Ingegneria e dintorni

Programmi freeware per la verifica a punzonamento e verifica mensole tozze freeware

2012-02-09T18:50:00.001+01:00

Vi segnalo due programmi gratuiti della CDM Dolmen:

IS Mensola - software il calcolo delle mensole tozze secondo l’Eurocodice 2.

Punzonamento - software per la verifica a punzonamento delle piastre secondo l’Eurocodice 2.

I due programmi sono scaricabili a questa pagina.

Per attivare i programmi è necessario richiedere la password ma l’utilizzo è del tutto gratuito.

Il crollo di un condominio appena costruito a Shangai

2012-01-31T23:49:00.002+01:00

Intorno alle 5:30 di mattina del 27 giungo 2009 un palazzo quasi ultimato posto in Via Lianhuana nel distretto di Minhang di Shangai si è ribaltato. Nel crollo è morto un operaio.

Secondo la commissione di inchiesta le cause del crollo sono da imputare alle metodologie di costruzione. Ad un lato dell’edificio era infatti in corso la costruzione di un parcheggio sotterraneo mentre nel lato opposto era stata ammucchiato terreno di riporto fino ad un altezza di circa 10m. “Qualunque impresa di costruzione con un pò di buon senso non avrebbe mai commesso un errore del genere” ha commentato un membro della commissione di inchiesta.

FASI DEL CROLLO:

1) Uno scavo per la realizzazione di un garage sotterraneo è stato fatto a sud dell’edifico per una profondità di 4,6m;

2) Il terreno di riporto è stato ammassato nella zona nord fino ad un altezza di 10m;

3) Si è creata una pressione laterale irregolare non prevista nel progetto.

4) La risultante della pressione di 3000 tonnellate era superiore alla capacità dei pali. Il palazzo è crollato ribaltandosi verso sud.

Il rapporto afferma che il crollo è stato causato dagli scavi di 4,6 metri di profondità effettuati per fare un parcheggio sotterraneo a fianco dell'edificio. La terra di riporto è stata accatastata dalla parte opposta della struttura fino ad un altezza di 10 metri. Il peso del cumulo di terra ha creato una sovrappressione che ha portato a un cambiamento nella struttura del suolo, finendo per indebolire le fondazioni favorendone il crollo. Questa situazione è stata ulteriormente aggravata dalle forti piogge dei giorno precedenti, ma, secondo la commissione, questo non è stato un fattore cruciale. Secondo il rapporto la società di costruzioni - Shanghai Construction Zhongxin non ha considerato che la terra riportata potesse avere un effetto così devastante.

La commissione ha sottolineato che tutti gli errori dell’impresa edilizia sarebbero potuti essere facilmente evitati, resta il fatto che le fondazioni e i materiali utilizzati erano conformi a tutti i regolamenti e le normative.

Il palazzo di 12 piani viene utimato

Vengono effettuati gli scavi e il terreno di riporto viene posto sul lato opposto

forti pioggie hanno causato infiltrazioni di acqua nel terreno

L'edificio ha cominciato a traslare e i pali in cemento si sono spezzati

L'edifico ha cominciato a ruotare...

.. fino ad accasciarsi a terra

Nonostante le strutture siano conformi alle normativa Cinese sono rimasto sbalordito di come si possa affidare ad una fondazione su pali cavi non armati un edificio di 12 piani!

Curiosità
Girando nella rete ho trovato un sacco di immagini sul crollo ma queste in particolare le ho trovate davvero irresistibili!

Riferimenti:
http://www.geotech.org.tw/uploads/Forum/67/333/Fact%20behind%20Building%20Collapse%20in%20Shanghai%20S.pdf
http://www.chinasmack.com/2009/pictures/shanghai-building-collapse-chinese-netizen-photoshops.html

L'Acciaio da cemento armato

2012-01-26T12:37:00.001+01:00

Il decreto del 15/11/2011 pubblicato in Gazzetta n°270 del 19/11/2011 sostituisce il paragrafo 7.4.2.2 - Acciaio, del Capitolo 7.4 - delle NTC08 introducendo l'uso dell'acciaio B450A anche per le staffe per strutture in classe di duttilità bassa.

In particolare:

Art. 1

Il punto 7.4.2.2 delle norme tecniche delle costruzioni, approvate con decreto del Ministro delle

infrastrutture, di concerto con il Ministro dell'interno e del Capo del dipartimento della protezione civile, 14 gennaio 2008, e' sostituito dal seguente:

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 nonché per le staffe per strutture in CD "B"; negli altri casi se ne consente l'uso per l'armatura trasversale unicamente se e' rispettata almeno una delle seguenti condizioni: elementi in cui e' 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.»

Le caratteristiche degli acciai da cemento armato

Con le NTC08 prevedono due tipologie di acciaio per cemento armato il B450C e il B450A (precedentemente esistevano gli Fe B 44k e Fe B 38k).

Vediamo di capire le caratteristiche e le differenze tra le due tipologie di acciaio utilizzabili:

PROPRIETA’	B450A	B450C
Limite di snervamento f_y	≥ 450 MPa	≥ 450 MPa
Limite di rottura f_t	≥ 540 MPa	≥ 540 MPa
Allungamento totale al carico massimo A_gt	≥ 3%	≥ 7%
Rapporto f_t/ f_y	≥ 1,05%	1,13 ≤ f_t/ f_y ≤ 1,35

Quindi l'acciaio B450C è più duttile ed ha un limite di incrudimento superiore.

Piccola considerazione

Non ho ben capito l'utilità del decreto, facendo una piccola ricerca mi sembra di capire che il costo dei due acciai sia lo stesso e l'acciaio B450C è più performante in termini di duttilità.

Un hotel di 30 piani costruito in 360 ore.

2012-01-11T14:31:00.003+01:00

Circa un anno fa abbiamo parlato di un albergo di 15 piani costruito in sei giorni, oggi invece parliamo di un albergo di 30 piani costruito in 360 ore (15 giorni)!

Si tratta di un edificio di 183.000 metri quadrati è stato costruito nella provincia di Hunan in Cina dal Broad Group, una società specializzata in edilizia sostenibile. L'edificio utilizza moduli prefabbricati (con una tolleranza di 0.2mm nel processo di fabbricazione) montati su una struttura in acciaio rinforzata con controventi diagonali sempre in acciaio. La struttura antisismica è stata calcolata per poter resistere ad un terremoto di magnitudo 9 ed è stata testata dalla China Academy of Building Research.

Dopo questa piccola prefazione vi lasco alla visione dell'incredibile video.

A presto, Braian.

Il ponte sulle Stretto di Messina di Musmeci

2012-01-08T18:16:00.001+01:00

Nello scorso articolo abbiamo parlato del “Concorso internazionale di idee per un collegamento stabile viario e ferroviario tra la Sicilia ed il continente” del 1969 e del progetto proposto dall’Ing. Pier Luigi Nervi. In questo articolo parliamo di un altro progetto premiato al concorso: quello dell’Ing. Sergio Musmeci.

Il ponte di Musmeci
Ecco il ponte raccontato dallo stesso Musmeci:

"La realizzazione dell'attraversamento viario e ferroviario dello stretto di Messina può divenire un problema di opere marittime, oppure, alternativamente, un problema di grande luce libera (3.000 m). Questa proposta nasce dalla convinzione che il secondo problema consente soluzioni più controllabili tecnicamente e quindi economicamente, in quanto svincolate dalle molte incognite poste da ogni eventuale opera in mare: forti correnti, fondali profondi e instabili, oltre che poco conosciuti dal punto di vista geotecnico. Tutti problemi acuiti dalla forte sismicità della zona.Una luce di 3.000 m è più del doppio della luce più grande finora esistente, che è quella del ponte Giovanni da Verrazzano a New York, realizzato nel 1964, (1.298 m), ma bisogna subito rilevare che questa luce è rimasta praticamente inalterata dagli anni Trenta; il Golden Gate di S. Francisco (1.280 m) è del 1937 e da allora vi è stato un notevole progresso tecnologico nel campo degli acciai strutturali. Ma soprattutto va rilevato che nei più grandi ponti sospesi esistenti il rapporto fra la freccia e la luce è solo 1/10 e ciò indica chiaramente che le luci possono essere notevolmente aumentate; portando questo rapporto a 1/5, si possono avere luci doppie senza modificare la sezione dei cavi. Ciò che aumenta sensibilmente è l'altezza dei piloni. […]

Il ponte che si propone è in tensostruttura; la presenza di cavi traenti lo stabilizza molto efficacemente nei riguardi del vento e delle azioni sismiche. Gli studi e le esperienze già acquisiti per questo tipo di strutture assicurano la fattibilità tecnica ed economica dell'opera. Ma ci sono ragioni che trascendono sia la tecnica che l'economia, intese in senso stretto, e che spingono ad accettare per intero la sfida offerta dai 3 km dello stretto. Sono ragioni di politica generale, di psicologia sociale e di promozione civile e culturale: il ponte sullo stretto deve essere concepito come un'opera di avanguardia da affrontare con lungimiranza, decisione e coraggio, perché, alle soglie del 2000, è una occasione unica per stimolare l'intraprendenza della nazione nel campo delle grandi realizzazioni costruttive e per qualificarne il rango fra i popoli di avanzata civiltà tecnica.

Il progetto prevede due piste autostradali larghe 15 metri ciascuna per complessive otto corsie delle quali due per la sosta, e due binari ferroviari con pendenze massime del 10%. Le antenne in acciaio di elevate caratteristiche (tipo T I) dovranno sorgere al limite fra il mare e le due sponde; la loro pianta è a forma di stella a tre punte ed esse saranno accessibili grazie ad un sistema di ascensori. […]

Questo è stato l'intendimento che ha ispirato il progetto. Oggi dobbiamo Inventare il futuro, proiettando in esso quell'armonia fra ragione e natura Che è il più prezioso patrimonio ideale che ci ha lasciato la civiltà classica."

Ing.S.Musmeci

Per saperne di più sulla storia del ponte sullo Stretto di Messina:
http://spacelab.myblog.it/archive/2011/01/10/forma-e-sostanza-a-proposito-di-libeskind-e-del-ponte-sospes.html

Il Ponte sullo stretto di Pierluigi Nervi

2011-12-29T13:06:00.001+01:00

Il concorso del 1969

L’ANAS bandì nel 1969 un “Concorso internazionale di idee per un collegamento stabile viario e ferroviario tra la Sicilia ed il continente”. In risposta a tale bando furono presentati, nel 1970, ben 154 studi, 85 dei quali furono accettati dalla Commissione Internazionale Giudicatrice. Di questi ultimi 45 proponevano una soluzione con ponte, 19 con tunnel e 21 con ponti galleggianti, istmi, dighe o altro. La commissione giudicatrice composta da docenti universitari ed esperti italiani e stranieri, il 25/11/1970 assegnava 6 primi premi e 6 secondi premi, adottando la soluzione di premiare ex aequo le migliori soluzioni per ogni tipo proposto.
Primi premi:

1 campata unica di 3000 metri di luce - Gruppo Musmeci
3 campate 770-1600-770 metri - Gruppo "Ponte Messina Spa"
4 campate di 465-1360-1360-465 metri - Gruppo capeggiato da Montuori
5 campate 500-1000-1000-1000-500 metri - Technital

Il ponte a luce unica di 3000 m presentato dallo Studio Nervi vinse il secondo premio anche se fu molto criticato dalla giuria (insieme ad altri):

“...risulta subito evidente che alcune delle soluzioni proposte sono del tutto non realistiche e ricadono nella categoria delle “acrobazie strutturali”. I sistemi di sospensione presentati schematicamente in tali proposte riflettono tecnologie strutturali che sono non solo teoretiche ma anche del tutto superflue. Che bisogno v’è infatti di ricorrere a sistemi di sospensione complicati, non ancora provati e, direi, adirittura bizzarri quando si può disporre di configurazioni strutturali semplici, lineari e già ben sperimentate?. Qualsiasi soluzione che venga meno alla ben nota regola della chiarezza e semplicità strutturale deve essere considerata ipso facto sospetta. Il Rapporto dichiara che le tensostrutture a campata unica non sono fattibili e sono perfettamente d’accordo con tale conclusione”

parere di un membro della consulta - relazione di sintesi generale

“...una prima analisi della complessa struttura porta alla conclusione che il ponte [di Nervi - NdA] appartiene più alla famiglia delle tensostrutture che a quella tipica dei ponti sospesi. Poiché gli effetti prodotti dalle azioni del vento sulle due funi portanti sono diversi, ciò puo condurre a conformazioni instabili dell’intero sistema”.

sentenza commissione

Il ponte sullo stretto di Messina di Pier Luigi Nervi

"Ogni mio sforzo è stato diretto ad eliminare quello che si è manifestato essere il vero punto debole dei grandi ponti sospesi, ossia la scarsa stabilità laterale degli impalcati nei riguardi delle azioni orizzontali indotte dal vento. Il rapporto tra la larghezza dell'impalcato e la sua lunghezza è già prossimo ad un valore limite nei maggiori ponti sospesi realizzati; nel caso presente sarebbe stato molto al di sotto di tale valore, sicché lo schema tradizionale di ponte sospeso con funi parallele doveva essere necessariamente abbandonato. Riflettendo sul problema di una intrinseca stabilità trasversale dei cavi e per conseguenza dell'interno dell'impalcato, mi convinsi che tale stabilità sarebbe stata ottenuta in modo del tutto spontaneo qualora i due cavi anziché paralleli fossero stati disposti in modo da formare delle curve sghembe, con un andamento parabolico sia nella proiezione verticale sia nella proiezione orizzontale. Per ottenere questo è indispensabile che i sostegni delle funi ad ognuna delle due estremità siano sensibilmente distanziati tra loro, salvo a solidarizzare cavi e impalcati nelle sezioni di mezzeria."

P.L. Nervi

Nervi propone un ponte sospeso ad unica campata di lunghezza superiore ai 3km mentre, a quei tempi, il ponte sospeso di lunghezza maggiore era di 1300 metri. Quattro enormi piloni di forma complessa, alti 392 metri, due per sponda, ben distanziati, sostengono i cavi di sospensione, disposti su piani inclinati, ravvicinati al centro fino a divenire tangenti con l’impalcato. L’impalcato ha sezione trapezoidale ed è chiuso da travi reticolari.

Curiosità
A un giovane collaboratore che lo sconsiglia dal partecipare al concorso per il ponte sullo stretto - un'impresa troppo difficile, e rischiosa - l'anziano maestro rispose seccato: "Ma lei è più vecchio di me!".

Un altra bellissima proposta per il ponte sullo stretto è quella di Musmeci.

Riferimenti:

- Pierluigi Nervi, Tullia Iori, Motta Architettura;

Progettare con fattore di struttura unitario nel cemento armato

2011-12-03T10:49:00.001+01:00

Sottotitolo: ”Progettare con q=1 strutture in c.a.”

(Premetto che sono sicuro che questo articolo troverà colleghi in completo disaccordo con il mio pensiero.)

E’ possibile progettare strutture in c.a. con q=1?

Il fattore di struttura unitario viene utilizzato abbastanza frequentemente nelle strutture in acciaio per evitare di considerare la gerarchia delle resistenze. La Normativa per queste strutture è chiara nel permetterlo:

“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” [NTC08-7.4.1]

così non è per le strutture in c.a:

“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.” Cap. [NTC08-7.4.1]

Questa frase ha creato non poca confusione e ha portato molti professionisti e tecnici del Genio Civile a ritenere che la progettazione con la struttura che rimane in fase elastica fosse preclusa per strutture in c.a.. Fortunatamente il Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici con il suo parere Protocollo 155/2010 del 14/10/2010 ha chiarificato le cose:

“[…]la Sezione ritiene che sia sempre possibile, anche se generalmente non conveniente, progettare strutture non dissipative con qualunque materiale (anche non fragile), purché si adotti un fattore di struttura unitario, insieme con l'utilizzo del livello di azione corrispondente allo Stato Limite Ultimo (SLU). In tal caso non è necessario l'utilizzo di accorgimenti quali la gerarchia delle resistenze, il cui effetto può esplicarsi solo al superamento del comportamento elastico della struttura. Resta comunque inteso che si debba ottemperare alle prescrizioni contenute nel Capitolo 4 delle NTC 2008 che garantiscono un livello significativo di duttilità.”

E’ possibile quindi progettare con fattore di struttura q=1 rispettando solamente le prescrizioni del capitolo 4 delle NTC08.

E’ corretto progettare strutture in c.a. con q=1?

Una volta stabilità che è lecito vediamo di capire se è un metodo di progettazione corretto. Questa è la parte opinabile di questo post, dico il mio pensiero sapendo però esistono molte opinioni contrastanti:

- c’è chi sostiene che è sbagliato progettare strutture in c.a. senza rispettare le prescrizioni del capitolo 7 e la GDR;

- c’è chi sostiene che se si progetta con q=1 non è necessario rispettare la GDR ma sono comunque necessarie le prescrizioni del capitolo 7;

- c’è chi sostiene che se uno progetta con q=1 debba solo rispettare le prescrizioni del capitolo 4.

Dal punto di vista scientifico la situazione è chiara:

Se io calcolo la mia struttura per resistere in fase elastica al sisma di progetto F_elallo SLV non sono necessari accorgimenti per garantire la duttilità della struttura in quanto la struttura non entrerà in fase plastica.

E’ corretto procedere così? Ovviamente non è possibile generalizzare: esistono decine di fattori che entrano in gioco: la zona sismica, la tipologia strutturale, i costi ecc. Ma ritengo che in alcuni casi sia lecito e corretto: per esempio ho utilizzato un fattore di struttura unitario nel caso di strutture di pochi piano con pareti tozze che però non rientrano per poco nella categoria di strutture a pareti estese debolmente armate. Progettare queste pareti tozze come duttili comporterebbe a rispettare delle prescrizioni molto penalizzanti (e per gran parte inutili) per “scontare” l’azione sismica di poco (il fattore di struttura in questi casi si aggira tra 1,5 e 2).

Ci sono comunque dei punti del capitolo 7 che io ritengo fondamentali e che considero anche quando progetto strutture con fattore di struttura unitario e per gli elementi secondari di strutture duttili e sono:

- Prescrizioni sui materiali [7.4.2.1] e [7.4.2.2]

- Dettagli costruttivi dei pilastri [7.4.6.1.2] e [7.4.6.2.2]

- Dettagli costruttivi delle travi[7.4.6.1.1] e [7.4.6.2.1]

Mi piacerebbe conoscere la vostra opinione.

A presto, Braian.

la Storia del ponte Real Ferdinando sul Garigliano

2011-11-11T15:37:00.001+01:00

Sottotitolo: "”Lassate fa o’ guaglione”

a cura di Alfonso Grasso

Nel febbraio del 1828 Francesco I di Borbone incarica l’ingegnere di stato Luigi Giura di provvedere alla costruzione di un ponte sospeso in ferro sul Garigliano; all’epoca già ne esistevano degli esemplari del genere in Inghilterra, Francia ed Austria. Il Giura pertanto iniziò un viaggio di studio per osservare, studiare e disegnare (non esisteva la fotografia) i progetti dei ponti già esistenti ed il 14 aprile 1828 era già in grado di presentare il suo elaborato completo e dettagliato in tutte le sue parti compresi rilievi, i sondaggi del terreno ed il costo totale (chiavi in mano). Approvato dalla Direzione Nazionale delle strade e dei ponti, il re comandò l’avvio immediato delle gare di appalto che dovevano essere rigorosamente limitate a ditte e materiali delle Due Sicilie.

Il 20 maggio 1828 furono iniziati lavori e il giornale inglese The Illustrated London Newsespresse “perplessità sulle capacità progettuali e costruttive dei napoletani e le sue vive preoccupazioni sulla sorte dei poveri sudditi, sicure vittime di questo vano esperimento di sprovveduti dettato solo dalla voglia di primeggiare”. In effetti a quella data i ponti sospesi in ferro avevano tutti un grosso problema legato alla flessibilità della lega ferrosa allora usata che li rendeva oscillanti ai grossi pesi ed al forte vento.

Erano appena iniziati i lavori di sbancamento presso il Garigliano per realizzare le fondamenta delle quattro torri portanti, quando a Parigi, a causa del vento, crollò il ponte sospeso in ferro progettato dall’accademico Navier; a Londra venne chiuso il ponte Driburgh sul Twed e la stessa cosa avvenne in Austria. In pochi giorni in tutta Europa si levò un vespaio di critiche contro questo nuovo tipo di costruzione e il malcontento arrivò fino a Napoli dove il consiglio dei ministri del Re si espresse per la sospensione dei lavori. Il sovrano non si scompose e si narra che esclamò: ”Lassate fa o’ guaglione”.

Fatto sta che i lavori proseguirono, mentre il ventenne Ferdinando II succedeva al trono nel 1830. Il 4 maggio del 1832 il solito giornale inglese ipotizzava che il ponte fosse pronto, ma non fosse stato ancora collaudato per “timore del suo sicuro crollo”. Il 10 maggio 1832 Ferdinando II si presentò davanti alle torri di sostegno del ponte alla testa di due squadroni di lancieri a cavallo e 16 carri pesanti di artiglieria, colmi di materiali e munizioni.

Sulle due rive del Garigliano gli fanno ala ambasciatori, militari e una folla strabocchevole di gente proveniente dai centri vicini. Quando il sovrano si piazzò al centro del ponte con la sciabola alzata, si fece un gran silenzio; con voce ferma comandò agli uomini di passare il ponte più volte in ambo le direzioni, prima al trotto e poi al galoppo, infine alla carica; poi passarono i carri e le truppe.

Terminato il “collaudo”, fu la la volta della benedizione del vescovo di Gaeta seguito dal popolo in processione e dopo iniziarono fuochi d’artificio, danze e canti in un tripudio di folla: il ponte aveva retto, la realizzazione avveniristica era perfettamente riuscita. Il Giura aveva studiato il materiale da utilizzare e per aumentare la resistenza del ferro dolce fece produrre dalle fonderie di Mongiana una lega al nichel. Le travi così composte furono irrigidite meccanicamente con trafilamento a mezzo di una apposita macchina “astatesa” progettata da lui stesso.

Questo doppio trattamento, chimico e meccanico, conferì al materiale caratteristiche meccaniche impensabili per quei tempi, ed anche una notevolissima resistenza alla corrosione ed all’invecchiamento. Questo ponte, orgoglio delle Due Sicilie, resistette fino al 1943 quando i tedeschi, dopo averci fatto transitare il 60 % della propria armata in ritirata compresi carri e panzer, lo fecero saltare.

Riferimenti:

http://www.ilportaledelsud.org/ponte_garigliano.htm

Un ringraziamento all'ing. Francesco Salvatore Onorio che mi ha fatto conoscere la bellissima storia di questo ponte.

Revisione delle NTC 2008 - Documento finale del Gruppo di lavoro del CNI

2011-10-23T17:41:00.001+02:00

Il Consiglio Nazionale degli Ingegneri ha pubblicato il documento finale di revisione delle Norme Tecniche per le Costruzioni 2008.

Qui in elenco i vari documenti dedicati ai capitoli delle NTC:

Oppure è possibile scaricare tutti i file al seguente link.

A presto, Braian.

La rigidezza di un maschio murario

2011-10-08T12:40:00.002+02:00

sottotitolo: “come trovare l’altezza deformabile di un setto in muratura”

In questo articolo vediamo come calcolare la rigidezza di un maschio murario ponendo particolare attenzione sulla valutazione dell’altezza deformabile.

La rigidezza di un maschio murario

I maschi murari sono schematizzati come elementi monodimensionali vincolati alla base e collegati in testa dalla trave alta detta anche fascia di piano.

La modellazione a doppio in castro o mensola dipende dal tipo di collegamento che riesce a garantire la fascia di piano.

La rigidezza alla traslazione di maschio murario si calcola con la seguente espressione che tiene conto sia del contributo flessionale che di quello a taglio:

dove:

K_i è la rigidezza del setto;
E, G sono rispettivamente i moduli di elasticità normale e tangenziale della muratura;
J_iè il momento di inerzia del maschio murario;
h_i è altezza deformabile del maschio murario;
A_i= l_i• t_i è area del maschio con t_ì=spessore del maschio;
n è coefficiente che tiene conto del grado di vincolo offerto dal traverso (n = 12 per traverso rigido, n = 3 per traverso flessibile).

La valutazione dell’altezza deformabile

Se per calcolare l’altezza deformabile per un maschio murario isolato la cosa è semplice ed univoca così non è per i maschi murari che fanno parte di una parete con aperture.

Le NTC08 al punto 7.8.1.5.2 specificano:

“[…] 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 possono essere considerate infinitamente rigide[…]”

Lesioni a taglio in caso di fascie di piano e sottofinestra rigidi

E’ quindi possibile considerare una parete composta con varie modellazioni:

Modellazione senza fasce di piano rigide;

Modellazione con fasce di piano rigide coincidenti con i pannelli di nodo.

La modellazione con maschi murari aventi altezza deformabile pari all’altezza del vano adiacente risulta appropriata quando le fasce hanno lo stesso spessore dei maschi e vi siano cordolo in c.a ed adeguate architravature sulle aperture.

Lesioni a taglio tra due finestre

Con la modellazione con zone rigide aumenta notevolmente la rigidezza dei maschi murari adiacenti alle aperture fino ad arrivare al caso limite (secondo la mia opinione assurdo) che una parete possa diventare più rigida dopo la realizzazione di un apertura.

Il metodo Dolce

Esiste un terzo metodo proposto da Dolce del 1989 per valutare l'altezza deformabile che si pone a metà tra i due visti precedentemente. Infatti Dolce tiene conto delle fasce di piano ipotizza che i pannelli di piano possano solo parzialmente irrigidire:

L’altezza deformabile è data dalla formula:

H_eff=h’+0,33D(H-h’)/h’

dove:

H_effè l’altezza deformabile del maschio murario;
H è l’altezza interpiano;
D è la larghezza del maschio murario
h’ è l’altezza del maschio murario calcolata come da figura.

Nel caso analizzato precedentemente avremo:

Io personalmente preferisco questo ultimo metodo e lo uso soprattutto quando vado a valutare la rigidezza delle pareti dopo l'apertura di un vano.

A presto, Braian.

Riferimenti:
- Apertura e Cerchiature in Murature Portanti, Ing. Francesco Pugi, ALINEA EDITRICE

Le pareti estese debolmente armate

2011-09-29T02:04:00.000+02:00

Le Norme Tecniche delle Costruzioni nel capito 7.4.3.1 parlano della tipologia strutturale a “pareti estese debolmente armate” in maniera sicuramente poco chiara. In questo articolo cercheremo di fare un piccolo riassunto della norma per capire meglio di cosa si tratta.

Premessa
Una struttura a “pareti estese debolmente armate” può essere costituita, oltre che da pareti estese debolmente armate, anche da pilastri e altre pareti duttili nella direzione orizzontale di interesse. La verifica di calcolo delle pareti estese debolmente armate vanno fatte considerando che le stesse sono pareti a tutti gli effetti ma non vanno considerate come pareti duttili.

Definizioni [7.4.3.1 e nota 4]

Rientrano nella definizione di parete gli elementi con il rapporto L / B maggiore di 4 dove L e B sono rispettivamente la lunghezza e la base della sezione dell’elemento.

Una struttura a pareti è da considerarsi come struttura a pareti estese debolmente armate se rispetta le seguenti condizioni:

- T ≤ TC , con T periodo fondamentale della struttura nella direzione orizzontale d’interesse;

- comprende almeno due pareti con una dimensione orizzontale non inferiore al minimo tra 4,0m ed i 2/3 della loro altezza;

- le pareti estese debolmente armate devono portare, in condizione sismica, almeno il 20% dei carichi verticali.

Limitazioni geometriche [7.4.6.1.4]

- Bw = min (15 cm ; 0.05 H ) dove H è l'altezza della parete.

Possono derogare da dette limitazioni le strutture a funzionamento scatolare con max 1 piano fuori terra e non destinate a civile abitazione.

Limitazioni di armatura [4.1.11-7.4.6.2.4-7.4.3.1]

- Quantità media acciaio per metro cubo maggiore di 0,3 KN/mc.

- Disposizione armatura verticale ed orizzontale su entrambe le facce.

- f_max = B/10, diametro massimo armatura verticale e orizzontale.

- s_max=30cm , interasse massimo barre verticali e orizzontali.

- Minimo 9 legature per mq.

- Rapporto minimo di armatura orizzontale e verticale r_min=0.2%.

- Non sono da rispettare Zone Confinate (L_C) e Altezza Critica (H_CR).

Fattore di struttura [7.4.3]
- Progettazione in CD”B”.
- q = q₀x K_R x K_W
- q₀ = 3
- K_R = 1 ,oppure 0.8 nel caso di strutture non regolari in altezza.
- K_W = (1+a₀) / 3, e comunque 0.5 <K_W <1.
- a₀ = H / L medio

Sollecitazioni di calcolo

- Sforzo Normale N_Ede Momento Flettente M_Ed derivanti da modello di calcolo.

- T_i = T_Ed (q+1) / 2 [7.4.4.5.1]

dove:
- q = Fattore di Struttura
- Ti =Taglio di Piano

Riferimenti:

- Le pareti estese debolmene armate PDF

Convegno a Pistoia - L'uso dell'acciaio nel consolidamento ed adeguamento sismico degli edifici

2011-09-14T16:37:00.000+02:00

Venerdì 30 settembre presso l'Aula Magna del Polo Universitario di Pistoia si terrà questo interessante seminario tenuto dal Proff. Ing. Federico Mazzolani.

Programma:

- ore 14:30 Registrazione dei partecipanti

- ore 14:45 Saluto del Presidente

- ore 15:00 Introduzione - Opere di consolidamento: inquadramento generale e novità apportate con l’introduzione delle NTC 2008.
- ore 16:00 Prima parte - L'uso dell'acciaio nel consolidamento ed adeguamento sismico degli edifici.pausa Seconda parteConclusioni

- ore 17:30 Pausa

- ore 17:45 L'uso dell'acciaio nel consolidamento ed adeguamento sismico degli edifici.

- ore 18:45 Conclusioni

- ore 19:00 Termine Seminario

Per l'iscrizione bisogna compilare la scheda di iscrizione scaricabile a questo indirizzo e inviarla via fax all'Ordine degli Ingegneri della Provincia di Pistoia.

La scelta del calcestruzzo e del copriferro di progetto

2011-09-03T15:24:00.002+02:00

Prosegue la pubblicazione degli articoli sulla durabilità del cemento armato del Prof. Ing. Roberto Lapiello.

Dopo aver parlato delle classi di esposizione del calcestruzzo in questo post parleremo della scelta del calcestruzzo e del copriferro di progetto secondo l’Eurocodice 2

La scelta del calcestruzzo

Per garantire un adeguata durabilità alle strutture in calcestruzzo armato, in relazione alle diverse classi di esposizione ambientale, andranno adottati calcestruzzi con corretti valori del rapporto acqua cemento negli impasti. Alla riduzione del rapporto acqua cemento corrisponde una maggiore compattezza ed impermeabilità del calcestruzzo che pertanto risulta meno sensibile agli attacchi di natura ambientale.

Il prospetto E.1N dell'Eurocodice 2 riporta le classi di resistenza indicative dei calcestruzzi da utilizzare per ogni diversa classe di esposizione ambientale in accordo con le classi ambientali EN206.

	Classi di esposizione ambientale in accordo con EN 206
Corrosione
	Corrosione indotta dalla carbonatazione				Corrosione indotta da ioni cloro			Corrosione indotta da ioni cloro di origine marina
	XC 1	XC 2	XC 3	XC 4	XD 1	XD 2	XD 3	XS 1	XS 2	XS 3
Classe di resistenza indicativa	C25/30	C25/30	C30/37		C30/37		C35/45	C30/37	C35/45
Danni al calcestruzzo
	Nessun RIschio	Attacco da gelo e disgelo					Attacco Chimico
	X 0	XF 1	XF 2		XF 3		XA 1	XA 2	XA 3
Classe di resistenza indicativa	C12/15	C30/37	C30/37		C30/37		C30/37		C35/45

Dimensionare il copriferro

La funzione dei copriferro è duplice:

Favorisce l'adesione tra le barre di armatura e il calcestruzzo teso della sezione che collabora così, nelle sezioni non fessurate, alla resistenza a trazione della sezione;
Costituisce la protezione delle armature dall'innesco dei fenomeni di corrosione

In questa parte dell’articolo sarà illustrato come procedere al dimensionamento dei copriferri secondo le indicazioni dell'Eurocodice 2, in relazione alla funzione descritta al precedente punto 2. Il dimensionamento va condotto tenendo conto delle caratteristiche dei materiali adottati, dell'ambiente in cui la struttura deve svolgere la sua funzione e alla vita utile di progetto.

Il copriferro nominale di progetto, da indicare obbligatoriamente sui grafici di progetto, è dato da:

c_nom = c_min + Δc_dev

dove:

- c_nom = valore nominale di progetto;
- c_min = valore minimo del copriferro;
- Δc_dev = la tolleranza di esecuzione relativa al copriferro.

Il valore della tolleranza di esecuzione Δc_dev, è assunto di norma pari a 10 mm, ma se in cantiere si prevedono controlli di qualità che comportano la misura dei copriferri, può assumersi Δc_dev=5 mm.

Nel caso si prevedono particolari controlli di qualità e la possibilità di poter scartare gli elementi strutturali con copriferro non conforme (è il caso in cui si usano elementi prefabbricati), può assumersi Δc_dev=0.

Il valore minimo del copriferro è dato da:

c_min = MAX (c_min,b ; c_min,dur ; 10 mm)

dove:
- c_min,b = copriferro minimo necessario per l'aderenza delle armature
- c_min,dur = copriferro minimo correlato alle condizioni ambientali (durabilità).

Il valore di c_min,b è da assumersi pari al diametro della barra. Se la dimensione dell'inerte è più grande di 32 mm, il valore di c_min,b deve essere maggiorato di 5 mm.

Le dimensioni minima da assumere per il copriferro in relazione alle condizioni ambientali (c_min,dur) , sono funzione della classe strutturale e della classe ambientale e si ricavano dalla tabella 4.4N dell'Eurocodice 2 che qui si riporta:

Tab. 4.4 N - Copriferro minimo richiesto (mm)
Classe strutturale	Classi di esposizione ambientale in accordo con il prospetto 4.1
Classe strutturale	X0	XC1	XC2 / XC3	XC4	XD1 / XS1	XD2 / XS2	XD3 /XS3
S1	10	10	10	15	20	25	30
S2	10	10	15	20	25	30	35
S3	10	10	20	25	30	35	40
S4	10	15	25	30	35	40	45
S5	15	20	30	35	40	45	50
S6	20	25	35	40	45	50	55

La classe strutturale da prendere normalmente a riferimento per gli edifici è la S4 (vita media di progetto della struttura 50 anni ).

A partire dalla classe strutturale di progetto della struttura, per il dimensionamento del copriferro minimo può farsi riferimento ad altre classe strutturali qualora sussistano le condizioni riportate nella tabella 4.3N.


Tab. 4.3N - Classe Strutturale
Criteri	Classi di esposizione ambientale in accordo con il prospetto 4.1
Criteri	X0	XC1	XC2 / XC3	XC4	XD1	XD2 /XS1	XD3 / XS2 / XS3
Vita di progetto di 100 anni	Incrementa la classe di 2	Incrementa la classe di 2	Incrementa la classe di 2	Incrementa la classe di 2	Incrementa la classe di 2	Incrementa la classe di 2	Incrementa la classe di 2
Classe di resistenza	≥C30/37 Riduci classe di 1	≥C30/37 Riduci classe di 1	≥C35/40 Riduci classe di 1	≥C40/50 Riduci classe di 1	≥C40/50 Riduci classe di 1	≥C40/50 Riduci classe di 1	≥C45/55 Riduci classe di 1
Parti strutturali con geometria a piastra	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1
Speciali controlli di qualità sui calcestruzzi	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1	Riduci classe di 1

Facciamo un esempio

Si consideri il caso di una trave di un edificio in classe ambientali XC1 da armare con staffe Φ8 e con barre longitudinali Φ16. Il calcestruzzo ha resistenza caratteristica R_ck=30 MPa ( C 25/30 ) e la dimensione massima degli inerti e pari a 20 mm.

Corpifferro minimo richiesto per le staffe.

c_min,b = 8 mm
Dalla tabella 4.4N, in corrispondenza della classe strutturale S4 e della classe ambientale XC1, si ricava c_min,dur = 15 mm.
c_min = max (c_min,b ; c_min,durc ; 10)= max (8 ; 15 ; 10) = 15 mm.
Prevedendo controlli di qualità che comprendano la misura dei copriferri, si assume Δc_dev = 5 mm.
Il copriferro nominale minimo da adottare per le staffe è pertanto pari :
c_nom = c_min + Δc_dev= 15 + 5 = 20 mm.

Copriferro minimo richiesto dai ferri longitudinali

c_min,b = 16 mm

Dalla tabella 4.4N, in corrispondenza della classe strutturale S4 e della classe ambientale XC1, si ricava c_min,dur = 15 mm.
c_min = max (c_min,b ; c_min,durc ; 10)= max (16 ; 15 ; 10) = 16 mm.
Prevedendo controlli di qualità che comprendano la misura dei copriferri, si assume Δc_dev = 5 mm.
Il copriferro nominale minimo da adottare per le staffe è pertanto pari :
c_nom = c_min + Δc_dev= 16 + 5 = 21 mm.

Il copriferro minimo richiesto per le staffe, rappresenta la condizione più gravosa, infatti , ponendo le staffe a 20 mm dai bordi della trave, il copriferro dei filanti risulta pari a 28 mm., maggiore del copriferro minimo richiesto.

Riferimenti:
- Calcestruzzo Armato - Teoria e Progetto secondo EC2 e NTC 2008, Roberto Lapiello, edito da Sistemi editoriali
- http://www.robertolapiello.it

Le classi ambientali - EN206

2011-08-22T12:03:00.006+02:00

Sottotitolo: “Le classi di esposizione del cemento armato e la sua durabilità”

Ringrazio infinitamente il Prof. Ing. Roberto Lapiello che mi ha permesso di pubblicare i suoi interessantissimi articoli sulla durabilità del cemento armato. Per facilitare la consultazione l’articolo è diviso in 2 parti:

- Le classi ambientali

- La scelta del copriferro di progetto e del calcestruzzo

In questa prima parte si analizzano le classi ambientali con la classificazione delle norme EN206.

Le classi ambientali

Nella progettazione delle strutture in calcestruzzo armato, oltre che dell'azione dei carichi sulle strutture si deve tenere in conto l'azione ambientale che influenza in modo determinante sulla durabilità dell'opera. La norma Europea EN 206, definisci le classi ambientali in relazione al tipo di rischio ed alle caratteristiche ambientali. Tale classificazione è richiamata nelle norme tecniche nazionali e nell'Eurocodice 2, dove anche in funzione della classe ambientale, vengono definite le caratteristiche dei calcestruzzi da utilizzare nelle opere, la dimensione dei copriferri, le tensioni limite dei materiali in esercizio e l'ampiezza limite delle fessure. Si riporta qui la classificazione ambientale della citata EN 206.

1 - Nessun rischio di attacco e di corrosione

Classe ambientali	Descrizione	Esempio di occorrenza della classe ambientale
X0	Per calcestruzzi non armati in tutti gli ambienti ad eccezione di quelli dove sussiste il rischio di gelo e disgelo, di abrasione o di attacco chimico.Per calcestruzzi armati in ambiente molto secco	Interni di abitazioni o uffici con bassa umidità dell'aria

2 – Corrosione indotta dalla carbonatazione

Classe ambientali	Descrizione	Esempio di occorrenza della classe ambientale
XC 1	Ambiente asciutto o permanentemente bagnato	Interno di edifici con bassa umidità dell'aria.Calcestruzzi permanentemente immersi in acqua
XC 2	Ambiente bagnato e raramente asciutto.	Calcestruzzi con superfici soggette per lungo tempo al contatto con acqua. Molte fondazioni
XC 3	Ambiente con moderata umidità	Calcestruzzo all'interno di edifici con moderata o alta umidità dell'aria. Calcestruzzi esposti all'esterno e protetti dalla pioggia
XC 4	Ambiente ciclicamente bagnato e asciutto	Superfici di calcestruzzo soggetti al contatto con acqua che non rientrano nella classe di esposizione XC2

3 –Corrosione indotta dai cloruli

Classe ambientali	Descrizione	Esempio di occorrenza della classe ambientale
XD 1	Ambiente con moderata umidità	Superfici di calcestruzzo esposte a nebbia salina
XD 2	Ambiente bagnato, raramente asciutto	Piscine, componenti in calcestruzzo esposti ad acque industriali contenenti cloruli
XD 3	Ambiente ciclicamente bagnato e asciutto	Parti di ponti esposti a spruzzi contenenti cloruli. Pavimentazioni e solette di parcheggi

4 - Corrosione indotta da cloruli presenti nell'acqua di mare

Classe ambientali	Descrizione	Esempio di occorrenza della classe ambientale
XS 1	Esposto a nebbia salina ma non in diretto contatto con l'acqua di mare	Strutture sulle coste od in prossimità delle stesse
XS 2	Ambiente bagnato raramente asciutto	Parti di strutture marine
XS 2	Zone esposte alle onde ed agli spruzzi	Parti di strutture marine

5 – Attacchi di gelo e disgelo

Classe ambientali	Descrizione	Esempio di occorrenza della classe ambientale
XF 1	Moderata saturazione d'acqua senza impiego di sali antigelo	Superfici verticali di calcestruzzo esposti alla pioggia e al gelo
XF 2	Moderata saturazione d'acqua con impiego di sali antigelo	Superfici verticali di calcestruzzo in strutture esposte al gelo e alla nebbia di agenti antigelo
XF 3	Alta saturazione d'acqua senza impiego di sali antigelo	Superfici orizzontali di calcestruzzo esposte alla pioggia ed al gelo
XF 4	Alta saturazione d'acqua con impiego di agenti antigelo	Strade e ponti esposte agli agenti antigelo. Superfici di calcestruzzo esposte a nebbia contenente agenti antigelo ed al gelo. Superfici di strutture marine esposte al gelo e alle onde

6 – Attacco chimico

Classe ambientali	Descrizione	Esempio di occorrenza della classe ambientale
XA 1	Attacco chimico debolmente aggressivo	Terreni di fondazione e acqua nei terreni
XA 2	Attacco chimico moderato	Terreni di fondazione e acqua nei terreni
XA 3	Attacco chimico aggressivo	Terreni di fondazione e acqua nei terreni

seconda parte: la scelta del calcestruzzo e del copriferro di progetto.

Riferimenti:
- Calcestruzzo Armato - Teoria e Progetto secondo EC2 e NTC 2008, Roberto Lapiello, edito da Sistemi editoriali
- http://www.robertolapiello.it

Eurocodici approvati gli Annessi Tecnici Nazionali

2011-07-09T17:35:00.005+02:00

Riporto qui il comunicato del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici:

“L’Assemblea Generale del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici ha espresso parere favorevole all’adozione degli Annessi Tecnici Nazionali agli Eurocodici, altrimenti detti Appendici Nazionali (voti n° 98 del 24.09.2010 e n.4 del 25.02.2011).L’avvenuta approvazione da parte del Consiglio Superiore costituisce la necessaria tappa tecnica propedeutica alla loro adozione formale. Nelle more della formale adozione del provvedimento con il necessario Decreto Interministeriale (anche ai sensi degli articoli 52, 60 ed 83 del DPR 380/2001), si ritiene utile mettere a disposizione dei professionisti interessati, a solo scopo informativo ed orientativo, gli Annessi Tecnici allegati ai suddetti pareri del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici. Come noto, attraverso i 59 Annessi (o Appendici) i contenuti degli Eurocodici hanno piena operatività nel settore della progettazione strutturale e geotecnica, in coerenza con il quadro delle Norme Tecniche per le Costruzioni di cui al D.M. 14.01.2008.”

Nel capitolo 12 le NTC2008 affermano:

“Per quanto non diversamente specificato nella presente norma, si intendono coerenti con i principi
alla base della stessa, le indicazioni riportate nei seguenti documenti:
- Eurocodici strutturali pubblicati dal CEN, con le precisazioni riportate nelle Appendici Nazionali o, in mancanza di esse, nella forma internazionale EN;
(..)”

I possibili scenari sono questi:

Possibilità del professionista di utilizzare solo gli Eurocodici+Annessi Nazionali in sostituzione delle NTC2008;
Obbligo di utilizzare gli Eurocodici+Annessi Nazionali;
Possibilità di utilizzare gli Eurocodici verificando che non siano meno restrittivi delle NTC08.

I scenari 1 e 2 sarebbe un gran bel passo in avanti ma non è ben chiaro se da adesso sarà possibile utilizzare liberamente gli eurocodici con gli annessi nazionali in sostituzione al DM2008 anzi, leggendo il capitolo 12 delle NTC e il comunicato del ministero sembra proprio che in ogni caso bisogna utilizzare la norma più restrittiva punto per punto (scenario 3) cosa che in pratica rende quasi inutile l’approvazione degli Annessi Nazionali.

A questo punto penso sia fondamentale una chiarificazione del ministero per permettere ai professionisti di poter lavorare serenamente.

Per quel che mi riguarda utilizzo sempre più spesso gli eurocodici, a volte sono un po' duri da digerire ma sono chiari e soprattutto non sono necessarie continue interpretazioni.

Vale la pena ricordare comunque la diversità filosofica fondamentale tra le due norme: le NTC sono prescrittive, gli eurocodici sono prestazionali. Una norma chiara e prestazionale è il sogno di tanti Tecnici ma qui in Italia siamo davvero pronti ad una cosa del genere?

In questi casi mi viene sempre in mente una frase del Prof.Ing. Gucci:

"L'Italia è un paese a norma."

Scarica gli annessi nazionali

A presto, Braian.

La costruzione della Torre Eiffel – Terza parte: la vita della torre

2011-06-25T19:14:00.002+02:00

Dopo aver parlato di Gustave Eiffel e della costruzione della torre in questa terza (e conclusiva) parte dell’articolo parliamo della vita della torre Eiffel e di qualche curiosità.

Le critiche alla torre

La torre, costata 1,5 millioni di dollari del 1889, venne pesantemente condannata dai difensori dell’estetica francese: Bouguerau il pittore accademico, Garnier l’architetto dell’Opéra, Dumas figlio del romanziere, Gounod il compositore, Leconte de Isla il poeta, Prudhomme il saggista, Guy de Maupassant lo scrittore, tutti firmarono una lettera al ministro dei lavori pubblici affinché fermasse i lavori

Breve estratto della lettera:
“Noi, scrittori, pittori, scultori, architetti, amatori, appassionati della bellezza fino ad ora intatta di Parigi, veniamo a protestare con tutte le nostre forze e tutta la nostra indignazione, in nome del buon gusto francese tradito, in nome dell’arte e della storia francese minacciate, contro l’erezione, nel cuore della nostra capitale, dell’inutile e mostruosa Torre Eiffel, che la malignità pubblica, spesso improntata al buon senso e allo spirito di giustizia, ha già ribattezzato Torre di Babele.(…) abbiamo il diritto di proclamare ad alta voce che Parigi è una città senza rivali nel mondo intero (…) sorgono i più nobili monumenti che il genere umano abbia mai partorito.(…) da ogni angolo dell’universo, Parigi suscita curiosità e ammirazione. Lasceremo dunque che tutto questo venga profanato?”

Guy de Maupassant, per non doverla proprio guardare, si trovò spesso obbligato a pranzare sopra la torre; la torre dominava Parigi che era impossibile non vederla da qualunque quartiere.

I visitatori

2 milioni di visitatori si accalcarono per visitarla il suo primo anno, in migliaia salivano i 1671 gradini prima che gli ascensori aprissero al pubblico. Le folle aumentarono anche dopo che l’Esposizione Universale chiuse i battenti. Così con il passare degli anni la Torre Eiffel diventò uno dei monumenti della meta di tutti i turisti della città fino a diventare il simbolo di Parigi e il simbolo della Francia: i manifesti turistici ignoravano tutti il resto, i “nuovi” poeti, scrittori e pittori ne lodavano le forme e la grazie. Hitler giurò che l’avrebbe distrutta e i partigiani francesi issarono sulla sua punta il tricolore mentre i panzer nazisti stavano ancora lottando contro i carri armati americani per le strade di Parigi.

I ringraziamenti di Eiffel

Gustave Eiffel fece incidere sotto la balconata del primo piano della torre i nomi di 72 cittadini francesi, perlopiù scienziati, grazie ai quali, per i loro studi fu possibile costruire la torre. Sicuramente gli studenti di Ingegneria ed Architettura riconsceranno nell’elenco tanti nomi a cui si deve tutta la teoria delle scienze delle costruzioni. Tra i vari nomi risaltano quelli di: Tresca, Lagrange, Laplace, Ampere, Navier, Cauchy, Coulomb Foucault, Poission, Fourier.

A presto, Braian.

Riferimenti:

"Perchè gli edifici stanno in piedi" di M.Levy-M.Salvadori
http://alaskadream.org/ita/Torre_Eiffel.html
http://it.wikipedia.org/wiki/Torre_Eiffel

La costruzione della Torre Eiffel – Seconda parte: la costruzione

2011-05-14T18:40:00.000+02:00

Dopo aver parlato di Gustave Eiffel nella prima parte dell’articolo in questa seconda parte parliamo della costruzione della torre.

La struttura della torre

Partendo dall’alto 4 pilastri scatolari a profilo quadrato scendono quasi in verticale fino al 2° livello a 116 metri di altezza; questi quattro pilastri sono collegati con delle diagonali reticolari che fanno da controvento. Nel punto più alto la torre arriva ad avere un lato di soli 10 metri. Partendo dal secondo livello 2 pilastri secondari posizionati al centro dei lati della torre si incontrano ad un livello intermedio, dove i due ascensori interni che trasportano i visitatori dal 2° livello alla cima della torre si fermano e fanno trasbordare i passeggeri dall’ascensore inferiore a quello superiore.

La costruzione dei pilastri di sommità

Il secondo livello poggia su 4 pilastri di maggiore dimensione che proseguono, accentuandola, la curvatura dei pilastri superiori.Questi pilastri poggiano sul 1° livello, a 55 metri di altezza.

In testa, all'altezza del 2° livello sono visibili le piccole gru

L’imponente primo livello poggia su 4 pilastri dritti, inclinati verso l’interno di 54°. Queste enormi travi reticolari formano una base il cui lato è di 128 metri. I pilastri poggiano su quattro immense pile di cemento anch'esse inclinate che ancorano la torre al terreno e ne assorbono l’imponente spinta.

Uno dei 4 immensi contrafforti inclinati

La costruzione

gli immensi puntelli in legno che sostenevano i 4 pilastri

Per evitare il crollo dei 4 contrafforti, fino alla costruzione del primo livello Eiffel progettò 4 immensi puntelli in legno. Per posizionare con precisione i 4 immensi pilastri Eiffel fece li fece appoggiare a 4 martinetti idraulici che potevano essere regolati semplicemente da 2 uomini. Con un altro ingegnoso metodo Eiffel raffinò il posizionamento della parte superiore dei pilastri: in cima ai puntelli furono posizionati dei cilindri di acciaio pieni di sabbia fine e con un foro alla base e 4 martinetti in grado di sollevare i pilastri oltre i puntelli di legno. Nel caso che il pilastro fosse troppo alto, anche appena di un centimetro, lo si poteva abbassare facendo uscire sabbia dal cilindro; nel caso invece che il pilastro fosse troppo basso, i martinetti lo alzavano fino a quando i buchi dei rivetti dei pilastri non coincidevano perfettamente con quelli del primo livello.

fasi di realizzazione del 1° livello

Gru e ascensori

Una volta progettata e concepita in tutti i suoi dettagli Eiffel dovette affrontare il problema di come sollevare le travi e i pilastri in posizione. Eiffel limitò il peso dei pezzi più grandi a 3 tonnellate; ciò rese possibile l’utilizzo di gru e verricelli di ridotte dimensioni, cosa che rendeva la costruzione più semplice e veloce. Eiffel introdusse un sistema di gru capace di arrampicarsi lungo i binari dei futuri ascensori all’interno dei pilastri che formavano la base. I bracci delle gru potevano ruotare di 360° e servire così ogni punto del pilastro. Una volta ultimato il 1° livello, Eiffel usò dei verricelli per sollevare i componenti strutturali fino a questa quota e altri verricelli per sollevare gli altri componenti dal 1° al 2° livello. Per sollevare infine le restanti parti fino in cima alla torre, usò una gru rampicante lungo il pilastro centrale, che sarebbe poi servito da guida per gli ascensori superiori. Questa gru saliva di 9 metri per volta, utilizzando telai della stessa lunghezza, ciascuno dei quali poggiava su quello inferiore. In questo modo la gru centrali, che serviva tutti e quattro i pilastri, poggiava su soli 2 telai.

A presto per la terza parte, Braian.

Convegno sui sistemi antisismici a Pisa sabato 7 maggio.

2011-05-05T12:46:00.003+02:00

Sabato 7 maggio, alla Stazione Leopolda, nel corso del Japan Expo Anteprima ci sarà un convegno gratuito sui sistemi antisismici.
Questo il programma della mattinata:

SISTEMI ANTISISMICI

Moderatore
Ing. Gerardo masiello.

Introduzione ai lavori
Arch. Roberto Pasqualetti
h 11:00 Ultime notizie del gran terremoto del Tohoku Kanto e architetture antisismiche
Prof. Norihide Imagawa - Tokio Denki University
h 11:30 Rischio sismico dei palazzi storici
Prof. Mauro Sassu - Università di Pisa
h 11:50 Sistemi dissipativi in acciaio per le costruzioni in zone sismiche
Prof. Walter Salvatore - Università di Pisa
h 12:10 Archtetture innovative a Pisa: l'Hotel S.Ranieri
Arch. Salvatore Re - Leonardo S.r.l.
h 12:30 Tradizioni e modernità - architettura a Kyoto
Arch. Masayoshi Setogawa - Architecture Design R-Session, Kyoto
Scarica il programma completo delle giornate.

Invito tutti gli interessati (specialmente gli studenti che seguo a Sismica) a partecipare a questo interessante incontro.

A presto, Braian.

La costruzione della Torre Eiffel - Prima parte: Il costruttore

2011-05-01T21:08:00.001+02:00

Gustave Boenickhausen-Eiffel, nato a Digione il 15 dicembre 1832, era un tipico francese appartenente alla borghesia. Si laureò brillantemente in ingegneria chimica alla E'cole Centrale e, finiti gli studi, andò a lavorare presso la fabbrica di aceto di suo zio che, fortunatamente, fallì. Eiffel divenne così un ingegnere strutturista e, nel 1867 aprì la sua acciaieria. Oltre alla carriera di costruttore si occupò di prove sperimentali sulle travi reticolari, partecipando alla realizzazione, come tecnico collaboratore, della galleria circolare per l'Esposizione parigina del 1867. Eiffel non era particolarmente brillante nei comportamenti o dei discorsi, era una persona sicura, metodica, calma ed introversa, con la tranquillità tipica del matematico che si analizza il problema sicuro poi del risultato della soluzione.

un ritratto di Gustave Eiffel

Prima di arrivare a progettare la torre Eiffel costruì per 30 anni stazioni ferroviarie, osservatori a cupola, grandi magazzini, chiese e soprattutto ponti. Erano tutte strutture in acciaio. Costruì in tutto il mondo, persino in Indocina Perù e Russia, ma sono uno delle sue creazioni si trova negli stati uniti: lo scheletro della Statua delle Libertà. Ogni struttura aveva una particolarità, una piccola intuizione che la caratterizzava: fu il primo ingegnere ad intuire l’influenza del vento nei ponti particolarmente alti e li rinforzò con travi reticolari così da minimizzarne gli effetti, la cupola dell’osservatorio di Nizza poggia in modo tale che la si può ruotare a mano. Quando presentò le offerte per la costruzione della torre, egli era preparato tecnicamente, finanziariamente e politicamente. Era consapevole che un opera di tale entità non poteva essere costruita senza l’appoggio degli uomini politici, Eiffel lì Indottrinò così bene che quando i documenti dell’offerta furono pronti solo una compagnia in Francia poteva effettivamente vincere l’appalto l’Eiffel & Company.

Eiffel nelle sembianze della torre (da "Punch",1889)

Il progetto

Eiffel produsse 1333 metri quadrati di disegni contenenti 15.000 elementi strutturali e 2.5 milioni di buchi per rivetti. Per quanto ne sappiano assemblò la torre senza nessun errore ed ogni rivetto scivolò dolcemente in ogni suo foro. Eiffel promise, e riuscì nel suo intento, di ultimare la torre in 2 anni, 5 mesi e 5 giorni, in tempo per l’inaugurazione dell’Esposizione Universale con soli suoi 250 uomini senza che ci fosse un solo incidente. Stimò il costo dell’opera in 1,5 milioni di dollari e la costruì a un prezzo inferiore del 5% mantenendo comunque un buon profitto. Era così sicuro del suo successo che finanzio di persona la costruzione della Torre.

L’aerodinamica

All’età di 57 anni incominciò una carriera (durata 35anni) nella appena nata ingegneria aerodinamica. Eiffel possedeva un appartamento nella torre, e qui dedicò molto tempo ai suoi studi sul volo; riusci a dimostrare che, nel volo, la depressione sopra l'ala è più importante della pressione dell'aria che sta sotto. I suoi studi su questo campo di studi appena nato furono ammirati in tutto il mondo. Questa "seconda" carriera di Eiffel culminò con la costruzione della prima galleria del vento

Una curiosità

Eiffel disse più volte: ”dovrei essere geloso della torre. E’ molto più celebre di me”

La costruzione della Torre Eiffel – Seconda parte: la costruzione

Il contributo delle armature inclinate nella verifica a taglio

2011-04-27T22:54:00.003+02:00

Qualche tempo fa nell’articolo la verifica a taglio nel cemento armato abbiamo visto come calcolare il taglio resistente di elementi in cemento armato dotati di staffe verticali e di come trovare la relativa cotangente di teta. In questo articolo invece vedremo come calcolare il contributo delle armature trasversali aventi inclinazione compresa tra 90° e 45°.

Le armature infatti possono essere costituite sia da staffe che da barre piegate; in ogni caso il 50% delle armature trasversali devono essere costituite da staffe (punto 4.1.6.1.1 NTC08).

Elementi dotati di sole armature inclinate

Anche per le armature inclinate possiamo massimizzare il taglio resistente derivato dalla barre inclinate andando ad equilibrare V_Rrd e V_Rcdricavando cosi la cotq che deve essere comunque compresa tra 1 e 2,5:

Valore di V_R_d per diversi valori degli angoli a e q

	a=90°	a=60°	a=45°
cotq=1,00	0,500a_c0,5f_cd∙b∙d	0,788a_c0,5f_cd∙b∙d	1,000a_c0,5f_cd∙b∙d
cotq=2,50	0,345a_c0,5f_cd∙b∙d	0,425a_c0,5f_cd∙b∙d	0,483a_c0,5f_cd∙b∙d

N.B.:la normativa impone che la metà dell’'armatura trasversale sia composta da staffe (punto 4.1.6.1.1 NTC08).

Elementi dotati di staffe ed armature inclinate a 45°

La normativa non spiega bene come comportarsi quando siamo in presenza sia di staffe che di barre inclinate ma cercando un po’ in giro ho trovato questo procedimento che credo sia corretto:

dato il taglio agende sulla sezione V_E_dmi calcolo il taglio resistente dato dalla sezione in c.a. armata a taglio dalle sole staffe verticali con il metodo illustrato in questo articolo;
trovo il DV_Eddovrà essere assorbito dalle barre inclinate dato da DV_Ed=V_ED-V_Rds(dove V_Rdsè il taglio resistente dalla dalla sezione armata con le sole staffe verticali.)
Si calcola il taglio resistente massimo a compressione del puntone di calcestruzzo con cotq=1:

V_{Rd,MAX(cotq=1)}=0,9 d a_c b 0,5f_cd

Si calcola il valore dell’angolo θ che il puntone, secondo il traliccio di Morsh forma con l’orizzontale imponendo la rottura bilanciata:

DV_Ed cot²q – V_Rd,MAXcotq + DV_Ed- V_Rd,MAX

se cotq>2,5 si utilizza cotq=2,5.

si calcola il passo di piegatura delle barre piegate s_b

Si fissa il passo di piegatura minore od uguale o s_be si calcola il valore dell’angolo q definitivo:

se cotq >2,5 si utilizza cotq=2,5.

Infine si calcola il taglio ultimo resistente delle barre piegare V_Rd_,b:

che sommato al taglio resistente delle staffe dovrà essere superiore a V_Ed.

A presto Braian.

Ripristino di elementi in c.a. carbonatati

2011-04-17T20:15:00.003+02:00

Dopo aver visto il fenomeno della carbonatazione delle strutture in cemento armato in questo articolo vedremo come intervenire per consolidare gli elementi ammalorati.

Una trave di ponte fortemente ammalorata

Le fasi dell’intervento

Demolizione delle parti decoese o poco resistenti tramite idrodemolizione o attrezzi manuali fino al raggiungimento dello spessore del copriferro;
Valutazione della profondità di carbonatazione (vedi articolo) e demolizione fino al raggiungimento della zona non carbonatata;
Scarnificazione meccanica della superficie sana per lo spessore di 1cm. per la realizzazione di un sottofondo aggrappante;
Pulitura delle armature dalla ruggine ed eventuale reintegro delle stesse;
Trattamento dei ferri con due mani di malta cementizia pennellabile bicomponente a base di leganti idraulici; polveri silicee, inibitori di corrosione e dispersione di polimeri acrilici;
Applicazione di un primer di resina epossidica sulla superficie del calcestruzzo;
Riporto di malta cementizia a ritiro controllato eventualmente contenente microfibre in polipropilene, da applicarsi con cazzuola o spatola bagnando a rifiuto il sottofondo;
Regolazione delle delle superfici con malta ad inerti di fine granulometria e additivi amalgamanti con polimeri acrilici in emulsione;
Verniciatura protettiva.

Particolare dell'intervento

A presto, Braian.

Riferimenti:

- Appunti del corso di Diagnostica e Consolidamento – Prof. Ing. Anna De Falco

Modellazione FEM del consolidamento di una volta con cappa armata

2011-04-11T23:20:00.001+02:00

In questo articolo riprendiamo a parlare del consolidamento delle volte in muratura mediante cappa armata. Riporto in questo articolo uno studio eseguito per la mia tesi triennale che aveva, come obbiettivo, la validazione di questa tipologia di intervento. Lo studio prevedeva la creazione di un modello agli elementi finiti, tramite il programma Strauss, di una tipica volta a padiglione studiandone poi i risultati in varie ipotesi.

IL MODELLO

Sezione del modello FEM

Imposte in muratura listata;

volta in laterizio;

cappa in cemento armato;

rinfianco solido;

rinfianco cellulare alleggerito;

soletta collaborante in cemento armato ancorata alle pareti perimetrali.

Le imposte in muratura listata hanno queste caratteristiche: densità 2000 kg/mc, modulo elastici 900/900/1800 MPa. La volta è stata schematizzata con 2035 elementi brick ; le proprietà del materiale, supposto elastico sono le seguenti: densità 1800 kg/mc, modulo elastico 2400 MPa, coefficiente di Poisson 0,35.

Vista laterale della volta in laterizio e dei frenelli in mattoni pieni

Vista in piante della volta in laterizio e dei frenelli in mattoni pieni

Per rappresentare lo strato di colla epossidica tra la volta in laterizio e la cappa in cemento armato sono stati 1430 elementi beam; variando il modulo elastico degli stessi è stato possibile ipotizzare il buon funzionamento del collegamento volta-cappa con un funzionamento a sezione composita o, al contrario, un funzionamento in parallelo delle due strutture. Caratteristiche della cappa: densità 1500 kg/mc, modulo elastico 20000 MPa, coefficiente di Poisson 0,2.

Vista laterale della volta in laterizio con la controcappa in c.a.

Vista in pianta della volta in laterizio con la controcappa in c.a.

Per sovraccarichi permanenti, oltre agli elementi già presenti nel modello e sopracitati, si è tenuto conto di un massetto di cm.8 per consentire il passaggio degli impianti e il peso di una pavimentazione standard per un totale di 1,8 KN/mq, mentre, per i sovraccarichi accidentali, abbiamo adottato la normativa per civili abitazioni: vale a dire 2,00 KN/mq; analizzando le combinazioni di carico permanenti + accidentali e permanenti + accidentali parziale.

I RISULTATI

Si riportano solo i risultati nell’ipotesi che la colla epossidica riesca a trasferire i carichi di tagli tra la volta e la controcappa; nell’ipotesi di colla epossidica non funzionante i risultati sono comunque molto simili.

tensioni principali in direzione y-y

tensioni principali in direzione x-x

Una volta terminata la fase di indurimento della cappa in cemento fibrorinforzato ogni incremento di carico dovuto alle fasi successive dei lavori viene assorbito per una quota di circa il 90% dalla contro cappa in c.a. mentre, alla volta in laterizio, è applicata la restante quota dei carichi e il peso proprio della controcappa in c.a. Confrontando i risultati dei modelli con collegamento in colla epossidica funzionante o meno si può concludere affermando che in entrambi i casi l’intervento raggiunge i risultati prefissati: nel caso di collegamento funzionante la colla epossidica trasferisce gli sforzi di taglio tra cappa e volta in laterizio e le due strutture lavorano come una sezione composita mentre, nel caso di collegamento non funzionante, le due strutture lavorano in parallelo. Nel primo caso la volta in laterizio è tenuta sostenere un carico di compressione leggermente maggiore, che risulta comunque sempre molto al di sotto della soglia di rottura. La sottile cappa in cemento armato è in grado quindi di sostenere i carichi accidentali quando le murature perimetrali sono in grado di fornire un adeguato grado di incastro. Una soletta collaborante, ben ammorsata alle pareti ha sicuramente l’effetto di meglio ripartire i carichi accidentali e contribuisce a creare un effetto scatolare alla struttura funzionando da catena impedendo l’allontanamento delle imposte.

PICCOLA PRECISAZIONE

Questo è una piccola parte della mia tesi triennale, riguardandola con un po più di esperienza mi accorgo di sono tante cose che a quei tempo non avevo ancora capito (e chissà quante altre ancora ne devo capire) e se dovessi ripetere ora lo studio lo modificherei in svariati punti: sicuramente,per esempio, la controcappa utilizzata è risultata troppo rigida e sarebbe stato interessante fare vari tentativi con cappe di diverso spessore e modulo elastico.

A presto, Braian.

Le correnti galvaniche

2011-03-25T00:54:00.004+01:00

La corrosione galvanica, o corrosione elettrolitica, è un processo umido (in presenza di acqua) che avviene quando si hanno a contatto due metalli diversi (accoppiamento galvanico). Poiché i metalli hanno una nobiltà diversa, si crea tra loro una differenza di potenziale cioè gli elettroni migrano dal metallo a potenziale minore (meno nobile), che fa da anodo e si ossida, al metallo a potenziale maggiore (quello più nobile) che fa da catodo inerte (non si ossida ne si riduce); l’ossidante è l’ossigeno presente nell’acqua.

In sintesi mettendo a contatto un metallo meno nobile e un metallo più nobile, in presenza di acqua (od umidità) sarà il metallo meno nobile ad ossidarsi, mentre il metallo più nobile rimarrà intatto, l’ossidazione risulterà localizzata nei pressi della zona di contatto tra i due metalli come nell’immagine sottostante dove si vede una piastra in acciaio al carbonio zincato posta a contatto con dadi e bulloni in acciaio inox.

L'ossidazione si concentra nella zona di contatto

Il metallo più nobile attrae elettroni da quello meno nobile accelerandone così l’ossidazione.

L’entità della corrosione è funzione:

- dalla differenza di potenziale (quindi di nobiltà) dei due materiali;

- dalla quantità di ossigeno presente;

- dal rapporto della superficie complessiva dei due materiali e quella del metallo meno nobile (più è piccolo l’elemento meno nobile maggiore è l’entità della corrosione).

Ecco perché viti e bulloni zincati, che altrimenti durerebbero decenni, arrugginiscono molto più velocemente se utilizzati per fissare elementi in acciaio inossidabile.

La scala galvanica

Come abbiamo detto in precedenza, i metalli sono caratterizzati dalla loro nobiltà che indica la loro facilità nel cedere elettroni. Qualitativamente questa è la scala galvanica (dal metallo meno nobile a quello più nobile) dei materiali che spesso utilizziamo per progettare:

- Titanio

- Alluminio

- Zinco

- Acciaio e Ghisa

- Rame

- Acciaio inossidabile

Il comportamento elettrochimico dei materialo

- comportamento attivo come quello dell’acciaio al carbonio che, quando si ossida, crea uno strato in superficie (ruggine) spugnoso e poso compatto che non è in grado di proteggere il materiale sottostante;

- comportamento passivo, tipico dell’acciaio inossidabile che, ossidandosi. forma un sottile strato compatto in grado di impedire il processo anodico e quindi protegge dalla corrosione il materiale sottostante.

La protezione dei metalli

E’ possibile difendere i metalli dall’ossidazione in diversi modi:

- attraverso la zincatura, cioè immergendo in un bagno di zinco fuso l’elemento metallico. Lo zinco essendo meno nobile dell’acciaio funge da anodo e si corrode al suo posto;

- anodo sacrificale, cioè si collega ai manufatti un ulteriore elemento meno nobile che si corrode proteggendolo;

- isolando gli elementi a potenziale diverso attraverso manti protettivi di poliuretano, bitume, polietilene od altri materiali isolanti.

A presto, Braian.

Riferimenti:

-http://it.wikipedia.org/wiki/Corrosione

Introduzione alle cadute di tensione nelle strutture in c.a. precompresso

2011-03-20T19:06:00.003+01:00

Piccola prefazione

Questo è il primo articolo scritto per Ingegneria e dintorni da Marco Luciano laureando in Ingegneria Civile indirizzo Edile. Nella speranza che sia il primo di tanti suoi contributi non posso che ringraziarlo.

Braian.

LE CADUTE DI TENSIONE

Le perdite di tensione o più correttamente cadute di tensione rivestono un importanza decisiva nel comportamento di una struttura realizzata in cemento armato precompresso. Diventa necessario quindi prevederle e valutarle adeguatamente in fase di progetto, in modo da definire quella che sarà la quota parte delle tensioni che si conserverà nel tempo rispetto alle tensioni di precompressione applicate inizialmente.

Indicativamente le cadute di tensione possono essere suddivise in tre grosse categorie:

1. perdite di tensione dovute a fenomeni istantanei
2. perdite di tensione dovute alla resistenza d'attrito tra cavi e conglomerato
3. perdite di tensione dovute a fenomeni differiti nel tempo

Le cadute di tensione appartenenti alla prima e alla terza categoria possono considerarsi derivanti da fenomeni comuni a tutti i sistemi di precompressione mentre quelle appartenenti alla seconda categoria sono da ritenersi tipiche del metodo di precompressione a "cavi scorrevoli". Le cause che determinano le perdite di tensione dovute a quelli che vengono definiti fenomeni istantanei possono individuarsi principalmente nella deformazione elastica che insorge nel conglomerato per effetto dell'applicazione dello sforzo di precompressione e nel rientro degli apparecchi di ancoraggio tipico del metodo di precompressione a "cavi scorrevoli". Nel primo caso la caduta di tensione nell'acciaio può essere valutata tenendo presente che la deformazione del calcestruzzo ec e quella dell'acciaio Def alla generica quota e nella generica sezione devono essere uguali per congruenza:

dove σ_crappresenta la tensione del calcestruzzo facendo assorbire alla sezione lo sforzo iniziale di precompressione, Ds_f la caduta di tensione cercata ed Ec Ef i moduli elastici rispettivamente del calcestruzzo e dell'acciaio.

Nel secondo caso invece è necessario precisare che in corrispondenza degli ancoraggi dei cavi alle testate delle travi ( sistema a cavi scorrevoli ) il calcestruzzo risulta sollecitato da tensioni elevatissime che danno vita a fenomeni locali di deformazione anelastica, causa del rientro degli apparecchi di ancoraggio producendo un avvicinamento Δl delle sezioni estreme del cavo.

La corrispondente caduta di tensione sarà pari a :

dove l rappresentala lunghezza iniziale del cavo. Come detto al punto due nel sistema a cavi scorrevoli nascono perdite di tensione dovute alla resistenza d'attrito tra cavi e conglomerato. Le cadute di tensione in parola hanno entità differente nei cavi con andamento rettilineo e nei cavi con andamento curvilineo.

Per determinarle è necessario analizzare l'andamento dello sforzo lungo un tratto infinitesimo a semplice curvatura. All'applicazione dello sforzo N il conglomerato reagisce con un sistema di pressioni normali in ogni punto al cavo pari a :

dando vita a sua volta ad un sistema di tensioni tangenziali di attrito pari a :

dove f_cindica il coefficiente di attrito tra cavo e guaina.

La variazione di tensione dovuta all'attrito si ottiene dall'equilibrio in direzione tangenziale dell'elemento infinitesimo di cavo ds sotteso dall'angolo dα . Omettendo i passaggi matematici necessari possiamo esplicitare la variazione di tensione nella forma:

che mostra come essa sia funzione solamente dell'angolo α_otra le tangenti estreme che delimitano il tratto curvo e della tensione inziale . Nei tratti rettilinei , pur in teoria non dovendosi manifestare questi fenomeni, le cadute di tensione possono essere valutate in maniera del tutto analoga alle precedenti indicando con β una deviazione angolare convenzionale del tracciato per unità di lunghezza espressa in rad/m e con x la distanza della sezione nella quale si vuole considerare la caduta di tensione :

Sommando entrambi i contributi possiamo indicare la caduta di tensione totale dovuta alla resistenza d'attrito tra cavi e conglomerato sviluppando in serie e limitando lo sviluppo al secondo termine con la relazione:

Salvo il caso di determinazione sperimentale, o diversamente fornito dal produttore,possiamo adottare per e , nell'ipotesi che le armature siano prive di ossidazione i seguenti valori:

fc= 0,5 cavo su calcestruzzo liscio
fc= 0,3 cavo in guaina metallica
b= 0,01 rad/m

Infine rimangono da valutare le cadute di tensione, di difficile calcolo rigoroso, dovute a fenomeni differiti nel tempo, categoria nella quale sono comprese sia le cadute di tensione per deformazioni lente sia nel calcestruzzo che nell'acciaio dovute principalmente a fenomeni viscosi sia le cadute di tensione derivanti dal fenomeno del ritiro. Possiamo in via approssimativa individuare dette cadute di tensione come somma di tre componenti :

Il primo rappresentante le cadute di tensione generate dal fenomeno del ritiro dove es rappresenta la deformazione dovuta a quest'ultimo, il secondo rappresenta le cadute di tensione generate dalla deformazione lenta sotto carico, assumendo che la deformazione differita sia pari a m volte quella elastica della generica sezione dove agisce la tensione σ_cie il terzo infine rappresenta la caduta di tensione dovuta al rilassamento dell'acciaio dove:

rappresenta il rapporto tra la tensione iniziale e la tensione caratteristica di rottura.

In definitiva per le travi a cavi scorrevoli le cadute di tensione totali possono considerarsi comprese tra il 15 % ed il 30% mentre per le travi a cavi aderenti la si hanno perdite di tensione più significative variabili tra il 20 % ed il 35 %.

Dott.Marco Luciano

BIBLIOGRAFIA
- Giangreco Elio, Teoria e tecnica delle costruzioni vol.1 , Liguori
- Cestelli-Guidi, C., "Cemento armato precompresso", settima edizione, Hoepli editore
- Walther, R., Miehlbradt, M., "Progettare in calcestruzzo armato", Hoepli editore

L'Ordine degli Ingegneri di Milano contro le NTC08

2011-03-14T21:39:00.002+01:00

Dopo quasi 3 anni dall'entrata in vigore delle Norme Tecniche delle Costruzioni 2008 e la relativa Circolare esplicativa N°617 del 02/02/2009 l'Ordine degli Ingegneri di Milano prende una posizione mettendo in luce i problemi dell’attuale normativa. In questo articolo voglio semplicemente citare l’intero testo della denuncia fatta dalla Commissione Strutture dell’Ordine di Milano, condivisibile o meno è comunque molto interessante. Vorrei sentire i vostri pareri, io ho una mia opinione e sarebbe interessante avviare una discussione.

NTC 2008. Aggiornamento possibile, ma………

1 Premessa

I professionisti che fanno parte dell'Ordine degli Ingegneri di Milano intendono con questo documento porre in rilievo le numerose criticità legate alla emissione del D. M. 14 Gennaio 2008 e della relativa Circolare 2 Febbraio 2009, n° 617 C.S.LL.PP. (d'ora in avanti NTC 2008 e Circolare, rispettivamente). Per prima cosa è bene rilevare che l'Ordine di Milano considera indefettibile l'aggiornamento professionale e che ogni nuova edizione delle norme tesa a migliorare la progettazione e la verifica delle strutture è non solo benvenuta, ma sollecitata ed auspicata, posto che siano rispettati i requisiti minimi che un testo normativo deve avere. Dunque quanto sarà qui esposto non ha come obiettivo il rallentamento della diffusione di procedure di calcolo più moderne, né un abbassamento del livello delle verifiche e delle procedure di controllo: al contrario, lo scopo è quello di rendere applicabili e ben note procedure di progettazione, di calcolo e di controllo che siano efficaci ed effettivamente
applicabili. Quanto elencato nel seguito è pertanto la sintesi dell’esperienza sviluppata durante più di venti giornate di corsi di aggiornamento e approfondimento delle NTC 2008, organizzate, del corso del 2010, dalla Commissione Strutture dell’Ordine di Milano, con la partecipazione di più di 500 ingegneri.

2 Questioni di fondo preliminari.

2.1 Ruolo degli ingegneri non docenti universitari
Gli ingegneri non docenti universitari (la stragrande maggioranza degli iscritti) rappresentano un insieme composito ove sono presenti differenti livelli di esperienza e di conoscenza. Ci sono senza dubbio ingegneri con esperienza ancora limitata e con conoscenze ancora superficiali e non molto approfondite, per esempio a causa della giovane età o per esempio a causa del fatto di essersi occupati di altre problematiche avendo poi mutato tipo di attività. Ci sono poi certamente Professionisti che hanno avuto difficoltà ad aggiornarsi e che di fatto non conoscono ancora completamente parte delle tecniche oggi considerate normali ed alle quali la normativa fa riferimento (per esempio l'analisi modale). Questi ultimi Colleghi o hanno deciso di non occuparsi più di un certo tipo di problemi, o hanno frequentato corsi e speso tempo per cercare di aggiornarsi a volte anche dotandosi di nuovi software che dovrebbero in teoria risolvere tutti i problemi. Ci sono tuttavia anche molti ingegneri che hanno maturato una significativa e durevole esperienza che li pone in grado di valutare con particolare attendibilità ed attenzione e ricadute che certe prescrizioni possono avere sull'effettivo lavoro di progettazione calcolo e supervisione nel mondo della ingegneria reale, ove per reale non si vuole intendere "di basso livello", ma piuttosto "effettivamente realizzata", "effettivamente costruita". Altri, per il loro particolare lavoro, hanno maturato significative esperienze e conoscenze, spesso neppure rappresentate in ambito universitario (si pensi allo sviluppo di importanti software specifici per la ingegneria strutturale, o alla validazione di modelli e procedure di calcolo applicati a casi reali, o, ancora, all'intervento su strutture esistenti come ponti in c.a.p. ammalorati, o strutture storiche aventi composizione ibrida e stratificata soggetti a consolidamento, spesso casi in cui nulla è presente in letteratura applicabile al caso specifico, ecc., ecc.). Talvolta l'attività di questi esperti ha messo in rilievo problemi di applicazione, dimenticanze, refusi, errori nella stessa normativa, o problemi di scarsa applicabilità o di scarsa realizzabilità, o, ancora, incoerenze, genericità, od omissioni nel testo della norma. Si può dunque dire senza alcun dubbio che all'interno dell'Ordine degli Ingegneri della Provincia di Milano (come di tutti gli altri Ordini italiani) esistono alte professionalità non corrispondenti a docenze universitarie, che possono tranquillamente interloquire su problematiche specifiche con elevata autorevolezza. Nonostante ciò non si ha notizia di un sistematico coinvolgimento degli ingegneri più esperti nella stesura delle norme, che di fatto sono state da sempre appannaggio degli ingegneri docenti universitari. Tuttavia, non sempre una elevata specializzazione universitaria corrisponde, soprattutto per quanto è avvenuto nella università negli ultimi decenni con la progressiva perdita della figura del Docente Progettista, ad una altrettanto elevata conoscenza dei problemi reali, né ad una sensibilità sufficiente verso il grande mare dei problemi di applicazione, o di comprensione, coerenza e
credibilità che le normative pongono quando applicate a casi, appunto, reali. Peraltro i veri destinatari del testo della norma non sono i docenti universitari, che hanno ormai come unico compito istituzionale quello di fare ricerca scientifica di base e di insegnare, e nemmeno, tutto sommato, i soli ingegneri particolarmente esperti, bensì il gran numero degli ingegneri con buona esperienza e capacità (ed anche altri tecnici come Architetti, Geometri e Periti, con preparazione strutturale per definizione minore), che dovranno poi applicare la norma sul campo e possibilmente bene, senza qui pro quo e senza facili scorciatoie legate all'uso delle procedure automatiche.
2.2 Ruolo degli Eurocodici
Il ruolo degli Eurocodici è andato crescendo negli ultimi anni: questi sono tutti stati completati e costituiscono ormai un importante riferimento normativo internazionalmente accettato nonché praticato non solo fuori dall'Italia, ma anche fuori dall'Europa. Questa circostanza è esperienza comune da parte dei Professionisti che operano fuori dal contesto nazionale. Peraltro, sebbene le NTC 2008 siano diverse per estensione e talvolta per contenuto rispetto agli Eurocodici pertinenti, è ben evidente che esse sono fortemente correlate ad essi e di questi, nella maggior parte dei casi (acciaio, legno, calcestruzzo armato) costituiscono una riduzione. Si fa sin da ora notare che questa riduzione appare in diversi casi insufficiente e mal organizzata (esempio palese sono i capitoli normativi relativi alle strutture in acciaio). A parere dell'Ordine di Milano le NTC 2008 e la relativa Circolare non costituiscono un corpo di normative autosufficiente essendo evidente che, per la necessità di sintetizzare un insieme di normative molto esteso quale gli Eurocodici, sono state tralasciate parti di questi assolutamente indispensabili ad una corretta applicazione. Né si può dire che le NTC 2008 e la relativa Circolare costituiscano un mero ampliamento o adeguamento delle norme preesistenti, essendo marcata la discontinuità intervenuta a partire dalla emissione della Ordinanza 3274 OPCM. Se dunque da un lato, come vedremo, le NTC e la Circolare non costituiscono un insieme autosufficiente, esse non costituiscono una spiegazione e nemmeno una accettabile riduzione degli stessi Eurocodici. Nel vasto insieme di prescrizioni e suggerimenti che costituiscono le NTC e la Circolare è possibile trovare parti che hanno avuto un esito molto diverso: alcune parti riescono ad essere autosufficienti ed applicabili, mentre altre no. Particolarmente delicato appare il rapporto con gli Eurocodici quando sono introdotte variazioni rispetto al formato degli Eurocodici stessi, così da rendere l'applicazione obiettivamente tortuosa e spesso ingiustificatamente più complessa (si pensi ad esempio all'input della azione sismica).
2.3 Differenza tra norma prestazionale e prescrittiva
Una norma che voglia definirsi prestazionale dovrebbe enunciare obiettivi di carattere generale e lasciare libero il progettista o l'analista di ottenerli mediante una pluralità di possibili approcci, presi dalla tradizione tecnica corrente, o desunti dai più recenti ed avvalorati studi in materia, o, ancora, ottenuti mediante specifiche campagne sperimentali. Una norma prestazionale per sua natura deve avere poche decine di pagine. Una siffatta norma potrebbe enumerare i codici di buona pratica e le normative internazionali atte a soddisfare i criteri prestazionali enunciati, ma dovrebbe evitare di mescolare regole generali di tipo prestazionale e regole specifiche di tipo prescrittivo. Contrariamente a quanto asserito da più parti, negli ultimi anni nessuna delle normative nazionali (NTC 2008, NTC 2005, Ordinanza 3274 e successive) era ed è di tipo prestazionale, essendo sempre abbondantemente presenti prescrizioni spesso tanto dettagliate quanto difficilmente applicabili, e ciò per evidenti difetti di scrittura della norma, che assume implicitamente ipotesi non richiamate o che sotto intende particolari e discutibili modalità
operative (si pensi ad esempio alla discutibile ipotesi di piano rigido). Per poter emanare una norma realmente di tipo prestazionale, occorre potersi fidare della buona fede e della competenza professionale di tutti i professionisti chiamati ad applicare la norma stessa, e far leva sulla responsabilità civile e penale del progettista. Se ciò non è possibile in un certo contesto tecnico, perché vi sono ragioni per credere che comportamenti deontologicamente scorretti, o semplice ignoranza, possano portare a progettazioni errate, che non si è in grado di perseguire con certezza, allora è necessario emanare norme di tipo prescrittivo che siano chiare ed applicabili. L'Ordine degli Ingegneri di Milano ritiene che le norme NTC 2008 e la relativa Circolare non siano né compiutamente prestazionali, perché abbondano di prescrizioni, né compiutamente prescrittive, poiché spesso non danno alcuna indicazione su come procedere rimandando a "norme di comprovata validità", che però sono altra cosa rispetto alla parte prescrittiva della norma stessa e quindi difficilmente riducibili ad essa, generando conflitti e contraddizioni tanto formalmente insolubili quanto sostanzialmente non necessarie. E' peraltro significativo, ed anche triste per tutti noi ingegneri che ci troviamo a progettare con le NTC2008, che nei due anni e mezzo che ci separano dalla loro prima emissione, e nonostante le numerose e molteplici criticità riscontrate, ancora non sia stata emanata una nuova versione che recepisca le numerose osservazioni raccolte.
2.4 Natura delle formule di verifica
Le formule di verifica delle normative sono formule ideate per uno scopo tecnico, non per uno scopo scientifico. Pertanto esse devono possedere il fondamentale requisito della chiarezza, della semplicità e della coerenza con la precisione attesa dai calcoli. Se per
valutare uno sfruttamento con un errore del 2% anziché del 5% si deve scrivere una formula molto molto più complicata, è possibile che tale formula debba essere considerata una alternativa alla formula più semplice e non la sola formula proposta dalla norma. La scrittura di formule di verifica semplici e controllabili richiede uno specifico lavoro di semplificazione e di ideazione. Tale lavoro è compito dei Normatori. Non è compito dei fruitori della norma la semplificazione della stessa mediante la estrazione di formule derivate che possiedano i necessari requisiti di semplicità ed affidabilità. Il lavoro dei Normatori è dunque un lavoro diverso da quello dei ricercatori, e richiede specifiche abilità tecniche, volte a raggiungere l'obiettivo della semplicità senza andare a scapito della affidabilità, ma semmai sacrificando una quota parte della precisione della quale si riconosce la sostanziale illusorietà data la intrinseca convenzionalità dei calcoli eseguiti.
2.5 Criteri di scrittura di una normativa
In questa sezione verranno enumerati alcuni fondamentali requisiti che una Norma per le Costruzioni dovrebbe possedere, avendo chiari gli scopi per i quali è emessa, ovvero costituire una base comune per chi lavora nel settore delle costruzioni. Chiarezza. Come qualsiasi altra legge una normativa per le costruzioni dovrebbe possedere in primo luogo il requisito della chiarezza, limitando la necessità di dare interpretazioni o di discutere sull'esatto significato attribuito dal Normatore a determinati concetti. Una prima immediata conseguenza di questo assunto è che una normativa per le costruzioni non può accogliere al suo interno parti prescrittive che si riferiscano a metodologie che siano ancora soggette a ricerca, o che possano essere applicate con pericolosi fraintendimenti. Ad esempio, l'Ordinanza 3274 introduceva la analisi “pushover” omettendo di specificare le forti limitazioni necessarie alla applicabilità del metodo. Le successive NTC 2008 hanno meglio delineato i limiti di applicabilità della suddetta analisi di “pushover”, ma di fatto si assiste ad un suo uso indiscriminato applicato a strutture esistenti (spesso irregolari, e per le quali anche le NTC 2008 derogano alle regole generali sulla percentuale di massa partecipante) e tutt'altro che in grado di esibire un corretto comportamento plastico. Se professionisti di ventennale esperienza non sono in grado di comprendere cosa si debba fare, ciò vuol dire che la norma è scritta male. Fa inoltre parte della chiarezza di una norma la ben evidente distinzione tra testo della norma e circolare applicativa. Una circolare applicativa deve spiegare ciò che è presente nella norma, non aggiungere nuove prescrizioni o riempire vistosi buchi. La Circolare della NTC 2008 aggiunge invece intere parti omesse nel testo della norma.
Coerenza.Posto che gli obiettivi della norma siano quelli di ottenere calcoli aventi una certa precisione appare del tutto illusorio e fuorviante prescrivere metodologie che comportino un grado di precisione incompatibile con gli errori legati alle incertezze dei dati di input. A tale proposito va osservato che nell'Eurocodice Basi della Progettazione Strutturale, che costituisce un riferimento obbligato al quale anche le NTC 2008 implicitamente si riferiscono, è esplicitamente dichiarato un errore di modello intorno al 20%. E’ allora evidente che tutte le metodologie che pretendono di ottenere precisioni di vari ordini di grandezza superiori costituiscono, di per sé, un inutile onere computazionale ed anche, nei riguardi dei meno esperti, una palese sorgente di confusione (si pensi alle accelerazioni sismiche definite con quattro cifre significative o all'uso di fattori di struttura con tre cifre dopo la virgola generati da formule di normativa). Simbologia. La simbologia dovrebbe essere spiegata in una apposita sezione e simboli eguali dovrebbero essere usati, nelle varie parti della norma, per indicare le medesime grandezze. E' inaccettabile che il necessario lavoro di omogeneizzazione della notazione sia omesso, e che la simbologia sia "buttata là" senza alcuna spiegazione. Scrittura delle formule. Le formule dovrebbero essere scritte cercando di renderle chiare e cercando di ridurre al minimo il numero di operazioni da farsi, a mano o con calcolatrice da tasca. Va infatti notato che non si deve e non si può prescindere da norme che si possano in gran parte applicare anche a mano, magari partendo da risultati ottenuti mediante elaborazioni. Se anche gli algoritmi di verifica sono totalmente impossibili da applicare a mano, come già i modelli di calcolo globali, il progettista è sostanzialmente lasciato nella impossibilità di applicare le
regole della norma, se non facendo appunto uso di procedure automatizzate, che però tendono a deresponsabilizzare ed a occultare il significato fisico delle operazioni di verifica. Nella messa a punto di formule ed algoritmi di verifica la semplicità e la chiarezza non sono caratteristiche deteriori, ma caratteristiche fondamentali ed intrinseche del lavoro del progettista, che deve poter disporre anche di strumenti di semplice uso che gli consentano di acquisire dimestichezza coi risultati della analisi, e sicurezza sui risultati ottenuti. E' compito del Normatore ridurre e modificare le formule di letteratura in modo da dare loro un formato il più possibile chiaro e semplice, magari semplificando termini il contributo dei quali non può portare a sostanziali variazioni dei risultati. Sebbene da questo punto di vista gli Eurocodici non possano essi stessi essere considerati un modello, le NTC 2008 e la relativa circolare hanno ulteriormente aggravato il problema sintetizzando e riducendo il testo originario degli Eurocodici, che spesso ammettevano procedure e metodi alternativi. Progressività della complessità. La maggior parte delle costruzioni è relativamente semplice e le esigenze di economicità spesso non sono legate al risparmio del materiale. Pertanto progettazioni
semplificate o semplici sarebbero altamente auspicabili, e così metodi di chiara e rapida applicazione. Sembra quindi necessario che una buona norma preveda metodi di diversa complessità, da utilizzare a seconda delle esigenze. Nulla di tutto questo compare nelle NTC 2008 e relativa Circolare. Al contrario, la mancanza dei completi riferimenti presenti negli Eurocodici corrispondenti, fa sì che in vari punti la Norma difetti di quelle indicazioni che potrebbero aiutare il progettista a eseguire un progetto in modo efficiente ed affidabile. Controllabilità Le regole di normativa devono essere controllabili anche senza l'uso di complessi programmi di calcolo. Diversamente i progettisti sono nella impossibilità pratica di fare quei controlli ai quali giustamente fa riferimento il Capitolo 10 della norma stessa. Ciò non implica che la norma non debba introdurre formule complesse, ma implica invece che la norma accolga, oltre ai metodi complessi maggiormente precisi, anche metodi alternativi a favore di sicurezza che abbiano i requisiti di semplicità necessari.
2.6 Controllo delle elaborazioni
Allo stato attuale dello sviluppo storico della Scienza e della Tecnica delle Costruzioni, ci si trova in una fase intermedia, nella quale le procedure di calcolo automatico rese possibili dal progresso tecnico scientifico degli ultimi trent'anni hanno consentito e consentono di affrontare problemi di notevole complessità e di impossibile soluzione mediante tecniche di tipo tradizionale (operazioni con carta e penna, regolo calcolatore, calcolatrice da tasca), senza tuttavia che siano effettivamente possibili controlli sulle elaborazioni se non a prezzo di una sostanziale duplicazione del lavoro ( controlli incrociati con modelli fatti da terze parti ed altri software). In altre parole, se i mezzi di calcolo sono molto progrediti, non così i mezzi di controllo. La letteratura legata al rinvenimento di difetti nei programmi di calcolo commerciali (commerciali e quindi molto vasti, molto complessi, molto “user friendly” e continuamente aggiornati), è sterminata in tutti i campi dello scibile applicati alla informatica. Dunque la possibilità che le procedure di calcolo automatiche, o per errore di immissione dei dati, o per errata comprensione del modo in cui fornire i dati, o per incompetenza dell'utilizzatore, o per estrapolazione del funzionamento del software a casi non programmati, o, ancora, per errori secchi dei programmatori, diano risultati inattendibili o errati è tutt'altro che ipotetica. Peraltro le norme non sono affatto scritte avendo in mente la loro programmabilità e certo non da persone esperte nella programmazione. Data questa situazione appare di fatto velleitaria la pur giustissima prescrizione del Capitolo 10 NTC 2008, di validare o motivare i risultati, stante il fatto che le formule, le procedure e gli algoritmi che la norma rende in molti casi imprescindibilmente necessari sono spesso impossibili da validare, se non ,appunto, mediante la duplicazione del lavoro fatta da terze parti con procedure software differenti. Sembra quindi necessario ed imprescindibile affiancare alle procedure di calcolo più complesse e sostanzialmente destinate ad essere implementate su calcolatore, altre procedure di calcolo, che possano essere facilmente messe a punto anche usando mezzi di calcolo molto più semplici. Se la norma impone l'uso di procedure di elevata complessità, dovrebbe poi essere la stessa norma ad indicare le procedure alternative di semplice messa a punto che possano essere affiancate a quelle più complesse al fine di validare la progettazione (non i risultati della procedura complessa, che è ben altro ed in fondo interessa poco, ma la progettazione vera e propria ovvero in definitiva i dimensionamenti). Diversamente ciò che si ottiene è una illusione di precisione e di affidabilità. Infatti la precisione è subordinata alla correttezza del software e del suo utilizzo: molto spesso sono
proprio i meno competenti a compensare la loro ignoranza mediante l'uso di pericolosissime procedure automatiche, a volte totalmente automatiche, che di fatto agiscono come protesi. Il controllo delle elaborazioni richiede che la norma preveda un "doppio binario", ovvero che se da un lato essa prevede giustamente le metodologie più recenti e complesse essa dovrebbe anche contemplare, o per la progettazione di strutture di minor impegno, o come procedure alternativa per validare il dimensionamento di strutture più complesse, metodologie di tipo più tradizionale o aventi la stessa semplicità d'uso delle procedure tradizionali, in modo da rendere effettivamente possibile un controllo reale. In alternativa, di fatto, il controllo di CC3 previsto da EN 1990 (verifica di terze parti) deve di fatto diventare obbligatorio, pena un tipo di rischio diverso, ma non per questo meno potenzialmente disastroso. 2.7 Precisione ed illusione di precisione Non si può non rilevare per la ennesima volta che molti dei dati da cui partiamo nei nostri calcoli sono affetti da pesanti incertezze, e che le stesse metodologie di calcolo più avanzate di cui disponiamo sono ben altra cosa rispetto alla realtà fisica. Per quanto riguarda le incertezze, l'uso di trattare statisticamente i dati ha forse dato a qualcuno l'illusione che si possa calcolare una probabilità di collasso che invece è cosa ben diversa (essendo legata al verificarsi di circostanze che non sono affatto oggetto delle normative: di questa fondamentale circostanza sono ben consapevoli gli esperti più seri che chiariscono che le metodologie probabilistiche o peggio semi probabilistiche servono solo a fare valutazioni relative e non assolute di affidabilità). Per quanto riguarda l'imprecisione di tutte le nostre procedure di calcolo è da osservare che è illusorio e controproducente l'uso indiscriminato e generalizzato di procedure di calcolo molto complesse, poiché la maggior precisione di cui sono portatrici é elisa dalle incertezze sui dati di input e dalla impossibilità pratica di svolgere una mole di calcoli o proibitiva, o fattibile solo a mezzo di procedure automatiche di ardua validazione. Pertanto, anche tenuto conto delle problematiche legate alla comprensione, alla applicabilità ed alla validazione, si ritiene che certe esasperazioni di presunta precisione (si pensi a certe formule molto complesse per i domini limite, o al numero di cifre significative per le PGA) siano del tutto inutili e capaci solo di creare nuove non richieste e non necessarie complessità, appesantimento dei calcoli, maggiore difficoltà di validazione e verifica, ecc. ecc.. Le formule di verifica sono in ogni caso una mera finzione. Esse debbono essere scritte avendo in mente la precisione effettivamente ottenibile dall'intero ciclo dei calcoli (a partire dai modelli FEM, dai legami costitutivi, dai modelli per le azioni, dai fattori parziali, ecc.), senza annettere ad esse precisioni incoerenti con quelle dell'intero processo, e devono essere inventate avendo due fondamentali obiettivi in mente: la semplicità (che non è un demerito, ma una virtù) e la verificabilità, possibilmente a mano o comunque con strumenti semplici, (che è fondamentale).

3 Alcune criticità emerse nell'esame di NTC 2008 e della Circolare, e possibili rimedi

Si elencano nel seguito, per brevità, solo alcuni esempi di alcune criticità che la nuova Normativa ha introdotto.
3.1 Input sismico
La definizione dell'input sismico è inutilmente complessa e la sua precisione illusoria. E' dunque necessario tornare ad una definizione dell'input sismico che sia più semplice e che possa essere applicata senza dare l'illusione di una precisione inesistente. Si sottolinea infatti che il lavoro necessario alla valutazione dell'input sismico è sostanzialmente inutile poichè lavora su quella parte di precisione completamente elisa sia dalle pesanti incertezze presenti nei metodi impiegati per la valutazione dell'input sismico stesso, sia dalle incertezze relative al modello strutturale. Non si tratta quindi di pigrizia nell'applicazione della norma, ma di eliminare calcoli inutili ed illusori. Una buona soluzione, in analogia a quanto fatto negli USA, è la creazione di mappe di isolivello, che possano essere consultate posizionando geograficamente il sito di interesse. A differenza di quanto previsto dall'EC8, le NTC 2008 modificano sia Fo che T*C, non solo da sito a sito (il che porta a forti complicazioni), ma anche a seconda della severità del sisma atteso nel medesimo sito. Dato che ciò implica l'impossibilità di generare la risposta allo SLD semplicemente ri-scalando opportunamente la risposta allo SLV (perché muta la forma dello spettro), tale scelta porta con sé la necessità di eseguire più analisi a spettro di risposta. Dato che non si ritiene che la maggiore precisione ottenuta con questa complicazione sia reale, ma solo illusoria, si chiede che si torni alla formulazione presente nell'EC8.
3.2 Analisi sismica
Il metodo di riferimento per l'analisi sismica è l'analisi modale. Questa affermazione manca nella norma, che affianca all'analisi modale, come se fossero equivalenti, metodologie che invece sono molto più complicate, certamente non proponibili se non ad esperti, e comunque viziate da altrettanti e più problemi di quelli della analisi modale. Per la “time history” il problema sono evidentemente gli accelerogrammi, che devono di fatto sposare gli spettri di progetto e la enorme messe di dati che dalla loro analisi si genera. Per la “pushover” il problema è che per applicarla ci vogliono strutture altissimamente regolari e plastiche, le quali in pratica sono rare, soprattutto nelle strutture esistenti. La norma deve riconoscere che l'analisi sismica è un calcolo intrinsecamente approssimato, e che le buone disposizioni costruttive sono ancora più importanti delle analisi non lineari.
3.3 Gerarchia delle resistenze
Il metodo della gerarchia delle resistenze, anche se previsto dagli Eurocodici, non può e non deve diventare un inferno recursivo in cui l'aggiunta di un ferro provoca la necessità di un nuovo ciclo iterativo. Se lo scopo è quello di favorire la plasticizzazione di certi elementi e di tenere in conto il possibile incrudimento, garantendo che gli elementi limitrofi possano portare le azioni plastiche incrudite, tale obiettivo deve poter essere raggiunto mediante semplici requisiti progettuali, che non prevedano iterazioni in funzione della risposta strutturale, dato che per sua natura questa è affetta da forti incertezze.
3.4 Fattore di struttura
La determinazione del fattore di struttura è lasciata in molti casi alla cura del progettista senza fornire alcuna linea guida effettivamente utilizzabile. Mancano infatti casistiche sufficientemente ampie per la determinazione del fattore di struttura stesso in casi non previsti dai pochi schemi della normativa. Le formule che generano i fattori di struttura danno luogo a numeri con troppe cifre significative, del tutto illusorie.
3.5 Combinazioni di verifica
Il formato delle combinazioni di verifica degli Eurocodici, recepito dalle norme italiane, dà luogo ad un numero di combinazioni esorbitante. Al momento non è ancora stato spiegato da nessuno come risolvere questo enorme problema. Il formato semiprobabilistico per essere corretto ed attendibile richiede intrinsecamente un numero di combinazioni troppo elevato. E' dunque da studiare e proporre qualche sistema alternativo atto a ridurre il numero di combinazioni ad un numero gestibile, vale a dire nell'ordine di qualche decina e non qualche migliaio.
3.6 Strutture in acciaio
E' particolarmente critico tutto quanto riguarda le verifiche in classe 4. Le metodologie di Eurocodice parte 1-3 sono state inserite di forza nella Circolare, senza alcun tentativo di semplificazione se non volto a ridurre il numero di pagine, con conseguente omissione di parti che sono invece fondamentali per capire.
3.7 Strutture esistenti
Qui la norma ha colmato un vuoto introducendo una procedura operativa, applicata comunque in passato dai progettisti più sensibili ed accorti.
Tuttavia, i continui rimandi ad altre parti della norma, operati anche nella circolare, complicano assai l’attività pratica e possono indurre ad interpretazioni erronee, ad esempio nell’utilizzo dei gM per le murature nei casi statico e sismico. Inoltre gli sforzi conoscitivi profusi per conseguire il secondo livello di conoscenza LC2 possono essere vanificati nel caso delle murature, laddove non si possa testare sperimentalmente in fase di progettazione l’esito dei rinforzi in previsione, ciò che appare certamente impossibile per le progettazioni di opere pubbliche e per la maggior parte di quelle private. Dunque, ai lodevoli passi in avanti compiuti, soprattutto nel codificare l’approccio conoscitivo dell’esistente, non sempre corrisponde una semplice e prima applicabilità del nuovo quadro normativo che – peraltro – offre discrezionalità progettuale, ma anche eccesso di vincoli, codificando ad esempio troppo rigidamente l’utilizzo delle caratteristiche meccaniche delle murature a seguito della loro classificazione e del livello di conoscenza. Infine pericoloso appare l’uso troppo disinvolto concesso all’analisi statica non lineare, senza aver posto l’obbligo di una analisi di applicabilità e di discussione dei suoi esiti.

4 Conclusioni

L'Ordine degli Ingegneri della Provincia di Milano non ritiene che l'attuale testo NTC 2008 e relativa Circolare siano adeguati per poter progettare e verificare strutture reali e ciò per varie ragioni.

La norma non è autosufficiente e non è nemmeno perfettamente coerente con le altre (Eurocodici, ecc.).

La norma è inutilmente complessa in parti fondamentali.

La norma contiene errori e mancanze che ancora non sono state corrette.

La norma non è prestazionale, ma prescrittiva e molte delle sue prescrizioni sono di difficile applicazione, stante la genericità con cui sono descritte e la intrinseca cieca fiducia nella bontà di risultati che spesso sono affetti a priori da errori percentuali a due cifre.

La norma di fatto obbliga a usare gli Eurocodici ai quali essa si è ispirata, ma talvolta è in contraddizione con essi.

Si chiede pertanto un intervento urgente del Servizio Tecnico Centrale e del Ministero per correggere le NTC2008, con l’aiuto ed il supporto degli Ordini, al fine di consentire agli ingegneri italiani di continuare a progettare in sicurezza e di competere con i propri colleghi europei.

Firmato:

La Commissione Strutture dell’Ordine degli Ingegneri della Provincia di Milano:
Bruno Finzi (Presidente)
Danilo Campagna
Michele Capè
Claudio Chesi
Arturo Donadio
Mauro Giuliani
Pietro Romani
Paolo Rugarli

E’ sicuramente una presa di posizione (la prima di un Ordine) forte e che invita a riflettere sulla normativa che giornalmente affrontiamo. Sarebbe molto interessante discuterne con voi, sentendo i pareri che sicuramente saranno molto discordanti soffermandoci sui singoli punti di questo dedicando ad ognuno un articolo.

A presto, Braian.

Ingegneria e dintorni

Programmi freeware per la verifica a punzonamento e verifica mensole tozze freeware

Il crollo di un condominio appena costruito a Shangai

L'Acciaio da cemento armato

Un hotel di 30 piani costruito in 360 ore.

Il ponte sulle Stretto di Messina di Musmeci

Il Ponte sullo stretto di Pierluigi Nervi

Progettare con fattore di struttura unitario nel cemento armato

la Storia del ponte Real Ferdinando sul Garigliano

Revisione delle NTC 2008 - Documento finale del Gruppo di lavoro del CNI

La rigidezza di un maschio murario

Le pareti estese debolmente armate

Convegno a Pistoia - L'uso dell'acciaio nel consolidamento ed adeguamento sismico degli edifici

La scelta del calcestruzzo e del copriferro di progetto

Facciamo un esempio

Corpifferro minimo richiesto per le staffe.

Copriferro minimo richiesto dai ferri longitudinali

cmin,b = 16 mm

Le classi ambientali - EN206

Eurocodici approvati gli Annessi Tecnici Nazionali

La costruzione della Torre Eiffel – Terza parte: la vita della torre

La costruzione della Torre Eiffel – Seconda parte: la costruzione

Convegno sui sistemi antisismici a Pisa sabato 7 maggio.

La costruzione della Torre Eiffel - Prima parte: Il costruttore

Il contributo delle armature inclinate nella verifica a taglio

Ripristino di elementi in c.a. carbonatati

Modellazione FEM del consolidamento di una volta con cappa armata

Le correnti galvaniche

Introduzione alle cadute di tensione nelle strutture in c.a. precompresso

L'Ordine degli Ingegneri di Milano contro le NTC08

c_min,b = 16 mm