse della greca si può

utilizzare la medesima formula considerando come b l’estensione della linea di carico. Possono

p

assumersi differenti larghezze efficaci b in presenza di differenti dettagli di armatura nella soletta

m

così come indicato in § 7.3.2 della CNR10016/2000.

finitura armatura

Figura 4.3.9 Diffusione del carico concentrato.

- 120

4.3.6.2 Verifiche di resistenza allo stato limite ultimo

Si considereranno di regola le seguenti verifiche:

- resistenza a flessione;

- resistenza allo scorrimento;

- resistenza al punzonamento ed al taglio.

Ai fini della verifica allo scorrimento occorre conoscere la resistenza a taglio longitudinale di

τ

progetto tipica della lamiera grecata prevista, determinata secondo i criteri di cui al Cap. 11

u,Rd

delle presenti norme.

La resistenza di una soletta composta alle sollecitazioni di taglio-punzonamento è di regola valutata

sulla base di una adeguata sperimentazione, condotta in modo da riprodurre le effettive condizioni

della superficie di contatto tra lamiere e getto in calcestruzzo riscontrabili in cantiere.

Qualora si consideri efficace la sola lamiera grecata, attribuendo al calcestruzzo esclusivamente la

funzione di contrasto all’imbozzamento locale, la resistenza può essere verificata in accordo con le

indicazioni di normative di comprovata validità sui profilati sottili di acciaio formati a freddo.

4.3.6.3 Verifiche agli stati limite di esercizio

4.3.6.3.1 Verifiche a fessurazione

L’ampiezza delle fessure del calcestruzzo nelle regioni di momento negativo di solette continue

deve essere calcolata in accordo col § 4.1.2.2.4.

Qualora le solette continue siano progettate come semplicemente appoggiate in accordo con il

precedente § 4.3.6.1, la sezione trasversale dell’armatura di controllo della fessurazione non deve

essere minore di 0,2% dell’area della sezione trasversale del calcestruzzo posta al di sopra delle

nervature nelle costruzioni non puntellate in fase di getto, e di 0,4% dell’area della sezione

trasversale del calcestruzzo posta al di sopra delle nervature per le costruzioni puntellate in fase di

getto.

4.3.6.3.2 Verifiche di deformabilità

L’effetto dello scorrimento di estremità può essere trascurato se nei risultati sperimentali il carico

che causa uno scorrimento di 0,5 mm è maggiore di 1,2 volte il carico della combinazione

caratteristica considerata, oppure se la tensione tangenziale di scorrimento all’interfaccia è inferiore

τ

al 30% della tensione limite di aderenza .

u,Rd

Il calcolo delle frecce può essere omesso se il rapporto tra luce ed altezza non supera i limiti indicati

nel precedente § 4.1 relativo alle strutture di c.a. e risulta trascurabile l’effetto dello scorrimento di

estremità.

4.3.6.4 Verifiche della lamiera grecata nella fase di getto

4.3.6.4.1 Verifica di resistenza

La verifica della lamiera grecata deve essere svolta in accordo con le indicazioni della normativa

UNI EN1993-1-3 in materia di profilati sottili di acciaio formati a freddo. Gli effetti delle

dentellature o delle bugnature devono essere opportunamente considerati nella valutazione della

resistenza. 121

4.3.6.4.2 Verifiche agli stati limite di esercizio

L’inflessione della lamiera sotto il peso proprio ed il peso del calcestruzzo fresco, escludendo i

carichi di costruzione, non deve essere maggiore di L/180 o 20 mm, essendo L la luce effettiva della

campata fra due appoggi definitivi o provvisori.

Tali limiti possono essere aumentati qualora inflessioni maggiori non inficino la resistenza o

l’efficienza del solaio e sia considerato nella progettazione del solaio e della struttura di supporto il

peso addizionale dovuto all’accumulo del calcestruzzo. Nel caso in cui l’inflessione dell’estradosso

possa condurre a problemi legati ai requisiti di funzionalità della struttura, i limiti deformativi

debbono essere ridotti.

4.3.6.5 Dettagli costruttivi

4.3.6.5.1 Spessore minimo delle lamiere grecate

Lo spessore delle lamiere grecate impiegate nelle solette composte non deve essere inferiore a 0,8

mm. Lo spessore della lamiera potrà essere ridotto a 0,7 mm quando in fase costruttiva vengano

studiati idonei provvedimenti atti a consentire il transito in sicurezza di mezzi d’opera e personale.

4.3.6.5.2 Spessore della soletta

L’altezza complessiva h del solaio composto non deve essere minore di 80 mm. Lo spessore del

calcestruzzo h al di sopra dell’estradosso delle nervature della lamiera non deve essere minore di

c

40 mm.

Se la soletta realizza con la trave una membratura composta, oppure è utilizzata come diaframma

orizzontale, l’altezza complessiva non deve essere minore di 90 mm ed h non deve essere minore di

c

50 mm.

4.3.6.5.3 Inerti

La dimensione nominale dell’inerte dipende dalla più piccola dimensione dell’elemento strutturale

nel quale il calcestruzzo è gettato.

4.3.6.5.4 Appoggi

Le solette composte sostenute da elementi di acciaio o calcestruzzo devono avere una larghezza di

appoggio minima di 75 mm, con una dimensione di appoggio del bordo della lamiera grecata di

almeno 50 mm.

Nel caso di solette composte sostenute da elementi in diverso materiale, tali valori devono essere

portati rispettivamente a 100 mm e 70 mm.

Nel caso di lamiere sovrapposte o continue che poggiano su elementi di acciaio o calcestruzzo,

l’appoggio minimo deve essere 75 mm e per elementi in altro materiale 100 mm.

I valori minimi delle larghezze di appoggio riportati in precedenza possono essere ridotti, in

presenza di adeguate specifiche di progetto circa tolleranze, carichi, campate, altezza dell’appoggio

e requisiti di continuità per le armature.

4.3.7 VERIFICHE PER SITUAZIONI TRANSITORIE

Per le situazioni costruttive transitorie, come quelle che si hanno durante le fasi della costruzione,

dovranno adottarsi tecnologie costruttive e programmi di lavoro che non possano provocare danni

122

permanenti alla struttura o agli elementi strutturali e che comunque non possano riverberarsi sulla

sicurezza dell’opera.

Le entità delle azioni ambientali da prendere in conto saranno determinate in relazione alla durata

della situazione transitoria e della tecnologia esecutiva.

4.3.8 VERIFICHE PER SITUAZIONI ECCEZIONALI

Per situazioni progettuali eccezionali, il progetto dovrà dimostrare la robustezza della costruzione

γ

mediante procedure di scenari di danno per i quali i fattori parziali dei materiali possono essere

M

assunti pari ai valori precisati per il calcestruzzo nel § 4.1.4 e per l’acciaio nel § 4.2.6.

4.3.9 RESISTENZA AL FUOCO

Le verifiche di resistenza al fuoco potranno eseguirsi con riferimento a UNI EN 1994-1-2,

γ

utilizzando i coefficienti (v. § 4.3.8) relativi alle combinazioni eccezionali.

M 123

4.4 COSTRUZIONI DI LEGNO

Formano oggetto delle presenti norme le opere costituite da strutture portanti realizzate con

elementi di legno strutturale (legno massiccio, segato, squadrato oppure tondo) o con prodotti

strutturali a base di legno (legno lamellare incollato, pannelli a base di legno) assemblati con adesivi

oppure con mezzi di unione meccanici, eccettuate quelle oggetto di una regolamentazione apposita

a carattere particolare.

La presente norma può essere usata anche per le verifiche di strutture in legno esistenti purché si

provveda ad una corretta valutazione delle caratteristiche del legno e, in particolare, degli eventuali

stati di degrado.

I materiali e i prodotti devono rispondere ai requisiti indicati nel § 11.7.

Tutto il legno per impieghi strutturali deve essere classificato secondo la resistenza, prima della sua

messa in opera.

4.4.1 VALUTAZIONE DELLA SICUREZZA

La valutazione della sicurezza deve essere condotta secondo i principi fondamentali illustrati nel

Cap. 2.

La valutazione della sicurezza deve essere svolta secondo il metodo degli stati limite.

I requisiti richiesti di resistenza, funzionalità e robustezza si garantiscono verificando gli stati limite

ultimi e gli stati limite di esercizio della struttura, dei singoli componenti strutturali e dei

collegamenti.

4.4.2 ANALISI STRUTTURALE

Nell’analisi globale della struttura, in quella dei sistemi di controvento e nel calcolo delle

membrature si deve tener conto delle imperfezioni geometriche e strutturali.

A tal fine possono adottarsi adeguate imperfezioni geometriche equivalenti, il valore delle quali può

essere reperito in normative di comprovata validità.

L’analisi della struttura si può effettuare assumendo un comportamento elastico lineare dei materiali

e dei collegamenti considerando i valori pertinenti (medi o caratteristici) del modulo elastico dei

materiali e della rigidezza delle unioni, in funzione dello stato limite e del tipo di verifica

considerati.

I calcoli devono essere svolti usando appropriate schematizzazioni e, se necessario, supportati da

prove. Lo schema adottato deve essere sufficientemente accurato per simulare con ragionevole

precisione il comportamento strutturale della costruzione, anche in relazione alle modalità

costruttive previste.

Per quelle tipologie strutturali in grado di ridistribuire le azioni interne, anche grazie alla presenza

di giunti di adeguata duttilità, si può far uso di metodi di analisi non lineari.

In presenza di giunti meccanici si deve, di regola, considerare l’influenza della deformabilità degli

stessi.

Per tutte le strutture, in particolare per quelle composte da parti con diverso comportamento

reologico, le verifiche, per gli stati limite ultimi e di esercizio, devono essere effettuate con

riferimento, oltre che alle condizioni iniziali, anche alle condizioni finali (a tempo infinito).

124

4.4.3 AZIONI E LORO COMBINAZIONI

Le azioni caratteristiche devono essere definite in accordo con quanto indicato nei Capp. 3 e 5 delle

presenti norme.

Per costruzioni civili o industriali di tipo corrente e per le quali non esistano regolamentazioni

specifiche, le azioni di calcolo si devono determinare secondo quanto indicato nel Cap. 2.

La presenza di stati di precompressione deve essere considerata con cautela e, se possibile, evitata a

causa dei fenomeni viscosi del materiale molto pronunciati per tali stati di sollecitazione, sia nel

caso di compressione parallela alla fibratura sia, soprattutto, per quello di compressione ortogonale

alla fibratura.

4.4.4 CLASSI DI DURATA DEL CARICO

Le azioni di calcolo devono essere assegnate ad una delle classi di durata del carico elencate nella

Tab. 4.4.I

Tabella 4.4.I - Classi di durata del carico

Classe di durata del carico Durata del carico

Permanente più di 10 anni

Lunga durata 6 mesi -10 anni

Media durata 1 settimana – 6 mesi

Breve durata meno di 1 settimana

Istantaneo --

Le classi di durata del carico si riferiscono a un carico costante attivo per un certo periodo di tempo

nella vita della struttura. Per un’azione variabile la classe appropriata deve essere determinata in

funzione dell’interazione fra la variazione temporale tipica del carico nel tempo e le proprietà

reologiche dei materiali.

Ai fini del calcolo in genere si può assumere quanto segue: ,

- il peso proprio e i carichi non rimovibili durante il normale esercizio della struttura

appartengono alla classe di durata permanente;

- i carichi permanenti suscettibili di cambiamenti durante il normale esercizio della struttura e i

,

carichi variabili relativi a magazzini e depositi appartengono alla classe di lunga durata;

- i carichi variabili degli edifici, ad eccezione di quelli relativi a magazzini e depositi,

appartengono alla classe di media durata;

- il sovraccarico da neve riferito al suolo q , calcolato in uno specifico sito ad una certa

sk

altitudine, è da considerare in relazione alle caratteristiche del sito;

,

- l’azione del vento e le azioni eccezionali in genere appartengono alla classe di durata

istantanea.

4.4.5 CLASSI DI SERVIZIO

Le strutture (o parti di esse) devono essere assegnate ad una delle 3 classi di servizio elencate nella

Tab. 4.4.II.

4.4.6 RESISTENZA DI CALCOLO

La durata del carico e l’umidità del legno influiscono sulle proprietà resistenti del legno.

125

Tabella 4.4.II -Classi di servizio

È caratterizzata da un’umidità del materiale in equilibrio con l’ambiente a una

temperatura di 20°C e un’umidità relativa dell’aria circostante che non superi il 65%, se

Classe di servizio 1 non per poche settimane all’anno.

É caratterizzata da un’umidità del materiale in equilibrio con l’ambiente a una

temperatura di 20°C e un’umidità relativa dell’aria circostante che superi l’85% solo per

Classe di servizio 2 poche settimane all’anno.

È caratterizzata da umidità più elevata di quella della classe di servizio 2.

Classe di servizio 3

I valori di calcolo per le proprietà del materiale a partire dai valori caratteristici si assegnano quindi

con riferimento combinato alle classi di servizio e alle classi di durata del carico.

Il valore di calcolo X di una proprietà del materiale (o della resistenza di un collegamento) viene

d

calcolato mediante la relazione: k X

= mod k (4.4.1)

X d γ M

dove:

X è il valore caratteristico della proprietà del materiale, come specificato al § 11.7, o della

k resistenza del collegamento. Il valore caratteristico X può anche essere determinato mediante

k

prove sperimentali sulla base di prove svolte in condizioni definite dalle norme europee

applicabili;

γ è il coefficiente parziale di sicurezza relativo al materiale, i cui valori sono riportati nella Tab.

M 4.4.III;

k è un coefficiente correttivo che tiene conto dell’effetto, sui parametri di resistenza, sia della

mod durata del carico sia dell’umidità della struttura. I valori di k sono forniti nella Tab. 4.4.IV.

mod

Se una combinazione di carico comprende azioni appartenenti a differenti classi di durata del

che corrisponde all’azione di minor durata.

carico si dovrà scegliere un valore di k mod

γ

Tabella 4.4.III -Coefficienti parziali per le proprietà dei materiali

M γ

Stati limite ultimi M

combinazioni fondamentali

- legno massiccio 1,50

legno lamellare incollato 1,45

pannelli di particelle o di fibre 1,50

compensato, pannelli di scaglie orientate 1,40

unioni 1,50

combinazioni eccezionali

- 1,00

4.4.7 STATI LIMITE DI ESERCIZIO

Le deformazioni di una struttura, dovute agli effetti delle azioni applicate, degli stati di coazione,

delle variazioni di umidità e degli scorrimenti nelle unioni, devono essere contenute entro limiti

accettabili, sia in relazione ai danni che possono essere indotti ai materiali di rivestimento, ai

pavimenti, alle tramezzature e, più in generale, alle finiture, sia in relazione ai requisiti estetici ed

alla funzionalità dell’opera.

In generale nella valutazione delle deformazioni delle strutture si deve tener conto della

deformabilità dei collegamenti.

Considerando il particolare comportamento reologico del legno e dei materiali derivati dal legno, si

devono valutare sia la deformazione istantanea sia la deformazione a lungo termine.

126

La deformazione istantanea si calcola usando i valori medi dei moduli elastici per le membrature e

il valore istantaneo del modulo di scorrimento dei collegamenti.

Tabella 4.4.IV -Valori di per legno e prodotti strutturali a base di legno

k mod Classe Classe di durata del carico

Materiale Riferimento di Permanente Lunga Media Breve Istantanea

servizio

1 0,60 0,70 0,80 0,90 1,00

Legno massiccio EN 14081-1

Legno lamellare incollato EN 14080 2 0,60 0,70 0,80 0,90 1,00

3 0,50 0,55 0,65 0,70 0,90

Parti 1, 2, 3 1 0,60 0,70 0,80 0,90 1,00

Compensato EN 636 Parti 2, 3 2 0,60 0,70 0,80 0,90 1,00

Parte 3 3 0,50 0,55 0,65 0,70 0,90

OSB/2 1 0,30 0,45 0,65 0,85 1,00

Pannello di scaglie orientate EN 300 1 0,40 0,50 0,70 0,90 1,00

(OSB) OSB/3 - OSB/4 2 0,30 0,40 0,55 0,70 0,90

Parti 4, 5 1 0,30 0,45 0,65 0,85 1,00

Parte 5 2 0,20 0,30 0,45 0,60 0,80

Pannello di particelle EN 312

(truciolare) Parti 6, 7 1 0,40 0,50 0,70 0,90 1,00

Parte 7 2 0,30 0,40 0,55 0,70 0,90

HB.LA, HB.HLA 1 o 2 1 0,30 0,45 0,65 0,85 1,00

Pannello di fibre, EN 622-2

alta densità HB.HLA 1 o 2 2 0,20 0,30 0,45 0,60 0,80

MBH.LA1 o 2 1 0,20 0,40 0,60 0,80 1,00

EN 622-3 1 0,20 0,40 0,60 0,80 1,00

MBH.HLS1 o 2

Pannello di fibre, 2 - - - 0,45 0,80

media densità (MDF) MDF.LA, MDF.HLS 1 0,20 0,40 0,60 0,80 1,00

EN 622-5 MDF.HLS 2 - - - 0,45 0,80

La deformazione a lungo termine può essere calcolata utilizzando i valori medi dei moduli elastici

,

ridotti opportunamente mediante il fattore 1/(1+ k ), per le membrature e utilizzando un valore

def

ridotto nello stesso modo del modulo di scorrimento dei collegamenti.

Il coefficiente k tiene conto dell’aumento di deformabilità con il tempo causato dall’effetto

def

combinato della viscosità e dell’umidità del materiale. I valori di k sono riportati nella Tab. 4.4.V.

def

4.4.8 STATI LIMITE ULTIMI

4.4.8.1 Verifiche di resistenza

Le tensioni interne si possono calcolare nell’ipotesi di conservazione delle sezioni piane e di una

relazione lineare tra tensioni e deformazioni fino alla rottura.

Le resistenze di calcolo dei materiali X sono quelle definite al § 4.4.6

d

Le prescrizioni del presente paragrafo si riferiscono alla verifica di resistenza di elementi strutturali

in legno massiccio o di prodotti derivati dal legno aventi direzione della fibratura coincidente

sostanzialmente con il proprio asse longitudinale e sezione trasversale costante, soggetti a sforzi

agenti prevalentemente lungo uno o più assi principali dell’elemento stesso (Fig. 4.4.1).

A causa dell’anisotropia del materiale, le verifiche degli stati tensionali di trazione e compressione

si devono eseguire tenendo conto dell’angolo tra direzione della fibratura e direzione della tensione.

127

Tabella 4.4.V -Valori di per legno e prodotti strutturali a base di legno

k

def Classe di servizio

Materiale Riferimento 1 2 3

Legno massiccio EN 14081-1 0,60 0,80 2,00

Legno lamellare incollato EN 14080 0,60 0,80 2,00

Parte 1 0,80 - -

EN 636 Parte 2 0,80 1,00 -

Compensato Parte 3 0,80 1,00 2,50

EN 300 OSB/2 2,25 - -

Pannelli di scaglie orientate (OSB) OSB/3 OSB/4 1,50 2,25 -

Parte 4 2,25 - -

Parte 5 2,25 3,00 -

EN 312

Pannello di particelle (truciolare) Parte 6 1,50 - -

Parte 7 1,50 2,25 -

HB.LA 2,25 - -

EN 622-2

Pannelli di fibre, alta densità HB.HLA1, HB.HLA2 2,25 3,00 -

MBH.LA1, MBH.LA2 3,00 - -

EN 622-3 MBH.HLS1, MBH.HLS2 3,00 4,00 -

Pannelli di fibre, media densità (MDF) MDF.LA 2,25 - -

EN 622-5 MDF.HLS 2,25 3,00 -

Per legno massiccio posto in opera con umidità prossima al punto di saturazione, e che possa essere soggetto a essiccazione sotto carico, il

k dovrà, in assenza di idonei provvedimenti, essere aumentato a seguito di opportune valutazioni, sommando ai termini della

valore di def

tabella un valore comunque non inferiore a 2,0. Direzione prevalente della fibratura

Figura 4.4.1 - Assi dell’elemento

4.4.8.1.1 Trazione parallela alla fibratura

Deve essere soddisfatta la seguente condizione:

σ ≤ f (4.4.2)

t,0,d t,0,d

dove:

σ è la tensione di calcolo a trazione parallela alla fibratura calcolata sulla sezione netta;

t,0,d

f è la corrispondente resistenza di calcolo, determinata tenendo conto anche delle dimensioni

t,0,d della sezione trasversale mediante il coefficiente k , come definito al § 11.7.1.1.

h

Nelle giunzioni di estremità si dovrà tener conto dell’eventuale azione flettente indotta

dall’eccentricità dell’azione di trazione attraverso il giunto: tali azioni secondarie potranno essere

computate, in via approssimata, attraverso una opportuna riduzione della resistenza di calcolo a

trazione. 128

4.4.8.1.2 Trazione perpendicolare alla fibratura

Nella verifica degli elementi si dovrà opportunamente tener conto del volume effettivamente

sollecitato a trazione. Per tale verifica si dovrà far riferimento a normative di comprovata validità.

Particolare attenzione dovrà essere posta nella verifica degli elementi soggetti a forze trasversali

applicate in prossimità del bordo

4.4.8.1.3 Compressione parallela alla fibratura

Deve essere soddisfatta la seguente condizione:

σ ≤ f (4.4.3)

c,0,d c,0,d

σ

dove: è la tensione di calcolo a compressione parallela alla fibratura;

c,0,d

f è la corrispondente resistenza di calcolo.

c,0,d

Deve essere inoltre effettuata la verifica di instabilità per gli elementi compressi, come definita al §

4.4.8.2.2.

4.4.8.1.4 Compressione perpendicolare alla fibratura

Deve essere soddisfatta la seguente condizione:

σ ≤ f (4.4.4)

c,90,d c,90,d

σ

dove: è la tensione di calcolo a compressione ortogonale alla fibratura;

c,90,d

f è la corrispondente resistenza di calcolo.

c,90,d σ

Nella valutazione di è possibile tenere conto della ripartizione del carico nella direzione della

c,90,d

fibratura lungo l’altezza della sezione trasversale dell’elemento. È possibile, con riferimento a

normative di comprovata validità, tener conto di una larghezza efficace maggiore di quella di

carico.

4.4.8.1.5 Compressione inclinata rispetto alla fibratura

Nel caso di tensioni di compressione agenti lungo una direzione inclinata rispetto alla fibratura si

deve opportunamente tener conto della sua influenza sulla resistenza, con riferimento a normative di

comprovata validità.

4.4.8.1.6 Flessione

Devono essere soddisfatte entrambe le condizioni seguenti:

σ σ

+ ≤

m,y,d m,z,d

k 1 (4.4.5a)

m

f f

m,y,d m,z,d

σ σ

+ ≤

m,y,d m,z,d

k 1 (4.4.5b)

m f f

m,y,d m,z,d

dove:

σ σ

e sono le tensioni di calcolo massime per flessione rispettivamente nei piani xz

m,y,d m,z,d e xy determinate assumendo una distribuzione elastico lineare delle tensioni

sulla sezione (vedi Fig. 4.4.1);

129

f e f sono le corrispondenti resistenze di calcolo a flessione, determinate tenendo

m,y,d m,z,d conto anche delle dimensioni della sezione trasversale mediante il

coefficiente k , come definito al § 11.7.1.1.

h

I valori da adottare per il coefficiente k , che tiene conto convenzionalmente della ridistribuzione

m

delle tensioni e della disomogeneità del materiale nella sezione trasversale, sono:

- k = 0,7 per sezioni trasversali rettangolari;

m

- k = 1,0 per altre sezioni trasversali.

m

Deve essere inoltre effettuata la verifica di instabilità allo svergolamento (flesso-torsionale) per gli

elementi inflessi, come definita al § 4.4.8.2.1.

4.4.8.1.7 Tensoflessione

Nel caso di sforzo normale di trazione accompagnato da sollecitazioni di flessione attorno ai due

assi principali dell’elemento strutturale, devono essere soddisfatte entrambe le seguenti condizioni:

σ

σ σ

+ + ≤

m,y,d

t,0,d m,z,d

k 1 (4.4.6a)

,

m

f f f

t,0,d m,y,d m,z,d

σ

σ σ

+ + ≤

m,y,d

t,0,d m,z,d

k 1 (4.4.6b)

.

m

f f f

t,0,d m,y,d m,z,d

I valori di k da utilizzare sono quelli riportati al § 4.4.8.1.6.

m

Deve essere inoltre effettuata la verifica di instabilità allo svergolamento (flesso-torsionale) per gli

elementi inflessi, come definita al § 4.4.8.2.1.

4.4.8.1.8 Pressoflessione

Nel caso di sforzo normale di compressione accompagnato da sollecitazioni di flessione attorno ai

due assi principali dell’elemento strutturale, devono essere soddisfatte entrambe le seguenti

condizioni: 2 σ

σ σ

  + + ≤

m,y,d

c,0,d m,z,d

  k 1 (4.4.7a)

,

m

f f f

 

c,0,d m,y,d m,z,d

2 σ

σ σ

  + + ≤

m,y,d

c,0,d m,z,d

  k 1 (4.4.7b)

.

m

f f f

 

c,0,d m,y,d m,z,d

I valori di k da utilizzare sono quelli riportati al precedente § 4.4.8.1.6.

m

Devono essere inoltre effettuate le verifiche di instabilità, come definite al § 4.4.8.2.2.

4.4.8.1.9 Taglio

Deve essere soddisfatta la condizione: τ ≤ f (4.4.8)

d v,d,

τ

dove: è la tensione massima tangenziale di calcolo, valutata secondo la teoria di Jourawski;

d è la corrispondente resistenza di calcolo a taglio.

f

v,d

Alle estremità della trave si potrà effettuare la verifica sopra indicata valutando in modo

τ

convenzionale , considerando nullo, ai fini del calcolo dello sforzo di taglio di estremità, il

d 130

contributo di eventuali forze agenti all’interno del tratto di lunghezza pari all’altezza h della trave,

nel caso di travi

misurato a partire dal bordo interno dell’appoggio, o all’altezza effettiva ridotta h eff

con intagli.

Per la verifica di travi con intagli o rastremazioni di estremità si farà riferimento a normative di

comprovata validità.

La resistenza a taglio per rotolamento delle fibre (rolling shear) si può assumere non maggiore di

due volte la resistenza a trazione in direzione ortogonale alla fibratura.

4.4.8.1.10 Torsione

Deve essere soddisfatta la condizione: τ ≤ k f , (4.4.9)

tor,d sh v,d

τ

dove: è la tensione massima tangenziale di calcolo per torsione;

tor,d

k è un coefficiente che tiene conto della forma della sezione trasversale

sh

f è la resistenza di calcolo a taglio.

v,d si possono assumere i valori:

Per il coefficiente k sh

k = 1,2 per sezioni circolari piene;

sh ≤

k = 1+ 0,15 h/b 2 per sezioni rettangolari piene, di lati b e h, b h;

sh

k = 1 per altri tipi di sezione.

sh

4.4.8.1.11 Taglio e Torsione

Nel caso di torsione accompagnata da taglio si può eseguire una verifica combinata adottando la

formula di interazione: 2

τ  

τ

+ ≤

tor,d d

  (4.4.10)

1 ,

 

k f f

 

sh v,d v,d

ove il significato dei simboli è quello riportato nei paragrafi corrispondenti alle verifiche a taglio e a

torsione.

4.4.8.2 Verifiche di stabilità

Oltre alle verifiche di resistenza devono essere eseguite le verifiche necessarie ad accertare la

sicurezza della struttura o delle singole membrature nei confronti di possibili fenomeni di

instabilità, quali lo svergolamento delle travi inflesse (instabilità flesso-torsionale) e lo sbandamento

laterale degli elementi compressi o pressoinflessi.

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 queste verifiche si devono utilizzare i valori caratteristici al frattile 5% per i moduli elastici dei

materiali.

4.4.8.2.1 Elementi inflessi (instabilità di trave)

Nel caso di flessione semplice, con momento flettente agente attorno all’asse forte y della sezione

(cioè nel piano ortogonale a quello di possibile svergolamento), con riferimento alla tensione dovuta

al massimo momento agente nel tratto di trave compreso tra due successivi ritegni torsionali, deve

essere soddisfatta la relazione: 131

σ ≤

m,d , (4.4.11)

1

k f

crit,m m,d

σ tensione di calcolo massima per flessione;

m,d

k coefficiente riduttivo di tensione critica per instabilità di trave, per tener conto della

crit,m riduzione di resistenza dovuta allo sbandamento laterale;

f resistenza di calcolo a flessione, determinata tenendo conto anche delle dimensioni della

m,d sezione trasversale mediante il coefficiente k .

h

Per travi aventi una deviazione laterale iniziale rispetto alla rettilineità nei limiti di accettabilità del

prodotto, si possono assumere i seguenti valori del coefficiente di tensione critica k crit,m

 λ ≤

1 per 0,75

rel,m



= − λ < λ ≤ (4.4.12)

k 1,56 0,75 per 0,75 1, 4

crit,m rel,m rel,m

 λ < λ

2



1/ per 1,4

rel,m rel,m

λ = σ

f / snellezza relativa di trave;

rel,m m,k m,crit

f resistenza caratteristica a flessione;

m,k

σ tensione critica per flessione calcolata secondo la teoria classica della stabilità, con i valori

m,crit dei moduli elastici caratteristici (frattile 5%) E .

0,05

4.4.8.2.2 Elementi compressi (instabilità di colonna)

Nel caso di asta soggetta solo a sforzo normale deve essere soddisfatta la condizione:

σ ≤

c,o,d , (4.4.13)

1

k f

crit,c c,o,d

σ tensione di compressione di calcolo per sforzo normale;

c,o,d

f resistenza di calcolo a compressione;

c,o,d

k coefficiente riduttivo di tensione critica per instabilità di colonna valutato per il piano in

crit,c cui assume il valore minimo. λ

Il coefficiente riduttivo k , si calcola in funzione della snellezza relativa di colonna , che vale:

crit c rel,c

λ

f f

λ = =

c,o,k c,o,k , (4.4.14)

rel,c σ π E

c,crit 0,05

f resistenza caratteristica a compressione parallela alla fibratura;

c,o,k

σ tensione critica calcolata secondo la teoria classica della stabilità, con i valori dei moduli

c,crit elastici caratteristici (frattile 5%);

λ snellezza dell’elemento strutturale valutata per il piano in cui essa assume il valore

massimo.

λ ≤

Quando 0,3 si deve porre k = 1, altrimenti

rel,c crit,c 1

= , (4.4.15)

k crit,c + − λ

2 2

k k rel,c

con ( )

( )

= + β λ − + λ 2 (4.4.16)

k 0,5 1 0,3

c rel,c rel,c

β coefficiente di imperfezione, che, se gli elementi rientrano nei limiti di rettilineità definiti

c al § 4.4.15, può assumere i seguenti valori:

132

β

- per legno massiccio = 0,2;

c

β = 0,1.

- per legno lamellare c

4.4.9 COLLEGAMENTI

Le capacità portanti e le deformabilità dei mezzi di unione utilizzati nei collegamenti devono essere

determinate sulla base di prove meccaniche, per il cui svolgimento può farsi utile riferimento alle

norme UNI EN 1075:2002, UNI EN 1380:2001, UNI EN 1381:2001, UNI EN 26891: 1991, UNI

EN 28970: 1991, e alle pertinenti norme europee.

La capacità portante e la deformabilità dei mezzi di unione possono essere valutate con riferimento

a normative di comprovata validità.

Nel calcolo della capacità portante del collegamento realizzato con mezzi di unione del tipo a

gambo cilindrico, si dovrà tener conto, tra l’altro, della tipologia e della capacità portante ultima del

singolo mezzo d’unione, del tipo di unione (legno-legno, pannelli-legno, acciaio-legno), del numero

di sezioni resistenti e, nel caso di collegamento organizzato con più unioni elementari,

dell’allineamento dei singoli mezzi di unione.

È ammesso l’uso di sistemi di unione di tipo speciale purché il comportamento degli stessi sia

chiaramente individuato su base teorica e/o sperimentale e purché sia comunque garantito un livello

di sicurezza non inferiore a quanto previsto nella presente norma tecnica.

4.4.10 ELEMENTI STRUTTURALI

Ogni elemento strutturale, in legno massiccio o in materiali derivati dal legno, prevalentemente

compresso, inflesso, teso o sottoposto a combinazioni dei precedenti stati di sollecitazione, può

essere caratterizzato da un’unica sezione o da una sezione composta da più elementi, incollati o

assemblati meccanicamente.

Le verifiche dell’elemento composto dovranno tener conto degli scorrimenti nelle unioni. A tale

scopo è ammesso adottare per le unioni un legame lineare tra sforzo e scorrimento.

Nel caso di utilizzo del legno accoppiato anche a materiali diversi tramite connessioni o incollaggi,

la verifica complessiva dell’elemento composto dovrà tenere conto dell’effettivo comportamento

dell’unione, definito con riferimento a normativa tecnica di comprovata validità ed eventualmente

per via sperimentale. In ogni caso le sollecitazioni nei singoli elementi componenti dovranno essere

confrontate con quelle specificate ai §§ 4.1, 4.2 pertinenti per ciascun singolo materiale.

4.4.11 SISTEMI STRUTTURALI

Le strutture reticolari costituite da elementi lignei assemblati tramite collegamenti metallici, di

carpenteria o adesivi dovranno essere in genere analizzate come sistemi di travi, considerando la

deformabilità e le effettive eccentricità dei collegamenti.

La stabilità delle singole membrature nelle strutture intelaiate deve essere verificata, in generale,

tenendo conto anche della deformabilità dei nodi e della presenza di eventuali sistemi di

controventamento, oltre che delle effettive condizioni dei vincoli.

La instabilità delle strutture intelaiate deve essere verificata considerando, oltre agli effetti

instabilizzanti dei carichi verticali, anche le imperfezioni geometriche e strutturali, inquadrando le

corrispondenti azioni convenzionali nella stessa classe di durata dei carichi che le hanno provocate.

Nei casi in cui la stabilità laterale è assicurata dal contrasto di controventamenti adeguati, la

lunghezza di libera inflessione dei piedritti, in mancanza di un’analisi rigorosa, si può assumere pari

all’altezza d’interpiano.

Per gli archi, oltre alle usuali verifiche, vanno sempre eseguite le verifiche nei confronti

dell’instabilità anche al di fuori del piano. 133

Per gli archi, come per tutte le strutture spingenti, i vincoli devono essere idonei ad assorbire le

componenti orizzontali delle reazioni.

Le azioni di progetto sui controventi e/o diaframmi devono essere determinate tenendo conto anche

delle imperfezioni geometriche strutturali, nonché delle deformazioni indotte dai carichi applicati,

se significative.

Qualora le strutture dei tetti e dei solai svolgano anche funzioni di controventamento nel loro piano

(diaframmi per tetti e solai), la capacità di esplicare tale funzione con un comportamento a lastra

deve essere opportunamente verificata, tenendo conto delle modalità di realizzazione e delle

caratteristiche dei mezzi di unione.

Qualora gli elementi di parete svolgano anche funzioni di controventamento nel loro piano

(diaframma per pareti), la capacità di esplicare tale funzione con un comportamento a mensola

verticale deve essere opportunamente verificata, tenendo conto delle modalità di realizzazione e

delle caratteristiche dei mezzi di unione.

4.4.12 ROBUSTEZZA

I requisiti di robustezza strutturale di cui ai §§ 2.1 e 3.1.1 possono essere raggiunti anche mediante

l’adozione di opportune scelte progettuali e di adeguati provvedimenti costruttivi che, per gli

elementi lignei, devono riguardare 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.

4.4.13 DURABILITÀ

In relazione alla classe di servizio della struttura e alle condizioni di carico, dovrà essere

predisposto in sede progettuale un programma delle operazioni di manutenzione e di controllo da

effettuarsi durante l’esercizio della struttura.

4.4.14 RESISTENZA AL FUOCO

Le verifiche di resistenza al fuoco potranno eseguirsi con riferimento a UNI EN 1995-1-2,

γ

utilizzando i coefficienti (v. § 4.4.6, Tab. 4.4.III) relativi alle combinazioni eccezionali.

M

4.4.15 REGOLE PER L’ESECUZIONE

In assenza di specifiche prescrizioni contenute nelle pertinenti norme di prodotto, le tolleranze di

lavorazione così come quelle di esecuzione devono essere definite in fase progettuale.

In assenza di specifiche prescrizioni contenute nelle pertinenti norme di prodotto, al fine di limitare

la variazione dell’umidità del materiale e dei suoi effetti sul comportamento strutturale, le

condizioni di stoccaggio, montaggio e le fasi di carico parziali, devono essere definite in fase

progettuale.

Per tutte le membrature per le quali sia significativo il problema della instabilità, lo scostamento

dalla configurazione geometrica teorica non dovrà superare 1/500 della distanza tra due vincoli

successivi, nel caso di elementi lamellari incollati, e 1/300 della medesima distanza, nel caso di

elementi di legno massiccio. 134

Quanto sopra deve essere comunque verificato, anche indipendentemente dalle regole di

classificazione del legname.

Il legno, i componenti derivati dal legno e gli elementi strutturali non dovranno di regola essere

esposti a condizioni atmosferiche più severe di quelle previste per la struttura finita e che comunque

producano effetti che ne compromettano l’efficienza strutturale.

Prima della costruzione o comunque prima della messa in carico, il legno dovrà essere portato ad

una umidità il più vicino possibile a quella appropriata alle condizioni ambientali in cui si troverà

nell’opera finita.

Qualora si operi con elementi lignei per i quali assumano importanza trascurabile gli effetti del

ritiro, o comunque della variazione della umidità, si potrà accettare durante la posa in opera una

maggiore umidità del materiale, purché sia assicurata al legno la possibilità di un successivo

asciugamento, fino a raggiungere l’umidità prevista in fase progettuale senza che ne venga

compromessa l’efficienza strutturale.

4.4.16 CONTROLLI E PROVE DI CARICO

In aggiunta a quanto previsto al Cap. 9, l’esecuzione delle prove di carico per le strutture con

elementi portanti di legno o con materiali derivati dal legno, dovrà tener conto della temperatura

ambientale e dell’umidità del materiale.

L’applicazione del carico dovrà essere in grado di evidenziare la dipendenza del comportamento del

materiale dalla durata e dalla velocità di applicazione del carico.

A tal fine, si possono adottare metodi e protocolli di prova riportati in normative di comprovata

validità. 135

4.5 COSTRUZIONI DI MURATURA

4.5.1 DEFINIZIONI

Formano oggetto delle presenti norme le costruzioni con struttura portante verticale realizzata con

,

sistemi di muratura in grado di sopportare azioni verticali ed orizzontali collegati tra di loro da

strutture di impalcato, orizzontali ai piani ed eventualmente inclinate in copertura, e da opere di

fondazione.

4.5.2 MATERIALI E CARATTERISTICHE TIPOLOGICHE

4.5.2.1 Malte

Le prescrizioni riguardanti le malte per muratura sono contenute nel § 11.10.2.

4.5.2.2 Elementi resistenti in muratura

Elementi artificiali

Per gli elementi resistenti artificiali da impiegare con funzione resistente si applicano le prescrizioni

riportate al § 11.10.1.

Gli elementi resistenti artificiali possono essere dotati di fori in direzione normale al piano di posa

(foratura verticale) oppure in direzione parallela (foratura orizzontale) con caratteristiche di cui al §

11.10. Gli elementi possono essere rettificati sulla superficie di posa.

Per l’impiego nelle opere trattate dalla presente norma, gli elementi sono classificati in base alla

ϕ

percentuale di foratura ed all’area media della sezione normale di ogni singolo foro f.

I fori sono di regola distribuiti pressoché uniformemente sulla faccia dell’elemento.

ϕ =

La percentuale di foratura è espressa dalla relazione 100 F/A dove:

F è l’area complessiva dei fori passanti e profondi non passanti;

A è l’area lorda della faccia dell’elemento di muratura delimitata dal suo perimetro.

ϕ

Nel caso dei blocchi in laterizio estrusi la percentuale di foratura coincide con la percentuale in

volume dei vuoti come definita dalla norma UNI EN 772-9:2001.

Le Tab. 4.5.Ia-b riportano la classificazione per gli elementi in laterizio e calcestruzzo

rispettivamente.

Tabella 4.5.Ia - Classificazione elementi in laterizio Area f della sezione

ϕ

Elementi Percentuale di foratura normale del foro

ϕ ≤ ≤ 2

Pieni 15% f 9 cm

ϕ ≤ ≤ 2

Semipieni 15% < 45% f 12 cm

ϕ ≤ ≤ 2

Forati 45% < 55% f 15 cm

Gli elementi possono avere incavi di limitata profondità destinati ad essere riempiti dal letto di

malta. 2 possono essere dotati di un foro di presa

Elementi di laterizio di area lorda A maggiore di 300 cm

2

di area massima pari a 35 cm , da computare nella percentuale complessiva della foratura, avente lo

2

scopo di agevolare la presa manuale; per A superiore a 580 cm sono ammessi due fori, ciascuno di

136

2

area massima pari a 35 cm , oppure un foro di presa o per l’eventuale alloggiamento della armatura

2 .

la cui area non superi 70 cm

Tabella 4.5.Ib - Classificazione elementi in calcestruzzo Area f della sezione normale del foro

ϕ

Elementi Percentuale di foratura ≤ cm²

cm² A > 900

A 900

ϕ ≤ ≤ ≤

Pieni 15% f 0,10 A f 0,15 A

ϕ ≤ ≤ ≤

Semipieni 15% < 45% f 0,10 A f 0,15 A

ϕ ≤ ≤ ≤

Forati 45% < 55% f 0,10 A f 0,15 A

Non sono soggetti a limitazione i fori degli elementi in laterizio e calcestruzzo destinati ad essere

riempiti di calcestruzzo o malta.

Per i valori di adesività malta/elemento resistente si può fare riferimento a indicazioni di normative

di riconosciuta validità.

L’utilizzo di materiali o tipologie murarie diverse rispetto a quanto specificato deve essere

autorizzato preventivamente dal Servizio Tecnico Centrale su parere del Consiglio Superiore dei

Lavori Pubblici sulla base di adeguata sperimentazione, modellazione teorica e modalità di

controllo nella fase produttiva.

Elementi naturali

Gli elementi naturali sono ricavati da materiale lapideo non friabile o sfaldabile, e resistente al gelo;

essi non devono contenere in misura sensibile sostanze solubili, o residui organici e devono essere

integri, senza zone alterate o rimovibili.

Gli elementi devono possedere i requisiti di resistenza meccanica ed adesività alle malte determinati

secondo le modalità descritte nel § 11.10.3.

4.5.2.3 Murature

Le murature costituite dall’assemblaggio organizzato ed efficace di elementi e malta possono essere

a singolo paramento a

, se la parete è senza cavità o giunti verticali continui nel suo piano, o

paramento doppio . In questo ultimo caso, se non è possibile considerare un comportamento

monolitico si farà riferimento a normative di riconosciuta validità od a specifiche approvazioni del

Servizio Tecnico Centrale su parere del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici.

Nel caso di elementi naturali, le pietre di geometria pressoché parallelepipeda, poste in opera in

pietra squadrata

strati regolari, formano le murature di . L’impiego di materiale di cava

grossolanamente lavorato è consentito per le nuove costruzioni, purché posto in opera in strati

pietra non squadrata;

pressoché regolari: in tal caso si parla di muratura di se la muratura in pietra

non squadrata è intercalata, ad interasse non superiore a 1,6 m e per tutta la lunghezza e lo spessore

del muro, da fasce di calcestruzzo semplice o armato oppure da ricorsi orizzontali costituiti da

muratura listata

almeno due filari di laterizio pieno, si parla di .

4.5.3 CARATTERISTICHE MECCANICHE DELLE MURATURE

Le proprietà fondamentali in base alle quali si classifica una muratura sono la resistenza

caratteristica a compressione f , la resistenza caratteristica a taglio in assenza di azione assiale f , il

k vk0

modulo di elasticità normale secante E, il modulo di elasticità tangenziale secante G.

La resistenze caratteristiche f e f sono determinate o per via sperimentale su campioni di muro o,

v

k k0

con alcune limitazioni, in funzione delle proprietà dei componenti. Le modalità per determinare le

resistenze caratteristiche sono indicate nel § 11.10.5, dove sono anche riportate le modalità per la

valutazione dei moduli di elasticità.

In ogni caso i valori delle caratteristiche meccaniche utilizzate per le verifiche devono essere

indicati nel progetto delle opere. 137

In ogni caso, quando è richiesto un valore di f maggiore o uguale a 8 MPa si deve controllare il

k

, mediante prove sperimentali come indicato nel § 11.10.

valore di f

k

4.5.4 ORGANIZZAZIONE STRUTTURALE

L’edificio a muratura portante deve essere concepito come una struttura tridimensionale. I sistemi

resistenti di pareti di muratura, gli orizzontamenti e le fondazioni devono essere collegati tra di loro

in modo da resistere alle azioni verticali ed orizzontali.

I pannelli murari sono considerati resistenti anche alle azioni orizzontali quando hanno una

lunghezza non inferiore a 0,3 volte l’altezza di interpiano; essi svolgono funzione portante, quando

sono sollecitati prevalentemente da azioni verticali, e svolgono funzione di controvento, quando

sollecitati prevalentemente da azioni orizzontali. Ai fini di un adeguato comportamento statico e

dinamico dell’edificio, tutti le pareti devono assolvere, per quanto possibile, sia la funzione portante

sia la funzione di controventamento.

Gli orizzontamenti sono generalmente solai piani, o con falde inclinate in copertura, che devono

assicurare, per resistenza e rigidezza, la ripartizione delle azioni orizzontali fra i muri di

controventamento.

L’organizzazione dell’intera struttura e l’interazione ed il collegamento tra le sue parti devono

essere tali da assicurare appropriata resistenza e stabilità, ed un comportamento d’insieme

“scatolare”.

Per garantire un comportamento scatolare, muri ed orizzontamenti devono essere opportunamente

collegati fra loro. Tutte le pareti devono essere collegate al livello dei solai mediante cordoli di

piano di calcestruzzo armato e, tra di loro, mediante ammorsamenti lungo le intersezioni verticali. I

cordoli di piano devono avere adeguata sezione ed armatura.

Devono inoltre essere previsti opportuni incatenamenti al livello dei solai, aventi lo scopo di

collegare tra loro i muri paralleli della scatola muraria. Tali incatenamenti devono essere realizzati

per mezzo di armature metalliche o altro materiale resistente a trazione, le cui estremità devono

essere efficacemente ancorate ai cordoli. Per il collegamento nella direzione di tessitura del solaio

possono essere omessi gli incatenamenti quando il collegamento è assicurato dal solaio stesso. Per il

collegamento in direzione normale alla tessitura del solaio, si possono adottare opportuni

accorgimenti che sostituiscano efficacemente gli incatenamenti costituiti da tiranti estranei al solaio.

Il collegamento fra la fondazione e la struttura in elevazione è generalmente realizzato mediante

cordolo in calcestruzzo armato disposto alla base di tutte le murature verticali resistenti. È possibile

realizzare la prima elevazione con pareti di calcestruzzo armato; in tal caso la disposizione delle

fondazioni e delle murature sovrastanti deve essere tale da garantire un adeguato centraggio dei

carichi trasmessi alle pareti della prima elevazione ed alla fondazione.

Lo spessore dei muri portanti non può essere inferiore ai seguenti valori:

- muratura in elementi resistenti artificiali pieni 150 mm

- muratura in elementi resistenti artificiali semipieni 200 mm

- muratura in elementi resistenti artificiali forati 240 mm

- muratura di pietra squadrata 240 mm

- muratura di pietra listata 400 mm

- muratura di pietra non squadrata 500 mm

snellezza convenzionale della

I fenomeni del secondo ordine possono essere controllati mediante la

parete, definita dal rapporto: λ / t (4.5.1)

= h 0

dove h è la lunghezza libera di inflessione della parete valutata in base alle condizioni di vincolo ai

0

bordi espresse dalla (4.5.6) e t è lo spessore della parete.

138

λ

Il valore della snellezza non deve risultare superiore a 20.

4.5.5 ANALISI STRUTTURALE

La risposta strutturale è calcolata usando:

- analisi semplificate.

- analisi lineari, assumendo i valori secanti dei moduli di elasticità

analisi non lineari

-

Per la valutazione di effetti locali è consentito l’impiego di modelli di calcolo relativi a parti isolate

della struttura.

Per il calcolo dei carichi trasmessi dai solai alle pareti e per la valutazione su queste ultime degli

effetti delle azioni fuori dal piano, è consentito l’impiego di modelli semplificati, basati sullo

schema dell’articolazione completa alle estremità degli elementi strutturali.

4.5.6 VERIFICHE

Le verifiche sono condotte con l’ipotesi di conservazione delle sezioni piane e trascurando la

resistenza a trazione per flessione della muratura.

Oltre alle verifiche sulle pareti portanti, si deve eseguire anche la verifica di travi di accoppiamento

in muratura ordinaria, quando prese in considerazione dal modello della struttura. Tali verifiche si

eseguono in analogia a quanto previsto per i pannelli murari verticali.

4.5.6.1 Resistenze di progetto , ,

Le resistenze di progetto da impiegare rispettivamente per le verifiche a compressione,

,

pressoflessione e a carichi concentrati (f ) e a taglio (f ) valgono:

d vd

f = f /γ (4.5.2)

d k M

γ

f = f / (4.5.3)

vd vk M

dove

f è la resistenza caratteristica a compressione della muratura;

k

f è la resistenza caratteristica a taglio della muratura in presenza delle effettive tensioni di

vk

compressione, valutata con σ

f = f + 0,4 (4.5.4)

vk vko n

in cui σ

f è definita al § 4.5.3 e è la tensione normale media dovuta ai carichi verticali agenti sulla

v n

k0

sezione di verifica;

γ è il coefficiente parziale di sicurezza sulla resistenza a compressione della muratura,

M

comprensivo delle incertezze di modello e di geometria, fornito dalla Tab. 4.5.II, in funzione delle

classi di esecuzione più avanti precisate, e a seconda che gli elementi resistenti utilizzati siano di

categoria I o di categoria II (vedi § 11.10.1).

γ

Tabella 4.5.II. Valori del coefficiente in funzione della classe di esecuzione e della categoria degli elementi

M

resistenti

Materiale Classe di esecuzione

1 2

I

Muratura con elementi resistenti di categoria , malta a 2,0 2,5

prestazione garantita I

Muratura con elementi resistenti di categoria , malta a 2,2 2,7

139

composizione prescritta II

Muratura con elementi resistenti di categoria , ogni tipo 2,5 3,0

di malta

L’attribuzione delle Classi di esecuzione 1 e 2 viene effettuata adottando quanto di seguito indicato.

In ogni caso occorre (Classe 2):

- disponibilità di specifico personale qualificato e con esperienza, dipendente dell’impresa

esecutrice, per la supervisione del lavoro (capocantiere);

- disponibilità di specifico personale qualificato e con esperienza, indipendente dall’impresa

esecutrice, per il controllo ispettivo del lavoro (direttore dei lavori).

La Classe 1 è attribuita qualora siano previsti, oltre ai controlli di cui sopra, le seguenti operazioni

di controllo:

- controllo e valutazione in loco delle proprietà della malta e del calcestruzzo;

- dosaggio dei componenti della malta “a volume” con l’uso di opportuni contenitori di misura e

controllo delle operazioni di miscelazione o uso di malta premiscelata certificata dal produttore.

4.5.6.2 Verifiche agli stati limite ultimi

Gli stati limite ultimi da verificare sono:

presso flessione per carichi laterali (resistenza e stabilità fuori dal piano),

-

- presso flessione nel piano del muro,

- taglio per azioni nel piano del muro,

carichi concentrati.

-

- flessione e taglio di travi di accoppiamento

Le verifiche vanno condotte con riferimento a normative di comprovata validità.

Per la verifica a presso flessione per carichi laterali, nel caso di adozione dell’ipotesi di

articolazione completa delle estremità della parete (v. § 4.5.5), è consentito far riferimento al

metodo semplificato di seguito riportato.

La resistenza unitaria di progetto ridotta f riferita all’elemento strutturale si assume pari a

d,rid Φ

f = f (4.5.5)

d,rid d

Φ

in cui è il coefficiente di riduzione della resistenza del materiale, riportato in Tab. 4.5.III in

λ

funzione della snellezza convenzionale e del coefficiente di eccentricità m definito più avanti

(equazione 4.5.7).

Per valori non contemplati in tabella è ammessa l’interpolazione lineare; in nessun caso sono

ammesse estrapolazioni. Φ

Tabella 4.5.III - Valori del coefficiente con l’ipotesi della articolazione (a cerniera)

λ Coefficiente di eccentricità m=6 e/t

Snellezza 0 0,5 1,0 1,5 2,0

1,00 0,74 0,59 0,44 0,33

0 0,97 0,71 0,55 0,39 0,27

5 0,86 0,61 0,45 0,27 0,16

10 0,69 0,48 0,32 0,17 ---

15 0,53 0,36 0,23 --- ---

20 λ

Per la valutazione della snellezza convenzionale della parete secondo l’espressione (4.5.1) la

lunghezza libera d’inflessione del muro h è data dalla relazione

0 ρh

= (4.5.6)

h 0

ρ

in cui il fattore tiene conto dell’efficacia del vincolo fornito dai muri ortogonali e h è l’altezza

ρ

interna di piano; assume il valore 1 per muro isolato, e i valori indicati nella Tab. 4.5.IV, quando

140

il muro non ha aperture ed è irrigidito con efficace vincolo da due muri trasversali di spessore non

inferiore a 200 mm, e di lunghezza l non inferiore a 0,3 h, posti ad interasse a.

Tabella 4.5.IV - Fattore laterale di vincolo ρ

h/a

≤ 1

h/a 0,5

≤ 3/2 – h/a

0,5 < h/a 1,0 2

1,0 < h/a 1/[1+(h/a) ]

Se un muro trasversale ha aperture, si ritiene convenzionalmente che la sua funzione di

irrigidimento possa essere espletata quando lo stipite delle aperture disti dalla superficie del muro

ρ

irrigidito almeno 1/5 dell’altezza del muro stesso; in caso contrario si assume = 1.

Nella lunghezza l del muro di irrigidimento si intende compresa anche metà dello spessore del muro

irrigidito.

coefficiente di eccentricità

Il m è definito dalla relazione:

m = 6 e/t (4.5.7)

essendo e l’eccentricità totale e t lo spessore del muro.

Le eccentricità dei carichi verticali sullo spessore della muratura sono dovute alle eccentricità totali

dei carichi verticali, alle tolleranze di esecuzione ed alle azioni orizzontali. Esse possono essere

determinate convenzionalmente con i criteri che seguono.

= +

e e e ;

a) eccentricità totale dei carichi verticali: s s1 s2 ∑ N d

N d

= = 2 2

1 1 (4.5.8)

e ; e

∑ ∑

s1 s2

+ +

N N N N

1 2 1 2

dove:

e : eccentricità della risultante dei carichi trasmessi dai muri dei piani superiori rispetto al piano

s1

medio del muro da verificare;

e : eccentricità delle reazioni di appoggio dei solai soprastanti la sezione di verifica;

s2

N : carico trasmesso dal muro sovrastante supposto centrato rispetto al muro stesso;

1

N : reazione di appoggio dei solai sovrastanti il muro da verificare;

2

d : eccentricità di N rispetto al piano medio del muro da verificare;

1 1

d : eccentricità di N rispetto al piano medio del muro da verificare;

2 2

tali eccentricità possono essere positive o negative;

b) eccentricità dovuta a tolleranze di esecuzione, e .

a

Considerate le tolleranze morfologiche e dimensionali connesse alle tecnologie di esecuzione degli

di una eccentricità e che è

edifici in muratura si deve tener conto assunta almeno uguale a

a

h

= , (4.5.9)

e a 200

con h altezza interna di piano.

c) eccentricità e dovuta alle azioni orizzontali considerate agenti in direzione normale al piano

v

della muratura, M

= v , (4.5.10)

e v N

141

dove M ed N sono, rispettivamente, il massimo momento flettente dovuto alle azioni orizzontali e

v

lo sforzo normale nella relativa sezione di verifica. Il muro è supposto incernierato al livello dei

piani e, in mancanza di aperture, anche in corrispondenza dei muri trasversali, se questi hanno

interasse minore di 6 metri.

, e e e vanno convenzionalmente combinate tra di loro secondo le due

Le eccentricità e

s a v

espressioni: e

= + = +

1 . (4.5.11)

e e e ; e e

1 s a 2 v

2

=

Il valore di e e è adottato per la verifica dei muri nelle loro sezioni di estremità; il valore di e=e è

1 2

adottato per la verifica della sezione ove è massimo il valore di M . L’eccentricità di calcolo e non

v

.

può comunque essere assunta inferiore ad e

a

In ogni caso dove risultare: ≤ ≤ . (4.5.12)

e 0,33t; e 0,33 t

1 2

4.5.6.3 Verifiche agli stati limite di esercizio

Non è generalmente necessario eseguire verifiche nei confronti di stati limite di esercizio di

,

strutture di muratura quando siano soddisfatte le verifiche nei confronti degli stati limite ultimi.

Nel caso della muratura armata, e per particolari situazioni della muratura non armata, si farà

riferimento a norme tecniche di comprovata validità.

4.5.6.4 Verifiche alle tensioni ammissibili

Per edifici semplici è consentito eseguire le verifiche, in via semplificativa, con il metodo delle

tensioni ammissibili, adottando le azioni previste nelle presenti Norme Tecniche, con resistenza del

γ

materiale di cui al § 4.5.6.1, ponendo il coefficiente = 4,2 ed utilizzando il dimensionamento

M

semplificato di seguito riportato con le corrispondenti limitazioni:

a) le pareti strutturali della costruzione siano continue dalle fondazioni alla sommità;

b) nessuna altezza interpiano sia superiore a 3,5 ;

c) il numero di piani non sia superiore a 3 (entro e fuori terra) per costruzioni in muratura ordinaria

ed a 4 per costruzioni in muratura armata;

d) la planimetria dell’edificio sia inscrivibile in un rettangolo con rapporti fra lato minore e lato

maggiore non inferiore a 1/3;

e) la snellezza della muratura, secondo l’espressione (4.5.1), non sia in nessun caso superiore a 12;

2

f) il carico variabile per i solai non sia superiore a 3,00 kN/m .

La verifica si intende soddisfatta se risulta:

σ ≤

= N/( 0,65 A) f /γ (4.5.13)

k M

in cui N è il carico verticale totale alla base di ciascun piano dell’edificio corrispondente alla

γ

somma dei carichi permanenti e variabili (valutati ponendo =γ =1) della combinazione

G Q

caratteristica e A è l’area totale dei muri portanti allo stesso piano.

4.5.7 MURATURA ARMATA

La muratura armata è costituita da elementi resistenti artificiali pieni e semipieni idonei alla

realizzazione di pareti murarie incorporanti apposite armature metalliche verticali e orizzontali,

annegate nella malta o nel conglomerato cementizio.

142

Le barre di armatura possono essere costituite da acciaio al carbonio, o da acciaio inossidabile o da

acciaio con rivestimento speciale, conformi alle pertinenti indicazioni di cui al § 11.3.

È ammesso, per le armature orizzontali, l’impiego di armature a traliccio elettrosaldato o l’impiego

di altre armature conformate in modo da garantire adeguata aderenza ed ancoraggio, nel rispetto

delle pertinenti normative di comprovata validità.

In ogni caso dovrà essere garantita una adeguata protezione dell’armatura nei confronti della

corrosione.

Le barre di armatura devono avere un diametro minimo di 5 mm. Nelle pareti che incorporano

armatura nei letti di malta al fine di fornire un aumento della resistenza ai carichi fuori piano, per

contribuire al controllo della fessurazione o per fornire duttilità, l’area totale dell’armatura non deve

essere minore dello 0,03% dell’area lorda della sezione trasversale della parete (cioè 0,015% per

ogni faccia nel caso della resistenza fuori piano).

Qualora l’armatura sia utilizzata negli elementi di muratura armata per aumentare la resistenza nel

piano, o quando sia richiesta armatura a taglio, la percentuale di armatura orizzontale, calcolata

rispetto all’area lorda della muratura, non potrà essere inferiore allo 0,04 % né superiore allo 0,5%,

e non potrà avere interasse superiore a 60 cm. La percentuale di armatura verticale, calcolata

rispetto all’area lorda della muratura, non potrà essere inferiore allo 0,05 %, né superiore allo 1,0%.

2

In tal caso, armature verticali con sezione complessiva non inferiore a 2 cm dovranno essere

collocate a ciascuna estremità di ogni parete portante, ad ogni intersezione tra pareti portanti, in

corrispondenza di ogni apertura e comunque ad interasse non superiore a 4 m.

La lunghezza d’ancoraggio, idonea a garantire la trasmissione degli sforzi alla malta o al

calcestruzzo di riempimento, deve in ogni caso essere in grado di evitare la fessurazione

longitudinale o lo sfaldamento della muratura. L’ancoraggio deve essere ottenuto mediante una

barra rettilinea, mediante ganci, piegature o forcelle o, in alternativa, mediante opportuni dispositivi

meccanici di comprovata efficacia.

La lunghezza di ancoraggio richiesta per barre dritte può essere calcolata in analogia a quanto

usualmente fatto per le strutture di calcestruzzo armato.

L’ancoraggio dell’armatura a taglio, staffe incluse, deve essere ottenuto mediante ganci o piegature,

con una barra d’armatura longitudinale inserita nel gancio o nella piegatura. Le sovrapposizioni

devono garantire la continuità nella trasmissione degli sforzi di trazione, in modo che lo

snervamento dell’armatura abbia luogo prima che venga meno la resistenza della giunzione. In

mancanza di dati sperimentali relativi alla tecnologia usata, la lunghezza di sovrapposizione deve

essere di almeno 60 diametri.

La malta o il conglomerato di riempimento dei vani o degli alloggi delle armature deve avvolgere

completamente l’armatura. Lo spessore di ricoprimento deve essere tale da garantire la trasmissione

degli sforzi tra la muratura e l’armatura e tale da costituire un idoneo copriferro ai fini della

durabilità degli acciai. L’armatura verticale dovrà essere collocata in apposite cavità o recessi, di

dimensioni tali che in ciascuno di essi risulti inscrivibile un cilindro di almeno 6 cm di diametro.

La resistenza a compressione minima richiesta per la malta è di 10 MPa, mentre la classe minima

richiesta per il conglomerato cementizio è C12/15. Per i valori di resistenza di aderenza

caratteristica dell’armatura si può fare riferimento a risultati di prove sperimentali o a indicazioni

normative di comprovata validità.

La resistenza di progetto della muratura da impiegare per le verifiche a taglio (f ), può essere

vd

calcolata ignorando il contributo di qualsiasi armatura a taglio incorporata nell’elemento, qualora

non sia fornita l’area minima di armatura sopra specificata per elementi di muratura armata atti ad

aumentare la resistenza nel piano, oppure prendendo in considerazione il contributo dell’armatura a

taglio, qualora sia presente almeno l’area minima prevista, secondo quanto riportato in normative di

riconosciuta validità. γ = 1,15

Le verifiche di sicurezza vanno condotte assumendo per l’acciaio S .

143

4.5.8 VERIFICHE PER SITUAZIONI TRANSITORIE

Per le situazioni costruttive transitorie, come quelle che si hanno durante le fasi della costruzione,

dovranno adottarsi tecnologie costruttive e programmi di lavoro che non possano provocare danni

permanenti alla struttura o agli elementi strutturali e che comunque non possano riverberarsi sulla

sicurezza dell’opera.

Le entità delle azioni ambientali da prendere in conto saranno determinate in relazione al tempo

della situazione transitoria e della tecnologia esecutiva.

4.5.9 VERIFICHE PER SITUAZIONI ECCEZIONALI

Per situazioni progettuali eccezionali, il progetto dovrà dimostrare la robustezza della costruzione

γ

mediante procedure di scenari di danno per i quali i fattori parziali dei materiali possono essere

M

assunti pari a ½ di quelli delle situazioni ordinarie (v. tab. 4.5.II).

4.5.10 RESISTENZA AL FUOCO

Le verifiche di resistenza al fuoco potranno eseguirsi con riferimento a UNI EN 1996-1-2,

γ (v. § 4.5.9) relativi alle combinazioni eccezionali.

utilizzando i coefficienti M 144

4.6 COSTRUZIONI DI ALTRI MATERIALI

I materiali non tradizionali o non trattati nelle presenti norme tecniche potranno essere utilizzati per

la realizzazione di elementi strutturali od opere, previa autorizzazione del Servizio Tecnico Centrale

su parere del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici, autorizzazione che riguarderà l’utilizzo del

materiale nelle specifiche tipologie strutturali proposte sulla base di procedure definite dal Servizio

Tecnico Centrale.

Si intende qui riferirsi a materiali quali calcestruzzi di classe di resistenza superiore a C70/85,

calcestruzzi fibrorinforzati, acciai da costruzione non previsti in § 4.2, leghe di alluminio, leghe di

rame, travi tralicciate in acciaio conglobate nel getto di calcestruzzo collaborante, materiali

polimerici fibrorinforzati, pannelli con poliuretano o polistirolo collaborante, materiali murari non

tradizionali, vetro strutturale, materiali diversi dall’acciaio con funzione di armatura da c.a.

145

5 PONTI

5.1 PONTI STRADALI

5.1.1 OGGETTO

Le norme contengono i criteri generali e le indicazioni tecniche per la progettazione e l’esecuzione

dei ponti stradali.

Nel seguito col termine “ponti” si intendono anche tutte quelle opere che, in relazione alle loro

diverse destinazioni, vengono normalmente indicate con nomi particolari, quali: viadotti, sottovia o

cavalcavia, sovrappassi, sottopassi, strade sopraelevate, ecc.

Le presenti norme, per quanto applicabili, riguardano anche i ponti mobili.

5.1.2 PRESCRIZIONI GENERALI

5.1.2.1 Premesse

In sede di progetto vanno definite le caratteristiche generali del ponte, ovvero la sua localizzazione,

la destinazione e la tipologia, le dimensioni principali, il tipo e le caratteristiche dei materiali

strutturali impiegati ed il tipo delle azioni considerate ai fini del suo dimensionamento.

In sede di realizzazione si accerterà che le modalità tecnico esecutive adottate nell’esecuzione

dell’opera siano rispondenti alle assunzioni ed alle prescrizioni di Progetto ed alle specifiche di

Capitolato.

5.1.2.2 Geometria della sede stradale

Ai fini della presente normativa, per larghezza della sede stradale del ponte si intende la distanza

misurata ortogonalmente all’asse stradale tra i punti più interni dei parapetti.

La sede stradale sul ponte è composta da una o più carreggiate, eventualmente divise da uno

spartitraffico, da banchine o da marciapiedi secondo l’importanza, la funzione e le caratteristiche

della strada.

5.1.2.3 Altezza libera

Nel caso di un ponte che scavalchi una strada ordinaria, l’altezza libera al di sotto del ponte non

deve essere in alcun punto minore di 5 m, tenendo conto anche delle pendenze della strada

sottostante.

Nei casi di strada a traffico selezionato è ammesso, per motivi validi e comprovati, derogare da

quanto sopra, purché l’altezza minima non sia minore di 4 m.

Eccezionalmente, ove l’esistenza di vincoli non eliminabili imponesse di scendere al di sotto di tale

valore, si potrà adottare un’altezza minima, in ogni caso non inferiore a 3,20 m. Tale deroga è

vincolata al parere favorevole dei Comandi Militare e dei Vigili del Fuoco competenti per territorio.

I ponti sui corsi d’acqua classificati navigabili dovranno avere il tirante corrispondente alla classe

dei natanti previsti. 146

Per tutti i casi in deroga all’altezza minima prescritta di 5 m, si debbono adottare opportuni

dispositivi segnaletici di sicurezza (ad es. controsagome), collocati a conveniente distanza

dall’imbocco dell’opera.

Nel caso di sottopassaggi pedonali l’altezza libera non deve essere inferiore a 2,50 m.

5.1.2.4 Compatibilità idraulica

Quando il ponte interessa un corso d’acqua naturale o artificiale, il progetto dovrà essere corredato

da una relazione idrologica e da una relazione idraulica riguardante le scelte progettuali, la

costruzione e l’esercizio del ponte.

L’ampiezza e l’approfondimento della relazione e delle indagini che ne costituiscono la base

saranno commisurati all’importanza del problema.

Di norma il manufatto non dovrà interessare con spalle, pile e rilevati il corso d’acqua attivo e, se

arginato, i corpi arginali. Qualora eccezionalmente fosse necessario realizzare pile in alveo, la luce

minima tra pile contigue, misurata ortogonalmente al filone principale della corrente, non dovrà

essere inferiore a 40 metri. Soluzioni con luci inferiori potranno essere autorizzate dall’Autorità

competente, previo parere del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici.

Nel caso di pile e/o spalle in alveo cura particolare è da dedicare al problema delle escavazioni

dell’alveo e alla protezione delle fondazioni delle pile e delle spalle.

La quota idrometrica ed il franco dovranno essere posti in correlazione con la piena di progetto

riferita ad un periodo di ritorno non inferiore a 200 anni.

Il franco di sottotrave e la distanza tra il fondo alveo e la quota di sottotrave dovranno essere

assunte tenendo conto del trasporto solido di fondo e del trasporto di materiale galleggiante.

Il franco idraulico necessario non può essere ottenuto con il sollevamento del ponte durante la

piena.

5.1.3 AZIONI SUI PONTI STRADALI

Le azioni da considerare nella progettazione dei ponti stradali sono:

– le azioni permanenti;

– le distorsioni, ivi comprese quelle dovute a presollecitazioni di progetto e quelle di origine

termica;

– le azioni variabili da traffico;

– le azioni variabili di vento e neve;

– le azioni eccezionali;

– le azioni sismiche.

La viscosità deve essere considerata associata a quelle azioni per le quali dà effetto.

5.1.3.1 Azioni permanenti

1. Peso proprio degli elementi strutturali e non strutturali: g

1

2. Carichi permanenti portati: g (pavimentazione stradale, marciapiedi, sicurvia, parapetti,

2

attrezzature stradali, rinfianchi e simili).

(spinta delle terre, spinte idrauliche, ecc.).

3. Altre azioni permanenti: g

3 147

5.1.3.2 Deformazioni impresse ε

1. Distorsioni e presollecitazioni di progetto: 1.

Ai fini delle verifiche si devono considerare gli effetti delle distorsioni e delle presollecitazioni

eventualmente previste in progetto.

ε ε

2. Effetti reologici: ritiro e viscosità ; Variazioni termiche .

2 3

Il calcolo degli effetti del ritiro del calcestruzzo, delle variazioni termiche e della viscosità deve

essere effettuato in accordo al carattere ed all’intensità di tali distorsioni definiti nelle relative

sezioni delle presenti Norme Tecniche.

ε

3. Cedimenti vincolari: 4

Dovranno considerarsi gli effetti di cedimenti vincolari quando, sulla base delle indagini e delle

valutazioni geotecniche, questi risultino significativi per le strutture.

5.1.3.3 Azioni Variabili da Traffico

5.1.3.3.1 Premessa

I carichi variabili da traffico sono definiti dagli Schemi di Carico descritti nel § 5.1.3.3.3, disposti

su corsie convenzionali.

5.1.3.3.2 Definizione delle corsie convenzionali

Le larghezze w delle corsie convenzionali su una carreggiata ed il massimo numero (intero)

l

possibile di tali corsie su di essa sono indicati nel prospetto seguente (Fig. 5.1.1 e Tab. 5.1.I).

Se non diversamente specificato, qualora la carreggiata di un impalcato da ponte sia divisa in due

parti separate da una zona spartitraffico centrale, si distinguono i casi seguenti:

a) se le parti sono separate da una barriera di sicurezza fissa, ciascuna parte, incluse tutte le corsie

di emergenza e le banchine, è autonomamente divisa in corsie convenzionali.

b) se le parti sono separate da barriere di sicurezza mobili o da altro dispositivo di ritenuta, l’intera

carreggiata, inclusa la zona spartitraffico centrale, è divisa in corsie convenzionali.

Figura 5.1.1 – Esempio di numerazione delle corsie

Tabella 5.1.I - Numero e Larghezza delle corsie

Larghezza di carreggiata Numero di corsie Larghezza di una corsia Larghezza della zona

“w” convenzionali convenzionale [m] rimanente [m]

w < 5,40 m n = 1 3,00 (w-3,00)

l

≤ n = 2 w/2 0

5,4 w < 6,0 m l

≤ x

n = Int(w/3) 3,00 w - (3,00 n )

6,0 m w l l

La disposizione e la numerazione delle corsie va determinata in modo da indurre le più sfavorevoli

condizioni di progetto. Per ogni singola verifica il numero di corsie da considerare caricate, la loro

148

disposizione sulla carreggiata e la loro numerazione vanno scelte in modo che gli effetti della

disposizione dei carichi risultino i più sfavorevoli. La corsia che, caricata, dà l’effetto più

sfavorevole è numerata come corsia Numero 1; la corsia che dà il successivo effetto più sfavorevole

è numerata come corsia Numero 2, ecc.

Quando la carreggiata è costituita da due parti separate portate da uno stesso impalcato, le corsie

sono numerate considerando l’intera carreggiata, cosicché vi è solo una corsia 1, solo una corsia 2

ecc, che possono appartenere alternativamente ad una delle due parti.

Quando la carreggiata consiste di due parti separate portate da due impalcati indipendenti, per il

progetto di ciascun impalcato si adottano numerazioni indipendenti. Quando, invece, gli impalcati

indipendenti sono portati da una singola pila o da una singola spalla, per il progetto della pila o

della spalla si adotta un’unica numerazione per le due parti.

Per ciascuna singola verifica e per ciascuna corsia convenzionale, si applicano gli Schemi di Carico

definiti nel seguito per una lunghezza e per una disposizione longitudinale, tali da ottenere l’effetto

più sfavorevole.

5.1.3.3.3 Schemi di Carico

Le azioni variabili del traffico, comprensive degli effetti dinamici, sono definite dai seguenti

Schemi di Carico: tandem, applicati su impronte

Schema di Carico 1: è costituito da carichi concentrati su due assi in

di pneumatico di forma quadrata e lato 0,40 m, e da carichi uniformemente

distribuiti come mostrato in Fig. 5.1.2. Questo schema è da assumere a

riferimento sia per le verifiche globali, sia per le verifiche locali, considerando

un solo carico tandem per corsia, disposto in asse alla corsia stessa. Il carico

tandem, se presente, va considerato per intero.

Schema di Carico 2: è costituito da un singolo asse applicato su specifiche impronte di pneumatico

di forma rettangolare, di larghezza 0,60 m ed altezza 0,35 m, come mostrato

in Fig. 5.1.2. Questo schema va considerato autonomamente con asse

longitudinale nella posizione più gravosa ed è da assumere a riferimento solo

si considererà il peso di una

per verifiche locali. Qualora sia più gravoso

singola ruota di 200 kN.

Schema di Carico 3: è costituito da un carico isolato da 150kN con impronta quadrata di lato

0,40m. Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi non protetti da sicurvia.

Schema di Carico 4: è costituito da un carico isolato da 10 kN con impronta quadrata di lato 0,10m.

Si utilizza per verifiche locali su marciapiedi protetti da sicurvia e sulle

passerelle pedonali.

Schema di Carico 5: costituito dalla folla compatta, agente con intensità nominale, comprensiva

2

degli effetti dinamici, di 5,0 kN/m . Il valore di combinazione è invece di 2,5

2

kN/m . Il carico folla deve essere applicato su tutte le zone significative della

superficie di influenza, inclusa l’area dello spartitraffico centrale, ove

rilevante.

Schemi di Carico 6.a, b, c: In assenza di studi specifici ed in alternativa al modello di carico

principale, generalmente cautelativo, per opere di luce maggiore di 300 m, ai

fini della statica complessiva del ponte, si può far riferimento ai seguenti

carichi q , q e q

L,a L,b L,c 0,25

 

1

=

q 128, 95 [kN/m]; (5.1.1)

 

L,a  

L 0,38

 

1

=

q 88, 71 [kN/m]; (5.1.2)

 

L,b  

L

149 0,38

 

1

=

q 77,12 [kN/m], (5.1.3)

 

L,c  

L

essendo L la lunghezza della zona caricata in m.

5.1.3.3.4 Categorie Stradali

Sulla base dei carichi mobili ammessi al transito, i ponti stradali si suddividono nelle tre seguenti

categorie:

a

1 Categoria: ponti per il transito dei carichi mobili sopra indicati con il loro intero valore;

a

2 Categoria: come sopra, ma con valori ridotti dei carichi come specificato nel seguito;

a

3 Categoria: ponti per il transito dei soli carichi associati allo Schema 5 (passerelle pedonali).

Sul manufatto dovrà essere applicato un contrassegno permanente, chiaramente visibile, indicante la

categoria e l’anno di costruzione del ponte.

a

L’accesso ai ponti di 3 Categoria di carichi diversi da quelli di progetto deve essere materialmente

impedito.

Il transito di carichi eccezionali, il cui peso, sia totale che per asse, ecceda quelli previsti per la

relativa categoria di progettazione, dovrà essere autorizzato dall’Ente proprietario della strada,

secondo le vigenti norme sulla disciplina della circolazione stradale. Se necessario, il progetto potrà

specificatamente considerare uno o più veicoli speciali rappresentativi per geometria e carichi-asse

dei veicoli eccezionali previsti sul ponte. Detti veicoli speciali e le relative regole di combinazione

possono essere appositamente specificati caso per caso o dedotti da normative di comprovata

validità.

5.1.3.3.5 Disposizione dei carichi mobili per realizzare le condizioni di carico più gravose

a a

Il numero delle colonne di carichi mobili da considerare nel calcolo dei ponti di 1 e 2 Categoria è

quello massimo compatibile con la larghezza della carreggiata, comprese le eventuali banchine di

rispetto e per sosta di emergenza, nonché gli eventuali marciapiedi non protetti e di altezza inferiore

a 20 cm, tenuto conto che la larghezza di ingombro convenzionale è stabilita per ciascuna colonna

in 3,00 m. 150

Figura 5.1.2 - Schemi di Carico 1-5 Dimensioni in [m]

In ogni caso il numero delle colonne non deve essere inferiore a 2, a meno che la larghezza della

sede stradale sia inferiore a 5,40 m.

La disposizione dei carichi ed il numero delle colonne sulla carreggiata saranno volta per volta

quelli che determinano le condizioni più sfavorevoli di sollecitazione per la struttura, membratura o

sezione considerata. a

Per i ponti di 1 Categoria si devono considerare, compatibilmente con le larghezze

precedentemente definite, le seguenti intensità dei carichi (Tab. 5.1.II):

Tabella 5.1.II - Intensità dei carichi Q e q per le diverse corsie

ik ik 2

Posizione Carico asse Q [kN] q [kN/m ]

ik ik

Corsia Numero 1 300 9,00

Corsia Numero 2 200 2,50

Corsia Numero 3 100 2,50

Altre corsie 0,00 2,50

151

a

Per i ponti di 2 Categoria si devono considerare sulla Corsia N.1 un Carico asse Q = 240 kN ed

1k

2

= 7,20 [kN/m ]. Sulle altre corsie vanno applicati i carichi associati ai ponti

un carico distribuito q ik

di 1° Categoria.

a

Per i ponti di 3 Categoria si considera il carico associato allo Schema 5 (folla compatta) applicato

con la disposizione più gravosa per le singole verifiche.

Ai fini della verifiche globali di opere singole di luce maggiore di 300 m, in assenza di studi

specifici ed in alternativa al modello di carico principale, si disporrà sulla corsia n. 1 un carico q ,

L,a

, sulla corsia n. 3 un carico q e sulle altre corsie e sull’area

sulla corsia n. 2 un carico q L,b L,c

2

rimanente un carico distribuito di intensità 2,5 kN/m .

I carichi q , q e q si dispongono in asse alle rispettive corsie.

L,a L,b L,c

5.1.3.3.6 Strutture Secondarie di Impalcato

Diffusione dei carichi locali

I carichi concentrati da considerarsi ai fini delle verifiche locali ed associati agli Schemi di Carico

1, 2, 3 e 4 si assumono uniformemente distribuiti sulla superficie della rispettiva impronta. La

diffusione attraverso la pavimentazione e lo spessore della soletta si considera avvenire secondo un

angolo di 45°, fino al piano medio della struttura della soletta sottostante (Fig. 5.1.3.a). Nel caso di

piastra ortotropa la diffusione va considerata fino al piano medio della lamiera superiore

d’impalcato (Fig. 5.1.3.b).

Calcolo delle strutture secondarie di impalcato

Ai fini del calcolo delle strutture secondarie dell’impalcato (solette, marciapiedi, traversi, ecc.) si

devono prendere in considerazione i carichi già definiti in precedenza, nelle posizioni di volta in

volta più gravose per l’elemento considerato. In alternativa si considera, se più gravoso, il carico

associato allo Schema 2 , disposto nel modo più sfavorevole e supposto viaggiante in direzione

longitudinale.

Per i marciapiedi non protetti da sicurvia si considera il carico associato allo Schema 3.

Per i marciapiedi protetti da sicurvia e per i ponti di 3° Categoria si considera il carico associato allo

Schema 4.

Nella determinazione delle combinazioni di carico si indica come carico q la disposizione dei

1

carichi mobili che, caso per caso, risulta più gravosa ai fini delle verifiche.

Figura 5.1.3a – Diffusione dei carichi concentrati Figura 5.1.3b – Diffusione dei carichi concentrati

nelle solette negli impalcati a piastra ortotropa

5.1.3.4 Incremento Dinamico addizionale in presenza di discontinuità strutturali: q 2

I carichi mobili includono gli effetti dinamici per pavimentazioni di media rugosità. In casi

particolari, come ad esempio, in prossimità di interruzioni della continuità strutturale della soletta,

, da valutare in

può essere necessario considerare un coefficiente dinamico addizionale q 2

riferimento alla specifica situazione considerata. 152

5.1.3.5 Azione longitudinale di frenamento o di accelerazione: q 3

La forza di frenamento o di accelerazione q è funzione del carico verticale totale agente sulla corsia

3

convenzionale n. 1 ed è uguale a ( )

≤ = + ⋅ ⋅ ≤

180 kN q 0, 6 2Q 0,10q w L 900 kN (5.1.4)

3 1k 1k l

a categoria ed a

per i ponti di 1 ( )

≤ = + ⋅ ⋅ ⋅ ≤

144 kN q 0, 6 2Q 0,10 q w L 900 kN (5.1.5)

3 1k 1k l

a

per i ponti di 2 categoria, essendo w la larghezza della corsia e la lunghezza della zona caricata.

L

l

La forza, applicata a livello della pavimentazione ed agente lungo l’asse della corsia, è assunta

uniformemente distribuita sulla lunghezza caricata e include gli effetti di interazione.

5.1.3.6 Azione centrifuga: Q 4

Nei ponti con asse curvo di raggio R (in metri) l’azione centrifuga corrispondente ad ogni colonna

= ⋅

Q 2 Q il

di carico si valuta convenzionalmente come indicato in Tab. 5.1.III, essendo v ik

i

carico totale dovuto agli assi tandem dello schema di carico 1 agenti sul ponte.

Il carico concentrato , applicato a livello della pavimentazione, agisce in direzione normale

Q 4

all’asse del ponte. Tabella 5.1.III - Valori caratteristici delle forze centrifughe

Raggio di curvatura [m] Q [kN]

4

R < 200 0,2·Q v

≤R ≤ 40·Q /R

200 1500 v

≤R 0

1500

5.1.3.7 Azioni di Neve, Vento: q 5

Per le azioni da neve e vento vale quanto specificato al Cap. 3.

L’azione del vento può essere convenzionalmente assimilata ad un carico orizzontale statico, diretto

ortogonalmente all’asse del ponte e/o diretto nelle direzioni più sfavorevoli per alcuni dei suoi

elementi (ad es. le pile). Tale azione si considera agente sulla proiezione nel piano verticale delle

superfici direttamente investite. L’azione del vento può essere valutata come azione dinamica

mediante una analisi dell’interazione vento-struttura.

La superficie dei carichi transitanti sul ponte esposta al vento si assimila ad una parete rettangolare

continua dell’altezza di 3 m a partire dal piano stradale.

L’azione del vento si può valutare come sopra specificato nei casi in cui essa non possa destare

fenomeni dinamici nelle strutture del ponte o quando l’orografia non possa dar luogo ad azioni

anomale del vento.

Per i ponti particolarmente sensibili all’eccitazione dinamica del vento si deve procedere alla

valutazione della risposta strutturale in galleria del vento e, se necessario, alla formulazione di un

modello matematico dell’azione del vento dedotto da misure sperimentali.

Il carico neve si considera non concomitante con i carichi da traffico, salvo che per ponti coperti.

5.1.3.8 Azioni sismiche q 6

Per le azioni sismiche si devono rispettare le prescrizioni di cui al § 3.2.

Per la determinazione degli effetti di tali azioni si farà di regola riferimento alle sole masse

corrispondenti ai pesi propri ed ai sovraccarichi permanenti, considerando nullo il valore quasi

permanente delle masse corrispondenti ai carichi da traffico.

153

Ove necessario, per esempio per ponti in zona urbana di intenso traffico, si dovrà considerare un

valore non nullo di dette masse in accordo con il § 3.2.4.

5.1.3.9 Resistenze passive dei vincoli: q 7

Nel calcolo delle pile, delle spalle, delle fondazioni, degli stessi apparecchi di appoggio e, se del

caso, dell’impalcato, si devono considerare le forze che derivano dalle resistenze parassite dei

vincoli.

Nel caso di appoggi in gomma dette forze andranno valutate sulla base delle caratteristiche

dell’appoggio e degli spostamenti previsti.

5.1.3.10 Azioni sui parapetti. Urto di veicolo in svio: q

8

L’altezza dei parapetti non potrà essere inferiore a 1,10 m. I parapetti devono essere calcolati in

base ad un’azione orizzontale di 1,5 kN/m applicata al corrimano.

I sicurvia e gli elementi strutturali ai quali sono collegati devono essere dimensionati in funzione

della classe di contenimento richiesta per l’impiego specifico (vedi D.M. 21-06-04 n.2367). Se non

diversamente indicato, la forza deve essere considerata distribuita su 0,50 m ed applicata ad una

quota h, misurata dal piano viario, pari alla minore delle dimensioni h , h , dove h = (altezza della

1 2 1

= 1,00m.

barriera - 0,10m) , h 2

Nel progetto dell’impalcato deve essere considerata una condizione di carico eccezionale nella

quale alla forza orizzontale d’urto su sicurvia si associa un carico verticale isolato sulla sede

stradale costituito dal Secondo Schema di Carico, posizionato in adiacenza al sicurvia stesso e

disposto nella posizione più gravosa.

Per altri elementi si può fare riferimento al § 3.6.3.3.2.

5.1.3.11 Altre azioni variabili (azioni idrauliche, urto di un veicolo, urto di ghiacci e natanti

su pile): q 9

Azioni idrauliche.

Le azioni idrauliche sulle pile poste nell’alveo dei fiumi andranno calcolate secondo le prescrizioni

del § 5.1.2.5 tenendo conto, oltre che dell’orientamento e della forma della pila, anche degli effetti

di modificazioni locali dell’alveo, dovute, per esempio, allo scalzamento atteso.

Urto di un veicolo contro le strutture.

I piedritti dei ponti ubicati a distanza 5,0 m dalla sede stradale, dovranno essere protetti contro il

pericolo di urti di veicoli stradali, mediante adeguate opere chiaramente destinate alla protezione dei

piedritti stessi.

In ogni caso, gli impalcati sovrapassanti strade con franco inferiore a 6 m e gli elementi di sostegno

verticale dovranno essere progettati in modo da resistere all’azione delle forze statiche indicate al §

3.6.3.3.1.

Urto di ghiacci e natanti su pile.

L’intensità e le modalità di applicazione delle azioni derivanti da pressione dei ghiacci ed altre

cause eccezionali, vanno definite facendo riferimento a norme specifiche o attraverso specifiche

analisi di rischio. Per quanto riguarda gli urti da natanti si può fare riferimento al § 3.6.3.5.

5.1.3.12 Combinazioni di Carico

Le combinazioni di carico da considerare ai fini delle verifiche devono essere stabilite in modo da

garantire la sicurezza in conformità a quanto prescritto al Cap. 2.

154

Ai fini della determinazione dei valori caratteristici delle azioni dovute al traffico, si dovranno

considerare, generalmente, le combinazioni riportate in Tab. 5.1.IV.

Tabella 5.1.IV – Valori caratteristici delle azioni dovute al traffico

Carichi sulla carreggiata Carichi su

marciapiedi e

piste ciclabili

Carichi verticali Carichi orizzontali Carichi

verticali

Gruppo di Modello principale Veicoli Folla Frenatura q Forza Carico

3

azioni (Schemi di carico speciali (Schema di centrifuga q uniformemente.

4

1, 2, 3, 4, 6) carico 5) distribuito

1 Valore Schema di

caratteristico carico 5 con

valore di

combinazione

2

2,5 kN/m

2 a Valore frequente Valore

caratteristico

2 b Valore frequente Valore

caratteristico

(*)

3 Schema di

carico 5 con

valore

caratteristico

2

5,0 kN/m

(**)

4 Schema di Schema di

carico 5 con carico 5 con

valore valore

caratteristico caratteristico

2 2

5,0 kN/m 5,0 kN/m

(***)

5 Da definirsi per il Valore

singolo progetto caratteristico

o nominale

(*) a

Ponti di 3 categoria

(**) Da considerare solo se richiesto dal particolare progetto (ad es. ponti in zona urbana)

(***) Da considerare solo se si considerano veicoli speciali

La Tab. 5.1.V fornisce i valori dei coefficienti parziali delle azioni da assumere nell’analisi per la

determinazione degli effetti delle azioni nelle verifiche agli stati limite ultimi.

Nella Tab. 5.1.V il significato dei simboli è il seguente:

γ coefficiente parziale del peso proprio della struttura, del terreno e dell’acqua, quando

G1 pertinente;

γ coefficiente parziale dei pesi propri degli elementi non strutturali;

G2

γ coefficiente parziale delle azioni variabili da traffico;

Q

γ coefficiente parziale delle azioni variabili.

Qi γ

Il coefficiente parziale della precompressione si assume pari a =1

P

Altri valori di coefficienti parziali sono riportati nel Cap. 4 con riferimento a particolari azioni

specifiche dei diversi materiali.

ψ ψ

ψ , e per le diverse categorie di azioni sono riportati nella Tab.

I valori dei coefficienti 0j 1j 2j

5.1.VI. 155

Tabella 5.1.V – Coefficienti parziali di sicurezza per le combinazioni di carico agli SLU A1 A2

(1)

Coefficiente EQU STR GEO

1,00

favorevoli 0,90 1,00

γ

Carichi permanenti G1

sfavorevoli 1,10 1,35 1,00

0,00

favorevoli 0,00 0,00

γ

(2)

Carichi permanenti non strutturali G2

sfavorevoli 1,50 1,50 1,30

0,00

favorevoli 0,00 0,00

γ

Carichi variabili da traffico Q

sfavorevoli 1,35 1,35 1,15

0,00

favorevoli 0,00 0,00

γ

Carichi variabili Qi

sfavorevoli 1,50 1,50 1,30

1,00

favorevoli 0,90 1,00

γ

Distorsioni e presollecitazioni di progetto ε1 (3) (4)

sfavorevoli 1,00 1,00 1,00

0,00

Ritiro e viscosità, Variazioni termiche, favorevoli 0,00 0,00

γ γ γ

, ,

ε2 ε3 ε4

Cedimenti vincolari sfavorevoli 1,20 1,20 1,00

(1) Equilibrio che non coinvolga i parametri di deformabilità e resistenza del terreno; altrimenti si applicano i

valori di GEO.

(2) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. carichi permanenti portati) siano compiutamente

definiti si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti.

(3) 1,30 per instabilità in strutture con precompressione esterna

(4) 1,20 per effetti locali ψ

Tabella 5.1.VI - Coefficienti per le azioni variabili per ponti stradali e pedonali ψ ψ

Coefficiente Coefficiente Coefficiente

1 2

ψ

Azioni Gruppo di azioni (Tabella 5.1.IV) di (valori (valori quasi

0

combinazione frequenti) permanenti)

Schema 1 (Carichi tandem) 0,75 0,75 0,0

Schemi 1, 5 e 6 (Carichi distribuiti 0,40 0,40 0,0

Schemi 3 e 4 (carichi concentrati) 0,40 0,40 0,0

Schema 2 0,0 0,75 0,0

Azioni da traffico 2 0,0 0,0 0,0

(Tabella 5.1.IV) 3 0,0 0,0 0,0

4 (folla) ---- 0,75 0,0

5 0,0 0,0 0,0

Vento a ponte scarico

SLU e SLE 0,6 0,2 0,0

Vento q 5 Esecuzione 0,8 ---- 0,0

Vento a ponte carico 0,6

SLU e SLE 0,0 0,0 0,0

Neve q 5 esecuzione 0,8 0,6 0,5

Temperatura T 0,6 0,6 0,5

k

Per le opere di luce maggiore di 300 m è possibile modificare i coefficienti indicati in tabella previa

autorizzazione del Servizio Tecnico Centrale del Ministero delle Infrastrutture, sentito il Consiglio

Superiore dei lavori pubblici. 156

5.1.4 VERIFICHE DI SICUREZZA

Le verifiche di sicurezza sulle varie parti dell’opera devono essere effettuate sulla base dei criteri

definiti dalle presenti norme tecniche.

In particolare devono essere effettuate le verifiche allo stato limite ultimo, ivi compresa la verifica

allo stato limite di fatica, ed agli stati limite di servizio riguardanti gli stati di fessurazione e di

deformazione.

Le combinazioni di carico da considerare ai fini delle verifiche devono essere stabilite in modo da

garantire la sicurezza secondo quanto definito nei criteri generali enunciati al Cap. 2 delle presenti

norme tecniche.

5.1.4.1 Verifiche agli Stati Limite Ultimi

Si dovrà verificare che sia: E R , dove E è il valore di progetto degli effetti delle azioni ed R è

d d d d

la corrispondente resistenza di progetto.

5.1.4.2 Stati Limite di Esercizio ≤

Per gli Stati Limite di Esercizio si dovrà verificare che sia: E C , dove C è un valore nominale

d d d

o una funzione di certe proprietà materiali legate agli effetti progettuali delle azioni considerate, E d

è il valore di progetto dell’effetto dell’azione determinato sulla base delle combinazioni di carico.

5.1.4.3 Verifiche allo stato limite di fatica

Per strutture, elementi strutturali e dettagli sensibili a fenomeni di fatica vanno eseguite opportune

verifiche.

Le verifiche saranno condotte considerando spettri di carico differenziati, a seconda che si conduca

una verifica per vita illimitata o una verifica a danneggiamento. In assenza di studi specifici, volti

alla determinazione dell’effettivo spettro di carico che interessa il ponte, si potrà far riferimento ai

modelli descritti nel seguito.

Verifiche per vita illimitata

Le verifiche a fatica per vita illimitata potranno essere condotte, per dettagli caratterizzati da limite

∆σ =(σ -σ )

di fatica ad ampiezza costante, controllando che il massimo delta di tensione max max min

indotto nel dettaglio stesso dallo spettro di carico significativo risulti minore del limite di fatica del

∆σ

dettaglio stesso. Ai fini del calcolo del si possono impiegare, in alternativa, i modelli di carico

max

di fatica 1 e 2, disposti sul ponte nelle due configurazioni che determinano la tensione massima e

minima, rispettivamente, nel dettaglio considerato.

Il modello di carico di fatica 1 è costituito dallo schema di carico 1 con valore dei carichi

concentrati ridotti del 30% e valori dei carichi distribuiti ridotti del 70% (vedi fig. 5.1.4).

Per verifiche locali si deve considerare, se più gravoso, il modello costituito dall’asse singolo dello

schema di carico 2, considerato autonomamente, con valore del carico ridotto del 30% (vedi fig.

5.1.4).

Quando siano necessarie valutazioni più precise, in alternativa al modello semplificato n. 1, derivato

dal modello di carico principale, si può impiegare il modello di carico a fatica n. 2, rappresentato

nella Tab. 5.1.VII, applicato sulla corsia lenta.

Nel caso in cui siano da prevedere significativi effetti di interazione tra veicoli, per l’applicazione

nel modello 2 si dovrà far riferimento a studi specifici o a metodologie consolidate.

157

Q Q q

ik ik ik Q=280 kN

50 60

50 Q =210 KN

1k

Corsia n. 1

200

200 2

= 2.7 KN/m

q 1k

50 Asse longitudinale 140 200

50 del ponte

Q =140 KN

2k

Corsia n. 2

200 2

q = 0.75 KN/m

2k

50 60

50 Q =70 KN

3k

Corsia n. 3

200 2

q = 0.75 KN/m 35

3k

50

Figura 5.1.4 – Modello di carico di fatica n. 1

Tabella 5.1.VII – Modello di carico a fatica n. 2 – veicoli frequenti

SAGOMA del VEICOLO Distanza tra Carico Tipo di ruota

(Tab. 5.1.IX)

gli assi frequente per

(m) asse

(kN)

4,5 90 A

190 B

4,20 80 A

1,30 140 B

140 B

3,20 90 A

5,20 180 B

1,30 120 C

1,30 120 C

120 C

3,40 90 A

6,00 190 B

1,80 140 B

140 B

4,80 90 A

3,60 180 B

4,40 120 C

1,30 110 C

110 C

Verifiche a danneggiamento

Le verifiche a danneggiamento consistono nel verificare che nel dettaglio considerato lo spettro di

carico produca un danneggiamento D 1.

Il danneggiamento D sarà valutato mediante la legge di Palmgren-Miner, considerando la curva S-N

caratteristica del dettaglio e la vita nominale dell’opera.

Le verifiche saranno condotte considerando lo spettro di tensione indotto nel dettaglio dal modello

di fatica semplificato n. 3, riportato in Fig. 5.1.5, costituito da un veicolo di fatica simmetrico a 4

assi, ciascuno di peso 120 kN, o, in alternativa, quando siano necessarie valutazioni più precise,

dallo spettro di carico equivalente costituente il modello di fatica n. 4, riportato in Tab. 5.1.VIII, ,

158

ove è rappresentata anche la percentuale di veicoli da considerare, in funzione del traffico

interessante la strada servita dal ponte.

I tipi di pneumatico da considerare per i diversi veicoli e le dimensioni delle relative impronte sono

riportati nella Tab. 5.1.IX.

In assenza di studi specifici, per verifiche di danneggiamento, si considererà sulla corsia lenta il

flusso annuo di veicoli superiori a 100 kN, rilevanti ai fini della verifica a fatica dedotto dalla

Tabella 5.1.X.

Nel caso in cui siano da prevedere significativi effetti di interazione tra veicoli, si dovrà far

riferimento a studi specifici o a metodologie consolidate.

40 40

Asse longitudinale

160 200 160 200

del ponte

40 40

40 40

80 40 80 40

120 600 120

Figura 5.1.5 – Modello di carico a fatica n. 3

Tabella 5.1.VIII – Modello di carico a fatica n. 4 – veicoli equivalenti Composizione del traffico

Tipo di Interassi Valori equivalenti Lunga Media Traffico

Sagoma del veicolo pneumatico [m] dei carichi asse [kN] locale

percorrenza percorrenza

(Tab.5.1-

IX)

A 70

B 4,50 130 20,0 40,0 80,0

A 70

B 4,20 120

B 1,30 120 5,0 10,0 5,0

A 70

B 3,20 150

C 5,20 90 50,0 30,0 5,0

C 1,30 90

C 1,30 90

A 70

B 3,40 140

B 6,00 90 15,0 15,0 5,0

B 1,80 90

A 70

B 4,80 130

C 3,60 90 10,0 5,0 5,0

C 4,40 80

C 1,30 80

159

Tabella 5.1.IX – Dimensioni degli assi e delle impronte per i veicoli equivalenti

Tipo di pneumatico Dimensioni dell’asse e delle impronte

A

B

C

Tabella 5.1.X – Flusso annuo di veicoli pesanti sulla corsia lenta Flusso annuo di veicoli di peso

Categorie di traffico superiore a 100 kN sulla corsia lenta

1 - Strade ed autostrade con 2 o più corsie per senso di 6

2,0x10

marcia, caratterizzate da intenso traffico pesante

2 - Strade ed autostrade caratterizzate da traffico pesante di 6

0,5x10

media intensità

3 - Strade principali caratterizzate da traffico pesante di 6

0,125x10

modesta intensità

4 - Strade locali caratterizzate da traffico pesante di intensità 6

0,05x10

molto ridotta

5.1.4.4 Verifiche allo stato limite di fessurazione

Per assicurare la funzionalità e la durata delle strutture viene prefissato uno stato limite di

fessurazione, commisurato alle condizioni ambientali e di sollecitazione, nonché alla sensibilità

delle armature alla corrosione.

Strutture in calcestruzzo armato ordinario. Per le strutture in calcestruzzo armato ordinario, devono

essere rispettate le limitazioni di cui alla Tab. 4.1.VI per armatura poco sensibile.

Strutture in calcestruzzo armato precompresso . Valgono le limitazioni della Tab. 4.1.VI per

armature sensibili.

5.1.4.5 Verifiche allo stato limite di deformazione

L’assetto di una struttura, da valutarsi in base alle combinazioni di carico precedentemente indicate,

deve risultare compatibile con la geometria della struttura stessa in relazione alle esigenze del

traffico, nonché con i vincoli ed i dispositivi di giunto previsti in progetto.

160

Le deformazioni della struttura non devono arrecare disturbo al transito dei carichi mobili alle

velocità di progetto della strada.

5.1.4.6 Verifiche delle azioni sismiche

Le verifiche nei riguardi delle azioni sismiche vanno svolte secondo i criteri ed i metodi esposti nel

relativo § 3.2.

5.1.4.7 Verifiche in fase di costruzione

Le verifiche di sicurezza vanno svolte anche per le singole fasi di costruzione dell’opera, tenendo

conto dell’evoluzione dello schema statico e dell’influenza degli effetti differiti nel tempo.

Vanno verificate anche le eventuali centine e le altre attrezzature provvisionali previste per la

realizzazione dell’opera.

5.1.4.8 Verifiche alle tensioni ammissibili

Per i ponti stradali non è ammesso il metodo di verifica alle tensioni ammissibili di cui al § 2.7.

5.1.5 STRUTTURE PORTANTI

5.1.5.1 Impalcato

5.1.5.1.1 Spessori minimi

Gli spessori minimi delle diverse parti costituenti l’impalcato devono tener conto dell’influenza dei

fattori ambientali sulla durabilità dell’opera e rispettare le prescrizioni delle norme relative ai

singoli elementi strutturali.

5.1.5.1.2 Strutture ad elementi prefabbricati

Nelle strutture costruite in tutto o in parte con elementi prefabbricati, al fine di evitare

sovratensioni, distorsioni o danneggiamenti dovuti a difetti esecutivi o di montaggio, deve essere

assicurata la compatibilità geometrica tra le diverse parti assemblate, tenendo anche conto delle

tolleranze costruttive.

Gli elementi di connessione tra le parti collegate devono essere conformati in modo da garantire la

corretta trasmissione degli sforzi.

Nel caso di elementi in cemento armato normale e precompresso e di strutture miste acciaio-

calcestruzzo vanno considerate le redistribuzioni di sforzo differite nel tempo che si manifestano

tra parti realizzate o sottoposte a carico in tempi successivi e le analoghe redistribuzioni che

derivano da variazioni dei vincoli.

5.1.5.2 Pile

5.1.5.2.1 Spessori minimi

Vale quanto già indicato al comma precedente per le strutture dell’impalcato.

161

5.1.5.2.2 Schematizzazione e calcolo

Nella verifica delle pile snelle, particolare attenzione deve essere rivolta alla valutazione delle

effettive condizioni di vincolo, specialmente riguardo l’interazione con le opere di fondazione.

Le sommità delle pile deve essere verificata nei confronti degli effetti locali derivanti dalle azioni

concentrate trasmesse dagli apparecchi di appoggio.

Si deve verificare che gli spostamenti consentiti dagli apparecchi di appoggio siano compatibili con

gli spostamenti massimi alla sommità delle pile, provocati dalle combinazioni delle azioni più

sfavorevoli e, nelle pile alte, dalla differenza di temperatura tra le facce delle pile stesse.

5.1.6 VINCOLI

I dispositivi di vincolo dell’impalcato alle sottostrutture (pile, spalle, fondazioni) devono possedere

le caratteristiche previste dallo schema statico e cinematico assunto in sede di progetto, sia con

riferimento alle azioni, sia con riferimento alle distorsioni.

Per strutture realizzate in più fasi, i vincoli devono assicurare un corretto comportamento statico e

cinematico in ogni fase dell’evoluzione dello schema strutturale, adeguandosi, se del caso, ai

cambiamenti di schema.

Le singole parti del dispositivo di vincolo ed i relativi ancoraggi devono essere dimensionati in base

alle forze vincolari trasmesse.

I dispositivi di vincolo devono essere tali da consentire tutti gli spostamenti previsti con un margine

di sicurezza maggiore rispetto a quello assunto per gli altri elementi strutturali.

Particolare attenzione va rivolta al funzionamento dei vincoli in direzione trasversale rispetto

all’asse longitudinale dell’impalcato, la cui configurazione deve corrispondere ad uno schema

statico e cinematico ben definito.

La scelta e la disposizione dei vincoli nei ponti a pianta speciale (ponti in curva, ponti in obliquo,

ponti con geometria in pianta irregolare) devono derivare da un adeguato studio di capacità statica e

di compatibilità cinematica.

5.1.6.1 Protezione dei vincoli

Le varie parti dei dispositivi di vincolo devono essere adeguatamente protette, al fine di garantirne il

regolare funzionamento per il periodo di esercizio previsto.

5.1.6.2 Controllo, manutenzione e sostituzione

I vincoli del ponte devono essere accessibili al fine di consentirne il controllo, la manutenzione e

l’eventuale sostituzione senza eccessiva difficoltà.

5.1.6.3 Vincoli in zona sismica

Per i ponti in zona sismica, i vincoli devono essere progettati in modo che, tenendo conto del

comportamento dinamico dell’opera, risultino idonei:

a trasmettere le forze conseguenti alle azioni sismiche

- ad evitare sconnessioni tra gli elementi componenti il dispositivo di vincolo

- ad evitare la fuoriuscita dei vincoli dalle loro sedi.

- 162

5.1.7 OPERE ACCESSORIE

Le opere di impermeabilizzazione e di pavimentazione, i giunti e tutte le opere accessorie, devono

essere eseguiti con materiali di qualità e con cura esecutiva tali da garantire la massima durata e tali

da ridurre interventi di manutenzione e rifacimenti.

5.1.7.1 Impermeabilizzazione

Le opere di impermeabilizzazione devono essere tali da evitare che infiltrazioni d’acqua possano

arrecare danno alle strutture portanti.

5.1.7.2 Pavimentazioni

La pavimentazione stradale deve essere tale da sottrarre all’usura ed alla diretta azione del traffico

l’estradosso del ponte e gli strati di impermeabilizzazione che proteggono le strutture portanti.

5.1.7.3 Giunti

In corrispondenza delle interruzioni strutturali si devono adottare dispositivi di giunto atti ad

assicurare la continuità del piano viabile. Le caratteristiche dei giunti e le modalità del loro

collegamento alla struttura devono essere tali da ridurre il più possibile le sovrasollecitazioni di

natura dinamica dovute ad irregolarità locali e da assicurare la migliore qualità dei transiti.

In corrispondenza dei giunti si deve impedire la percolazione delle acque meteoriche o di lavaggio

attraverso i giunti stessi. Nel caso di giunti che consentano il passaggio delle acque, queste devono

confluire in appositi dispositivi di raccolta, collocati immediatamente sotto il giunto, e devono

essere convogliate a scaricarsi senza possibilità di ristagni o dilavamenti che interessino le strutture.

5.1.7.4 Smaltimento dei liquidi provenienti dall’impalcato

Lo smaltimento dei liquidi provenienti dall’impalcato deve effettuarsi in modo da non arrecare

danni o pregiudizio all’opera stessa, alla sicurezza del traffico e ad eventuali opere ed esercizi

sottostanti il ponte. A tale scopo il progetto del ponte deve essere corredato dallo schema delle

opere di convogliamento e di scarico. Per opere di particolare importanza, o per la natura dell’opera

stessa o per la natura dell’ambiente circostante, si deve prevedere la realizzazione di un apposito

impianto di depurazione e/o di decantazione.

5.1.7.5 Dispositivi per l’ispezionabilità e la manutenzione delle opere

In sede di progettazione e di esecuzione devono essere previste opere di camminamento

(piattaforme, scale, passi d’uomo, ecc.) commisurate all’importanza del ponte e tali da consentire

l’accesso alle parti più importanti sia ai fini ispettivi, sia ai fini manutentivi. Le zone nell’intorno di

parti destinate alla sostituzione periodica, quali ad esempio gli appoggi, devono essere corredate di

punti di forza, chiaramente individuabili e tali da consentire le operazioni di sollevamento e di

vincolamento provvisorio.

5.1.7.6 Vani per condotte e cavidotti

La struttura del ponte dovrà comunque prevedere la possibilità di passaggio di cavi e di una

condotta di acquedotto; le dimensioni dei vani dovranno essere rapportate alle prevedibili esigenze

da valutare con riferimento a quanto presente in prossimità del ponte.

Nel caso in cui siano da prevedere significativi effetti di interazione tra veicoli, si dovrà far

riferimento a studi specifici o a metodologie consolidate.

163

5.2 PONTI FERROVIARI

Le presenti norme si applicano per la progettazione e l’esecuzione dei nuovi ponti ferroviari.

Il Gestore dell’Infrastruttura in base alle caratteristiche funzionali e strategiche delle diverse

infrastrutture ferroviarie stabilisce i parametri indicati al Cap. 2: vita nominale, classe d’uso.

5.2.1 PRINCIPALI CRITERI PROGETTUALI E MANUTENTIVI

La progettazione dei manufatti sotto binario deve essere eseguita in modo da conseguire il migliore

risultato globale dal punto di vista tecnico-economico, con particolare riguardo alla durabilità

dell’opera stessa.

5.2.1.1 Ispezionabilità e manutenzione

Fin dalla fase di progettazione deve essere posta la massima cura nella concezione generale

dell’opera e nella definizione delle geometrie e dei particolari costruttivi in modo da rendere

possibile l’accessibilità e l’ispezionabilità, nel rispetto delle norme di sicurezza, di tutti gli elementi

strutturali. Deve essere garantita la piena ispezionabilità degli apparecchi d’appoggio e degli

eventuali organi di ritegno. Deve inoltre essere prevista la possibilità di sostituire questi elementi

con la minima interferenza con l’esercizio ferroviario; a tale scopo i disegni di progetto devono

fornire tutte le indicazioni al riguardo (numero, posizione e portata dei martinetti per il

sollevamento degli impalcati, procedure da seguire anche per la sostituzione degli stessi

apparecchi, ecc.).

5.2.1.2 Compatibilità idraulica

Quando il ponte interessa un corso d’acqua naturale o artificiale, il progetto dovrà essere corredato

da una relazione idrologica e da una relazione idraulica riguardante le scelte progettuali, la

costruzione e l’esercizio del ponte.

L’ampiezza e l’approfondimento della relazione e delle indagini che ne costituiscono la base

saranno commisurati all’importanza del problema.

Di norma il manufatto non dovrà interessare con spalle, pile e rilevati il corso d’acqua attivo e, se

arginato, i corpi arginali. Qualora eccezionalmente fosse necessario realizzare pile in alveo, la luce

minima tra pile contigue, misurata ortogonalmente al filone principale della corrente, non dovrà

essere inferiore a 40 metri. Soluzioni con luci inferiori potranno essere autorizzate dall’Autorità

competente, previo parere del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici.

Nel caso di pile e/o spalle in alveo cura particolare è da dedicare al problema delle escavazioni

dell’alveo e alla protezione delle fondazioni delle pile e delle spalle.

La quota idrometrica ed il franco dovranno essere posti in correlazione con la piena di progetto

riferita ad un periodo di ritorno non inferiore a 200 anni.

Il franco di sottotrave e la distanza tra il fondo alveo e la quota di sottotrave dovranno essere

assunte tenendo conto del trasporto solido di fondo e del trasporto di materiale galleggiante.

Il franco idraulico necessario non può essere ottenuto con il sollevamento del ponte durante la

piena.

5.2.1.3 Altezza libera

Nel caso di un ponte che scavalchi una strada ordinaria, l’altezza libera al di sotto del ponte non

deve essere in alcun punto minore di 5 m, tenendo conto anche delle pendenze della strada

sottostante. 164

Nei casi di strada a traffico selezionato è ammesso, per motivi validi e comprovati, derogare da

quanto sopra, purché l’altezza minima non sia minore di 4 m.

Eccezionalmente, ove l’esistenza di vincoli non eliminabili imponesse di scendere al di sotto di tale

valore, si potrà adottare un’altezza minima, in ogni caso non inferiore a 3,20 m. Tale deroga è

vincolata al parere favorevole dei Comandi Militare e dei Vigili del Fuoco competenti per territorio.

I ponti sui corsi d’acqua classificati navigabili dovranno avere il tirante corrispondente alla classe

dei natanti previsti.

Per tutti i casi in deroga all’altezza minima prescritta di 5 m, si debbono adottare opportuni

dispositivi segnaletici di sicurezza (ad es. controsagome), collocati a conveniente distanza

dall’imbocco dell’opera.

Nel caso di sottopassaggi pedonali l’altezza libera non deve essere inferiore a 2,50 m.

5.2.2 AZIONI SULLE OPERE

Nell’ambito della presente norma sono indicate tutte le azioni che devono essere considerate nella

progettazione dei ponti ferroviari, secondo le combinazioni indicate nei successivi paragrafi.

Le azioni definite in questo documento si applicano alle linee ferroviarie a scartamento normale e

ridotto.

5.2.2.1 Azioni Permanenti

Le azioni permanenti che andranno considerate sono: pesi propri, carichi permanenti portati, spinta

delle terre, spinte idrauliche, ecc.

5.2.2.1.1 Carichi permanenti portati

Ove non si eseguano valutazioni più dettagliate, la determinazione dei carichi permanenti portati

relativi al peso della massicciata, dell’armamento e della impermeabilizzazione (inclusa la

protezione) potrà effettuarsi assumendo, convenzionalmente, per linea in rettifilo, un peso di

3

volume pari a 18,0 kN/m applicato su tutta la larghezza media compresa fra i muretti paraballast,

per una altezza media fra piano del ferro (P.F.) ed estradosso impalcato pari a 0,80 m. Per ponti su

linee in curva, oltre al peso convenzionale sopraindicato va aggiunto il peso di tutte le parti di

massicciata necessarie per realizzare il sovralzo, valutato con la sua reale distribuzione geometrica e

3

con un peso di volume pari a 20 kN/m .

Nel caso di armamento senza massicciata andranno valutati i pesi dei singoli componenti e le

relative distribuzioni.

Nella progettazione di nuovi ponti ferroviari dovranno essere sempre considerati i pesi, le azioni e

gli ingombri associati all’introduzione delle barriere antirumore, anche nei casi in cui non sia

originariamente prevista la realizzazione di questo genere di elementi.

5.2.2.1.2 Altre azioni variabili (azioni idrauliche, urto di un veicolo, urto di ghiacci e natanti

su pile)

Azioni idrauliche.

Le azioni idrauliche sulle pile poste nell’alveo dei fiumi andranno calcolate secondo le prescrizioni

del § 5.1.2.5 tenendo conto, oltre che dell’orientamento e della forma della pila, anche degli effetti

di modificazioni locali dell’alveo, dovute, per esempio, allo scalzamento atteso.

Urto di un veicolo contro le strutture. 165

I piedritti dei ponti ubicati a distanza 5,0 m dalla sede stradale, dovranno essere protetti contro il

pericolo di urti di veicoli stradali, mediante adeguate opere chiaramente destinate alla protezione dei

piedritti stessi.

In ogni caso, gli impalcati sovrapassanti strade con franco inferiore a 6 m e gli elementi di sostegno

verticale dovranno essere progettati in modo da resistere all’azione delle forze statiche indicate al §

3.6.3.3.1

Urto di ghiacci e natanti su pile.

L’intensità e le modalità di applicazione delle azioni derivanti da pressione dei ghiacci ed altre

cause eccezionali, vanno definite facendo riferimento a norme specifiche o attraverso specifiche

analisi di rischio. Per quanto riguarda gli urti da natanti si può fare riferimento al § 3.6.3.5.

5.2.2.2 Smaltimento dei liquidi provenienti dall’impalcato

Lo smaltimento dei liquidi provenienti dall’impalcato deve effettuarsi in modo da non arrecare

danni o pregiudizio all’opera stessa e ad eventuali opere ed esercizi sottostanti il ponte.

A tale scopo il progetto del ponte deve essere corredato dallo schema delle opere di convogliamento

e di scarico. Per opere di particolare importanza, o per la natura dell’opera stessa o per la natura

dell’ambiente circostante, si deve prevedere la realizzazione di un apposito impianto di depurazione

e/o di decantazione.

5.2.2.3 Azioni variabili verticali

5.2.2.3.1 Treni di carico

I carichi verticali sono definiti per mezzo di modelli di carico; in particolare, sono forniti due treni

LM 71

di carico distinti: il primo rappresentativo del traffico normale (Treno di carico ), il secondo

SW

rappresentativo del traffico pesante (Treno di carico ). α

I valori dei suddetti carichi dovranno essere moltiplicati per un coefficiente di adattamento “α

“,

variabile in ragione della tipologia dell’Infrastruttura (ferrovie ordinarie, ferrovie leggere,

metropolitane, ecc.). Sono considerate tre tipologie di carico i cui valori caratteristici sono definiti

nel seguito Nel seguito, i riferimenti ai modelli di carico LM 71, SW/0 e SW/2 ed alle loro

α

componenti si intendono, in effetti, pari al prodotto dei coefficienti per i carichi indicati nelle Fig.

5.2.1 e Fig. 5.2.2.

5.2.2.3.1.1 Treno di carico LM 71

Questo treno di carico schematizza gli effetti statici prodotti dal traffico ferroviario normale come

mostrato nella Fig. 5.2.1 e risulta costituito da:

Figura 5.2.1 - Treno di carico LM 71

- quattro assi da 250 kN disposti ad interasse di 1,60 m;

166

- carico distribuito di 80 kN/m in entrambe le direzioni, a partire da 0,8 m dagli assi d’estremità e

per una lunghezza illimitata

Per questo modello di carico è prevista una eccentricità del carico rispetto all’asse del binario,

dipendente dallo scartamento s, per tenere conto dello spostamento dei carichi; pertanto, essa è

indipendente dal tipo di struttura e di armamento. Tale eccentricità è calcolata sulla base del

rapporto massimo fra i carichi afferenti a due ruote appartenenti al medesimo asse

Q /Q =1,25 (5.2.1)

V2 V1

e Q i carichi verticali delle ruote di un medesimo asse, e risulta quindi pari a s/18

essendo Q

V1 V2

con s= 1435 mm; questa eccentricità deve essere considerata nella direzione più sfavorevole.

Il carico distribuito presente alle estremità del treno tipo LM 71 deve segmentarsi al di sopra

dell’opera andando a caricare solo quelle parti che forniscono un incremento del contributo ai fini

della verifica dell’elemento per l’effetto considerato Questa operazione di segmentazione non va

effettuata per i successivi modelli di carico SW che devono essere considerati sempre agenti per

tutta la loro estensione.

5.2.2.3.1.2 Treno di carico SW

Figura 5.2.2 - Treno di carico SW

Tale carico schematizza gli effetti statici prodotti dal traffico ferroviario pesante.

L’articolazione del carico è mostrata in Fig. 5.2.2 e, per tale modello di carico, sono considerate due

distinte configurazioni denominate SW/0 ed SW/2 (l’SW/0 andrà utilizzato solo per le travi

continue qualora più sfavorevole dell’LM71). Le caratterizzazioni di entrambe queste

configurazioni sono indicate in Tab. 5.2.I.

Tabella 5.2.I - Caratteristiche Treni di Carico SW

Tipo di Carico qvk [kN/m] a [m] c [m]

133 15,0 5,3

SW/0 150 25,0 7,0

SW/2

5.2.2.3.1.3 Treno scarico

Per alcune particolari verifiche è utilizzato un particolare treno di carico chiamato “Treno Scarico”

rappresentato da un carico uniformemente distribuito pari a 10,0 kN/m.

5.2.2.3.1.4 Ripartizione locale dei carichi

Distribuzione longitudinale del carico per mezzo del binario

Un carico assiale Q può essere distribuito su tre traverse consecutive poste ad interasse uniforme

vi

“a”, ripartendolo fra la traversa che la precede, quella su cui insiste e quella successiva, nelle

seguenti proporzioni 25%, 50%, 25% (Fig. 5.2.3).

167

Q vi

Q /2

vi Q

Q /4

/4 vi

vi a a

Figura 5.2.3 - Distribuzione longitudinale dei carichi assiali

Distribuzione longitudinale del carico per mezzo delle traverse e del ballast

In generale, i carichi assiali del modello di carico LM 71 possono essere distribuiti uniformemente

nel senso longitudinale.

Figura 5.2.4 - Distribuzione longitudinale dei carichi attraverso il ballast.

Tuttavia, per il progetto di particolari elementi strutturali quali le solette degli impalcati da ponte, la

distribuzione longitudinale del carico assiale al di sotto delle traverse è indicata in Fig. 5.2.4 ove,

per superficie di riferimento è da intendersi la superficie di appoggio del ballast.

Per la ripartizione nella struttura sottostante valgono gli usuali criteri progettuali.

In particolare, per le solette, salvo diverse e più accurate determinazioni, potrà considerarsi una

ripartizione a 45° dalla superficie di estradosso fino al piano medio delle stesse.

Distribuzione trasversale delle azioni per mezzo delle traverse e del ballast

Salvo più accurate determinazioni, per ponti con armamento su ballast in rettifilo, le azioni possono

distribuirsi trasversalmente secondo lo schema di Fig. 5.2.5.

168

Figura 5.2.5 - Distribuzione trasversale in rettifilo delle azioni per mezzo delle traverse e del ballast

Per ponti con armamento su ballast in curva, con sovralzo, le azioni possono distribuirsi

trasversalmente secondo lo schema di Fig. 5.2.6.

Figura 5.2.6 - Distribuzione trasversale in curva delle azioni per mezzo delle traverse e del ballast

5.2.2.3.1.5 Distribuzione dei carichi verticali per i rilevati a tergo delle spalle

In assenza di calcoli più accurati, il carico verticale a livello del piano di regolamento (posto a circa

0,70 m al di sotto del piano del ferro) su rilevato a tergo della spalla può essere assunto

uniformemente distribuito su una larghezza di 3,0 m.

Per questo tipo di carico distribuito non deve applicarsi l’incremento dinamico.

5.2.2.3.2 Carichi sui marciapiedi

I marciapiedi non aperti al pubblico sono utilizzati solo dal personale autorizzato.

I carichi accidentali sono schematizzati da un carico uniformemente ripartito del valore di 10

2 . Questo carico non deve considerarsi contemporaneo al transito dei convogli ferroviari e

kN/m

deve essere applicato sopra i marciapiedi in modo da dare luogo agli effetti locali più sfavorevoli.

Per questo tipo di carico distribuito non deve applicarsi l’incremento dinamico.

169

5.2.2.3.3 Effetti dinamici

Le sollecitazioni e gli spostamenti determinati sulle strutture del ponte dall’applicazione statica dei

treni di carico debbono essere incrementati per tenere conto della natura dinamica del transito dei

convogli.

Nella progettazione dei ponti ferroviari gli effetti di amplificazione dinamica dovranno valutarsi nel

modo seguente:

- per le usuali tipologie di ponti e per velocità di percorrenza non superiore a 200 km/h, quando

la frequenza propria della struttura ricade all’interno del fuso indicato in Fig. 5.2.7, è sufficiente

Φ

utilizzare i coefficienti dinamici definiti nel presente paragrafo; e

- per le usuali tipologie di ponti, ove la velocità di percorrenza sia superiore a 200 km/h quando

la frequenza propria della struttura non ricade all’interno del fuso indicato in Fig. 5.2.7 e

comunque per le tipologie non convenzionali (ponti strallati, ponti sospesi, ponti di grande luce,

ponti metallici difformi dalle tipologie in uso in ambito ferroviario, ecc.) dovrà effettuarsi una

analisi dinamica adottando convogli reali e parametri di controllo specifici dell’infrastruttura e

del tipo di traffico ivi previsto.

Figura 5.2.7 - Limiti delle frequenze proprie no in Hz in funzione della luce della campata

In Fig. 5.2.7 il “fuso” è caratterizzato da:

un limite superiore pari a: (5.2.2)

94,76⋅L-0,748

no=

un limite inferiore pari a: ≤ ≤ (5.2.3)

no= 80/L per 4 m L 20 m

≤ ≤

23,58⋅L-0,592 (5.2.4)

no= per 20 m L 100 m

Per una trave semplicemente appoggiata, sottoposta a flessione, la prima frequenza flessionale può

valutarsi con la formula: 17,75

= (5.2.5)

n [Hz]

o δ o

δ

dove: rappresenta la freccia, espressa in mm, valutata in mezzeria e dovuta alle azioni

0

permanenti. δ deve calcolarsi impiegando il modulo elastico secante, in accordo con la

Per ponti in calcestruzzo o

breve durata del passaggio del treno. 170

Per travi continue, salvo più precise determinazioni, L è da assumersi pari alla L definita come di

φ

seguito. Φ

I coefficienti di incremento dinamico che aumentano l’intensità dei modelli di carico teorici si

Φ Φ

assumono pari a o , in dipendenza del livello di manutenzione della linea. In particolare, si

2 3

assumerà:

(a) per linee con elevato standard manutentivo:

1, 44

Φ = + ≤ Φ ≤

0,82 con la limitazione 1,00 1,67 (5.2.6)

2 2

L 0, 2

φ

(b) per linee con ridotto standard manutentivo:

2,16

Φ = + ≤ Φ ≤

0,73 con la limitazione 1,00 2,00 (5.2.7)

3 3

L 0, 2

φ

dove:

rappresenta la lunghezza “caratteristica” in metri, così come definita in Tab. 5.2.II.

L

φ

Tab. 5.2.II - Lunghezza caratteristica L (continua)

φ

Caso Elemento strutturale Lunghezza L φ

I ( )

MPALCATO DI PONTE IN ACCIAIO CON BALLAST LASTRA ORTOTROPA O STRUTTURA EQUIVALENTE

Piastra con nervature longitudinali e trasversali, o solo

1 longitudinali:

1.1 Piastra (in entrambe le direzioni) 3 volte l’interasse delle travi trasversali

()

1.2 Nervature longitudinali (comprese mensole fino a 0,50 m) 3 volte l’interasse delle travi trasversali

;

1.3 Travi trasversali: intermedie e di estremità. 2 volte la luce delle travi trasversali.

Piastre con sole nervature trasversali

2 2 volte l’interasse delle travi trasversali + 3 m

2.1 Piastra (per entrambe le direzioni) 2 volte la luce delle travi trasversali

2.2 Travi trasversali intermedie luce della trave trasversale

2.3 Travi trasversali d’estremità

I ( )

MPALCATO DI PONTE IN ACCIAIO SENZA BALLAST PER TENSIONI LOCALI

3.1 Sostegni per rotaie (Longherine)

3 - come elemento di un grigliato 3 volte l’interasse delle travi trasversali

- come elemento semplicemente appoggiato distanza fra le travi trasversali + 3 m

Φ

3.2 Sostegni per rotaie a mensola (longherine a mensola) per 3= 2,0, ove non meglio specificato

travi trasversali di estremità

3.3 Travi trasversali intermedie 2 volte la luce delle travi trasversali

3.4 Travi trasversali d’estremità luce della trave trasversale

I ( )

MPALCATO DI PONTE IN CLS CON BALLAST PER IL CALCOLO DEGLI EFFETTI LOCALI E TRASVERSALI

171

4.1 Solette superiori e traversi di impalcati a sezione scatolare o

4 a graticcio di travi.

- nella direzione trasversale alle travi principali 3 volte la luce della soletta

- nella direzione longitudinale 3 volte la luce della soletta d’impalcato o, se

minore, la lunghezza caratteristica della trave

principale

- mensole trasversali supportanti carichi ferroviari: se e>0,50 m, 3 volte la distanza fra le anime della struttura

essendo e la distanza fra l’asse della rotaia più esterna e il filo principale longitudinale

esterno dell’anima più esterna della struttura principale

longitudinale, occorre uno studio specifico.

4.2 Soletta continua su travi trasversali (nella direzione delle 2 volte l’interasse delle travi trasversali

travi principali)

4.3 Solette per ponti a via inferiore:

- ordite perpendicolarmente alle travi principali 2 volte la luce della soletta

- ordite parallelamente alle travi principali 2 volte la luce della soletta o, se minore, la

lunghezza caratteristica delle travi principali;

2 volte la lunghezza caratteristica in direzione

4.4 Impalcati a travi incorporate tessute ortogonalmente all’asse longitudinale

del binario Φ

4.5 Mensole longitudinali supportanti carichi ferroviari (per le se e≤0,5: m 2=1,67; per e>0,5 m v.(4.1)

azioni in direzione longitudinale) 172

Tab. 5.2.II - Lunghezza caratteristica L φ

Caso Elemento strutturale Lunghezza L φ

TRAVI PRINCIPALI

5.1 Travi e solette semplicemente appoggiate (compresi i Luce nella direzione delle travi principali

5 solettoni a travi incorporate)

5.2 Travi e solette continue su n luci, indicando con: φ

L = k⋅Lm dove:

Lm =1/n (L1+L2+.....+Ln) ≥

n = 2 - 3 - 4 - 5

k = 1,2 - 1,3 - 1,4 - 1,5

5.3 Portali:

- a luce singola da considerare come trave continua a tre luci

(usando la 5.2 considerando le altezze dei

piedritti e la lunghezza del traverso)

- a luci multiple da considerare come trave continua a più luci

(usando la 5.2 considerando le altezze dei

piedritti terminali e la lunghezza di tutti i

traversi)

Φ Φ

5.4 Solette ed altri elementi di scatolari per uno o più binari = 1,20; = 1,35

2 3

≤ ≤

(sottovia di altezza libera 5,0 m e luce libera 8,0 m);

Per gli scatolari che non rispettano i precedenti limiti vale il

punto 5.3, trascurando la presenza della soletta inferiore e

Φ

considerando un coefficiente riduttivo del pari a 0,9, da

Φ

applicare al coefficiente

5.5 Travi ad asse curvilineo, archi a spinta eliminata, archi senza metà della luce libera

riempimento.

5.6 Archi e serie di archi con riempimento due volte la luce libera

5.7 Strutture di sospensione (di collegamento a travi di 4 volte la distanza longitudinale fra le

irrigidimento) strutture di sospensione.

S

UPPORTI STRUTTURALI

λ>30 Somma delle lunghezze delle campate

6.1 Pile con snellezza

6 adiacenti la pila

Lunghezza degli elementi sostenuti

6.2 Appoggi, calcolo delle tensioni di contatto al di sotto degli

stessi e tiranti di sospensione

I coefficienti di incremento dinamico sono stabiliti con riferimento a travi semplicemente

appoggiate. La lunghezza L permette di estendere l’uso di questi coefficienti anche ad altre

φ

tipologie strutturali.

Ove le sollecitazioni agenti in un elemento strutturale dipendessero da diversi termini ciascuno dei

quali afferente a componenti strutturali distinti, ognuno di questi termini dovrà calcolarsi

utilizzando la lunghezza caratteristica L appropriata.

φ

Φ

Questo coefficiente dinamico non dovrà essere usato con i seguenti carichi:

treno scarico;

treni reali;

treni per la verifica a fatica.

Per i ponti metallici con armamento diretto occorrerà considerare un ulteriore coefficiente di

β

adattamento dell’incremento dinamico (inserito per tener conto del maggiore incremento

173

dinamico dovuto al particolare tipo di armamento), variabile esclusivamente in funzione della

dell’elemento, dato da:

lunghezza caratteristica L

φ

β ≤

= 1,0 per L 8 m ed L > 90 m,

φ φ

β ≤

= 1,1 per 8 m < L 90 m.

φ

Nei casi di ponti ad arco o scatolari, con o senza solettone di fondo, aventi copertura “h” maggiore

di 1,0 m, il coefficiente dinamico può essere ridotto nella seguente maniera:

h 1, 00

Φ = Φ − ≥ 1, 0 (5.2.8)

rid 10

dove h, in metri, è l’altezza della copertura dall’estradosso della struttura alla faccia superiore delle

traverse.

Per le strutture dotate di una copertura maggiore di 2,50 m può assumersi un coefficiente di

incremento dinamico unitario.

λ ≤

Pile con snellezza 30, spalle, fondazioni, muri di sostegno e spinte del terreno possono essere

calcolate assumendo coefficienti dinamici unitari.

Qualora debbano eseguirsi verifiche con treni reali, agli stessi dovranno essere associati coefficienti

dinamici reali.

5.2.2.4 Azioni variabili orizzontali

5.2.2.4.1 Forza centrifuga

Nei ponti ferroviari al di sopra dei quali il binario presenta un tracciato in curva deve essere

considerata la forza centrifuga agente su tutta l’estensione del tratto in curva.

La forza centrifuga si considera agente verso l’esterno della curva, in direzione orizzontale ed

applicata alla quota di 1,80 m al di sopra del P.F..

I calcoli si basano sulla massima velocità compatibile con il tracciato della linea. Ove siano

considerati gli effetti dei modelli di carico SW, si assumerà una velocità di 100 km/h.

Il valore caratteristico della forza centrifuga si determinerà in accordo con la seguente espressione:

2 2

v V

= ⋅ = ⋅

Q (f Q ) (f Q ) (5.2.9.a)

tk vk vk

⋅ ⋅

g r 127 r

2 2

v V

= ⋅ = ⋅

q (f q ) (f q ) (5.2.9.b)

tk vk vk

⋅ ⋅

g r 127 r

dove:

Q - q = valore caratteristico della forza centrifuga [kN - kN/m];

tk tk

Q - q = valore caratteristico dei carichi verticali [kN - kN/m];

vk vk

v = velocità di progetto espressa in m/s;

V = velocità di progetto espressa in km/h;

f = fattore di riduzione (definito in seguito);

g = accelerazione di gravità in m/s 2 ;

r = è il raggio di curvatura in m.

Nel caso di curva policentrica come valore del raggio r dovrà essere assunto un valore pari al più

piccolo raggio di curvatura reale che interessa la campata in esame.

174

La forza centrifuga sarà sempre combinata con i carichi verticali supposti agenti nella generica

configurazione di carico, e non sarà incrementata dai coefficienti dinamici.

 

 

−  

V 120 814 2,88

= − + ⋅ −

 

 

f 1 1, 75 1

    (5.2.10)

 

 

1000 V L

 

 

f

f è un fattore di riduzione dato in funzione della velocità V e della lunghezza L di binario carico.

f

dove:

L = lunghezza di influenza, in metri, della parte curva di binario carico sul ponte, che è la più

f sfavorevole per il progetto del generico elemento strutturale;

≤ ≤

f = 1 per V 120 km/h o L 2,88 m;

f

≤ ≤

f < 1 per 120 V 300 km/h e L > 2,88 m;

f

f(V) = f(300) per V > 300 km/h.

Per il modello di carico LM 71 e per velocità di progetto superiori ai 120 km/h, saranno considerati

due casi:

(a) Modello di carico LM 71 e forza centrifuga per V= 120 km/h in accordo con le formule

precedenti dove f = 1;

(b) Modello di carico LM 71 e forza centrifuga calcolata secondo le precedenti espressioni per la

massima velocità di progetto.

Inoltre, per ponti situati in curva, dovrà essere considerato anche il caso di assenza di forza

centrifuga (convogli fermi).

5.2.2.4.2 Azione laterale (Serpeggio)

La forza laterale indotta dal serpeggio si considera come una forza concentrata agente

orizzontalmente, applicata alla sommità della rotaia più alta, perpendicolarmente all’asse del

binario. Tale azione si applicherà sia in rettifilo che in curva.

Il valore caratteristico di tale forza sarà assunto pari a Q =100 kN. Tale valore deve essere

sk

α, α>1), Φ.

moltiplicato per (se ma non per il coefficiente

Questa forza laterale deve essere sempre combinata con i carichi verticali.

5.2.2.4.3 Azioni di avviamento e frenatura

Le forze di frenatura e di avviamento agiscono sulla sommità del binario, nella direzione

longitudinale dello stesso. Dette forze sono da considerarsi uniformemente distribuite su una

lunghezza di binario L determinata per ottenere l’effetto più gravoso sull’elemento strutturale

considerato.

I valori caratteristici da considerare sono i seguenti:

⋅ ≤

avviamento: Q = 33 [kN/m] L[m] 1000 kN per modelli di carico LM 71, SW/0, SW/2

la,k ⋅ ≤

frenatura: Q = 20 [kN/m] L[m] 6000 kN per modelli di carico LM 71, SW/0

lb,k ⋅

= 35 [kN/m] L[m] per modelli di carico SW/2

Q

lb,k

Questi valori caratteristici sono applicabili a tutti i tipi di binario, sia con rotaie saldate che con

rotaie giuntate, con o senza dispositivi di espansione.

Le azioni di frenatura ed avviamento saranno combinate con i relativi carichi verticali (Per modelli

di carico SW/0 e SW/2 saranno tenute in conto solo le parti di struttura che sono caricate in accordo

con la Fig 5.2.2 e con la Tab 5.2.I). 175

Quando la rotaia è continua ad una o ad entrambe le estremità del ponte solo una parte delle forze di

frenatura ed avviamento è trasferita, attraverso l’impalcato, agli apparecchi di appoggio, la parte

rimanente di queste forze è trasmessa, attraverso le rotaie, ai rilevati a tergo delle spalle. La

percentuale di forze trasferite attraverso l’impalcato agli apparecchi di appoggio è valutabile con le

modalità riportate nel paragrafo relativo agli effetti di interazione statica.

Nel caso di ponti a doppio binario si devono considerare due treni in transito in versi opposti, uno in

fase di avviamento, l’altro in fase di frenatura.

Nel caso di ponti a più di due binari, si deve considerare:

- un primo binario con la massima forza di frenatura;

- un secondo binario con la massima forza di avviamento nello stesso verso della forza di

frenatura;

- un terzo ed un quarto binario con il 50% della forza di frenatura, concorde con le precedenti;

- altri eventuali binari privi di forze orizzontali.

Per il treno scarico la frenatura e l’avviamento possono essere trascurate.

Per lunghezze di carico superiori a 300 metri dovranno essere eseguiti appositi studi per valutare i

requisiti aggiuntivi da tenere in conto ai fini degli effetti di frenatura ed avviamento.

Per la determinazione delle azioni di frenatura e avviamento relative a ferrovie diverse da quelle

ordinarie (ferrovie leggere, metropolitane, a scartamento ridotto, ecc.) dovranno essere eseguiti

appositi studi in relazione alla singola tipologia di infrastruttura.

5.2.2.5 Azioni variabili ambientali

5.2.2.5.1 Azione del vento

Le azioni del vento sono definite al § 3.3 delle presenti Norme Tecniche.

Nelle stesse norme sono individuate le metodologie per valutare l’effetto dell’azione sia come

effetto statico che dinamico. Le strutture andranno progettate e verificate nel rispetto di queste

azioni.

Nei casi ordinari il treno viene individuato come una superficie piana continua convenzionalmente

,

alta 4 m dal P.F. indipendentemente dal numero dei convogli presenti sul ponte.

Nel caso in cui si consideri il ponte scarico, l’azione del vento dovrà considerarsi agente sulle

barriere antirumore presenti, così da individuare la situazione più gravosa.

5.2.2.5.2 Temperatura

Le azioni della temperatura sono definite al § 3.5 delle presenti Norme Tecniche.

Nelle stesse norme sono individuate le metodologie per valutare l’effetto dell’azione. Le strutture

andranno progettate e verificate nel rispetto di queste azioni.

Qualora non si reputi di eseguire uno studio termodinamico degli effetti della temperatura, in via

approssimata, essenzialmente per la valutazione delle deformazioni e/o degli stati tensionali delle

strutture correnti, possono assumersi i seguenti campi di variazione termica per la struttura.

a) variazione termica uniforme volumetrica

Le variazioni termiche uniformi da considerare per le opere direttamente esposte alle azioni

atmosferiche, rispetto alla temperatura media dal sito, in mancanza di studi approfonditi sono da

assumersi pari a: ∆T ±

Impalcato in calcestruzzo, c.a. e c.a.p. = 15°C

▪ ∆T ±

Impalcato in struttura mista acciaio - calcestruzzo = 15°C

▪ 176 ∆T ±

Impalcato con strutture in acciaio ed armamento su ballast = 20°C

▪ ∆T ±

Impalcato con strutture in acciaio ed armamento diretto = 25°C

▪ ∆T ±

Strutture in calcestruzzo = 15°C

Esclusivamente per il calcolo delle escursioni dei giunti e degli apparecchi d’appoggio la variazione

di temperatura di cui al precedente capoverso dovrà essere incrementata del 50 % per tutte le

tipologie di impalcato.

b) variazione termica non uniforme.

In aggiunta alla variazione termica uniforme, andrà considerato un gradiente di temperatura di 5ºC

fra estradosso ed intradosso di impalcato con verso da determinare caso per caso.

Nel caso di impalcati a cassone in calcestruzzo, andrà considerata una differenza di temperatura di

5ºC con andamento lineare nello spessore delle pareti e nei due casi di temperatura interna

maggiore/minore dell’esterna.

Nei ponti a struttura mista acciaio-calcestruzzo, andrà considerata anche una differenza di

temperatura di 5ºC tra la soletta in calcestruzzo e la trave in acciaio.

Anche per le pile si dovrà tenere conto degli effetti dovuti ai fenomeni termici e di ritiro

differenziale.

Per le usuali tipologie di pile cave, salvo più accurate determinazioni, si potranno adottare le ipotesi

approssimate di seguito descritte:

- differenza di temperatura tra interno ed esterno pari a 10 °C (con interno più caldo dell’esterno

o viceversa), considerando un modulo elastico E non ridotto;

ritiro differenziale fusto-fondazione (fusto-pulvino), considerando un plinto (pulvino)

- parzialmente stagionato, che non ha, quindi, ancora esaurito la relativa deformazione da ritiro.

Conseguentemente a tale situazione si potrà considerare un valore di ritiro differenziale pari al

50% di quello a lungo termine, considerando un valore convenzionale del modulo di elasticità

pari ad 1/3 di quello misurato;

- variazione termica uniforme tra fusto, pila e zattera interrata pari a 5 °C (zattera più fredda della

pila e viceversa) con variazione lineare tra l’estradosso zattera di fondazione ed una altezza da

assumersi, in mancanza di determinazioni più precise, pari a 5 volte lo spessore della parete

della pila.

Per la verifica delle deformazioni orizzontali e verticali degli impalcati, con l’esclusione delle

analisi di comfort, dovranno considerarsi delle differenze di temperatura fra estradosso ed

intradosso e fra le superfici laterali più esterne degli impalcati di 10°C. Per tali differenze di

temperatura potrà assumersi un andamento lineare fra i detti estremi, considerando gli stessi

gradienti termici diretti sia in un verso che nell’altro.

Per il calcolo degli effetti di interazione statica binario-struttura, si potranno considerare i seguenti

effetti termici sul binario:

- in assenza di apparecchi di dilatazione del binario, si potrà considerare nulla la variazione

termica nel binario, essendo essa ininfluente ai fini della valutazione delle reazioni nei vincoli

fissi e delle tensioni aggiuntive nelle rotaie e non generando essa scorrimenti relativi binario-

impalcato;

- in presenza di apparecchi di dilatazione del binario, si assumeranno variazioni termiche del

binario pari a +30°C e -40°C rispetto alla temperatura di regolazione del binario stesso. Nel

caso di impalcato in acciaio esse dovranno essere applicate contemporaneamente alle variazioni

termiche dell’impalcato e con lo stesso segno. Nel caso di impalcati in c.a.p. o misti in acciaio-

calcestruzzo, occorrerà considerare, tra le due seguenti, la condizione più sfavorevole nella

combinazione con le altre azioni: nella prima è nulla la variazione termica nell’impalcato e

massima (positiva o negativa) quella nella rotaia, nella seconda è nulla la variazione termica

nella rotaia e massima (positiva o negativa) quella nell’impalcato.

177

Ai fini delle verifiche di interazione, le massime variazioni termiche dell’impalcato rispetto alla

temperatura dello stesso all’atto della regolazione del binario, possono essere assunte pari a quelle

indicate in precedenza, in funzione dei materiali costituenti l’opera e della tipologia di armamento.

Beninteso, quanto innanzi esplicitato trova applicazione quando la regolazione del binario viene

eseguita nei periodi stagionali nei quali il ponte viene a trovarsi approssimativamente in condizioni

di temperatura media. In generale si possono ritenere trascurabili, e comunque in favore di

sicurezza, gli effetti del gradiente termico lungo l’altezza dell’impalcato.

5.2.2.6 Effetti di interazione statica Treno-Binario-Struttura

Nei casi in cui si abbia continuità delle rotaie tra il ponte ed il rilevato a tergo delle spalle ad una o

ad entrambe le estremità del ponte (ipotesi di assenza, ad uno o ad entrambi gli estremi del ponte, di

apparecchi di dilatazione del binario) si dovrà tenere conto degli effetti di interazione tra binario e

struttura che inducono forze longitudinali nella rotaia e nella sottostruttura del ponte (sistemi

fondazione - pila - apparecchio di appoggio, fondazione - spalla - apparecchio di appoggio) e

scorrimenti longitudinali tra binario e impalcato che interessano il mezzo di collegamento (ballast

e/o attacco).

Le suddette azioni dovranno essere portate in conto nel progetto di tutti gli elementi della struttura

, ,

(impalcati apparecchi d’appoggio, pile, spalle, fondazioni ecc.) e dovranno essere tali da non

compromettere le condizioni di servizio del binario (tensioni nella rotaia, scorrimenti binario-

impalcato).

Devono essere considerati gli effetti di interazione binario-struttura prodotti da:

- frenatura ed avviamento dei treni;

- variazioni termiche della struttura e del binario;

- deformazioni dovute ai carichi verticali.

Gli effetti di interazione prodotti da viscosità e ritiro nelle strutture in c.a. e c.a.p. dovranno essere

presi in conto, ove rilevanti.

La rigidezza del sistema appoggio/pile/fondazioni, da considerare per la valutazione degli effetti

delle interazioni statiche, dovrà essere calcolata trascurando lo scalzamento nel caso di pile in alveo.

Al fine di garantire la sicurezza del binario rispetto a fenomeni di instabilità per compressione e

rottura per trazione della rotaia, nonché rispetto ad eccessivi scorrimenti nel ballast, causa di un suo

rapido deterioramento, occorre che vengano rispettati i limiti sull’incremento delle tensioni nel

binario e sugli spostamenti relativi tra binario ed estradosso dell’impalcato o del rilevato forniti dal

Gestore dell’Infrastruttura che specificherà modalità e parametri di controllo in funzione delle

caratteristiche dell’infrastruttura e della tipologia di armamento (rotaie, traverse, attacchi) e della

presenza o meno del ballast.

La verifica di sicurezza del binario andrà condotta considerando la combinazione caratteristica

ψ

(SLE), adottando per le azioni termiche coefficienti =1,0.

oi

5.2.2.7 Effetti aerodinamici associati al passaggio dei convogli ferroviari

Il passaggio dei convogli ferroviari induce sulle superfici situate in prossimità della linea ferroviaria

(per esempio barriere antirumore) onde di pressione e depressione secondo gli schemi riportati nel

seguito.

Le azioni possono essere schematizzate mediante carichi equivalenti agenti nelle zone prossime alla

testa ed alla coda del treno nei casi in cui, in ragione della velocità della linea, non si instaurino

amplificazioni dinamiche significative per il comportamento degli elementi strutturali investiti dalle

azioni aerodinamiche. Esse dovranno essere utilizzate per il progetto delle barriere e delle relative

(cordoli, solette, fondazioni, ecc.).

strutture di sostegno

I carichi equivalenti sono considerati valori caratteristici delle azioni.

178

In ogni caso le azioni aerodinamiche dovranno essere cumulate con l’azione del vento come

indicato al punto 5.2.3.3.2.

5.2.2.7.1 Superfici verticali parallele al binario

±

I valori caratteristici dell’azione q relativi a superfici verticali parallele al binario sono forniti in

1k dall’asse del binario più vicino.

Fig. 5.2.8 in funzione della distanza a

g

Figura 5.2.8 - Valori caratteristici delle azioni q1k per superfici verticali parallele al binario

I suddetti valori sono relativi a treni con forme aerodinamiche sfavorevoli; per i casi di forme

aerodinamiche favorevoli, questi valori dovranno essere corretti per mezzo del fattore k , ove:

1

k = 0,85 per convogli formati da carrozze con sagoma arrotondata;

1

k = 0,60 per treni aerodinamici.

1

Se l’altezza di un elemento strutturale (o parte della sua superficie di influenza) è 1,0 m o se la

larghezza è 2,50 m, l’azione q deve essere incrementata del fattore k =1,3.

≤ 1k 2

5.2.2.7.2 Superfici orizzontali al di sopra del binario

±

I valori caratteristici dell’azione q relativi a superfici orizzontali al di sopra del binario, sono

2k,

forniti in Fig. 5.2.9 in funzione della distanza hg della superficie inferiore della struttura dal PF.

La larghezza d’applicazione del carico per gli elementi strutturali da considerare si estende sino a

10 m da ciascun lato a partire dalla mezzeria del binario.

Per convogli transitanti in due direzioni opposte le azioni saranno sommate. Nel caso di presenza di

più binari andranno considerati solo due binari.

Anche l’azione q andrà ridotta del fattore k , in accordo a quanto previsto nel precedente §

2k 1

5.2.2.6.1.

Le azioni agenti sul bordo di elementi nastriformi che attraversano i binari, come ad esempio le

passerelle, possono essere ridotte con un fattore pari a 0,75 per una larghezza fino a 1,50 m.

5.2.2.7.3 Superfici orizzontali adiacenti il binario

±

I valori caratteristici dell’azione q , relativi a superfici orizzontali adiacenti il binario, sono

3k

forniti in Fig. 5.2.10 e si applicano indipendentemente dalla forma aerodinamico del treno.

179

Figura 5.2.9 - Valori caratteristici delle azioni q2k per superfici orizzontali al di sopra del binario

Figura 5.2.10 - Valori caratteristici delle azioni q3k per superfici orizzontali adiacenti il binario

Per tutte le posizioni lungo le superfici da progettare, q si determinerà come una funzione della

3k

distanza a dall’asse del binario più vicino. Le azioni saranno sommate, se ci sono binari su

g

entrambi i lati dell’elemento strutturale da calcolare.

supera i 3,80 m l’azione q può essere ridotta del fattore k :

Se la distanza h g 3k 3

180

(7,5 h )

= g per 3,8 m < h < 7,5 m;

k 3 g

3, 7 ≥

= 0 per h 7,5 m,

k 3 g

dove h rappresenta la distanza dal P.F. alla superficie inferiore della struttura.

g

5.2.2.7.4 Strutture con superfici multiple a fianco del binario sia verticali che orizzontali o

inclinate ±

I valori caratteristici dell’azione q , sono forniti in Fig. 5.2.11 e si applicano ortogonalmente alla

4k

superficie considerata. Le azioni sono determinate secondo quanto detto nel precedente § 5.2.2.6.1

adottando una distanza fittizia dal binario pari a

a’ = 0,6 min a + 0,4 max a (5.2.10)

g g g

Le distanze min a , max a sono indicate in Fig. 5.2.11.

g g

Figura 5.2.11 - Definizione della distanza max ag e minag dal’asse del binario

Nei casi in cui max a > 6 m si adotterà max a = 6,0 m

g g

I coefficienti k e k sono gli stessi definiti al precedente § 5.2.2.6.1.

1 2

5.2.2.7.5 Superfici che circondano integralmente il binario per lunghezze inferiori a 20 m

In questo caso, tutte le azioni si applicheranno indipendentemente dalla forma aerodinamica del

treno nel modo seguente: ± ⋅

- sulle superfici verticali k q , per tutta l’altezza dell’elemento, con:

4 1k

q determinato in accordo con il punto 5.2.2.6.1 e k = 2;

1k 4

± ⋅

- sulla superficie orizzontale k q , con:

5 2k

q determinato in accordo con il punto 5.2.2.6.2;

2k

k = 2,5 se la struttura racchiude un solo binario;

5

k = 3,5 se la struttura racchiude due binari.

5

5.2.2.8 Azioni sismiche

Per le azioni sismiche si devono rispettare le prescrizioni di cui al § 3.2. e al § 7.9.

181

Per la determinazione degli effetti di tali azioni si farà di regola riferimento alle sole masse

=

corrispondenti ai pesi propri ed ai sovraccarichi permanenti, considerando con un coefficiente ψ 2

0,2 il valore quasi permanente delle masse corrispondenti ai carichi da traffico.

5.2.2.9 Azioni eccezionali

5.2.2.9.1 Rottura della catenaria

Si dovrà considerare l’eventualità che si verifichi la rottura della catenaria nel punto più sfavorevole

per la struttura del ponte. La forza trasmessa alla struttura in conseguenza di un simile evento si

considererà come una forza di natura statica agente in direzione parallela all’asse dei binari, di

±

intensità pari a 20 kN e applicata sui sostegni alla quota del filo.

In funzione del numero di binari presenti sull’opera si assumerà la rottura simultanea di:

1 catenaria per ponti con un binario;

2 catenarie per ponti con un numero di binari compreso fra 2 e 6;

3 catenarie per ponti con più di sei binari.

Nelle verifiche saranno considerate rotte le catenarie che determinano l’effetto più sfavorevole.

5.2.2.9.2 Deragliamento al di sopra del ponte

Oltre a considerare i modelli di carico verticale da traffico ferroviario, ai fini della verifica della

struttura si dovrà tenere conto della possibilità alternativa che un locomotore o un carro pesante

deragli, esaminando separatamente le due seguenti situazioni di progetto:

Caso 1 : Si considerano due carichi verticali lineari q = 60 kN/m (comprensivo dell’effetto

A1d

dinamico) ciascuno.

Trasversalmente i carichi distano fra loro di S (scartamento del binario) e possono assumere tutte le

posizioni comprese entro i limiti indicati in Fig. 5.2.12.

Per questa condizione sono tollerati danni locali, purché possano essere facilmente riparati, mentre

sono da evitare danneggiamenti delle strutture portanti principali.

Caso 2 : Si considera un unico carico lineare q =80 kN/m⋅1,4 esteso per 20 m e disposto con una

A2d

eccentricità massima, lato esterno, di 1,5 s rispetto all’asse del binario (Fig. 5.2.13). Per questa

condizione convenzionale di carico andrà verificata la stabilità globale dell’opera, come il

ribaltamento d’impalcato, il collasso della soletta, ecc.

Per impalcati metallici con armamento diretto, il caso 2 dovrà essere considerato solo per le

verifiche globali. Figura 5.2.12 - Caso 1

182

Figura 5.2.13 - Caso 2

5.2.2.9.3 Deragliamento al di sotto del ponte ,

Nel posizionamento degli elementi strutturali in adiacenza della ferrovia ad eccezione delle

gallerie artificiali a parete continua, occorre tenere conto che per una zona di larghezza di 3,5 m

misurata perpendicolarmente dall’asse del binario più vicino, vige il divieto di edificabilità

A distanze superiori di 4,50 m è consentita la realizzazione di pilastri isolati. Per distanze

intermedie dovranno essere previsti elementi strutturali aventi rigidezza via via crescenti con il

diminuire della distanza dal binario.

Le azioni prodotte dal treno deragliato sugli elementi verticali di sostegno adiacenti la sede

ferroviaria sono indicate al § 3.6.3.4.

5.2.2.10 Azioni indirette

5.2.2.10.1 Distorsioni

Le distorsioni, quali ad esempio i cedimenti vincolari artificialmente provocati e non, sono da

considerarsi azioni permanenti. Nei ponti in c.a., c.a.p. e a struttura mista i loro effetti vanno

valutati tenendo conto dei fenomeni di viscosità.

5.2.2.10.2 Ritiro e viscosità

I coefficienti di ritiro e viscosità finali, salvo sperimentazione diretta, sono quelli indicati nel § 11.1.

Qualora si debba provvedere al calcolo dell’ampiezza dei giunti e della corsa degli apparecchi di

appoggio, gli effetti del ritiro e della viscosità dovranno essere valutati incrementando del 50% i

valori di cui al precedente capoverso.

5.2.2.10.3 Resistenze parassite nei vincoli

Nel calcolo delle pile, delle spalle, delle fondazioni, degli stessi apparecchi d’appoggio e, se del

caso, dell’impalcato, si devono considerare le forze che derivano dalle resistenze parassite dei

vincoli. Le forze indotte dalla resistenza parassita nei vincoli saranno da esprimere in funzione del

tipo di appoggio e del sistema di vincolo dell’impalcato.

183

5.2.3 PARTICOLARI PRESCRIZIONI PER LE VERIFICHE

5.2.3.1 Combinazione dei treni di carico e delle azioni da essi derivate per più binari

5.2.3.1.1 Numero di binari

Salvo diversa prescrizione progettuale ciascun ponte dovrà essere progettato per il maggior numero

di binari geometricamente compatibile con la larghezza dell’impalcato, a prescindere dal numero di

binari effettivamente presenti.

5.2.3.1.2 Numero di treni contemporanei

Nella progettazione dei ponti andrà considerata l’eventuale contemporaneità di più treni, secondo

quanto previsto nella Tab. 5.2.III. Considerando, in genere, sia il traffico normale che il traffico

pesante.

Tabella 5.2.III - Carichi mobili in funzione del numero di binari presenti sul ponte

Numero Binari Traffico normale Traffico

di binari Carichi a(1 ) b(1 ) (2)

caso caso pesante

Primo 1,0 (LM 71”+”SW/0”) - 1,0 SW/2

1 Primo 1,0 (LM 71”+”SW/0”) - 1,0 SW/2

secondo 1,0 (LM 71”+”SW/0”) - 1,0 (LM 71”+”SW/0”)

2 Primo 1,0 (LM 71”+”SW/0”) 0,75 (LM 71”+”SW/0”) 1,0 SW/2

≥ secondo 1,0 (LM 71”+”SW/0”) 0,75 (LM 71”+”SW/0”) 1,0 (LM 71”+”SW/0”)

3 Altri - 0,75 (LM 71”+”SW/0”) -

(1 ) LM71 “+” SW/0 significa considerare il più sfavorevole fra i treni LM 71, SW/0

(2 ) Salvo i casi in cui sia esplicitamente escluso

Per strutture con 3 o più binari dovranno considerarsi due distinte condizioni:

- la prima che prevede caricati solo due binari (primo e secondo) considerando gli effetti peggiori

tra il caso “a” ed il traffico pesante;

- la seconda che prevede tutti i binari caricati con l’entità del carico corrispondente a quello

fissato nel caso “b”.

Come “primo” binario si intende quello su cui disporre il treno più pesante per avere i massimi

effetti sulla struttura. Per “secondo” binario si intende quello su cui viene disposto il secondo treno

per avere, congiuntamente con il primo, i massimi effetti sulla struttura; pertanto, il “primo” e il

“secondo” binario possono anche non essere contigui nel caso di ponti con 3 o più binari.

Qualora la presenza del secondo treno o, eventualmente, dei successivi, riduca l’effetto in esame,

essi non vanno considerati presenti.

Tutti gli effetti delle azioni dovranno determinarsi con i carichi e le forze disposti nelle posizioni

più sfavorevoli. Azioni che producano effetti favorevoli saranno trascurate (ad eccezione dei casi in

cui si considerino i treni di carico SW i quali debbono considerarsi applicati per l’intera estensione

del carico).

5.2.3.1.3 Simultaneità delle azioni da traffico - valori caratteristici delle azioni combinate in

gruppi di carichi

Gli effetti dei carichi verticali dovuti alla presenza dei convogli vanno sempre combinati con le altre

azioni derivanti dal traffico ferroviario, adottando i coefficienti indicati in Tab. 5.2.IV.

184

Il carico verticale, nel caso di ponti con più binari, è quello che si ottiene con i treni specificati nella

Tab. 5.2.III.

Nella valutazione degli effetti di interazione, alle azioni conseguenti all’applicazione dei carichi da

traffico ferroviario si adotteranno gli stessi coefficienti parziali dei carichi che li generano.

Tabella 5.2.IV - Valutazione dei carichi da traffico

TIPO DI CARICO Azioni verticali Azioni orizzontali

Carico Frenatura Commenti

Treno

Gruppo di carico verticale e Centrifuga Serpeggio

scarico

(1) avviamento massima azione

Gruppo 1 1,00 - 0,5 (0,0) 1,0 (0,0) 1,0 (0,0) verticale e

(2) laterale

Gruppo.2 - 1,00 0,00 1,0 (0,0) 1,0(0,0) stabilità laterale

(2) massima azione

Gruppo 3 1,0 (0,5) - 1,00 0,5 (0,0) 0,5 (0,0)

(2) longitudinale

0,8 (0,6; 0,8 (0,6; 0,8 (0,6; 0,8 (0,6;

- fessurazione

Gruppo 4 0,4) 0,4) 0,4) 0,4)

Azione dominante

(1) Includendo tutti i fattori ad essi relativi (Φ,α, ecc..)

(2) improbabile, è stata

La simultaneità di due o tre valori caratteristici interi (assunzione di diversi coefficienti pari ad 1), sebbene

considerata come semplificazione per i gruppi di carico 1, 2, 3 senza che ciò abbia significative conseguenze

progettuali.

I valori fra parentesi indicati nella Tab. 5.2.IV vanno assunti quando l’azione risulta favorevole nei

riguardi della verifica che si sta svolgendo.

Il gruppo 4 è da considerarsi esclusivamente per le verifiche a fessurazione. I valori indicati fra

parentesi si assumeranno pari a: (0,6) per impalcati con 2 binari caricati e (0,4) per impalcati con tre

o più binari caricati.

5.2.3.1.4 Valori rari e frequenti delle azioni da traffico ferroviario

Le azioni derivanti da ciascuno dei gruppi di carico definiti nella Tab. 5.2.IV sono da intendersi

come un’unica azione caratteristica da utilizzarsi nella definizione dei valori rari e frequenti.

5.2.3.1.5 Valori quasi-permanenti delle azioni da traffico ferroviario

I valori quasi permanenti delle azioni da traffico ferroviario possono assumersi uguali a 0, fatta

eccezione per le combinazioni eccezionali e sismiche.

5.2.3.1.6 Azioni da traffico ferroviario in situazioni transitorie

Nelle verifiche di progetto per situazioni transitorie dovute alla manutenzione dei binari o del ponte,

i valori caratteristici delle azioni da traffico, caso per caso, sono da concordarsi con l’autorità

ferroviaria.

5.2.3.2 Verifiche alle tensioni ammissibili

Per i ponti ferroviari non è ammesso il metodo di verifica alle tensioni ammissibili di cui al § 2.7.

185

5.2.3.3 Verifiche agli SLU e SLE

5.2.3.3.1 Requisiti concernenti gli SLU

Per le verifiche agli stati limite ultimi si adottano i valori dei coefficienti parziali in Tab. 5.2.V e i

ψ

coefficienti di combinazione in Tab. 5.2.VI.

Tabella 5.2.V – Coefficienti parziali di sicurezza per le combinazioni di carico agli SLU, eccezionali e sismica

A1 A2 Combinazione Combinazione

(1)

Coefficiente EQU STR GEO eccezionale Sismica

1,00

favorevoli 0,90 1,00 1,00 1,00

γ

Carichi permanenti G1

sfavorevoli 1,10 1,35 1,00 1,00 1,00

0,00

favorevoli

Carichi permanenti non 0,00 0,00 1,00 1,00

γ

(2)

strutturali G2

sfavorevoli 1,50 1,50 1,30 1,00 1,00

1,00 1,00 1,00

favorevoli 0,90 1,00

γ

(3)

Ballast B

sfavorevoli 1,50 1,50 1,30 1,00 1,00

0,00 0,00 0,00

Carichi variabili da favorevoli 0,00 0,00

γ

(4)

traffico Q (5) (5)

sfavorevoli 1,45 1,45 1,25 0,20 0,20

0,00 0,00 0,00

favorevoli 0,00 0,00

γ

Carichi variabili Qi

sfavorevoli 1,50 1,50 1,30 1,00 0,00

1,00 1,00 1,00

favorevole 0,90 1,00

γ

Precompressione P (6) (7)

sfavorevole 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00

(1) Equilibrio che non coinvolga i parametri di deformabilità e resistenza del terreno; altrimenti si applicano i valori

di GEO.

(2) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. carichi permanenti portati) siano compiutamente

definiti si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti.

(3) Quando si prevedano variazioni significative del carico dovuto al ballast, se ne dovrà tener conto esplicitamente

nelle verifiche.

(4) Le componenti delle azioni da traffico sono introdotte in combinazione considerando uno dei gruppi di carico gr

della Tab. 5.2.IV.

(5) Aliquota di carico da traffico da considerare.

(6) 1,30 per instabilità in strutture con precompressione esterna

(7) 1,20 per effetti locali

Nella Tab. 5.2.V il significato dei simboli è il seguente:

γ coefficiente parziale del peso proprio della struttura, del terreno e dell’acqua, quando

G1 pertinente;

γ coefficiente parziale dei pesi propri degli elementi non strutturali;

G2

γ coefficiente parziale del peso proprio del ballast;

B

γ coefficiente parziale delle azioni variabili da traffico;

Q

γ coefficiente parziale delle azioni variabili.

Qi

5.2.3.3.2 Requisiti concernenti gli SLE

L’assetto di una struttura, da valutarsi in base alle combinazioni di carico previste dalla presente

norma, deve risultare compatibile con la geometria della struttura stessa in relazione alle esigenze

dei convogli ferroviari.

Per le verifiche agli stati limite d’esercizio si adottano i valori dei coefficienti parziali in Tab.

5.2.VI. 186

Ove necessario in luogo dei gruppi delle azioni da traffico ferroviario definiti in Tab. 5.2.IV

possono considerarsi le singole azioni con i coefficienti di combinazione indicati in Tab. 5.2.VII.

ψ

Tabella 5.2.VI - Coefficienti di combinazione delle azioni. ψ ψ ψ

Azioni o 1 2

Azioni Carico sul rilevato a tergo delle spalle 0,80 0,50 0,0

singole

da traffico Azioni aerodinamiche generate dal transito 0,80 0,50 0,0

dei convogli (1)

(2)

gr1 0,80 0,0

0,80 (1)

(2)

Gruppi di gr2 0,80 -

0,80 (1)

(2)

carico gr3 0,80 0,0

0,80 (1)

gr4 1,00 0,0

1,00

FWk

Azioni del 0,60 0,50 0,0

vento

Azioni da in fase di esecuzione 0,80 0,0 0,0

neve SLU e SLE 0,0 0,0 0,0

Azioni Tk 0,60 0,60 0,50

termiche

(1) 0,80 se è carico solo un binario, 0,60 se sono carichi due binari e 0,40 se sono carichi tre o più binari.

ψ

(2) Quando come azione di base venga assunta quella del vento, i coefficienti relativi ai gruppi di carico delle azioni

0

da traffico vanno assunti pari a 0,0. ψ

Tabella 5.2.VII - Ulteriori coefficienti di combinazione delle azioni. ψ ψ ψ

Azioni o 1 2

(3) (1)

Treno di carico LM 71 0,0

0,80 (3)

Azioni Treno di carico SW /0 0,80 0,0

0,80

(3)

singole Treno di carico SW/2 0,80 0,0

0,0 (3)

da Treno scarico - -

1,00

(2 (3) (2) (2)

traffico Centrifuga (3)

Azione laterale (serpeggio) 0,80 0,0

1,00

(1) 0,80 se è carico solo un binario, 0,60 se sono carichi due binari e 0,40 se sono carichi tre o più binari.

ψ

(2) Si usano gli stessi coefficienti adottati per i carichi che provocano dette azioni.

ψ

(3) Quando come azione di base venga assunta quella del vento, i coefficienti relativi ai gruppi di carico delle azioni

0

da traffico vanno assunti pari a 0,0. ψ

Per la valutazione degli effetti dell’interazione si usano gli stessi coefficienti adottati per le azioni

che provocano dette interazioni e cioè: temperatura, carichi verticali da traffico ferroviario,

frenatura.

In ogni caso le azioni aerodinamiche devono essere cumulate con l’azione del vento. L’azione

risultante dovrà essere maggiore di un valore minimo, funzione della velocità della linea e

2

comunque di 1,5 kN/m sia nella verifica agli SLE (combinazione caratteristica) sia nella verifica

γ γ

agli SLU con = 1,00 e =1,00.

Q Qi

5.2.3.3.2.1 Stati limite di esercizio per la sicurezza del traffico ferroviario

Accelerazioni verticali dell’impalcato

Questa verifica è richiesta per opere sulle quali la velocità di esercizio è superiore ai 200 km/h o

quando la frequenza propria della struttura non è compresa nei limiti indicati nella Fig. 5.2.7. La

verifica, quando necessaria, dovrà essere condotta considerando convogli reali.

187

In mancanza di ulteriori specificazioni, per ponti con armamento su ballast, non devono registrarsi

2 nel campo di frequenze da 0 a 20 Hz.

accelerazioni verticali superiori a 3,5 m/s

Deformazioni torsionali dell’impalcato

La torsione dell’impalcato del ponte è calcolata considerando il treno di carico LM 71 incrementato

con il corrispondente coefficiente dinamico. s

3m t

Figura 5.2.14 - Sghembo ammissibile

Il massimo sghembo, misurato su una lunghezza di 3 m e considerando le rotaie solidali

all’impalcato (Fig. 5.2.14), non deve eccedere i seguenti valori:

per V≤ 120 km/h; t 4,5 mm/3m

per 120<V≤ 200 km/h; t 3,0 mm/3m

per V > 200 km/h; t 1,5 mm/3m

Per velocità V > 200 km/h si deve inoltre verificare che per convogli reali, moltiplicati per il

relativo incremento dinamico, risulti t 1,2 mm/3m.

In mancanza di ulteriori specifiche, lo sghembo complessivo dovuto alla geometria del binario

(curve di transizione) e quello dovuto alla deformazione dell’impalcato, non deve comunque

eccedere i 6 mm/3 m.

Inflessione nel piano orizzontale dell’impalcato

Considerando la presenza del treno di carico LM 71, incrementato con il corrispondente coefficiente

dinamico, l’azione del vento, la forza laterale (serpeggio), la forza centrifuga e gli effetti della

variazione di temperatura lineare fra i due lati dell’impalcato stabilita al § 5.2.2.4, l’inflessione nel

piano orizzontale dell’impalcato non deve produrre:

una variazione angolare maggiore di quella fornita nella successiva Tab. 5.2.VIII;

- un raggio di curvatura orizzontale minore dei valori di cui alla citata tabella.

Tabella 5.2.VIII - Massima variazione angolare e minimo raggio di curvatura

Velocità Variazione Raggio minimo di curvatura

[km/h] Angolare Singola campata Più campate

massima

≤ 0,0035 rd 1700 m 3500 m

V 120

≤ 0,0020 rd 6000 m 9500 m

120 < V 200

200 < V 0,0015 rd 14000 m 17500 m

Il raggio di curvatura, nel caso di impalcati a semplice appoggio, è dato dalla seguente espressione:

2

L

=

R (5.2.11)

δ

8 h

δ

dove rappresenta la freccia orizzontale.

h

La freccia orizzontale deve includere anche l’effetto della deformazione della sottostruttura del

ponte (pile, spalle e fondazioni), qualora esso sia sfavorevole alla verifica.

188

5.2.3.3.3 Verifiche allo stato limite di fatica

Per strutture e elementi strutturali che presentano dettagli sensibili a fenomeni di fatica vanno

effettuate opportune verifiche nei confronti di questo fenomeno.

Le verifiche saranno condotte considerando idonei spettri di carico. La determinazione dell’effettivo

spettro di carico da considerare nella verifica del ponte dovrà essere effettuata in base alle

caratteristiche funzionali e d’uso della infrastruttura ferroviaria cui l’opera appartiene.

5.2.3.3.4 Verifiche allo stato limite di fessurazione

Per assicurare la funzionalità e la durabilità delle strutture viene prefissato uno stato limite di

fessurazione commisurato alle condizioni ambientali, di sollecitazione e di ispezionabilità, nonché

alla sensibilità delle armature. Tali verifiche vengono condotte per le azioni da traffico gruppo 4

Tab. 5.2.IV. 189

6 PROGETTAZIONE GEOTECNICA

6.1 DISPOSIZIONI GENERALI

6.1.1 OGGETTO DELLE NORME

Il presente capitolo riguarda 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.

6.1.2 PRESCRIZIONI GENERALI

Le scelte progettuali devono tener conto delle prestazioni attese delle opere, dei caratteri geologici

del sito e delle condizioni ambientali.

I risultati dello studio rivolto alla caratterizzazione e modellazione geologica, di cui al § 6.2.1.

devono essere esposti in una specifica relazione geologica.

Le analisi di progetto devono essere basate su modelli geotecnici dedotti da specifiche indagini e

prove che il progettista deve definire in base alle scelte tipologiche dell’opera o dell’intervento e

alle previste modalità esecutive.

Le scelte progettuali, il programma e i risultati delle indagini, la caratterizzazione e la modellazione

geotecnica, di cui al § 6.2.2, unitamente ai calcoli per il dimensionamento geotecnico delle opere e

alla descrizione delle fasi e modalità costruttive, devono essere illustrati in una specifica relazione

geotecnica. 190

6.2 ARTICOLAZIONE DEL PROGETTO

Il progetto delle opere e dei sistemi geotecnici deve articolarsi nelle seguenti fasi:

1 caratterizzazione e modellazione geologica del sito;

2 scelta del tipo di opera o d’intervento e programmazione delle indagini geotecniche;

3 caratterizzazione fisico-meccanica dei terreni e delle rocce e definizione dei modelli

geotecnici di sottosuolo;

4 descrizione delle fasi e delle modalità costruttive;

5 verifiche della sicurezza e delle prestazioni;

6 piani di controllo e monitoraggio.

6.2.1 CARATTERIZZAZIONE E MODELLAZIONE GEOLOGICA DEL SITO

La caratterizzazione e la modellazione geologica del sito consiste nella ricostruzione dei caratteri

litologici, stratigrafici, strutturali, idrogeologici, geomorfologici e, più in generale, di pericolosità

geologica del territorio.

In funzione del tipo di opera o di intervento e della complessità del contesto geologico, specifiche

finalizzate alla documentata ricostruzione del modello geologico.

indagini saranno

Esso deve essere sviluppato in modo da costituire utile elemento di riferimento per il progettista per

inquadrare i problemi geotecnici e per definire il programma delle indagini geotecniche.

Metodi e risultati delle indagini devono essere esaurientemente esposti e commentati in una

relazione geologica.

6.2.2 INDAGINI, CARATTERIZZAZIONE E MODELLAZIONE GEOTECNICA

Le indagini geotecniche devono essere programmate in funzione del tipo di opera e/o di intervento e

devono riguardare il volume significativo di cui al § 3.2.2, e devono permettere la definizione dei

modelli geotecnici di sottosuolo necessari alla progettazione.

I valori caratteristici delle grandezze fisiche e meccaniche da attribuire ai terreni devono essere

ottenuti mediante specifiche prove di laboratorio su campioni indisturbati di terreno e attraverso

l’interpretazione dei risultati di prove e misure in sito.

Per valore caratteristico di un parametro geotecnico deve intendersi una stima ragionata e

cautelativa del valore del parametro nello stato limite considerato.

Per modello geotecnico si intende uno schema rappresentativo delle condizioni stratigrafiche, del

regime delle pressioni interstiziali e della caratterizzazione fisico-meccanica dei terreni e delle rocce

comprese nel volume significativo, finalizzato all’analisi quantitativa di uno specifico problema

geotecnico.

È responsabilità del progettista la definizione del piano delle indagini, la caratterizzazione e la

modellazione geotecnica.

Le indagini e le prove devono essere eseguite e certificate dai laboratori di cui all’art.59 del DPR

6.6.2001, n.380. I laboratori su indicati fanno parte dell’elenco depositato presso il Servizio Tecnico

Centrale del Ministero delle Infrastrutture.

Nel caso di costruzioni o di interventi di modesta rilevanza, che ricadano in zone ben conosciute dal

punto di vista geotecnico, la progettazione può essere basata sull’esperienza e sulle conoscenze

disponibili, ferma restando la piena responsabilità del progettista su ipotesi e scelte progettuali.

191

6.2.3 VERIFICHE DELLA SICUREZZA E DELLE PRESTAZIONI

Le verifiche di sicurezza relative agli stati limite ultimi (SLU) e le analisi relative alle condizioni di

esercizio (SLE) devono essere effettuate nel rispetto dei principi e delle procedure seguenti.

6.2.3.1 Verifiche nei confronti degli stati limite ultimi (SLU)

Per ogni stato limite ultimo deve essere rispettata la condizione

R (6.2.1)

E ≤

d d

dove E è il valore di progetto dell’azione o dell’effetto dell’azione

d  

X

= γ k

E E F ; ; a (6.2.2a)

 

γ

d F k d

 

M

ovvero  

X

= γ ⋅ k

E E F ; ; a , (6.2.2b)

 

γ

d E k d

 

M

γ γ

con = , e dove R è il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico:

E F d  

1 X

= γ k

R R F ; ;a . (6.2.3)

 

d F k d

γ γ

 

R M γ

Effetto delle azioni e resistenza sono espresse in funzione delle azioni di progetto F , dei

F k

parametri di progetto X /γ e della geometria di progetto a . L’effetto delle azioni può anche essere

k M d

⋅γ

valutato direttamente come E =E . Nella formulazione della resistenza R , compare

d k E d

γ

esplicitamente un coefficiente che opera direttamente sulla resistenza del sistema.

R

La verifica della suddetta condizione deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni di

gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A1 e A2), per i parametri

geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1, R2 e R3).

I diversi gruppi di coefficienti di sicurezza parziali sono scelti nell’ambito di due approcci

progettuali distinti e alternativi.

Nel primo approccio progettuale (Approccio 1) sono previste due diverse combinazioni di gruppi di

coefficienti: la prima combinazione è generalmente più severa nei confronti del dimensionamento

strutturale delle opere a contatto con il terreno, mentre la seconda combinazione è generalmente più

severa nei riguardi del dimensionamento geotecnico.

Nel secondo approccio progettuale (Approccio 2) è prevista un’unica combinazione di gruppi di

coefficienti, da adottare sia nelle verifiche strutturali sia nelle verifiche geotecniche.

6.2.3.1.1 Azioni

I coefficienti parziali relativi alle azioni sono indicati nella Tab. 6.2.I. Ad essi deve essere fatto

γ

F

riferimento con le precisazioni riportate nel § 2.6.1. Si deve comunque intendere che il terreno e

l’acqua costituiscono carichi permanenti (strutturali) quando, nella modellazione utilizzata,

contribuiscono al comportamento dell’opera con le loro caratteristiche di peso, resistenza e

rigidezza. devono essere

Nella valutazione della combinazione delle azioni i coefficienti di combinazione ψ ij

assunti come specificato nel Cap. 2. 192

Tabella 6.2.I – Coefficienti parziali per le azioni o per l’effetto delle azioni.

Coefficiente

CARICHI EFFETTO EQU (A1) (A2)

Parziale STR GEO

γ γ

(o )

F E

Favorevole 0,9 1,0 1,0

γ

Permanenti G1

Sfavorevole 1,1 1,3 1,0

Favorevole 0,0 0,0 0,0

γ

(1)

Permanenti non strutturali G2

Sfavorevole 1,5 1,5 1,3

Favorevole 0,0 0,0 0,0

γ

Variabili Qi

Sfavorevole 1,5 1,5 1,3

(1) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. i carichi permanenti portati) siano compiutamente

definiti, si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti.

6.2.3.1.2 Resistenze

Il valore di progetto della resistenza R può essere determinato:

d

a) in modo analitico, con riferimento al valore caratteristico dei parametri geotecnici del terreno,

γ

diviso per il valore del coefficiente parziale specificato nella successiva Tab. 6.2.II e tenendo

M γ

conto, ove necessario, dei coefficienti parziali specificati nei paragrafi relativi a ciascun tipo

R

di opera;

b) in modo analitico, con riferimento a correlazioni con i risultati di prove in sito, tenendo conto

γ

dei coefficienti parziali riportati nelle tabelle contenute nei paragrafi relativi a ciascun tipo di

R

opera; γ

c) sulla base di misure dirette su prototipi, tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle

R

tabelle contenute nei paragrafi relativi a ciascun tipo di opera.

Tabella 6.2.II – Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno

PARAMETRO GRANDEZZA ALLA QUALE COEFFICIENTE (M1) (M2)

APPLICARE IL PARZIALE

γ

COEFFICIENTE PARZIALE M

ϕ′ γ

Tangente dell’angolo di tan 1,0 1,25

ϕ′

k

resistenza al taglio γ

Coesione efficace c′ 1,0 1,25

k c′

γ

Resistenza non drenata c 1,0 1,4

uk cu

γ γ

Peso dell’unità di volume 1,0 1,0

γ

Per le rocce, al valore caratteristico della resistenza a compressione uniassiale q deve essere

u

γ

applicato un coefficiente parziale =1,6.

qu

Per gli ammassi rocciosi e per i terreni a struttura complessa, nella valutazione della resistenza

caratteristica occorre tener conto della natura e delle caratteristiche geometriche e di resistenza delle

discontinuità strutturali. 193

6.2.3.2 Verifiche nei confronti degli stati limite ultimi idraulici

Le opere geotecniche devono essere verificate nei confronti dei possibili stati limite di sollevamento

o di sifonamento.

Per la stabilità al sollevamento deve risultare che il valore di progetto dell’azione instabilizzante

V , combinazione di azioni permanenti (G ) e variabili (Q ), sia non maggiore della

inst,d inst,d inst,d

) e delle resistenze (R ):

combinazione dei valori di progetto delle azioni stabilizzanti (G

stb,d d

V G + R (6.2.4)

inst,d stb,d d

dove V = G + Q (6.2.5)

inst,d inst,d inst,d

Per le verifiche di stabilità al sollevamento, i relativi coefficienti parziali sulle azioni sono indicati

nella Tab. 6.2.III. Tali coefficienti devono essere combinati in modo opportuno con quelli relativi ai

parametri geotecnici (M2).

Tabella 6.2.III – Coefficienti parziali sulle azioni per le verifiche nei confronti di stati limite di sollevamento.

Coefficiente SOLLEVAMENTO

CARICHI EFFETTO parziale (UPL)

γ γ

(o )

F E

Favorevole 0,9

γ

Permanenti G1

Sfavorevole 1,1

Favorevole 0,0

γ

(1)

Permanenti non strutturali G2

Sfavorevole 1,5

Favorevole 0,0

γ

Variabili Qi

Sfavorevole 1,5

(1) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. i carichi permanenti portati) siano

compiutamente definiti, si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti.

Il controllo della stabilità al sifonamento si esegue verificando che il valore di progetto della

pressione interstiziale instabilizzante (u ) risulti non superiore al valore di progetto della tensione

inst,d

totale stabilizzante (σ ), tenendo conto dei coefficienti parziali della Tab. 6.2.IV:

stb,d ≤ σ

u (6.2.6)

inst,d stb,d

In entrambe le verifiche, nella valutazione delle pressioni interstiziali, si devono assumere le

condizioni più sfavorevoli, considerando i possibili effetti delle successioni stratigrafiche sul regime

di pressione dell’acqua.

Nelle verifiche al sifonamento, in presenza di adeguate conoscenze sul regime delle pressioni

interstiziali, i coefficienti di sicurezza minimi sono indicati nella Tab. 6.2.IV. Valori superiori

possono essere assunti e giustificati tenendo presente della pericolosità del fenomeno in relazione

alla natura del terreno nonché dei possibili effetti della condizione di collasso.

6.2.3.3 Verifiche nei confronti degli stati limite di esercizio (SLE)

Le opere e i sistemi geotecnici di cui al § 6.1.1 devono essere verificati nei confronti degli stati

limite di esercizio. A tale scopo, il progetto deve esplicitare le prescrizioni relative agli spostamenti

compatibili e le prestazioni attese per l'opera stessa.

Il grado di approfondimento dell’analisi di interazione terreno-struttura è funzione dell’importanza

dell’opera.

Per ciascun stato limite di esercizio deve essere rispettata la condizione

194

E C (6.2.7)

d d

dove E è il valore di progetto dell’effetto delle azioni e C è il prescritto valore limite dell’effetto

d d

delle azioni. Quest’ultimo deve essere stabilito in funzione del comportamento della struttura in

elevazione.

Tabella 6.2.IV – Coefficienti parziali sulle azioni per le verifiche nei confronti di stati limite di sifonamento.

COEFFICIENTE

CARICHI EFFETTO PARZIALE SIFONAMENTO

γ γ (HYD)

(o )

F E

Favorevole 0,9

γ

Permanenti G1 1,3

Sfavorevole

Favorevole 0,0

γ

(1)

Permanenti non strutturali G2

Sfavorevole 1,5

Favorevole 0,0

γ

Variabili Qi

Sfavorevole 1,5

(1) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. i carichi permanenti portati) siano

compiutamente definiti, si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti.

6.2.4 IMPIEGO DEL METODO OSSERVAZIONALE

Nei casi in cui a causa della particolare complessità della situazione geotecnica e dell’importanza e

impegno dell’opera, dopo estese ed approfondite indagini permangano documentate ragioni di

incertezza risolvibili solo in fase costruttiva, la progettazione può essere basata sul metodo

osservazionale.

Nell’applicazione di tale metodo si deve seguire il seguente procedimento:

− devono essere stabiliti i limiti di accettabilità dei valori di alcune grandezze rappresentative

del comportamento del complesso manufatto-terreno;

− si deve dimostrare che la soluzione prescelta è accettabile in rapporto a tali limiti;

− devono essere previste soluzioni alternative, congruenti con il progetto, e definiti i relativi

oneri economici;

− deve essere istituito un adeguato sistema di monitoraggio in corso d’opera, con i relativi piani

di controllo, tale da consentire tempestivamente l’adozione di una delle soluzioni alternative

previste, qualora i limiti indicati siano raggiunti.

6.2.5 MONITORAGGIO DEL COMPLESSO OPERA -TERRENO

Il monitoraggio del complesso opera-terreno e degli interventi consiste nella installazione di

un’appropriata strumentazione e nella misura di grandezze fisiche significative - quali spostamenti,

tensioni, forze e pressioni interstiziali - prima, durante e/o dopo la costruzione del manufatto.

Il monitoraggio ha lo scopo di verificare la corrispondenza tra le ipotesi progettuali e i

comportamenti osservati e di controllare la funzionalità dei manufatti nel tempo. Nell’ambito del

metodo osservazionale, il monitoraggio ha lo scopo di confermare la validità della soluzione

progettuale adottata o, in caso contrario, di individuare la più idonea tra le altre soluzioni previste in

progetto.

Se previsto, il programma di monitoraggio deve essere definito e illustrato nella relazione

geotecnica. 195

6.3 STABILITÀ DEI PENDII NATURALI

Le presenti norme si applicano allo studio delle condizioni di stabilità dei pendii naturali e al

progetto, alla esecuzione e al controllo degli interventi di stabilizzazione.

6.3.1 PRESCRIZIONI GENERALI

Lo studio della stabilità dei pendii naturali richiede osservazioni e rilievi di superficie, raccolta di

notizie storiche sull’evoluzione dello stato del pendio e su eventuali danni subiti dalle strutture o

infrastrutture esistenti, la constatazione di movimenti eventualmente in atto e dei loro caratteri

geometrici e cinematici, la raccolta dei dati sulle precipitazioni meteoriche, sui caratteri

idrogeologici della zona e sui precedenti interventi di consolidamento. Le verifiche di sicurezza,

anche in relazione alle opere da eseguire, devono essere basate su dati acquisiti con specifiche

indagini geotecniche.

6.3.2 MODELLAZIONE GEOLOGICA DEL PENDIO

Lo studio geologico deve precisare l’origine e la natura dei terreni e delle rocce, il loro assetto

stratigrafico e tettonico-strutturale, i caratteri ed i fenomeni geomorfologici e la loro prevedibile

evoluzione nel tempo, lo schema della circolazione idrica nel sottosuolo.

Le tecniche di studio, i rilievi e le indagini sono commisurati all’estensione dell’area, alle finalità

progettuali e alle peculiarità dello scenario territoriale ed ambientale in cui si opera.

6.3.3 MODELLAZIONE GEOTECNICA DEL PENDIO

Sulla base dell’inquadramento geomorfologico ed evolutivo del versante, devono essere

programmate specifiche indagini per la caratterizzazione geotecnica dei terreni e delle rocce,

finalizzate alla definizione del modello geotecnico sulla base del quale effettuare lo studio delle

condizioni di stabilità nonché al progetto di eventuali interventi di stabilizzazione.

Le indagini devono effettuarsi secondo i seguenti criteri:

− la superficie del pendio deve essere definita attraverso un rilievo plano-altimetrico in scala

adeguata ed esteso ad una zona sufficientemente ampia a monte e valle del pendio stesso;

− lo studio geotecnico deve definire la successione stratigrafica e le caratteristiche fisico-

meccaniche dei terreni e delle rocce, l’entità e la distribuzione delle pressioni interstiziali nel

terreno e nelle discontinuità, degli eventuali spostamenti plano-altimetrici di punti in

superficie e in profondità.

La scelta delle tipologie di indagine e misura, dell’ubicazione del numero di verticali da esplorare,

della posizione e del numero dei campioni di terreno da prelevare e sottoporre a prove di laboratorio

dipende dall’estensione dell’area, dalla disponibilità di informazioni provenienti da precedenti

indagini e dalla complessità delle condizioni idrogeologiche e stratigrafiche del sito in esame.

Il numero minimo di verticali di indagine e misura deve essere tale da permettere una descrizione

accurata della successione stratigrafica dei terreni interessati da cinematismi di collasso effettivi e

potenziali e, in caso di pendii in frana, deve consentire di accertare forma e posizione della

superficie o delle superfici di scorrimento esistenti e definire i caratteri cinematici della frana.

La profondità e l’estensione delle indagini devono essere fissate in relazione alle caratteristiche

geometriche del pendio, ai risultati dei rilievi di superficie nonché alla più probabile posizione della

eventuale superficie di scorrimento. 196

Tutti gli elementi raccolti devono permettere la definizione di un modello geotecnico di sottosuolo

(vedi § 6.2.2) che tenga conto della complessità della situazione stratigrafica e geotecnica, della

presenza di discontinuità e dell’evidenza di movimenti pregressi e al quale fare riferimento per le

verifiche di stabilità e per il progetto degli eventuali interventi di stabilizzazione.

6.3.4 VERIFICHE DI SICUREZZA

Le verifiche di sicurezza devono essere effettuate con metodi che tengano conto della forma e

posizione della superficie di scorrimento, dell’assetto strutturale, dei parametri geotecnici e del

regime delle pressioni interstiziali.

Nel caso di pendii in frana le verifiche di sicurezza devono essere eseguite lungo le superfici di

scorrimento che meglio approssimano quella/e riconosciuta/e con le indagini.

Negli altri casi, la verifica di sicurezza deve essere eseguita lungo superfici di scorrimento

cinematicamente possibili, in numero sufficiente per ricercare la superficie critica alla quale

corrisponde il grado di sicurezza più basso.

Quando sussistano condizioni tali da non consentire una agevole valutazione delle pressioni

interstiziali, le verifiche di sicurezza devono essere eseguite assumendo le condizioni più

sfavorevoli che ragionevolmente si possono prevedere.

Il livello di sicurezza è espresso, in generale, come rapporto tra resistenza al taglio disponibile,

presa con il suo valore caratteristico, e sforzo di taglio mobilitato lungo la superficie di scorrimento

effettiva o potenziale.

Il grado di sicurezza ritenuto accettabile dal progettista deve essere giustificato sulla base del livello

di conoscenze raggiunto, dell’affidabilità dei dati disponibili e del modello di calcolo adottato in

relazione alla complessità geologica e geotecnica, nonché sulla base delle conseguenze di

un’eventuale frana.

6.3.5 INTERVENTI DI STABILIZZAZIONE

La scelta delle più idonee tipologie degli interventi di stabilizzazione deve essere effettuata solo

dopo aver individuato le cause promotrici della frana e dipende, oltre che da queste, da forma e

posizione della superficie di scorrimento.

La valutazione dell’incremento di sicurezza indotto dagli interventi di stabilizzazione lungo la

superficie di scorrimento critica deve essere accompagnata da valutazioni del grado di sicurezza

lungo superfici di scorrimento alternative a quella critica.

Il progetto degli interventi di stabilizzazione deve comprendere la descrizione completa

dell’intervento, l’influenza delle modalità costruttive sulle condizioni di stabilità, il piano di

monitoraggio e un significativo piano di gestione e controllo nel tempo della funzionalità e

dell’efficacia dei provvedimenti adottati. In ogni caso devono essere definiti l’entità del

miglioramento delle condizioni di sicurezza del pendio e i criteri per verificarne il raggiungimento.

6.3.6 CONTROLLI E MONITORAGGIO

Il monitoraggio di un pendio o di una frana interessa le diverse fasi che vanno dallo studio al

progetto, alla realizzazione e gestione delle opere di stabilizzazione e al controllo della loro

funzionalità e durabilità. Esso è riferito principalmente agli spostamenti di punti significativi del

pendio, in superficie e/o in profondità, al controllo di eventuali manufatti presenti e alla misura

delle pressioni interstiziali, da effettuare con periodicità e durata tali da consentire di definirne le

variazioni periodiche e stagionali. 197

Il controllo dell’efficacia degli interventi di stabilizzazione deve comprendere la definizione delle

soglie di attenzione e di allarme e dei provvedimenti da assumere in caso del relativo superamento.

198

6.4 OPERE DI FONDAZIONE

6.4.1 CRITERI GENERALI DI PROGETTO contestualmente e

Le scelte progettuali per le opere di fondazione devono essere effettuate

congruentemente con quelle delle strutture in elevazione.

Le strutture di fondazione devono rispettare le verifiche agli stati limite ultimi e di esercizio e le

verifiche di durabilità.

Nel caso di opere situate su pendii o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere

verificata anche la stabilità globale del pendio in assenza e in presenza dell’opera e di eventuali

scavi, riporti o interventi di altra natura, necessari alla sua realizzazione.

Devono essere valutati gli effetti della costruzione dell’opera su manufatti attigui e sull’ambiente

circostante.

Nel caso di fondazioni su pali, le indagini devono essere dirette anche ad accertare la fattibilità e

l’idoneità del tipo di palo in relazione alle caratteristiche dei terreni e delle acque del sottosuolo.

6.4.2 FONDAZIONI SUPERFICIALI

La profondità del piano di posa della fondazione deve essere scelta e giustificata in relazione alle

caratteristiche e alle prestazioni della struttura in elevazione, alle caratteristiche del sottosuolo e alle

condizioni ambientali.

Il piano di fondazione deve essere situato sotto la coltre di terreno vegetale nonché sotto lo strato

interessato dal gelo e da significative variazioni stagionali del contenuto d’acqua.

In situazioni nelle quali sono possibili fenomeni di erosione o di scalzamento da parte di acque di

scorrimento superficiale, le fondazioni devono essere poste a profondità tale da non risentire di

questi fenomeni o devono essere adeguatamente difese.

6.4.2.1 Verifiche agli stati limite ultimi (SLU)

Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite

ultimo, sia a breve sia a lungo termine.

Gli stati limite ultimi delle fondazioni superficiali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di

collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della

resistenza degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.

Nel caso di fondazioni posizionate su o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere

effettuata la verifica anche con riferimento alle condizioni di stabilità globale del pendio includendo

nelle verifiche le azioni trasmesse dalle fondazioni.

Le verifiche devono essere effettuate almeno nei confronti dei seguenti stati limite:

− SLU di tipo geotecnico (GEO)

− collasso per carico limite dell’insieme fondazione-terreno

− collasso per scorrimento sul piano di posa

− stabilità globale

− SLU di tipo strutturale (STR) 199

− raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali,

accertando che la condizione (6.2.1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato.

La verifica di stabilità globale deve essere effettuata secondo l’Approccio 1:

− Combinazione 2: (A2+M2+R2)

tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I e 6.2.II per le azioni e i parametri

geotecnici e nella Tabella 6.8.I per le resistenze globali.

La rimanenti verifiche devono essere effettuate, tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali

riportati nelle Tab. 6.2.I, 6.2.II e 6.4.I, seguendo almeno uno dei due approcci:

Approccio 1:

− Combinazione 1: (A1+M1+R1)

− Combinazione 2: (A2+M2+R2)

Approccio 2: (A1+M1+R3).

Nelle verifiche effettuate con l’approccio 2 che siano finalizzate al dimensionamento strutturale, il

γ non deve essere portato in conto.

coefficiente R γ

Tabella 6.4.I - Coefficienti parziali per le verifiche agli stati limite ultimi di fondazioni superficiali.

R

VERIFICA COEFFICIENTE COEFFICIENTE COEFFICIENTE

PARZIALE PARZIALE PARZIALE

(R1) (R2) (R3)

γ γ γ

Capacità portante = 1,0 = 1,8 = 2,3

R R R

γ γ γ

Scorrimento = 1,0 = 1,1 = 1,1

R R R

6.4.2.2 Verifiche agli stati limite di esercizio (SLE)

Si devono calcolare i valori degli spostamenti e delle distorsioni per verificarne la compatibilità con

i requisiti prestazionali della struttura in elevazione (§§ 2.2.2 e 2.6.2), nel rispetto della condizione

(6.2.7).

Analogamente, forma, dimensioni e rigidezza della struttura di fondazione devono essere stabilite

nel rispetto dei summenzionati requisiti prestazionali, tenendo presente che le verifiche agli stati

limite di esercizio possono risultare più restrittive di quelle agli stati limite ultimi.

6.4.3 FONDAZIONI SU PALI

Il progetto di una fondazione su pali deve comprendere la scelta del tipo di palo e delle relative

tecnologie e modalità di esecuzione, il dimensionamento dei pali e delle relative strutture di

collegamento, tenendo conto degli effetti di gruppo tanto nelle verifiche SLU quanto nelle verifiche

SLE.

Le indagini geotecniche, oltre a soddisfare i requisiti riportati al § 6.2.2, devono essere dirette anche

ad accertare la fattibilità e l’idoneità del tipo di palo in relazione alle caratteristiche dei terreni e

delle acque presenti nel sottosuolo. 200

In generale, le verifiche dovrebbero essere condotte a partire dai risultati di analisi di interazione tra

il terreno e la fondazione costituita dai pali e dalla struttura di collegamento (fondazione mista a

platea su pali) che porti alla determinazione dell’aliquota dell’azione di progetto trasferita al terreno

direttamente dalla struttura di collegamento e di quella trasmessa dai pali.

Nei casi in cui l’interazione sia considerata non significativa o, comunque, si ometta la relativa

analisi, le verifiche SLU e SLE, condotte con riferimento ai soli pali, dovranno soddisfare quanto

riportato ai §§ 6.4.3.1 e 6.4.3.2.

Nei casi in cui si consideri significativa tale interazione e si svolga la relativa analisi, le verifiche

SLU e SLE, condotte con riferimento alla fondazione mista, dovranno soddisfare quanto riportato ai

§§ 6.4.3.3 e 6.4.3.4.

In ogni caso, in aggiunta a quanto riportato ai §§ 6.2.3.1.1 e 6.2.3.1.2, fra le azioni permanenti deve

essere incluso il peso proprio del palo e l’effetto dell’attrito negativo, quest’ultimo valutato con i

γ del caso M1 della Tab. 6.2.II.

coefficienti M

6.4.3.1 Verifiche agli stati limite ultimi (SLU)

Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite

ultimo, sia a breve sia a lungo termine.

Gli stati limite ultimi delle fondazioni su pali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso

determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza

degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.

Nel caso di fondazioni posizionate su o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere

effettuata la verifica con riferimento alle condizioni di stabilità globale del pendio includendo nelle

verifiche le azioni trasmesse dalle fondazioni.

Le verifiche delle fondazioni su pali devono essere effettuate con riferimento almeno ai seguenti

stati limite, quando pertinenti:

− SLU di tipo geotecnico (GEO)

− collasso per carico limite della palificata nei riguardi dei carichi assiali;

− collasso per carico limite della palificata nei riguardi dei carichi trasversali;

− collasso per carico limite di sfilamento nei riguardi dei carichi assiali di trazione;

− stabilità globale;

− SLU di tipo strutturale (STR)

− raggiungimento della resistenza dei pali;

− raggiungimento della resistenza della struttura di collegamento dei pali,

accertando che la condizione (6.2.1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato.

La verifica di stabilità globale deve essere effettuata secondo l’Approccio 1:

− Combinazione 2: (A2+M2+R2)

tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I e 6.2.II per le azioni e i parametri

geotecnici, e nella Tabella 6.8.I per le resistenze globali.

Le rimanenti verifiche devono essere effettuate, tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali

riportati nelle Tab. 6.2.I, 6.2.II e 6.4.II, seguendo almeno uno dei due approcci:

Approccio 1: 201

− Combinazione 1: (A1+M1+R1)

− Combinazione 2: (A2+M2+R2)

Approccio 2: (A1+M1+R3)

Nelle verifiche effettuate con l’approccio 2 che siano finalizzate al dimensionamento strutturale il

γ non deve essere portato in conto.

coefficiente R

6.4.3.1.1 Resistenze di pali soggetti a carichi assiali

Il valore di progetto R della resistenza si ottiene a partire dal valore caratteristico R applicando i

d k

γ

coefficienti parziali della Tab. 6.4.II.

R γ

Tabella 6.4.II – Coefficienti parziali da applicare alle resistenze caratteristiche.

R

Resistenza Simbolo Pali infissi Pali trivellati Pali ad elica continua

(R1) (R2) (R3) (R1) (R2) (R3) (R1) (R2) (R3)

γ R

Base 1,0 1,45 1,15 1,0 1,7 1,35 1,0 1,6 1,3

γ b

Laterale in 1,0 1,45 1,15 1,0 1,45 1,15 1,0 1,45 1,15

γ s

compressione

(*)

Totale 1,0 1,45 1,15 1,0 1,6 1,30 1,0 1,55 1,25

γ t

Laterale in 1,0 1,6 1,25 1,0 1,6 1,25 1,0 1,6 1,25

γ st

trazione

(*) da applicare alle resistenze caratteristiche dedotte dai risultati di prove di carico di progetto.

La resistenza caratteristica R del palo singolo può essere dedotta da:

k

a) risultati di prove di carico statico di progetto su pali pilota (§ 6.4.3.7.1);

b) metodi di calcolo analitici, dove R è calcolata a partire dai valori caratteristici dei parametri

k

geotecnici, oppure con l’impiego di relazioni empiriche che utilizzino direttamente i risultati di

prove in sito (prove penetrometriche, pressiometriche, ecc.);

c) risultati di prove dinamiche di progetto, ad alto livello di deformazione, eseguite su pali pilota

(§ 6.4.3.7.1).

(a) Se il valore caratteristico della resistenza a compressione del palo, R , o a trazione, R , è

c,k t,k

dedotto dai corrispondenti valori R o R ottenuti elaborando i risultati di una o più prove di

c,m t,m,

carico di progetto, il valore caratteristico della resistenza a compressione e a trazione è pari al

ξ

minore dei valori ottenuti applicando i fattori di correlazione riportati nella Tab. 6.4.III, in

funzione del numero n di prove di carico su pali pilota:

( ) ( )

 

 

R R

c,m

= c,m

media min

  (6.2.8)

R Min ;

c,k ξ ξ

 

 

1 2

( ) ( )

 

 

R R

t,m

= t,m

media min

  (6.2.9)

R Min ;

t,k ξ ξ

 

 

1 2

ξ

Tabella 6.4.III - Fattori di correlazione per la determinazione della resistenza caratteristica a partire dai risultati di

prove di carico statico su pali pilota. 1 2 3 4 5

Numero di prove di carico

ξ 1,40 1,30 1,20 1,10 1,0

1

ξ 1,40 1,20 1,05 1,00 1,0

2 202

(b) Con riferimento alle procedure analitiche che prevedano l’utilizzo dei parametri geotecnici o

dei risultati di prove in sito, il valore caratteristico della resistenza R (o R ) è dato dal minore

c,k t,k ξ

dei valori ottenuti applicando alle resistenze calcolate R (R ) i fattori di correlazione

c,cal t,cal

riportati nella Tab. 6.4.IV, in funzione del numero n di verticali di indagine:

( ) ( )

 

 

R R

c,cal

= c,cal

media min

  (6.2.10)

R Min ;

c,k ξ ξ

 

 

3 4

( ) ( )

 

 

R R

t,cal

= t,cal

media min

  (6.2.11)

R Min ;

t,k ξ ξ

 

 

3 4

ξ

Tabella 6.4.IV – Fattori di correlazione per la determinazione della resistenza caratteristica in funzione del numero

di verticali indagate. ≥

1 2 3 4 5 7 10

Numero di verticali indagate

ξ 1,70 1,65 1,60 1,55 1,50 1,45 1,40

3

ξ 1,70 1,55 1,48 1,42 1,34 1,28 1,21

4

Nell’ambito dello stesso sistema di fondazione, il numero di verticali d’indagine da considerare

ξ

per la scelta dei coefficienti in Tab. 6.4.IV deve corrispondere al numero di verticali lungo le

quali la singola indagine (sondaggio con prelievo di campioni indisturbati, prove

penetrometriche, ecc.) sia stata spinta ad una profondità superiore alla lunghezza dei pali, in

grado di consentire una completa identificazione del modello geotecnico di sottosuolo.

(c) Se il valore caratteristico della resistenza R è dedotto dal valore R ottenuto elaborando i

c,k c,m

risultati di una o più prove dinamiche di progetto ad alto livello di deformazione, il valore

caratteristico della resistenza a compressione è pari al minore dei valori ottenuti applicando i

ξ

fattori di correlazione riportati nella Tab. 6.4.V, in funzione del numero n di prove dinamiche

eseguite su pali pilota: ( ) ( )

 

 

R R

c,m

= c,m

media min

  (6.2.12)

R Min ;

c,k ξ ξ

 

 

5 6

ξ

Tabella 6.4.V - Fattori di correlazione per la determinazione della resistenza caratteristica a partire dai risultati di

prove dinamiche su pali pilota. 2 5 10 15 20

≥ ≥ ≥ ≥ ≥

Numero di prove di carico

ξ 1,60 1,50 1,45 1,42 1,40

5

ξ 1,50 1,35 1,30 1,25 1,25

6

6.4.3.1.2 Resistenze di pali soggetti a carichi trasversali

Per la determinazione del valore di progetto R della resistenza di pali soggetti a carichi trasversali

tr,d

valgono le indicazioni del § 6.4.3.1.1, applicando i coefficienti parziali della Tab. 6.4.VI.

γ

T

γ

Tabella 6.4.VI - Coefficienti parziali per le verifiche agli stati limite ultimi di pali soggetti a carichi trasversali.

T

COEFFICIENTE COEFFICIENTE COEFFICIENTE

PARZIALE PARZIALE PARZIALE

(R1) (R2) (R3)

γ γ γ

=1,0 =1,6 =1,3

T T T

203

sia valutata a partire dalla resistenza R misurata

Nel caso in cui la resistenza caratteristica R tr,k tr,m

nel corso di una o più prove di carico statico su pali pilota, è necessario che la prova sia eseguita

riproducendo intensità e retta di azione delle azioni di progetto.

Nel caso in cui la resistenza caratteristica sia valutata con metodi di calcolo analitici, i coefficienti

riportati nella Tab. 6.4.IV devono essere scelti assumendo come verticali indagate solo quelle che

consentano una completa identificazione del modello geotecnico di sottosuolo nell’ambito delle

profondità interessate dal meccanismo di rottura.

La resistenza sotto carichi trasversali dell’intera fondazione su pali deve essere valutata tenendo

conto delle condizioni di vincolo alla testa dei pali determinate dalla struttura di collegamento.

6.4.3.2 Verifiche agli stati limite di esercizio (SLE)

Devono essere presi in considerazione almeno i seguenti stati limite di servizio, quando pertinenti:

− eccessivi cedimenti o sollevamenti;

− eccessivi spostamenti trasversali.

Specificamente, si devono calcolare i valori degli spostamenti e delle distorsioni per verificarne la

compatibilità con i requisiti prestazionali della struttura in elevazione (§§ 2.2.2 e 2.6.2), nel rispetto

della condizione (6.2.7). La geometria della fondazione (numero, lunghezza, diametro e interasse

dei pali) deve essere stabilita nel rispetto dei summenzionati requisiti prestazionali, tenendo

opportunamente conto degli effetti di interazione tra i pali e considerando i diversi meccanismi di

mobilitazione della resistenza laterale rispetto alla resistenza alla base, soprattutto in presenza di

pali di grande diametro.

6.4.3.3 Verifiche agli stati limite ultimi (SLU) delle fondazioni miste

Nel caso in cui il soddisfacimento della condizione (6.2.1) sia garantito dalla sola struttura di

collegamento posta a contatto con il terreno secondo quanto indicato al § 6.4.2.1, ai pali può essere

assegnata la sola funzione di riduzione e regolazione degli spostamenti. In questo caso il

dimensionamento dei pali deve garantire il solo soddisfacimento delle verifiche SLE secondo

quanto riportato al paragrafo successivo.

Nel caso in cui, invece, il soddisfacimento della condizione (6.2.1) sia garantito con il contributo

anche dei pali, la verifica deve essere condotta con l’approccio 2 del § 6.4.2.1 prendendo in

considerazione tutti i meccanismi di stato limite ultimo, sia a breve sia a lungo termine.

Gli stati limite ultimi delle fondazioni miste si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso

determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza

degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.

Nel caso di fondazioni posizionate su o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere

effettuata la verifica con riferimento alle condizioni di stabilità globale del pendio includendo nelle

verifiche le azioni trasmesse dalle fondazioni.

Le verifiche delle fondazioni miste devono essere effettuate con riferimento almeno ai seguenti stati

limite, quando pertinenti:

− SLU di tipo geotecnico (GEO)

− collasso per carico limite della fondazione mista nei riguardi dei carichi assiali;

− collasso per carico limite della fondazione mista nei riguardi dei carichi trasversali;

− stabilità globale; 204

− SLU di tipo strutturale (STR)

− raggiungimento della resistenza dei pali;

− raggiungimento della resistenza della struttura di collegamento dei pali,

accertando che la condizione (6.2.1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato.

SLU

Nelle verifiche di tipo geotecnico, la resistenza di progetto R della fondazione mista si potrà

d

ottenere attraverso opportune analisi di interazione o sommando le rispettive resistenze

caratteristiche e applicando alla resistenza caratteristica totale il coefficiente parziale di capacità

portante (R3) riportato nella Tab. 6.4.I.

6.4.3.4 Verifiche agli stati limite di esercizio (SLE) delle fondazioni miste

L’analisi di interazione tra il terreno e la fondazione mista deve garantire che i valori degli

spostamenti e delle distorsioni siano compatibili con i requisiti prestazionali della struttura in

elevazione (§§ 2.2.2 e 2.6.2), nel rispetto della condizione (6.2.7).

La geometria della fondazione (numero, lunghezza, diametro e interasse dei pali) deve essere

stabilita nel rispetto dei summenzionati requisiti prestazionali, tenendo opportunamente conto dei

diversi meccanismi di mobilitazione della resistenza laterale rispetto alla resistenza alla base,

soprattutto in presenza di pali di grande diametro.

6.4.3.5 Aspetti costruttivi

Nel progetto si deve tenere conto dei vari aspetti che possono influire sull’integrità e sul

comportamento dei pali, quali la distanza relativa, la sequenza di installazione, i problemi di

rifluimento e sifonamento nel caso di pali trivellati, l’addensamento del terreno con pali battuti,

l’azione del moto di una falda idrica o di sostanze chimiche presenti nell’acqua o nel terreno sul

conglomerato dei pali gettati in opera, la connessione dei pali alla struttura di collegamento.

6.4.3.6 Controlli d’integrità dei pali

In tutti i casi in cui la qualità dei pali dipenda in misura significativa dai procedimenti esecutivi e

dalle caratteristiche geotecniche dei terreni di fondazione, devono essere effettuati controlli di

integrità.

Il controllo dell’integrità, da effettuarsi con prove dirette o indirette di comprovata validità, deve

interessare almeno il 5% dei pali della fondazione con un minimo di 2 pali.

Nel caso di gruppi di pali di grande diametro (d 80 cm), il controllo dell’integrità deve essere

effettuato su tutti i pali di ciascun gruppo se i pali del gruppo sono in numero inferiore o uguale a 4.

6.4.3.7 Prove di carico

6.4.3.7.1 Prove di progetto su pali pilota

Le prove per la determinazione della resistenza del singolo palo (prove di progetto) devono essere

eseguite su pali appositamente realizzati (pali pilota) identici, per geometria e tecnologia esecutiva,

a quelli da realizzare e ad essi sufficientemente vicini.

L’intervallo di tempo intercorrente tra la costruzione del palo pilota e l’inizio della prova di carico

deve essere sufficiente a garantire che il materiale di cui è costituito il palo sviluppi la resistenza

richiesta e che le pressioni interstiziali nel terreno si riportino ai valori iniziali.

205

Se si esegue una sola prova di carico statica di progetto, questa deve essere ubicata dove le

condizioni del terreno sono più sfavorevoli.

Le prove di progetto devono essere spinte fino a valori del carico assiale tali da portare a rottura il

complesso palo-terreno o comunque tali da consentire di ricavare significativi diagrammi dei

cedimenti della testa del palo in funzione dei carichi e dei tempi.

Il sistema di vincolo deve essere dimensionato per consentire un valore del carico di prova non

inferiore a 2,5 volte l’azione di progetto utilizzata per le verifiche SLE.

La resistenza del complesso palo-terreno è assunta pari al valore del carico applicato corrispondente

ad un cedimento della testa pari al 10% del diametro nel caso di pali di piccolo e medio diametro (d

< 80 cm), non inferiori al 5% del diametro nel caso di pali di grande diametro (d 80 cm).

Se tali valori di cedimento non sono raggiunti nel corso della prova, è possibile procedere

all’estrapolazione della curva sperimentale a patto che essa evidenzi un comportamento del

complesso palo-terreno marcatamente non lineare.

Per i pali di grande diametro si può ricorrere a prove statiche eseguite su pali aventi la stessa

lunghezza dei pali da realizzare, ma diametro inferiore, purché tali prove siano adeguatamente

motivate ed interpretate al fine di fornire indicazioni utili per i pali da realizzare. In ogni caso, la

riduzione del diametro non può essere superiore al 50% ed il palo di prova deve essere

opportunamente strumentato per consentire il rilievo separato delle curve di mobilitazione della

resistenza laterale e della resistenza alla base.

Come prove di progetto possono essere eseguite prove dinamiche ad alto livello di deformazione,

purché adeguatamente interpretate al fine di fornire indicazioni comparabili con quelle derivanti da

una corrispondente prova di carico statica di progetto.

6.4.3.7.2 Prove di verifica in corso d’opera

Sui pali di fondazione devono essere eseguite prove di carico statiche di verifica per controllarne

principalmente la corretta esecuzione e il comportamento sotto le azioni di progetto. Tali prove

devono pertanto essere spinte ad un carico assiale pari a 1,5 volte l’azione di progetto utilizzata per

le verifiche SLE.

In presenza di pali strumentati per il rilievo separato delle curve di mobilitazione delle resistenze

lungo la superficie e alla base, il massimo carico assiale di prova può essere posto pari a 1,2 volte

l’azione di progetto utilizzata per le verifiche SLE.

Il numero e l’ubicazione delle prove di verifica devono essere stabiliti in base all’importanza

dell’opera e al grado di omogeneità del terreno di fondazione; in ogni caso il numero di prove non

deve essere inferiore a:

− 1 se il numero di pali è inferiore o uguale a 20,

− 2 se il numero di pali è compreso tra 21 e 50,

− 3 se il numero di pali è compreso tra 51 e 100,

− 4 se il numero di pali è compreso tra 101 e 200,

− 5 se il numero di pali è compreso tra 201 e 500,

− il numero intero più prossimo al valore 5 + n/500, se il numero n di pali è superiore a 500.

Il numero di prove di carico di verifica può essere ridotto se sono eseguite prove di carico

dinamiche, da tarare con quelle statiche di progetto, e siano effettuati controlli non distruttivi su

almeno il 50% dei pali. 206

6.5 OPERE DI SOSTEGNO

Le norme si applicano a tutte le opere geotecniche e agli interventi atti a sostenere in sicurezza un

corpo di terreno o di materiale con comportamento simile:

− muri, per i quali la funzione di sostegno è affidata al peso proprio del muro e a quello del

terreno direttamente agente su di esso (ad esempio muri a gravità, muri a mensola, muri a

contrafforti);

− paratie, per le quali la funzione di sostegno è assicurata principalmente dalla resistenza del

volume di terreno posto innanzi l’opera e da eventuali ancoraggi e puntoni;

− strutture miste, che esplicano la funzione di sostegno anche per effetto di trattamenti di

miglioramento e per la presenza di particolari elementi di rinforzo e collegamento (ad

esempio, ture, terra rinforzata, muri cellulari).

6.5.1 CRITERI GENERALI DI PROGETTO

La scelta del tipo di opera di sostegno deve essere effettuata in base alle dimensioni e alle esigenze

di funzionamento dell’opera, alle caratteristiche meccaniche dei terreni in sede e di riporto, al

regime delle pressioni interstiziali, all’interazione con i manufatti circostanti, alle condizioni

generali di stabilità del sito. Deve inoltre tener conto dell’incidenza sulla sicurezza di dispositivi

complementari (quali rinforzi, drenaggi, tiranti e ancoraggi) e delle fasi costruttive.

Nei muri di sostegno, il terreno di riempimento a tergo del muro deve essere posto in opera con

opportuna tecnica di costipamento ed avere granulometria tale da consentire un drenaggio efficace

nel tempo. Si può ricorrere all’uso di geotessili, con funzione di separazione e filtrazione, da

interporre fra il terreno in sede e quello di riempimento. Il drenaggio deve essere progettato in modo

da risultare efficace in tutto il volume significativo a tergo del muro.

Devono essere valutati gli effetti derivanti da parziale perdita di efficacia di dispositivi particolari

quali sistemi di drenaggio superficiali e profondi, tiranti ed ancoraggi. Per tutti questi interventi

essere predisposto un dettagliato piano di controllo e monitoraggio nei casi in cui la loro

deve

perdita di efficacia configuri scenari di rischio.

In presenza di costruzioni preesistenti, il comportamento dell’opera di sostegno deve garantirne i

previsti livelli di funzionalità e stabilità. In particolare, devono essere valutati gli spostamenti del

terreno a tergo dell’opera e verificata la loro compatibilità con le condizioni di sicurezza e

funzionalità delle costruzioni preesistenti. Inoltre, nel caso in cui in fase costruttiva o a seguito della

adozione di sistemi di drenaggio si determini una modifica delle pressioni interstiziali nel sottosuolo

se ne devono valutare gli effetti, anche in termini di stabilità e funzionalità delle costruzioni

preesistenti.

Le indagini geotecniche devono avere estensione tale da consentire la verifica delle condizioni di

stabilità locale e globale del complesso opera-terreno, tenuto conto anche di eventuali moti di

filtrazione.

Devono essere prescritte le caratteristiche fisiche e meccaniche dei materiali di riempimento.

6.5.2 AZIONI

Si considerano azioni sull’opera di sostegno quelle dovute al peso proprio del terreno e del

materiale di riempimento, ai sovraccarichi, all’acqua, ad eventuali ancoraggi presollecitati, al moto

ondoso, ad urti e collisioni, alle variazioni di temperatura e al ghiaccio.

207

6.5.2.1 Sovraccarichi

Nel valutare il sovraccarico a tergo di un’opera di sostegno si deve tener conto della eventuale

presenza di costruzioni, di depositi di materiale, di veicoli in transito, di apparecchi di sollevamento.

6.5.2.2 Modello geometrico

Il modello geometrico dell’opera di sostegno deve tenere conto delle possibili variazioni del livello

del terreno a monte e a valle del paramento rispetto ai valori nominali.

Il livello di progetto della superficie libera dell’acqua o della falda freatica deve essere scelto sulla

base di misure e sulla conoscenza del regime delle pressioni interstiziali nel sottosuolo. In assenza

di particolari sistemi di drenaggio, nelle verifiche allo stato limite ultimo, si deve sempre ipotizzare

che la superficie libera della falda non sia inferiore a quella del livello di sommità dei terreni con

-6

bassa permeabilità (k < 10 m/s).

6.5.3 VERIFICHE AGLI STATI LIMITE

Le verifiche eseguite mediante analisi di interazione terreno-struttura o con metodi semplificati

devono sempre rispettare le condizioni di equilibrio e congruenza e la compatibilità con i criteri di

resistenza del terreno. E’ necessario inoltre portare in conto la dipendenza della spinta dei terreni

dallo spostamento dell’opera.

6.5.3.1 Verifiche di sicurezza ( SLU)

Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite

ultimo, sia a breve sia a lungo termine.

Gli stati limite ultimi delle opere di sostegno si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso

determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno, e al raggiungimento della resistenza

degli elementi strutturali che compongono le opere stesse.

6.5.3.1.1 Muri di sostegno

Per i muri di sostegno o per altre strutture miste ad essi assimilabili devono essere effettuate le

verifiche con riferimento almeno ai seguenti stati limite:

− SLU di tipo geotecnico (GEO) e di equilibrio di corpo rigido (EQU)

− stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno;

− scorrimento sul piano di posa;

− collasso per carico limite dell’insieme fondazione-terreno;

− ribaltamento;

− SLU di tipo strutturale (STR)

− raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali,

accertando che la condizione (6.2.1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato.

La verifica di stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno deve essere effettuata

secondo l’Approccio 1:

− Combinazione 2: (A2+M2+R2) 208

tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I e 6.2.II per le azioni e i parametri

geotecnici, e nella Tabella 6.8.I per le verifiche di sicurezza di opere di materiali sciolti e fronti di

scavo.

Le rimanenti verifiche devono essere effettuate secondo almeno uno dei seguenti approcci:

Approccio 1:

− Combinazione 1: (A1+M1+R1)

− Combinazione 2: (A2+M2+R2)

Approccio 2: (A1+M1+R3)

tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I, 6.2.II e 6.5.I.

Nel caso di muri di sostegno dotati di ancoraggi al terreno, le verifiche devono essere effettuate con

riferimento al solo approccio 1.

Nelle verifiche effettuate con l’approccio 2 che siano finalizzate al dimensionamento strutturale, il

γ

coefficiente non deve essere portato in conto.

R

Lo stato limite di ribaltamento non prevede la mobilitazione della resistenza del terreno di

fondazione e deve essere trattato come uno stato limite di equilibrio come corpo rigido (EQU),

utilizzando i coefficienti parziali sulle azioni della tabella 2.6.I e adoperando coefficienti parziali

del gruppo (M2) per il calcolo delle spinte.

γ

Tabella 6.5.I - Coefficienti parziali per le verifiche agli stati limite ultimi STR e GEO di muri di sostegno.

R COEFFICIENTE COEFFICIENTE COEFFICIENTE

VERIFICA PARZIALE PARZIALE PARZIALE

(R1) (R2) (R3)

γ γ γ

Capacità portante della fondazione = 1,0 = 1,0 = 1,4

R R R

γ γ γ

Scorrimento = 1,0 = 1,0 = 1,1

R R R

γ γ γ

Resistenza del terreno a valle = 1,0 = 1,0 = 1,4

R R R

In generale, le ipotesi di calcolo delle spinte devono essere giustificate sulla base dei prevedibili

spostamenti relativi manufatto-terreno, ovvero determinate con un’analisi dell’interazione terreno-

struttura. Le spinte devono tenere conto del sovraccarico e dell’inclinazione del piano campagna,

dell’inclinazione del paramento rispetto alla verticale, delle pressioni interstiziali e degli effetti della

filtrazione nel terreno. Nel calcolo della spinta si può tenere conto dell’attrito che si sviluppa fra

parete e terreno. I valori assunti per il relativo coefficiente di attrito devono essere giustificati in

base alla natura dei materiali a contatto e all’effettivo grado di mobilitazione.

Ai fini della verifica alla traslazione sul piano di posa di muri di sostegno con fondazioni

superficiali, non si deve in generale considerare il contributo della resistenza passiva del terreno

antistante il muro. In casi particolari, da giustificare con considerazioni relative alle caratteristiche

meccaniche dei terreni e alle modalità costruttive, la presa in conto di un’aliquota (comunque non

superiore al 50%) di tale resistenza è subordinata all’assunzione di effettiva permanenza di tale

contributo, nonché alla verifica che gli spostamenti necessari alla mobilitazione di tale aliquota

siano compatibili con le prestazioni attese dell’opera.

Nel caso di strutture miste o composite, le verifiche di stabilità globale devono essere accompagnate

da verifiche di stabilità locale e di funzionalià e durabilità degli elementi singoli.

209

6.5.3.1.2 Paratie

Per le paratie si devono considerare almeno i seguenti stati limite ultimi:

− SLU di tipo geotecnico (GEO) e di tipo idraulico (UPL e HYD)

− collasso per rotazione intorno a un punto dell’opera (atto di moto rigido);

− collasso per carico limite verticale;

− sfilamento di uno o più ancoraggi;

− instabilità del fondo scavo in terreni a grana fine in condizioni non drenate;

− instabilità del fondo scavo per sollevamento;

− sifonamento del fondo scavo;

− instabilità globale dell’insieme terreno-opera;

− SLU di tipo strutturale (STR)

− raggiungimento della resistenza in uno o più ancoraggi;

− raggiungimento della resistenza in uno o più puntoni o di sistemi di contrasto;

− raggiungimento della resistenza strutturale della paratia,

accertando che la condizione (6.2.1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato.

La verifica di stabilità globale dell’insieme terreno-opera deve essere effettuata secondo

l’Approccio 1:

− Combinazione 2: (A2+M2+R2)

tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I e 6.2.II e 6.8.I.

Le rimanenti verifiche devono essere effettuate considerando le seguenti combinazioni di

coefficienti:

− Combinazione 1: (A1+M1+R1)

− Combinazione 2: (A2+M2+R1)

tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I, 6.2.II e 6.5.I.

Per le paratie, i calcoli di progetto devono comprendere la verifica degli eventuali ancoraggi,

puntoni o strutture di controventamento.

Fermo restando quanto specificato nel § 6.5.3.1.1 per il calcolo delle spinte, per valori dell’angolo

δ ϕ’/2

d’attrito tra terreno e parete > ai fini della valutazione della resistenza passiva è necessario

tener conto della non planarità delle superfici di scorrimento.

6.5.3.2 Verifiche di esercizio (SLE)

In tutti i casi, nelle condizioni di esercizio, gli spostamenti dell’opera di sostegno e del terreno

circostante devono essere valutati per verificarne la compatibilità con la funzionalità dell’opera e

con la sicurezza e funzionalità e di manufatti adiacenti, anche a seguito di modifiche indotte sul

regime delle acque sotterranee.

In presenza di manufatti particolarmente sensibili agli spostamenti dell’opera di sostegno, deve

essere sviluppata una specifica analisi dell’interazione tra opere e terreno, tenendo conto della

sequenza delle fasi costruttive. 210

6.6 TIRANTI DI ANCORAGGIO

Gli ancoraggi sono elementi strutturali opportunamente collegati al terreno, in grado di sostenere

forze di trazione.

6.6.1 CRITERI DI PROGETTO

Ai fini del progetto, gli ancoraggi si distinguono in provvisori e permanenti.

Gli ancoraggi possono essere ulteriormente suddivisi in attivi o presollecitati, quando nell’armatura

viene indotta una forza di tesatura, e passivi o non presollecitati.

Nella scelta del tipo di ancoraggio si deve tenere conto delle sollecitazioni prevedibili, delle

caratteristiche del sottosuolo, dell’aggressività ambientale.

Nel progetto devono indicarsi l’orientazione, la lunghezza e il numero degli ancoraggi; la tecnica e

le tolleranze di esecuzione; la resistenza di progetto R e l’eventuale programma di tesatura.

ad

Nel caso di ancoraggi attivi impiegati per una funzione permanente, devono essere adottati tutti gli

accorgimenti costruttivi necessari a garantire la durabilità e l’efficienza del sistema di testata dei

tiranti, soprattutto per quelli a trefoli, in particolare nei riguardi della corrosione. Deve inoltre essere

predisposto un piano di monitoraggio per verificare il comportamento dell’ancoraggio nel tempo.

.

Esso è da recepire, ove necessario in relazione alla rilevanza dell’opera, nel piano di manutenzione

Nel progetto deve prevedersi la possibilità di successivi interventi di regolazione e/o sostituzione.

Se questi requisiti non possono essere soddisfatti, dovranno essere previsti ancoraggi passivi.

Se la funzione di ancoraggio è esercitata da piastre, da pali accostati o simili, è necessario evitare

ogni sovrapposizione tra la zona passiva di pertinenza dell’ancoraggio e quella attiva a tergo

dell’opera di sostegno.

Per la valutazione del carico limite si può procedere in prima approssimazione con formule teoriche

o con correlazioni empiriche. La conferma sperimentale con prove di trazione in sito nelle fasi di

progetto e di collaudo è sempre necessaria.

6.6.2 VERIFICHE DI SICUREZZA (SLU)

Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite

ultimo, sia a breve sia a lungo termine.

Gli stati limite ultimi dei tiranti di ancoraggio si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso

determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza

degli elementi strutturali che li compongono.

Per il dimensionamento geotecnico, deve risultare rispettata la condizione (6.2.1) con specifico

riferimento ad uno stato limite di sfilamento della fondazione dell’ancoraggio. La verifica di tale

condizione può essere effettuata con riferimento alla combinazione A1+M1+R3, tenendo conto dei

coefficienti parziali riportati nelle Tab. 6.2.I, 6.2.II e 6.6.I.

La verifica a sfilamento della fondazione dell’ancoraggio si esegue confrontando la massima azione

di progetto P , considerando tutti i possibili stati limite ultimi (SLU) e di esercizio (SLE), con la

d

resistenza di progetto R , determinata applicando alla resistenza caratteristica R i fattori parziali

ad ak

riportati nella Tab. 6.6.I.

γ

R 211

Tabella 6.6.I – Coefficienti parziali per la resistenza di ancoraggi

SIMBOLO COEFFICIENTE PARZIALE

γ R

γ

Temporanei 1,1

Ra,t

γ

Permanenti 1,2

Ra ,p si può determinare:

Il valore caratteristico della resistenza allo sfilamento dell’ancoraggio R ak

a) dai risultati di prove di progetto su ancoraggi di prova;

b) con metodi di calcolo analitici, dai valori caratteristici dei parametri geotecnici dedotti dai

risultati di prove in sito e/o di laboratorio.

Nel caso (a), il valore della resistenza caratteristica R è il minore dei valori derivanti

ak

ξ ξ

dall’applicazione dei fattori di correlazione e rispettivamente al valor medio e al valor

a1 a 2

R misurate nel corso delle prove:

minimo delle resistenze a,m  

(R ) (R )

= a,m medio a,m min

 

R Min ; . (6.2.12)

ak ξ ξ

 

a1 a 2 è il minore dei valori derivanti

Nel caso (b), il valore della resistenza caratteristica R ak

ξ ξ

e rispettivamente al valor medio e al valor

dall’applicazione dei fattori di correlazione a 3 a 4 ξ ξ

minimo delle resistenze R ottenute dal calcolo. Per la valutazione dei fattori e , si deve

a,c a 3 a 4

tenere conto che i profili di indagine sono solo quelli che consentono la completa identificazione del

modello geotecnico di sottosuolo per il terreno di fondazione dell’ancoraggio.

 

(R ) (R )

= a ,c medio a ,c min

 

R Min ; . (6.2.13)

ak ξ ξ

 

a3 a 4

Nella valutazione analitica della resistenza allo sfilamento degli ancoraggi non si applicano

coefficienti parziali di sicurezza sui valori caratteristici della resistenza del terreno; si fa quindi

riferimento ai coefficienti parziali di sicurezza M1.

:

Tabella 6.6.II Fattori di correlazione per derivare la resistenza caratteristica da prove di progetto, in funzione del

numero degli ancoraggi di prova.

numero degli ancoraggi di prova 1 2 >2

ξ 1,5 1,4 1,3

a1

ξ 1,5 1,3 1,2

a2

:

Tabella 6.6.III Fattori di correlazione per derivare la resistenza caratteristica dalle prove geotecniche, in funzione

del numero n di profili di indagine.

numero di profili di indagine 1 2 3 4 ≥5

ξ 1,80 1,75 1,70 1,65 1,60

a3

ξ 1,80 1,70 1,65 1,60 1,55

a4

Nei tiranti il cui tratto libero è realizzato con trefoli di acciaio armonico, nel rispetto della gerarchia

delle resistenze, si deve verificare che la resistenza caratteristica al limite di snervamento del tratto

libero sia sempre maggiore della resistenza a sfilamento della fondazione dell’ancoraggio.

Nei tiranti di prova, l’armatura a trefoli dell’acciaio armonico del tratto libero deve essere

dimensionata in modo che la resistenza caratteristica al limite del tratto libero sia sempre maggiore

del tiro massimo di prova. 212

6.6.3 ASPETTI COSTRUTTIVI

La durabilità e la compatibilità con i terreni dei materiali impiegati per la costruzione dei tiranti,

nonché i sistemi di protezione dalla corrosione devono essere documentati.

Il diametro dei fori non deve essere inferiore ai diametri nominali previsti in progetto.

La tesatura dei tiranti deve essere effettuata in conformità al programma di progetto. In ogni caso, la

tesatura può avere inizio non prima che siano praticamente esauriti i fenomeni di presa ed

indurimento del materiale costituente la fondazione dell’ancoraggio.

6.6.4 PROVE DI CARICO

Gli ancoraggi preliminari di prova (ancoraggi di progetto) - sottoposti a sollecitazioni più severe di

e non utilizzabili per l’impiego successivo - devono essere realizzati con lo stesso

quelle di verifica

sistema costruttivo di quelli definitivi, nello stesso sito e nelle stesse condizioni ambientali.

Gli ancoraggi preliminari di prova devono essere realizzati dopo l’esecuzione di quelle operazioni,

quali scavi e riporti, che possano influire sulla capacità portante della fondazione.

Nelle valutazioni si terrà conto della variazione della resistenza allo sfilamento nel tempo, per

effetto del comportamento viscoso del terreno e dei materiali che costituiscono l’ancoraggio.

Il numero di prove di progetto non deve essere inferiore a:

− 1 se il numero degli ancoraggi è inferiore a 30,

− 2 se il numero degli ancoraggi è compreso tra 31 e 50,

− 3 se il numero degli ancoraggi è compreso tra 51 e 100,

− 7 se il numero degli ancoraggi è compreso tra 101 e 200,

− 8 se il numero degli ancoraggi è compreso tra 201 e 500,

− 10 se il numero degli ancoraggi è superiore a 500.

Le prove di verifica, da effettuarsi su tutti gli ancoraggi, consistono in un ciclo semplice di carico e

scarico; in questo ciclo il tirante viene sottoposto ad una forza pari a 1,2 volte quella massima

prevista in esercizio, verificando che gli allungamenti misurati siano nei limiti previsti in progetto

e/o compatibili con le misure sugli ancoraggi preliminari di prova.

213

6.7 OPERE IN SOTTERRANEO

Le presenti norme definiscono le procedure tecniche per il progetto e la costruzione delle opere in

sotterraneo quali le gallerie, le caverne ed i pozzi, che sono costruiti totalmente nel sottosuolo

mediante operazioni coordinate di asportazione del terreno e/o della roccia in posto e di messa in

opera degli eventuali interventi, necessari alla stabilizzazione della cavità a breve termine, e del

rivestimento finale, che dovrà essere individuato in relazione alla tipologia di opera da realizzare e

alla funzione ad esso assegnata.

6.7.1 PRESCRIZIONI GENERALI

Il progetto delle opere in sotterraneo deve svilupparsi secondo i principi generali esposti nei § 6.1 e

6.2 e i criteri specifici indicati al successivo § 6.7.4.

L’approccio progettuale adottato deve prevedere l’impiego di metodi atti a prevenire o controllare,

nelle fasi esecutive, gli effetti legati alla variazione dello stato tensionale preesistente nel terreno e/o

nella roccia e del regime delle pressioni interstiziali nell’intorno della cavità conseguenti alle

operazioni di scavo. Deve in particolare essere dimostrato il raggiungimento di condizioni di

stabilità della stessa cavità ad opera ultimata, in relazione alle condizioni e alle caratteristiche del

sito, nonché alle conseguenze che si possono comunque produrre sull’ambiente circostante. A tale

scopo, in stretta dipendenza dei risultati delle indagini geologiche, idrogeologiche e geotecniche,

nel progetto devono essere specificati e adeguatamente giustificati:

− geometria, ubicazione (per le opere puntuali quali le caverne ed i pozzi) e tracciato dell’opera

(per le opere a sviluppo lineare quali le gallerie);

− metodo e tecniche di scavo, di tipo tradizionale o meccanizzato;

− eventuali interventi di stabilizzazione (compresi il miglioramento e il rinforzo dei terreni e

delle rocce) da adottare sul fronte e sulle pareti di scavo, che dovranno essere definiti e

quantificati con riferimento alle condizioni medie di progetto previste, indicando altresì le

relative variabilità;

− mezzi occorrenti per l’intercettazione e l’eventuale aggottamento dell’acqua sotterranea,

avendo però cura di accertare se tale aggottamento comporti o meno eventuali variazioni

all’equilibrio idrogeologico preesistente;

− elementi utili a definire accorgimenti nei metodi e nelle tecniche di scavo, interventi, piani e

norme di sicurezza, anche con riferimento a particolari situazioni di pericolo per presenza di

gas tossici o esplosivi, di cavità (naturali e antropiche) o di venute improvvise di acqua;

− problematiche relative alla messa a dimora dei materiali di risulta degli scavi, compresa la

individuazione degli eventuali interventi di inertizzazione che si rendessero necessari, in

relazione alla natura degli stessi materiali.

6.7.2 CARATTERIZZAZIONE GEOLOGICA

L’ampiezza e l’approfondimento degli studi e delle indagini devono essere commisurati alla

complessità geologica, alla vulnerabilità ambientale del sito, alla posizione e alle dimensioni

dell’opera.

Nel caso in cui sia adottato il “metodo osservazionale”, il modello geologico può essere verificato

ed eventualmente integrato con specifiche indagini.

Gli accertamenti devono riguardare le condizioni idrogeologiche e i caratteri degli acquiferi presenti

nell’area. Devono inoltre essere mirati alla individuazione di particolari situazioni di pericolo

dovute alla presenza eventuale di cavità carsiche, improvvise venute d’acqua, gas tossici ed

esplosivi. 214

Devono essere accertate le caratteristiche di sismicità della zona interessata dal progetto, ponendo

particolare attenzione a segnalazioni della presenza di faglie attive in corrispondenza o in prossimità

dell’opera.

6.7.3 CARATTERIZZAZIONE E MODELLAZIONE GEOTECNICA

Specifiche indagini, in sito e in laboratorio, devono permettere la caratterizzazione fisico-meccanica

dei terreni e delle rocce, con particolare riguardo all’eventuale potenzialità di comportamento

spingente e/o rigonfiante, alle disomogeneità e, in generale, a tutti i fattori di scala d’interesse.

Deve inoltre essere accertato il regime delle pressioni interstiziali e l’eventuale presenza di moti di

filtrazione.

Il modello geotecnico deve evidenziare le zone omogenee dal punto di vista fisico-meccanico e

deve rappresentare il regime delle pressioni interstiziali nei terreni e nelle rocce interessate dallo

scavo.

Nel caso in cui la progettazione facesse riferimento al “metodo osservazionale”, indagini e prove

integrative possono essere svolte in corso d’opera, purché previste in progetto.

6.7.4 CRITERI DI PROGETTO

Sulla base del modello geotecnico del sottosuolo, il progetto deve comprendere la previsione

quantitativa degli effetti direttamente indotti dagli scavi al contorno della cavità e in superficie, con

derivare

riferimento in particolare a scavi e gallerie poco profonde in ambiente urbano, da cui deve

la scelta del metodo e delle tecniche di scavo e degli eventuali interventi di miglioramento e

rinforzo.

L’adozione di interventi di miglioramento e rinforzo dei terreni e delle rocce per garantire o

migliorare la stabilità globale e locale dell’opera deve essere adeguatamente motivata, così come

deve essere giustificato e illustrato il dimensionamento di tali interventi.

6.7.5 METODI DI CALCOLO

Per lo svolgimento delle analisi progettuali si deve fare riferimento ai modelli geotecnici di

sottosuolo di riferimento e a leggi di comportamento note e di provata validità. Inoltre, si deve

ricorrere a metodi e procedimenti di calcolo di comprovata validità, adeguati alla complessità del

sistema opera-terreno e al livello di progettazione. In generale si deve ricorrere ad uno o più dei

seguenti procedimenti:

a) metodi analitici;

b) metodi numerici, per simulare il comportamento del sistema opera-terreno, nelle diverse fasi

di scavo e costruzione, nonché in condizioni di esercizio.

Le analisi devono essere svolte con specifico riferimento:

− alla stabilità globale della cavità, con particolare riguardo, nel caso delle gallerie, al fronte,

alla zona retrostante il fronte e, in condizioni di bassa copertura, alla valutazione dei

risentimenti attesi in superficie;

− all’interazione opera-terreno nelle diverse fasi costruttive e in condizioni di esercizio.

Nel caso di progettazione basata sul “metodo osservazionale”, le analisi devono permettere la

valutazione quantitativa del comportamento dell’opera nelle diverse fasi di scavo e costruzione, in

modo da poter formulare previsioni sui valori delle grandezze rappresentative del comportamento

della cavità, con particolare riguardo ai valori di convergenza radiale del cavo, della deformazione

longitudinale del fronte e, se pertinenti, dei cedimenti indotti in superficie.

215

6.7.6 CONTROLLO E MONITORAGGIO

Il monitoraggio deve permettere di verificare la validità delle previsioni progettuali. Esso deve

del comportamento del terreno e delle

essere predisposto in modo da permettere la valutazione

strutture per ogni fase di scavo e costruzione, oltre che ad opera ultimata.

Il monitoraggio deve inoltre consentire il controllo di quelle grandezze, rappresentative del

comportamento del complesso opera-terreno, specificamente individuate nell’ambito

dell’applicazione del metodo osservazionale. 216

6.8 OPERE DI MATERIALI SCIOLTI E FRONTI DI SCAVO

Le presenti norme si applicano ai manufatti di materiali sciolti, quali rilevati, argini di difesa per

fiumi, canali e litorali, rinfianchi, rinterri, terrapieni e colmate. Le norme si applicano, inoltre, alle

opere e alle parti di opere di materiali sciolti con specifiche funzioni di drenaggio, filtro,

transizione, fondazione, tenuta, protezione ed altre. Gli sbarramenti di ritenuta idraulica di materiali

sciolti sono oggetto di normativa specifica.

6.8.1 CRITERI GENERALI DI PROGETTO

Il progetto di un manufatto di materiali sciolti deve tenere conto dei requisiti prestazionali richiesti e

delle caratteristiche dei terreni di fondazione. Esso deve comprendere la scelta dei materiali da

costruzione e la loro modalità di posa in opera.

I criteri per la scelta dei materiali da costruzione devono essere definiti in relazione alle funzioni

dell’opera, tenendo presenti i problemi di selezione, coltivazione delle cave, trasporto, trattamento e

posa in opera, nel rispetto dei vincoli imposti dalla vigente legislazione.

Nel progetto devono essere indicate le prescrizioni relative alla qualificazione dei materiali e alla

posa in opera precisando tempi e modalità di costruzione, in particolare lo spessore massimo degli

strati in funzione dei materiali. Sono altresì da precisare i controlli da eseguire durante la

costruzione e i limiti di accettabilità dei materiali, del grado di compattazione da raggiungere e della

deformabilità degli strati.

6.8.2 VERIFICHE DI SICUREZZA (SLU)

Deve risultare rispettata la condizione (6.2.1), verificando che non si raggiunga una condizione di

stato limite ultimo con i valori di progetto delle azioni e dei parametri geotecnici.

Le verifiche devono essere effettuate secondo l’Approccio 1:

− Combinazione 2: (A2+M2+R2)

tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I, 6.2.II e 6.8.I.

Tabella 6.8.I – Coefficienti parziali per le verifiche di sicurezza di opere di materiali sciolti e di fronti di scavo.

Coefficiente R2

γ 1.1

R

La stabilità globale dell’insieme manufatto-terreno di fondazione deve essere studiata nelle

condizioni corrispondenti alle diverse fasi costruttive, al termine della costruzione e in esercizio.

Le verifiche locali devono essere estese agli elementi artificiali di rinforzo, eventualmente presenti

all’interno ed alla base del manufatto, con riferimento anche ai problemi di durabilità. Nel caso di

manufatti su pendii si deve esaminare l’influenza dell’opera in terra sulle condizioni generali di

sicurezza del pendio, anche in relazione alle variazioni indotte nel regime idraulico del sottosuolo.

Se l’opera ha funzioni di ritenuta idraulica, lo stato limite ultimo è da verificarsi con riferimento alla

stabilità dei paramenti, in tutte le possibili condizioni di esercizio. Si deve porre particolare

attenzione alle problematiche relative al sifonamento ed all’erosione, in relazione alle caratteristiche

dei terreni di fondazione dei materiali con i quali è realizzata l’opera, tenendo conto di quanto

indicato al § 6.2.3.2. I livelli di sicurezza prescelti devono essere giustificati in relazione alle

conseguenze del raggiungimento dello stato limite ultimo.

217

6.8.3 VERIFICHE IN CONDIZIONI DI ESERCIZIO (SLE)

Si deve verificare che i cedimenti del manufatto, dovuti alla deformazione dei terreni di fondazione

e dell’opera, siano compatibili con la sua funzionalità.

Specifiche analisi devono inoltre essere sviluppate per valutare l’influenza del manufatto sulla

sicurezza e sulla funzionalità delle costruzioni in adiacenza e per individuare gli eventuali interventi

per limitarne gli effetti sfavorevoli.

6.8.4 ASPETTI COSTRUTTIVI

I materiali costituenti il manufatto devono essere posti in opera in strati con metodolgie idonee a

garantire il raggiungimento delle proprietà fisiche e meccaniche richieste in progetto.

Le caratteristiche dei componenti artificiali, quali i materiali geosintetici, devono essere specificate

e certificate in conformità alle relative norme europee armonizzate e verificate sulla base di risultati

di prove sperimentali da eseguire nelle fasi di accettazione e di verifica delle prestazioni attese.

6.8.5 CONTROLLI E MONITORAGGIO

Con il monitoraggio si deve accertare che i valori delle grandezze misurate, quali ad esempio

spostamenti e pressioni interstiziali, siano compatibili con i requisiti di sicurezza e funzionalità del

manufatto e di quelli contigui.

Durante la costruzione devono essere eseguite prove di controllo del grado di addensamento,

dell’umidità e della deformabilità degli strati posti in opera.

Il tipo ed il numero di controlli devono essere convenientemente fissati in relazione all’importanza

dell’opera ed alle caratteristiche geotecniche dell’area, in modo da assicurare un congruo numero di

misure significative. Per opere di modesta importanza, che non comportino pericoli per le persone o

apprezzabili danni alle cose, il monitoraggio può essere ridotto a documentate ispezioni visive.

6.8.6 FRONTI DI SCAVO

6.8.6.1 Indagini geotecniche e caratterizzazione geotecnica

Le indagini geotecniche devono tener conto della profondità, dell’ampiezza, della destinazione e del

carattere permanente o provvisorio dello scavo.

6.8.6.2 Criteri generali di progetto e verifiche di sicurezza

Il progetto deve definire un profilo di scavo tale che risultino rispettate le prescrizioni di cui al §

6.2.3 e la verifica deve essere condotta con modalità analoga a quella indicata per i manufatti di

materiali sciolti.

Nel caso di scavi realizzati su pendio, deve essere verificata l’influenza dello scavo sulle condizioni

di stabilità generale del pendio stesso.

Il progetto deve tener conto dell’esistenza di opere e sovraccarichi in prossimità dello scavo, deve

esaminare l’influenza dello scavo sul regime delle acque superficiali e deve garantire la stabilità e la

funzionalità delle costruzioni preesistenti nell’area interessata dallo scavo.

Per scavi in trincea a fronte verticale di altezza superiore ai 2 m, nei quali sia prevista la

permanenza di operai, e per scavi che ricadano in prossimità di manufatti esistenti, deve essere

prevista una armatura di sostegno delle pareti di scavo. Le verifiche devono essere svolte nei

218

confronti degli stati limite ultimi (SLU) e nei confronti degli stati limite di servizio (SLE), quando

pertinenti.

Le azioni dovute al terreno, all’acqua e ai sovraccarichi anche transitori devono essere calcolate in

modo da pervenire, di volta in volta, alle condizioni più sfavorevoli.

Le ipotesi per il calcolo delle azioni del terreno e dell’armatura devono essere giustificate portando

in conto la deformabilità relativa del terreno e dell’armatura, le modalità esecutive dell’armatura e

dello scavo, le caratteristiche meccaniche del terreno e il tempo di permanenza dello scavo.

219

6.9 MIGLIORAMENTO E RINFORZO DEI TERRENI E DELLE ROCCE

Le presenti norme riguardano la progettazione, la costruzione e il controllo degli interventi di

miglioramento e rinforzo dei terreni e delle rocce, realizzati per diverse finalità applicative.

6.9.1 SCELTA DEL TIPO DI INTERVENTO E CRITERI GENERALI DI PROGETTO

La scelta del tipo di intervento deve derivare da una caratterizzazione geotecnica dei terreni da

trattare e da un’analisi dei fattori tecnici, organizzativi e ambientali.

Gli interventi devono essere giustificati, indicando i fattori geotecnici modificabili e fornendo

valutazioni quantitative degli effetti meccanici connessi con tali modificazioni.

Le indagini geotecniche devono riguardare anche l’accertamento dei risultati conseguiti,

avvalendosi di misure ed eventualmente di appositi campi prova. Questi ultimi sono necessari nei

casi in cui la mancata o ridotta efficacia degli interventi possa comportare il raggiungimento di uno

stato limite ultimo o possibili danni a persone o cose.

Nel progetto devono essere definiti il dimensionamento degli interventi, le caratteristiche degli

elementi strutturali e degli eventuali materiali di apporto, le tecniche necessarie e le sequenze

operative, nonché le indicazioni per poter valutare l’efficacia degli interventi realizzati.

6.9.2 MONITORAGGIO

Il monitoraggio ha lo scopo di valutare l’efficacia degli interventi e di verificare la rispondenza dei

risultati ottenuti con le ipotesi progettuali. Ha inoltre lo scopo di controllare il comportamento nel

tempo del complesso opera-terreno trattato.

Il monitoraggio deve essere previsto nei casi in cui gli interventi di miglioramento e di rinforzo

possano condizionare la sicurezza e la funzionalità dell’opera in progetto o di opere circostanti.

220

6.10 CONSOLIDAMENTO GEOTECNICO DI OPERE ESISTENTI

Le presenti norme riguardano l’insieme dei provvedimenti tecnici con i quali si interviene sul

sistema manufatto-terreno per eliminare o mitigare difetti di comportamento.

6.10.1 CRITERI GENERALI DI PROGETTO

Il progetto degli interventi di consolidamento deve derivare dalla individuazione delle cause che

hanno prodotto il comportamento anomalo dell’opera. Tali cause possono riguardare singolarmente

o congiuntamente la sovrastruttura, le strutture di fondazione, il terreno di fondazione.

In particolare, devono essere ricercate le cause di anomali spostamenti del terreno, conseguenti al

mutato stato tensionale indotto da modifiche del manufatto, da variazioni del regime delle pressioni

interstiziali, dalla costruzione di altri manufatti in adiacenza, da modifiche del profilo topografico

del terreno per cause antropiche o per movimenti di massa, oppure le cause alle quali è

riconducibile il deterioramento dei materiali costituenti le strutture in elevazione e le strutture di

fondazione.

Il progetto del consolidamento geotecnico deve essere sviluppato unitariamente con quello

strutturale, ovvero gli interventi che si reputano necessari per migliorare il terreno o per rinforzare

le fondazioni devono essere concepiti congiuntamente al risanamento della struttura in elevazione.

La descrizione delle modalità esecutive dell’intervento e delle opere provvisionali sono parte

integrante del progetto. Per situazioni geotecniche, nelle quali sia documentata la complessità del

sottosuolo e comprovata l’impossibilità di svolgere indagini esaustive, è possibile il ricorso al

metodo osservazionale.

6.10.2 INDAGINI GEOTECNICHE E CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA

Il progetto degli interventi di consolidamento deve essere basato su risultati di indagini sul terreno e

sulle fondazioni esistenti, programmate dopo aver consultato tutta la documentazione

eventualmente disponibile, relativa al manufatto da consolidare e al terreno.

In presenza di manufatti particolarmente sensibili agli spostamenti del terreno di fondazione,

nell’ubicazione e nella scelta delle attrezzature e delle tecniche esecutive delle indagini si devono

valutare le conseguenze di ogni disturbo che potrebbe indursi nel manufatto.

Le indagini devono anche comprendere la misura di grandezze significative per individuare i

caratteri cinematici dei movimenti in atto e devono riguardare la variazione nel tempo di grandezze

geotecniche come le pressioni interstiziali e gli spostamenti del terreno all’interno del volume

ritenuto significativo. Se è presumibile il carattere periodico dei fenomeni osservati, legato ad

eventi stagionali, le misure devono essere adeguatamente protratte nel tempo.

6.10.3 TIPI DI CONSOLIDAMENTO GEOTECNICO

I principali metodi per il consolidamento di una struttura esistente fanno in generale capo a uno o

più dei seguenti criteri:

− miglioramento e rinforzo dei terreni di fondazione;

− miglioramento e rinforzo dei materiali costituenti la fondazione;

− ampliamento della base;

− trasferimento del carico a strati più profondi;

− introduzione di sostegni laterali; 221

− rettifica degli spostamenti del piano di posa.

Nella scelta del metodo di consolidamento si deve tener conto della circostanza che i terreni di

fondazione del manufatto siano stati da tempo sottoposti all’azione di carichi permanenti e ad altre

azioni eccezionali. Si devono valutare gli effetti di un’eventuale ridistribuzione delle sollecitazioni

nel terreno per effetto dell’intervento sulla risposta meccanica dell’intero manufatto, sia a breve che

a lungo termine.

Interventi a carattere provvisorio o definitivo che comportino variazioni di volume, quali il

congelamento, le iniezioni, la gettiniezione, e modifiche del regime della falda idrica, richiedono

particolari cautele e possono essere adottati solo dopo averne valutato gli effetti sul comportamento

del manufatto stesso e di quelli adiacenti.

Le funzioni dell’intervento di consolidamento devono essere chiaramente identificate e definite in

progetto.

6.10.4 CONTROLLI E MONITORAGGIO

Il controllo dell’efficacia del consolidamento geotecnico è obbligatorio quando agli interventi

consegue una ridistribuzione delle sollecitazioni al contatto terreno-manufatto. I controlli assumono

diversa ampiezza e si eseguono con strumentazioni e modalità diverse in relazione all’importanza

dell’opera, al tipo di difetto del manufatto e ai possibili danni per le persone e le cose.

Il monitoraggio degli interventi di consolidamento deve essere previsto in progetto e descritto in

dettaglio – indicando le grandezze da misurare, gli strumenti impiegati e la cadenza temporale delle

misure – nel caso di ricorso al metodo osservazionale. Gli esiti delle misure e dei controlli possono

costituire elemento di collaudo dei singoli interventi.

222

6.11 DISCARICHE CONTROLLATE DI RIFIUTI E DEPOSITI DI INERTI

6.11.1 DISCARICHE CONTROLLATE

6.11.1.1 Criteri di progetto

Oltre a quanto stabilito nelle specifiche norme vigenti, il progetto delle discariche deve essere

basato sulla caratterizzazione del sito, con una chiara definizione delle modalità costruttive e di

controllo dei diversi dispositivi di barriera, tenendo conto della natura dei rifiuti, della vulnerabilità

ambientale del territorio e dei rischi connessi con eventuali malfunzionamenti.

6.11.1.2 Caratterizzazione del sito

La caratterizzazione geologica e geotecnica deve essere finalizzata alla identificazione della natura

dei terreni e delle rocce presenti nell’area e dello schema di circolazione idrica del sottosuolo,

nonché alla valutazione di tutte le grandezze fisico-meccaniche che contribuiscono alla scelta della

localizzazione dell’opera (comprensiva delle aree di deposito, di servizio e di quelle di rispetto), alla

sua progettazione e al suo esercizio. È in particolare necessario il preventivo accertamento della

presenza di falde acquifere, di zone di protezione naturale, del rischio sismico e di inondazione, del

rischio di frane o di valanghe e di fenomeni di subsidenza.

6.11.1.3 Modalità costruttive e di controllo dei dispositivi di barriera

Il progetto dovrà definire in dettaglio le modalità costruttive e di controllo delle barriere previste

dalla specifica normativa di settore. In particolare, devono essere definite le prove di qualificazione

del materiale impiegato e le modalità costruttive in termini di spessore degli strati da porre in opera

e metodi di compattazione. Il progetto deve inoltre definire il numero e la frequenza delle prove di

controllo da eseguire in sito e in laboratorio durante la costruzione delle barriere. In ogni caso, sulla

barriera finita dovranno essere previste specifiche prove di controllo della permeabilità, in numero

adeguato da consentire la valutazione del raggiungimento o meno dei requisiti richiesti dalla

specifica normativa di settore.

6.11.1.4 Verifiche di sicurezza

La stabilità del manufatto e dei terreni di fondazione deve essere valutata mediante specifiche

analisi geotecniche, riferite alle diverse fasi della vita dell’opera. In particolare deve essere

verificata la stabilità e la deformabilità del fondo, per garantire nel tempo l’efficacia e la

funzionalità del sistema di raccolta del percolato, e la stabilità delle pareti laterali.

In particolare, nel caso di barriere composite, devono essere valutate le condizioni di stabilità lungo

superfici di scorrimento che comprendano anche le interfacce tra i diversi materiali utilizzati.

Nelle verifiche che interessano il corpo della discarica, si devono attribuire ai materiali di rifiuto

parametri che tengano conto della composizione del rifiuto medesimo e dei metodi di pre-

trattamento e costipamento adottati nonché dei risultati di specifiche prove in sito o di laboratorio.

223

6.11.1.5 Monitoraggio

Il monitoraggio geotecnico del complesso discarica-terreno deve in generale comprendere la misura

di grandezze significative – quali, ad esempio, assestamenti, pressioni interstiziali, caratteristiche

del percolato e di eventuale biogas.

6.11.2 DEPOSITI DI INERTI

6.11.2.1 Criteri di progetto

Nelle verifiche che interessano il corpo del deposito, si devono attribuire parametri che tengano

conto della natura e delle modalità di compattazione del materiale nonché dei risultati di specifiche

prove in sito o di laboratorio.

Per i bacini di decantazione a servizio di attività estrattive consistenti in invasi delimitati almeno da

un lato da argini di terra in cui i solidi sono separati dai liquidi, devono essere determinate le

caratteristiche del materiale di decantazione per varie possibili situazioni di consolidazione.

Al fine di garantire condizioni adeguate di stabilità, devono essere previsti dispositivi per la raccolta

e l’allontanamento dal deposito delle acque di ruscellamento superficiale e dispositivi per

l’abbattimento ed il controllo del regime delle pressioni interstiziali all’interno del materiale del

deposito. E’ da prevedersi un dispositivo per evitare comunque la tracimazione.

Nel progetto devono essere definite le modalità di posa in opera dei materiali e i provvedimenti per

evitare dissesti del materiale del deposito.

6.11.2.2 Monitoraggio

Il monitoraggio geotecnico del complesso deposito-terreno consiste nell’installazione di appropriata

strumentazione e nella misura di grandezze significative – quali, ad esempio, spostamenti e

pressioni interstiziali.

Deve essere altresì effettuato un controllo delle acque di ruscellamento superficiale al fine di

limitarne la penetrazione nel corpo del deposito. 224

6.12 FATTIBILITÀ DI OPERE SU GRANDI AREE

Le presenti norme definiscono i criteri di carattere geologico e geotecnico da adottare

nell’elaborazione di piani urbanistici e nel progetto di insiemi di manufatti e interventi che

interessano ampie superfici, quali:

a) nuovi insediamenti urbani civili o industriali;

b) ristrutturazione di insediamenti esistenti, reti idriche e fognarie urbane e reti di sottoservizi di

qualsiasi tipo;

c) strade, ferrovie ed idrovie;

d) opere marittime e difese costiere;

e) aeroporti;

f) bacini idrici artificiali e sistemi di derivazione da corsi d’acqua;

g) sistemi di impianti per l’estrazione di liquidi o gas dal sottosuolo;

h) bonifiche e sistemazione del territorio;

i) attività estrattive di materiali da costruzione.

6.12.1 INDAGINI SPECIFICHE

Gli studi geologici e la caratterizzazione geotecnica devono essere estesi a tutta la zona di possibile

influenza degli interventi previsti, al fine di accertare destinazioni d’uso compatibile del territorio in

esame.

In particolare, le indagini e gli studi devono caratterizzare la zona di interesse in termini di

pericolosità geologica intrinseca, per processi geodinamici interni (sismicità, vulcanismo,...) ed

esterni (stabilità dei pendii, erosione, subsidenza,…) e devono consentire di individuare gli

eventuali limiti imposti al progetto di insiemi di manufatti e interventi (ad esempio: modifiche del

regime delle acque superficiali e sotterranee, subsidenza per emungimento di fluido dal

sottosuolo…). 225

7 PROGETTAZIONE PER AZIONI SISMICHE

Il presente capitolo disciplina la progettazione e la costruzione delle nuove opere soggette anche

all’azione sismica. Le sue indicazioni sono da considerare aggiuntive e non sostitutive di quelle

riportate nei Cap. 4, 5 e 6; si deve inoltre fare sempre riferimento a quanto indicato nel Cap. 2 per la

valutazione della sicurezza e nel Cap. 3 per la valutazione dell’azione sismica.

Le costruzioni da edificarsi in siti ricadenti in zona 4 possono essere progettate e verificate

applicando le sole regole valide per le strutture non soggette all’azione sismica, alle condizioni di

seguito enunciate:

- i diaframmi orizzontali devono rispettare quanto prescritto al § 7.2.6;

- gli elementi strutturali devono rispettare le limitazioni, in termini di geometria e di quantitativi

d’armatura, relative alla CD “B” quale definita nel § 7.2.1;

- le sollecitazioni debbono essere valutate considerando la combinazione di azioni definita nel §

3.2.4 ed applicando, in due direzioni ortogonali, il sistema di forze orizzontali definito dalle

1

espressioni (7.3.6) e (7.3.7), in cui si assumerà S (T ) = 0,07g per tutte le tipologie.

d 1

Le relative verifiche di sicurezza debbono essere effettuate, in modo indipendente nelle due

direzioni, allo stato limite ultimo. Non è richiesta la verifica agli stati limite di esercizio.

7.1 REQUISITI NEI CONFRONTI DEGLI STATI LIMITE

Sotto l’effetto delle azioni sismiche definite nel § 3.2, deve essere garantito il rispetto degli stati

limite ultimi e di esercizio, quali definiti al § 3.2.1 ed individuati riferendosi alle prestazioni della

2 , le strutture di

costruzione nel suo complesso, includendo il volume significativo di terreno

fondazione, gli elementi strutturali, gli elementi non strutturali, gli impianti.

In mancanza di espresse indicazioni in merito, il rispetto dei vari stati limite si considera

conseguito:

- nei confronti di tutti gli stati limite di esercizio, qualora siano rispettate le verifiche relative al

solo SLD;

- nei confronti di tutti gli stati limite ultimi, qualora siano rispettate le indicazioni progettuali e

costruttive riportate nel seguito e siano soddisfatte le verifiche relative al solo SLV.

Fanno eccezione a quanto detto le costruzioni di classe d’uso III e IV, per gli elementi non

strutturali e gli impianti delle quali è richiesto anche il rispetto delle verifiche di sicurezza relative

allo SLO, quali precisate nei §§ 7.3.7.2 e 7.3.7.3.

Per contenere le incertezze e garantire un buon comportamento delle strutture sotto azioni sismiche,

devono essere adottati provvedimenti specifici volti ad assicurare caratteristiche di duttilità agli

elementi strutturali ed alla costruzione nel suo insieme.

Le strutture di fondazione devono resistere agli effetti risultanti della risposta del terreno e delle

strutture sovrastanti, senza spostamenti permanenti incompatibili con lo stato limite di riferimento.

Al riguardo, deve essere valutata la risposta sismica e la stabilità del sito secondo quanto indicato

nel § 7.11.5.

1 T è il modo di vibrare principale nella direzione in esame, quale definito nel § 7.3.3.2.

1

2 Per volume significativo di terreno si intende la parte di sottosuolo influenzata, direttamente o indirettamente, dalla

costruzione del manufatto e che influenza il manufatto stesso.

226

7.2 CRITERI GENERALI DI PROGETTAZIONE E MODELLAZIONE

7.2.1 CRITERI GENERALI DI PROGETTAZIONE

Le costruzioni devono essere dotate di sistemi strutturali che garantiscano rigidezza e resistenza nei

ortogonali orizzontali delle azioni sismiche. La componente

confronti delle due componenti

verticale deve essere considerata solo in presenza di elementi pressoché orizzontali con luce

superiore a 20 m, elementi precompressi (con l’esclusione dei solai di luce inferiore a 8 m),

elementi a mensola di luce superiore a 4 m, strutture di tipo spingente, pilastri in falso, edifici con

piani sospesi, ponti, costruzioni con isolamento nei casi specificati in § 7.10.5.3.2 e purché il sito

nel quale la costruzione sorge non ricada in zona 3 o 4. Nei casi precisati in § 3.2.5.1 si deve inoltre

tenere conto della variabilità spaziale del moto sismico. Si deve tenere infine conto degli effetti

torsionali che si accompagnano all’azione sismica. A tal fine gli orizzontamenti, ove presenti,

devono essere dotati di rigidezza e resistenza tali da metterli in grado di trasmettere le forze

scambiate tra i diversi sistemi resistenti a sviluppo verticale.

Il sistema di fondazione deve essere dotato di elevata rigidezza estensionale nel piano orizzontale e

di adeguata rigidezza flessionale. Deve essere adottata un’unica tipologia di fondazione per una data

struttura in elevazione, a meno che questa non consista di unità indipendenti. In particolare, nella

stessa struttura deve essere evitato l’uso contestuale di fondazioni su pali o miste con fondazioni

superficiali, a meno che uno studio specifico non ne dimostri l’accettabilità o che si tratti di un

ponte.

Le costruzioni soggette all’azione sismica, non dotate di appositi dispositivi dissipativi, devono

essere progettate in accordo con i seguenti comportamenti strutturali:

a) comportamento strutturale non-dissipativo;

b) comportamento strutturale dissipativo.

Nel comportamento strutturale non dissipativo, cui ci si riferisce quando si progetta per gli stati

limite di esercizio, gli effetti combinati delle azioni sismiche e delle altre azioni sono calcolati,

indipendentemente dalla tipologia strutturale adottata, senza tener conto delle non linearità di

comportamento (di materiale e geometriche) se non rilevanti.

Nel comportamento strutturale dissipativo, cui ci si riferisce quando si progetta per gli stati limite

ultimi, gli effetti combinati delle azioni sismiche e delle altre azioni sono calcolati, in funzione della

tipologia strutturale adottata, tenendo conto delle non linearità di comportamento (di materiale

sempre, geometriche quando rilevanti e comunque sempre quando precisato).

Gli elementi strutturali delle fondazioni, che devono essere dimensionati sulla base delle

sollecitazioni ad essi trasmesse dalla struttura sovrastante (v. § 7.2.5), devono avere comportamento

non dissipativo, indipendentemente dal comportamento strutturale attribuito alla struttura su di esse

gravante.

Nel caso la struttura abbia comportamento strutturale dissipativo, si distinguono due livelli di

Capacità Dissipativa o Classi di Duttilità (CD):

- Classe di duttilità alta (CD”A”);

- Classe di duttilità bassa (CD”B”).

La differenza tra le due classi risiede nella entità delle plasticizzazioni cui ci si riconduce in fase di

progettazione; per ambedue le classi, onde assicurare alla struttura un comportamento dissipativo e

duttile evitando rotture fragili e la formazione di meccanismi instabili imprevisti, si fa ricorso ai

procedimenti tipici della gerarchia delle resistenze.

227

Si localizzano dunque le dissipazioni di energia per isteresi in zone a tal fine individuate e

progettate, dette “dissipative” o “critiche”, effettuando il dimensionamento degli elementi non

dissipativi nel rispetto del criterio di gerarchia delle resistenze; l’individuazione delle zone

dissipative deve essere congruente con lo schema strutturale adottato.

Poiché il comportamento sismico della struttura è largamente dipendente dal comportamento delle

sue zone critiche, esse debbono formarsi ove previsto e mantenere, in presenza di azioni cicliche, la

capacità di trasmettere le necessarie sollecitazioni e di dissipare energia.

Tali fini possono ritenersi conseguiti qualora le parti non dissipative ed i collegamenti delle parti

dissipative al resto della struttura possiedano, nei confronti delle zone dissipative, una

sovraresistenza sufficiente a consentire lo sviluppo in esse della plasticizzazione ciclica. La

sovraresistenza è valutata moltiplicando la resistenza nominale di calcolo delle zone dissipative per

γ

un opportuno coefficiente di sovraresistenza , assunto pari, ove non diversamente specificato, ad

Rd

1,3 per CD”A” e ad 1,1 per CD”B”.

I collegamenti realizzati con dispositivi di vincolo temporaneo, di cui al § 11.9, devono essere in

γ

grado di sostenere una forza ottenuta assumendo un coefficiente di sovraresistenza sempre pari

Rd

a 1,5, a meno che tali dispositivi non colleghino due strutture isolate, nel qual caso la forza di

progetto è pari a quella ottenuta dall’analisi allo SLC.

Nel caso di collegamenti in semplice appoggio o di collegamenti di tipo scorrevole l’appoggio deve

essere dimensionato per consentire uno scorrimento che tenga conto dello spostamento relativo tra

le due parti della struttura collegate determinato in base alle azioni allo stato limite ultimo (v. § 7.3);

si deve tenere conto anche dello spostamento relativo in condizioni sismiche tra le fondazioni delle

due parti collegate, secondo quanto indicato nei §§ 3.2.5.1 e 3.2.5.2. Non è mai consentito fare

affidamento sull’attrito conseguente ai carichi gravitazionali per assicurare la trasmissione di forze

orizzontali tra parti della struttura, salvo per dispositivi espressamente progettati per tale scopo.

I dettagli costruttivi delle zone critiche e delle connessioni tra queste zone e le restanti parti delle

struttura, nonché dei diversi elementi strutturali tra loro, devono ricevere una particolare attenzione

ed essere esaurientemente specificati negli elaborati di progetto.

7.2.2 CARATTERISTICHE GENERALI DELLE COSTRUZIONI

Regolarità

Le costruzioni devono avere, quanto più possibile, struttura iperstatica caratterizzata da regolarità in

pianta e in altezza. Se necessario ciò può essere conseguito suddividendo la struttura, mediante

giunti, in unità tra loro dinamicamente indipendenti.

Per quanto riguarda gli edifici, una costruzione è regolare in pianta se tutte le seguenti condizioni

sono rispettate:

a) la configurazione in pianta è compatta e approssimativamente simmetrica rispetto a due direzioni

ortogonali, in relazione alla distribuzione di masse e rigidezze;

b) il rapporto tra i lati di un rettangolo in cui la costruzione risulta inscritta è inferiore a 4;

c) nessuna dimensione di eventuali rientri o sporgenze supera il 25 % della dimensione totale della

costruzione nella corrispondente direzione;

d) gli orizzontamenti possono essere considerati infinitamente rigidi nel loro piano rispetto agli

elementi verticali e sufficientemente resistenti.

Sempre riferendosi agli edifici, una costruzione è regolare in altezza se tutte le seguenti condizioni

sono rispettate:

e) tutti i sistemi resistenti verticali (quali telai e pareti) si estendono per tutta l’altezza della

costruzione; 228

f) massa e rigidezza rimangono costanti o variano gradualmente, senza bruschi cambiamenti, dalla

base alla sommità della costruzione (le variazioni di massa da un orizzontamento all’altro non

superano il 25 %, la rigidezza non si riduce da un orizzontamento a quello sovrastante più del

30% e non aumenta più del 10%); ai fini della rigidezza si possono considerare regolari in

altezza strutture dotate di pareti o nuclei in c.a. o pareti e nuclei in muratura di sezione costante

sull’altezza o di telai controventati in acciaio, ai quali sia affidato almeno il 50% dell’azione

sismica alla base; 3 e resistenza

g) nelle strutture intelaiate progettate in CD “B” il rapporto tra resistenza effettiva

richiesta dal calcolo non è significativamente diverso per orizzontamenti diversi (il rapporto fra

la resistenza effettiva e quella richiesta, calcolata ad un generico orizzontamento, non deve

differire più del 20% dall’analogo rapporto determinato per un altro orizzontamento); può fare

eccezione l’ultimo orizzontamento di strutture intelaiate di almeno tre orizzontamenti;

h) eventuali restringimenti della sezione orizzontale della costruzione avvengono in modo graduale

da un orizzontamento al successivo, rispettando i seguenti limiti: ad ogni orizzontamento il

rientro non supera il 30% della dimensione corrispondente al primo orizzontamento, né il 20%

della dimensione corrispondente all’ orizzontamento immediatamente sottostante. Fa eccezione

l’ultimo orizzontamento di costruzioni di almeno quattro piani per il quale non sono previste

limitazioni di restringimento.

Per i ponti le condizioni di regolarità sono definite nel § 7.9.2.1.

Distanza tra costruzioni contigue

La distanza tra costruzioni contigue deve essere tale da evitare fenomeni di martellamento e

comunque non può essere inferiore alla somma degli spostamenti massimi determinati per lo SLV,

calcolati per ciascuna costruzione secondo il § 7.3.3 (analisi lineare) o il § 7.3.4 (analisi non

lineare); in ogni caso la distanza tra due punti che si fronteggiano non può essere inferiore ad 1/100

della quota dei punti considerati misurata dal piano di fondazione, moltiplicata per a ·S /0,5g 1.

g

Qualora non si eseguano calcoli specifici, lo spostamento massimo di una costruzione non isolata

·S/0,5g.

alla base, può essere stimato in 1/100 dell’altezza della costruzione moltiplicata per a

g

Particolare attenzione va posta al dimensionamento dei distacchi se le costruzioni hanno apparecchi

di isolamento sismico tenendo in conto le indicazioni riportate nel § 7.10.4 e nel § 7.10.6.

Altezza massima dei nuovi edifici

Per le tipologie strutturali: costruzioni di legno e di muratura non armata che non accedono alle

riserve anelastiche delle strutture, ricadenti in zona 1, è fissata una altezza massima pari a due piani

dal piano di campagna, ovvero dal ciglio della strada. Il solaio di copertura del secondo piano non

può essere calpestio di volume abitabile.

Per le altre zone l’altezza massima degli edifici deve essere opportunamente limitata, in funzione

delle loro capacità deformative e dissipative e della classificazione sismica del territorio.

Per le altre tipologie strutturali (cemento armato, acciaio, etc) l’altezza massima è determinata

unicamente dalle capacità resistenti e deformative della struttura.

Limitazione dell’altezza in funzione della larghezza stradale

I regolamenti e le norme di attuazione degli strumenti urbanistici possono introdurre limitazioni

all’altezza degli edifici in funzione della larghezza stradale.

Per ciascun fronte dell’edificio verso strada, i regolamenti e le norme definiranno la distanza

minima tra la proiezione in pianta del fronte stesso ed il ciglio opposto della strada. Si intende per

strada l’area di uso pubblico aperta alla circolazione dei pedoni e dei veicoli, nonché lo spazio

inedificabile non cintato aperto alla circolazione pedonale.

3 La resistenza effettiva è la somma dei tagli nelle colonne e nelle pareti compatibili con la resistenza a presso flessione

e a taglio dei medesimi elementi. 229

7.2.3 CRITERI DI PROGETTAZIONE DI ELEMENTI STRUTTURALI

“SECONDARI” ED ELEMENTI NON STRUTTURALI

Alcuni elementi strutturali possono venire considerati “secondari”. Sia la rigidezza che la resistenza

di tali elementi vengono ignorate nell’analisi della risposta e tali elementi vengono progettati per

resistere ai soli carichi verticali. Tali elementi tuttavia devono essere in grado di assorbire le

deformazioni della struttura soggetta all’azione sismica di progetto, mantenendo la capacità portante

nei confronti dei carichi verticali; pertanto, limitatamente al soddisfacimento di tale requisito, agli

elementi “secondari” si applicano i particolari costruttivi definiti per gli elementi strutturali.

In nessun caso la scelta degli elementi da considerare secondari può determinare il passaggio da

struttura “irregolare” a struttura “regolare”, né il contributo alla rigidezza totale sotto azioni

orizzontali degli elementi secondari può superare il 15% della analoga rigidezza degli elementi

principali.

Con l’esclusione dei soli tamponamenti interni di spessore non superiore a 100 mm, gli elementi

costruttivi senza funzione strutturale il cui danneggiamento può provocare danni a persone, devono

essere verificati, insieme alle loro connessioni alla struttura, per l’azione sismica corrispondente a

ciascuno degli stati limite considerati.

Qualora la distribuzione di tali elementi sia fortemente irregolare in pianta, gli effetti di tale

irregolarità debbono essere valutati e tenuti in conto. Questo requisito si intende soddisfatto qualora

si incrementi di un fattore 2 l’eccentricità accidentale di cui al § 7.2.6.

Qualora la distribuzione di tali elementi sia fortemente irregolare in altezza deve essere considerata

la possibilità di forti concentrazioni di danno ai livelli caratterizzati da significativa riduzione del

numero di tali elementi rispetto ai livelli adiacenti. Questo requisito si intende soddisfatto

incrementando di un fattore 1,4 le azioni di calcolo per gli elementi verticali (pilastri e pareti) dei

livelli con riduzione dei tamponamenti.

In ogni caso gli effetti degli elementi costruttivi senza funzione strutturale sulla risposta sismica

dell’intera struttura vanno considerati nei modi e nei limiti ulteriormente descritti, per i diversi

sistemi costruttivi, nei paragrafi successivi.

Gli effetti dell’azione sismica sugli elementi costruttivi senza funzione strutturale possono essere

determinati applicando agli elementi detti una forza orizzontale F definita come segue:

a

F =(S W )/q (7.2.1)

a a a a

dove

è la forza sismica orizzontale agente al centro di massa dell’elemento non strutturale nella

F

a direzione più sfavorevole;

W è il peso dell’elemento;

a

S è l’accelerazione massima, adimensionalizzata rispetto a quella di gravità, che l’elemento

a strutturale subisce durante il sisma e corrisponde allo stato limite in esame (v. § 3.2.1)

q è il fattore di struttura dell’elemento.

a

In assenza di specifiche determinazioni, per q si possono assumere i valori riportati in Tab. 7.2.I.

a

In mancanza di analisi più accurate S può essere calcolato nel seguente modo:

a ⋅ +

 

3 (1 Z / H)

= α ⋅ ⋅ −

S S 0,5 (7.2.2)

 

a + − 2

 

1 (1 T / T )

a 1

dove:

α è il rapporto tra l’accelerazione massima del terreno a su sottosuolo tipo A da considerare nello

g

stato limite in esame (v. § 3.2.1) e l’accelerazione di gravità g;

230

S è il coefficiente che tiene conto della categoria di sottosuolo e delle condizioni topografiche

secondo quanto riportato nel § 3.2.3.2.1;

T è il periodo fondamentale di vibrazione dell’elemento non strutturale;

a

T è il periodo fondamentale di vibrazione della costruzione nella direzione considerata;

1

Z è la quota del baricentro dell’elemento non strutturale misurata a partire dal piano di fondazione

(v. § 3.2.2);

H è l’altezza della costruzione misurata a partire dal piano di fondazione

Per le strutture con isolamento sismico si assume sempre Z=0. αS.

Il valore del coefficiente sismico S non può essere assunto minore di

a

Tabella 7.2.I – Valori di q per elementi non strutturale

a

Elemento non strutturale q a

Parapetti o decorazioni aggettanti

Insegne e pannelli pubblicitari 1,0

Ciminiere, antenne e serbatoi su supporti funzionanti come mensole senza controventi per più di metà

della loro altezza

Pareti interne ed esterne

Tramezzature e facciate

Ciminiere, antenne e serbatoi su supporti funzionanti come mensole non controventate per meno di 2,0

metà della loro altezza o connesse alla struttura in corrispondenza o al di sopra del loro centro di massa

Elementi di ancoraggio per armadi e librerie permanenti direttamente poggianti sul pavimento

Elementi di ancoraggio per controsoffitti e corpi illuminanti

7.2.4 CRITERI DI PROGETTAZIONE DEGLI IMPIANTI

Ciascun elemento di un impianto che ecceda il 30% del carico permanente totale del solaio su cui è

collocato o il 10% del carico permanente totale dell’intera struttura, non ricade nelle prescrizioni

successive e richiede uno specifico studio.

Gli elementi strutturali che sostengono e collegano i diversi elementi funzionali costituenti

l’impianto tra loro e alla struttura principale devono essere progettati seguendo le stesse regole

adottate per gli elementi costruttivi senza funzione strutturale ed illustrate nel paragrafo precedente.

L’effetto dell’azione sismica sull’impianto, in assenza di determinazioni più precise, può essere

valutato considerando una forza (F ) applicata al baricentro di ciascuno degli elementi funzionali

a

componenti l’impianto, calcolata utilizzando le equazioni (7.2.1) e (7.2.2).

Gli eventuali componenti fragili debbono essere progettati per avere resistenza doppia di quella

degli eventuali elementi duttili ad essi contigui, ma non superiore a quella richiesta da un’analisi

eseguita con fattore di struttura q pari ad 1.

Gli impianti non possono essere vincolati alla costruzione contando sull’effetto dell’attrito, bensì

debbono essere collegati ad essa con dispositivi di vincolo rigidi o flessibili; gli impianti a

dispositivi di vincolo flessibili sono quelli che hanno periodo di vibrazione T 0,1s. Se si adottano

dispositivi di vincolo flessibili i collegamenti di servizio dell’impianto debbono essere flessibili e

non possono far parte del meccanismo di vincolo.

Deve essere limitato il rischio di fuoriuscite incontrollate di gas, particolarmente in prossimità di

utenze elettriche e materiali infiammabili, anche mediante l’utilizzo di dispositivi di interruzione

automatica della distribuzione del gas. I tubi per la fornitura del gas, al passaggio dal terreno alla

costruzione, debbono essere progettati per sopportare senza rotture i massimi spostamenti relativi

costruzione terreno dovuti all’azione sismica di progetto.

231

7.2.5 REQUISITI STRUTTURALI DEGLI ELEMENTI DI FONDAZIONE

Le azioni trasmesse in fondazione derivano dall’analisi del comportamento dell’intera opera, in

genere condotta esaminando la sola struttura in elevazione alla quale sono applicate le azioni

statiche e sismiche.

Per le strutture progettate sia per CD “A”sia per CD “B” il dimensionamento delle strutture di

fondazione e la verifica di sicurezza del complesso fondazione-terreno devono essere eseguiti

assumendo come azioni in fondazione le resistenze degli elementi strutturali soprastanti. Più

precisamente, la forza assiale negli elementi strutturali verticali derivante dalla combinazione delle

azioni di cui al § 3.2.4 deve essere associata al concomitante valore resistente del momento flettente

e del taglio; si richiede tuttavia che tali azioni risultino non maggiori di quelle trasferite dagli

γ

elementi soprastanti, amplificate con un pari a 1,1 in CD “B” e 1,3 in CD “A”, e comunque non

Rd

maggiori di quelle derivanti da una analisi elastica della struttura in elevazione eseguita con un

fattore di struttura q pari a 1.

Le fondazioni superficiali devono essere progettate per rimanere in campo elastico. Non sono

quindi necessarie armature specifiche per ottenere un comportamento duttile.

Le travi di fondazione in c.a. devono avere armature longitudinali in percentuale non inferiore allo

0,2 %, sia inferiormente che superiormente, per l’intera lunghezza.

I pali in calcestruzzo devono essere armati per tutta la lunghezza, con un’area non inferiore allo

0,3% di quella del calcestruzzo.

Nei casi in cui gli effetti dell’interazione cinematica terreno-struttura siano considerati rilevanti, sui

pali deve essere assunta la condizione di sollecitazione più sfavorevole estesa a tutta la lunghezza

del palo.

L’impiego di pali inclinati è da evitare. Nei casi in cui sia necessario farne uso, i pali devono essere

dimensionati per sopportare con adeguato margine sicurezza le sollecitazioni che derivano

dall’analisi del complesso fondazione-terreno in condizioni sismiche.

È da evitare la formazione di cerniere plastiche nei pali di fondazione. Qualora non fosse possibile

escluderne la formazione, le corrispondenti sezioni devono essere progettate per un comportamento

duttile e opportunamente confinate. L'armatura perimetrale di confinamento dei pali di fondazione,

di diametro non inferiore a 8 mm, deve essere costituita da spirale continua per tutti i tratti

interessati da potenziali cerniere plastiche. In tali tratti, assunti di dimensione almeno pari a 3 volte

il diametro, e comunque per uno sviluppo, a partire dalla testa del palo, di almeno 10 diametri,

l'armatura longitudinale deve avere area non inferiore all’1% di quella del calcestruzzo.

7.2.5.1 Collegamenti orizzontali tra fondazioni

Si deve tenere conto della presenza di spostamenti relativi del terreno di fondazione sul piano

orizzontale, calcolati come specificato nel § 3.2.5.2, e dei possibili effetti da essi indotti nella

sovrastruttura.

Il requisito si ritiene soddisfatto se le strutture di fondazione sono collegate tra loro da un reticolo di

travi, o da una piastra dimensionata in modo adeguato, in grado di assorbire le forze assiali

conseguenti. In assenza di valutazioni più accurate, si possono conservativamente assumere le

seguenti azioni assiali:

± 0,3 N a /g per il profilo stratigrafico di tipo B

sd max

± 0,4 N a /g per il profilo stratigrafico di tipo C

sd max

a /g per il profilo stratigrafico di tipo D

± 0,6 N

sd max

dove N è il valore medio delle forze verticali agenti sugli elementi collegati, e a è

sd max

l’accelerazione orizzontale massima attesa al sito.

232

In assenza di analisi specifiche della risposta sismica locale l’accelerazione massima attesa al sito

= a ·S in cui S è il coefficiente che comprende l’effetto

può essere valutata con la relazione: a

max g

dell’amplificazione stratigrafica (S ) e dell’amplificazione topografica (S ), di cui al § 3.2.3.2, e a

S T g

è l’accelerazione orizzontale massima su sito di riferimento rigido.

Ai fini dell’applicazione delle precedenti relazioni, il profilo stratigrafico di tipo E è assimilato a

quello di tipo C se i terreni posti sul substrato di riferimento sono mediamente addensati (terreni a

grana grossa) o mediamente consistenti (terreni a grana fina) e a quello di tipo D se i terreni posti su

substrato di riferimento sono scarsamente addensati (terreni a grana grossa) o scarsamente

consistenti (terreni a grana fina).

Il collegamento tra le strutture di fondazione non è necessario per profili stratigrafici di tipo A e per

siti ricadenti in zona 4.

Travi o piastre di piano possono essere assimilate a elementi di collegamento se realizzate ad una

distanza minore o uguale a 1 m dall’intradosso degli elementi di fondazione superficiali o dalla testa

dei pali.

7.2.6 CRITERI DI MODELLAZIONE DELLA STRUTTURA E AZIONE SISMICA

Il modello della struttura deve essere tridimensionale e rappresentare in modo adeguato le effettive

distribuzioni spaziali di massa, rigidezza e resistenza, con particolare attenzione alle situazioni nelle

quali componenti orizzontali dell’azione sismica possono produrre forze d’inerzia verticali (travi di

grande luce, sbalzi significativi, etc.).

Nella definizione del modello alcuni elementi strutturali, considerati “secondari”, e gli elementi non

strutturali autoportanti (tamponature e tramezzi), possono essere rappresentati unicamente in

termini di massa, considerando il loro contributo alla rigidezza e alla resistenza del sistema

strutturale solo qualora essi possiedano rigidezza e resistenza tali da modificare significativamente

il comportamento del modello.

Gli orizzontamenti possono essere considerati infinitamente rigidi nel loro piano, a condizione che

siano realizzati in cemento armato, oppure in latero-cemento con soletta in c.a. di almeno 40 mm di

spessore, o in struttura mista con soletta in cemento armato di almeno 50 mm di spessore collegata

da connettori a taglio opportunamente dimensionati agli elementi strutturali in acciaio o in legno e

purché le aperture presenti non ne riducano significativamente la rigidezza.

Per rappresentare la rigidezza degli elementi strutturali si possono adottare modelli lineari, che

trascurano le non linearità di materiale e geometriche, e modelli non lineari, che le considerano; in

ambo i casi si deve tener conto della fessurazione dei materiali fragili. In caso non siano effettuate

analisi specifiche, la rigidezza flessionale e a taglio di elementi in muratura, cemento armato,

acciaio-calcestruzzo, può essere ridotta sino al 50% della rigidezza dei corrispondenti elementi non

fessurati, tenendo debitamente conto dell’influenza della sollecitazione assiale permanente.

Nel caso di comportamento non dissipativo si adottano unicamente i modelli lineari.

Nel caso di comportamento dissipativo si possono adottare sia modelli lineari sia modelli non

lineari. Il legame costitutivo utilizzato per modellare il comportamento non lineare della struttura

dovuto alla non linearità di materiale deve essere giustificato, anche in relazione alla corretta

rappresentazione dell’energia dissipata nei cicli di isteresi.

Le azioni conseguenti al moto sismico sono modellate sia direttamente, attraverso forze statiche

equivalenti o spettri di risposta, sia indirettamente, attraverso accelerogrammi.

Nella definizione dell’azione sismica sulla struttura, è possibile tenere conto della modifica del

moto sismico indotta dall’interazione fondazione-terreno. A meno di analisi numeriche avanzate, la

fondazione può essere schematizzata con vincoli visco-elastici, caratterizzati da opportuna

impedenza dinamica. Questa schematizzazione può rendersi necessaria per strutture alte e snelle,

nelle quali gli effetti del secondo ordine non sono trascurabili, e per strutture fondate su terreni

< 100 m/s). Conseguentemente, con i criteri di cui al § 7.11.2, nel calcolo

molto deformabili (V

s 233

dell’impedenza dinamica è necessario tener conto della dipendenza delle caratteristiche di rigidezza

e smorzamento dal livello deformativo.

Per le fondazioni miste, come specificato al § 6.4.3., l’interazione fra il terreno, i pali e la struttura

di collegamento deve essere studiata con appropriate modellazioni, allo scopo di pervenire alla

determinazione dell’aliquota dell’azione di progetto trasferita al terreno direttamente dalla struttura

di collegamento e dell’aliquota trasmessa ai pali. Nei casi in cui l’interazione sia considerata non

significativa o, comunque, si ometta la relativa analisi, le verifiche SLV e SLD, condotte quindi con

riferimento ai soli pali, devono soddisfare quanto riportato al punto § 7.11.5.3.2. Nei casi in cui si

consideri significativa tale interazione e si svolga la relativa analisi, le verifiche SLV e SLD,

condotte con riferimento ai soli pali, devono soddisfare quanto riportato ai §§ 6.4.3.3 e 6.4.3.4, ove

le azioni e le resistenze di progetto ivi menzionate sono da intendersi determinate secondo quanto

specificato nel presente Cap. 7.

Per tenere conto della variabilità spaziale del moto sismico, nonché di eventuali incertezze nella

localizzazione delle masse, al centro di massa deve essere attribuita una eccentricità accidentale

rispetto alla sua posizione quale deriva dal calcolo. Per i soli edifici ed in assenza di più accurate

determinazioni l’eccentricità accidentale in ogni direzione non può essere considerata inferiore a

0,05 volte la dimensione dell’edificio misurata perpendicolarmente alla direzione di applicazione

dell’azione sismica. Detta eccentricità è assunta costante, per entità e direzione, su tutti gli

orizzontamenti. 234

7.3 METODI DI ANALISI E CRITERI DI VERIFICA

7.3.1 ANALISI LINEARE O NON LINEARE

L’analisi delle strutture soggette ad azione sismica può essere lineare o non lineare.

Analisi lineare

L’analisi lineare può essere utilizzata per calcolare gli effetti delle azioni sismiche sia nel caso di

sistemi dissipativi sia nel caso di sistemi non dissipativi.

Quando si utilizza l’analisi lineare per sistemi non dissipativi, come avviene per gli stati limite di

esercizio, gli effetti delle azioni sismiche sono calcolati, quale che sia la modellazione per esse

utilizzata, riferendosi allo spettro di progetto ottenuto assumendo un fattore di struttura q unitario (§

3.2.3.4). La resistenza delle membrature e dei collegamenti deve essere valutata in accordo con le

regole presentate nei capitoli precedenti, non essendo necessario soddisfare i requisiti di duttilità

fissati nei paragrafi successivi.

Quando si utilizza l’analisi lineare per sistemi dissipativi, come avviene per gli stati limite ultimi,

gli effetti delle azioni sismiche sono calcolati, quale che sia la modellazione per esse utilizzata,

riferendosi allo spettro di progetto ottenuto assumendo un fattore di struttura q maggiore dell’unità

(§ 3.2.3.5). La resistenza delle membrature e dei collegamenti deve essere valutata in accordo con le

regole presentate nei capitoli precedenti, essendo necessario soddisfare i requisiti di duttilità fissati

nei paragrafi successivi.

Il valore del fattore di struttura q da utilizzare per ciascuna direzione della azione sismica, dipende

dalla tipologia strutturale, dal suo grado di iperstaticità e dai criteri di progettazione adottati e

prende in conto le non linearità di materiale. Esso può essere calcolato tramite la seguente

espressione: = ⋅

q q K (7.3.1)

0 R

dove:

qo è il valore massimo del fattore di struttura che dipende dal livello di duttilità attesa, dalla

α

tipologia strutturale e dal rapporto /α tra il valore dell’azione sismica per il quale si verifica

u 1

la formazione di un numero di cerniere plastiche tali da rendere la struttura labile e quello per il

quale il primo elemento strutturale raggiunge la plasticizzazione a flessione;

K è un fattore riduttivo che dipende dalle caratteristiche di regolarità in altezza della costruzione,

R con valore pari ad 1 per costruzioni regolari in altezza e pari a 0,8 per costruzioni non regolari in

altezza.

Per le costruzioni regolari in pianta, qualora non si proceda ad un’analisi non lineare finalizzata alla

α

valutazione del rapporto /α per esso possono essere adottati i valori indicati nei paragrafi

u 1,

successivi per le diverse tipologie costruttive. α

Per le costruzioni non regolari in pianta, si possono adottare valori di /α pari alla media tra 1,0

u 1

ed i valori di volta in volta forniti per le diverse tipologie costruttive.

La scelta del fattore di struttura deve essere adeguatamente giustificata. Il valore adottato deve dar

luogo ad azioni di progetto agli stati limite ultimi coerenti con le azioni di progetto assunte per gli

stati limite di esercizio.

Per la componente verticale dell’azione sismica il valore di q utilizzato, a meno di adeguate analisi

giustificative, è q = 1,5 per qualunque tipologia strutturale e di materiale, tranne che per i ponti per i

quali è q = 1. 235 θ

Le non linearità geometriche sono prese in conto, quando necessario, attraverso il fattore appresso

definito. In particolare, per le costruzioni civili ed industriali esse possono essere trascurate nel caso

in cui ad ogni orizzontamento risulti: ⋅

P d

θ= ≤

r 0,1 (7.3.2)

V h

dove:

P è il carico verticale totale della parte di struttura sovrastante l’orizzontamento in esame

d è lo spostamento orizzontale medio d’interpiano, ovvero la differenza tra lo spostamento

r orizzontale dell’orizzontamento considerato e lo spostamento orizzontale dell’orizzontamento

immediatamente sottostante;

V è la forza orizzontale totale in corrispondenza dell’orizzontamento in esame;

h è la distanza tra l’orizzontamento in esame e quello immediatamente sottostante.

θ

Quando è compreso tra 0,1 e 0,2 gli effetti delle non linearità geometriche possono essere presi in

θ

conto incrementando gli effetti dell’azione sismica orizzontale di un fattore pari a 1/(1−θ); non

può comunque superare il valore 0,3.

Analisi non lineare

L’analisi non lineare si utilizza per sistemi dissipativi e tiene conto delle non linearità di materiale e

geometriche; queste ultime possono essere trascurate nei casi precedentemente precisati. I legami

costitutivi utilizzati devono includere la perdita di resistenza e la resistenza residua, se significativi.

7.3.2 ANALISI STATICA O DINAMICA

Oltre che in relazione al fatto che l’analisi sia lineare o non lineare, i metodi d’analisi sono articolati

anche in relazione al fatto che l’equilibrio sia trattato staticamente o dinamicamente.

Il metodo d’analisi lineare di riferimento per determinare gli effetti dell’azione sismica, sia su

sistemi dissipativi sia su sistemi non dissipativi, è l’analisi modale con spettro di risposta o “analisi

lineare dinamica”. In essa l’equilibrio è trattato dinamicamente e l’azione sismica è modellata

direttamente attraverso lo spettro di progetto definito al § 3.2.3.4 (struttura non dissipativa) o al §

3.2.3.5 (struttura dissipativa). In alternativa all’analisi modale si può adottare una integrazione al

la struttura deve

passo, modellando l’azione sismica attraverso accelerogrammi, ma in tal caso

essere non dissipativa.

Per le sole costruzioni la cui risposta sismica, in ogni direzione principale, non dipenda

significativamente dai modi di vibrare superiori, è possibile utilizzare, sia su sistemi dissipativi sia

su sistemi non dissipativi, il metodo delle forze laterali o “analisi lineare statica”. In essa

l’equilibrio è trattato staticamente, l’analisi della struttura è lineare, si modella l’azione sismica

direttamente attraverso lo spettro di progetto definito al § 3.2.3.4 (struttura non dissipativa) o al §

3.2.3.5 (struttura dissipativa).

Infine, per determinare gli effetti dell’azione sismica su sistemi dissipativi, si possono effettuare

analisi non lineari. In esse l’equilibrio è trattato staticamente (“analisi non lineare statica”)

modellando l’azione sismica direttamente mediante forze statiche fatte crescere monotonamente o

dinamicamente (“analisi non lineare dinamica”) modellando l’azione sismica indirettamente

mediante accelerogrammi. 236

7.3.3 ANALISI LINEARE DINAMICA O STATICA

7.3.3.1 Analisi lineare dinamica

L’analisi dinamica lineare consiste:

- nella determinazione dei modi di vibrare della costruzione (analisi modale),

nel calcolo degli effetti dell’azione sismica, rappresentata dallo spettro di risposta di progetto,

- per ciascuno dei modi di vibrare individuati,

- nella combinazione di questi effetti.

Devono essere considerati tutti i modi con massa partecipante significativa. È opportuno a tal

riguardo considerare tutti i modi con massa partecipante superiore al 5% e comunque un numero di

modi la cui massa partecipante totale sia superiore all’85%.

Per la combinazione degli effetti relativi ai singoli modi deve essere utilizzata una combinazione

quadratica completa degli effetti relativi a ciascun modo, quale quella indicata nell’espressione

(7.3.3): ∑ ∑

= ρ ⋅ ⋅ 1/ 2

E ( E E ) (7.3.3)

ij i j

j i

con:

valore dell’effetto relativo al modo j;

E j

ρ coefficiente di correlazione tra il modo i e il modo j, calcolato con formule di comprovata

ij validità quale: ξ β

2 3/2

8

ρ ij (7.3.4)

=

ij β β + ξ β

 

2 2

(1 + ) (1- ) 4

 

ij ij ij

ξ smorzamento viscoso dei modi i e j;

β è il rapporto tra l’inverso dei periodi di ciascuna coppia i-j di modi (β = T /T ).

ij ij j i

Per gli edifici, gli effetti della eccentricità accidentale del centro di massa possono essere

determinati mediante l’applicazione di carichi statici costituiti da momenti torcenti di valore pari

alla risultante orizzontale della forza agente al piano, determinata come in § 7.3.3.2, moltiplicata per

l’eccentricità accidentale del baricentro delle masse rispetto alla sua posizione di calcolo,

determinata come in § 7.2.6.

In alternativa, nel caso in cui la struttura sia non dissipativa, si può effettuare un’analisi con

integrazione al passo, modellando l’azione sismica attraverso accelerogrammi, tenendo conto

dell’eccentricità accidentale nel modo indicato al § 7.2.6.

7.3.3.2 Analisi lineare statica

L’analisi statica lineare consiste nell’applicazione di forze statiche equivalenti alle forze di inerzia

indotte dall’azione sismica e può essere effettuata per costruzioni che rispettino i requisiti specifici

riportati nei paragrafi successivi, a condizione che il periodo del modo di vibrare principale nella

direzione in esame (T ) non superi 2,5 T o T e che la costruzione sia regolare in altezza.

1 C D

Per costruzioni civili o industriali che non superino i 40 m di altezza e la cui massa sia

approssimativamente uniformemente distribuita lungo l’altezza, T può essere stimato, in assenza di

1

calcoli più dettagliati, utilizzando la formula seguente:

⋅ 3/4

T = C H (7.3.5)

1 l

237

dove: H è l’altezza della costruzione, in metri, dal piano di fondazione e C vale 0,085 per

l

costruzioni con struttura a telaio in acciaio, 0,075 per costruzioni con struttura a telaio in

calcestruzzo armato e 0,050 per costruzioni con qualsiasi altro tipo di struttura.

L’entità delle forze si ottiene dall’ordinata dello spettro di progetto corrispondente al periodo T e la

1

loro distribuzione sulla struttura segue la forma del modo di vibrare principale nella direzione in

esame, valutata in modo approssimato.

La forza da applicare a ciascuna massa della costruzione è data dalla formula seguente:

⋅ ⋅

F = F z W / zW (7.3.6)

i h i i j j

j

dove: ⋅ ⋅ λ

F = S (T ) W /g

h d 1 è la forza da applicare alla massa i-esima;

F

i

W e W sono i pesi, rispettivamente, della massa i e della massa j;

i j

e z sono le quote, rispetto al piano di fondazione (v. § 3.2.3.1), delle masse i e j;

z i j

(T ) è l’ordinata dello spettro di risposta di progetto definito al § 3.2.3.5;

S d 1

W è il peso complessivo della costruzione;

λ è un coefficiente pari a 0,85 se la costruzione ha almeno tre orizzontamenti e se T < 2T ,

1 C

pari a 1,0 in tutti gli altri casi;

g è l’accelerazione di gravità.

Per gli edifici, se le rigidezze laterali e le masse sono distribuite simmetricamente in pianta, gli

effetti torsionali accidentali di cui al § 7.2.6 possono essere considerati amplificando le

sollecitazioni su ogni elemento resistente, calcolate con la distribuzione fornita dalla formula

(7.3.6), attraverso il fattore (δ) risultante dalla seguente espressione:

δ = +

1 0, 6 x / L (7.3.7)

e

dove:

x è la distanza dell’elemento resistente verticale dal baricentro geometrico di piano, misurata

perpendicolarmente alla direzione dell’azione sismica considerata;

è la distanza tra i due elementi resistenti più lontani, misurata allo stesso modo.

L

e

7.3.3.3 Valutazione degli spostamenti

Gli spostamenti d della struttura sotto l’azione sismica di progetto allo SLV si ottengono

E µ

moltiplicando per il fattore i valori d ottenuti dall’analisi lineare, dinamica o statica, secondo

Ee

d

l’espressione seguente: ± µ ⋅

d = d (7.3.8)

E d Ee

dove µ = ≥

q se T T

1 C

d

( )

µ = + − ⋅ < (7.3.9)

1 q 1 T / T se T T

d C 1 1 C

µ ≤

In ogni caso 5q – 4.

d 238

7.3.4 ANALISI NON LINEARE STATICA O DINAMICA

7.3.4.1 Analisi non lineare statica

L’analisi non lineare statica consiste nell’applicare alla struttura i carichi gravitazionali e, per la

direzione considerata dell’azione sismica, un sistema di forze orizzontali distribuite, ad ogni livello

della costruzione, proporzionalmente alle forze d’inerzia ed aventi risultante (taglio alla base) F .

b

Tali forze sono scalate in modo da far crescere monotonamente, sia in direzione positiva che

negativa e fino al raggiungimento delle condizioni di collasso locale o globale, lo spostamento

orizzontale d di un punto di controllo coincidente con il centro di massa dell’ultimo livello della

c

costruzione (sono esclusi eventuali torrini). Il diagramma F - d rappresenta la curva di capacità

b c

della struttura.

Questo tipo di analisi può essere utilizzato soltanto se ricorrono le condizioni di applicabilità nel

Gruppo 1

seguito precisate per le distribuzioni principali ( ); in tal caso esso si utilizza per gli scopi

e nei casi seguenti: α

- valutare i rapporti di sovraresistenza /α di cui ai §§ 7.4.3.2, 7.4.5.1, 7.5.2.2, 7.6.2.2, 7.7.3,

u 1

7.8.1.3 e 7.9.2.1;

- verificare l’effettiva distribuzione della domanda inelastica negli edifici progettati con il fattore

di struttura q;

come metodo di progetto per gli edifici di nuova costruzione sostitutivo dei metodi di analisi

- lineari;

come metodo per la valutazione della capacità di edifici esistenti.

-

Si devono considerare almeno due distribuzioni di forze d’inerzia, ricadenti l’una nelle distribuzioni

Gruppo 1 Gruppo 2

principali ( ) e l’altra nelle distribuzioni secondarie ( ) appresso illustrate.

Gruppo 1 - Distribuzioni principali:

- distribuzione proporzionale alle forze statiche di cui al § 7.3.3.2, applicabile solo se il modo di

vibrare fondamentale nella direzione considerata ha una partecipazione di massa non inferiore al

a)

;

75% ed a condizione di utilizzare come seconda distribuzione la 2

- distribuzione corrispondente ad una distribuzione di accelerazioni proporzionale alla forma del

modo di vibrare, applicabile solo se il modo di vibrare fondamentale nella direzione considerata

ha una partecipazione di massa non inferiore al 75%;

- distribuzione corrispondente alla distribuzione dei tagli di piano calcolati in un’analisi dinamica

lineare, applicabile solo se il periodo fondamentale della struttura è superiore a T .

C

Gruppo 2 - Distribuzioni secondarie:

a) distribuzione uniforme di forze, da intendersi come derivata da una distribuzione uniforme di

accelerazioni lungo l’altezza della costruzione;

b) distribuzione adattiva, che cambia al crescere dello spostamento del punto di controllo in

funzione della plasticizzazione della struttura.

L’analisi richiede che al sistema strutturale reale venga associato un sistema strutturale equivalente

ad un grado di libertà.

7.3.4.2 Analisi non lineare dinamica

L’analisi non lineare dinamica consiste nel calcolo della risposta sismica della struttura mediante

integrazione delle equazioni del moto, utilizzando un modello non lineare della struttura e gli

accelerogrammi definiti al § 3.2.3.6. Essa ha lo scopo di valutare il comportamento dinamico della

struttura in campo non lineare, consentendo il confronto tra duttilità richiesta e duttilità disponibile,

239

nonché di verificare l’integrità degli elementi strutturali nei confronti di possibili comportamenti

fragili.

L’analisi dinamica non lineare deve essere confrontata con una analisi modale con spettro di

risposta di progetto, al fine di controllare le differenze in termini di sollecitazioni globali alla base

delle strutture.

Nel caso delle costruzioni con isolamento alla base l’analisi dinamica non lineare è obbligatoria

quando il sistema d’isolamento non può essere rappresentato da un modello lineare equivalente,

come stabilito nel § 7.10.5.2.

Gli effetti torsionali sul sistema d’isolamento sono valutati come precisato nel § 7.10.5.3.1,

adottando valori delle rigidezze equivalenti coerenti con gli spostamenti risultanti dall’analisi. In

proposito ci si può riferire a documenti di comprovata validità.

7.3.5 RISPOSTA ALLE DIVERSE COMPONENTI DELL’AZIONE SISMICA ED

ALLA VARIABILITÀ SPAZIALE DEL MOTO

Se la risposta viene valutata mediante analisi statica o dinamica in campo lineare, essa può essere

calcolata separatamente per ciascuna delle tre componenti; la risposta a ciascuna componente, ove

necessario (v. § 3.2.5.1), è combinata con gli effetti pseudo-statici indotti dagli spostamenti relativi

prodotti dalla variabilità spaziale della componente stessa, utilizzando la radice quadrata della

somma dei quadrati. Gli effetti sulla struttura (sollecitazioni, deformazioni, spostamenti, ecc.) sono

combinati successivamente, applicando la seguente espressione:

⋅ + ⋅ + ⋅

1, 00 E 0,30 E 0,30 E (7.3.15)

x y z

con rotazione dei coefficienti moltiplicativi e conseguente individuazione degli effetti più gravosi.

La componente verticale verrà tenuta in conto ove necessario (v. § 7.2.1).

Se la risposta viene valutata mediante analisi statica in campo non lineare, ciascuna delle due

,

componenti orizzontali (insieme a quella verticale, ove necessario e agli spostamenti relativi

prodotti dalla variabilità spaziale del moto, ove necessario) è applicata separatamente. Come effetti

massimi si assumono i valori più sfavorevoli così ottenuti.

Se la risposta viene valutata mediante analisi dinamica con integrazione al passo, in campo lineare o

non lineare, le due componenti accelerometriche orizzontali (e quella verticale, ove necessario)

sono applicate simultaneamente a formare un gruppo di accelerogrammi e gli effetti sulla struttura

sono rappresentati dai valori medi degli effetti più sfavorevoli ottenuti dalle analisi, se si utilizzano

almeno 7 diversi gruppi di accelerogrammi, dai valori più sfavorevoli degli effetti, in caso contrario.

In nessun caso si possono adottare meno di tre gruppi di accelerogrammi.

Nel caso in cui sia necessario valutare gli effetti della variabilità spaziale del moto, l’analisi deve

essere eseguita imponendo alla base della costruzione storie temporali del moto sismico

differenziate ma coerenti tra loro e generate in accordo con lo spettro di risposta appropriato per

ciascun supporto.

7.3.6 CRITERI DI VERIFICA AGLI STATI LIMITE ULTIMI

Le verifiche nei confronti degli stati limite ultimi degli elementi strutturali, degli elementi non

strutturali e degli impianti si effettuano in termini di resistenza e di duttilità.

7.3.6.1 Verifiche degli elementi strutturali in termini di resistenza

Per tutti gli elementi strutturali, inclusi nodi e connessioni tra elementi, deve essere verificato che il

valore di progetto di ciascuna sollecitazione (E ), calcolato in generale comprendendo gli effetti

d

240

delle non linearità geometriche e le regole di gerarchia delle resistenze indicate per le diverse

tecniche costruttive, sia inferiore al corrispondente valore della resistenza di progetto (R ).

d

In particolare gli orizzontamenti devono essere in grado di trasmettere le forze ottenute dall’analisi,

aumentate del 30 %.

La resistenza di progetto delle membrature e dei collegamenti è valutata in accordo con le regole

presentate nei capitoli precedenti, integrate dalle regole di progettazione definite di volta in volta

nei successivi paragrafi.

Se la resistenza dei materiali è giustificatamente ridotta (anche sulla base di apposite prove

sperimentali) per tener conto del degrado per deformazioni cicliche, ai coefficienti parziali di

γ

sicurezza sui materiali si attribuiscono i valori precisati nel Cap. 4 per le situazioni eccezionali.

M

7.3.6.2 Verifiche degli elementi strutturali in termini di duttilità e capacità di

deformazione

Deve essere verificato che i singoli elementi strutturali e la struttura nel suo insieme possiedano una

duttilità coerente con il fattore di struttura q adottato. Questa condizione si può ritenere soddisfatta

applicando le regole di progetto specifiche e di gerarchia delle resistenze indicate per le diverse

tipologie costruttive.

Alternativamente, e coerentemente con modello e metodo di analisi utilizzato, si deve verificare che

la struttura possieda una capacità di spostamento superiore alla domanda.

7.3.6.3 Verifiche degli elementi non strutturali e degli impianti

Per gli elementi costruttivi senza funzione strutturale debbono essere adottati magisteri atti ad

evitare collassi fragili e prematuri e la possibile espulsione sotto l’azione della F (v. § 7.2.3)

a

SLV .

corrispondente allo

Per ciascuno degli impianti principali, gli elementi strutturali che sostengono e collegano i diversi

elementi funzionali costituenti l’impianto tra loro ed alla struttura principale devono avere

SLV

resistenza sufficiente a sostenere l’azione della F (v. § 7.2.4) corrispondente allo .

a

7.3.7 CRITERI DI VERIFICA AGLI STATI LIMITE DI ESERCIZIO

Le verifiche nei confronti degli stati limite di esercizio degli elementi strutturali, degli elementi non

strutturali e degli impianti si effettuano rispettivamente in termini di resistenza, di contenimento del

danno e di mantenimento della funzionalità.

7.3.7.1 Verifiche degli elementi strutturali in termini di resistenza

Per costruzioni di Classe III e IV, se si vogliono limitare i danneggiamenti strutturali, per tutti gli

elementi strutturali, inclusi nodi e connessioni tra elementi, deve essere verificato che il valore di

progetto di ciascuna sollecitazione (E ) calcolato in presenza delle azioni sismiche corrispondenti

d η

SLD

allo (v. § 3.2.1 e § 3.2.3.2) ed attribuendo ad il valore di 2/3, sia inferiore al corrispondente

valore della resistenza di progetto (R ). calcolato secondo le regole specifiche indicate per ciascun

d

tipo strutturale nel Cap. 4 con riferimento alle situazioni eccezionali.

241

7.3.7.2 Verifiche degli elementi strutturali in termini di contenimento del danno agli

elementi non strutturali

Per le costruzioni ricadenti in classe d’uso I e II si deve verificare che l’azione sismica di progetto

non produca agli elementi costruttivi senza funzione strutturale danni tali da rendere la costruzione

temporaneamente inagibile.

Nel caso delle costruzioni civili e industriali, qualora la temporanea inagibilità sia dovuta a

spostamenti eccessivi interpiano, questa condizione si può ritenere soddisfatta quando gli

spostamenti interpiano ottenuti dall’analisi in presenza dell’azione sismica di progetto relativa allo

SLD (v. § 3.2.1 e § 3.2.3.2) siano inferiori ai limiti indicati nel seguito

a) per tamponamenti collegati rigidamente alla struttura che interferiscono con la deformabilità

della stessa d < 0,005 h (7.3.16)

r

b) per tamponamenti progettati in modo da non subire danni a seguito di spostamenti di interpiano

d , per effetto della loro deformabilità intrinseca ovvero dei collegamenti alla struttura:

rp ≤ ≤

d d 0,01 h (7.3.17)

rp

r

c) per costruzioni con struttura portante in muratura ordinaria

d < 0,003 h (7.3.18)

r

d) per costruzioni con struttura portante in muratura armata

d < 0,004 h (7.3.19)

r

dove:

d è lo spostamento interpiano, ovvero la differenza tra gli spostamenti al solaio superiore ed

r

inferiore, calcolati secondo i §§ 7.3.3 o 7.3.4,

h è l’altezza del piano.

In caso di coesistenza di diversi tipi di tamponamenti o struttura portante nel medesimo piano della

costruzione, deve essere assunto il limite di spostamento più restrittivo. Qualora gli spostamenti di

interpiano siano superiori a 0,005 h (caso b) le verifiche della capacità di spostamento degli

elementi non strutturali vanno estese a tutti i tamponamenti, alle tramezzature interne ed agli

impianti.

Per le costruzioni ricadenti in classe d’uso III e IV si deve verificare che l’azione sismica di

progetto non produca danni agli elementi costruttivi senza funzione strutturale tali da rendere

temporaneamente non operativa la costruzione.

Nel caso delle costruzioni civili e industriali questa condizione si può ritenere soddisfatta quando gli

spostamenti interpiano ottenuti dall’analisi in presenza dell’azione sismica di progetto relativa allo

SLO (v. § 3.2.1 e § 3.2.3.2) siano inferiori ai 2/3 dei limiti in precedenza indicati.

7.3.7.3 Verifiche degli impianti in termini di mantenimento della funzionalità

Per le costruzioni ricadenti in classe d’uso III e IV, si deve verificare che gli spostamenti strutturali

o le accelerazioni (a seconda che gli impianti siano più vulnerabili per effetto dei primi o delle

SLO

seconde) prodotti dalle azioni relative allo non siano tali da produrre interruzioni d’uso degli

impianti stessi. 242

7.4 COSTRUZIONI DI CALCESTRUZZO

7.4.1 GENERALITÀ

L’impostazione delle presenti norme, con le regole di progetto che da essa discendono, prevede che

le costruzioni in cemento armato posseggano in ogni caso una adeguata capacità di dissipare energia

in campo inelastico per azioni cicliche ripetute, senza che ciò comporti riduzioni significative della

resistenza nei confronti delle azioni sia verticali che orizzontali.

7.4.2 CARATTERISTICHE DEI MATERIALI

7.4.2.1 Conglomerato

Non è ammesso l’uso di conglomerati di classe inferiore a C20/25.

7.4.2.2 Acciaio

Per le strutture si deve utilizzare acciaio B450C di cui al § 11.3.2.1.

Si consente l’utilizzo di acciai di tipo B450A, con diametri compresi tra 5 e 10 mm, per le reti e i

tralicci; se ne consente inoltre l’uso per l’armatura trasversale unicamente se è rispettata almeno una

delle seguenti condizioni: elementi in cui è impedita la plasticizzazione mediante il rispetto del

criterio di gerarchia delle resistenze, elementi secondari di cui al § 7.2.3, strutture poco dissipative

con fattore di struttura q 1,5.

7.4.3 TIPOLOGIE STRUTTURALI E FATTORI DI STRUTTURA

7.4.3.1 Tipologie strutturali

Le strutture sismo-resistenti in cemento armato previste dalle presenti norme possono essere

classificate nelle seguenti tipologie:

strutture a telaio

- , nelle quali la resistenza alle azioni sia verticali che orizzontali è affidata

principalmente a telai spaziali, aventi resistenza a taglio alla base 65% della resistenza a taglio

totale;

strutture a pareti

- , nelle quali la resistenza alle azioni sia verticali che orizzontali è affidata

principalmente a pareti, singole o accoppiate, aventi resistenza a taglio alla base 65% della

4

resistenza a taglio totale ;

strutture miste telaio-pareti , nelle quali la resistenza alle azioni verticali è affidata

- prevalentemente ai telai, la resistenza alle azioni orizzontali è affidata in parte ai telai ed in parte

alle pareti, singole o accoppiate; se più del 50% dell’azione orizzontale è assorbita dai telai si

strutture miste equivalenti a telai strutture miste equivalenti a

parla di , altrimenti si parla di

pareti ;

strutture deformabili torsionalmente

- , composte da telai e/o pareti, la cui rigidezza torsionale non

soddisfa ad ogni piano la condizione r/ls > 0,8, nella quale:

4 Una parete è un elemento strutturale di supporto per altri elementi che ha una sezione trasversale caratterizzata da un

rapporto tra dimensione massima e minima in pianta superiore a 4. Si definisce parete di forma composta l’insieme di

pareti semplici collegate in modo da formare sezioni a L, T, U, I ecc. Una parete accoppiata consiste di due o più

pareti singole collegate tra loro da travi duttili (“travi di accoppiamento”) distribuite in modo regolare lungo l’altezza.

Ai fini della determinazione del fattore di struttura q una parete si definisce accoppiata quando è verificata la

condizione che il momento totale alla base prodotto dalle azioni orizzontali è equilibrato, per almeno il 20%, dalla

coppia prodotta dagli sforzi verticali indotti nelle pareti dalla azione sismica.

243

2 = rapporto tra rigidezza torsionale e flessionale di piano

r 2 2

=

2 (L + B )/12 (L e B dimensioni in pianta del piano)

l s

strutture a pendolo inverso

- , nelle quali almeno il 50% della massa è nel terzo superiore

dell’altezza della costruzione o nelle quali la dissipazione d’energia avviene alla base di un

5

singolo elemento strutturale .

Le strutture delle costruzioni in calcestruzzo possono essere classificate come appartenenti ad una

tipologia in una direzione orizzontale ed ad un’altra tipologia nella direzione orizzontale ortogonale

alla precedente. struttura a pareti estese debolmente armate

Una struttura a pareti è da considerarsi come se, nella

direzione orizzontale d’interesse, essa ha un periodo fondamentale, calcolato nell’ipotesi di assenza

di rotazioni alla base, non superiore a T , e comprende almeno due pareti con una dimensione

C

orizzontale non inferiore al minimo tra 4,0m ed i 2/3 della loro altezza, che nella situazione sismica

portano insieme almeno il 20% del carico gravitazionale.

struttura a pareti estese debolmente armate

Se una struttura non è classificata come , tutte le sue

pareti devono essere progettate come duttili.

7.4.3.2 Fattori di struttura

Il fattore di struttura da utilizzare per ciascuna direzione della azione sismica orizzontale è calcolato

come riportato nel § 7.3.1.

I massimi valori di qo relativi alle diverse tipologie ed alle due classi di duttilità considerate

(CD”A” e CD”B”) sono contenuti nella tabella seguente.

Tabella 7.4.I – Valori di qo q

o

Tipologia CD”B” CD”A”

α α α α

Strutture a telaio, a pareti accoppiate, miste 3,0 / 4,5 /

u 1 u 1

α α

Strutture a pareti non accoppiate 3,0 /

4,0 u 1

Strutture deformabili torsionalmente 2,0 3,0

Strutture a pendolo inverso 1,5 2,0

Le strutture a pareti estese debolmente armate devono essere progettare in CD “B”. Strutture aventi

i telai resistenti all’azione sismica composti, anche in una sola delle direzioni principali, con travi a

spessore devono essere progettate in CD”B” a meno che tali travi non si possano considerare

elementi strutturali “secondari”. α

Per strutture regolari in pianta, possono essere adottati i seguenti valori di /α :

u 1

a) Strutture a telaio o miste equivalenti a telai α

- strutture a telaio di un piano /α = 1,1

u 1

α

- strutture a telaio con più piani ed una sola campata /α = 1,2

u 1

α

- strutture a telaio con più piani e più campate /α = 1,3

u 1

b) Strutture a pareti o miste equivalenti a pareti α

- strutture con solo due pareti non accoppiate per direzione orizzontale /α = 1,0

u 1

α

- altre strutture a pareti non accoppiate /α = 1,1

u 1

α

- strutture a pareti accoppiate o miste equivalenti a pareti /α = 1,2

u 1

5 Non appartengono a questa categoria i telai ad un piano con i pilastri collegati in sommità lungo entrambe le direzioni

principali dell’edificio e per i quali la forza assiale non eccede il 30% della resistenza a compressione della sola

sezione di calcestruzzo. 244

Per prevenire il collasso delle strutture a seguito della rottura delle pareti, i valori di q devono

0

essere ridotti mediante il fattore k w



1, 00 per strutture a telaio e miste equivalenti a telai

= 

k ( )

≤ α ≤

w  0,5 1+ / 3 1 per strutture a pareti, miste equivalenti a pareti, torsionalmente deformabili

0

α

dove è il valore assunto in prevalenza dal rapporto tra altezze e larghezze delle pareti. Nel caso

0 α

α delle pareti non differiscano significativamente tra di loro, il valore di per l’insieme

in cui gli 0 0

delle pareti può essere calcolato assumendo come altezza la somma delle altezze delle singole pareti

e come larghezza la somma delle larghezze.

Per tipologie strutturali diverse da quelle sopra definite, ove si intenda adottare un valore q > 1,5 il

valore adottato deve essere adeguatamente giustificato dal progettista.

7.4.4 DIMENSIONAMENTO E VERIFICA DEGLI ELEMENTI STRUTTURALI

Per le strutture di fondazione vale quanto indicato nel § 7.2.5.

Per gli elementi strutturali secondari delle strutture in elevazione vale quanto indicato nel § 7.2.3.

Le indicazioni successive si applicano solo agli elementi strutturali principali delle strutture in

elevazione. Per essi si effettuano verifiche di resistenza, nei modi indicati nei §§ 7.3.6.1 e 7.3.7.1, e

in accordo con il § 7.3.6.2. Qualora non si proceda ad un’analisi non lineare, le

verifiche di duttilità, µ

verifiche di duttilità si possono effettuare controllando che la duttilità di curvatura nelle zone

ϕ

critiche risulti − ≥

 2q 1 per T T

0 1 C

µ ≥  (7.4.1)

( )

ϕ + − <

1 2 q 1 T T per T T

 0 C 1 1 C

dove T è il periodo proprio fondamentale della struttura.

1 µ può essere calcolata come rapporto tra la curvatura cui corrisponde una

La duttilità di curvatura ϕ

riduzione del 15% della massima resistenza a flessione ovvero il raggiungimento delle deformazioni

ε ε

ultime del calcestruzzo o dell’acciaio e la curvatura al limite di snervamento e deve risultare

cu uk

almeno 1,5 volte la duttilità di curvatura calcolata con le espressioni (7.4.1).

7.4.4.1 Travi

7.4.4.1.1 Sollecitazioni di calcolo

I momenti flettenti di calcolo, da utilizzare per il dimensionamento o verifica delle travi, sono quelli

ottenuti dall’analisi globale della struttura per le combinazioni di carico di cui al § 3.2.4.

Al fine di escludere la formazione di meccanismi inelastici dovuti al taglio, le sollecitazioni di

taglio di calcolo V si ottengono sommando il contributo dovuto ai carichi gravitazionali agenti

Ed

sulla trave, considerata incernierata agli estremi, alle sollecitazioni di taglio corrispondenti alla

formazione delle cerniere plastiche nella trave e prodotte dai momenti resistenti M delle due

b,Rd,1,2

sezioni di plasticizzazione (generalmente quelle di estremità) determinati come indicato in §

γ

4.1.2.1.2, amplificati del fattore di sovraresistenza assunto pari, rispettivamente, ad 1,20 per

Rd

strutture in CD”A”, ad 1,00 per strutture in CD”B” (v. Fig. 7.4.1).

Per ciascuna direzione e ciascun verso di applicazione delle azioni sismiche, si considerano due

valori di sollecitazione di taglio, massimo e minimo, ipotizzando rispettivamente la presenza e

, da assumere in ogni caso di verso

l’assenza dei carichi variabili e momenti resistenti M

b,Rd,1,2

concorde sulla trave.

Nei casi in cui le cerniere plastiche non si formino nella trave ma negli elementi che la sostengono,

le sollecitazioni di taglio sono calcolate sulla base della resistenza di questi ultimi.

245

I momenti resistenti sono da calcolare sulla base delle armature flessionali effettivamente presenti,

compreso il contributo di quelle poste all’interno della larghezza collaborante di eventuali solette

piene, se ancorate al di fuori della campata in esame.

La larghezza collaborante è da assumersi uguale alla larghezza del pilastro b (v. Fig. 7.4.2a) su cui

c

la trave confluisce più:

- due volte l’altezza della soletta da ciascun lato, nel caso di travi confluenti in pilastri interni (v.

Fig. 7.4.2b);

- due o quattro volte l’altezza della soletta da ciascun lato in cui è presente una trave trasversale di

altezza simile, nel caso di travi confluenti rispettivamente in pilastri esterni o interni (v. Fig. 7.4.2c

e 7.4.2d). b 2h b 2h

c s c s

h h

s s

Caso a Caso b

(pilastri esterni) (pilastri interni)

4h 4h

2h 2h

b b

s s

s s

c c

h h

s s

Caso c Caso d

(pilastri esterni) (pilastri interni)

Figura 7.4.1 – Larghezza collaborante delle travi.

7.4.4.1.2 Verifiche di resistenza

7.4.4.1.2.1 Flessione

In ogni sezione il momento resistente, calcolato come indicato nel § 4.1.2.1.2, deve risultare

superiore o uguale al momento flettente di calcolo, determinato come indicato nel § 7.4.4.1.1.

7.4.4.1.2.2 Taglio

Per le strutture in CD”B”, la resistenza a taglio nei confronti delle sollecitazioni determinate come

indicato nel § 7.4.4.1.1 è calcolata come indicato nel § 4.1.2.1.3.

Per le strutture in CD”A”, vale quanto segue:

- la resistenza a taglio si calcola come indicato in § 4.2.1.3 assumendo nelle zone critiche ctgθ =1;

Se nelle zone critiche il rapporto tra il taglio minimo e quello massimo risulta inferiore a -0,5, e se il

maggiore tra i valori assoluti dei due tagli supera il valore:

246

 

V

= − ⋅ ⋅ ⋅

Ed,min

  (7.4.2)

V 2 f b d

 

R1 ctd w

V

 

Ed,max

dove è la larghezza dell’anima della trave e è l’altezza utile della sua sezione, allora nel piano

b d

w

verticale di inflessione della trave devono essere disposti due ordini di armature diagonali, l’uno

inclinato di +45° e l’altro di -45° rispetto all’asse della trave.

La resistenza deve essere affidata per metà alle staffe e per metà ai due ordini di armature inclinate,

per le quali deve risultare ⋅

A f

≤ s yd (7.4.3)

V

Ed,max 2

è l’area di ciascuno dei due ordini di armature inclinate.

dove A

s

7.4.4.2 Pilastri

7.4.4.2.1 Sollecitazioni di calcolo

Per ciascuna direzione e ciascun verso di applicazione delle azioni sismiche, si devono proteggere i

pilastri dalla plasticizzazione prematura adottando opportuni momenti flettenti di calcolo; tale

condizione si consegue qualora, per ogni nodo trave-pilastro ed ogni direzione e verso dell’azione

sismica, la resistenza complessiva dei pilastri sia maggiore della resistenza complessiva delle travi

γ

amplificata del coefficiente , in accordo con la formula:

Rd ∑ ∑

≥ γ ⋅

M M . (7.4.4)

C,Rd Rd b,Rd

dove: γ

γ = 1,30 per le strutture in CD “A” e = 1,10 per le strutture in CD “B”,

Rd Rd

M è il momento resistente del generico pilastro convergente nel nodo, calcolato per i livelli di

C,Rd

sollecitazione assiale presenti nelle combinazioni sismiche delle azioni;

è il momento resistente della generica trave convergente nel nodo.

M b,Rd

Nel caso in cui si sia adottato il modello elastico incrudente di fig. 4.1.2 a, i momenti M e M

C,Rd b,Rd

si determinano come specificato nel § 4.1.2.1.2, assumendo la deformazione massima dell’acciaio

ε =1%.

s

Nella (7.4.4) si assume il nodo in equilibrio ed i momenti, sia nei pilastri che nelle travi, tra loro

concordi. Nel caso in cui i momenti nel pilastro al di sopra ed al di sotto del nodo siano tra loro

discordi, al denominatore della formula (7.4.4) va posto il solo valore maggiore, il minore va

sommato ai momenti di plasticizzazione delle travi.

Per la sezione di base dei pilastri del piano terreno si adotta come momento di calcolo il maggiore

tra il momento risultante dall’analisi ed il momento M della sezione di sommità del pilastro.

C,Rd

Il suddetto criterio di gerarchia delle resistenze non si applica alle sezioni di sommità dei pilastri

dell’ultimo piano.

Al fine di escludere la formazione di meccanismi inelastici dovuti al taglio, le sollecitazioni di

taglio da utilizzare per le verifiche ed il dimensionamento delle armature si ottengono dalla

condizione di equilibrio del pilastro soggetto all’azione dei momenti resistenti nelle sezioni di

estremità superiore ed inferiore secondo l’espressione:

sC,Rd iC,Rd

M M +

s i

M M

= γ ⋅ C,Rd C,Rd (7.4.5)

V

Ed Rd l p

247

nella quale l è la lunghezza del pilastro. Nel caso in cui i tamponamenti non si estendano per

p

l’intera altezza dei pilastri adiacenti, le sollecitazioni di taglio da considerare per la parte del pilastro

priva di tamponamento sono calcolati utilizzando la relazione (7.4.5), dove l’altezza l è assunta

p

pari alla estensione della parte di pilastro priva di tamponamento.

7.4.4.2.2 Verifiche di resistenza

7.4.4.2.2.1 Presso-flessione

Per le strutture in CD “B” ed in CD “A” la sollecitazione di compressione non deve eccedere,

rispettivamente, il 65% ed il 55% della resistenza massima a compressione della sezione di solo

calcestruzzo.

La verifica a presso-flessione deviata può essere condotta in maniera semplificata effettuando, per

ciascuna direzione di applicazione del sisma, una verifica a presso-flessione retta nella quale le

sollecitazioni vengono determinate come indicato nel § 7.4.4.2.1 e la resistenza, calcolata come

indicato nel § 4.1.2.1.2, viene ridotta del 30%.

7.4.4.2.2.2 Taglio

La resistenza delle sezioni dei pilastri a taglio, da confrontare con le rispettive sollecitazioni

determinate come indicato nel § 7.4.4.2.1, è calcolata come indicato nel § 4.1.2.1.3.

7.4.4.3 Nodi trave-pilastro

Si definisce nodo la zona del pilastro che si incrocia con le travi ad esso concorrenti.

La resistenza del nodo deve essere tale da assicurare che non pervenga alla rottura prima delle zone

della trave e del pilastro ad esso adiacenti. Sono da evitare, per quanto possibile, eccentricità tra

l’asse della trave e l’asse del pilastro concorrenti in un nodo.

Si distinguono due tipi di nodi: così definiti quando in ognuna delle quattro facce verticali si innesta

- nodi interamente confinati,

una trave. Il confinamento si considera realizzato quando, su ogni faccia del nodo, la sezione

della trave copre per almeno i 3/4 la larghezza del pilastro e, su entrambe le coppie di facce

opposte del nodo, le sezioni delle travi si ricoprono per almeno i 3/4 dell’altezza;

- : tutti i nodi non appartenenti alla categoria precedente.

nodi non interamente confinati

Il taglio agente in direzione orizzontale in un nodo deve essere calcolato tenendo conto delle

sollecitazioni più gravose che, per effetto dell’azione sismica, si possono verificare negli elementi

che vi confluiscono. In assenza di più accurate valutazioni, la forza di taglio agente nel nucleo di

calcestruzzo del nodo può essere calcolata, per ciascuna direzione dell’azione sismica, come:

( )

= γ + −

V A A f V per nodi interni (7.4.6)

jbd Rd s1 s2 yd C

= γ ⋅ ⋅ −

V A f V per nodi esterni (7.4.7)

jbd Rd s1 yd C

γ

in cui = 1,20, A ed A sono rispettivamente l’area dell’armatura superiore ed inferiore della

s1 s2

Rd

trave e V è la forza di taglio nel pilastro al di sopra del nodo, derivante dall’analisi in condizioni

C

sismiche.

7.4.4.3.1 Verifiche di resistenza

La verifica di resistenza del nodo deve essere effettuata per le sole strutture in CD”A”.

248

La compressione diagonale indotta dal meccanismo a traliccio non deve eccedere la resistenza a

compressione del calcestruzzo. In assenza di modelli più accurati, il requisito può ritenersi

soddisfatto se: ν

≤ η⋅ ⋅ ⋅ ⋅ − d

V f b h 1 (7.4.8)

jbd cd j jc η

in cui  

f

η = α − ck con f espresso in MPa (7.4.9)

1

  ck

j  

250

α ν

ed è un coefficiente che vale 0,6 per nodi interni e 0,48 per nodi esterni, è la forza assiale nel

j d

alla resistenza a compressione della sezione di

pilastro al di sopra del nodo normalizzata rispetto

solo calcestruzzo, h è la distanza tra le giaciture più esterne di armature del pilastro, b è la

jc j

larghezza effettiva del nodo. Quest’ultima è assunta pari alla minore tra:

a) la maggiore tra le larghezze della sezione del pilastro e della sezione della trave;

b) la minore tra le larghezze della sezione del pilastro e della sezione della trave, ambedue

aumentate di metà altezza della sezione del pilastro.

Per evitare che la massima trazione diagonale del calcestruzzo ecceda la f deve essere previsto un

ctd

adeguato confinamento. In assenza di modelli più accurati, si possono disporre nel nodo staffe

orizzontali di diametro non inferiore a 6 mm, in modo che:

[ ]

⋅ 2

⋅ V /(b h )

A f ≥ −

jbd j jc

sh ywd f (7.4.10)

ctd

⋅ + ν ⋅

b h f f

j jw ctd d cd

in cui i simboli già utilizzati hanno il significato in precedenza illustrato, A è l’area totale della

sh

sezione delle staffe e h è la distanza tra le giaciture di armature superiori e inferiori della trave.

jw

In alternativa, l’integrità del nodo a seguito della fessurazione diagonale può essere garantita

integralmente dalle staffe orizzontali se

( ) ( )

⋅ ≥ γ ⋅ + ⋅ ⋅ − ν

A f A A f 1 0,8 per nodi interni (7.4.11)

sh ywd Rd s1 s2 yd d

( )

⋅ ≥ γ ⋅ ⋅ ⋅ − ν

A f A f 1 0,8 per nodi esterni (7.4.12)

sh ywd Rd s2 yd d γ ν

dove A ed A hanno il significato visto in precedenza, vale 1,20, è la forza assiale

s1 s2 Rd d

normalizzata agente al di sopra del nodo, per i nodi interni, al di sotto del nodo, per i nodi esterni.

7.4.4.4 Diaframmi orizzontali

7.4.4.4.1 Verifiche di resistenza

Vale quanto enunciato nel § 7.3.6.1.

7.4.4.5 Pareti

7.4.4.5.1 Sollecitazioni di calcolo

In mancanza di analisi più accurate, le sollecitazioni di calcolo nelle pareti possono essere

determinate mediante la seguente procedura semplificata.

Il diagramma dei momenti flettenti lungo l’altezza della parete è ottenuto per traslazione verso l’alto

dell’inviluppo del diagramma dei momenti derivante dall’analisi. L’inviluppo può essere assunto

249

lineare, se la struttura non presenta significative discontinuità in termini di massa, rigidezza e

resistenza lungo l’altezza. La traslazione deve essere in accordo con l’inclinazione degli elementi

compressi nel meccanismo resistente a taglio e può essere assunta pari ad h (altezza della zona

cr

inelastica di base).

L’altezza h è data dal più grande dei seguenti valori: l’altezza della sezione di base della parete

cr

(l ), un sesto dell’altezza della parete (h ); l’altezza critica da assumere non deve essere maggiore

w w

dell’altezza del piano terra, nel caso di edifici con numero di piani non superiore a 6, maggiore di

due volte l’altezza del piano terra, per edifici con oltre 6 piani, e comunque non maggiore di due

volte l’altezza della sezione di base.

Per strutture sia in CD “B” che in CD “A” si deve tener conto del possibile incremento delle forze

di taglio a seguito della formazione della cerniera plastica alla base della parete.

Per le strutture in CD “B” questo requisito si ritiene soddisfatto se si incrementa del 50% il taglio

derivante dall’analisi. Per pareti estese debolmente armate il taglio ad ogni piano può essere

ottenuto amplificando il taglio derivante dall’analisi del fattore (q+1)/2. Nelle strutture miste, il

taglio nelle pareti non debolmente armate deve tener conto delle sollecitazioni dovute ai modi di

vibrare superiori. A tal fine, il taglio derivante dall’analisi può essere sostituito dal diagramma

d’inviluppo riportato in Fig. 7.4.1, nella quale h è l’altezza della parete, A è il taglio alla base

w

incrementato, B non deve essere inferiore a 0,5A. A/2 2/3 h

w

B A/2 1/3 h

w

A

Figura 7.4.2 – Diagramma di inviluppo delle forze di taglio nelle pareti di strutture miste.

Per le strutture in CD “A” il taglio deve essere incrementato del fattore

( )

2  

γ

  S T

M

≤ ⋅ ⋅ + ≤

e C

rd Rd  

1,5 q 0,1 q per pareti snelle (7.4.13)

  ( )

 

 

q M S T

 

Ed e 1

M

γ ⋅ ≤

Rd q per pareti tozze (7.4.14)

rd M Ed

intendendo per snelle le pareti con un rapporto tra altezza e larghezza superiore a 2, ponendo

γ =1,2 ed indicando con M ed M i momenti flettenti rispettivamente di calcolo e resistente alla

Rd Ed Rd

periodo fondamentale di vibrazione dell’edificio nella direzione

base della parete, con T 1

dell’azione sismica, con S (T) l’ordinata dello spettro di risposta elastico.

e

Se il fattore di struttura è superiore a 2, si deve tener conto delle forza assiale dinamica aggiuntiva

q

che si genera nelle pareti per effetto dell’apertura e chiusura di fessure orizzontali e del

sollevamento dal suolo. In assenza di più accurate analisi essa può essere assunta pari al ±50% della

forza assiale dovuta ai carichi verticali in condizioni sismiche.

250

7.4.4.5.2 Verifiche di resistenza

Nel caso di pareti semplici, la verifica di resistenza si effettua con riferimento al rettangolo di base.

Nel caso di pareti di forma composta, la verifica va fatta considerando la parte di sezione costituita

dalle anime parallele o approssimativamente parallele alla direzione principale sismica ed

attribuendo alle ali dimensioni date dal minimo fra: effettiva larghezza dell’ala, metà della distanza

.

fra anime adiacenti, 25% dell’altezza complessiva della parete h w

7.4.4.5.2.1 Presso-flessione

Per tutte le pareti, la forza normale di compressione non deve eccedere rispettivamente il 40% in

CD”B” e il 35% in CD”A” della resistenza massima a compressione della sezione di solo

calcestruzzo.

Le verifiche devono essere condotte nel modo indicato per i pilastri nel § 7.4.4.2.2 tenendo conto,

nella determinazione della resistenza, di tutte le armature longitudinali presenti nella parete.

Per le pareti estese debolmente armate occorre limitare le tensioni di compressione nel calcestruzzo

per prevenire l’instabilità fuori dal piano, secondo quanto indicato nel § 4.1.2.1.7.2 per i pilastri

.

singoli

7.4.4.5.2.2 Taglio

Per le strutture in CD”B” le verifiche devono essere condotte nel modo indicato per i pilastri nel §

7.4.4.2.2 e devono considerare anche la possibile rottura per scorrimento.

Per le strutture in CD”A” nelle verifiche si deve considerare la possibile rottura a taglio

compressione del calcestruzzo dell’anima, la possibile rottura a taglio trazione delle armature

dell’anima, la possibile rottura per scorrimento nelle zone critiche.

Verifica a taglio compressione del calcestruzzo dell’anima

La determinazione della resistenza è condotta in accordo con il § 4.1.2.1.3, assumendo un braccio

delle forze interne z pari all’80% dell’altezza della sezione ed un’inclinazione delle diagonali

compresse pari a 45°. Nelle zone critiche tale resistenza va moltiplicata per un fattore riduttivo 0,4.

Verifica a taglio trazione dell’armatura dell’anima ( )

α = ⋅

M V l

Il calcolo dell’armatura d’anima deve tener conto del rapporto di taglio in cui

s Ed Ed w α

l è l’altezza della sezione. Per la verifica va considerato, ad ogni piano, il massimo valore di .

w s

α ≥

Se 2 , la determinazione della resistenza è condotta in accordo con il § 4.1.2.1.3, assumendo un

s

braccio delle forze interne z pari all’80% dell’altezza della sezione ed un’inclinazione delle

diagonali compresse pari a 45°. Altrimenti si utilizzano le seguenti espressioni:

≤ + ⋅ρ ⋅ ⋅ ⋅ α ⋅

V V 0, 75 f b l (7.4.15)

Ed Rd,c h yd,h w s w

ρ ⋅ ⋅ ⋅ ≤ ρ ⋅ ⋅ ⋅ +

f b z f b z min N (7.4.16)

h yd,h wo v yd,v w Ed

ρ ρ

in cui e sono i rapporti tra l’area della sezione dell’armatura orizzontale o verticale,

h v

rispettivamente, e l’area della relativa sezione di calcestruzzo, f e f sono i valori di progetto

yd,h yd,v

della resistenza delle armature orizzontali e verticali, b è lo spessore dell’anima, N è la forza

w Ed

assiale di progetto (positiva se di compressione), V è la resistenza a taglio degli elementi non

Rd,c

armati, determinata in accordo con il § 4.1.2.1.3.1, da assumersi nulla nelle zone critiche quando

N è di trazione.

Ed

Verifica a scorrimento nelle zone critiche

Sui possibili piani di scorrimento (per esempio le riprese di getto o i giunti costruttivi) posti

all’interno delle zone critiche deve risultare 251

V V (7.4.17)

Ed Rd,S

dove V è il valore di progetto della resistenza a taglio nei confronti dello scorrimento

Rd,S = + +

V V V V (7.4.18)

Rd,s dd id fd

nella quale V , V e V rappresentano, rispettivamente, il contributo dell’effetto “spinotto” delle

dd id fd

armature verticali, il contributo delle armature inclinate presenti alla base, il contributo della

resistenza per attrito, e sono dati dalle espressioni:

 ⋅ ⋅ ⋅

1,3 A f f

sj cd yd

= 

V min (7.4.19)

dd ∑

⋅ ⋅

 0, 25 f A

yd sj

= ⋅ ⋅ φ

V f A cos (7.4.20)

id yd si i

( )

  

µ ⋅ ⋅ + ⋅ ξ +

 A f N M z

 

= f sj yd Ed Ed

V min (7.4.21)

fd η⋅ ⋅ ξ ⋅ ⋅

 0,5 f l b

cd w wo

η α µ

dove è dato dall’espressione (7.4.9) (in cui =0,60), è il coefficiente d’attrito calcestruzzo-

j f ∑ A

calcestruzzo sotto azioni cicliche (può essere assunto pari a 0,60), la somma delle aree delle

sj ξ

barre verticali intersecanti il piano contenente la potenziale superficie di scorrimento, l’altezza

l’area di ciascuna

della parte compressa della sezione normalizzata all’altezza della sezione, A

sj

φ

armatura inclinata che attraversa il piano detto formando con esso un angolo .

i

>V /2.

Per le pareti tozze deve risultare V

id Ed

La presenza di armature inclinare comporta un incremento della resistenza a flessione alla base

della parete che deve essere considerato quando si determina il taglio di calcolo V .

Ed

7.4.4.6 Travi di accoppiamento dei sistemi a pareti

La verifica delle travi di accoppiamento è da eseguire con i procedimenti contenuti nel § 7.4.4.1 se è

soddisfatta almeno una delle due condizioni seguenti:

- il rapporto tra luce netta e altezza è uguale o superiore a 3;

- la sollecitazione di taglio di calcolo risulta:

≤ ⋅ ⋅

V f b d , (7.4.22)

Ed ctd

essendo b la larghezza e d l’altezza utile della sezione.

Se le condizioni precedenti non sono soddisfatte la sollecitazione di taglio deve essere assorbita da

due ordini di armature diagonali, opportunamente staffate, disposte ad X sulla trave che si ancorano

nelle pareti adiacenti, con sezione pari, per ciascuna diagonale, ad A , tale da soddisfare la

s

relazione: ≤ ⋅ φ (7.4.23)

V 2 A f sin

Ed s yd

φ

essendo l’angolo minimo tra ciascuna delle due diagonali e l’asse orizzontale.

Travi aventi altezza pari allo spessore del solaio non sono da considerare efficaci ai fini

dell’accoppiamento.

7.4.5 COSTRUZIONI CON STRUTTURA PREFABBRICATA

La prefabbricazione di parti di una struttura progettata per rispondere alle prescrizioni relative agli

edifici in cemento armato richiede la dimostrazione che il collegamento in opera delle parti è tale da

conferire il previsto livello di monoliticità in termini di resistenza, rigidezza e duttilità.

252

Le prescrizioni di cui al presente § 7.4.5 sono aggiuntive rispetto a quelle contenute nei capitoli

precedenti, per quanto applicabili e non esplicitamente modificate.

7.4.5.1 Tipologie strutturali e fattori di struttura

Le presenti norme prendono in considerazione le seguenti tipologie di sistemi strutturali, già

definite nel § 7.4.3.1:

- ;

strutture a telaio

- ;

strutture a pareti

- strutture miste telaio-pareti.

In aggiunta si considerano anche le seguenti categorie:

- ;

strutture a pannelli

- ;

strutture monolitiche a cella (strutture monopiano, con elementi di copertura sostenuti da

- strutture a pilastri isostatici

appoggi fissi gravanti su pilastri isostatici).

I valori massimi di q per queste ultime categorie sono contenuti nella tabella seguente:

o

Tabella 7.4.II Valori di qo per strutture prefabbricate

– q

o

Tipologia CD”B” CD”A”

α α

Struttura a pannelli 3,0 /

4,0 u 1

Strutture monolitiche a cella 2,0 3,0

Strutture a pilastri isostatici 2,5 3,5

Altre tipologie possono essere utilizzate giustificando i fattori di struttura adottati e impiegando

regole di dettaglio tali da garantire i requisiti generali di sicurezza di cui alle presenti norme.

Nelle strutture prefabbricate il meccanismo di dissipazione energetica è associato prevalentemente

alle rotazioni plastiche nelle zone critiche. In aggiunta, la dissipazione può avvenire attraverso

meccanismi plastici a taglio nelle connessioni, purché le forze di richiamo non diminuiscano

significativamente al susseguirsi dei cicli dell’azione sismica e si evitino fenomeni d’instabilità.

Nella scelta del fattore di struttura complessivo q possono essere considerate le capacità di

dissipazione per meccanismi a taglio, specialmente nei sistemi a pareti prefabbricate, tenendo conto

µ

dei valori di duttilità locali a scorrimento .

s

Il fattore deve essere ridotto del 50% nel caso in cui i collegamenti non rispettino le indicazioni

q

riportate nel § 7.4.5.2 e non può assumere un valore maggiore di 1,5 per strutture che non rispettino

le indicazioni riportate nel § 7.4.5.3.

7.4.5.2 Collegamenti

Negli elementi prefabbricati e nei loro collegamenti si deve tener conto del possibile degrado a

seguito delle deformazioni cicliche in campo plastico. Quando necessario, la resistenza di progetto

dei collegamenti prefabbricati valutata per carichi non ciclici deve essere opportunamente ridotta

per le verifiche sotto azioni sismiche.

I collegamenti tra gli elementi prefabbricati condizionano in modo sostanziale il comportamento

statico dell’organismo strutturale e la sua risposta sotto azioni sismiche.

Per gli edifici prefabbricati a pannelli portanti l’idoneità dei collegamenti tra i pannelli con giunti

gettati o saldati devono essere adeguatamente dimostrata mediante le prove sperimentali di idoneità.

I collegamenti tra elementi monodimensionali (trave-pilastro) devono garantire la congruenza degli

spostamenti verticali e orizzontali, ed il trasferimento delle sollecitazioni deve essere assicurato da

dispositivi meccanici. A questo vincolo può accoppiarsi, all’altro estremo della trave, un vincolo

253

scorrevole. L’ampiezza del piano di scorrimento deve risultare, con ampio margine, maggiore dello

spostamento dovuto alla azione sismica.

In caso di collegamenti tra elementi prefabbricati di natura non monolitica, che influenzino in modo

sostanziale il comportamento statico dell’organismo strutturale, e quindi anche la sua risposta sotto

azioni sismiche, sono possibili le tre situazioni seguenti, a ciascuna delle quali deve corrispondere

un opportuno criterio di dimensionamento:

a) collegamenti situati al di fuori delle previste zone critiche, che quindi non influiscono sulle

capacità dissipative della struttura;

b) collegamenti situati nelle zone critiche alle estremità degli elementi prefabbricati, ma

sovradimensionati in modo tale da spostare la plasticizzazione in zone attigue situate all’interno

degli elementi;

c) collegamenti situati nelle zone critiche alle estremità degli elementi prefabbricati, dotati delle

necessarie caratteristiche in termini di duttilità e di quantità di energia dissipabile.

Per strutture a pilastri isostatici, il collegamento tra pilastro ed elemento orizzontale deve essere di

tipo fisso (rigido o elastico). Le travi prefabbricate in semplice appoggio devono essere

strutturalmente connesse ai pilastri o alle pareti (di supporto). Le connessioni devono assicurare la

trasmissione delle forze orizzontali nella situazione sismica di progetto senza fare affidamento

Ciò vale anche per le connessioni tra gli elementi secondari dell’impalcato e le travi

sull’attrito.

portanti.

In tutti i casi, i collegamenti devono essere in grado di assorbire gli spostamenti relativi e di

trasferire le forze risultanti dall’analisi, con adeguati margini di sicurezza.

7.4.5.2.1 Indicazioni progettuali

Strutture intelaiate

Collegamenti tipo a)

Il collegamento deve essere posizionato ad una distanza dalla estremità dell’elemento, trave o

pilastro, dove si ha la zona critica, pari almeno alla lunghezza del tratto ove è prevista armatura

trasversale di contenimento, ai sensi del § 7.4.4.1.2 e del § 7.4.4.2.2, aumentata di una volta

l’altezza utile della sezione.

La resistenza del collegamento deve essere non inferiore alla sollecitazione locale di calcolo. Per il

momento si assume il maggiore tra il valore derivante dall’analisi ed il valore ricavato, con la

gerarchia delle resistenze, dai momenti resistenti delle zone critiche adiacenti moltiplicati per il

γ

fattore di sovraresistenza . Il taglio di calcolo è determinato con le regole della gerarchia delle

Rd γ

resistenze di cui al § 7.4.4. Si utilizza un fattore di sovraresistenza = 1,10 per strutture in

Rd

γ

CD”B”, un fattore di sovraresistenza = 1,20 per strutture in CD”A”.

Rd

Collegamenti tipo b)

Le parti degli elementi adiacenti alle unioni devono essere dimensionate con gli stessi procedimenti

previsti nel § 7.4.4 per le strutture monolitiche, in funzione della classe di duttilità adottata, e dotate

dei relativi dettagli di armatura che ne assicurino la prevista duttilità. Si utilizza un fattore di

γ γ

sovraresistenza = 1,20 per strutture in CD”B”, un fattore di sovraresistenza = 1,35 per

Rd Rd

strutture in CD”A”

Le armature longitudinali delle connessioni devono essere completamente ancorate prima delle

sezioni terminali delle zone critiche. Le armature delle zone critiche devono essere completamente

ancorate fuori delle connessioni.

Per strutture in CD”A” non è ammessa la giunzione dei pilastri all’interno dei nodi e delle zone

critiche.

Collegamenti tipo c) 254

Previa dimostrazione analitica che il funzionamento del collegamento è equivalente a quello di uno

interamente realizzato in opera e che soddisfi le prescrizioni di cui al § 7.4.4, la struttura è

assimilabile ad una di tipo monolitico.

L’idoneità di giunzioni atte a realizzare il meccanismo plastico previsto per le strutture a telaio ed a

soddisfare le richieste globali e locali di duttilità ciclica nella misura corrispondente alle CD “A” e

“B” può essere desunta da normative di comprovata validità oppure da prove sperimentali in scala

reale che includano almeno tre cicli completi di deformazione di ampiezza corrispondente al fattore

.

di struttura q , effettuate su sotto-insiemi strutturali significativi

Strutture a pilastri isostatici

I collegamenti di tipo fisso devono possedere una resistenza a taglio pari alla minore delle due

quantità seguenti:

a) la forza orizzontale necessaria per indurre nella sezione di base del pilastro un momento

γ

flettente pari al momento resistente ultimo, moltiplicata per un fattore = 1,35 per strutture in

Rd

γ

CD”A”, e = 1,20 per strutture in CD”B”;

Rd

b) la forza di taglio derivante dall’analisi con una azione sismica valutata con q = 1.

I collegamenti di tipo scorrevole devono essere dimensionati per consentire uno scorrimento pari a:

( )

1/ 2

∆ = +

2 2

d d (7.4.24)

e r

nella quale:

de è lo spostamento relativo dovuto all’azione sismica tra le due parti della struttura collegate

dall’apparecchio scorrevole, calcolato come indicato al § 7.3.3 ed assumendo che le due parti

collegate oscillino in opposizione di fase

dr è lo spostamento relativo in condizioni sismiche tra le fondazioni delle due parti collegate (i e j,

v. § 3.2.5.2).

7.4.5.2.2 Valutazione della resistenza

La resistenza delle connessioni tra elementi prefabbricati deve essere valutata con gli stessi

coefficienti parziali di sicurezza applicabili alle situazioni non sismiche, come indicato nei §§

4.1.2.1.1, 4.2.3.1.1, 4.2.3.1.4 o 4.2.7.2.2 secondo quanto di competenza.

Nella valutazione della resistenza allo scorrimento si deve trascurare l’attrito dovuto agli sforzi

esterni di compressione.

Gli elementi di acciaio connessi agli elementi di calcestruzzo possono essere considerati nel

contributo alla resistenza sismica se capaci di resistere a deformazioni cicliche per il livello atteso di

duttilità.

7.4.5.3 Elementi strutturali

Per gli elementi strutturali si applicano le regole progettuali degli elementi non prefabbricati.

Pilastri

Sono permesse connessioni pilastro-pilastro all’interno delle zone critiche solo per strutture in

CD”B”.

Per strutture a pilastri isostatici le colonne devono essere fissate in fondazione con vincoli

d’incastro.

Pareti di pannelli prefabbricati

Deve essere evitato il degrado della resistenza delle connessioni. Tale requisito si ritiene soddisfatto

se tutte le connessioni verticali sono ruvide o provviste di connettori a taglio e verificate a taglio.

255

Nella verifica delle connessioni orizzontali la forza assiale di trazione deve essere portata da

e

un’armatura longitudinale verticale disposta nella zona tesa del pannello e ancorata completament

nel corpo dei pannelli sopra- e sottostanti. Per le connessioni che sono solo parzialmente tese sotto

le azioni sismiche, la verifica di resistenza a taglio deve essere fatta considerando esclusivamente la

zona compressa; in questo caso come valore della forza assiale si deve considerare il valore della

risultante di compressione su questa zona.

Diaframmi

Il comportamento a diaframma è reso più efficace se le connessioni sono solo su appositi supporti.

Un’appropriata cappa di cemento armato gettato in opera può migliorare significativamente la

rigidezza dei diaframmi.

Le forze di trazione devono essere portate da apposite armature disposte lungo il perimetro del

diaframma e nelle connessioni interne con gli altri elementi prefabbricati. Se si prevede una cappa

di cemento armato gettato in opera, dette armature possono essere posizionate nella cappa stessa.

Le forze di taglio lungo le connessioni piastra-piastra o piastra-trave devono essere moltiplicate per

un fattore maggiorativo pari a 1,30.

Gli elementi di sostegno, sia al di sotto che al di sopra del diaframma, devono essere adeguatamente

connessi ad esso; a tal fine non si considerano le forze di attrito dovute alle forze di compressione

esterne.

7.4.6 DETTAGLI COSTRUTTIVI

Le indicazioni fornite nel seguito in merito ai dettagli costruttivi si applicano sia alle strutture in c.a.

gettate in opera che alle strutture in c.a. prefabbricate. I dettagli costruttivi sono articolati in termini

di:

- limitazioni geometriche

- limitazioni di armatura

7.4.6.1 Limitazioni geometriche

7.4.6.1.1 Travi

La larghezza b della trave deve essere 20 cm e, per le travi basse comunemente denominate “a

spessore”, deve essere non maggiore della larghezza del pilastro, aumentata da ogni lato di metà

dell’altezza della sezione trasversale della trave stessa, risultando comunque non maggiore di due

volte b , essendo b la larghezza del pilastro ortogonale all’asse della trave.

c c ≥ 0,25.

Il rapporto b/h tra larghezza e altezza della trave deve essere

Non deve esserci eccentricità tra l’asse delle travi che sostengono pilastri in falso e l’asse dei pilastri

che le sostengono. Esse devono avere almeno due supporti, costituiti da pilastri o pareti. Le pareti

non possono appoggiarsi in falso su travi o solette.

Le zone critiche si estendono, per CD”B” e CD”A”, per una lunghezza pari rispettivamente a 1 e

1,5 volte l’altezza della sezione della trave, misurata a partire dalla faccia del nodo trave-pilastro o

da entrambi i lati a partire dalla sezione di prima plasticizzazione. Per travi che sostengono un

pilastro in falso, si assume una lunghezza pari a 2 volte l’altezza della sezione misurata da entrambe

le facce del pilastro.

7.4.6.1.2 Pilastri

La dimensione minima della sezione trasversale non deve essere inferiore a 250 mm.

256

θ,

Se quale definito nel § 7.3.1, risulta >0,1, l’altezza della sezione non deve essere inferiore ad un

decimo della maggiore tra le distanze tra il punto in cui si annulla il momento flettente e le estremità

del pilastro.

In assenza di analisi più accurate si può assumere che la lunghezza della zona critica sia la maggiore

tra: l’altezza della sezione, 1/6 dell’altezza libera del pilastro, 45 cm, l’altezza libera del pilastro se

questa è inferiore a 3 volte l’altezza della sezione.

7.4.6.1.3 Nodi trave-pilastro

Sono da evitare per quanto possibile eccentricità tra l’asse della trave e l’asse del pilastro

concorrenti in un nodo. Nel caso che tale eccentricità superi 1/4 della larghezza del pilastro la

trasmissione degli sforzi deve essere assicurata da armature adeguatamente dimensionate allo

scopo. 7.4.6.1.4 Pareti

Lo spessore delle pareti deve essere non inferiore al valore massimo tra 150 mm, (200 mm nel caso

in cui nelle travi di collegamento siano da prevedersi, ai sensi del § 7.4.4.6, armature inclinate), e

1/20 dell’altezza libera di interpiano.

Possono derogare da tale limite, su motivata indicazione del progettista, le strutture a

funzionamento scatolare ad un solo piano non destinate ad uso abitativo.

Devono essere evitate aperture distribuite irregolarmente, a meno che la loro presenza non venga

specificamente considerata nell’analisi, nel dimensionamento e nella disposizione delle armature.

In assenza di analisi più accurate si può assumere che l’altezza delle zone critiche sia la maggiore

tra: la larghezza della parete e 1/6 della sua altezza.

7.4.6.2 Limitazioni di armatura

7.4.6.2.1 Travi

Armature longitudinali

Almeno due barre di diametro non inferiore a 14 mm devono essere presenti superiormente e

inferiormente per tutta la lunghezza della trave.

In ogni sezione della trave, salvo giustificazioni che dimostrino che le modalità di collasso della

ρ

sezione sono coerenti con la classe di duttilità adottata, il rapporto geometrico relativo

all’armatura tesa, indipendentemente dal fatto che l’armatura tesa sia quella al lembo superiore della

sezione As o quella al lembo inferiore della sezione Ai , deve essere compreso entro i seguenti

limiti: 1, 4 3,5

< ρ < ρ + (7.4.25)

comp

f f

yk yk

dove:

ρ è il rapporto geometrico relativo all’armatura tesa pari ad A /(b·h) oppure ad A /(b·h);

s i

ρ è il rapporto geometrico relativo all’armatura compressa;

comp

f è la tensione caratteristica di snervamento dell’acciaio (in MPa).

yk ρ ρ.

ρ ≥ ≥

1/2 e comunque 0,25

Nelle zone critiche della trave, inoltre, deve essere comp

L’armatura superiore, disposta per il momento negativo alle estremità delle travi, deve essere

contenuta, per almeno il 75%, entro la larghezza dell’anima e comunque, per le sezioni a T o ad L,

257

entro una fascia di soletta pari rispettivamente alla larghezza del pilastro, od alla larghezza del

pilastro aumentata di 2 volte lo spessore della soletta da ciascun lato del pilastro, a seconda che nel

nodo manchi o sia presente una trave ortogonale. Almeno ¼ della suddetta armatura deve essere

mantenuta per tutta la lunghezza della trave.

Le armature longitudinali delle travi, sia superiori che inferiori, devono attraversare, di regola, i

nodi senza ancorarsi o giuntarsi per sovrapposizione in essi. Quando ciò non risulti possibile, sono

da rispettare le seguenti prescrizioni:

- le barre vanno ancorate oltre la faccia opposta a quella di intersezione con il nodo, oppure

rivoltate verticalmente in corrispondenza di tale faccia, a contenimento del nodo;

- la lunghezza di ancoraggio delle armature tese va calcolata in modo da sviluppare una tensione

nelle barre pari a 1,25 fyk, e misurata a partire da una distanza pari a 6 diametri dalla faccia del

pilastro verso l’interno.

La parte dell’armatura longitudinale della trave che si ancora oltre il nodo non può terminare

all’interno di una zona critica, ma deve ancorarsi oltre di essa.

La parte dell’armatura longitudinale della trave che si ancora nel nodo, deve essere collocata

all’interno delle staffe del pilastro. Per prevenire lo sfilamento di queste armature il diametro delle

α

≤ volte l’altezza della sezione del pilastro, essendo

barre non inclinate deve essere bL

⋅ + ν

 7, 5 f 1 0,8

ctm d per nodi interni

 γ ⋅ + ⋅ ρ ρ

 f 1 0, 75k /

Rd yd D comp

α =  (7.4.26)

bL 7, 5 f ( )

 ⋅ + ν

ctm 1 0,8 per nodi esterni

d

 γ ⋅ f

 Rd yd

ν

dove: è la forza assiale di progetto normalizzata;

d vale 1 o 2/3, rispettivamente per CD”A” e per CD”B”;

k D

γ vale 1,2 o 1, rispettivamente per CD”A” e per CD”B”.

Rd

Se per nodi esterni non è possibile soddisfare tale limitazione, si può prolungare la trave oltre il

pilastro, si possono usare piastre saldate alla fine delle barre, si possono piegare le barre per una

lunghezza minima pari a 10 volte il loro diametro disponendo un’apposita armatura trasversale

dietro la piegatura.

Armature trasversali

Nelle zone critiche devono essere previste staffe di contenimento. La prima staffa di contenimento

deve distare non più di 5 cm dalla sezione a filo pilastro; le successive devono essere disposte ad un

passo non superiore alla minore tra le grandezze seguenti:

- un quarto dell’altezza utile della sezione trasversale;

- 175 mm e 225 mm, rispettivamente per CD”A” e CD “B”;

- 6 volte e 8 volte il diametro minimo delle barre longitudinali considerate ai fini delle verifiche,

rispettivamente per CD”A” e CD “B”

- 24 volte il diametro delle armature trasversali.

Per staffa di contenimento si intende una staffa rettangolare, circolare o a spirale, di diametro

minimo 6 mm, con ganci a 135° prolungati per almeno 10 diametri alle due estremità. I ganci

devono essere assicurati alle barre longitudinali.

7.4.6.2.2 Pilastri

Nel caso in cui i tamponamenti non si estendano per l’intera altezza dei pilastri adiacenti, l’armatura

risultante deve essere estesa per una distanza pari alla profondità del pilastro oltre la zona priva di

tamponamento. Nel caso in cui l’altezza della zona priva di tamponamento fosse inferiore a 1,5

volte la profondità del pilastro, debbono essere utilizzate armature bi-diagonali.

258

Nel caso precedente, qualora il tamponamento sia presente su un solo lato di un pilastro, l’armatura

trasversale da disporre alle estremità del pilastro ai sensi del § 7.4.5.3. deve essere estesa all’intera

altezza del pilastro.

Armature longitudinali

Per tutta la lunghezza del pilastro l’interasse tra le barre non deve essere superiore a 25 cm.

ρ ρ

Nella sezione corrente del pilastro, la percentuale geometrica di armatura longitudinale, con

rapporto tra l’area dell’armatura longitudinale e l’area della sezione del pilastro, deve essere

compresa entro i seguenti limiti: ≤ ρ ≤

1% 4% (7.4.27)

Se sotto l’azione del sisma la forza assiale su un pilastro è di trazione, la lunghezza di ancoraggio

delle barre longitudinali deve essere incrementata del 50%.

Armature trasversali

Nelle zone critiche devono essere rispettate le condizioni seguenti: le barre disposte sugli angoli

della sezione devono essere contenute dalle staffe; almeno una barra ogni due, di quelle disposte sui

lati, deve essere trattenuta da staffe interne o da legature; le barre non fissate devono trovarsi a

meno di 15 cm e 20 cm da una barra fissata, rispettivamente per CD”A” e CD”B”.

Il diametro delle staffe di contenimento e legature deve essere non inferiore a 6 mm ed il loro passo

deve essere non superiore alla più piccola delle quantità seguenti:

- 1/3 e 1/2 del lato minore della sezione trasversale, rispettivamente per CD”A” e CD”B”;

- 125 mm e 175 mm, rispettivamente per CD”A” e CD”B”;

- 6 e 8 volte il diametro delle barre longitudinali che collegano, rispettivamente per CD”A” e

CD”B”.

Si devono disporre staffe in un quantitativo minimo non inferiore a

 f b

cd st

0, 08 per CD"A" al di fuori della zona critica e per CD "B"

 f

A yd

st  (7.4.28)

f b

s  cd st

0,12 per CD "A"

 f yd

in cui A è l’area complessiva dei bracci delle staffe, b è la distanza tra i bracci più esterni delle

st st

staffe ed s è il passo delle staffe.

7.4.6.2.3 Nodi trave-pilastro

Indipendentemente da quanto richiesto dalla verifica nel § 7.4.4.3.1, lungo le armature longitudinali

del pilastro che attraversano i nodi non confinati devono essere disposte staffe di contenimento in

quantità almeno pari alla maggiore prevista nelle zone del pilastro inferiore e superiore adiacenti al

nodo. Questa regola può non essere osservata nel caso di nodi interamente confinati.

Per i nodi non confinati, appartenenti a strutture sia in CD”A” che in CD”B”, le staffe orizzontali

presenti lungo l’altezza del nodo devono verificare la seguente condizione:

n A f

st st ck

0, 05 (7.4.29)

i b f

j yk

nella quale nst ed Ast sono rispettivamente il numero di bracci e l’area della sezione trasversale

b è la larghezza utile del

della barra della singola staffa orizzontale, i è l’interasse delle staffe, e j

nodo determinata come segue: 259 b

se la trave ha una larghezza b superiore a quella del pilastro b , allora è il valore minimo fra

- j

w c

e b + h /2, essendo h la dimensione della sezione della colonna parallela alla trave;

b w c c c b

se la trave ha una larghezza b inferiore a quella del pilastro b , allora è il valore minimo fra

- j

w c

b e b + h /2.

c w c

7.4.6.2.4 Pareti

Le armature, sia orizzontali che verticali, devono avere diametro non superiore ad 1/10 dello

spessore della parete, devono essere disposte su entrambe le facce della parete, ad un passo non

superiore a 30 cm, devono essere collegate con legature, in ragione di almeno nove ogni metro

quadrato.

Nella zona critica si individuano alle estremità della parete due zone confinate aventi per lati lo

spessore della parete e una lunghezza “confinata” l pari al 20% della lunghezza in pianta l della

c

parete stessa e comunque non inferiore a 1,5 volte lo spessore della parete. In tale zona il rapporto

ρ

geometrico dell’armatura totale verticale, riferito all’area confinata, deve essere compreso entro i

seguenti limiti: ≤ ρ ≤

1% 4% (7.4.30)

Nelle zone confinate l’armatura trasversale deve essere costituita da barre di diametro non inferiore

a 6 mm, disposti in modo da fermare una barra verticale ogni due con un passo non superiore a 8

volte il diametro della barra o a 10 cm. Le barre non fissate devono trovarsi a meno di 15 cm da una

barra fissata.

Le armature inclinate che attraversano potenziali superfici di scorrimento devono essere

efficacemente ancorate al di sopra e al di sotto della superficie di scorrimento ed attraversare tutte le

sezioni della parete poste al di sopra di essa e distanti da essa meno della minore tra ½ altezza ed ½

larghezza della parete.

Nella rimanente parte della parete, in pianta ed in altezza, vanno seguite le regole delle condizioni

non sismiche, con un’armatura minima orizzontale e verticale pari allo 0,2%, per controllare la

fessurazione da taglio.

7.4.6.2.5 Travi di accoppiamento

Nel caso di armatura ad X, ciascuno dei due fasci di armatura deve essere racchiuso da armatura a

spirale o da staffe di contenimento con passo non superiore a 100 mm.

In questo caso, in aggiunta all’armatura diagonale deve essere disposta nella trave armatura di

diametro almeno 10 mm distribuita a passo 10 cm in direzione sia longitudinale che trasversale ed

.

armatura corrente di 2 barre da 16 mm ai bordi superiore ed inferiore

Gli ancoraggi delle armature nelle pareti devono essere del 50% più lunghi di quanto previsto per il

dimensionamento in condizioni non sismiche. 260

7.5 COSTRUZIONI D’ACCIAIO

La resistenza delle membrature e dei collegamenti deve essere valutata in accordo con le regole

presentate nella vigente normativa, integrate dalle regole di progettazione e di dettaglio fornite dal §

7.5.4 al § 7.5.6.

Nel caso di comportamento strutturale non dissipativo la resistenza delle membrature e dei

collegamenti deve essere valutata in accordo con le regole di cui al § 4.2. delle presenti norme, non

essendo necessario soddisfare i requisiti di duttilità.

Nel caso di comportamento strutturale dissipativo le strutture devono essere progettate in maniera

tale che le zone dissipative si sviluppino ove la plasticizzazione o l’instabilità locale o altri

fenomeni di degrado dovuti al comportamento isteretico non influenzano la stabilità globale della

struttura.

Nelle zone dissipative, al fine di assicurare che le stesse si formino in accordo con quanto previsto

in progetto, la possibilità che il reale limite di snervamento dell’acciaio sia maggiore del nominale

γ

deve essere tenuta in conto attraverso un opportuno coefficiente di sovraresistenza del materiale ,

Rd

definito al § 7.5.1.

Le parti non dissipative delle strutture dissipative ed i collegamenti tra le parti dissipative ed il resto

della struttura devono possedere una sovraresistenza sufficiente a consentire lo sviluppo della

plasticizzazione ciclica delle parti dissipative.

7.5.1 CARATTERISTICHE DEI MATERIALI

L’acciaio strutturale deve essere conforme ai requisiti del § 11.3.4.9.

γ

Il coefficiente di sovraresistenza del materiale, , è definito come il rapporto fra il valore medio

Rd

f della tensione di snervamento e il valore caratteristico f nominale. In assenza di valutazioni

y,m yk

specifiche si possono assumere i valori indicati nella Tab. 7.5.I;

γ

Tabella 7.5.I - Fattori di sovraresistenza Rd f

γ = y m

,

Acciaio Rd f yk

1,20

S 235 1,15

S 275 1,10

S 355 1,10

S 420 1,10

S 460

Se la tensione di snervamento f dell’acciaio delle zone non dissipative e delle connessioni è

yk γ

superiore alla f dell’acciaio delle zone dissipative, è possibile assumere =1,00.

y,max Rd

7.5.2 TIPOLOGIE STRUTTURALI E FATTORI DI STRUTTURA

7.5.2.1 Tipologie strutturali

Le strutture sismo-resistenti in acciaio possono essere distinte, in accordo con il loro

comportamento, nelle seguenti tipologie strutturali:

strutture intelaiate

: composte da telai che resistono alle forze orizzontali con un

a) comportamento prevalentemente flessionale. In queste strutture le zone dissipative sono

principalmente collocate alle estremità delle travi in prossimità dei collegamenti trave-colonna,

261

dove si possono formare le cerniere plastiche e l’energia viene dissipata per mezzo della

flessione ciclica plastica.

Strutture con controventi concentrici

b) : nei quali le forze orizzontali sono assorbite

principalmente da membrature soggette a forze assiali. In queste strutture le zone dissipative

sono principalmente collocate nelle diagonali tese. Pertanto possono essere considerati in questa

tipologia solo quei controventi per cui lo snervamento delle diagonali tese precede il

raggiungimento della resistenza delle aste strettamente necessarie ad equilibrare i carichi esterni.

I controventi reticolari concentrici possono essere distinti nelle seguenti tre categorie (Fig.

7.5.1):

controventi con diagonale tesa attiva

b1) , in cui la resistenza alle forze orizzontali e le capacità

dissipative sono affidate alle aste diagonali soggette a trazione.

controventi a V

b2) , in cui le forze orizzontali devono essere assorbite considerando sia le

diagonali tese che quelle compresse. Il punto d’intersezione di queste diagonali giace su di

una membratura orizzontale che deve essere continua.

controventi a K ,

b3) in cui il punto d’intersezione delle diagonali giace su una colonna. Questa

categoria non deve essere considerata dissipativa in quanto il meccanismo di collasso

coinvolge la colonna.

Strutture con controventi eccentrici

c) : nei quali le forze orizzontali sono principalmente

assorbite da membrature caricate assialmente, ma la presenza di eccentricità di schema permette

la dissipazione di energia nei traversi per mezzo del comportamento ciclico a flessione e/o

taglio. I controventi eccentrici possono essere classificati come dissipativi quando la

plasticizzazione dei traversi dovuta alla flessione e/o al taglio precede il raggiungimento della

resistenza ultima delle altre parti strutturali.

strutture a mensola o a pendolo inverso

d) : costituite da membrature pressoinflesse in cui le

zone dissipative sono collocate alla base.

Strutture intelaiate con controventi concentrici : nelle quali le azioni orizzontali sono

e) assorbite sia da telai che da controventi agenti nel medesimo piano.

Strutture intelaiate con tamponature costituite da tamponature in muratura o calcestruzzo

f) :

non collegate ma in contatto con le strutture intelaiate.

b1) Strutture con controventi concentrici a diagonale tesa attiva

b2) Strutture con controventi concentrici a V

262

b3) Strutture con controventi concentrici a K

c) Strutture con controventi eccentrici

e) Strutture intelaiate con controventi concentrici

Figura 7.5.1. - Tipologie strutturali

Per le strutture in acciaio in cui le forze orizzontali sono assorbite da nuclei o pareti di controvento

in cemento armato si rimanda al § 7.4.

Tipologie strutturali diverse da quelle sopraelencate possono essere utilizzate sulla base di criteri di

progettazione non difformi da quelli considerati nella presente norma, a condizione che forniscano

un grado di sicurezza non inferiore.

7.5.2.2 Fattori di struttura

Per ciascuna tipologia strutturale il valore massimo di riferimento per è indicato in Tab. 7.5.II.

q 0

Tabella 7.5.II – Limiti superiori dei valori di q per le diverse tipologie strutturali e le diverse classi di duttilità.

0 q

0

TIPOLOGIA STRUTTURALE CD “B” CD “A”

a) Strutture intelaiate α α

4 /

5 u 1

c) Strutture con controventi eccentrici

b1) Controventi concentrici a diagonale tesa attiva 4 4

b2) Controventi concentrici a V 2 2,5

α α

d) Strutture a mensola o a pendolo inverso 2 2 /

u 1

α α

e) Strutture intelaiate con controventi concentrici 4 4 /

u 1

f) Strutture intelaiate con tamponature in muratura 2 2

263

Tali valori di sono da intendersi validi a patto che vengano rispettate le regole di progettazione e

q 0

di dettaglio fornite dal § 7.5.4 al § 7.5.6.

In particolare, essi richiedono collegamenti progettati con un margine di sovraresistenza tale da

consentire il completo sfruttamento delle risorse di duttilità locale delle membrature collegate. Tale

requisito si può ritenere soddisfatto se sono rispettate le regole di progettazione di cui al § 7.5.4.4.

α

Per le strutture regolari in pianta possono essere adottati i seguenti valori di /α :

u 1

α

- edifici a un piano /α = 1,1

u 1

α

edifici a telaio a più piani, con una sola campata /α = 1,2

- u 1

α

- edifici a telaio con più piani e più campate /α = 1,3

u 1

α

- edifici con controventi eccentrici a più piani /α = 1,2

1

u

α

edifici con strutture a mensola o a pendolo inverso /α = 1,0

- 1

u

7.5.3 REGOLE DI PROGETTO GENERALI PER ELEMENTI STRUTTURALI

DISSIPATIVI

Le regole di progetto seguenti si applicano alle parti delle strutture sismo-resistenti progettate per

avere un comportamento strutturale dissipativo. Le zone dissipative devono avere un’adeguata

duttilità ed una sufficiente resistenza, determinata come precisato nel § 4.2.2.2.

7.5.3.1 Parti compresse e/o inflesse delle zone dissipative

Si deve garantire una duttilità locale sufficiente degli elementi che dissipano energia in

b t

compressione e/o flessione limitando il rapporto larghezza-spessore / secondo le classi di sezioni

trasversali specificate nel § 4.2.2.1. delle presenti norme. q

In funzione della classe di duttilità e del fattore di struttura usato in fase di progetto, le

0

prescrizioni relative alle classi di sezioni trasversali di elementi in acciaio che dissipano energia,

sono quelle indicate in Tab. 7.5.III.

Tabella 7.5.III - Classe della sezione trasversale di elementi dissipativi in funzione della classe di duttilità e di q 0

Classe di duttilità Valore di riferimento del Classe di sezione

fattore di struttura q trasversale richiesta

0

≤ Classe 1 o 2

CD “B” 2 < q 4

0

q > 4 Classe 1

CD “A” 0

7.5.3.2 Parti tese delle zone dissipative

Nel caso di membrature tese con collegamenti bullonati, la resistenza plastica di progetto deve

risultare inferiore alla resistenza ultima di progetto della sezione netta in corrispondenza dei fori per

i dispositivi di collegamento. Pertanto si deve verificare che:

γ f

A ≥ ⋅ ⋅ yk

res M 2

1,1 (7.5.1)

γ

A f

M0 tk

essendo A l’area lorda e l’area resistente costituita dall’area netta in corrispondenza dei fori

A res γ γ

e sono definiti nella Tab. 4.2.V

integrata da un’eventuale area di rinforzo e i fattori parziali M0 M2

del § 4.2.3.1.1. delle presenti norme. 264

7.5.3.3 Collegamenti in zone dissipative

I collegamenti in zone dissipative devono avere sufficiente sovraresistenza per consentire la

plasticizzazione delle parti collegate. Si ritiene che tale requisito di sovraresistenza sia soddisfatto

nel caso di saldature a completa penetrazione.

Nel caso di collegamenti con saldature a cordoni d’angolo e nel caso di collegamenti bullonati il

seguente requisito deve essere soddisfatto:

≥ γ ⋅ ⋅

R 1,1 R = R (7.5.2)

j,d Rd pl,Rd U,Rd

dove:

R è la resistenza di progetto del collegamento;

j,d

R è la resistenza plastica di progetto della membratura collegata (da valutarsi secondo le

pl,Rd indicazioni del § 4.2;

R è il limite superiore della resistenza plastica della membratura collegata.

U,Rd

7.5.4 REGOLE DI PROGETTO SPECIFICHE PER STRUTTURE INTELAIATE

Al fine di conseguire un comportamento duttile, i telai devono essere progettati in modo che le

cerniere plastiche si formino nelle travi piuttosto che nelle colonne.

Questo requisito non è richiesto per le sezioni delle colonne alla base ed alla sommità dei telai

multipiano e per tutte le sezioni degli edifici monopiano.

7.5.4.1 Travi

Nelle sezioni in cui è attesa la formazione delle cerniere plastiche devono essere verificate le

seguenti relazioni: ≤

M M 1 (7.5.3)

Ed pl,Rd

N N 0,15 (7.5.4)

Ed pl,Rd

( )

+ ≤

V V V 0,50 (7.5.5)

Ed,G Ed,M pl,Rd

dove:

M , N e V sono i valori di progetto del momento flettente, della sollecitazione assiale e del

Ed Ed Ed

taglio;

M , N e V sono i valori delle resistenze plastiche di progetto, flessionale, assiale e

pl,Rd pl,Rd pl,Rd

tagliante determinate secondo criteri di cui al § 4.2.4.1.2;

V è la sollecitazione di taglio di progetto dovuta alle azioni non-sismiche;

Ed,G

V è la forza di taglio dovuta all’applicazione di momenti plastici equiversi M nelle

Ed,M pl,Rd

sezioni in cui è attesa la formazione delle cerniere plastiche.

In assenza di ritegni trasversali, le travi devono avere resistenza sufficiente nei confronti

dell’instabilità flessionale e flesso-torsionale, determinata come in § 4.2.4.1.3. ed assumendo la

formazione della cerniera plastica nella sezione più sollecitata in condizioni sismiche.

7.5.4.2 Colonne

Le colonne devono essere verificate in compressione considerando la più sfavorevole combinazione

di sollecitazioni assiali e flessionali.

Le sollecitazioni di progetto sono determinate come:

= + γ ⋅ Ω ⋅

N N 1,1 N (7.5.6)

Ed Ed,G Rd Ed,E

265 ⋅ ⋅

γ Ω

M =M +1,1 M (7.5.7)

Ed Ed,G Rd Ed,E

⋅ ⋅

γ Ω

V =V +1,1 V (7.5.8)

Ed Ed,G Rd Ed,E

in cui

N , M , V sono le sollecitazioni di compressione, flessione e taglio dovute alle azioni non

Ed,G Ed,G Ed,G

sismiche;

N , M , V sono le sollecitazioni dovute alle azioni non sismiche;

Ed,E Ed,E Ed,E

γ è il fattore di sovraresistenza;

Rd

Ω Ω =

è il minimo valore tra gli M M di tutte le travi in cui si attende la formazione

i pl,Rd,i Ed,i

M il momento flettente di progetto della i-esima trave in

di cerniere plastiche, essendo Ed,i

condizioni sismiche e M il corrispondente momento plastico.

pl,Rd,i

Nelle colonne in cui si attende la formazione di cerniere plastiche, le sollecitazioni devono essere

calcolate nell’ipotesi che nelle cerniere plastiche il momento flettente sia pari a M .

pl,Rd

Il taglio di progetto deve rispettare la seguente limitazione:

V V 0, 50 (7.5.9)

Ed pl,Rd

I pannelli nodali dei collegamenti trave-colonna devono essere progettati in modo tale da escludere

la loro plasticizzazione e instabilizzazione a taglio. Tale requisito si può ritenere soddisfatto

quando: <

V min(V , V ) 1 (7.5.10)

vp,Ed vp,Rd vb,Rd

V , V e V rispettivamente la forza di progetto e la resistenza a taglio per

essendo vp,Ed vp,Rd vb,Rd

plasticizzazione e la resistenza a taglio per instabilità del pannello, queste ultime valutate come in §

4.2.4.1.2 e 4.2.4.1.3.

7.5.4.3 Gerarchia delle resistenze trave-colonna

Per assicurare lo sviluppo del meccanismo globale dissipativo è necessario rispettare la seguente

gerarchia delle resistenze tra la trave e la colonna dove, oltre ad aver rispettato tutte le regole di

dettaglio previste nella presente norma, si assicuri per ogni nodo trave-colonna del telaio che

∑ ∑

≥ γ ⋅

M M (7.5.11)

C,pl,Rd RD b,pl,Rd

γ

dove =1,3 per strutture in classe CD”A” e 1,1 per CD”B”, M è il momento resistente della

RD C,pl,Rd

colonna calcolato per i livelli di sollecitazione assiale presenti nella colonna nelle combinazioni

è il momento resistente delle travi che convergono nel nodo trave-

sismiche delle azioni ed M b,pl,Rd

colonna.

7.5.4.4 Collegamenti trave-colonna

I collegamenti trave-colonna devono essere progettati in modo da possedere una adeguata

sovraresistenza per consentire la formazione delle cerniere plastiche alle estremità delle travi

secondo le indicazioni di cui al § 7.5.3.3. In particolare, il momento flettente resistente del

collegamento, M , trave-colonna deve soddisfare la seguente relazione

j,Rd ≥ ⋅ γ ⋅

M 1,1 M (7.5.12)

j,Rd Rd b,pl,Rd

γ

dove M è il momento resistente della trave collegata e è il coefficiente di sovra-resistenza

b,pl,Rd Rd

indicato nella tabella 7.5.I. 266

7.5.4.5 Pannelli nodali

Nei nodi trave-colonna, i pannelli d’anima delle colonne devono possedere una resistenza

sufficiente e consentire lo sviluppo del meccanismo dissipativo della struttura a telaio, e cioè la

plasticizzazione delle sezioni delle travi convergenti nel nodo trave-colonna.

La forza di taglio agente sul pannello d’anima del nodo trave-colonna deve essere determinata

assumendo la completa plasticizzazione delle travi in esso convergenti secondo lo schema e le

modalità previste in fase di progetto.

7.5.4.6 Collegamenti colonna-fondazione

Il collegamento colonna-fondazione deve essere progettato in modo tale da risultare sovra-resistente

rispetto alla colonna ad esso collegata.

In particolare, il momento resistente plastico del collegamento deve rispettare la seguente

disuguaglianza ( )

≥ ⋅ γ ⋅

M 1,1 M N (7.5.13)

C,Rd Rd c,pl,Rd Ed

dove M è il momento resistente plastico di progetto della colonna, calcolato per lo sforzo

c,pl,Rd

normale di progetto N che fornisce la condizione più gravosa per il collegamento di base. Il

Ed

γ

coefficiente è fornito nel §7.5.1.

Rd

7.5.5 REGOLE DI PROGETTO SPECIFICHE PER STRUTTURE CON

CONTROVENTI CONCENTRICI

Le strutture con controventi concentrici devono essere progettate in modo che la plasticizzazione

delle diagonali tese preceda la rottura delle connessioni e l’instabilizzazione di travi e colonne.

Le diagonali hanno essenzialmente funzione portante nei confronti delle azioni sismiche e, a tal

fine, tranne che per i controventi a V, devono essere considerate le sole diagonali tese.

Le membrature di controvento devono appartenere alla prima o alla seconda classe di cui al §

d

4.2.2.1. Qualora esse siano costituite da sezioni circolari cave, il rapporto tra il diametro esterno e

t deve soddisfare la limitazione . Nel caso in cui le aste di controvento siano

lo spessore d / t 36

costituite da profili tubolari a sezione rettangolare, i rapporti larghezza-spessore delle parti che

costituiscono la sezione non devono eccedere 18, a meno che le pareti del tubo non siano irrigidite.

La risposta carico-spostamento laterale deve risultare sostanzialmente indipendente dal verso

dell’azione sismica.

Per edifici con più di due piani, la snellezza adimensionale delle diagonali deve rispettare le

seguenti condizioni

≤ λ ≤

1,3 2 in telai con controventi ad X;

λ ≤ 2 in telai con controventi a V.

Per garantire un comportamento dissipativo omogeneo delle diagonali all’interno della struttura, i

Ω =

coefficiente di sovra-resistenza N N calcolati per tutti gli elementi di controvento,

i pl,Rd,i Ed,i

devono differire tra il massimo ed il minimo di non più del 25%.

Travi e colonne considerate soggette prevalentemente a sforzi assiali in condizioni di sviluppo del

meccanismo dissipativo previsto per tale tipo di struttura devono rispettare la condizione

( ) ≤

N N M 1 (7.5.14)

Ed pl,Rd Ed

è valutata con l’espressione 7.5.6 e N è la resistenza nei confronti dell’instabilità,

in cui N

Ed pl,Rd

calcolata come in § 4.2.3.1.6 § 4.3.3.1.3 tenendo conto dell’interazione con il momento flettente

M valutato con l’espressione 7.5.7. Nei telai con controventi a V le travi devono resistere agli

Ed 267

effetti delle azioni di natura non sismica senza considerare il supporto dato dalle diagonali e alle

forze verticali squilibrate che si sviluppano per effetto delle azioni sismiche a seguito della

plasticizzazione delle diagonali tese e dell’instabilizzazione delle diagonali compresse. Per

determinare questo effetto si può considerare una forza pari a N nelle diagonali tese e a

pl,Rd

γ ⋅ γ =

N nelle diagonali compresse, essendo 0,3 0 il fattore che permette di stimare la

pb pl,Rd pb

resistenza residua dopo l’instabilizzazione. I collegamenti delle diagonali alle altre parti strutturali

devono garantire il rispetto del requisito di sovra-resistenza di cui al § 7.5.3.3.

7.5.5.1 Resistenza dei collegamenti

I collegamenti delle diagonali di controvento alle altre parti strutturali devono essere progettati

secondo quanto esposto in § 7.5.3.3.

7.5.6 REGOLE DI PROGETTO SPECIFICHE PER STRUTTURE CON

CONTROVENTI ECCENTRICI

I controventi eccentrici dividono le travi dei telai in due o più parti. Ad una di queste parti, chiamata

«elemento di connessione» o «link», è affidato il compito di dissipare l’energia sismica attraverso

deformazioni plastiche cicliche taglianti e/o flessionali.

Gli elementi di connessione vengono denominati «corti» quando la plasticizzazione avviene per

taglio, «lunghi» quando la plasticizzazione avviene per flessione e «intermedi» quando la

plasticizzazione è un effetto combinato di taglio e flessione. In relazione alla lunghezza “e” del

dell’elemento di connessione, si adotta la classificazione seguente:

M

( )

≤ + α l,Rd

« corti»: e 0,8 1 (7.5.15a)

V

l,Rd

M M

( ) ( )

+ α < < + α

l,Rd l,Rd

«intermedi»: 0,8 1 e 1,5 1 (7.5.15b)

V V

l,Rd l,Rd

M

( )

≥ + α l,Rd

«lunghi»: e 1,5 1 (7.5.15c)

V

l,Rd

dove M e V sono, rispettivamente, la resistenza flessionale e la resistenza a taglio di progetto

l,Rd l,Rd α

dell’elemento di connessione, è il rapporto tra il minore ed il maggiore dei momenti flettenti attesi

6

alle due estremità dell’elemento di connessione . Per le sezioni ad I il momento resistente, M , ed

l,Rd

il taglio resistente, V , dell’elemento di connessione sono definiti in assenza di sollecitazione

l,Rd

assiale, rispettivamente, dalle formule: ( )

= ⋅ ⋅ ⋅

M f b t h-t (7.5.16)

l,Rd y f f

f ( )

⋅ ⋅

y

V = t h-t (7.5.17)

l,Rd w f

3

Quando il valore della sollecitazione assiale di calcolo N presente nell’elemento di connessione

Ed

supera il 15% della resistenza plastica a sollecitazione assiale della sezione dell’elemento, N , va

pl,Rd

tenuta opportunamente in conto la riduzione della resistenza plastica a taglio, V , e flessione,

l,Rd

M , dell’elemento di connessione.

l,Rd θ

L’angolo di rotazione rigida tra l’elemento di connessione e l’elemento contiguo non deve

p

eccedere i seguenti valori:

α

6 Quando =1 i momenti flettenti alle due estremità sono uguali e nell’elemento di connessione si formano due cerniere

plastiche. 268

θ ≤

«corti»: 0, 08rad (7.5.18a)

p

θ ≤

«lunghi»: 0, 02rad (7.5.18b)

p

Per gli elementi di connessione «intermedi» si interpola linearmente tra questi valori.

La resistenza ultima degli elementi di connessione (M , V ), a causa di diversi effetti, quali

u u

l’incrudimento, la partecipazione della soletta dell’impalcato e l’aleatorietà della tensione di

snervamento, è maggiore di M e V . Sulla base dei risultati sperimentali disponibili, la

sovraresistenza può essere calcolata mediante le seguenti relazioni:

= ⋅ ⋅

M 0, 75 e V

u l,Rd

«corti»: (7.5.19a)

= ⋅

V 1,5 V

u l,Rd

= ⋅

M 1,5 M

u l,Rd

M

«lunghi»: (7.5.19b)

= ⋅ l,Rd

V 2

u e

Tali relazioni riguardano gli elementi di connessione «corti» e «lunghi», rispettivamente; nel caso

degli elementi di connessione «intermedi» la resistenza ultima può essere determinata per

interpolazione.

Per garantire un comportamento dissipativo omogeneo degli elementi di collegamento all’interno

Ω calcolati per tutti gli elementi di collegamento,

della struttura, i coefficienti di sovra-resistenza i Ω

devono differire tra il massimo ed il minimo di non più del 25%. I coefficienti degli elementi

i

“link” sono definiti secondo le formule seguenti Ω = ⋅

1, 5 M M (7.5.20a)

«lunghi» ed «intermedi»: i l,Rd,i Ed,i

Ω = ⋅

«corti»: 1, 5 V V (7.5.20a)

i l,Rd,i Ed,i

dove M e V sono momento e taglio resistenti dell’elemento di collegamento, M e V sono

l,Rd l,Rd Ed,i Ed,i

le sollecitazioni di calcolo ottenute dalla combinazione sismica. Le membrature che non

contengono gli elementi di connessione devono essere verificate come indicato in §7.5.5, in cui è

i

Ω = ⋅

1, 5 M M relativi agli elementi di connessione «lunghi» ed il

il minimo tra tutti gli i l,Rd,i Ed,i

Ω = ⋅

minimo fra tutti gli 1, 5 V V relativi agli elementi di connessione «corti».

i l,Rd,i Ed,i

Il comportamento degli elementi di connessione lunghi è dominato dalla plasticizzazione per

flessione. Le modalità di collasso tipiche di tali elementi di connessione sono rappresentate dalla

instabilità locale della piattabanda compressa e dalla instabilità flesso-torsionale. In tal caso gli

irrigidimenti devono distare 1.5 b dalla estremità degli elementi di connessione.

f

In tutti i casi, gli irrigidimenti d’anima devono essere disposti da ambo i lati in corrispondenza delle

estremità delle diagonali. Con riferimento al dettaglio costruttivo degli irrigidimenti, nel caso di

«elementi di connessione corti» e travi di modesta altezza ( 600 mm) è sufficiente che gli

irrigidimenti siano disposti da un solo lato dell’anima, impegnando almeno i 3/4 della altezza

dell’anima. Tali irrigidimenti devono avere spessore non inferiore a t , e comunque non inferiore a

w

10 mm, e larghezza pari a (b /2)-t .

f w

Nel caso degli elementi di connessione lunghi e degli elementi di connessione intermedi, gli

irrigidimenti hanno lo scopo di ritardare l’instabilità locale e, pertanto, devono impegnare l’intera

altezza dell’anima.

Le saldature che collegano il generico elemento di irrigidimento all’anima devono essere progettate

per sopportare una sollecitazione pari a A f , essendo A l’area dell’elemento di irrigidimento; le

st y st

saldature che lo collegano alle piattabande devono essere progettate per sopportare una

f /4.

sollecitazione pari a A

st y 269

7.5.6.1 Resistenza dei collegamenti

Si applica quanto esposto in § 7.5.3.3, intendendo con il termine R la resistenza plastica

pl,Rd

sviluppata dall’elemento di connessione. 270

7.6 COSTRUZIONI COMPOSTE DI ACCIAIO-CALCESTRUZZO

Gli edifici con struttura sismo-resistente composta acciaio-calcestruzzo devono essere progettati

assumendo uno dei seguenti comportamenti strutturali:

a) comportamento strutturale dissipativo con meccanismi di dissipazione in componenti e

membrature composte acciaio-calcestruzzo;

b) comportamento strutturale dissipativo con meccanismi di dissipazione in componenti e

membrature in solo acciaio strutturale;

c) comportamento strutturale non-dissipativo.

L’assunzione del comportamento strutturale tipo b) è subordinata all’adozione di misure specifiche

atte a prevenire l’attivazione dei componenti in calcestruzzo sulla resistenza delle zone dissipative.

In questi casi, il progetto della struttura va condotto con riferimento ai metodi di cui al § 4.3 delle

presenti norme, per le combinazioni di carico non sismiche, e con riferimento ai paragrafi successivi

del presente capitolo per le combinazioni di carico comprendenti gli effetti sismici.

Ai fini dei criteri di dimensionamento si applicano le indicazioni del § 7.2.1.

7.6.1 CARATTERISTICHE DEI MATERIALI

7.6.1.1 Calcestruzzo

Non è ammesso l’impiego di calcestruzzo di classe inferiore a C20/25.

Nella progettazione, nel campo di applicazione delle presenti norme, non è consentito l’impiego di

calcestruzzi di classe superiore alla C40/50.

7.6.1.2 Acciaio per c.a.

L’acciaio per c.a. deve essere del tipo B450C, di cui al § 11.3.2.1 delle presenti norme; l’uso

dell’acciaio B450A è consentito nei soli casi previsti nel § 7.4.2.2.

7.6.1.3 Acciaio strutturale

L’acciaio strutturale deve corrispondere alle qualità di cui al § 7.5 e al § 11.3.4. delle presenti

norme.

7.6.2 TIPOLOGIE STRUTTURALI E FATTORI DI STRUTTURA

7.6.2.1 Tipologie strutturali

Le costruzioni composte acciaio-calcestruzzo possono essere realizzate con riferimento alle

tipologie strutturali seguenti, il cui funzionamento è descritto nel § 7.5.2:

a) strutture intelaiate;

b) strutture con controventi concentrici realizzati in acciaio strutturale;

c) strutture con controventi eccentrici nelle quali gli elementi di connessione, attraverso la

plasticizzazione dei quali avviene la dissipazione, devono essere realizzati in solo acciaio

strutturale;

strutture a mensola o a pendolo inverso;

d) 271

e) strutture intelaiate controventate

Per strutture con pareti o nuclei in c.a., nelle quali la resistenza all’azione sismica è affidata alle

parti in cemento armato, si rimanda al § 7.4. Le pareti possono essere accoppiate mediante travi in

acciaio o composte.

7.6.2.2 Fattori di struttura

Si applicano le prescrizioni di cui al § 7.5.6 per quanto riguarda il valore di riferimento q del fattore

0

di struttura, a condizione che siano rispettate le prescrizioni e le regole esposte nel presente capitolo.

7.6.3 RIGIDEZZA DELLA SEZIONE TRASVERSALE COMPOSTA

La rigidezza elastica della sezione nella quale il calcestruzzo è sollecitato da sforzi di compressione

/E = 7, essendo E il modulo

va valutata utilizzando un coefficiente di omogeneizzazione n = E a cm cm

di elasticità secante del calcestruzzo.

Il calcolo del momento di inerzia non fessurato, I , delle sezioni composte in cui il calcestruzzo è

1

soggetto a compressione, va valutato omogeneizzando il calcestruzzo della soletta compreso nella

larghezza efficace, determinata come al § 7.6.5.1.1.

Nei casi in cui il calcestruzzo è soggetto a sforzi di trazione, la rigidezza della sezione composta

dipende dal momento di inerzia della sezione fessurata I , calcolato assumendo fessurato il

2

calcestruzzo ed attive le sole componenti metalliche della sezione, profilo strutturale ed armatura

collocata nella larghezza efficace.

7.6.4 CRITERI DI PROGETTO E DETTAGLI PER STRUTTURE DISSIPATIVE

7.6.4.1 Criteri di progetto per strutture dissipative

Il progetto delle strutture composte acciaio-calcestruzzo di tipo dissipativo deve garantire una

risposta globale stabile anche in presenza di fenomeni locali di plasticizzazione, instabilità o altri

connessi al comportamento isteretico della struttura. A tale scopo occorre dotare le zone dissipative

di adeguata resistenza e duttilità.

Nel caso di comportamento tipo b) di cui al § 7.6, la resistenza va valutata per le parti in carpenteria

metallica secondo quanto indicato nel § 7.5. In tutti i casi in cui la zona dissipativa è di tipo

composto, la resistenza va calcolata facendo riferimento alle regole specifiche riportate nel presente

documento ed a metodologie di comprovata affidabilità.

La duttilità va invece conseguita facendo ricorso ad appositi ed efficaci dettagli costruttivi.

La capacità di dissipazione può essere attribuita solamente alle membrature; pertanto i collegamenti

e tutte le componenti non dissipative della struttura devono essere dotati di adeguata sovraresistenza.

7.6.4.2 Resistenza plastica delle zone dissipative

La progettazione sismica delle strutture composte acciaio-calcestruzzo è basata sulla valutazione del

limite inferiore (E ) e del limite superiore (E ) della resistenza plastica.

pl,Rd U.Rd

Il limite inferiore della resistenza delle zone dissipative (E ) va impiegato nell’ambito delle

pl,Rd

verifiche di progetto degli elementi dissipativi, per cui deve risultare E <E , essendo E il

Sd pl.Rd Sd

valore della caratteristica della sollecitazione relativa alla combinazione di carico sismica.

) va impiegato per le verifiche di

Il limite superiore della resistenza delle zone dissipative (E U,Rd

gerarchia delle resistenze necessarie per lo sviluppo dei meccanismi di collasso prescelti. Tale

272

valore tiene conto degli effetti della sovraresistenza analogamente a quanto previsto nelle strutture

γ γ

= 1,1 E , con definito nel § 7.5.1.

in acciaio: E U,Rd Rd pl,Rd Rd

7.6.4.3 Collegamenti composti nelle zone dissipative

I fenomeni di plasticizzazione durante l’evento sismico devono aver luogo esclusivamente nei

componenti in acciaio strutturale per cui si deve garantire l’integrità dei componenti in calcestruzzo

soggetto a compressione.

Lo snervamento delle barre di armatura della soletta può essere ammesso solamente quando le travi

composte soddisfano le prescrizioni di cui al § 7.6.5.2 circa la profondità dell’asse neutro

adimensionalizzato a rottura (Tab. 7.6.IV).

Per il progetto dei collegamenti deve risultare: ≥

R R (7.6.1)

j

,

d U , Rd

è la resistenza di progetto del collegamento;

dove: R j

, d

è il limite superiore della resistenza plastica della membratura collegata, valutato come

R U , Rd

indicato al precedente § 7.6.4.2.

Nelle zone di intersezione tra trave e colonna vanno disposte apposite armature metalliche nella

soletta in calcestruzzo per governare effetti locali di diffusione delle tensioni. La progettazione delle

armature longitudinali nel calcestruzzo delle zone nodali deve essere effettuata con modelli che

soddisfino l’equilibrio.

Nei nodi trave-colonna caratterizzati da profili rivestiti completamente o parzialmente di

calcestruzzo, la resistenza a taglio del pannello può essere calcolata come la somma dei contributi

del calcestruzzo e del pannello in acciaio. In particolare, se l’altezza della sezione della trave non

differisce da quella del pilastro di più del 40% la resistenza a taglio si ottiene sommando i due

contributi resistenti forniti, rispettivamente, dall’acciaio e dal calcestruzzo

( )

= ⋅ + (7.6.2)

V 0

,

8 V V

wp , Rd wp , s , Rd wp , c , Rd

dove V è il contributo resistente del pannello d’anima in acciaio calcolato secondo i metodi

wp,s,Rd è il contributo resistente a taglio fornito dal calcestruzzo che deve essere

indicati nel § 4.2, V

wp,c,Rd

determinato utilizzando appropriati modelli resistenti a puntone tipici delle strutture in calcestruzzo.

Lo sforzo di taglio di progetto V , con cui confrontare la resistenza di progetto V , è calcolato

wp,Sd wp,Rd

considerando le forze su di esso applicate e tenendo in conto lo sviluppo delle resistenze plastiche

degli elementi “dissipativi” in esso convergenti, quali le travi composte.

7.6.5 REGOLE SPECIFICHE PER LE MEMBRATURE

Nelle zone dissipative il rapporto tra la larghezza e lo spessore dei pannelli d’anima e delle ali deve

rispettare i seguenti limiti:

- per le zone dissipative in solo acciaio (non rivestite in calcestruzzo) valgono le indicazioni di

cui al precedente § 7.5.6.

- per le zone dissipative rivestite in calcestruzzo i valori dei rapporti larghezza-spessore per le

facce dei profilati metallici impiegati devono rispettare le limitazioni di cui alla Tab. 7.6.I

Tabella 7.6.I - Valori limite della snellezza per i profilati metallici. ≤ ≤

Valore di riferimento del fattore di struttura q q > 4

1,5÷2 q 4

0 0

0

Sezione ad H o I parzialmente o totalmente rivestita di calcestruzzo: limiti ε ε

14 9

c t

per le sporgenze delle ali / :

f ε ε

h t

Sezione rettangolare cava riempita di calcestruzzo: / limite 38 24

2 2

ε ε

d t

Sezione circolare cava riempita di calcestruzzo: / limite 85 80

273

Nella Tab. 7.6.1 è

0,5

ε=(235/f )

yk

c/t è il rapporto tra la larghezza e lo spessore della parte in aggetto dell’ala definita nella

f Fig. 7.6.1

d/t ed h/t sono i rapporti tra massima dimensione esterna e spessore.

Nel progetto di tutti i tipi di colonne composte si può tener conto della resistenza della sola sezione

in acciaio o della combinazione di quella dell’acciaio e del calcestruzzo. La dimensione minima,

base o altezza per le sezioni rettangolari o diametro per le sezioni circolari, delle colonne

completamente rivestite di calcestruzzo deve essere non inferiore a 250 mm.

Figura 7.6.1 - Rapporti dimensionali

Le colonne non devono essere progettate per dissipare energia, con l’esclusione delle zone al piede

della struttura in specifiche tipologie strutturali. Per compensare le incertezze connesse all’effettiva

risposta dell’organismo strutturale alle azioni sismiche, è necessario predisporre armatura

trasversale per il confinamento delle zone critiche.

Quando è necessario sfruttare interamente la resistenza plastica di una colonna composta per

soddisfare la gerarchia delle resistenze o le verifiche di resistenza, si deve garantire la completa

interazione tra la componente in acciaio e quella in calcestruzzo.

In tutti i casi in cui è insufficiente il trasferimento degli sforzi tangenziali per aderenza ed attrito, è

richiesto l’uso di connettori a taglio per il trasferimento mediante interazione meccanica e il

ripristino dell’azione composta, calcolati secondo quanto indicato in §4.3.

7.6.5.1 Travi con soletta collaborante

Nelle travi con soletta collaborante il grado di connessione N/N , definito al § 4.6.5.2.1., deve

f

risultare non inferiore a 0,8 e la resistenza complessiva dei connettori a taglio nella zona in cui il

calcestruzzo della soletta è teso non deve essere inferiore alla resistenza plastica delle armature

longitudinali.

La resistenza di calcolo dei connettori a piolo si ottiene, a partire da quella indicata al § 4.6.5.4,

applicando un fattore di riduzione 0,75.

Nelle zone dissipative soggette a momento positivo va controllato il rapporto x/d dato da:

ε ε ε

x/d < ( + ) (7.6.3)

cu/ cu a

nella quale :

- x è la profondità dell’asse neutro a rottura,

d è l’altezza totale della sezione composta;

- ε

- è la deformazione a rottura del calcestruzzo valutata tenendo conto degli effetti di degrado

cu

ciclico del materiale; 274

ε

- è la deformazione totale al lembo teso del profilo metallico.

a

Il suddetto requisito di duttilità può ritenersi soddisfatto quando il rapporto x/d soddisfa i limiti

riportati in Tab. 7.6.II.

Tabella 7.6.II Valori limite del rapporto x/d per le travi composte, al variare del fattore q .

- 0

1,5<q q >4

≤4

2 0 0

f (N/mm )

y (x/d) (x/d)

limite limite

235 0,36 0,27

275 0,32 0,24

355 0,27 0,20

7.6.5.1.1 Definizione della larghezza efficace delle travi composte

La determinazione delle caratteristiche geometriche della sezione composta va effettuata

considerando un’appropriata larghezza collaborante della soletta e delle relative armature

longitudinali.

La larghezza collaborante b si determina con le modalità indicate nel § 4.3.2.3 e si ottiene come

eff e b ai due lati dell’asse della trave e della larghezza b impegnata

somma delle due aliquote b e1 e2 c

direttamente dai connettori. = b + b + b (7.6.4)

b eff e1 e2 c

Ciascuna aliquota b , b va calcolata sulla base delle indicazioni contenute nelle Tab. 7.6.III e

e1 e2

7.6.IV e non deve superare, rispettivamente, la metà dell’interasse tra le travi o l’intera distanza del

bordo libero della soletta dall’asse della trave adiacente.

Nelle tabelle che seguono, con riferimento alla diversa collocazione delle membrature nell’ambito

del telaio, sono riportati i valori della larghezza efficace parziale b da utilizzare nella analisi

ei

elastica della struttura (momento d’inerzia/rigidezza flessionale) – Tab. 7.6.III – e per il calcolo dei

momenti plastici – Tab. 7.6.IV.

I termini utilizzati sono definiti nella Fig. 7.6.2. Nella Tab. 7.6.IV con b viene individuata la

magg

larghezza di eventuali piastre addizionali saldate alle piattabande delle colonne con lo scopo di

aumentare la capacità portante del calcestruzzo in prossimità dell’area nodale; qualora queste non

siano installate, tale parametro coincide con la larghezza b della colonna.

c

7.6.5.2 Membrature composte parzialmente rivestite di calcestruzzo

L’adozione di specifici dettagli d’armatura trasversale, come quelli riportati in Fig. 7.6.1, può

ritardare l’innesco dei fenomeni di instabilità locale nelle zone dissipative. I limiti riportati in Tab.

7.6.I per le piattabande possono essere incrementati se tali barre sono caratterizzate da un interasse

longitudinale, s , minore della lunghezza netta, c, della piattabanda, s /c <1,0. In particolare:

l l

- per s /c 0,5, i limiti di Tab. 7.6.I possono essere moltiplicati per un coefficiente 1,50;

l

- per 0,5 < s /c <1,0 si può interpolare linearmente tra i coefficienti 1,50 e 1,00.

l

Deve essere inoltre garantito un copriferro netto di almeno 20 mm e non superiore a 40 mm.

I valori minimi dell’interasse delle staffe necessario per poter assicurare all’elemento composta una

buon comportamento sotto azioni sismiche sono ricavati dalle limitazioni presentate in § 7.6.5.3

275

Tabella 7.6.III - Definizione della larghezza efficace parziale per il calcolo della rigidezza flessionale..

Larghezza efficace parziale

Membratura trasversale b ei

-

Nodo/Colonna interni Presente o non presente Per M : 0,05 L

+

Per M : 0,0375 L

Nodo/Colonna esterni Presente -

Per M : 0

Nodo/Colonna esterni Non presente/Armatura non ancorata +

Per M : 0,025 L

Tabella 7.6.IV - Definizione della larghezza efficace parziale per il calcolo del momento plastico.

Posizione Larghezza efficace

Segno del parziale

Membratura trasversale

momento flettente b ei

-

Negativo, M Colonna interna Armatura sismica incrociata 0,10 L

Colonna esterna Armature ancorate alle travi di facciata o al cordolo di

-

Negativo, M 0,10 L

estremità

Colonna esterna Armature non ancorate alle travi di facciata o al cordolo di

-

Negativo, M 0

estremità

+

Positivo, M Colonna interna Armatura sismica incrociata 0,075 L

Colonna esterna Trave in acciaio trasversale dotata di connettori; Soletta

+

Positivo, M disposta in modo da raggiungere o superare il filo esterno 0,075 L

della colonna disposta in asse forte

Colonna esterna Trave trasversale assente o priva di connettori; Soletta

+

Positivo, M disposta in modo da raggiungere o superare il filo esterno b /2+0,7 h /2

magg c

della colonna disposta in asse forte ≤

+ Colonna esterna

Positivo, M Disposizioni differenti b /2 0,05 L

magg

A = colonna esterna

B = colonna interna

C = trave longitudinale

D = trave trasversale

E = sbalzo in calcestruzzo

Figura 7.6.2 - Definizione degli elementi in una struttura intelaiata

276

7.6.5.3 Colonne composte completamente rivestite di calcestruzzo

Nelle strutture intelaiate le zone critiche delle colonne sono entrambe le estremità dei tratti di

lunghezza libera delle colonne, e nei sistemi di controventi eccentrici le porzioni di colonna

adiacenti agli elementi di connessione. Per la loro lunghezza si rimanda al § 7.4.6.1.2.

La dimensione minima, base o altezza per le sezioni rettangolari o diametro per le sezioni circolari,

delle colonne completamente rivestite di calcestruzzo deve essere non inferiore a 250 mm.

La presenza di armatura trasversale nelle zone dissipative interviene sui fenomeni di instabilità

locale del profilo metallico quando disposta secondo un interasse s minore della larghezza c della

piattabanda del profilo. In particolare, possono essere seguite le indicazioni fornite in § 7.6.5.2 che

permettono di modificare i valori limite della snellezza delle piattabande dei profilati metallici.

Nelle zone prossime agli elementi dissipativi, in genere in sommità ed alla base dei pilastri, deve

essere disposta un’armatura trasversale, in grado di produrre un efficace effetto di confinamento sul

calcestruzzo, con un interasse che non deve eccedere il minimo dei seguenti valori: metà della

dimensione minima del nucleo di calcestruzzo contenuto nelle staffe, 175 mm oppure 8 volte il

diametro minimo dell’armatura longitudinale disposta lungo la colonna. Tale interasse nei pilastri

del livello più basso è da assumere paro al minimo dei seguenti valori: metà della dimensione

minima del nucleo di calcestruzzo contenuto nelle staffe, 150mm oppure 6 volte il diametro minimo

dell’armatura longitudinale disposta lungo la colonna.

Il diametro minimo delle armature trasversali non deve essere inferiore a 6 mm e comunque pari al

massimo dei seguenti valori: 6mm e a 0,35 volte il diametro massimo minimo delle armature

0,5

/f ) essendo f e f le tensioni di progetto della piattabanda

longitudinali moltiplicato per (f ydf ydw ydf ydw

e dell’armatura.

7.6.5.4 Colonne composte riempite di calcestruzzo.

I profilati metallici devono rispettare i rapporti dimensionali riportati in Tabella 7.6.I. La resistenza

a taglio nelle zone dissipative può essere valutata facendo riferimento alla sola sezione di acciaio o

sulla base di quella in cemento armato. In quest’ultimo caso il rivestimento in acciaio può essere

utilizzato come armatura a taglio.

7.6.6 REGOLE SPECIFICHE PER STRUTTURE INTELAIATE

7.6.6.1 Analisi strutturale

L’analisi strutturale è basata sul principio dell’omogeneizzazione che per le sezioni composte è

riassunto al punto 7.6.3. Nelle travi composte, la rigidezza flessionale va assunta dipendente dal

regime di sollecitazione; in particolare, l’analisi strutturale va condotta suddividendo le travi in due

zone, fessurata e non fessurata, caratterizzate da differente rigidezza flessionale, EI in presenza di

1

calcestruzzo soggetto a compressione, EI in presenza di calcestruzzo soggetto a sforzi di trazione.

2

In alternativa è possibile assumere un momento d’inerzia equivalente costante lungo l’intera trave,

I , dato dalla relazione:

eq I = 0.6 I + 0.4 I . (7.6.5)

eq 1 2

La rigidezza flessionale delle colonne composte può essere assunta pari a:

(EI) = 0.9(EI + r E Ic + E I ) (7.6.6)

C a cm s

nella quale E e E sono i moduli di elasticità dell’acciaio e del calcestruzzo; I , I e I sono i

cm a c s

momenti di inerzia della sezione in acciaio, del calcestruzzo e delle armature, rispettivamente. Il

coefficiente di riduzione r dipende dal tipo di sezione trasversale, ma può essere generalmente

assunto pari a 0.5. 277

7.6.6.2 Regole di dettaglio per travi e colonne

Le travi devono essere verificate per instabilità flessionale e flesso-torsionale in accordo con il §

4.6.4.5 assumendo la formazione di un momento plastico negativo ad una estremità dell’elemento.

I tralicci composti non possono essere usati come elementi dissipativi.

Per le travi si applicano le formule di verifica di cui al paragrafo § 7.5.4.1 della presente norma.

Ai fini della verifica delle colonne si applicano le regole di cui al paragrafo § 7.5.4.2 della presente

norma.

7.6.6.3 Collegamenti trave-colonna

I collegamenti trave-colonna devono essere progettati secondo le indicazioni contenute al punto

7.5.4.3.

7.6.6.4 Gerarchia trave-colonna

Per assicurare lo sviluppo delle cerniere plastiche secondo la configurazione prevista occorre

definire un meccanismo dissipativo che assicuri una richiesta locale di duttilità compatibile con gli

elementi strutturali coinvolti, eliminando perciò meccanismi di piano soffice. Tale requisito si

considera soddisfatto se,dopo aver rispettato tutte le regole di dettaglio previste nella presente

norma, si assicuri per ogni nodo trave-colonna del telaio che

∑ ∑

≥ γ ⋅

M M (7.6.7)

C,pl,Rd Rd b,pl,Rd

γ

dove = 1,30 per le strutture in CD “A” e 1,10 per le strutture in CD “B”, con le regole

Rd

applicative e il significato dei simboli dati in § 7.5.4.3, M è il momento resistente della

C,pl,Rd

colonna calcolato per i livelli di sollecitazione assiale presenti nella colonna nelle combinazioni

è il momento resistente delle travi che convergono nel nodo trave-

sismiche delle azioni ed M b,pl,Rd

colonna.

7.6.6.5 Collegamenti colonna-fondazione

I collegamenti colonna-fondazione devono essere progettati secondo le indicazioni contenute al

punto § 7.5.4.6.

7.6.7 REGOLE SPECIFICHE PER STRUTTURE CON CONTROVENTI

CONCENTRICI

I telai composti con controventi concentrici devono essere progettati in modo da innescare la

plasticizzazione nei soli controventi tesi, prima della rottura delle connessioni e prima della

plasticizzazione o instabilità delle colonne e delle travi.

A tal fine occorre rispettare le regole di progetto e di dettaglio di cui al § 7.5.5.

7.6.8 REGOLE SPECIFICHE PER STRUTTURE CON CONTROVENTI

ECCENTRICI

I telai composti con controventi eccentrici devono essere progettati in modo tale che la dissipazione

di energia sia localizzata nei link e abbia luogo per plasticizzazione a taglio e/o a flessione dello

stesso.

Le colonne, le travi e i controventi possono essere sia in acciaio che composti acciaio-calcestruzzo.

I collegamenti e tutte le parti delle membrature e dei controventi esterni ai link a taglio devono

278

essere mantenuti in campo elastico sotto la massima azione che può essere generata dalla

plasticizzazione e dall’incrudimento in campo ciclico del link.

Il controllo del meccanismo di collasso va eseguito con riferimento al punto § 7.5.6.

279

7.7 COSTRUZIONI DI LEGNO

Per le costruzioni in legno, si definiscono i seguenti termini:

duttilità statica: si intende il rapporto tra lo spostamento ultimo e lo spostamento al limite del

- comportamento elastico, valutati con prove quasi-statiche in accordo alle pertinenti normative

sui metodi di prova per le strutture di legno;

- nodi semi-rigidi: giunzioni con deformabilità significativa, tale da dovere essere presa in

considerazione nelle analisi strutturali, e da valutarsi secondo le pertinenti normative di calcolo;

- nodi rigidi: giunzioni con deformabilità trascurabile, ai fini del comportamento strutturale, da

valutarsi secondo le pertinenti normative di calcolo;

- unioni con mezzi di unione a gambo cilindrico: unioni con mezzi meccanici di unione a gambo

cilindrico (chiodi, viti, spinotti, bulloni ecc.), sollecitati perpendicolarmente al loro asse;

- nodi di carpenteria: collegamenti nei quali le azioni sono trasferite per mezzo di zone di

contatto, e senza l’utilizzo di mezzi di unione meccanici; esempio di giunzioni di questo tipo

sono: l’incastro a dente semplice, il giunto tenone-mortasa, il giunto a mezzo legno, ed altri tipi

frequentemente utilizzati nelle costruzioni tradizionali.

7.7.1 ASPETTI CONCETTUALI DELLA PROGETTAZIONE

Gli edifici sismoresistenti in legno devono essere progettati con una concezione strutturale in

accordo ad uno dei seguenti comportamenti:

a) comportamento strutturale dissipativo;

b) comportamento strutturale scarsamente dissipativo.

Le strutture progettate secondo il comportamento a) devono appartenere alla CD “A” o “B”, nel

rispetto dei requisiti di cui al § 7.7.3 in relazione a: tipologia strutturale, tipologia di connessione e

duttilità della connessione.

Le zone dissipative debbono essere localizzate nei collegamenti; le membrature lignee debbono

essere considerate a comportamento elastico, a meno che non vengano adottati per gli elementi

strutturali provvedimenti tali da soddisfare i requisiti di duttilità di cui al § 7.7.3.

Le proprietà dissipative devono essere valutate sulla base di comprovata documentazione tecnico -

scientifica, basata su sperimentazione dei singoli collegamenti o dell’intera struttura o su parte di

essa, in accordo con normative di comprovata validità.

Per le strutture progettate secondo il comportamento b), gli effetti devono essere calcolati mediante

un’analisi elastica globale, assumendo un fattore di struttura q non superiore ad 1,5.

7.7.2 MATERIALI E PROPRIETÀ DELLE ZONE DISSIPATIVE

Si applica, per quanto riguarda il legno, quanto previsto al § 4.4; con riferimento alle altre parti

strutturali, si applica quanto contenuto al Cap. 4 per gli altri materiali.

Qualora si faccia affidamento a comportamenti strutturali dissipativi (CD “A” o “B”), in mancanza

di più precise valutazioni teoriche e sperimentali, si devono applicare le regole seguenti:

a) nelle zone considerate dissipative possono essere utilizzati solamente materiali e mezzi di

unione che garantiscono un adeguato comportamento di tipo oligociclico;

b) le unioni incollate devono essere considerate in generale come non dissipative;

c) i nodi di carpenteria possono essere utilizzati solamente quando questi possono garantire una

sufficiente dissipazione energetica, senza presentare rischi di rottura fragile per taglio o per

trazione ortogonale alla fibratura, e con la presenza di dispositivi atti ad evitarne la

sconnessione. 280

Quanto richiesto nel precedente capoverso (a) può considerarsi soddisfatto se viene rispettato

quanto riportato nel successivo § 7.7.3.

Per l’utilizzo nelle pareti di taglio e nei diaframmi orizzontali, i pannelli strutturali di rivestimento

devono rispettare le seguenti condizioni: 3 e spessore non

a) i pannelli di particelle hanno una massa volumica non inferiore a 650 kg/m

inferiore a 13 mm;

b) i pannelli di compensato presentano spessore non inferiore a 9 mm.

L’acciaio utilizzato per i mezzi di unione meccanici deve soddisfare i seguenti requisiti:

a) l’acciaio utilizzato deve essere compatibile con le prescrizioni riportate nella normativa di

riferimento (europea o nazionale) per le strutture in acciaio;

b) le caratteristiche di duttilità delle connessioni tra gli elementi di rivestimento strutturale e gli

elementi intelaiati di legno per le classi di duttilità A o B (si veda il successivo § 7.7.3) devono

essere verificate mediante prove sperimentali per controllare il soddisfacimento di quanto

richiesto nel successivo § 7.7.3.

7.7.3 TIPOLOGIE STRUTTURALI E FATTORI DI STRUTTURA

In funzione del loro comportamento duttile e della capacità di dissipazione di energia sotto carichi

ciclici, gli edifici a struttura di legno devono essere assegnati alla CD “A” o “B”. Tutte le strutture

che non rispettano le condizioni richieste per le CD “A” o “B” si debbono considerare come

strutture aventi una scarsa capacità di dissipazione energetica, alle quali si assegna un fattore di

≤ 1,5.

struttura q q

Nella Tab. 7.7.I sono riportati, per ciascuna classe, alcuni esempi di strutture e i valori massimi 0

del fattore di struttura da adottarsi in mancanza di altre specifiche valutazioni. Nel caso in cui il

controventamento della struttura sia affidato a materiali diversi (calcestruzzo armato, acciaio), si

deve fare riferimento ai pertinenti paragrafi del presente documento.

Tabella 7.7.I - Tipologie strutturali e fattori di struttura massimi per le classi di duttilità

q 0 Esempi di strutture

Classe q 0 Pannelli di parete chiodati con diaframmi incollati, collegati mediante

3,0 chiodi e bulloni; strutture reticolari con giunti chiodati

Strutture aventi una alta Portali iperstatici con mezzi di unione a gambo cilindrico, spinotti e

capacità di dissipazione

A 4,0 bulloni (con le precisazioni contenute nei seguenti capoversi del § 7.7.3)

energetica Pannelli di parete chiodati con diaframmi chiodati, collegati mediante

5,0 chiodi e bulloni

Pannelli di parete incollati con diaframmi incollati, collegati mediante

chiodi e bulloni; strutture reticolari con collegamenti a mezzo di bulloni

o spinotti; strutture cosiddette miste, ovvero con intelaiatura (sismo-

resistente) in legno e tamponature non portanti

2,0

Strutture aventi una bassa Portali isostatici con giunti con mezzi di unione a gambo cilindrico,

capacità di dissipazione

B spinotti e bulloni (con le precisazioni contenute nei seguenti capoversi

energetica del § 7.7.3)

Portali iperstatici con mezzi di unione a gambo cilindrico, spinotti e

2,5 bulloni (con le precisazioni contenute nei seguenti capoversi del § 7.7.3)

Strutture isostatiche in genere, archi a due cerniere, travi reticolari con connettori, in mancanza di

specifiche valutazioni, sono da considerare come strutture aventi una scarsa capacità di dissipazione

energetica, alle quali si deve dunque assegnare un fattore di struttura q non superiore a 1,5.

0

281

= × ≥

q q K 1,5

Si assume sempre , attribuendo a K i valori indicati nel § 7.3.1.

R

0 R

Al fine di garantire valori del fattore di struttura q superiori ad 1,5, le zone considerate dissipative

devono essere in grado di deformarsi plasticamente per almeno tre cicli a inversione completa, con

un rapporto di duttilità statica pari a 4 per le strutture in CD “B” e pari a 6 per le strutture in CD

“A”, senza che si verifichi una riduzione della loro resistenza maggiore del 20%.

Le disposizioni di cui al precedente capoverso nonché ai precedenti 7.7.2 a) e 7.7.2 b) possono

considerarsi soddisfatte nelle zone dissipative di ogni tipologia strutturale se si verifica quanto

segue:

a) i collegamenti legno-legno o legno-acciaio sono realizzati con perni o con chiodi presentanti

diametro d non maggiore di 12 mm ed uno spessore delle membrature lignee collegate non

minore di 10d;

b) nelle pareti e nei diaframmi con telaio in legno, il materiale di rivestimento strutturale è di legno

o di materiale da esso derivato, con uno spessore minimo pari a 4d e con diametro d dei chiodi

non superiore a 3,1 mm.

Qualora tutte le precedenti prescrizioni non siano soddisfatte, ma sia almeno assicurato lo spessore

minimo degli elementi collegati pari, rispettivamente, a 8d per il caso a) e a 3d per il caso b), si

con i valori massimi presentati in Tab. 7.7.II.

devono utilizzare valori ridotti del coefficiente q 0

Tabella 7.7.II - Tipologie strutturali e valori ridotti del fattore di struttura massimo .

q 0

Tipologie strutturali q 0

Portali iperstatici con mezzi di unione a gambo cilindrico (perni, bulloni) 2,5

Pannelli di parete chiodati con diaframmi chiodati 4,0

Per strutture con proprietà differenti ed indipendenti rispetto alle due direzioni orizzontali

q per la

ortogonali di verifica sismica, si possono utilizzare valori differenti del fattore di struttura 0

valutazione degli effetti dell’azione sismica per ognuna delle due direzioni.

7.7.4 ANALISI STRUTTURALE

Nell’analisi della struttura si deve tener conto, di regola, della deformabilità dei collegamenti.

Si devono utilizzare i valori di modulo elastico per “azioni istantanee”, ricavati a partire dai valori

medi di modulo elastico degli elementi resistenti.

Gli impalcati devono essere in generale assunti con la loro deformabilità; possono essere assunti

come rigidi nel modello strutturale, senza necessità di ulteriori verifiche se:

a) sono state rispettate le disposizioni costruttive date nel successivo § 7.7.5.3 per gli impalcati o,

in alternativa se pertinente, § 7.7.7.2;

b) eventuali aperture presenti non influenzano significativamente la rigidezza globale di lastra nel

proprio piano.

7.7.5 DISPOSIZIONI COSTRUTTIVE

7.7.5.1 Generalità

Le disposizioni costruttive date nei successivi § 7.7.5.2 e 7.7.5.3 si applicano alle parti di struttura

resistenti alla sollecitazione sismica, progettate in accordo con il principio di comportamento

dissipativo (CD “A” e “B”). 282

Le strutture con zone dissipative devono essere progettate in modo che tali zone siano localizzate

principalmente in quei punti della struttura dove eventuali plasticizzazioni, instabilità locali o altri

fenomeni dovuti al comportamento isteretico non compromettano la stabilità globale della struttura.

7.7.5.2 Disposizioni costruttive per i collegamenti

Le membrature compresse ed i loro collegamenti (come per esempio i giunti di carpenteria), per cui

possa essere prevedibile il collasso a causa dell’inversione di segno della sollecitazione, devono

essere progettati in modo tale che non si verifichino separazioni, dislocazioni, disassamenti.

Perni e bulloni devono essere serrati e correttamente inseriti nei loro alloggiamenti (nel rispetto

delle tolleranze previste).

7.7.5.3 Disposizioni costruttive per gli impalcati

Per quanto riguarda gli impalcati, si applica in generale quanto previsto al § 4.4, con le variazioni

seguenti:

a) eventuali fattori di incremento della capacità portante dei mezzi di unione ai bordi dei

rivestimenti strutturali e dell’incremento dell’interasse dei chiodi lungo i bordi discontinui dei

pannelli non devono essere utilizzati;

b) la distribuzione delle forze di taglio negli impalcati deve essere valutata tenendo conto della

disposizione effettiva in pianta degli elementi di controvento verticali;

c) i vincoli nel piano orizzontale tra impalcato e pareti portanti verticali devono essere di tipo

bilatero.

Tutti i bordi dei rivestimenti strutturali devono essere collegati agli elementi del telaio: i

rivestimenti strutturali che non terminano su elementi del telaio devono essere sostenuti e collegati

da appositi elementi di bloccaggio taglio-resistenti. Dispositivi con funzione analoga devono essere

inoltre disposti nei diaframmi orizzontali posti al di sopra di elementi verticali di controvento (ad

esempio le pareti).

La continuità delle travi deve essere assicurata, specialmente in corrispondenza delle zone di

impalcato che risultano perturbate dalla presenza di aperture.

Quando gli impalcati sono considerati, ai fini dell’analisi strutturale, come rigidi nel loro piano, in

corrispondenza delle zone nelle quali si attua il trasferimento delle forze orizzontali agli elementi

verticali (per esempio le pareti di controvento) si deve assicurare il mantenimento della direzione di

tessitura delle travi di impalcato.

7.7.6 VERIFICHE DI SICUREZZA

I valori di resistenza degli elementi di legno fanno riferimento a carichi di tipo “istantaneo”, nelle

condizioni di servizio assunte per la struttura.

Al fine di garantire lo sviluppo del comportamento ciclico dissipativo in corrispondenza delle zone

assunte come dissipative, tutti gli altri elementi strutturali e/o connessioni devono essere progettati

con adeguati valori di sovraresistenza. Tale requisito di sovraresistenza si applica, in particolare, a:

a) collegamenti di elementi tesi o qualsiasi collegamento alle strutture di fondazione;

b) collegamenti tra diaframmi orizzontali ed elementi verticali di controvento.

I giunti di carpenteria non presentano rischi di rottura fragile se la verifica per tensioni tangenziali,

condotta in accordo con il § 4.4, è soddisfatta utilizzando un ulteriore coefficiente parziale di

sicurezza pari a 1,3. 283

7.7.7 REGOLE DI DETTAGLIO

7.7.7.1 Disposizioni costruttive per i collegamenti

Perni e bulloni di diametro d superiore a 16 mm non devono essere utilizzati nei collegamenti

legno-legno e legno-acciaio, eccezion fatta quando essi siano utilizzati come elementi di chiusura

dei connettori e tali, quindi, da non influenzare la resistenza a taglio.

Il collegamento realizzato mediante spinotti o chiodi a gambo liscio non deve essere utilizzato senza

accorgimenti aggiuntivi volti ad evitare l’apertura del giunto.

Nel caso di tensioni perpendicolari alla fibratura, si devono osservare disposizioni aggiuntive al fine

di evitare l’innesco di fratture parallele alla fibratura (splitting).

7.7.7.2 Disposizioni costruttive per gli impalcati

In assenza di elementi di controvento trasversali intermedi lungo la trave, il rapporto

altezza/spessore per una trave a sezione rettangolare deve rispettare la condizione h/b 4.

· ≥ ,

caratterizzati da un valore a S 0 2 g, particolare attenzione deve essere posta alla spaziatura

In siti ·

g

degli elementi di fissaggio in zone di discontinuità.

284

7.8 COSTRUZIONI DI MURATURA

7.8.1 REGOLE GENERALI

7.8.1.1 Premessa

Le costruzioni in muratura devono essere realizzate nel rispetto di quanto contenuto nelle presenti

Norme Tecniche ai §§ 4.5 e 11.10.

In particolare ai predetti paragrafi deve farsi riferimento per ciò che concerne le caratteristiche

fisiche, meccaniche e geometriche degli elementi resistenti naturali ed artificiali, nonché per i

relativi controlli di produzione e di accettazione in cantiere.

Il presente paragrafo divide le strutture di muratura in due tipi fondamentali: muratura ordinaria e

muratura armata. Al riguardo si precisa che, per quanto attiene all’acciaio d’armatura, vale tutto

quanto specificato dalle presenti Norme Tecniche relativamente alle costruzioni in calcestruzzo

armato.

Ai fini delle verifiche di sicurezza, è in ogni caso obbligatorio l’utilizzo del “metodo

semiprobabilistico agli stati limite”, salvo quanto previsto al § 2.7 e al § 7.8.1.9.

Il coefficiente parziale di sicurezza da utilizzare per il progetto sismico di strutture in muratura è

pari a 2.

7.8.1.2 Materiali

Gli elementi da utilizzare per costruzioni in muratura portante debbono essere tali da evitare rotture

eccessivamente fragili. A tal fine gli elementi debbono possedere i requisiti indicati nel § 4.5.2 con

le seguenti ulteriori indicazioni:

- percentuale volumetrica degli eventuali vuoti non superiore al 45% del volume totale del

blocco;

- eventuali setti disposti parallelamente al piano del muro continui e rettilinei; le uniche

interruzioni ammesse sono quelle in corrispondenza dei fori di presa o per l’alloggiamento delle

armature;

- resistenza caratteristica a rottura nella direzione portante (f ), calcolata sull’area al lordo delle

bk

forature, non inferiore a 5 MPa;

- resistenza caratteristica a rottura nella direzione perpendicolare a quella portante ossia nel piano

di sviluppo della parete ( ), calcolata nello stesso modo, non inferiore a 1,5 MPa.

f bk

La malta di allettamento per la muratura ordinaria deve avere resistenza media non inferiore a 5

MPa e i giunti verticali debbono essere riempiti con malta. L’utilizzo di materiali o tipologie

murarie aventi caratteristiche diverse rispetto a quanto sopra specificato deve essere autorizzato

preventivamente dal Servizio Tecnico Centrale, su parere del Consiglio Superiore dei Lavori

Pubblici. Sono ammesse murature realizzate con elementi artificiali o elementi in pietra squadrata.

È consentito utilizzare la muratura di pietra non squadrata o la muratura listata solo nei siti ricadenti

in zona 4.

7.8.1.3 Modalità costruttive e fattori di struttura

In funzione del tipo di tecnica costruttiva utilizzata, la costruzione può essere considerata in

muratura ordinaria o in muratura armata. I valori massimi q del fattore di struttura con cui

0

285

individuare lo spettro di progetto (v. § 3.2.3.5) da utilizzare nelle analisi lineari, sono indicati in

Tab. 7.8.I.

Tabella 7.8.I - Valori di q per le diverse tipologie strutturali.

0

TIPOLOGIA STRUTTURALE q

0

α /α

Costruzioni in muratura ordinaria 2,0 1

u

α /α

Costruzioni in muratura armata 2,5 1

u

α /α

Costruzioni in muratura armata progettati secondo GR 3,0 1

u

α /α α /α

Nel caso della muratura armata, valori compresi tra 2,0 e 2,5 possono essere applicati in

1 1

u u

funzione del sistema costruttivo prescelto, senza verificare quale sia il meccanismo di collasso della

α /α

costruzione. Il valore 3,0 può essere utilizzato solo applicando i principi di gerarchia delle

1

u

resistenze (GR) descritti al § 7.8.1.7.

= ×

q q K

Si assume sempre , attribuendo a K i valori indicati nel § 7.3.1.

R

0 R

α α

I coefficienti e sono definiti come segue:

1 u

α è il moltiplicatore della forza sismica orizzontale per il quale, mantenendo costanti le altre

1 azioni, il primo pannello murario raggiunge la sua resistenza ultima (a taglio o a

pressoflessione).

α è il 90% del moltiplicatore della forza sismica orizzontale per il quale, mantenendo costanti le

u altre azioni, la costruzione raggiunge la massima forza resistente.

α α

Il valore di / può essere calcolato per mezzo di un analisi statica non lineare (§ 7.3.4.1) e non

u 1

può in ogni caso essere assunto superiore a 2,5. α

Qualora non si proceda ad una analisi non lineare, possono essere adottati i seguenti valori di u

α

/ :

1 α α

- costruzioni in muratura ordinaria ad un piano / = 1,4

u 1

α α

- costruzioni in muratura ordinaria a due o più piani / = 1,8

u 1

α α

- costruzioni in muratura armata ad un piano / = 1,3

u 1

α α

- costruzioni in muratura armata a due o più piani / = 1,5

u 1

α α

- costruzioni in muratura armata progettate con la gerarchia delle resistenze / = 1,3

u 1

7.8.1.4 Criteri di progetto e requisiti geometrici

Le piante delle costruzioni debbono essere quanto più possibile compatte e simmetriche rispetto ai

due assi ortogonali. Le pareti strutturali, al lordo delle aperture, debbono avere continuità in

elevazione fino alla fondazione, evitando pareti in falso. Le strutture costituenti orizzontamenti e

coperture non devono essere spingenti. Eventuali spinte orizzontali, valutate tenendo in conto

l’azione sismica, devono essere assorbite per mezzo di idonei elementi strutturali.

I solai devono assolvere funzione di ripartizione delle azioni orizzontali tra le pareti strutturali,

pertanto devono essere ben collegati ai muri e garantire un adeguato funzionamento a diaframma.

La distanza massima tra due solai successivi non deve essere superiore a 5 m.

La geometria delle pareti resistenti al sisma, deve rispettare i requisiti indicati nella Tab. 7.8.II, in

cui t indica lo spessore della parete al netto dell’intonaco, h l’altezza di libera inflessione della

o

parete come definito al § 4.5.6.2, h’ l’altezza massima delle aperture adiacenti alla parete, l la

lunghezza della parete. 286

Tabella 7.8.II Requisiti geometrici delle pareti resistenti al sisma.

– λ

Tipologie costruttive t (l/h’)

=h /t)

min min

o max

Muratura ordinaria, realizzata con elementi in pietra squadrata 300 mm 10 0,5

Muratura ordinaria, realizzata con elementi artificiali 240 mm 12 0,4

Muratura armata, realizzata con elementi artificiali 240 mm 15 Qualsiasi

Muratura ordinaria, realizzata con elementi in pietra squadrata, in siti ricadenti in 240 mm 12 0,3

zona 3 e 4

Muratura realizzata con elementi artificiali semipieni, in siti ricadenti in zona 4 200 mm 20 0,3

Muratura realizzata con elementi artificiali pieni, in siti ricadenti in zona 4 150 mm 20 0,3

7.8.1.5 Metodi di analisi

7.8.1.5.1 Generalità

I metodi di analisi di cui al § 7.3 debbono essere applicati con le seguenti precisazioni e restrizioni.

7.8.1.5.2 Analisi lineare statica

È applicabile nei casi previsti al § 7.3.3.2., anche nel caso di costruzioni irregolari in altezza, purché

λ

si ponga = 1,0.

Le rigidezze degli elementi murari debbono essere calcolate considerando sia il contributo

flessionale sia quello tagliante. L’utilizzo di rigidezze fessurate è da preferirsi; in assenza di

valutazioni più accurate le rigidezze fessurate possono essere assunte pari alla metà di quelle non

fessurate.

Nell’ipotesi di infinita rigidezza nel piano dei solai, il modello può essere costituito dai soli

elementi murari continui dalle fondazioni alla sommità, collegati ai soli fini traslazionali alle quote

dei solai.

In alternativa, gli elementi di accoppiamento fra pareti diverse, quali travi o cordoli in cemento

armato e travi in muratura (qualora efficacemente ammorsate alle pareti), possono essere

considerati nel modello, a condizione che le verifiche di sicurezza vengano effettuate anche su tali

elementi. Per gli elementi di accoppiamento in muratura si seguono i criteri di verifica di cui ai §§

7.8.1.6, 7.8.2.2 e 7.8.3.2. Possono essere considerate nel modello travi di accoppiamento in

muratura ordinaria solo se sorrette da un cordolo di piano o da un architrave resistente a flessione

efficacemente ammorsato alle estremità. Per elementi di accoppiamento in cemento armato si

seguono i criteri di cui al § 7.4.4.6, considerando efficaci per l’accoppiamento elementi aventi

altezza almeno pari allo spessore del solaio. In presenza di elementi di accoppiamento l’analisi può

essere effettuata utilizzando modelli a telaio, in cui le parti di intersezione tra elementi verticali e

orizzontali pssono essere considerate infinitamente rigide.

In caso di solai rigidi, la distribuzione del taglio nei diversi pannelli di uno stesso piano risultante

dall’analisi lineare può essere modificata, a condizione che l’equilibrio globale di piano sia

rispettato (il modulo e la posizione della forza risultante di piano restino invariati) e a condizione

∆ ∆

che il valore assoluto della variazione del taglio in ciascun pannello, V, soddisfi la relazione V

{ | | | |}

0,25 V , 0,1 V

max piano

dove V è il taglio nel pannello e V è il taglio totale al piano nella direzione parallela al pannello.

piano 287

Nel caso di solai deformabili la ridistribuzione può essere effettuata solamente tra pannelli

complanari collegati da cordoli o incatenamenti ovvero appartenenti alla stessa parete. In tal caso,

nel calcolo dei limiti per la ridistribuzione, V è da intendersi come la somma dei tagli nei

piano

pannelli complanari ovvero appartenenti alla stessa parete.

Le verifiche fuori piano possono essere effettuate separatamente, e possono essere adottate le forze

equivalenti indicate al § 7.2.3 per gli elementi non strutturali, assumendo q = 3. Più precisamente

a

l’azione sismica ortogonale alla parete può essere rappresentata da una forza orizzontale distribuita,

γ γ

pari a S /q volte il peso della parete nonché da forze orizzontali concentrate pari a S /q volte il

a I a a I a

peso trasmesso dagli orizzontamenti che si appoggiano sulla parete, qualora queste forze non siano

efficacemente trasmesse a muri trasversali disposti parallelamente alla direzione del sisma. Per le

pareti resistenti al sisma, che rispettano i limiti di Tab. 7.8.II, si può assumere che il periodo T a

indicato al § 7.2.3 sia pari a 0. Per pareti con caratteristiche diverse la verifica fuori piano va

comunque condotta valutando, anche in forma approssimata, T .

a

7.8.1.5.3 Analisi dinamica modale

È applicabile in tutti i casi, con le limitazioni di cui al § 7.3.3.1. Quanto indicato per modellazione e

possibilità di ridistribuzione nel caso di analisi statica lineare vale anche in questo caso.

Le verifiche fuori piano possono essere effettuate separatamente, adottando le forze equivalenti

indicate al punto precedente per l’analisi statica lineare.

7.8.1.5.4 Analisi statica non lineare

L’analisi statica non lineare è applicabile agli edifici in muratura anche nei casi in cui la massa

partecipante del primo modo di vibrare sia inferiore al 75% della massa totale ma comunque

superiore al 60%.

Il modello geometrico della struttura può essere conforme a quanto indicato nel caso di analisi

statica lineare ovvero essere ottenuto utilizzando modelli più sofisticati purché idonei e

adeguatamente documentati.

I pannelli murari possono essere caratterizzati da un comportamento bilineare elastico perfettamente

plastico, con resistenza equivalente al limite elastico e spostamenti al limite elastico e ultimo

definiti per mezzo della risposta flessionale o a taglio di cui ai §§ 7.8.2.2 e 7.8.3.2. Gli elementi

lineari in c.a. (cordoli, travi di accoppiamento) possono essere caratterizzati da un comportamento

bilineare elastico perfettamente plastico, con resistenza equivalente al limite elastico e spostamenti

al limite elastico e ultimo definiti per mezzo della risposta flessionale o a taglio.

7.8.1.5.5 Analisi dinamica non lineare

Si applica integralmente il § 7.3.4.2 facendo uso di modelli meccanici non lineari di comprovata e

documentata efficacia nel riprodurre il comportamento dinamico e ciclico della muratura.

7.8.1.6 Verifiche di sicurezza

In caso di analisi lineare, al fine della verifica di sicurezza nei confronti dello stato limite ultimo, la

resistenza di ogni elemento strutturale resistente al sisma deve risultare maggiore della

sollecitazione agente per ciascuna delle seguenti modalità di collasso: pressoflessione, taglio nel

piano della parete, pressoflessione fuori piano. Debbono essere comunque soggette a verifica a

pressoflessione fuori del piano tutte le pareti aventi funzione strutturale, in particolare quelle

portanti carichi verticali, anche quando non considerate resistenti al sisma in base ai requisiti di

Tab. 7.8.II. 288

In caso di applicazione di principi di gerarchia delle resistenze (muratura armata) l’azione da

applicare per la verifica a taglio è derivata dalla resistenza a pressoflessione, secondo quanto

indicato al § 7.8.1.7.

Le modalità di verifica sono descritte ai § 7.8.2.2, 7.8.3.2.

Le verifiche di sicurezza si intendono automaticamente soddisfatte, senza l’effettuazione di alcun

calcolo esplicito, per le costruzioni che rientrino nella definizione di costruzione semplice (§

7.8.1.9).

Nel caso di analisi statica non lineare, la verifica di sicurezza consiste nel confronto tra la capacità

di spostamento ultimo della costruzione e la domanda di spostamento ottenute applicando il

procedimento illustrato al § 7.3.4.1. In ogni caso, per le costruzioni in muratura ordinaria, e per le

costruzioni in muratura armata in cui non si sia applicato il criterio di gerarchia delle resistenze,

nelle quali il rapporto tra il taglio totale agente sulla base del sistema equivalente ad un grado di

libertà calcolato dallo spettro di risposta elastico e il taglio alla base resistente del sistema

equivalente ad un grado di libertà ottenuto dall’analisi non lineare ecceda il valore 3,0, la verifica di

sicurezza deve ritenersi non soddisfatta. La rigidezza elastica del sistema bilineare equivalente si

individua tracciando la secante alla curva di capacità nel punto corrispondente ad un taglio alla base

pari a 0,7 volte il valore massimo (taglio massimo alla base). Il tratto orizzontale della curva

bilineare si individua tramite l’uguaglianza delle aree sottese dalle curve tracciate fino allo

spostamento ultimo del sistema.

Nel caso di analisi dinamica non lineare, la verifica di sicurezza consiste nel confronto tra la

capacità di spostamento e la richiesta di spostamento.

7.8.1.7 Principi di gerarchia delle resistenze

I principi di gerarchia delle resistenze si applicano esclusivamente al caso di muratura armata.

Il principio fondamentale di gerarchia delle resistenze consiste nell’evitare il collasso per taglio per

ogni pannello murario, assicurandosi che sia preceduto da modalità di collasso per flessione. Tale

principio si intende rispettato quando ciascun pannello murario è verificato a flessione rispetto alle

azioni agenti e sia verificato a taglio rispetto alle azioni risultanti dalla resistenza a collasso per

γ

flessione, amplificate del fattore = 1,5.

Rd

7.8.1.8 Fondazioni

Le strutture di fondazione devono essere realizzate in cemento armato, secondo quanto indicato al §

7.2.5, continue, senza interruzioni in corrispondenza di aperture nelle pareti soprastanti.

Qualora sia presente un piano cantinato o seminterrato in pareti di cemento armato esso può essere

considerato quale struttura di fondazione dei sovrastanti piani in muratura portante, nel rispetto dei

requisiti di continuità delle fondazioni, e non è computato nel numero dei piani complessivi in

muratura.

7.8.1.9 Costruzioni semplici

Si definiscono “costruzioni semplici” quelli che rispettano le condizioni di cui al 4.5.6.4 integrate

con le caratteristiche descritte nel seguito, oltre a quelle di regolarità in pianta ed in elevazione

definite al § 7.2.2 e quelle definite ai successivi § 7.8.3.1, 7.8.5.1, rispettivamente per le costruzioni

in muratura ordinaria, e in muratura armata. Per le costruzioni semplici ricadenti in zona 2, 3 e 4

non è obbligatorio effettuare alcuna analisi e verifica di sicurezza.

Le condizioni integrative richieste alle costruzioni semplici sono:

in ciascuna delle due direzioni siano previsti almeno due sistemi di pareti di lunghezza

- complessiva, al netto delle aperture, ciascuno non inferiore al 50% della dimensione della

costruzione nella medesima direzione. Nel conteggio della lunghezza complessiva possono

289

essere inclusi solamente setti murari che rispettano i requisiti geometrici della Tab. 7.8.II. La

distanza tra questi due sistemi di pareti in direzione ortogonale al loro sviluppo longitudinale in

pianta sia non inferiore al 75 % della dimensione della costruzione nella medesima direzione

(ortogonale alle pareti). Almeno il 75 % dei carichi verticali sia portato da pareti che facciano

parte del sistema resistente alle azioni orizzontali;

- in ciascuna delle due direzioni siano presenti pareti resistenti alle azioni orizzontali con

interasse non superiore a 7 m, elevabili a 9 m per costruzioni in muratura armata;

- per ciascun piano il rapporto tra area della sezione resistente delle pareti e superficie lorda del

piano non sia inferiore ai valori indicati nella tabella 7.8.III, in funzione del numero di piani

della costruzione e della sismicità del sito, per ciascuna delle due direzioni ortogonali:

Tabella 7.8.III Area pareti resistenti in ciascuna direzione ortogonale per costruzioni semplici.

Accelerazione di picco del terreno

a ·S ≤ 0,4725

g ≤ ≤ ≤ ≤ ≤ ≤ ≤ ≤ ≤

0,07 g 0,1 g 0,15 g 0,20 g 0,25 g 0,30 g 0,35 g 0,40 g 0,45 g g

Tipo di struttura Numero

piani

Muratura ordinaria 1 3,5 % 3,5 % 4,0 % 4,5 % 5,0 % 5,5 % 6,0 % 6,0 % 6,0 % 6,5 %

2 4,0 % 4,0 % 4,5 % 5,0 % 5,5 % 6,0 % 6,5 % 6,5 % 6,5 % 7,0 %

3 4,5 % 4,5 % 5,0 % 5,5 % 6,0 % 6,5 % 7,0 %

Muratura armata 1 2,5 % 3,0 % 3,0 % 3,0 % 3,5 % 3,5 % 4,0 % 4,0 % 4,5 % 4,5 %

2 3,0 % 3,5 % 3,5 % 3,5 % 4,0 % 4,0 % 4,5 % 5,0 % 5,0 % 5,0 %

3 3,5 % 4,0 % 4,0 % 4,0 % 4,5 % 5,0 % 5,5 % 5,5 % 6,0 % 6,0 %

4 4,0 % 4,5 % 4,5 % 5,0 % 5,5 % 5,5 % 6,0 % 6,0 % 6,5 % 6,5 %

1

( ) S si applica solo nel caso di strutture di Classe d’uso III e IV (v. § 2.4.2)

T

È implicitamente inteso che per le costruzioni semplici il numero di piani non può essere superiore

a 3 per le costruzioni in muratura ordinaria e a 4 per costruzioni in muratura armata.

Deve inoltre risultare, per ogni piano: N f

σ= ≤ k

0, 25 (7.8.1)

γ

A M

in cui N è il carico verticale totale alla base di ciascun piano dell’edificio corrispondente alla

γ γ

somma dei carichi permanenti e variabili (valutati ponendo = = 1), A è l’area totale dei muri

G Q

portanti allo stesso piano e f è la resistenza caratteristica a compressione in direzione verticale della

k

muratura.

Il dimensionamento delle fondazioni può essere effettuato in modo semplificato tenendo conto delle

tensioni normali medie e delle sollecitazioni sismiche globali determinate con l’analisi statica

lineare.

7.8.2 COSTRUZIONI IN MURATURA ORDINARIA

7.8.2.1 Criteri di progetto

Oltre ai criteri definiti al § 4.5.4.1 e al § 7.8.1.4, le costruzioni in muratura ordinaria debbono avere

le aperture praticate nei muri verticalmente allineate. Se così non fosse, deve essere prestata

particolare attenzione sia alla definizione di un adeguato modello strutturale sia nelle verifiche, in

quanto il disallineamento delle aperture comporta discontinuità ed irregolarità nella trasmissione

delle azioni interne. In assenza di valutazioni più accurate, si prendono in considerazione nel

290

modello strutturale e nelle verifiche esclusivamente le porzioni di muro che presentino continuità

verticale dal piano oggetto di verifica fino alle fondazioni.

7.8.2.2 Verifiche di sicurezza

7.8.2.2.1 Pressoflessione nel piano

La verifica a pressoflessione di una sezione di un elemento strutturale si effettua confrontando il

momento agente di calcolo con il momento ultimo resistente calcolato assumendo la muratura non

reagente a trazione ed una opportuna distribuzione non lineare delle compressioni. Nel caso di una

sezione rettangolare tale momento ultimo può essere calcolato come:

σ σ

2

M = (l t / 2) (1 – / 0,85 f ) (7.8.2)

ο 0

u d

dove:

M è il momento corrispondente al collasso per pressoflessione

u

l è la lunghezza complessiva della parete (inclusiva della zona tesa)

t è lo spessore della zona compressa della parete

σ è la tensione normale media, riferita all’area totale della sezione (= P/(lt), con P forza assiale

0 agente positiva se di compressione). Se P è di trazione, M = 0

u

γ

f = f / è la resistenza a compressione di calcolo della muratura

d k M

In caso di analisi statica non lineare, la resistenza a pressoflessione può essere calcolata ponendo f

d

pari al valore medio della resistenza a compressione della muratura, e lo spostamento ultimo può

essere assunto pari allo 0,8% dell’altezza del pannello.

7.8.2.2.2 Taglio

La resistenza a taglio di ciascun elemento strutturale è valutata per mezzo della relazione seguente:

V = l’ t f (7.8.3)

t vd

dove:

l’ è la lunghezza della parte compressa della parete

t è lo spessore della parete

γ σ

f = f / è definito al § 4.5.6.1, calcolando la tensione normale media (indicata con nel

vd vk M n

σ

paragrafo citato) sulla parte compressa della sezione ( = P/ (l’t).

n

Il valore di f non può comunque essere maggiore di 1,4 , dove indica la resistenza

f f

bk bk

vk

caratteristica a compressione degli elementi nella direzione di applicazione della forza, né maggiore

di 1,5 MPa.

In caso di analisi statica non lineare, la resistenza a taglio può essere calcolata ponendo f = f +

vd vm0

σ

0,4 con f resistenza media a taglio della muratura (in assenza di determinazione diretta si può

n vm0

= f /0,7), e lo spostamento ultimo può essere assunto pari allo 0,4% dell’altezza del

porre f

vmo vk0

pannello. Il valore di f non può comunque essere maggiore di 2,0 né maggiore di 2,2 MPa.

f bk

vd

7.8.2.2.3 Pressoflessione fuori piano

Il valore del momento di collasso per azioni perpendicolari al piano della parete è calcolato

assumendo un diagramma delle compressioni rettangolare, un valore della resistenza pari a 0,85 f e

d

trascurando la resistenza a trazione della muratura.

291

7.8.2.2.4 Travi in muratura

La verifica di travi di accoppiamento in muratura ordinaria, in presenza di azione assiale orizzontale

nota, viene effettuata in analogia a quanto previsto per i pannelli murari verticali. Qualora l’azione

assiale non sia nota dal modello di calcolo (ad es. quando l’analisi è svolta su modelli a telaio con

l’ipotesi di solai infinitamente rigidi nel piano), ma siano presenti, in prossimità della trave in

muratura, elementi orizzontali dotati di resistenza a trazione (catene, cordoli), i valori delle

resistenze possono essere assunti non superiori ai valori di seguito riportati ed associati ai

meccanismi di rottura per taglio o per pressoflessione.

di travi di accoppiamento in muratura ordinaria in presenza di un cordolo

La resistenza a taglio V

t

di piano o di un architrave resistente a flessione efficacemente ammorsato alle estremità, può essere

calcolata in modo semplificato come V = h t f (7.8.4)

t vd0

dove:

h è l’altezza della sezione della trave

γ

f = f / è la resistenza di calcolo a taglio in assenza di compressione; nel caso di analisi

vd0 vk0 M = f ).

statica non lineare può essere posta pari al valore medio (f

vd0 vm0

Il massimo momento resistente, associato al meccanismo di pressoflessione, sempre in presenza di

elementi orizzontali resistenti a trazione in grado di equilibrare una compressione orizzontale nelle

travi in muratura, può essere valutato come [ ]

= ⋅ − ⋅ ⋅

M H h / 2 1 H /(0,85f h t) (7.8.5)

u p p hd

dove

H è il minimo tra la resistenza a trazione dell’elemento teso disposto orizzontalmente ed il

p valore 0,4f ht

hd

γ

f =f / è la resistenza di calcolo a compressione della muratura in direzione orizzontale (nel

hd hk M piano della parete). Nel caso di analisi statica non lineare essa può essere posta uguale al

= f ).

valore medio (f

hd hm

La resistenza a taglio, associata a tale meccanismo, può essere calcolata come

=

V 2M / l (7.8.6)

p u

dove l è la luce libera della trave in muratura.

Il valore della resistenza a taglio per l’elemento trave in muratura ordinaria è assunto pari al minimo

tra V e V .

t p

7.8.3 COSTRUZIONI IN MURATURA ARMATA

7.8.3.1 Criteri di progetto

Tutte le pareti murarie devono essere efficacemente connesse da solai tali da costituire diaframmi

rigidi, secondo quanto specificato al § 7.2.6

L’insieme strutturale risultante deve essere in grado di reagire alle azioni esterne orizzontali con un

comportamento di tipo globale, al quale contribuisce soltanto la resistenza delle pareti nel loro

piano. 292


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437

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4.24 MB

AUTORE

Atreyu

PUBBLICATO

+1 anno fa


DESCRIZIONE DISPENSA

E’ approvato il testo aggiornato delle norme tecniche per le costruzioni, di cui alla legge 5 novembre 1971, n. 1086, alla legge 2 febbraio 1974, n. 64, al decreto del Presidente della Repubblica 6 giugno 2001, n. 380, ed alla legge 27 luglio 2004, n. 186, di conversione del decreto-legge 28 maggio 2004, n. 136, allegato al presente decreto, ad eccezione delle tabelle 4.4.III e 4.4.IV e del Capitolo 11.7. Le presenti norme sostituiscono quelle approvate con il decreto ministeriale 14 settembre 2005. Testo integrale normativa per le costruzioni.


DETTAGLI
Corso di laurea: Corso di laurea in ingegneria civile
SSD:
A.A.: 2011-2012

I contenuti di questa pagina costituiscono rielaborazioni personali del Publisher Atreyu di informazioni apprese con la frequenza delle lezioni di Tecnica delle costruzioni e studio autonomo di eventuali libri di riferimento in preparazione dell'esame finale o della tesi. Non devono intendersi come materiale ufficiale dell'università Mediterranea - Unirc o del prof D'assisi Ricciardelli Francesco.

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