POLITECNICO DI MILANO · fig. 2.43 ponte strallato a travata irrigidente: Ponte General Rafael...

POLITECNICO DI MILANO

Scuola di Architettura Urbanistica Ingegneria delle Costruzioni

Corso di Laurea Magistrale in Ingegneria dei Sistemi Edilizi

VALUTAZIONE DELL’EFFICACIA DELLE PROVE

DINAMICHE PER L’INDIVIDUAZIONE DELLO

STATO DI SALUTE DEI PONTI REALIZZATI IN

C.A.P.

Relatore: Prof. Marco A. Pisani

Tesi di Laurea di:

Filippo Campiotti Matr. 883581

Anno accademico 2018/2019

III

Ai miei genitori,

ai miei nonni,

alla mia famiglia.

V

Ringraziamenti

Un sentito ringraziamento va innanzitutto al professor Marco Andrea Pisani per

avermi proposto questo lavoro, facendomi scoprire e conoscere pian piano il

mondo dei ponti a me sconosciuto fino a pochi mesi fa, e per avermi con pazienza

e perseveranza accompagnato e supportato verso il completamento di questo

lavoro, nonché verso la laurea.

Non posso non ringraziare molto anche la professoressa Maria Giuseppina

Limongelli, che purtroppo ho dovuto abbandonare con grande dispiacere a metà

di questo percorso, per aver sacrificato del tempo per me tra una giornata in Italia

e l’altra in Francia e per aver messo a mia disposizione del materiale prezioso per

lo sviluppo di questo elaborato.

Infine, un grande grazie a tutte le persone che in questi anni sono state per me

fondamentali e che mi hanno sostenuto in questo percorso: la mia famiglia, Laura,

don Fabio e don Cesare, i miei più frequenti compagni di studio Mimmo, Marco,

Andrea, Alessandro, Luca, Marto, Maria, Totò e Stefano, i miei amici del Poli, i

CP e gli amici esterni all’università (in particolare i ragazzi di Cascella).

Milano, 16 aprile 2019

Filippo

VII

Indice dei contenuti

Sommario ............................................................................................................ XXI

Abstract ............................................................................................................. XXIII

1 INTRODUZIONE ............................................................................................. 1

2 TIPOLOGIE DI PONTI .................................................................................... 5

2.1 Premessa .................................................................................................. 5

2.2 Materiali da costruzione e tecniche costruttive ...................................... 5

2.3 Schemi statici ........................................................................................... 8

2.3.1 Ponti a travata ................................................................................... 8

2.3.1.1 Travi e impalcato ........................................................................ 8

2.3.1.2 Ponti a travata isostatici (semplicemente appoggiata) ............ 13

2.3.1.3 Ponti a travata isostatici (articolati/a sbalzo) ........................... 16

Evoluzione ............................................................................................. 16

Dispositivi di giunt ................................................................................ 19

Ponti Gerber .......................................................................................... 20

Analisi del funzionamento statico ........................................................ 21

2.3.1.4 Ponti a travata iperstatici (travata continua) ............................ 24

2.3.2 Ponti a cassone ............................................................................... 27

2.3.2.1 Ponti a cassone in C.A. e C.A.P ............................................... 29

2.3.2.2 Ponti a cassone in acciaio ......................................................... 31

2.3.2.3 Ponti a cassone con sezione mista ........................................... 32

2.3.3 Ponti strallati ................................................................................... 33

2.3.3.1 Schemi limit .............................................................................. 35

2.3.3.2 Disposizione degli elementi ..................................................... 35


VIII

Stralli .................................................................................................. 35

Antenne .............................................................................................. 36

3 DANNI E CAUSE DI DEGRADO ................................................................. 39

3.1 Introduzione ........................................................................................... 39

3.2 Degrado del materiale .......................................................................... 40

3.2.1 Fisici ................................................................................................. 41

3.2.1.1 Cicli gelo/disgelo e infiltrazione di acqua ............................... 41

3.2.1.2 Sbalzi termici ............................................................................. 44

3.2.1.3 Fenomeni di ritiro e scorrimento viscoso ................................. 47

3.2.2 Chimici ............................................................................................ 50

3.2.2.1 Attacco solfatico ...................................................................... 51

Ettringite ............................................................................................. 52

Thaumasite ......................................................................................... 53

3.2.2.2 Reazione alcali-aggregati .......................................................... 54

3.2.2.3 Attacco da anidride carbonica .................................................. 56

Carbonatazione e corrosione diffusa ................................................ 56

Dilavamento ....................................................................................... 61

3.2.2.4 Attacco da cloruri ...................................................................... 63

3.2.3 Meccanici ........................................................................................ 69

3.2.3.1 Fatica ......................................................................................... 69

Corrosione e fatica nel calcestruzzo .................................................. 70

Acciaio e fatica ................................................................................... 70

3.2.3.2 Usura .......................................................................................... 74

3.2.3.3 Erosione ..................................................................................... 75


IX

Del calcestruzzo ................................................................................. 76

Del terreno ......................................................................................... 77

Esempi ................................................................................................ 78

3.2.3.4 Urti ............................................................................................ 80

Sassi ................................................................................................... 80

Ghiaccio ............................................................................................. 81

Camion ............................................................................................... 82

3.3 Difetti di progetto e difetti costruttivi ................................................... 84

3.3.1 Problemi comuni nelle strutture in acciaio e calcestruzzo ............ 85

3.3.1.1 Eccessi di carico e sottodimensionamento nei confronti degli

effettivi carichi ........................................................................................... 85

3.3.1.2 Appoggi inefficienti o assenti .................................................. 90

3.3.1.3 Problemi ai giunti di dilatazione .............................................. 91

3.3.1.4 Scarsa impermeabilizzazione/raccolta/smaltimento acque ..... 94

3.3.1.5 Errori di progetto ed errori nei dettagli costruttivi .................. 95

Ponti articolati .................................................................................... 97

3.3.1.6 Mancanze di progetto nelle fondazioni ................................. 101

3.3.2 Problemi nel calcestruzzo armato/calcestruzzo armato

precompresso .............................................................................................. 102

3.3.2.1 Carenze nel progetto delle armature ...................................... 102

3.3.2.2 Insufficiente spessore del copriferro ...................................... 103

3.3.2.3 Scarsa qualità delle materie prime ......................................... 103

3.3.2.4 Problemi relativi alla precompressione .................................. 107

3.3.3 Problemi nell’acciaio .................................................................... 111

3.3.3.1 Perdita di verniciatura protettiva ............................................ 111


X

3.3.3.2 Forzature in fase di montaggio ............................................... 111

3.3.4 Problemi specifici sui ponti strallati .............................................. 111

3.3.4.1 Mancanze durante la fase di progettazione ........................... 112

3.3.4.2 Mancanze durante la fase di manutenzione ........................... 113

3.4 Classificazione dei danni ..................................................................... 114

3.4.1 Classificazione per effetti ............................................................. 116

4 INTRODUZIONE ALLE PROVE DINAMICHE .......................................... 119

4.1 Definizione ........................................................................................... 119

4.2 Funzionamento e iter ........................................................................... 121

4.3 Utilizzi .................................................................................................. 125

5 IL LIMITE DI UNA PROVA DINAMICA ............................................................ 127

5.1 Criteri di giudizio di una prova dinamica ............................................ 128

5.2 Primo caso pratico: la trave in acciaio ................................................ 129

5.3 Secondo caso pratico: lo strallo .......................................................... 131

5.4 Terzo caso pratico: la trave precompressa .......................................... 132

5.4.1 Definizione .................................................................................... 133

5.4.2 Distinzioni...................................................................................... 133

5.4.2.1 In base alla tecnologia ............................................................. 133

5.4.2.2 In base al livello di coazione impresso ................................... 134

Pre-tensione ...................................................................................... 134

Post-tensione .................................................................................... 136

5.4.2.3 Un’altra distinzione normalmente adottata ............................ 137

Considerazioni sulla precompressione parziale .............................. 138

5.4.3 Comportamento sotto i carichi istantanei .................................... 140


XI

5.4.4 Sviluppo del problema .................................................................. 142

5.4.4.1 Un caso reale .......................................................................... 148

5.5 Deduzioni sull’efficacia della prova dinamica nel C.A.P. .................. 159

6 CONCLUSIONI E SVILUPPI FUTURI ........................................................ 161

Bibliografia .......................................................................................................... 167

Sitografia ............................................................................................................. 176

XIII

Indice delle figure

fig. 2.1 ponte a travata: pile, travi a doppia T e impalcato ................................... 8

fig. 2.2 ponte a travata con travi a V ..................................................................... 9

fig. 2.3 realizzazione di un impalcato collaborante tramite lastra tralicciata, nel

caso di travi a doppia T (a sinistra) e di travi a V (a destra) .................................. 9

fig. 2.4 travi a doppia T in acciaio ........................................................................ 10

fig. 2.5 ponte con travi a T gettate in opera formanti impalcato collaborante

(multi-trave) .......................................................................................................... 10

fig. 2.6 classico ponte a travata su fiume ............................................................. 11

fig. 2.7 trave ad altezza variabile ......................................................................... 12

fig. 2.8 trave reticolare con impalcato “appeso” ................................................. 12

fig. 2.9 ponte ferroviario in acciaio, trave reticolare ........................................... 13

fig. 2.10 schema statico di un ponte a travata isostatico con travi semplicemente

appoggiate. ........................................................................................................... 13

fig. 2.11 Viadotto a Lleida (Spagna), realizzato tramite campate semplicemente

appoggiate ............................................................................................................ 14

fig. 2.12 trave reticolare isostatica con impalcato superiore ............................... 14

fig. 2.13 risposta “personalizzata” al cedimento ................................................. 15

fig. 2.14 crollo sul Po, 2009 ................................................................................. 15

fig. 2.15 crollo sul Po, vista dall’impalcato crollato ............................................ 16

fig. 2.16 crollo sul Po, vista dall’alto .................................................................... 16

fig. 2.17 Haßfurt Brücke sul fiume Meno ............................................................ 16

fig. 2.18 configurazioni per la realizzazione di ponti articolati: due cerniere in

campata centrale (a), due cerniere nelle campate laterali (b), cerniera in chiave (c).

............................................................................................................................... 17

Indice delle figure

XIV

fig. 2.19 Sir John Fowler, Benjamin Baker e Kaichj Watanabe dimostrano il

funzionamento del ponte isostatico a sbalzo ....................................................... 18

fig. 2.20 Forth Bridge, ponte isostatico a sbalzo, reticolare ad altezza variabile 19

fig. 2.21 rulliera del ponte Niagare Cantilever Bridge ......................................... 20

fig. 2.22 dettaglio di una cerniera realizzata per ponte metallico ....................... 20

fig. 2.23 schema statico di un ponte Gerber e relative selle Gerber ................... 21

fig. 2.24 ponte Scafa tra Ostia e Fiumicino .......................................................... 21

fig. 2.25 distribuzione dei momenti flettenti in una trave Gerber a confronto con

altri schemi ............................................................................................................ 22

fig. 2.26 schema statico di un ponte a travata iperstatico ................................... 24

fig. 2.27 ponte Plato-Zambrano in C.A.P., Colombia, con fondazioni con pali in

calcestruzzo ........................................................................................................... 25

fig. 2.28 ponte Europa realizzato con travi in acciaio. Innsbruck (Austria) ........ 25

fig. 2.29 ponte a cassone in c.a., sezione della trave cava .................................. 27

fig. 2.30 la trave cassone più diffusa, il suo schema statico e il suo comportamento

scatolare ................................................................................................................. 28

fig. 2.31 trave cassone ad altezza fissa ................................................................. 29

fig. 2.32 trave cassone ad altezza variabile .......................................................... 29

fig. 2.33 realizzazione a campata intera con travi prefabbricate semplicemente

appoggiate su pile ................................................................................................. 29

fig. 2.34 carro di varo autoinstallante ................................................................... 30

fig. 2.35 cassone reticolare in acciaio ................................................................... 31

fig. 2.36 cassone metallico iperstatico ad altezza variabile ................................. 32

fig. 2.37 sezione a cassone mista acciaio-cls con trave in acciaio aperta ........... 32

fig. 2.38 sezione a cassone mista acciaio-cls con trave in acciaio chiusa e sostegno

degli sbalzi laterali................................................................................................. 32

Indice delle figure

XV

fig. 2.39 Viadotto Fontescodella a Macerata realizzata con cassone misto. Il

viadotto è costituito da un impalcato curvo continuo a quattro campate di luci tra

i 30 e i 40 metri. Si tratta di cassone monocellulare costituito da una parte

metallica trapezoidale (aperta) e una soletta di 30 cm. Il cassone è irrigidito da

diaframmi a parete piena solidali alla soletta, posti ad interasse di 5 m e, sul fondo,

da due irrigidimenti longitudinali di tipo chiuso. ................................................ 33

fig. 2.40 schema statico dei ponti strallati ........................................................... 33

fig. 2.41 ponte ferroviario strallato a Piacenza .................................................... 34

fig. 2.42 funzionamento di un ponte strallato ..................................................... 34

fig. 2.43 ponte strallato a travata irrigidente: Ponte General Rafael Urdaneta,

Venezuela .............................................................................................................. 35

fig. 2.44 schemi delle possibili disposizioni degli stralli ..................................... 36

fig. 2.45 viadotto di Milau, Francia: antenne baricentriche ................................ 36

fig. 2.46 Pont de Normandie, Francia: antennte ad “A” ..................................... 37

fig. 3.1 fessurazione per un attacco gelo/disgelo ................................................ 42

fig. 3.3 degrado da gelo/disgelo ........................................................................... 43

fig. 3.2 degrado da gelo/disgelo ........................................................................... 43

fig. 3.4 riassunto del comportamento del calcestruzzo esposto a incendio ....... 46

fig. 3.5 fessurazione in una pavimentazione in cls .............................................. 47

fig. 3.6 il ponte Koror-Babelthuap sul canale Toagle prima del collasso ........... 49

fig. 3.7 il collasso del ponte Koror-Babelthuap del 26 settembre 1996 ............. 50

fig. 3.8 formazione di ettringite ........................................................................... 52

fig. 3.9 calcestruzzo interessato da aggressione solfatica ................................... 53

fig. 3.10 formazione di thaumasite ...................................................................... 53

fig. 3.11 fessurazione diffusa nel cls a causa delle reazioni alcali-aggregati ..... 54

fig. 3.12 fenomeno del pop-out: espulsione di una porzione di cls .................... 55

Indice delle figure

XVI

fig. 3.13 struttura con forte fessurazione ramificata (map cracking) .................. 55

fig. 3.14 esempio di struttura danneggiata a causa dell’anidride carbonica ....... 56

fig. 3.15 struttura soggetta a carbonatazione con completa espulsione del

copriferro circostante le armature ........................................................................ 58

fig. 3.17 stato fessurativo del calcestruzzo preliminare al distaccamento del

copriferro ............................................................................................................... 59

fig. 3.16 corrosione dei ferri di armatura ............................................................. 59

fig. 3.18 grafico rappresentante la velocità di carbonatazione. ........................... 60

fig. 3.19 uno stato corrosivo molto avanzato....................................................... 61

fig. 3.20 dilavamento del calcestruzzo ................................................................. 62

fig. 3.21 corrosione dovuta all’attacco da cloruri ................................................ 64

fig. 3.22 il crollo della trave del ponte Lake View Drive Bridge in Pennsylvania

............................................................................................................................... 66

fig. 3.23 il ponte pedonale crollato nel North Carolina nel 2000 ....................... 67

fig. 3.24 struttura in acciaio corrosa ..................................................................... 68

fig. 3.26 e .............................................................................................................. 68

fig. 3.25 acciaio corroso ........................................................................................ 68

fig. 3.27 comportamento dell’acciaio a fatica, con individuazione dei possibili

punti di generazione di cricche ............................................................................. 71

fig. 3.28 il Bay Bridge di San Francisco originale, prima del rifacimento. Ponte

reticolare in acciaio con sezione ad altezza variabile .......................................... 72

fig. 3.30 le barre del ponte Bay Bridge ................................................................ 73

fig. 3.29 il pezzo con funzione di trasporto dei carichi di tensione. Su uno dei due

fori è stata trovata la cricca ................................................................................... 73

fig. 3.31 il rinforzo applicato alla barra con i fori circolari .................................. 74

fig. 3.33 pilastro in calcestruzzo eroso per l’azione dell’acqua ........................... 76

Indice delle figure

XVII

fig. 3.32 erosione dovuta alla presenza di acqua in movimento ......................... 76

fig. 3.34 scalzamento di una pila ......................................................................... 77

fig. 3.35 Cedimento di una pila. Il ponte è ad arco, ma l’immagine rende

comunque molto bene l’idea di cosa significhi un cedimento e che effetti possa

avere sulla struttura. La pila 3 cede per oltre 1,4 m. ........................................... 78

fig. 3.36 il Schoharie Creek Bridge collassato a causa del cedimento del pilastro

3 ............................................................................................................................. 79

fig. 3.37 accumulo di ghiaccio alla base della pila di un ponte .......................... 81

fig. 3.38 posizionamento del cono rompi-ghiaccio ............................................. 81

fig. 3.39 impatto causante anche tranciamento di cavi ....................................... 82

fig. 3.40 impatto di camion su cavalcavia in CA ................................................. 83

fig. 3.42 l’impatto del camion contro il pilastro lungo l’autostrada Kashirsky .. 84

fig. 3.43 il ponte di Annone Brianza collassato, con il mezzo pesante risultato

decisivo per il crollo .............................................................................................. 89

fig. 3.44 collasso locale dovuto ad eccessivo scorrimento della piastra di appoggio

superiore: la disposizione dei cavi in testata e lo spacco dello spigolo, l’instabilità

locale delle barre di armatura e la rotazione della piastra superiore dell’appoggio.

............................................................................................................................... 90

fig. 3.45 posizione terminale al collasso dell’appoggio ...................................... 91

fig. 3.47 il crollo di una campata del Mianus River Bridge ................................. 92

fig. 3.46 giunti degradati in una struttura in calcestruzzo ................................... 92

fig. 3.48 ulteriore visuale del crollo ..................................................................... 93

fig. 3.49 calcestruzzo degradato dalle acque meteoriche ................................... 94

fig. 3.50 corrosione delle armature a causa delle colature dell’acqua attraverso i

giunti, per mancanza di un buon sistema di convogliamento delle acque ......... 95

fig. 3.51 il crollo del Ponte sul Veglia .................................................................. 97

Indice delle figure

XVIII

fig. 3.52 il Sungsu Truss Bridge collassato il 21 ottobre 1994 ............................ 99

fig. 3.53 la campata crollata. Il piano stradale della parte di ponte crollata non

affondò sott’acqua poiché a causa della stagione secca la profondità dell’acqua

non superava i 5 metri ........................................................................................ 100

fig. 3.54 il meccanismo di collasso ..................................................................... 101

fig. 3.55 il rapido sprofondamento della Torre di Pisa ...................................... 102

fig. 3.56 copriferro insufficiente ......................................................................... 103

fig. 3.58 segregazione che causa esposizione dei ferri ...................................... 105

fig. 3.57 esempio di segregazione degli aggregati dovuta ad un errato

confezionamento e/o messa in opera ................................................................. 105

fig. 3.59 il collasso del viadotto in Brasile ......................................................... 106

fig. 3.60 la trave collassata improvvisamente .................................................... 106

fig. 3.61 il ponte sul fiume Rio Sinigo, nei pressi di Merano, fotografato nel 2004

poco prima dei lavori di ristrutturazione ............................................................ 107

fig. 3.62 ponte S. Stefano a Messina .................................................................. 108

fig. 3.63 il crollo del ponte sul fiume Schelde nel 1992 .................................... 109

fig. 3.64 acciaio corroso ...................................................................................... 111

fig. 4.1 strumentazione in utilizzo durante una prova dinamica ....................... 121

fig. 4.2 pila da ponte: oscillatore semplice ......................................................... 122

fig. 4.3 esempio di risultato delle prove: modo di vibrare della struttura ......... 124

fig. 5.1 trave semplicemente appoggiata di luce L ............................................ 129

fig. 5.2 le prime quattro frequenze proprie della trave semplicemente appoggiata

............................................................................................................................. 130

fig. 5.3 stralli inguainati ...................................................................................... 131

fig. 5.4 pista di pre-tensione ............................................................................... 134

Indice delle figure

XIX

fig. 5.5 funzionamento della tecnica di pre-tensione ........................................ 135

fig. 5.6 cavi inseriti in una guaina ...................................................................... 136

fig. 5.7 sezione in calcestruzzo armato precompresso soggetta a flessione retta

............................................................................................................................. 140

fig. 5.8 legge costitutiva del calcestruzzo .......................................................... 141

fig. 5.9 legge costitutiva dell’acciaio ................................................................. 141

fig. 5.10 trave in C.A.P. di normale fabbricazione ............................................ 144

fig. 5.11 le caratteristiche geometriche delle travi AASHTO utilizzate negli Stati

Uniti, secondo il Precast/Prestressed Concrete Institute ................................... 148

fig. 5.12 trave AASHTO type III utilizzata nella pubblicazione citata, con le misure

in millimetri ......................................................................................................... 149

fig. 5.13 disposizione dei trefoli di precompressione ........................................ 150

fig. 5.15 sezione longitudinale dell’impalcato ................................................... 151

fig. 5.14 sezione trasversale dell’impalcato ....................................................... 151

fig. 5.16 le due condizioni di carico riguardanti una trave tipo del ponte in

questione ............................................................................................................. 152

fig. 5.17 i carichi agenti sulla trave .................................................................... 153

fig. 5.18 la configurazione della deformata nei casi 1,2,3 e 4. Si nota come la

sezione proceda e arrivi a parzializzazione ........................................................ 156

fig. 5.19 configurazione deformata della sezione per il caso 3. Nella vista di profilo

si nota come la parzializzazione sia ad un passo ............................................... 157

fig. 5.21 le riduzioni dell’area dei cavi, a sinistra, e del carico critico, a destra, col

progredire della corrosione dei cavi di precompressione .................................. 158

fig. 5.20 le riduzioni percentuali a confronto: risultano praticamente identiche

............................................................................................................................. 158

fig. 5.22 l’andamento della J: a fessurazione avvenuta, il suo valore precipita 158

XXI

Sommario

Negli ultimi decenni si sono diffuse nel campo civile e infrastrutturale le prove

dinamiche come metodo di collaudo e controllo dell’integrità strutturale delle

opere. Tale metodo per sua natura non permette di sapere con certezza se la

struttura è sana o meno: è scopo di questo lavoro studiare l’efficacia delle prove

dinamiche per l’individuazione dello stato di salute dei ponti, in particolare

realizzati in Calcestruzzo Armato Precompresso (C.A.P.). Inizialmente vengono

illustrati i tipi di ponti maggiormente diffusi nel nostro Paese, i materiali con cui

vengono realizzati, i loro schemi statici e le loro principali caratteristiche.

Successivamente viene condotto un approfondito studio dei danni e degradi cui

questi ponti possono essere sottoposti, identificandone le cause di collasso e

classificando tutte queste problematiche in tabelle riassuntive. Dopodiché

vengono introdotte le prove dinamiche ed il loro funzionamento e, identificando

i principali parametri in gioco, si simulano tre casi di danno riguardanti tre

differenti strutture, concentrandosi in particolare sul caso reale di un ponte a

travata realizzato con travi in Calcestruzzo Armato Precompresso che presenta

una progressiva corrosione dei cavi di precompressione. I risultati ottenuti

sottolineano il limite delle prove dinamiche ed invitano ad usare coscientemente

questo strumento ponendo l’attenzione sulla possibile gravità dell’esito che esse

forniscono.

XXIII

Abstract

In the last few decades, dynamic tests have been widespread in the civil and

infrastructural field as a method of testing and controlling the structural integrity

of the works. This method does not allow to know for sure whether the structure

is healthy or not. The purpose of this work is to study the efficacy of the dynamic

tests for the identification of bridges’ health state, in particular the Prestressed

Concrete ones. The most common bridges in Italy, materials which they are made

of, their static diagrams and their main characteristics, are illustrate at the

beginning. Subsequently, an in-depth study of the damage and degrades bridges

can undergo is conducted, identifying the causes of collapse and classing all these

problems in summary tables. Then dynamic tests and their operation are

introduced and, identifying the main parameters in play, three cases of damage

concerning three different structures are simulated. These tests are made focusing

on the real case of a girth bridge realized with Prestressed Reinforced Concrete

beams, which has a progressive corrosion of the prestressing cables. The results

obtained underline the limit of the dynamic tests and invite to use this instrument

consciously, paying attention to the possible severity of the outcome they provide.

1

1 INTRODUZIONE

L’obiettivo di questo lavoro è quello di individuare e dimostrare il limite delle

prove dinamiche, studiando in particolare la valutazione dello stato di degrado di

un ponte in Calcestruzzo Armato Precompresso tramite queste prove. I risultati

ottenuti riguardanti le strutture in precompresso sono stati frutto di un percorso

che è partito con un orizzonte più ampio e pian piano ha delineato proprio questa

tecnologia come la più interessante da studiare per l’obiettivo che ci si è posti

inizialmente.

Il percorso inizia con un quadro di quelle che sono le tipologie di ponti di

frequente realizzazione in Italia, raccolte nel Capitolo 0, che nasce da un lato per

la necessità di delimitare il vasto mondo dei ponti a quelli a cui è sensato applicare

il discorso portato avanti in questa tesi, dall’altro poiché il percorso di studi dello

scrivente si è svolto nell’ambito edile più che in quello civile/infrastrutturale, e

perciò è stato necessario un ampio periodo di approccio e conoscenza della

materia, fino ad ora molto poco conosciuta, che ha portato a produrre il Capitolo

riguardante le tipologie di ponti.

Volendo definire l’efficacia delle prove dinamiche per l’individuazione dello stato

di salute dei ponti, è stato necessario dare ampio spazio ad uno studio

approfondito delle cause di danno e degrado che colpiscono le tipologie di ponti

affrontate (Capitolo 0). Questo studio, reso possibile anche grazie al database che

raccoglie i collassi di ponti avvenuti dal 1966 al 2017, di cui si sta occupando il

professor Anton Syrkov nell’ambito della Commissione 1 dello IABSE

(International Association for Bridge and Structural Engineering), ha portato ad

avere un quadro molto interessante sulle cause principali di collasso e sulla loro

pericolosità, e ha permesso sia di portare tanti esempi concreti a sostegno delle

problematiche esposte in maniera teorica, sia di produrre delle preziose tabella

riassuntive di tutti i processi di degrado e danno a cui possono essere soggetti i

ponti (paragrafo 3.4).

INTRODUZIONE

2

L’analisi di questo database e di queste tabelle ha evidenziato di come se da un

lato occorre una manutenzione e una gestione dell’opera impeccabile per

garantirne il suo ottimo stato di salute, dall’altro una attenta ispezione visiva del

ponte non è sempre possibile da effettuarsi e non è sempre sufficiente per

escludere un qualche tipo di ammaloramento dello stesso, motivo per cui è

necessario in alcuni casi un metodo per rilevare la presenza di un danno e

valutarne la sua gravità.

Il metodo delle prove dinamiche si propone come metodo non invasivo e che per

essere applicato necessita solamente delle eccitazioni cui la struttura è già

sottoposta per sua natura, oltre che ovviamente della strumentazione tecnica

necessaria per rilevare i dati. Per questo, dopo averne dato breve descrizione

riguardo il loro funzionamento nel Capitolo 4, ci si è chiesti se queste siano delle

prove i cui risultati possano avere l’ultima parola sullo stato di salute di un ponte.

Si è quindi entrati nel dettaglio di quale parametro rilevano le prove dinamiche

(inizio del Capitolo 5), evidenziando che esse registrano solamente una variazione

di rigidezza della sezione, caratteristica della struttura che per alcuni tipi di danno

non subisce variazioni.

Una mancata rilevazione di variazione di rigidezza non esclude la presenza di un

danno nella struttura: questo è il limite delle prove dinamiche che si è voluto

dimostrato lungo il Capitolo 5, con l’intenzione di esemplificare in quali casi

occorra stare sull’attenti se si utilizzano le prove dinamiche per comprendere lo

stato di salute dei ponti. È qui che il mondo delle strutture realizzate in Cemento

Armato Precompresso è risultato particolarmente interessante, poiché essendo

soggette per definizione ad un’azione che ne aumenta la rigidezza e che ne evita

la fessurazione sotto i carichi in esercizio, si è intuito che potessero essere il caso

adeguato a mettere in mostra il limite delle prove dinamiche.

Dopo aver inquadrato in maniera realistica il problema, definendo accuratamente

la precompressione e specificando le varie tecniche utilizzate, escludendo quelle

studiate nella teoria ma non utilizzate nella pratica come la precompressione

INTRODUZIONE

3

parziale (paragrafo 5.4.2.3), si è studiato il caso reale di un ponte a travata

realizzato in C.A.P. con i cavi di precompressione soggetti a corrosione

progressiva (paragrafo 5.4.4). Per far ciò si è scelto appositamente un ponte già

studiato in un’altra pubblicazione scientifica, “Analisi comparativa di due travi da

ponte precompresse” (M.A. Pisani e F. Iorio, 2004), in modo tale da rappresentare

un caso il più realistico possibile e da mettere in evidenza la reale pericolosità a

cui si può andare incontro usando in maniera non pienamente cosciente lo

strumento delle prove dinamiche.

I risultati prodotti dalle analisi effettuate su questo ponte tramite il software Limit

State Analysis (LISA) sono di particolare rilevanza e mettono inequivocabilmente

in mostra come un errato approccio al problema possa provocare il collasso

improvviso della struttura. I risultati più interessanti sono riassunti dalla tabella e

dai grafici riportati a conclusione del Capitolo 5. Essi mostrano che mentre la

capacità resistente del ponte in precompresso diminuisce proporzionalmente con

l’area dei cavi di precompressione, la rigidezza della sezione rimane praticamente

costante (fino alla parzializzazione della stessa), “nascondendo” di fatto il danno

all’occhio delle prove dinamiche.

5

2 TIPOLOGIE DI PONTI

2.1 Premessa

L’ambito dei ponti, in cui questo lavoro di tesi si svolge, è molto ampio.

Per questo motivo si è deciso di approfondire solamente alcune tipologie di ponti,

nello specifico quelli che nel nostro Paese sono i più diffusi: ponti a travata

(isostatici e iperstatici), ponti a cassone e, seppur meno diffusi, ponti strallati. Non

valuteremo ponti caratterizzati da altri schemi statici: ponti ad arco e ponti

sospesi.

I ponti che qui vengono affrontati sono fatti in calcestruzzo armato (c.a.) e in

acciaio: anche alcuni materiali non verranno approfonditi, o perché non utilizzati

per gli schemi statici presi in considerazione, o perché si tratta di realizzazioni

molto rare e/o anacronistiche. Non vengono qui studiati dunque ponti in pietra,

in muratura e ponti in legno.

Per i ponti affrontati, prima di procedere alla valutazione dello stato di degrado si

vuole fare un breve approfondimento della loro costituzione, delle tipologie nello

specifico [1], e del loro comportamento.

2.2 Materiali da costruzione e tecniche costruttive

Uno stesso schema statico può essere realizzato tramite l’utilizzo di diversi

materiali. Si può realizzare, per esempio, un ponte a travata in acciaio o in c.a.,

ma sempre di un ponte a travata si tratta: a cambiare sono le proprietà dei

materiali ma non i comportamenti della struttura.

I materiali che possono essere impiegati nella costruzione dei ponti che

consideriamo sono:

TIPOLOGIE DI PONTI

6

- Calcestruzzo Armato (c.a.): nasce verso la fine dell’800 e si diffonde

rapidamente come materiale innovativo, resistente ed economico e

soprattutto come materiale che consente di realizzare qualsiasi forma. La

perfetta collaborazione tra conglomerato cementizio, che ha il compito di

far fronte agli sforzi di compressione e di conferire rigidità agli elementi

strutturali, e l’acciaio a cui invece sono affidati gli sforzi di trazione, rende

il materiale unico [2].

- Acciaio: i primi acciai con caratteristiche certificabili comparvero dopo la

metà del 1800 [3]. Tendenzialmente l’impiego di elementi metallici

aumenta col crescere delle luci. Per ponti di piccola e media luce l’impiego

dell’acciaio è generalmente limitato alle travi principali ed ai collegamenti

trasversali di controventatura. Per luci maggiori può convenire realizzare

anche l’impalcato in acciaio, che risponde molto meglio a sollecitazioni

torsionali, e per grandi luci l’impiego dell’acciaio è esteso a tutta la

sovrastruttura.

Chiaramente restringendo il campo dei materiali costitutivi i ponti realizzati, si

delineano di conseguenza quelle che sono le tecniche costruttive adottate per la

realizzazione degli schemi statici che analizzeremo nel seguito: la tecnica

costruttiva dipende da come viene utilizzato il materiale a disposizione.

Nei nostri casi possiamo trovare ponti realizzati interamente in c.a., interamente

in acciaio, con sezioni miste acciaio/c.a. e ponti in calcestruzzo armato

precompresso (C.A.P.).

Quest’ultima tecnica in Italia vede i suoi primi utilizzi nell’ambito dei ponti negli

anni ’50, sviluppandosi poi molto nei decenni successivi e caratterizzando molte

delle realizzazioni sul nostro territorio: per questo motivo vale la pena accennarne

il funzionamento generico che verrà poi ripreso nello specifico più avanti.

TIPOLOGIE DI PONTI

7

La precompressione è una tecnica realizzata mediante l’aggiunta di cavi in acciaio

alla struttura in c.a., che permettono di indurre nella struttura una tensione che

migliori le sue caratteristiche di resistenza. In particolare, viene utilizzata per

rimediare alla scarsa resistenza a trazione del conglomerato cementizio ponendo

tutta la sezione in uno stato di compressione inziale che sotto i carichi di esercizio

diminuisce senza però passare a trazione. Grazie a questa coazione permanente

si ottiene una sezione “interamente reagente” di rigidezza mediamente doppia di

una sezione fessurata. Tale stato di coazione viene realizzato mediante il mutuo

contrasto tra cavi d’acciaio tesi tra le estremità della trave e la trave stessa. La

presenza di una sollecitazione artificiale di segno opposto a quello dovuto ai

carichi applicati comporta tensioni risultanti minori di quelle che si avrebbero se

ci fossero solamente carichi applicati.

Senza la precompressione, la scarsa resistenza a trazione del calcestruzzo

determina da un lato la presenza di materiale che sottoposto a carichi non

collabora staticamente e che rappresenta solo un peso morto, dall’altro, la

formazione di fessure con conseguente esposizione dell’armatura e ossidazione

della stessa.

Grazie alla precompressione il comportamento della struttura in fase di esercizio

viene notevolmente migliorato ed è impedita, o limitata, la fessurazione della

trave [3].

TIPOLOGIE DI PONTI

8

2.3 Schemi statici

2.3.1 Ponti a travata

I ponti a travata sono ponti in cui l’impalcato è sostenuto da travi principali

disposte longitudinalmente, che sono a loro volta sostenute da spalle e/o pile.

Questa tipologia di ponti è utilizzata generalmente per campate medio – piccole.

2.3.1.1 Travi e impalcato [4]

Le travi che sostengono l’impalcato lavorano principalmente a flessione in

direzione longitudinale e sono realizzabili tramite diverse tecniche.

- Travi a doppia T o a V: sono tra le più classiche e basilari. Si tratta spesso

di travi prefabbricate realizzate in c.a. (solo per luci piccole) o in C.A.P. su

cui può essere posta una soletta prefabbricata e un getto integrativo a

completamento dell’impalcato. In alternativa, tali travi possono essere

unite tra di loro dando vita all’impalcato collaborante. In particolare, gli

fig. 2.1 ponte a travata: pile, travi a doppia T e impalcato

TIPOLOGIE DI PONTI

9

impalcati legati alle travi a doppia T (le più classiche, in fig. 2.1)

presentano una lastra tralicciata tra trave e trave, mentre negli impalcati

soprastanti travi a V (fig. 2.3) si posiziona la lastra tralicciata all’interno

della trave, unendo le diverse travi a V tramite dei sistemi a cerniera o

incastro. La realizzazione dell’impalcato collaborante è rappresentato in

fig. 2.2.

fig. 2.3 realizzazione di un impalcato collaborante tramite lastra tralicciata, nel caso di travi a doppia T (a sinistra) e di travi a V (a destra)

fig. 2.2 ponte a travata con travi a V

TIPOLOGIE DI PONTI

10

In altri casi, specie quando le luci non sono piccolo, le travi a doppia T

possono essere in acciaio (fig. 2.4), utilizzate per la realizzazione di

impalcati interamente in acciaio o misti acciaio-cls, in cui una soletta

prefabbricata viene posta appunto a completamento dell’impalcato sopra

le travi in acciaio.

- Travi a T: realizzate in c.a. (per luci piccole) e spesso gettate in opera.

Particolarmente vantaggioso per realizzare l’impalcato collaborante in

opera in un unico elemento gettato, unendo di fatto più travi a T durante

loro realizzazione.

fig. 2.4 travi a doppia T in acciaio

fig. 2.5 ponte con travi a T gettate in opera formanti impalcato collaborante (multi-trave)

TIPOLOGIE DI PONTI

11

In generale è bene sottolineare che l’utilizzo di elementi prefabbricati e il loro

montaggio consentono di costruire il ponte varando le travi, senza costruire una

centina. Tale procedimento è particolarmente vantaggioso quando la struttura

deve superare un corso d’acqua o, nel caso di cavalcavia, qualora non sia possibile

interrompere il traffico sulla strada o ferrovia sottostante, oltre al fatto che

comporta un notevole risparmio di tempo e una semplificazione in termini di

gestione del cantiere. Il varo può avvenire anche per spinta longitudinale, che

consente di posizionare la travata anche su pile di notevole altezza e di superare

grandi luci in aree impraticabili [2].

Gli schemi a trave sono sollecitati prevalentemente a flessione: il materiale è

spesso scarsamente utilizzato. Infatti, solo ai due estremi (estradosso e intradosso)

si raggiungono le massime tensioni di compressione o trazione [2].

Per questo col tempo si sono sviluppate due alternative spesso utilizzate che

possono anche essere adottate contemporaneamente per sfruttare al meglio il

materiale riducendo spesa e peso proprio, in particolare con l’aumentare della

luce. Si tratta delle travi ad altezza variabile e delle travature reticolari.

fig. 2.6 classico ponte a travata su fiume

TIPOLOGIE DI PONTI

12

- Le travi ad altezza variabile (fig. 2.7) permettono di concentrare il

materiale laddove gli sforzi ne necessitano, e diminuirlo dove gli sforzi

sono minori.

- Nelle travature reticolari (fig. 2.8) la trave a parete piena è sostituita da un

insieme di aste disposte secondo le direzioni preferenziali degli sforzi.

Generalmente viene utilizzato l’acciaio per realizzare questo tipo di

schema statico. I ponti reticolari possono comportarsi come i ponti a

travata semplici ma possiedono un’elevata rigidezza e consentono

rotazioni relative modeste nelle zone di giunto [3]. Inoltre, le travi possono

fig. 2.7 trave ad altezza variabile

fig. 2.8 trave reticolare con impalcato “appeso”

TIPOLOGIE DI PONTI

13

essere sia sotto che sopra l’impalcato: nel secondo caso l’impalcato viene

“appeso” alla trave (fig. 2.8).

Valutando lo schema statico dei ponti a travata si possono identificare tre

configurazioni differenti: ponti isostatici semplicemente appoggiati, ponti

isostatici a sbalzo e ponti iperstatici.

2.3.1.2 Ponti a travata isostatici (semplicemente appoggiata)

È lo schema statico (fig. 2.10) utilizzato più frequentemente ed è caratterizzato

dal fatto che la trave di ciascuna campata è indipendente da quelle delle campate

adiacenti ed è semplicemente appoggiata sulle pile [2].

fig. 2.9 ponte ferroviario in acciaio, trave reticolare

fig. 2.10 schema statico di un ponte a travata isostatico con travi semplicemente appoggiate.

TIPOLOGIE DI PONTI

14

I ponti a travata isostatici vengono impiegati per luci piccole, dai 5 ai 40 metri, in

particolare nel caso di forte prefabbricazione degli elementi strutturali o nel caso

si temano cedimenti differenziali in fondazione dovute per esempio all’erosione

del letto del fiume durante le piene, in quanto si concede a ogni tratta di ponte

una risposta “personalizzata” al cedimento: si adatta alla deformazione (fig.

2.13). La soletta può garantire continuità sulle diverse campate per azioni

orizzontali (sisma).

Nello schema di trave semplicemente appoggiata (fig. 2.10) la sezione

maggiormente sollecitata è quella di mezzeria, dove si verifica il massimo

momento flettente che, invece, risulta nullo in corrispondenza degli appoggi [2].

Il vantaggio del realizzare ponti con questo schema statico consiste in un calcolo

molto semplice, essendo assenti auto tensioni per cedimenti, effetti termici, ritiri,

fig. 2.11 Viadotto a Lleida (Spagna), realizzato tramite campate semplicemente appoggiate

fig. 2.12 trave reticolare isostatica con impalcato superiore

TIPOLOGIE DI PONTI

15

ecc. inoltre, i ponti isostatici si prestano a un sistema di prefabbricazione piuttosto

spinto, in grado di velocizzare parecchio i tempi di realizzazione dell’opera,

evitando anche una serie di problematiche legate al getto in opera (centine,

condizioni ambientali, ecc.).

Tale schema statico presenta anche alcuni svantaggi. In particolare, questa

soluzione non fornisce resistenza in campo plastico poiché gli sforzi non si

ridistribuiscono (la sezione non si plasticizza). Inoltre, sono necessari molti

appoggi, che implicano molti giunti. Realizzare molti giunti comporta più costi e

soprattutto un minor comfort nell’utilizzo dell’infrastruttura (alla guida di una

macchina i giunti si percepiscono in maniera netta). I giunti aumentano anche il

rischio di infiltrazioni e quindi corrosione, e di conseguenza cresce la necessità di

manutenzione della struttura che se assente può provocare gravi danni, come

accaduto nel 2009 al ponte sul fiume Po sulla ss9 Piacenza-Lodi, crollato per

l’avanzato stato di corrosione dell’acciaio nel punto di giunzione tra una trave e

l’altra.

fig. 2.13 risposta “personalizzata” al cedimento

fig. 2.14 crollo sul Po, 2009

TIPOLOGIE DI PONTI

16

2.3.1.3 Ponti a travata isostatici (articolati/a sbalzo)

Evoluzione

I ponti articolati presentano sconnessioni in campata che rendono la struttura

isostatica. Si tratta di ponti caratterizzati in genere da travi a sbalzo poggianti su

piloni, che in alcuni casi portano le campate laterali di accesso (fig. 2.18 (b)) e in

altri portano un impalcato centrale di chiusura appoggiato su di esse, detto “trave

tampone” (fig. 2.18 (a)). Questa tipologia di ponte è una delle più utilizzate per

gli attraversamenti stradali e ferroviari [3].

La prima realizzazione che segue questa tipologia di schema statico risale al 1866,

quando l’ingegner G. H. Gerber pensa e realizza l’innovativo Haßfurt Brücke sul

fiume Meno (fig. 2.17), un ponte a tre campate di cui quella centrale più lunga

delle laterali, con due giunti (cerniera e carrello) nella campata centrale,

supportata dalle due travi laterali a sbalzo.

fig. 2.16 crollo sul Po, vista dall’impalcato crollato fig. 2.15 crollo sul Po, vista dall’alto

fig. 2.17 Haßfurt Brücke sul fiume Meno

TIPOLOGIE DI PONTI

17

L’intuizione fu geniale e decisiva: realizzare una struttura isostatica, con tutti i

vantaggi che essa porta, senza rinunciare a sollecitazioni ben distribuite. Inoltre,

il fatto di operare a sbalzo limitando l’uso di centine, consentì di ridurre

significativamente i tempi di costruzione.

Fin da subito si comprese che questo scopo è raggiungibile tramite diverse

soluzioni (fig. 2.18): nel 1877 G.F. Bouscaren e C.S. Smith realizzano il primo

ponte degli Stati Uniti di questo tipo, il Kentucky River Bridge, lungo più di

trecento metri e con due cerniere situate nelle campate laterali (b): la campata

centrale dotata di sbalzi porta le campate laterali di accesso; nel 1883 C.C.

Schneider realizzando il Niagara Cantilever Bridge, lungo poco meno di trecento

metri e costruito in soli dieci mesi, propone una soluzione che prevede le due

cerniere poste nella campata centrale, detta “trave tampone”, portata dalle due

travi a sbalzo laterali (a); negli anni poi, tendendo a una semplificazione sempre

maggiore della costruzione dell’opera, la tecnica di costruzione che divenne tra le

più diffuse fu quella per avanzamento bilanciato poiché in grado di permettere di

evitare l’impiego di numerose centine, e quindi si passò da schemi a doppio

svincolo (a e b) a schemi con un solo svincolo in chiave (c), per poi arrivare a

travate totalmente continue (paragrafo 2.3.1.4) [5].

fig. 2.18 configurazioni per la realizzazione di ponti articolati: due cerniere in campata centrale (a), due cerniere nelle campate laterali (b), cerniera in chiave (c).

TIPOLOGIE DI PONTI

18

La soluzione con cerniera scorrevole in chiave (fig. 2.18 (c)) consente rotazioni

relative e accorciamenti/allungamenti relativi tra le estremità in chiave delle due

mensole: si tratta di uno schema iperstatico, in quanto è vero che l’analisi

strutturale parte da un semplice schema iniziale di struttura isostatica, ma dopo

l’attivazione della cerniera centrale l’impalcato diventa una volta iperstatico a

causa del taglio che i due tratti di impalcato si scambiano in chiave. Resta nullo il

momento flettente di mezzeria, che invece prende valore per le strutture

interamente continue affrontate nel prossimo paragrafo [3].

Nel 1887 tre ingegneri (un giapponese e due inglesi) danno una simpatica

dimostrazione pratica del funzionamento dello schema statico con trave tampone

(fig. 2.19): le braccia dei due ingegneri laterali rappresentano le travi a sbalzo, i

bastoni sottostanti sono sollecitati a compressione. I mattoni ai lati rappresentano

le banchine del ponte stesso e la loro azione attiva è visibile nello sforzo degli

uomini, le cui braccia sono sottoposte a trazione uniforme a causa del peso

centrale rappresentato dall’ingegnere giapponese, “appoggiato” agli altri due [6].

fig. 2.19 Sir John Fowler, Benjamin Baker e Kaichj Watanabe dimostrano il funzionamento del ponte isostatico a sbalzo

TIPOLOGIE DI PONTI

19

Questa tecnica permise di costruire già nel 1890 un ponte di lunghezza

complessiva di circa 2,5 km: il Forth Bridge nella parte orientale della Scozia (fig.

2.20). Le due campate principali di questo hanno luce superiore ai 500 m, con

campate laterali da oltre 200 m e quella centrale da oltre 100 m.

Dispositivi di giunto [3]

I dispositivi di giunto utilizzati per la realizzazione delle articolazioni dei ponti

sono riconducibili a due schemi base, a seconda della tipologia di vincolo:

cerniera, nel caso in cui il giunto consenta rotazioni, e carrello, nel caso in cui

invece vengono consentite rotazioni e traslazioni longitudinali. Tali dispositivi

devono trasmettere forze di elevata intensità su superfici limitate e consentire al

tempo stesso movimenti relativi tra le strutture accoppiate: per il buon

funzionamento di questo schema statico si posiziona una cerniera ad un estremo

e un carrello all’estremo opposto.

I dispositivi di giunto tipici dei primi ponti metallici presero ispirazione da quelli

dei macchinari industriali pesanti, come per esempio rulli, cerniere, bielle a

pendolo, e altri dispositivi meccanici che richiedono lavorazioni speciali (fig. 2.22

e fig. 2.21). In genere veniva utilizzato come corpo principale dei supporti un

blocco di fusione poi sbozzato e sagomato tramite lavorazioni meccaniche. Infine,

le superfici venivano sottoposte a trattamenti termici.

fig. 2.20 Forth Bridge, ponte isostatico a sbalzo, reticolare ad altezza variabile

TIPOLOGIE DI PONTI

20

Per quanto riguarda invece i ponti in c.a. su piccole luci, inizialmente si usavano

delle lastro di piombo, poi di neoprene. Per ponti più lunghi si realizzavano

cerniere e pendoli in calcestruzzo ad alta resistenza, o più frequentemente

dispositivi simili a quelli dei ponti metallici.

Oggi sia per i ponti in acciaio che per le realizzazioni in C.A. e C.A.P. si usano

appoggi in elastomero armato, appoggi in acciaio/Teflon o appoggi metallici a

disco elastomerico confinato. Tali appoggi devono avere possibilità di rotazione

compatibili con la deformabilità degli impalcati e possono essere fissi (a cerniera

sferica) o scorrevoli in una o più direzioni e dotati di dissipatori antisismici.

Per impalcati articolati in mezzeria (fig. 2.18 (c)) la cerniera in chiave è realizzata

con blocchi in acciaio, le cui interfacce scorrevoli devono essere accuratamente

fresate e rettificate, in modo da consentire l’assemblaggio in opera e contenere le

tolleranze al fine di rendere il più possibile continua l’azione di contatto.

Ponti Gerber

Una tipologia di ponte isostatico a sbalzo frequente in particolare in Europa è il

ponte Gerber: costituito da tre o più luci in cui la campata centrale è prefabbricata

e quelle laterali costruite in loco. Quella centrale viene appoggiata sulle laterali

tramite le “selle Gerber” (fig. 2.23), una coppia di mensola tozze coniugate. In

corrispondenza dei giunti, entrambi gli appoggi devono consentire rotazioni

fig. 2.22 dettaglio di una cerniera realizzata per ponte metallico

fig. 2.21 rulliera del ponte Niagare Cantilever Bridge

TIPOLOGIE DI PONTI

21

relative tra le facce delle travi concorrenti (cerniere) e uno dei due deve essere

libero di scorrere longitudinalmente (carello).

I primi ponti Gerber in c.a. erano ponti stradali di luci modeste, ma poi con la

diffusione della precompressione, dagli anni ’50 del secolo scorso, si raggiunsero

e superarono le luci dei ponti metallici. Ciò avvenne anche perché per quanto

riguarda la precompressione all’inizio vi furono innegabili difficoltà a svolgere

analisi strutturali affidabili degli effetti dovuti a ritiro e viscosità del calcestruzzo,

e dunque si cercava di evitare di costruire strutture iperstatiche con questa tecnica

costruttiva [3].

Analisi del funzionamento statico

Lo schema dei ponti articolati ha la caratteristica di conservare alcuni vantaggi

della trave continua adottando uno schema isostatico, e dunque più semplice. Per

ottenere tale configurazione vantaggiosa è necessario prevedere le campate

esterne di minore luce rispetto a quelle intermedie e dislocare le cerniere nei punti

che sarebbero a momento nullo nell’ipotesi di trave continua infinita.

fig. 2.24 ponte Scafa tra Ostia e Fiumicino

fig. 2.23 schema statico di un ponte Gerber e relative selle Gerber

TIPOLOGIE DI PONTI

22

Volendo dimostrare quanto appena affermato, si ipotizza di dover realizzare un

ponte di cinque campate in sei appoggi. Nell’immagine seguente (fig. 2.25)

vengono messi in luce i passaggi che dimostrano il vantaggio di questo schema

statico:

- La prima configurazione in figura è quella di una trave continua su infiniti

appoggi, con luci pari a L. Questa mostra l’andamento dei momenti

flettenti ottimale poiché contenuti sia in campata che sull’appoggio.

- Si pensa allora di adottare questa soluzione. Ovviamente non si tratta però

di un ponte con infiniti appoggi: la configurazione dei momenti flettenti

per un ponte a cinque campata è ben più aspra.

- Una soluzione isostatica non risolverebbe il problema poiché è vero che si

azzerano i momenti sull’appoggio ma diventano eccessivamente gravosi

quelli in campata.

- Volendo ottenere il grafico dei momenti flettenti della trave infinitamente

lunga, si modificano le luci della prima e dell’ultima campata della trave

continua in modo che gli estremi, scarichi, coincidano con la posizione

fig. 2.25 distribuzione dei momenti flettenti in una trave Gerber a confronto con altri schemi

TIPOLOGIE DI PONTI

23

relativa a diagramma nullo del primo caso, e che quindi il momento si

distribuisca come nel caso di trave infinitamente lunga, essendo rimaste le

tre campate centrali di quella lunghezza, maggiore di quelle laterali. Una

soluzione a trave continua con le luci modificate permette di abbattere il

momento flettente sull’appoggio, rispetto alla soluzione di trave

iperstatica con luci tra loro tutte uguali (secondo caso).

- Rimane il problema dei possibili cedimenti differenziali: adottando un

sistema cerniera/carrello laddove il momento si annulla, quindi senza

inficiare sulla distribuzione del momento flettente, si rende la struttura

iperstatica e dunque capace di “incassare” eventuali cedimenti.

Dunque, la soluzione ottimale corrisponde a quella con le prime due campate di

luci ridotte e il posizionamento di cerniere nel punto in cui il momento si annulla

per una trave continua infinita con campate di luce uguali a quelle centrali.

Si noti che l’andamento del momento per luci di pari ampiezza è uguale, e

semplicemente traslato in basso o in alto a seconda della configurazione:

adottando lo schema Gerber si evitano sia gli alti valori del momento in campata

presenti nella trave isostatica, che gli elevati valori di una trave continua a luci

uguali.

I minimi valori sono corrispondenti al caso di trave iperstatica infinita: le selle

Gerber permettono di ottenere un diagramma dei momenti iperstatico pari a

quello più vantaggioso corrispondente alla trave infinita, dunque una miglior

distribuzione degli sforzi, mantenendo i vantaggi di uno schema isostatico, ovvero

la possibilità di incassare cedimenti vincolari senza nuovi stati di sollecitazione e

la semplicità di un calcolo isostatico, a patto di una minor lunghezza della prima

luce e del posizionamento delle cerniere illustrato in precedenza.

Lo schema Gerber oltre a non avere resistenza in campo plastico come tutti i

sistemi isostatici, può risultare scomodo in quanto gli sforzi tendono a

concentrarsi nelle cerniere esterne, ovvero nei giunti: questo presenta un alto

TIPOLOGIE DI PONTI

24

rischio di danneggiamento dei giunti. Presentano inoltre gli stessi svantaggi di

manutenzione e comfort delle travate isostatiche viste nel paragrafo precedente.

2.3.1.4 Ponti a travata iperstatici (travata continua)

La trave continua, ossia la trave su più di due appoggi (fig. 2.26), consente di

realizzare campate di luce maggiore rispetto alla trave su due appoggi (dai 30 ai

120 metri circa), in quanto ciascuna campata esercita un’azione di “contrappeso”

su quelle adiacenti.

Il diagramma dei momenti flettenti tipico di questa soluzione e quello mostrato

nel primo caso della fig. 2.25: il momento flettente cambia di segno avvicinandosi

agli appoggi laddove raggiunge valori massimi che rimangono inferiori di quelli

che si verificano in mezzeria di una trave semplicemente appoggiata con uguali

luci e campate. Tale configurazione permette di diminuire il valore dei momenti

massimi in campata, aumentandoli sugli appoggi.

Per motivi economici spesso si ricorre a travi ad altezza variabile, che come visto

nel paragrafo 2.3.1.1 concentrano il materiale solo laddove è necessario per

rispondere agli sforzi. Spesso si ricorre, per ovvii motivi di economia, ad una trave

a sezione (altezza) variabile.

Le pile possono raggiungere altezze notevoli: la pila più alta dell’Europa Brücke

(fig. 2.28), una trave continua a sei campate sull’autostrada tra il Brennero e

Innsbruck, misura 146.5 m.

fig. 2.26 schema statico di un ponte a travata iperstatico

TIPOLOGIE DI PONTI

25

Ponti realizzati secondo questo schema statico si sviluppano in particolar modo

dagli anni ’70 poiché iniziano a diffondersi le tecniche adeguate alla realizzazione

di tutte le componenti necessarie, in particolare pali centrifugati in fondazione,

fondazioni a pozzo, diversificazione delle fondazioni delle pile, in generale nuove

tipologie di fondazione per le pile, ecc. Lo svilupparsi di queste tecniche ha

introdotto maggior sicurezza e ha permesso di adottare schemi iperstatici capaci

di far fronte anche, per esempio, all’erosione del letto di un fiume a causa delle

piene (fig. 2.27).

fig. 2.28 ponte Europa realizzato con travi in acciaio. Innsbruck (Austria)

fig. 2.27 ponte Plato-Zambrano in C.A.P., Colombia, con fondazioni con pali in calcestruzzo

TIPOLOGIE DI PONTI

26

I ponti a travata continui sono in genere realizzati con la tecnica di avanzamento

a sbalzo, con conci gettati in modo simmetrico rispetto agli assi delle pile. Dopo

la fase di avanzamento, i tratti a mensola sono collegati tra di loro e precompressi

longitudinalmente, rendendoli pienamente collaboranti [3] e garantendo la

continuità. In alternativa per la realizzazione di queste strutture, che permettono

di sfruttare il più possibile la prefabbricazione, viene spesso utilizzato l’acciaio

(fig. 2.28) in grado anch’esso di garantire la continuità dell’elemento.

In sintesi, i ponti a travata continui sfruttano completamente il materiale

raggiungendo una maggior resistenza anche in campo plastico e permettono di

fare a meno dei giunti, garantendo maggior comfort e maggiore durabilità. Le

sollecitazioni sono minori rispetto a una trave su due appoggi perché i carichi

sono meglio distribuiti: il comportamento è più monolitico. Ciò non vale nel

confronto con le travi Gerber, fatta eccezione per i carichi variabili, poiché come

già visto sono pensate per ottenere le sollecitazioni di uno schema iperstatico.

Come tutte le soluzioni anche questa presenta i suoi svantaggi. Essendo il ponte

iperstatico l’insorgere di sollecitazioni come cedimenti, effetti termici o ritiri, si

ripercuote su tutta la struttura: il calcolo diventa più complesso. Inoltre, nel caso

di ponti precompressi gli effetti differiti nel tempo possono avere un grave

impatto sullo stato di salute del ponte: il principio di riacquisto del regime

principale tende a cambiare lo stato di sollecitazione del ponte in maniera molto

marcata, a causa del tentativo dei cavi di “liberarsi” dallo stato tensionale

imposto. Per questo si introdusse la precompressione esterna: la perdita di

tensione nei cavi divenne controllabile e per correggere eventuali perite di

tensione nel tempo era sufficiente tesare nuovamente i cavi. Molti dei ponti

iperstatici moderni sono caratterizzati dalla precompressione esterna poiché

permette di evitare difficili calcoli precisi sulle perdite viscose.

TIPOLOGIE DI PONTI

27

2.3.2 Ponti a cassone

Si tratta di ponti realizzati mediante un’unica trave (o due, una per carreggiata).

Tale trave è cava, dagli spessori ridotti e con un rapporto tra larghezza della

sezione utile e larghezza del nucleo a cassone molto maggiore dell’unità. La

sezione della trave è dunque chiusa o pluriconnessa, spesso con soletta superiore

sporgente per alloggiare il piano viario.

Questa tipologia di ponte viene utilizzata quando è richiesta un’elevata rigidezza

torsionale a causa delle azioni di torsione connesse all’eccentricità dei carichi: la

differenza tra i comportamenti statici di questa soluzione rispetto a quelle dei

paragrafi precedenti consiste essenzialmente nel fronteggiare maggiormente i

carichi torcenti, che causano una rotazione della travata intorno al suo asse

longitudinale. La presenza della contro soletta, il cui spessore può essere

aumentato in corrispondenza degli appoggi, risolve il problema dell’assorbimento

delle azioni flettenti negative: la sezione a cassone costituisce un tipo strutturale

ad alta flessibilità in grado di far fronte sia ad inversione delle azioni flettenti, sia

a sollecitazioni anomale conseguenti a dislivelli degli appoggi di transito. Questa

soluzione consente luci molto ampie e la realizzazione di travature isostatiche o

iperstatiche, ma non schemi Gerber.

fig. 2.29 ponte a cassone in c.a., sezione della trave cava

TIPOLOGIE DI PONTI

28

Trasversalmente non si possono ritenere sezioni rigide a priori ma necessitano di

verifiche approfondite che indaghino sugli effetti statici della deformabilità

trasversale del profilo. Per condizioni non simmetriche di carico gli spigoli

possono subire spostamenti relativi, la sezione trasversale non rispetta la sua

geometria e nascono sollecitazioni trasversali e normali globalmente equilibrate

(fig. 2.30).

Le esigenze di riduzione di peso proprio, assetto statico per azioni torcenti,

costruttive, economiche, ingombro delle sottostrutture, alloggio dei cavi di

precompressione, hanno portato la sezione raffigurata in fig. 2.30 ad essere la più

utilizzata. La sezione a cassone si può dunque assimilare ad un telaio sollecitato

dai carichi agenti sulla soletta [7].

Il comportamento scatolare tipico del cassone può essere riprodotto tramite l’uso

di diversi materiale: può essere costruito tramite strutture prefabbricate in acciaio,

C.A.- C.A.P. o tramite struttura mista, oppure direttamente gettate in opera, e può

dare la possibilità di formare tutta la campata o parte di essa (costruzione per

conci), dando così vita a un ponte a travata isostatico o iperstatico (travata

continua). In generale questa tipologia di impalcato è utilizzato per soddisfare

esigenze di campate medio-lunghe.

Anche per la realizzazione dei ponti a cassone si può ricorrere a travi ad altezza

variabile: la cavità può area fissa o variabile per ottimizzare i pesi, a seconda delle

esigenze di luce da soddisfare: ponti a cassone a sezione costante vengono usati

fig. 2.30 la trave cassone più diffusa, il suo schema statico e il suo comportamento scatolare

TIPOLOGIE DI PONTI

29

per luci da 30 a 120 metri (fig. 2.31), ponti a cassone a sezione variabile

soddisfano luci fino a 240 metri (fig. 2.32) [8].

2.3.2.1 Ponti a cassone in C.A. e C.A.P. [8]

La realizzazione di ponti a cassone in C.A. e C.A.P. può avvenire in due modi:

- A campata intera: l’impalcato può essere prefabbricato o gettato in opera.

Nel caso della prefabbricazione si realizza la campata mediante travature

prefabbricate semplicemente appoggiate su pile (fig. 2.33) e la continuità

viene garantita tramite cavi di precompressione scorrevoli. Se invece si

getta in opera ciò avviene grazie a centine auto varanti in grado di

sopportare il peso del getto di un’intera campata con luci fino a 50 m. Ciò

fig. 2.31 trave cassone ad altezza fissa

fig. 2.32 trave cassone ad altezza variabile

fig. 2.33 realizzazione a campata intera con travi prefabbricate semplicemente appoggiate su pile

TIPOLOGIE DI PONTI

30

consente di abbandonare i tradizionali ponteggi permettendo tempi più

ridotti per la costruzione.

- Per conci successivi: anch’essi possono essere prefabbricati o gettati in

opera. Nel primo caso l’impalcato viene costruito per conci prefabbricati

successivi procedendo a sbalzo simmetricamente da ciascuna pila: ciascun

concio viene montato nella sua posizione finale, impiegando resine per

garantire il contatto tra conci prefabbricati contigui. Le strutture di servizio

che sorreggono il concio nella fase di montaggio possono operare a sbalzo

dalla parte già costruita, ovvero poggiare su due pile successive e quindi

funzionare come un carro varo (fig. 2.34). Il sostegno provvisorio dei conci

e la successiva realizzazione della continuità sono affidati ad un sistema

di cavi di precompressione.

In alternativa i conci possono essere gettati in opera in un cantiere allestito

in corrispondenza di una spalla. L’impalcato viene realizzando gettando

tutti i conci in un’unica posizione e spingendoli in avanti man mano che

la costruzione procede. In questo caso la costruzione avviene mediante

utilizzo di una centina a sbalzo.

fig. 2.34 carro di varo autoinstallante

TIPOLOGIE DI PONTI

31

2.3.2.2 Ponti a cassone in acciaio

La sezione interamente in acciaio viene utilizzata solamente per grandi luci,

confrontabili a quelle dei ponti strallati e sospesi, poiché è più difficile da

realizzare essendo maggiormente soggetta a fenomeni di instabilità e a

deformazioni associate a torsione non uniforme. Per questo in questo caso si

necessita di diaframmi di irrigidimento che comportano però maggiori difficoltà

realizzative [4].

I ponti a cassone possono essere realizzati anche tramite travi reticolari in acciaio

connesse superiormente e inferiormente: se il reticolo è chiuso, le travi reticolari

formano un cassone con risposta alle sollecitazioni del tutto analoga a quanto

visto in precedenza: il comportamento è scatolare.

I cassoni reticolari, come già visto per i ponti a travata, possono avere anch’essi

altezza variabile, in modo da concentrare il materiale solo laddove gli sforzi si

intensificano.

fig. 2.35 cassone reticolare in acciaio

TIPOLOGIE DI PONTI

32

2.3.2.3 Ponti a cassone con sezione mista

I ponti a cassone si possono realizzare anche mediante strutture miste acciaio-cls.

In questo caso la sezione viene ottenuta con una trave metallica aperta

superiormente che è generalmente più costosa e di più complessa realizzazione.

Le pareti inferiori e laterali verticali sono realizzate in acciaio, mentre la chiusura

superiore è garantita dalla soletta in calcestruzzo che fa anche da piattaforma

stradale [9]. Può risultare una valida alternativa se interamente prefabbricata e se

ha larghezza contenuta (< 5 m), e costituisce un’ottima soluzione strutturale sia

quando è richiesta un’elevata rigidezza torsionale, sia quando si vuol ridurre

l’altezza dell’impalcato ed ottenere un risultato estetico più gradevole.

La sezione più diffusa è sempre quella di fig. 2.30 poiché ha il vantaggio di

contenere la larghezza del fondo (fig. 2.37) e ridurne la parte non efficace. Nel

caso di impalcati molto larghi la soluzione a cassone misto può essere adottata

sostenendo gli sbalzi laterali con travi reticolari inclinate o con semplici puntoni

fig. 2.36 cassone metallico iperstatico ad altezza variabile

fig. 2.37 sezione a cassone mista acciaio-cls con trave in acciaio aperta

fig. 2.38 sezione a cassone mista acciaio-cls con trave in acciaio chiusa e sostegno degli sbalzi laterali

TIPOLOGIE DI PONTI

33

collegati al fondo del cassone (fig. 2.38). Negli impalcati curvi o di grande luce,

per aumentare la rigidezza torsionale durante il varo, la parte metallica può essere

chiusa superiormente (fig. 2.38) [10].

2.3.3 Ponti strallati [4]

Per ponti di luce maggiori bisogna ricorrere ad altri schemi statici: ponti ad arco,

ponti strallati, ponti sospesi. Di questi non valuteremo ponti ad arco e ponti

sospesi a causa del loro differente comportamento, oltre al fatto che i secondi

sono molto rari nel nostro Paese. Valuteremo quindi solamente i ponti strallati,

che invece hanno comportamenti simili a quelli già messi in luce. Il ponte strallato

è molto pratico per luci medio-grandi, utilizzato spesso alternativamente ai ponti

sospesi: a causa delle grandi luci da coprire si cerca una ottimizzazione del

materiale, e quindi una riduzione del peso, garantendo comunque una elevata

resistenza. Il ponte strallato risulta dunque più economico dal punto di vista dei

materiali, meno costoso in fase di montaggio e meno deformabile.

fig. 2.40 schema statico dei ponti strallati

fig. 2.39 Viadotto Fontescodella a Macerata realizzata con cassone misto. Il viadotto è costituito da un impalcato curvo continuo a quattro campate di luci tra i 30 e i 40 metri. Si tratta di cassone monocellulare costituito da una parte metallica trapezoidale (aperta) e una soletta di 30 cm. Il cassone è irrigidito da diaframmi a parete piena solidali alla soletta, posti ad interasse di 5 m e, sul fondo, da due irrigidimenti longitudinali di tipo chiuso.

TIPOLOGIE DI PONTI

34

I ponti strallati sono formati da una trave principale sostenuta da funi perlopiù

rettilinee collegate al pilone: si sfrutta un meccanismo resistente di tipo assiale.

Lo schema statico è ad appoggio elastico: gli stralli rappresentano appoggi

intermedi deformabili. Il compito di resistere a trazione è assunto dagli stralli,

mentre resistono a compressione l’impalcato e le torri.

Deve essere garantito l’equilibrio delle azioni trasmesse all’antenna per evitare

che questa sia soggetta a sollecitazioni di tipo flessionale: entrano in gioco il peso

delle campate e la loro lunghezza. Le campate laterali, solitamente più corte,

devono essere di notevole peso per bilanciare le campate lunghe. Il prodotto

peso*lunghezza delle campate deve essere uguale. Per questo si può trovare

ricorrentemente l’utilizzo dell’acciaio per campate principali (più leggero) e di CA

fig. 2.41 ponte ferroviario strallato a Piacenza

fig. 2.42 funzionamento di un ponte strallato

TIPOLOGIE DI PONTI

35

per quelle laterali. Quindi, se i pesi sono differenti, si può raggiungere l’equilibrio

o attribuendo elevata rigidezza flessionale alle campate laterali oppure

ancorandole a terra.

2.3.3.1 Schemi limite [2]

Si individuano due principali schemi limite:

- Ponte a travata irrigidente e quindi caratterizzato da un numero di stralli

limitato e da una travata con elevata rigidezza flessionale (fig. 2.43);

- Comportamento reticolare in cui la trave ha il solo compito di trasferire

agli stralli adiacenti il carico agente su di essa. In ogni caso la travata deve

avere la rigidezza necessaria per contenere le deformazioni locali dovute

agli allungamenti degli stralli. Si tratta dello schema più classico.

2.3.3.2 Disposizione degli elementi

Stralli

Gli stralli possono essere disposti a ventaglio o ad arpa.

- Ventaglio: ottimo sfruttamento ma concentrazione degli sforzi in cima al

pilone. È anche una difficoltà realizzativa, per questo si cerca di distribuirli

nella parte alta dell’antenna (schema a “ventaglio modificato, fig. 2.44);

fig. 2.43 ponte strallato a travata irrigidente: Ponte General Rafael Urdaneta, Venezuela

TIPOLOGIE DI PONTI

36

- Arpa: viene evitata la concentrazione di cavi nello stesso punto ma il

contributo dei singoli stralli è inferiore. Gli stralli sono disposi paralleli,

tutti con la stessa inclinazione (fig. 2.44).

Antenne

La disposizione delle antenne è determinante per quanto riguarda il contributo

che possono dare alla resistenza torsionale dell’impalcato.

- Baricentriche (fig. 2.45): sono disposte tra le carreggiate (il che implica

necessariamente uno spartitraffico) e non contribuiscono alla resistenza

torsionale: l’impalcato deve avere quindi elevate rigidezza torsionale;

fig. 2.44 schemi delle possibili disposizioni degli stralli

fig. 2.45 viadotto di Milau, Francia: antenne baricentriche

TIPOLOGIE DI PONTI

37

- Su entrambi i lati: gli stralli contribuiscono alla resistenza torsionale

dell’impalcato (fig. 2.41). Se in più sono di tipo ad “A”, ovvero connesse

in sommità, queste presentano maggior rigidezza per sollecitazioni di tipo

trasversale e riducono ulteriormente le oscillazioni torsionali (fig. 2.46).

fig. 2.46 Pont de Normandie, Francia: antennte ad “A”

39

3 DANNI E CAUSE DI DEGRADO

3.1 Introduzione

L’ormai consistente storia realizzativa dei ponti trattati nel precedente capitolo

consente di condurre un’approfondita analisi e classificazione delle varie tipologie

e cause di degrado che interessano queste infrastrutture, che sono molteplici. Nei

ponti con luce medio-grande costruiti negli ultimi 150 anni, i danni più comuni

sono quelli dovuti all’invecchiamento dei materiali, all’azione degli agenti

atmosferici aggressivi e alla scarsa manutenzione [3], ma si vuole qui fare un

quadro generico più ampio portando anche qualche esempio. Si valuteranno le

cause del degrado per le tipologie approfondire nel capitolo precedente sia per

ponti in C.A. e C.A.P. che per ponti in acciaio, tenendo però conto che i ponti a

struttura in acciaio o a struttura mista acciaio-calcestruzzo se regolarmente

mantenuti e sorvegliati non manifestano problemi di alterazione e riduzione

progressiva di efficienza [11], e quindi ci si concentrerà maggiormente sul

calcestruzzo armato.

A partire dal database sui collassi di ponti di cui si sta occupando il professor

Anton Syrkov nell’ambito della Commissione 1 dello IABSE (International

Association for Bridge and Structural Engineering), si è svolta una breve analisi

dei dati dividendo i collassi registrati nel mondo dal 1966 al 2017 per causa di

collasso. Tale analisi è riassunta nella Tabella 1.

Si osserva che le cause di collasso sono raggruppabili in due macro-aree:

- Cause legate all’aspetto gestionale del cantiere e dell’opera finita

(evidenziate in giallo chiaro). Si tratta di circa 130 casi su 500, di cui poco

meno di un centinaio crollati durante la fase costruttiva. Essendo

problematiche legate alla gestione dell’infrastruttura più che alla sua

progettazione o realizzazione, tali cause non verranno approfondite in

questo elaborato di tesi.

DANNI E CAUSE DI DEGRADO

40

- Le cause legate alla progettazione e alla costruzione, nonché alle

prestazioni dell’opera costruita e al degrado causato da negligenze

manutentive o da incidenti di varia natura. Queste rappresentano la

maggior parte del totale (evidenziate in rosso) e sono oggetto di

approfondimento di questo capitolo.

Per questo motivo nell’illustrare le varie cause di danneggiamento e degrado dei

ponti si decide di raggrupparle in cause legate al degrado del materiale (3.2) e

cause legate invece a difetti di progetto e difetti costruttivi (3.3).

3.2 Degrado del materiale [12]

Si tratta di un’alterazione naturale del materiale di cui è composta l’opera, favorita

dall’assenza di attività manutentive [13] o da agenti esterni. Sono problematiche

in genere molto serie e diffuse: basti pensare, per esempio, che lo studio Eupolis

n° ponti causa

80 sovraccarichi (errori di gestione o mantenimento durante la realizzazione o il servizio della struttura)

70 errori di progetto

70 alluvioni

65 corrosioni (principalmente del calcestruzzo) o deterioramento del calcestruzzo armato per errori di manutenzione)

50 negligenze costruttive (crollo impalcature/casseforme)

50 collisioni dei veicoli

46 difetti costruttivi (rottura fragile delle barre di armatura, curvatura, instabilità acciaio o pile, rotture pile)

27 collisioni di navi

8 vento

5 terremoti

5 incendi

4 invecchiamento mattoni (errori di manutenzione/test di controllo)

20 altro/indefinito Tabella 1: riassunto delle cause di collasso dei ponti dal 1966 al 2017.


41

Lombardia ha analizzato ventinove collegamenti sul Po individuando l’esigenza

di interventi urgenti su dodici di questi [14].

Si possono dividere i degradi in fisici, chimici e meccanici, valutando di volta in

volta il materiale che è oggetto di questi attacchi.

3.2.1 Fisici

Il degrado fisico è dovuto ad un’alterazione fisica che si attua essenzialmente

tramite sforzi e sollecitazioni fisici che esercitano un’azione meccanica di

frammentazione del materiale [15], e per questo dipende dalla composizione

mineralogica e dalla struttura granulare del materiale.

Tali fenomeni possono essere cicli gelo/disgelo, infiltrazione di acqua, sbalzi

termici, fenomeni di ritiro e di scorrimento viscoso (creep) [13].

3.2.1.1 Cicli gelo/disgelo e infiltrazione di acqua [16]

Nel calcestruzzo a causa di un non adeguato rapporto a/c o degli additivi aeranti

che lasciano spazi di “sfogo”, l’acqua assorbita aumenta di volume in un clima

freddo (aumento di circa il 9%) [17]. Se l’evento si ripete ciclicamente si possono

generare delle fessure (fig. 3.1) o dei distacchi del calcestruzzo (fig. 3.3 e fig. 3.2):

quando il calcestruzzo ha un’insufficiente distribuzione e grandezza dei pori, in

combinazione con una saturazione d’acqua critica (> 91%) il congelamento

dell’acqua ed il conseguente aumento di volume causa il degrado del calcestruzzo

[18]. Sintomi del degrado sono un progredire dell’esfoliazione della superficie del

calcestruzzo, distacchi localizzati o micro-fessure e, nelle fasi più avanzate,

riduzione della resistenza del calcestruzzo: questo attacco conduce ad una perdita

continua di superficie del calcestruzzo e quindi ad una conseguente riduzione

della resistenza [12]. In generale il calcestruzzo caratterizzato da un basso

rapporto acqua/cemento denota una più elevata resistenza al gelo rispetto al

calcestruzzo con rapporto a/c elevato. Una resistenza adeguata ai cicli di gelo e


42

disgelo è garantita se il contenuto d’aria è prossimo al 4% del volume d’impasto

e se le cavità d’aria sono ben distribuite [18].

I cicli gelo e disgelo sono pericolosi anche perché possono determinare il ristagno

di elementi inquinanti all’interno del materiale e della sua struttura interna. In

generale, chiaramente il danno è tanto maggiore quanto è più elevato il numero

di cicli gelo/disgelo a cui il materiale è effettivamente sottoposto [13].

Chiaramente l’effetto del ghiaccio è deleterio solo se c’è acqua allo stato liquido

all’interno del cls, ma questo non vuol dire che per evitare questo tipo di degrado

il cls debba essere perfettamente secco, ma piuttosto che il livello di umidità non

superi il determinato valore chiamato “saturazione critica” indicato in

precedenza.

Infatti, se l’acqua presente all’interno della porosità del calcestruzzo è sotto al

valore detto, il suo volume aumenterà ghiacciando, ma di un valore contenuto

che gli permette di rimanere all’interno dei pori senza creare tensioni: i problemi

si presentano quando l’acqua già allo stato liquido riempie gran parte del volume

dei pori.

fig. 3.1 fessurazione per un attacco gelo/disgelo


43

È anche vero che la rottura del cls potrebbe verificarsi senza il superamento del

valore di saturazione, per la sola presenza di acqua in eccesso: la percentuale

potrebbe essere sotto al limite indicato, ma la sua distribuzione all’interno del cls

potrebbe non essere eterogenea e dunque si potrebbero riscontrare delle zone

critiche in cui c’è una maggiore concentrazione di acqua. Per risolvere questo

inconveniente si misura la percentuale presente sulla faccia corticale, ovvero dove

si innescano i fenomeni di degrado causati dai cicli gelo/disgelo (fig. 3.3 e fig.

3.2).

Con lo scopo di evitare gli effetti negativi delle basse temperature sul calcestruzzo

occorre diminuire la microporosità capillare e favorire la presenza di macro-pori

di dimensioni comprese tra 100 e 300 µm), aggiungendo alla miscela additivi

aeranti e mantenendo un basso rapporto a/c con l’aggiunta di aggregati non gelivi

nelle situazioni più ostili [19].

Riassumendo si può dire che i danni dovuti ai cicli gelo/disgelo si verificano con

la concomitanza di basse temperature e assenza di macro-porosità, e che il tipo di

danno, ovvero la fessurazione e il distaccamento del calcestruzzo, è proporzionale

al livello di porosità e di saturazione di umidità, oltre che al numero di cicli

gelo/disgelo e alla quantità di aria inglobata.

fig. 3.3 degrado da gelo/disgelo fig. 3.3 degrado da gelo/disgelo


44

3.2.1.2 Sbalzi termici

Le dilatazioni termiche cui sono soggetti i materiali per effetto dei cambiamenti

di temperatura possono indurre tensioni all’interno del materiale. In particolare,

tale fenomeno non produce alterazioni significative se il materiale è lasciato libero

di muoversi, mentre provoca tensioni se vincolato rigidamente.

Il coefficiente di dilatazione termica di un materiale è direttamente proporzionale

alla deformabilità dello stesso [13].

Nel calcestruzzo gli effetti termici, quali il riscaldamento e/o raffreddamento della

struttura, possono indurre tensioni interne che provocano una deformazione della

struttura e una conseguente fessurazione. Il meccanismo di fessurazione è

innescato dalla differenza di temperatura che può esserci tra il cuore

dell’elemento strutturale, più caldo per l’assenza di calore dissipato, e gli strati

corticali che essendo soggetti a maggiore dissipazione verso l’ambiente sono più

freddi. Gli stati tensionali conseguenti al differente comportamento dilatazionale

fra gli elementi presenti favoriscono la nascita di quadri fessurativi.

I gradienti termici, ovvero il valore che indica quanto violentemente varia la

temperatura della struttura spostandosi dal cuore verso la superficie, sono i

responsabili delle deformazioni termiche (nelle strutture isostatiche) e degli stati

tensionali non compatibili con la resistenza del materiale o con la funzionalità

delle strutture (per quanto riguarda le strutture iperstatiche) [20].

I gradienti termici possono avere varia natura e causare danni più o meno gravi,

da quadri fessurativi a deformazioni, fino ad arrivare al collasso della struttura.

In questi termini i cicli gelo-disgelo si possono ritenere gradienti termici

giornalieri. Si può poi parlare di gradienti termici stagionali e di gradienti

accidentali, come nel caso dell’incendio. Infine, può accadere che anche in fase

di realizzazione della struttura si verifichino degli sbalzi di temperatura non

adeguati a causa di un non ottimale controllo delle lavorazioni. Diversi fattori in


45

fase costruttiva infatti influenzano il comportamento dilatazionale della struttura:

la temperatura del calcestruzzo, il mantenimento della lavorabilità, i tempi di

presa, lo sviluppo delle resistenze meccaniche, il ritiro (fenomeno approfondito

nel paragrafo successivo), le temperature a cui è sottoposta la struttura nelle

giornate successive al getto, ecc. [20].

Vale la pena soffermarsi sul fenomeno accidentale dell’incendio. La pasta di

cemento ha caratteristiche elasto-meccaniche differenti rispetto a quelle

dell’aggregato: per questo motivo insorgono micro-fessure tra pasta e aggregato.

Sotto l’azione prolungata del fuoco la temperatura del calcestruzzo può

raggiungere temperature che superano i 700°C e che di conseguenza aumentano

fortemente la pressione interna a causa dell’evaporazione dell’acqua presente

nella pasta cementizia che provoca il distacco del copriferro e la diretta

esposizione dei ferri di armatura al fuoco: in caso di incendio il copriferro riveste

un ruolo fondamentale in quanto protegge le armature [21]. L’effetto delle alte

temperature è distruttivo poiché i ferri di armatura possono resistere fino ad una

temperatura di 500°C, mentre il calcestruzzo resiste fino a 650°C, per questo il

copriferro risulta fondamentale: rallenta il propagarsi della temperatura. Più è

spesso il copriferro maggiore è il tempo che i ferri ci impiegano a raggiungere la

temperatura di collasso, che si attesta intorno ai 500°C [19].

Riassumendo, i danni che un incendio può causare ad una struttura sono

molteplici e molto pericolosi:

- Le armature, anche se protette dal copriferro, riscaldandosi espandono il

loro volume creando tensioni nel cls fino all’espulsione dello stesso;

- Le armature esposte al fuoco invece espandono molto più velocemente

del cls e possono dunque causarne l’espulsione e la perdita di aderenza;

- Anche i sistemi di estinzione rappresentano una minaccia per la struttura,

in quanto i getti d’acqua raffreddano improvvisamente i materiali e

provocano quindi un forte sbalzo termico improvviso che causa delle


46

fessurazioni all’interno dei materiali che possono risultare letali per

strutture già indebolite dall’incendio [15]. In questo caso l’ossido che si è

formato a causa del calore si trasforma in calce disintegrando il cls [19].

- L’estremo caldo a cui è esposta la faccia più vicina al fuoco può far sì che

si verifichi il fenomeno dello spalling, dovuto alla rapida espansione di

alcuni aggregati che scoppiando possono staccare anche il cls adiacente,

esattamente come accade nel caso dei fenomeni di gelo/disgelo.

fig. 3.4 riassunto del comportamento del calcestruzzo esposto a incendio


47

- In caso di esposizione al fuoco prolungata le armature possono

raggiungere la loro temperatura di collasso e perdere quindi la loro

resistenza a trazione, causando il cedimento della struttura [19].

3.2.1.3 Fenomeni di ritiro e scorrimento viscoso

Nelle strutture in C.A./C.A.P. quando l’umidità relativa dell’ambiente scende sotto

il 95% il calcestruzzo tende ad “essiccarsi”, ovvero si verifica il cosiddetto

fenomeno del “ritiro”. L’essiccamento è più intenso nella parte superficiale del

calcestruzzo e dunque il ritiro è più marcato nella parte più interna [21].

Un ritiro accentuato fa insorgere delle tensioni che superano la resistenza a

trazione del calcestruzzo e provocano fessurazioni nella struttura (fig. 3.5), dando

libero accesso agli agenti aggressivi come acqua e umidità fino alle armature, i

cui effetti verranno approfonditi nei paragrafi successivi. Il creep, scorrimento

viscoso, sovrapposto al ritiro provoca (soprattutto nelle strutture precompresse)

variazione di tensione nelle armature delle strutture soggette a carico costante nel

tempo che possono incidere sulla sicurezza della struttura stessa [17].

Il ritiro può essere di tipo plastico e di tipo igrometrico. Il primo si verifica quando

il calcestruzzo, ancora nella fase plastica post-getto cede parte della sua umidità

fig. 3.5 fessurazione in una pavimentazione in cls


48

all’ambiente esterno causando contrazioni: la fessurazione in questo caso è legata

alle condizioni in cui viene realizzato il getto. Infatti, in strutture casserate

l’evaporazione non avviene essendo chiuse, mentre in opere dove il cls si trova a

diretto contatto con l’ambiente si può verificare evaporazione a causa della

temperatura, della bassa umidità esterna e del forte vento. Questo ritiro poiché

avviene mentre il calcestruzzo è ancora fresco può causare micro-fessure

superficiali. Questi effetti dovuti a ritiro plastico si possono evitare prestando

attenzione al fatto che l’acqua presente nell’impasto non evapori troppo

rapidamente durante le ore di presa del getto (es. telo impermeabile,

innaffiamento del calcestruzzo, ecc.)

Il ritiro di tipo igrometrico è invece dovuto alla cessione di umidità all’ambiente

con umidità relativa bassa lungo tutto l’arco della vita utile della struttura. Il ritiro

igrometrico si concentra nei primi sei mesi di vita della struttura ed è quindi

impossibile pensare ad un controllo simile a quello del ritiro plastico (impensabile

bagnare il calcestruzzo per tutti i primi mesi di vita della struttura): occorre agire

su fattori diversi, diminuendo per esempio il rapporto acqua/cemento [19].

I fenomeni di ritiro e creep in genere provocano stati fessurativi (fig. 3.5)

facilmente identificabili ma che se ignorati e trascurati possono comportare gravi

danni alla struttura in particolare a causa del contatto che creano fra gli agenti

esterni e l’interno del materiale. In casi estremi questo insieme di fattori nel lungo

periodo può portare al collasso della struttura o direttamente o per misura

correttive errate, come successo il 26 settembre 1996 a Palau, quando collassò il

Koror-Babelthuap Bridge su canale Toagle è collassato.1

Il ponte in questione era realizzato con travi in calcestruzzo armato precompresso

e crollò improvvisamente uccidendo 2 persone e ferendone altre 4.

1 Dal database del professor Anton Syrkov nell’ambito della Commissione 1 dello IABSE (International Associations for Bridge and Structural Engineering)


49

Il collasso si verificò durante condizioni meteorologiche e di carico favorevoli, sei

anni dopo esser stato dichiarato sicuro da due team di collaudatori e solamente

tre mesi dopo il completamento dei lavori di rinforzo necessari per correggere un

importante abbassamento della struttura in continuo peggioramento.

Il problema fu che l’abbassamento, già registrato nel 1990 pari a 1,2 metri, era

causato dal fenomeno del rilassamento viscoso (creep) che però venne ignorato e

sottovalutato (il ponte venne dichiarato sicuro e in perfetto stato di salute). Dal

1990 al 1996 il fenomeno progredì fino a causare un ulteriore abbassamento di

un altro metro. Nel 1996 si decise dunque di intervenire, ma la decisione fu dettata

dalla volontà di riparare il danno estetico più che quello strutturale, e così il ponte

venne modificato nei suoi meccanismi: il giunto a cerniere centrale

originariamente privo di carico venne caricato con un blocco continuo di cemento,

vennero poi aggiunti otto cavi di precompressione per raddrizzare la campata e

otto alette piatte che caricarono il centro del ponte.

Queste modifiche hanno causato un cedimento al taglio dal lato di Babeldaob e

un conseguente momento eccessivo sul lato di Koror che causarono il crollo della

campata in acqua (fig. 3.7).

fig. 3.6 il ponte Koror-Babelthuap sul canale Toagle prima del collasso


50

I fenomeni di ritiro e creep ovviamente avvengono solamente nel calcestruzzo

armato. Nelle strutture in acciaio il fenomeno paragonabile che può avvenire è

quello di un rilassamento dei bulloni, sebbene la coppia di serraggio di progetto

tenga già conto di questa possibilità. Ma nel caso di forti variazioni termiche o di

importanti vibrazioni è un effetto a cui prestare attenzione: per questo è previsto

un controllo periodico della coppia di serraggio dei bulloni [11].

3.2.2 Chimici

L’alterazione chimica di un materiale comporta la modifica della composizione

profonda dello stesso: i processi chimici sono più profondi di quelli fisici, seppur

maggiormente localizzati [15].

In genere il degrado chimico è dovuto alla presenza di acqua o condensa piovana,

che essendo inquinata è ricca di sali e anidride carbonica che ne modificano il Ph

rendendola aggressiva sui materiali da costruzione.

In particolare, l’anidride carbonica con l’acqua si trasforma in acido carbonico che

altera sia il calcestruzzo che materiali metallici grazie a processi di carbonatazione

e ossidazioni; mentre l’anidride solforosa e l’anidride solforica, che si trovano

fig. 3.7 il collasso del ponte Koror-Babelthuap del 26 settembre 1996


51

nell’aria in piccole quantità, possono essere dannose per il calcestruzzo tramite il

processo chimico che si innesta con l’acqua o l’ossigeno presente in atmosfera

che determina un’alterazione del materiale per solfatazione e ossidazione [13].

L’entità del danno causato da un degrado chimico dipende dalla quantità di acqua

piovana che colpisce il materiale, dalla porosità dello stesso e dalla durata del

fenomeno.

Riassumendo, si può dire che il degrado chimico è causato dalle seguenti

alterazioni:

- Attacco solfatico (calcestruzzo);

- Attacco da anidride carbonica (calcestruzzo e acciaio);

- Attacco da cloruri di calcio o di sodio (calcestruzzo e acciaio).

3.2.2.1 Attacco solfatico [22]

Il processo di solfatazione è causato dalla presenza di anidride solforosa (SO2)

nell’aria, nell’acqua o nel terreno in adiacenza della struttura. Nei processi

industriali, così come nel terreno e nelle acque, i solfati solubili più comuni

presenti sono quelli di calcio e di sodio, mentre i più aggressivi sono quelli di

magnesio, che allo stesso tempo sono i meno diffusi [19].

L’anidride solforosa presente nell’aria è prodotta da residui della combustione di

oli derivati dal petrolio, dall’azione di microrganismi ed inquinanti, oppure da

eruzioni vulcaniche. In aree urbane la presenza di anidride solforosa nell’aria si

manifesta sottoforma di croste nere sulle superfici delle strutture, il cui colore

deriva dalla presenza appunto di inquinanti atmosferici [13].


52

Ettringite

I solfati provenienti dai terreni o dalle acque a contatto con la struttura vengono

trasportati all’interno della matrice cementizia dall’acqua: lo ione solfato reagisce

così con l’idrossido di calce della pasta cementizia e forma gesso bi-drato [23].

Questo va a reagire a sua volta con gli alluminati di calcio idrati formando

ettringite secondaria (fig. 3.8), che a differenza di quella primaria (ovvero quella

non dannosa poiché che si forma dal legame tra gli alluminati anidridi e il gesso

aggiunto nel cemento per regolare la presa) risulta dannosa poiché formata dopo

la fase di presa: aumentando di volume provoca delaminazione, rigonfiamenti,

fessurazioni e distacchi (fig. 3.9). L’ettringite primaria invece oltre a non essere

dannosa è utile poiché crea una barriera attorno agli alluminati che ne rallenta il

processo di idratazione [19].

Inoltre, come accennato in precedenza, un’importante differenza tra ettringite

primaria e secondaria sta nel fatto che la prima si forma quasi subito e in maniera

uniforme all’interno del getto, mentre il cls è ancora in uno stato plastico: ciò fa

fig. 3.8 formazione di ettringite


53

sì che si creino piccole tensioni espansive non dannose poiché il getto è ancora in

grado di assecondarle al contrario del caso di ettringite secondaria in cui il getto

ha già acquisito la sua rigidezza finale. I solfati oltre che dall’esterno possono

provenire anche dall’interno del cls sotto forma di impurità naturali negli

aggregati (in forma di gesso o anidrite). Il gesso degli aggregati ha dimensioni

maggiori rispetto a quello aggiunto al cemento per la presa e ciò lo rende meno

solubile in acqua: questo fa sì che non sia subito disponibile per la formazione di

ettringite primaria, ma solo in un secondo momento provoca la formazione di

ettringite secondaria nel cls ormai stagionato creando così fessurazione [19].

Thaumasite

Un altro tipo di attacco solfatico si manifesta in presenza di carbonato di calcio in

condizioni di elevata umidità relativa (maggiore del 95%) e temperature basse

(inferiori ai 10°C). In queste condizioni si possono innescare delle reazioni

fig. 3.9 calcestruzzo interessato da aggressione solfatica

fig. 3.10 formazione di thaumasite


54

chimiche che formano la thaumasite (fig. 3.10), un materiale incoerente che

provoca la decalcificazione con la conseguenza che il calcestruzzo si sgretola al

tatto. La formazione di questo prodotto può avvenire rapidamente [23].

3.2.2.2 Reazione alcali-aggregati [16]

Alcuni tipi di aggregati presenti nel calcestruzzo, come quelli che contengono

silice reattiva, reagiscono con due alcali contenuti nel cemento (potassio e sodio),

oppure con quelli proveniente dall’ambiente esterno sotto forma di cloruro di

sodio (NaCl: sali disgelanti o acqua di mare) [19].

Se sono presenti quei tipi aggregati in grado di reagire con la soluzione alcalina

presente nei pori del conglomerato cementizio, queste reagendo producono un

gel che si espande assorbendo acqua, e che quindi accentua la sua espansione se

esposto all’umidità. Tale espansione crea stati tensionali interni che possono

portare al danneggiamento del calcestruzzo intorno all’aggregato in questione.

Le reazioni alcali-aggregati possono creare forte ammaloramento delle strutture

in cls molto lentamente: il processo avviene in maniera eterogenea e lentamente

nel tempo in quanto la reazione è legata alla composizione degli aggregati

contenenti silice amorfa. Il prodotto di tale reazione sono i silicati di sodio e

potassio idrati, molto voluminosi.

fig. 3.11 fessurazione diffusa nel cls a causa delle reazioni alcali-aggregati


55

I segni visibili di tale reazione possono consistere in una fessurazione diffusa

casualmente (map cracking, fig. 3.11 e fig. 3.13) oppure nel

rialzamento/espulsione di piccole porzioni di calcestruzzo al di sopra

dell’aggregato siliceo reattivo (pop-out, fig. 3.12). Quest’ultimo fenomeno è

possibile riscontrarlo ricorrentemente nelle pavimentazioni industriali.

La pericolosità insita in questo tipo di degrado (oltre alla preliminare difficoltà a

riconoscere la reattività degli aggregati per poterne evitare l’impiego) è la lentezza

della manifestazione visibile, che può avvenire anche dopo decine di anni dalla

messa in opera, creando molti problemi per il ripristino [17]. Inoltre, una volta che

il calcestruzzo si è ammalorato un’ulteriore percentuale di umidità accelera il

fig. 3.12 fenomeno del pop-out: espulsione di una porzione di cls

fig. 3.13 struttura con forte fessurazione ramificata (map cracking)


56

processo di reazione ed aggiunge il rischio di deterioramento dovuto ai cicli

gelo/disgelo approfonditi nel paragrafo 3.2.1.1 [19].

3.2.2.3 Attacco da anidride carbonica [22]

L’attacco da anidride carbonica ha due principali effetti [17] poiché l’aggressione

dovuta alla CO2 si può manifestare in diversi modi a seconda del contesto in cui

ci si trova. L’ambiente chimicamente aggressivo a cui sono esposti i manufatti in

cemento armato ha una notevole influenza sulla durata nel tempo di tali strutture.

L’anidride carbonica presente in acqua e in aria è un agente aggressivo spesso

trascurato, molto deleterio. Nello specifico, nelle strutture il contatto con l’aria

può causare la carbonatazione del calcestruzzo, mentre se esse si trovano a

contatto con acqua può instaurarsi il fenomeno del dilavamento della pasta

cementizia [19].

Carbonatazione e corrosione diffusa [24]

Alte concentrazioni di anidride carbonica possono portare al fenomeno della

carbonatazione, diffuso specialmente nei centri urbani molto inquinati.

La carbonatazione è un processo chimico che genera carbonati. Tale fenomeno è

frequente nei materiali leganti (cemento, calce, ecc.) in cui l’idrossido di calcio

fig. 3.14 esempio di struttura danneggiata a causa dell’anidride carbonica


57

presente reagendo con l’anidride carbonica forma carbonato di calcio secondo la

seguente reazione chimica [13]:

Ca(OH)2 + CO2 → CaCO3 + H2O

Il fenomeno chimico interessa il calcestruzzo, ma influisce negativamente sui ferri

di armatura consentendo la loro ossidazione: la natura alcalina e la densità del

calcestruzzo rappresentano una barriera chimica e fisica nei confronti dell’attacco

della corrosione sulle barre d’armatura. La durabilità delle strutture in

calcestruzzo dipende dalla protezione che il copriferro garantisce alle armature

nei confronti della penetrazione di cloruri, acqua ed ossigeno, che sono alcuni

degli ingredienti essenziali affinché si instauri il processo di corrosione

dell’acciaio delle armature [18] (ossidazione, ovvero la trasformazione chimica

dove si verifica una perdita di elettroni da parte di una specie chimica. Il processo

di ossidazione è sempre accompagnato da un processo di riduzione: il

componente che cede elettroni si ossida mentre il componente che li acquisita si

riduce [13]).

Il fenomeno chimico della carbonatazione consiste nella trasformazione della

calce (formata a seguito dell’idratazione del cemento) in carbonato di calcio. Tale

trasformazione è dovuta alla penetrazione di CO2 nel calcestruzzo: l’anidride

carbonica, il cui contenuto dipende dall’ambiente circostante e dal suo livello di

inquinamento, si combina chimicamente con la calce trasformandola in carbonato

di calcio (calcare) e vapor acqueo.

Di per sé il fenomeno della carbonatazione non è pericoloso per il calcestruzzo in

sé, ma ha effetti molto pericolosi sui ferri di armatura. Infatti, un calcestruzzo sano

ha un pH maggiore di 13, e in questa condizione sui ferri di armatura si crea un

film di ossido ferrico passivo che li impermeabilizza al passaggio di ossigeno e

umidità, il che è ottimo poiché l’ossidazione del ferro, ovvero la ruggine, si

sviluppa in presenza di ossigeno e acqua. Dunque, il valore alcalino della calce

presente nel calcestruzzo di fatto “difende” le barre di armatura dall’attacco


58

dell’ossigeno e dell’acqua che penetrano attraverso la porosità capillare del

calcestruzzo.

Il fenomeno della carbonatazione è pericoloso poiché elimina questa protezione:

avviene il fenomeno della passivazione dei ferri di armatura, motivo per cui si

cerca di fare il calcestruzzo molto alcalino. Quando la carbonatazione raggiunge

il livello delle armature questo non funziona più da materiale protettivo: il calcare

ha valori propri di pH ben più bassi della calce (circa 9 contro 13-14 della calce),

e quando il pH scende sotto 11, l’ambiente diventa ostile per i ferri di armatura

che si depassivano, cioè diventano vulnerabili all’attacco dell’ossigeno e

dell’acqua e quindi si arrugginiscono (l’acciaio nelle strutture in cemento armato

inizialmente si trova in condizioni dove la velocità di corrosione è praticamente

nulla: tali condizioni vengono dette di “passività”). Talvolta se la struttura si

carbonata il pH del cls può assumere valori anche inferiori a 9, creando un

ambiente molto alcalino e dunque ostile per le armature che si possono

arrugginire rapidamente.

Quando i ferri sono esposti all’aggressione dell’ossigeno e dell’umidità presenti

in aria e quindi si innesca il processo di corrosione (fig. 3.16). Arrugginendosi i

ferri delle armature riducono la loro sezione originale e allo stesso tempo

aumentano il loro volume fino a circa sei volte, poiché l’ossido di ferro è

fig. 3.15 struttura soggetta a carbonatazione con completa espulsione del copriferro circostante le armature


59

decisamente maggiore di quello della barra originale [18]. Ciò causa delle tensioni

interne al calcestruzzo che interessano tutto il copriferro e generano importanti

stati fessurativi (fig. 3.14 e fig. 3.17) se non addirittura il distaccamento del

copriferro (fig. 3.15), quindi una maggior esposizione agli agenti aggressivi e di

conseguenza un sempre più rapido degrado della struttura: il degradamento sarà

sempre più veloce in quanto si creeranno vie di accesso più facili per ossigeno e

umidità.

Non è quindi l’anidride carbonica che danneggia direttamente il calcestruzzo

(paradossalmente il calcestruzzo carbonatato ha resistenza alla compressione

maggiore), ma l’effetto che essa ha sui ferri di armatura. Il danno è strutturale:

oltre a fessurare il calcestruzzo e ridurne la sezione, vengono modificate anche le

fig. 3.16 stato fessurativo del calcestruzzo preliminare al distaccamento del copriferro

fig. 3.17 corrosione dei ferri di armatura


60

sezioni metalliche di progetto e il ferro non è più protetto, e viene esposto così

anche all’attacco da cloruri di cui si parla nel paragrafo 3.2.2.4.

La velocità di degrado dipende dalla velocità con cui penetra la CO2, che procede

dall’esterno verso l’interno del calcestruzzo. La velocità di penetrazione è

fortemente influenzata dal tenore di umidità: il trasporto dell’anidride carbonica

è molto veloce in fase gassosa, ovvero all’interno dei pori pieni di aria, mentre è

molto più lento nei pori dove c’è presenza di umidità. Nei pori saturi di acqua la

velocità di penetrazione è infatti pressoché nulla. È anche vero che affinché la

carbonatazione del calcestruzzo avvenga è necessaria la presenza di umidità [19].

In fig. 3.18 è riassunto il concetto di velocità di penetrazione: si riporta la curva

velocità di carbonatazione in funzione dell’umidità relativa del calcestruzzo. Si

osservi come tale fenomeno sia particolarmente incisivo in ambienti con Ur tra il

50 e il 90% [17]: al di fuori di questo intervallo la velocità diminuisce fino ad

essere nulla in condizione completamente asciutte o completamente sature.

Il fenomeno della carbonatazione è quindi dannoso solo per le strutture in

calcestruzzo armato (per le quali rappresenta una delle maggiori cause di degrado

[13]), mentre non è rilevante per il calcestruzzo non armato. Per individuare il

degrado dovuto alla carbonatazione si utilizza un metodo colorimetrico basato

sulla colorazione che il calcestruzzo assume dopo che la sua superficie viene tratta

con una soluzione all’1% di fenolftaleina in alcool etilico. Questa soluzione a

contatto con un materiale non carbonatato si colora di rosso mentre se interessato

fig. 3.18 grafico rappresentante la velocità di carbonatazione.


61

dalla carbonatazione rimarrà incolore. In questo modo si riesce ad individuare lo

spessore di calcestruzzo interessato dal fenomeno: la profondità del calcestruzzo

armato interessato va a identificare la gravità del danno. Per eseguire il ripristino

della struttura bisogna eliminare tutto lo spessore di materiale penetrato dalla CO2

in corrispondenza dei ferri d’armatura [19].

Cementi Portland risultano più sensibili a questo processo di degrado rispetto a

cementi Pozzolanici in virtù di una minore disponibilità di calce di idratazione

consumata nella reazione pozzolanica [17].

Dilavamento [17]

Quando il calcestruzzo viene a contatto con l’acqua, contenente anidride

carbonica, il fenomeno che si verifica è quello del dilavamento. Tale fenomeno

consiste nell’asportazione di matrice cementizia dovuta ad un’azione meccanica

dell’acqua sul calcestruzzo. Questo fenomeno è aggravato in presenza di acque

particolarmente acide (acque pure di montagna, presenza di sostanze dovute a

scarichi industriali o acido solforico di origine organica) [19].

L’anidride carbonica presente in acque reagisce con il carbonato di calcio (poco

solubile) formando bicarbonato di calcio (molto solubile) che viene asportato

fig. 3.19 uno stato corrosivo molto avanzato


62

dall’acqua in movimento e genera depositi calcarei sulla superficie del materiale

(dilavamento). Questo processo provoca la dissoluzione del calcestruzzo: è

dunque visibile come una rimozione parziale della pasta cementizia superficiale

(fig. 3.20).

Ovviamente il fenomeno è rilevante quando il cls si trova a contatto con acque in

movimento o in caso di clima molto umido, a contatto con l’atmosfera. A contatto

con il calcestruzzo esse tendono pertanto a disciogliere la calce e i composti a

base di calcio. Le acque pure invece (condensazione di nebbia, acque piovane,

ghiaccio sciolto, ecc.) non contengono sali di calcio, se non in maniera ridotta.

Il dilavamento procede più o meno velocemente a seconda della velocità con cui

si muove l’acqua, del grado di finitura della superficie del cls e del volume della

porosità capillare del materiale.

In questo caso l’analisi chimica, termica, piuttosto che per diffrazione dei raggi X

non risulta essere appropriata per individuare il fenomeno del dilavamento in

quanto il prodotto di questo tipo di degrado è il bicarbonato di calcio che è molto

solubile. Di conseguenza con il passaggio dell’acqua il bicarbonato di calcio viene

asportato e non si può più individuare sulla superficie [19]. Non potendo dunque

condurre analisi di questo tipo, l’unico modo per rilevare il danneggiamento della

fig. 3.20 dilavamento del calcestruzzo


63

struttura per dilavamento è quello di condurre un’attenta analisi visiva per

identificare aggregati scoperti e quindi porzioni di superfice degradata.

3.2.2.4 Attacco da cloruri [16]

L’aggressione da parte dei cloruri sulle strutture in calcestruzzo può avvenire se il

materiale rimane a contatto con ambienti in cui il contenuto di cloruri è alto, come

l’acqua marina, i sali disgelanti o le materie prime inquinate con cui il cls può

essere confezionato.

Il processo di degrado di per sé è molto simile a quello per anidride carbonica, nel

senso che gli effetti procurati sono gli stessi: la pericolosità di questo processo di

degrado consiste nella possibile corrosione dei ferri di armatura. Il cloruro infatti

una volta penetrato nel cls se raggiunge i ferri elimina il film passivante di ossido

ferrico, lasciandoli, come visto, esposti al processo di corrosione

La penetrazione comincia anche in questo caso in superficie, per poi proseguire

all’interno del cls. Il tempo di penetrazione dipende dalla concentrazione di cloruri

con cui la superficie del calcestruzzo si trova in contatto, dalla permeabilità del

calcestruzzo e dalla percentuale di umidità presente.

Anche in questo caso l’ossidazione dei ferri si verifica nel momento in cui si ha la

presenza di due fattori contemporaneamente: la presenza di cloruri che

depassivino i ferri e l’umidità unita all’ossigeno. Infatti, in una struttura

completamente immersa in acqua marina nonostante il contenuto di cloruri sia

molto elevato non si potrà avviare il processo di degrado poiché i pori saranno

completamente sature di umidità e dunque l’ossigeno non riuscirà a penetrare nei

pori: la corrosione delle barre di armatura non si potrà verificare o sarà

trascurabile. La zona critica di tale struttura immersa nel mare sarà quella in

corrispondenza del pelo libero dell’acqua, poiché sottoposta a moto ondoso e

maree, e quindi periodicamente bagnate e asciutta: il contatto frequente con un


64

elevato numero di cloruri viene accompagnato da una continua esposizione

all’aria [19].

Come per l’anidride carbonica, una volta innescato il processo tutte le strutture

diventano più vulnerabili: la corrosione diventa sempre più veloce poiché trova

sempre più vie di accesso sempre più facili. La concentrazione di cloruri che basta

ad avviare l’ossidazione dei ferri è direttamente proporzionale al pH del cls: più

questo è alcalino, più cloruro sarà necessario per avviare il processo di degrado.

Proprio per quanto detto è possibile anche legare il fenomeno della

carbonatazione al degrado dovuto ai cloruri, in quanto il fenomeno affrontato nel

paragrafo precedente, come visto, abbassa il pH del calcestruzzo e lo rende

dunque più vulnerabile all’attacco da cloruri poiché ne saranno necessarie

quantità ridotte per avviare il processo di degrado.

Le cause del degrado per cloruri in realtà possono essere molteplici. Occorre

distinguere l’attacco dovuto a cloruri di sodio e quello dovuto a cloruri di calcio

poiché interagiscono diversamente col calcestruzzo [17] nonostante provochino

ugualmente il degrado: mentre il cloruro di sodio è uno dei responsabili delle

fig. 3.21 corrosione dovuta all’attacco da cloruri


65

reazioni alcali-aggregati affrontate nel paragrafo 3.2.2.2 e quindi forma silicati di

sodio e potassio idrati che a causa del loro volume inducono tensioni interne alla

struttura, il cloruro di calcio ha una notevole azione aggressiva direttamente sul

calcestruzzo a causa della reazione con la calce che produce un ossicloruro di

calcio idrato molto voluminoso che causa la disintegrazione della pasta

avvolgente gli aggregati, con formazione di fessurazioni e delaminazione. Inoltre,

il cloruro di calcio è largamente più utilizzato del cloruro di sodio.

Come per l’anidride carbonica quindi, nel calcestruzzo armato il cloruro si fa largo

fino alle armature depassivandole (Ph<9) e innescando fenomeni corrosivi

localizzati e penetranti (pitting). La corrosione delle armature sviluppa la ruggine,

prodotto espansivo che diminuisce la sezione resistente delle armature e esercita

forze interne sul conglomerato cementizio. L’aumento di volume può provocare

stati fessurativi che contribuiranno al diffondersi dei degradi citati. Nel peggiore

dei casi, gli stati fessurativi e i degradi sono così marcati che comportano

l’espulsione del copriferro. Se questi attacchi riguardano cavi di precompressione

le conseguenze relative alla stabilità della struttura possono essere molto critiche.

I processi corrosivi sono responsabili di vari fenomeni di degrado, strutturale e

non, principalmente [25]:

- La riduzione dell’area della sezione trasversale delle armature;

- L’espulsione del copriferro di calcestruzzo che nel tempo porta alla

diminuzione della capacità portante della struttura e, in casi ancor più

eccessivi, al collasso della struttura;

- La perdita di aderenza acciaio – cls che si traduce in una modifica dello

stato tensionale interno, nonché causa di rottura fragile dell’elemento.

A provocare il processo corrosivo possono essere anche i sali disgelanti

largamente utilizzati sulle strade, stesi sui manti stradali nei periodi invernali. Essi

infatti contengono cloruri che di per sé sono abbastanza innocui, ma la

combinazione con altri fattori li rende pericolosi. In particolare, la pioggia e il


66

passaggio di mezzi pesanti contribuiscono in maniera decisiva a far penetrare i

sali nella struttura, generando corrosione e quindi degrado.

Il cloruro che penetra nella struttura collabora alle reazioni che portano il

conglomerato cementizio a disintegrarsi, senza però danneggiare gravemente la

struttura. Il cloruro tende a fessurare e a delaminare il cls a causa della

disintegrazione della pasta cementizia che avvolge gli aggregati. Questo tipo di

attacco è tanto più favorito quanto più è bassa la temperatura e quanto più è

modesta la permeabilità del cls.

L’applicazione di sali disgelanti può risultare fatale se avviene per periodi

prolungati, in presenza degli altri fattori descritti in precedenza, senza che vi sia

un controllo della struttura. È questo il caso del Lake View Drive Bridge, lungo la

Interstate 70 vicino a South Strabane in Pennsylvania. Il 26 dicembre 2005 questo

sovrappasso stradale con struttura semplice a travata ha visto crollare una delle

sue travi (fig. 3.22), lunga 53 metri e pesante 60 tonnellate. Quarantacinque anni

di sale disgelante stradale corrosivo sono penetrati nella struttura a causa

dell’acqua piovana e del passaggio dei camion, le cui ruote passavano

fig. 3.22 il crollo della trave del ponte Lake View Drive Bridge in Pennsylvania


67

esattamente sulla trave caduta: ciò è risultato fatale per la trave che è collassata

improvvisamente [26].

Un evento simile si verificò cinque anni prima, il 20 maggio 2000, nel North

Carolina vicino a Concord, quando ponte pedonale si spezzò a metà

improvvisamente. Il crollò si verificò mentre migliaia di persone stavano

attraversando il ponte dopo la fine di un evento di motori (fig. 3.23). Il ponte, la

cui campata principale era lunga 25 metri, aveva le barre di armatura parecchio

indebolite a causa dei cloruri penetrati negli anni: tutti gli 11 cavi sepolti nel

cemento sono stati trovati corrosi. Il crollò causo 107 feriti e, fortunatamente,

nessuna vittima.

Anche le strutture completamente realizzate in acciaio, ovviamente, sono

interessate da questo fenomeno [27]: più in generale infatti tutti gli elementi

metallici possono essere soggetti a corrosione, e dunque anche i ponti in acciaio

sono esposti a questo rischio. Il metallo arrugginisce, sfaldandosi in

continuazione: la ruggine penetra sempre più, fino alla perdita totale delle

capacità di resistenza dell’elemento costruttivo, o addirittura fino alla sua totale

fig. 3.23 il ponte pedonale crollato nel North Carolina nel 2000


68

distruzione. Non è però necessario che l’oggetto metallico sia macroscopicamente

interessato dalla corrosione affinché si produca il suo decadimento tecnologico:

la riduzione dell’efficienza funzionale può verificarsi anche in caso di corrosione

in pochi punti specifici (corrosione localizzata).

Per strutture in acciaio può essere più elevato il rischio di corrosione, in quanto

non sono protette dallo strato di calcestruzzo. Per questo per prevenire il degrado

delle strutture in acciaio è necessario rivestire i manufatti con adeguate barriere

che isolino il metallo dagli agenti corrosivi dell’ambiente esterno: è necessaria

una corretta prevenzione, da prevedere fin dalla fase di progettazione, dato che

essa deve dipendere strettamente dalle condizioni ambientali di esercizio della

struttura stessa. Quando poi la struttura sarà in servizio è essenziale ai fini della

durata la frequenza e la qualità degli interventi di manutenzione.

fig. 3.24 struttura in acciaio corrosa

fig. 3.26 e fig. 3.26 acciaio corroso


69

I fenomeni di corrosione nei ponti esistenti possono essere accelerati da molteplici

fattori, come i ristagni di umidità, la presenza di fessure, l’attacco di agenti

chimici, il contatto tra diversi tipi di metallo, le correnti elettriche vaganti [12]. Le

membrature seriamente interessate dalla corrosione presentano una sezione

trasversale ridotta, che comporta una riduzione di resistenza e stabilità degli

elementi strutturali. I fenomeni corrosivi influenzano anche le caratteristiche

meccaniche del materiale, riducendo le tensioni caratteristiche considerate nel

progetto [18].

3.2.3 Meccanici

3.2.3.1 Fatica

La rottura per fatica, ovvero in risposta a carichi ciclici, può arrivare anche per

sforzi molto inferiori a quelli di rottura statica, soprattutto quando lo stato di

sforzo è variabile ciclicamente nel tempo.

La rottura per fatica avviene in tre fasi:

- formazione della cricca nel punto di massima concentrazione degli sforzi;

- propagazione della cricca;

- rottura.

Tendenzialmente la formazione della cricca è dovuta ad una discontinuità causata

da un cambiamento della sezione. La propagazione della cricca può indebolire la

sezione resistente al punto che la superfice residua non è più sufficiente a

sopportare il carico massimo applicato, e dunque cede di schianto [28].

Le opere meno recenti risentono molto di questo fenomeno, sia perché in uso da

molto tempo, sia perché i carichi di esercizio per cui sono state progettate erano

certamente inferiori a quelli attuali.

La ripetizione di cicli di carico e scarico porta ad un accumulo di deformazione

plastica e nello stesso tempo ad una progressiva diminuzione della resistenza.

Questi fenomeni possono appunto portare alla cosiddetta “rottura per fatica”. Il


70

processo innescato per fatica è irreversibile e si manifesta sia sul calcestruzzo che

sull’acciaio, sebbene con meccanismi differenti [17].

Corrosione e fatica nel calcestruzzo [28]

Un certo degrado del materiale influisce notevolmente sulla resistenza a fatica

della struttura: la corrosione è un aggravante notevole nell’ambito della resistenza

a fatica.

Infatti, essa rimuove le scaglie di materiale, come visto nei paragrafi precedenti,

e genera micro-cricche diffuse, che progrediscono a causa della fatica. La fatica

scopre quindi materiale che si espone nuovamente alla corrosione, e così via.

Dunque, la corrosione riduce notevolmente la resistenza a fatica e in questo

assume un ruolo importante la frequenza.

Acciaio e fatica [12]

Anche i ponti in acciaio possono essere sensibili agli effetti della fatica: possono

formarsi cricche in corrispondenza di irrigidimenti longitudinali, di saldature di

piastre di collegamento o in prossimità di squadrette di collegamento o di fori

delle chiodature. In particolare, impalcati in acciaio a lastra ortotropa direttamente

soggetta a carichi di traffico, risultano essere molto sensibili agli effetti della

fatica: si formano fessure che interessano la lastra superiore, gli irrigidimenti

longitudinali e le saldature [18].

Le cricche da fatica possono essere abbastanza facilmente riconosciute con una

semplice ispezione visiva.

La fatica si manifesta con caratteristiche di fragilità anche per livelli di

sollecitazione inferiori alla resistenza a snervamento, anche se l’acciaio in sé è

duttile. Una sezione rotta per fatica ha un aspetto caratteristico e facilmente

rilevabile anche a vista: si osservano due zone nettamente distinte, di cui una liscia

di aspetto serico, a volte anche ossidata, sulla quale si è propagata la rottura per


71

fatica vera e propria e con caratteristiche di rottura fragile, l’altra in genere pulita

e brillante [11].

Nei ponti il punto di innesco della rottura per fatica è superficiale. I fenomeni che

maggiormente influenzano la resistenza a fatica sono la resistenza del materiale,

la frequenza delle sollecitazioni, le auto tensioni presenti nella struttura per effetto

del raffreddamento differenziato che tendono a ridurre la resistenza a fatica, lo

stato della superficie e la corrosione.

Un esempio molto famoso di struttura in acciaio che ha avuto problemi legati alla

fatica è il San Francisco-Oakland Bay Bridge di San Francisco (USA) (fig. 3.28)

che, fino a quando venne presa la decisione di rifare la struttura del ponte, soffrì

di problemi legati alla propagazione di cricche e distaccamento di pezzi di acciaio,

causati dalle numerose vibrazioni cui era sottoposto e dalle forti raffiche di vento

che lo attraversavano.

fig. 3.27 comportamento dell’acciaio a fatica, con individuazione dei possibili punti di generazione di cricche


72

Nell’ottobre 2009, durante la chiusura del ponte per un week end di lavori di

ristrutturazione, venne rilevata una fessura piuttosto importante in un

componente del ponte soggetto a trazione continua, precisamente nella eyebar di

collegamento, per cui si decise di chiudere il ponte. Furono svolti dei rapidi lavori

di riparazione e il ponte venne aperto comunque poche ore più tardi. Il 27 ottobre,

mentre il flusso serale dei pendolari era al suo culmine, la trave d’acciaio e due

tiranti soggetti della riparazione svolta rapidamente si staccarono dalla parte

orientale del Bay Bridge e caddero sull’impalcato del ponte: le vibrazioni del

traffico e le raffiche del vento, quel giorno con velocità fino a 90 km/h, furono la

causa del cedimento di una canna che si ruppe, causando la caduta degli altri

pezzi e la conseguente collisione con tre veicoli che fortunatamente non implicò

feriti.

Il pezzo che venne trovato con la cricca da fatica aveva la funzione di trasportare

carichi di tensione: sono barre piatte a forma di osso con un foro ad ogni estremità

(fig. 3.29).

fig. 3.28 il Bay Bridge di San Francisco originale, prima del rifacimento. Ponte reticolare in acciaio con sezione ad altezza variabile


73

Due o più di queste piastre sono disposte parallelamente l'una all'altra per creare

un gruppo completo in grado di scaricare in maniera ottimale le tensioni. Queste

piastre sono collegate tra loro e ad altre parti della struttura tramite grandi cilindri

di acciaio, detti perni, che sono guidati attraverso i fori nelle estremità.

fig. 3.30 il pezzo con funzione di trasporto dei carichi di tensione. Su uno dei due fori è stata trovata la cricca

fig. 3.29 le barre del ponte Bay Bridge


74

Questa barra sopportava tensioni variabili e, anche a causa delle vibrazioni, si è

trovata sottoposta ad affaticamento causato da un continuo carico-scarico: come

una graffetta che viene continuamente piegata avanti e indietro finché si rompe

[29].

Il rinforzo che venne messo qualche week end prima, visibile già rotto in fig. 3.30

e schematizzato in fig. 3.31, non servì a contrastare gli effetti dell’affaticamento

e soprattutto è un rinforzo in genere utilizzato per riparazione temporanee: è

innegabile dunque che oltre agli aspetti meccanici a contribuire al danno fu la

negligenza di chi gestiva l’infrastruttura [30].

In generale le vecchie strutture in acciaio sono particolarmente delicate e possono

aver subito vari danni che necessitano di un’accurata ispezione visiva per poter

essere identificati.

3.2.3.2 Usura [11]

L’usura consiste nell’asportazione di materiale per attrito o sfregamento e si può

verificare sia nell’acciaio che nel calcestruzzo. Negli elementi strutturali dei ponti

è un evento molto raro, poiché su questi le parti in movimento scorrono su

elementi appositi (pavimentazioni stradali o binari) e non sono quindi a contatto

diretto con l’acciaio.

fig. 3.31 il rinforzo applicato alla barra con i fori circolari


75

Nel caso di sfregamento accidentale di parti ossidate, in particolare nelle parti in

movimento dei ponti (es. apparecchi di appoggio, perni, rulli) possono generarsi

fenomeni di usura che accelerano il processo di corrosione.

Nel calcestruzzo se un materiale viene investito ripetutamente da particelle

provenienti da altri corpi più duri, s’instaura il processo dell’abrasione: l’attrito

che le polveri più dure esercitano sulla superficie del materiale possono causare

asportazione del materiale meno duro. L’abrasione dipende quindi direttamente

da caratteristiche interne al materiale costituente il calcestruzzo: la resistenza

all’abrasione è migliorabile intervenendo direttamente sulle caratteristiche del

calcestruzzo, in particolare abbassando il rapporto a/c e facendo uno spolvero di

cemento miscelato ad additivi ed aggregati duri sulla superficie del calcestruzzo

[19].

I fattori che influenzano la resistenza all’abrasione del calcestruzzo sono:

- La resistenza alla compressione;

- Le proprietà degli aggregati di cui è composto il calcestruzzo;

- La finitura e le condizioni della superficie.

3.2.3.3 Erosione

L’erosione è una particolare tipologia di usura dovuta al vento, all’acqua o al

ghiaccio, e provoca l’asportazione di materiale dalla superficie. Dipende dalla

velocità, dal contenuto di polveri dure e dalla qualità del calcestruzzo. In questo

caso l’unico rimedio è la cura del confezionamento del materiale e valgono gli

stessi termini utilizzati per l’abrasione affrontati nel paragrafo precedente [19].

L’erosione può danneggiare la struttura direttamente o indirettamente, a seconda

di quale sia il soggetto eroso.


76

Del calcestruzzo

Se l’erosione riguarda il calcestruzzo, il degrado della superficie avviene poiché

sottoposta ad attrito, causata dall’azione dell’acqua [31]: la forza esercitata

dall’acqua in movimento può portare con il passare del tempo all’asportazione

del materiale lapideo con conseguente incremento di ulteriori tipologie di degrado

e dissesti [32]. Il fenomeno può essere amplificato dall’eventuale non qualità

adeguata del calcestruzzo. Le qualità funzionali e prestazionali della struttura

possono decadere più o meno velocemente: nei ponti l’erosione risulta essere

estremamente critica nel momento in cui la sezione resistente residua, solitamente

asimmetrica rispetto all’asse della pila, non è in grado di trasmettere

correttamente i carichi alle fondazioni [16].

fig. 3.32 pilastro in calcestruzzo eroso per l’azione dell’acqua

fig. 3.33 erosione dovuta alla presenza di acqua in movimento


77

Del terreno [12]

Si può classificare come erosione anche quella riguardante il terreno circostante

la pila: l’acqua scorrendo con intensità asporta porzioni di terreno fino a

indebolire significativamente l’appoggio.

Gli effetti erosivi si producono a causa dell’aumento della velocità della corrente

e dei conseguenti fenomeni di turbolenza che si instaurano in corrispondenza

della sezione del ponte interessata: la velocita elevata dell’acqua unita ad una

superficie di scorrimento non regolare provoca delle turbolenze, si creano delle

zone di bassa pressione e s’instaurano dei vortici che vanno ad usurare il

sottofondo. Le bolle d’aria che si formano nell’acqua corrono fino a valle con essa

e quando incontrano una zona di alta pressione implodono creando un forte

impatto, questo crea erosione. Se la velocita dell’acqua è notevole l’erosione

dovuta alla cavitazione può essere anche di grande entità [19].

La pila a causa dell’azione meccanica (erosione localizzata) dell’acqua può essere

soggetta a fenomeni come lo scalzamento e/o il cedimento, che in genere si

verificano in cosengeunza a dissesti di tipo geologico, idrogeologico o sismico:

- Nello scalzamento (fig. 3.34) parte degli elementi di fondazione risultano

scoperti o addirittura mancanti di appoggio in alcuni punti, e la

conseguenza è data da una configurazione scorretta di trasmissione dei

fig. 3.34 scalzamento di una pila


78

carichi al terreno con elevato rischio di perdita d’appoggio. L’asportazione

di materiale dalla base delle pile e delle spalle può creare problemi di

stabilità alla struttura, conducendo allo scalzamento della pila [33].

- Il cedimento (fig. 3.35 [34]) comporta l’abbassamento della quota nel

punto interessato da questo danno. Come visto nel capitolo dedicato alla

tipologia di ponti, l’entità del danno dipende molto dallo schema statico

della struttura: un ponte isostatico contiene i danni in quanto come visto

si danneggia localmente, il cedimento ha effetti solamente sulle campate

adiacenti alla pila; in un ponte iperstatico il danno si ripercuote sull’intera

struttura, essendo le campate vincolate tra di loro (come visto, una buona

soluzione adottata nel tempo sono le fondazioni palificate). Al contrario,

le opere isostatiche corrono un rischio maggiore nel caso di perdita di

appoggio, in quanto potrebbe rendere la struttura immediatamente labile

[32].

Esempi

Stando al database già citato in precedenza sono molteplici (circa 70, un caso su

sette) i casi di collasso che negli scorsi decenni sono stati causati da alluvioni che

hanno scavato intorno ai pilastri dei ponti se non direttamente i pilastri stessi. Se

il progetto non è ben fatto e la materia prima non è ottima, il rischio che si corre

è veramente elevato. Inoltre, se la costruzione del ponte non è eseguita a regola

d’arte l’azione di erosione provoca danni irreversibili in brevissimo tempo, come

fig. 3.35 Cedimento di una pila. Il ponte è ad arco, ma l’immagine rende comunque molto bene l’idea di cosa significhi un cedimento e che effetti possa avere sulla struttura. La pila 3 cede per oltre 1,4 m.


79

nel caso del ponte cinese nella Ghost Valley, presso Luoyang City, il quale dopo

sole tre ore di vita il 16 agosto del 2009 è collassato brutalmente a causa di

un’incessante pioggia che ha fatto sprofondare una pila di quasi due metri, prima

del collasso.

Un altro esempio significativo è quello del Schoharie Creek Bridge in Florida,

Montgomery Country. Il ponte crollò durante la mattina del 5 aprile del 1987, a

causa di un’alluvione primaverile combinato allo scioglimento della neve. Il ponte

crollò completamente, ma il primo elemento a cedere fu il pilastro 3 (fig. 3.36) a

causa dell’erosione eccessiva attorno al pilastro, come rilevato nei giorni

successivi l’alluvione: la fondazione del ponte si trovava su un terreno erodibile

costituito da strati di ghiaia e sabbia che hanno permesso alle acque di piena ad

alta velocità di penetrare nello strato portante. L’area circostante il basamento era

piena di detriti di terra erodibile e riempita con residue secchi che ne hanno

causato il cedimento. Al momento del crollo l’estermita il pilastro 3 è sprofondato

di circa 3 metri [35].

fig. 3.36 il Schoharie Creek Bridge collassato a causa del cedimento del pilastro 3


80

3.2.3.4 Urti

Un altro tipo di degrado dovuto a cause meccaniche è quello provocato da urti. Il

calcestruzzo è un materiale fragile e quindi se subisce degli impatti di una certa

entità si degrada con conseguente riduzione della sezione e perdita di resistenza.

Per quanto riguarda l’acciaio invece l’urto è un problema molto meno importante

in quanto il materiale è decisamente meno fragile.

Nel calcestruzzo non è detto che il danno si presenti immediatamente, può essere

che questo avvenga dopo molti cicli, ad esempio su giunti di una pavimentazione

gravati dal passaggio di mezzi meccanici [19].

Sassi

Un problema abbastanza diffuso in Italia riguarda il trasporto di sassi da parte dei

fiumi, che, in particolare in stagioni intense, portano con sé diverso materiale che

si scaglia con violenza sulle pile dei ponti. Un’azione di questo tipo ripetuta a

lungo può portare a danneggiare seriamente il ponte, causando un’asportazione

di materiale e indebolendo la struttura notevolmente, fino a portare ad un

possibile cedimento o una situazione in cui la pila non è più in grado di trasmettere

correttamente i carichi alle fondazioni, come nel caso dell’erosione.

Un esempio di questa tipologia di urto è il collasso delle campate dell’Harrison

Road Bridge del 26 maggio 1989. Il fiume quel giorno era in piena a causa delle

incessanti piogge e l’acqua trasportava con sé numerosi detriti. Un palo del ponte

rimase piegato e ciò causò il collasso della struttura [36].


81

Ghiaccio

Allo stesso modo le pile dei ponti possono essere colpite dalle lastre di ghiaccio

in movimento. Se non è previsto un sistema di protezione della pila, questo

fenomeno può avere conseguenze molto pericolose simili negli effetti a quelle

appena descritte per l’impatto dei sassi. I danni possibili sono molteplici, dal

danneggiamento dell’elemento strutturale allo spostamento della sovrastruttura

dovuta all’impatto del ghiaccio, fino all’accumulo di ghiaccio con conseguente

sollevamento della sovrastruttura dai pilastri [37].

Una soluzione molto funzionale è il posizionamento di un cono rompi-ghiaccio

(fig. 3.38) all’altezza del pelo libero dell’acqua, che si assume il compito di

fermare l’azione delle lastre e proteggere il vero pilastro [38].

Questa problematica in Italia è poco diffusa.

fig. 3.37 accumulo di ghiaccio alla base della pila di un ponte

fig. 3.38 posizionamento del cono rompi-ghiaccio


82

Camion

I danni da urto possono verificarsi in seguito al contatto accidentale tra veicoli o

mezzi natanti ed elementi verticali (pile, piedritti o spalle), elementi d’impalcato

o archi. L’impatto dei camion sui cavalcavia è una delle cause di danno più

frequenti dei ponti autostradali (fig. 3.40).

L’impatto è un’azione di tipo dinamica (causa significative accelerazioni della

struttura o dei suoi componenti), e provoca un’alterazione delle caratteristiche del

materiale a seguito di agenti esterni.

Il suo principale effetto sui ponti in calcestruzzo armato è una riduzione della

sezione resistente a causa di asportazione di materiale e nei casi peggiori anche

un tranciamento delle barre di armatura (fig. 3.39). Nei ponti in acciaio le travi

possono rimanere danneggiate e si possono osservare deformazioni plastiche.

Si possono verificare anche casi estremi in cui camion, navi o aerei si scontrano

violentemente contro a pile di ponti o impalcati: è un caso che ovviamente causa

danni molto significativi se non addirittura il diretto collasso della struttura,

motivo per cui non è utile ai fini di questo elaborato approfondirne più di tanto la

dinamica.

fig. 3.39 impatto causante anche tranciamento di cavi


83

Talvolta però si verificano situazioni di collisioni gravi in cui la struttura non

collassa e rimane recuperabile, ma anche in questo caso ci interessa relativamente

poiché il danno non è “prevedibile” ma se mai evitabile ma tramite misure che

non rientrano nel campo della progettazione dell’opera e del suo contesto.

Un esempio di quanto appena affermato è l’incidente che il 10 aprile del 2013 si

è verificato al trentaseiesimo chilometro dell’autostrada Kashirsky vicino a

Mosca, in Russia, in cui un camion si è schiantato contro la pila di un ponte

ferroviario. L’autista del camion perse improvvisamente il controllo e così il

fig. 3.40 impatto di camion su cavalcavia in CA


84

mezzo pesante entrò in collisione con un pilastro, causando un parziale crollo dei

binari ferroviari.

3.3 Difetti di progetto e difetti costruttivi [12] [18]

Durante la fase di progettazione e costruzione delle infrastrutture in questione

sono molteplici gli errori che possono causare danni permanenti alla struttura, a

volte anche causa di collasso, conseguenza spesso della mancanza di prescrizioni

volte alla durabilità in fase di progetto e dei pochi controlli di qualità in fase di

realizzazione.

Le cause sono appunto intrinseche dovute a difetti di progettazione: gli errori

progettuali possono riguardare per esempio una classe del calcestruzzo non

sufficiente, un’applicazione errata della teoria, errori strutturali o distributivi dei

materiali. Queste mancanze, sebbene alle volte alcune di queste possano

fig. 3.41 l’impatto del camion contro il pilastro lungo l’autostrada Kashirsky


85

sembrare “dettagli” o comunque errori non gravi, in realtà trovano la loro severa

verifica nell’invecchiamento della struttura. In sintesi, un progetto carente nella

sua impostazione di base genera molteplici tipi di cause intrinseche di degrado,

agenti a scala diversa sull’opera [15].

3.3.1 Problemi comuni nelle strutture in acciaio e calcestruzzo

3.3.1.1 Eccessi di carico e sottodimensionamento nei confronti degli effettivi carichi

All’interno delle problematiche legate agli eccessivi carichi effettivamente agenti

sul ponte ci sono molte variabili e diverse considerazioni da fare. In particolare,

occorre distinguere tre casistiche:

- Il primo caso che si individua è quello in cui il ponte è ben progettato e

ben costruito, dimensionato per portare certi carichi agenti, ma questi

vengono superati per non curanza e negligenza gestionale. Occorre

sottolineare che se il ponte è davvero ben realizzato, i margini di sicurezza

utilizzati per la progettazione imposti dalle norme sono così ampi che è

veramente difficile si verifichi una situazione del genere, in particolare se

il ponte è di recente costruzione;

- Nel secondo caso si ipotizza una progettazione ben fatta ma con

dimensionamenti per carichi previsti inferiori a quelli poi effettivamente

agenti sul ponte. Questo può essere per esempio il caso di considerazioni

ambientali legati alle velocità dei venti errate;

- Da ultimo i casi in cui l’infrastruttura è mal progettata e/o mal costruita, e

ciò, congiuntamente a carichi elevati, ne facilita il collasso.

Il sottodimensionamento può riguardare elementi secondari, in termini di

spessore, rigidezza, e nel caso del calcestruzzo in termini di barre d’armatura. Un

sottodimensionamento può generare fessure da taglio e da flessione e

deformazioni eccessive, che la maggior parte delle volte possono essere

facilmente rilevate con una semplice ispezione visiva, ma nei casi più gravi può

comportare il collasso della struttura, anche se in realtà di fatto il collasso per


86

sovraccarico avviene quasi sempre congiuntamente ad altri errori di progetto o di

realizzazione.

Si consideri per esempio i casi di collasso di ponti con problemi legati al vento

sono veramente pochi (8), di cui non sospesi ancora meno (6)2. Laddove i carichi

da vento vengono sottovalutati possono sì avere effetti letali, ma ciò avviene

sempre come sovrapposizione degli effetti di altre mancanze o altri danni. Per

esempio, nel caso del Bay Bridge a San Francisco, già raccontato nel paragrafo

3.2.3.1, le forti raffiche di vento furono sì sottovalutate in fase di progetto, ma

non furono l’unico motivo per cui alcune componenti metalliche del ponte si

staccarono e volarono sull’impalcato: furono decisive le cricche per fatica già

formate che ne facilitarono il distaccamento [29].

Per concretizzare il problema si presenta il seguente caso: spesso non si tiene

conto che l’entità dei carichi da traffico è destinata a crescere nel corso della vita

di servizio o è già cresciuta, in particolare per ponti “di provincia” realizzati lungo

il ‘900 vicino a campi agricoli o come collegamento a piccoli paesi, che ora si

ritrovano immersi tra le industrie e i conseguenti camion con pesi importanti. Nel

caso di ponte di vecchia costruzione, il non considerare che i carichi agenti sono

cambiati nel tempo e non prendere misure correttive in questo senso in termini di

limitazione del passaggio di mezzi pesanti o di adeguamenti strutturali, può

comportare seri danni alla struttura, anche se essa è ben realizzata.

Anche se l’aumento non è così significativo da presentare un problema per un

ponte ben progettato, è altrettanto vero che spesso non si tiene conto del fatto

che una volta i ponti venivano progettati per categoria: a seconda del luogo di

destinazione del ponte e del traffico previsto su di esso venivano previsti dei

carichi massimi differenti. Quindi succede che ponti progettati e costruiti in

seconda categoria oggi vengano utilizzati per carichi di prima categoria, e questo

può essere un problema. Per comprendere come i carichi industriali su un ponte

2 Dal database del professor Anton Syrkov nell’ambito della Commissione 1 dello IABSE (International Associations for Bridge and Structural Engineering)


87

di provincia di vecchia costruzione possano effettivamente essere un problema, si

presenta velocemente un caso pratico di esempio considerando un generico ponte

in calcestruzzo e simulandone i carichi massimi secondo le norme vigenti e norme

di 56 anni prima.

Si considerano le indicazioni per la progettazione dei ponti dettati dalle norme

della circolare 384 del 14 febbraio 1962 e le si mettono a confronto con le nuove

NTC 2018. Si consideri come dato comune la larghezza di una corsia pari a 3,5

m. Le NTC 2018 non conduco alcuna distinzione di categoria, fatta eccezione per

la distinzione tra ponti pedonali e ponti da traffico. I carichi da traffico richiesti

diminuiscono all’aumentare del numero di corsie:

Corsia Carichi richiesti Calcolo

1a corsia carico distribuito:

q1k = 9 kN/m2

2 carichi concentrati:

Q1k = 300 kN ciascuno

q1k = 9 x 3,5 = 31,5 kN/m = 3,15

t/m

+ 2 carichi concentrati da 30 t


q2k = 2,5 kN/m2



q2k = 2,5 x 3,5 = 8,75 kN/m =

0,875 t/m



q3k = 2,5 kN/m2



q3k = 2,5 x 3,5 = 8,75 kN/m =

0,875 t/m



88

Le norme del 1962 indicano invece la seguente suddivisione:

1a categoria: strade destinate al transito di carichi civili militari;

2a categoria: strade destinate al transito dei soli carichi civili (strade di interesse

locale e vicinale);

e vengono richiesti i seguenti carichi (si indicano i carichi flettenti per una luce

maggiore di 14 m):

Categoria Corsia Carichi richiesti

1a categoria 1a corsia carico distribuito:

q1k ≃4,1 t/m

no carichi concentrati


q2k ≃2 t/m



q3k ≃ 2 t/m


2a categoria 1a corsia = 2a corsia =

3a corsia

carico distribuito:

q1,2,3,k ≃ 2 t/m



89

Come si può facilmente notare i valori sono paragonabili se si parla di ponti di

prima categoria, ma nel caso di ponti di seconda categoria i carichi massimi

imposti nel 1962 sono decisamente inferiori a quelli attuali.

Questo dimostra un problema che è reale e che deve essere monitorato con

attenzione, limitando il passaggio di mezzi pesanti su ponti di seconda categoria.

Quando ciò non avviene il ponte può subire gravi danni.

Un esempio di collasso comprendente diversi fattori affrontati in questo

paragrafo, è il recente caso del crollo del ponte nei pressi di Annone Brianza, il

28 ottobre 2016.

In quel caso collaborarono a causare il collasso della struttura una realizzazione

errata della tecnica costruttiva delle selle Gerber (questione approfondita nel

paragrafo 3.3.1.5 “Errori di progetto ed errori nei dettagli costruttivi”) e il

passaggio di un mezzo pesante portante carichi industriali inadatti per quella

struttura che risultò decisivo per il collasso definitivo della struttura già parecchio

danneggiata.

fig. 3.42 il ponte di Annone Brianza collassato, con il mezzo pesante risultato decisivo per il crollo


90

3.3.1.2 Appoggi inefficienti o assenti

Nei ponti e viadotti, in particolare in viadotti lunghi e precompressi, gli

accorciamenti dovuti a ritiro e viscosità e le escursioni termiche stagionali danno

luogo a spostamenti longitudinali di valore crescente dal punto fisso verso gli

estremi liberi. Per questo motivo i dispositivi di appoggio devono essere ben

progettati, in particolare in fase di progetto si verificherà che, per il massimo

accorciamento previsto a tempo infinito la piastra di scorrimento superiore di tutti

gli appoggi, e in particolare di quelli di estremità, continui ad insistere su quella

inferiore, mantenendo un’area di contatto sufficientemente ampia. Una

progettazione mal eseguita degli appoggi può comportare danni molto importanti

alla struttura: spesso non riescono a garantire le deformazioni termiche a causa

del materiale utilizzato (cuscinetti in neoprene o gomma armata) [3].

Per costruzioni meno recenti inoltre, i dispositivi d’appoggio possono essere

assenti e le travi poggiare direttamente sulla sommità delle pile o delle spalle;

altre volte sono inefficaci perché danneggiati, per esempio dalla corrosione o per

altre negligenze progettuali.

Tali difetti progettuali sono facilmente visibili ma il rischio che comportano è

comunque elevato per la struttura. Infatti, in viadotti molto lunghi l’entità degli

spostamenti può modificare i meccanismi diffusivi locali nelle zone di appoggio.

fig. 3.43 collasso locale dovuto ad eccessivo scorrimento della piastra di appoggio superiore: la disposizione dei cavi in testata e lo spacco dello spigolo, l’instabilità locale delle barre di armatura e la rotazione della piastra superiore dell’appoggio.


91

Esemplificando, in un viadotto in precompresso il cono di diffusione degli sforzi

trasmessi dall’appoggio deve rimanere nel volume di diffusione degli sforzi

generati dalla precompressione creando uno stato favorevole di compressione

biassiale. Se ciò non si verifica a causa dello spostamento relativo tra piastre del

dispositivo di appoggio si può verificare una rottura dello spigolo, sottoposto a

sforzi maggiori di quelli che è in grado di sopportare. Il rischio per la struttura è

parecchio elevato in quanto la mutata condizioni di appoggio, che a causa della

rottura dello spigolo ora ha la conformazione di un piano inclinato (fig. 3.44), dà

luogo a un’importante spinta orizzontale in testa alla pila che genera un

conseguente spostamento orizzontale della struttura dovuto all’inflessione della

pila. Tale spostamento può portare addirittura alla caduta della campata [39].

3.3.1.3 Problemi ai giunti di dilatazione

Per le classi di ponti in esame, in particolare per ponti isostatici e Gerber per i

quali i giunti sono numerosi, si può riconoscere oggi che criteri di progettazione

ritenuti ragionevoli e vantaggiosi nel passato hanno comportato nel tempo

condizioni negative per la loro vita di esercizio. In particolare, molti tipici

malfunzionamenti vengono innescanti dalle inadatte caratteristiche dei giunti.

Spesso infatti i giunti di dilatazione sono assenti nei ponti esistenti perché divenuti

inefficaci e danneggiati a causa o della loro errata progettazione, o della scarsa o

fig. 3.44 posizione terminale al collasso dell’appoggio


92

assente manutenzione o a causa di effetti dinamici legati al traffico veicolare. I

giunti sono inoltre esposti ad agenti atmosferici e l’acqua rappresenta la causa

principale di degrado, in particolare per gli elementi in calcestruzzo armato come

visto nel paragrafo 3.2.2. I giunti poco protetti sono punti di debolezza importanti

poiché i problemi di tenuta si riflettono su tutta la struttura in termini di riduzione

della resistenza del materiale a causa del suo degrado, che si tratti di struttura in

calcestruzzo (fig. 3.46) o in acciaio (si confronti l’esempio riportato nel paragrafo

2.3.1.2 in fig. 2.15 riguardante il crollo del ponte sul fiume Po).

fig. 3.46 giunti degradati in una struttura in calcestruzzo

fig. 3.45 il crollo di una campata del Mianus River Bridge


93

Si riporta come esempio ciò che è avvenuto in 28 settembre 1983 al Mianus River

Bridge, un viadotto Gerber negli Stati Uniti. Quella notte una trave di campata

sospesa tra i piloni 20 e 21 della corsia di traffico in direzione est del ponte crollò

improvvisamente e cadde per oltre 20 metri nel fiume sottostante causando la

morte di tre persone (fig. 3.47).

La campata crollata era ben collegata alla struttura del ponte in ognuno dei suoi

quattro angoli: erano tutti attaccati alle travi del braccio a sbalzo con un perno e

un gruppo di sospensione. Effettivamente, il National Transportation Safety Board

ha stabilito che la probabile causa del crollo non è da attribuire ad una cattiva

realizzazione dell’opera, ma bensì allo spostamento laterale non rilevato dai ganci

del perno e del gruppo di sospensione di uno dei quattro angoli della campata

causato da forze indotte dalla corrosione dovuta a carenze di manutenzione dei

giunti del ponte. In sostanza, la corrosione riguardante il giunto diede vita ad uno

spostamento eccessivo della campata che essa subì particolarmente anche per la

sua conformazione non simmetrica: la corrosione dei ganci articolari causata da

acqua ordinaria causò sollecitazioni di vincoli dovute a una grande asimmetria

della struttura.

fig. 3.47 ulteriore visuale del crollo


94

Questo episodio non si può classificare come un errore di progettazione ma

piuttosto come errore di manutenzione, poiché la struttura giustamente non era

progettata per sopportare carichi laterali e l’eventualità della corrosione non viene

considerata nei calcoli del progettista. Inoltre, anche “preparando” la struttura a

un evento del genere, senza un’accurata ispezione e manutenzione difficilmente

si sarebbe evitato quanto accaduto [40].

3.3.1.4 Scarsa impermeabilizzazione/raccolta/smaltimento acque

Le strutture sono esposte a agenti atmosferici, in particolare a continui e

importanti rovesci d’acqua. Per questo motivo una progettazione ben fatta dei

canali di scolo e dei sistemi di smaltimento acque è fondamentale, e non riguarda

solamente i giunti: un progetto che sottovaluti questo aspetto può essere causa di

degrado della struttura. Il degrado è facilmente individuabile, ma ciò non significa

che sia da sottovalutare: l’assenza delle dovute protezioni all’umidità e all’acqua,

in particolare nelle connessioni, causa danneggiamenti locali come fratture e

corrosioni. L’azione aggressiva dell’acqua in questo caso è prima di tipo

meccanico, per divenire poi di tipo chimico: nel calcestruzzo la presenza

frequente di sali innesca i fenomeni di disgregazione del cls e di corrosione delle

armature descritti nel paragrafo 3.2.2.

fig. 3.48 calcestruzzo degradato dalle acque meteoriche


95

Le colature d’acqua dalla piattaforma stradale sono tra le prime cause di

espulsione dei copriferri, corrosione delle armature (fig. 3.50), rottura nei tratti di

piega delle barre, disarticolazione delle staffe [3].

3.3.1.5 Errori di progetto ed errori nei dettagli costruttivi

L’opera costruita può presentare dei difetti più o meno gravi, a prescindere dal

materiale con cui è realizzata e dal tipo di ponte, che sono causa di errori di

progettazione o di errori nei dettagli costruttivi. Le due cause sono sì diverse, ma

si è scelto di accomunarle nello stesso paragrafo in quanto l’oggetto della

mancanza è ciò che interessa ai fini di questo elaborato: esemplificando, i ferri di

armatura disposti non correttamente e il danno che ciò provoca possono derivare

da una mancanza di progetto o da una disattenzione in fase costruttiva.

Il progetto originario può contenere errori di ogni tipo. Da quelli riguardanti

l’errato dimensionamento degli elementi a mancanza di prescrizioni volte alla

durabilità, in particolare per quanto riguarda le connessioni strutturali ed i nodi

che come visto nei paragrafi precedenti sono gli elementi più esposti agli agenti

atmosferici: senza alcuna protezione rappresentano il punto di partenza di

numerosi processi di degrado.

I danni possibili sono innumerevoli. Nelle strutture in calcestruzzo possono

riguardare per esempio le selle nelle travate Gerber progettate in maniera errata

fig. 3.49 corrosione delle armature a causa delle colature dell’acqua attraverso i giunti, per mancanza di un buon sistema di convogliamento delle acque


96

(come accaduto nel caso del ponte vicino ad Annone illustrato ne paragrafo

3.3.1.1 in fig. 3.43), le strutture di servizio quali le solette di transizione che spesso

presentano dettagli poco curati nel progetto delle armature, con insufficiente

lunghezza di sovrapposizione o ancoraggio, o soluzioni approssimative per i getti

in opera durante la fase di costruzione, non garantendo il copriferro minimo

richiesto. Durante la fase costruttiva ogni dettaglio può causare un danno che può

manifestarsi nel tempo: per esempio, a causa di gesso residuo utilizzato come

regolatore di presa, in seguito a un processo di idratazione caratterizzato da

temperature troppo elevate, può formarsi ettringite (vedi paragrafo 3.2.2.1), che

come visto è un prodotto pericoloso se si forma tardi poiché implica un aumento

di volume, e quindi la formazione di stati tensionali interni al materiale che

possono portare fino alla fessurazione. Altri casi di danno possono essere legati

all’impiego di barre di armatura di grosso diametro, per le quali è difficile

rispettare sia i vincoli sul raggio di piegatura che quelli legati al copriferro, e ad

un eccesso di piega che genera nelle barre delle micro-cricche che possono

causare la rottura della barra anche in presenza di sforzi modesti, in particolare se

a ciò collabora la corrosione delle stesse barre.

Nelle strutture in acciaio invece i danni possono essere per esempio l’adozione di

dettagli strutturali inadeguati, i difetti delle saldature risalenti all’epoca della

costruzione (come un trattamento termico di distensione dopo la saldatura non

adeguato) e le tensioni e deformazioni non previste in corrispondenza dei giunti

possono essere cause dei danneggiamenti per fatica negli impalcati in acciaio,

così come una scarsa manutenzione della struttura e dell’impalcato. Questo tipo

di difetti nell’acciaio sono molto pericolosi perché possono causare la rottura

fragile degli elementi del ponte, ovvero il suo collasso improvviso e senza i segni

premonitori che può dare una struttura in calcestruzzo. Un esempio è il Ponte sul


97

Veglia, a Tramonti di Sopra (PN), crollato nel 2004 subito dopo la costruzione

durante la fase di collaudo (fig. 3.51).

Il crollo del nuovo ponte, realizzato in acciaio e lungo 35 metri, è avvenuto con

molta probabilità per il cedimento dei vincoli metallici [34]. La carreggiata sul

torrente Veglia ha ceduto sotto il peso dei tre autocarri carichi di ghiaia fermi al

centro della campata per verificare la stabilità della struttura. I camion sono

precipitati da un’altezza di dieci metri.

Ponti articolati

In questo paragrafo dedicato agli errori di progetto e nei dettagli costruttivi, è

senz’altro interessante approfondire la tematica per i ponti articolati (paragrafo

2.3.1.3), che avendo un comportamento più sofisticato subiscono maggiormente

eventuali errori che riguardano qualche suo componente. Inoltre, come già visto

nel paragrafo 3.3.1.1, oggi si può riconoscere che criteri di progettazione ritenuti

ragionevoli e vantaggiosi nel passato hanno comportato precondizionamenti

fig. 3.50 il crollo del Ponte sul Veglia


98

negativi sulla vita in esercizio delle strutture. Non si tratta di veri e propri “errori”

ma piuttosto di tecniche e criteri che si sono rivelati nel tempo non adeguati.

Nei ponti articolati, come visto nel paragrafo 2.3.1.3, la posizione delle cerniere

deve essere molto precisa per garantire il buon funzionamento statico della

struttura: piccole variazioni nella posizione delle cerniere o riguardanti la

distribuzione dei carichi possono produrre altrettanto piccole variazioni negli

spostamenti verticali e nelle distribuzioni delle azioni interne (momenti e tagli),

ma provocano variazioni di entità importante nelle rotazioni relative tra gli estremi

delle travi, creando sensibili discontinuità nelle pendenze in corrispondenza dei

punti di cerniera. Inoltre, in alcuni impalcati, per effetto di giochi eccessivi tra le

superfici, la trasmissione del taglio diventa discontinua e può a causare effetti

dinamici e di martellamento, al passaggio di mezzi da un semi-impalcato ad un

altro.

La discontinuità può anche incrementarsi nel tempo per effetti di ritiro e viscosità

esaltando effetti dinamici e riducendo il comfort di guida, oltre che danneggiando

i dispositivi di appoggio (cfr. paragrafo 3.3.1.2) e di giunto (cfr. paragrafo

3.3.1.3). L’aumento degli effetti dinamici sulle travi a sbalzo accentua la

sollecitazione a fatica nei cavi di precompressione e nelle barre di armatura,

mentre la cinematica dei giunti danneggia anche i sistemi di

impermeabilizzazione e favorisce la colatura delle acque meteoriche sulle

superficie sottostanti, velocizzando i processi di degrado affrontati in questo

capitolo 0.

Gli errori di progetto o di esecuzione, sommandosi anche ad altre cause, sono

all’origine di molti rovinosi collassi per rottura di selle Gerber: l’aggravarsi degli

strati di ammaloramento e la riduzione delle sezioni delle armature principali

possono già da sole condurre alla rottura della mensola e alla perdita della sua

funziona portante, se in più vi sono degli errori consistenti la struttura porta con

sé un notevole rischio di collasso, come nell’episodio del ponte di Annone

illustrato nel paragrafo per il quale oltre agli eccessivi carichi da traffico e alle


99

condizioni del ponte è stato decisivo anche il fatto che la sella Gerber fu

progettata particolarmente stretta, e in più vi fu un grave mancanza di armature:

un disegno e/o un posizionamento non corretti delle armature possono lasciare

scollegato un ampio volume di calcestruzzo, e se su questo zona insiste la

pressione dell’appoggio, come in una sella Gerber, si possono verificare la rottura

dello spigolo e la perdita di equilibrio dell’appoggio [3].

Un esempio di collasso di un ponte articolato a causa di errori di progetto/errori

nei dettagli costruttivi riguarda il ponte Sungsu Truss Bridge nei pressi di Seoul,

sul fiume Han in Corea del Sud, crollato il 21 ottobre del 1994 causando 32

vittime e 17 feriti (fig. 3.52).

Il ponte era articolato con due cerniere e campata centrale e a crollare fu proprio

la campata centrale di oltre 48 metri mentre il ponte era in pieno servizio (fig.

3.53). Il ponte nel 1994 era considerato relativamente nuovo poiché inaugurato

nel 1979 ma nonostante ciò in quindici anni ha visto raddoppiare il carico

transitante su di esso: negli ultimi anni veniva utilizzato per trasporti di 24

tonnellate, contro le 18 iniziali. Ma ciò fu come sempre non il cuore del problema

ma bensì soltanto un’aggravante, infatti dalle indagini successive emerse che la

fig. 3.51 il Sungsu Truss Bridge collassato il 21 ottobre 1994


100

causa primaria del collasso furono cricche da fatica generate dal fatto che alcune

saldature e alcune dimensioni realizzate differivano dal disegno progettuale. Il

ponte nonostante ciò inizialmente faceva un buon servizio, ma con l’aumentare

dei carichi agenti e quindi il sovraccarico continuo la cattiva esecuzione è

diventata un fattore cruciale.

In particolare, si registrò una cattiva saldatura del collegamento tra la trave

appoggiata e l’elemento centrale sospeso che generò cricche le quali a loro volta

diedero anche accesso verso l’interno della struttura a fattori degradanti come

quelli esposti nel paragrafo 3.2.2 che hanno causato una parziale corrosione

dell’acciaio strutturale oltre che un’importante corrosione del perno della zona

del perno che reggeva la campata centrale e della zona di saldatura: l’insieme di

questi elementi e dei sovraccarichi citati in precedenza diedero il via al

meccanismo di collasso illustrato in fig. 3.54. Il progetto fu verificato e non si

riscontrarono errori di progetto, ma bensì errori nella fase realizzativa che non

fig. 3.52 la campata crollata. Il piano stradale della parte di ponte crollata non affondò sott’acqua poiché a causa della stagione secca la profondità dell’acqua non superava i 5 metri


101

vennero riscontrati prima poiché per mancanza di fondi non fu fatto un controllo

periodico del ponte durante il suo servizio [41].

3.3.1.6 Mancanze di progetto nelle fondazioni [12]

I danni a cui possono essere sottoposte le fondazioni, illustrati nel paragrafo 3.2.3,

possono essere causati oltre che per l’azione del fiume o del terreno, da una

inadeguatezza statica per aumento dei carichi, ovvero da un errore di

progettazione, di cui l’esempio più palese (anche se non si tratta di ponti) è la

torre di Pisa (fig. 3.55), che già durante la fase di costruzione ha iniziato a

sprofondare. In ogni caso il fenomeno consiste in quelli già affrontati del

cedimento e dello scalzamento, con cause più legate a fattori affrontati nel

precedente paragrafo che a cause naturali. Le fondazioni comunque non vengono

qui approfondite nello specifico poiché non saranno oggetto di studio di questo

elaborato.

fig. 3.53 il meccanismo di collasso


102

3.3.2 Problemi nel calcestruzzo armato/calcestruzzo armato precompresso

3.3.2.1 Carenze nel progetto delle armature

Per quanto riguarda le carenze di progetto già affrontate nel paragrafo 3.3.1.5 nel

caso del calcestruzzo armato conviene fare un breve ulteriore approfondimento:

le carenze nel progetto delle armature sono una delle problematiche più diffuse

nei vecchi ponti in calcestruzzo armato. In realtà la carenza di armature può essere

causata da tanti aspetti: errato dimensionamento dell’armatura, percentuali

ridotte di armatura longitudinale o trasversale per effetti dinamici, errore nel

considerare la ripartizione trasversale dei carichi da traffico o azioni eccezionali.

Questi aspetti possono essere pericolosi non solo se dimenticati ma anche se

affrontati superficialmente: le prescrizioni adottate in termini di fattori di sovra

resistenza che possano tener conto degli effetti di amplificazione dinamica

possono essere insufficienti, così come quelle che prevedono possibili incrementi

dei carichi mobili o coazioni da ritiro e deformazioni termiche. Sono tutte

problematiche che portano a essere insufficienti le armature progettate. Dunque,

si include qui non solo quei casi in cui le armature sono progettate erroneamente,

ma anche le situazioni in cui sottostimando degli effetti si sovraccaricano le

armature progettate che risultano non più sufficienti a causa di confinamento

fig. 3.54 il rapido sprofondamento della Torre di Pisa


103

insufficiente degli elementi e a inadeguata armatura a taglio. La disposizione di

armature può anche essere troppo ravvicinata, in particolare nelle zone di

mezzeria delle travi, impedendo un uniforme flusso del getto con possibile

formazione di vespai nascosti [17]. Le problematiche legate alle armature sono

molto pericolose perché non sono visibili ad occhio nudo se non quando il danno

è elevato.

3.3.2.2 Insufficiente spessore del copriferro

Un’altra carenza molto diffusa tra i vari ponti in calcestruzzo riguarda il

copriferro: uno spessore insufficiente del ricoprimento delle barre non garantisce

abbastanza protezione nei confronti della penetrazione della carbonatazione

portando a effetti come la corrosione che come nel paragrafo 3.2.2 riduce la

sezione effettiva delle barre d’armatura. Questa problematica risulta visibile a

corrosione iniziata, poiché il copriferro si distacca nel momento in cui le armature

si gonfiano e dunque quando sono già state attaccate dalla corrosione. Ciò detto,

i primi segnali visibili sono sufficienti per intervenire in tempo sulla struttura.

3.3.2.3 Scarsa qualità delle materie prime

L’utilizzo di materie prime di scarsa qualità è molto pericoloso poiché può

determinare il collasso improvviso della struttura dal momento che ci si aspetta

fig. 3.55 copriferro insufficiente


104

dal materiale un comportamento che non avrà. Il problema della scarsa qualità

delle materie prime impiegate per la realizzazione dell’opera spesso nasce da

“pressioni” economiche o riguardanti le tempistiche di realizzazione dell’opera,

mentre altre volte avviene per trascuratezza durante qualche passaggio delle

lavorazioni in cantiere.

Nello specifico è particolarmente ricorrente l’uso di calcestruzzo di qualità

scadente per le materie prime scelte o per il trattamento che subisce. Ciò può

verificarsi per diversi motivi, da una compattazione insufficiente che crea macro-

cavità a una stagionatura poco curata che amplifica gli effetti del ritiro igrometrico

e aumenta quindi la profondità delle fessurazioni, fino ad arrivare ad una

eccessiva porosità o all’uso di ingredienti non adeguati nella miscela. È

particolarmente ricorrente l’impiego di calcestruzzo poroso (il degrado di cls

dipende molto dalla sua porosità) dovuto a rapporti elevati a/c, a causa di

mancanza di controlli accurati in cantiere: diviene così inevitabile una

carbonatazione più rapida. In generale, fondamentale per la durabilità di un’opera

in c.a. è la composizione del calcestruzzo definita attraverso il progetto della

miscela, il cosiddetto mix-design [17]. In particolare, un calcestruzzo confezionato

direttamente in cantiere e non in fabbrica è pericoloso poiché non è facilmente

controllabile tramite prove che in stabilimento sono più agevoli e sicure. Più alte

sono le richieste del calcestruzzo più delicato è il mix-design: è molto facile fare

piccoli errori che risultano fatali. Il calcestruzzo è una miscela di cemento,

aggregati, acqua e additivi: ognuno di questi se utilizzato nella maniera scorretta

potrebbe creare uno o più punti deboli, anche se in sé i singoli elementi sono di

ottima qualità: è di fondamentale importanza curare la qualità dei materiali ma

ancor di più la miscela tra di essi [19].

Per rendere l’idea di quanto sia complicato realizzare un buon mix-design, si

prenda il cemento, che è il suo componente fondamentale: pur essendo

l’elemento che fa da legante e quindi che permette di raggiungere le prestazioni

richieste, non sempre aumentandone le quantità si migliorano le prestazioni del


105

prodotto ottenuto, al contrario si potrebbe peggiorarle essendo che più cemento

è presente nel conglomerato più elevato sarà il conseguente ritiro che il getto

subisce.

La segregazione degli aggregati come presentata in fig. 3.57 è pericolosa anche

perché può facilmente esporre i ferri di armatura agli agenti climatici che possono

dare avvio ai vari processi di degrado descritti nel paragrafo 3.2.2: non garantendo

fig. 3.57 esempio di segregazione degli aggregati dovuta ad un errato confezionamento e/o messa in opera

fig. 3.56 segregazione che causa esposizione dei ferri


106

più un adeguato copriferro (fig. 3.58) tutti i problemi dovuti alla penetrazione

degli agenti degradanti sono facilmente innescabili.

La testimonianza di quanto sia pericoloso sottovalutare questi aspetti la si può

riscontrare in un episodio accaduto in Brasile il 3 luglio 2014. A Belo Horizonte

nei mesi precedenti si stava costruendo un viadotto necessario per garantire una

buona viabilità cittadina durante i campionati mondiali di calcio che si sarebbe

tenute di lì a poche settimane. Il viadotto non fu completato in tempo, e la

coscienza di essere in ritardo portò a non rispettare i tempi di maturazione del

calcestruzzo e quindi a caricare una struttura che non aveva ancora raggiunto le

prestazioni prestabilite dal progetto.

fig. 3.59 la trave collassata improvvisamente

fig. 3.58 il collasso del viadotto in Brasile


107

L’effetto fu così grave che la trave principale della costruzione collassò ben prima

che l’opera fosse completata, all’improvviso (fig. 3.60). Questo episodio ci

testimonia di come gli effetti di una non curanza del materiale e delle sue

caratteristiche per la fretta di concludere i lavori siano rapidi e devastanti.

3.3.2.4 Problemi relativi alla precompressione

La tecnologia della precompressione a cui si è accennato nel paragrafo

riguardante i materiali da costruzione e le tecniche costruttive (2.2) essendo molto

sofisticata può facilmente presentare delle problematiche che se non monitorate

o individuate possono diventare parecchio pericolose per la salute della struttura.

Il principale problema che riguarda la precompressione è la perdita di tensione

nei cavi, molto pericolosa poiché i suoi effetti potrebbero non essere visibili fino

ad un avanzato stato di degrado del ponte. La perdita di tensione nei cavi causa

forti riduzioni di resistenza della sezione. Il rilassamento può causare una

deformazione permanente, fenomeno frequente e spesso trascurato, che porta in

sé gravi errori costruttivi e che se lasciati a sé stessi arrivano in pochi anni a

determinare il cedimento definitivo delle residue capacità resistenti [34]. Le cause

fig. 3.60 il ponte sul fiume Rio Sinigo, nei pressi di Merano, fotografato nel 2004 poco prima dei lavori di ristrutturazione


108

della perdita di tensione nei cavi sono sostanzialmente una deformazione viscosa

mal calcolata, in particolare nelle strutture iperstatiche e un errore nel tiro iniziale.

Un caso evidente di perdita di precompressione dei cavi in un ponte realizzato

mediante la tecnica di calcestruzzo armato precompresso è quello che ha

riguardato il ponte sul Rio Sinigo, costruito nel 1982. La foto in fig. 3.61 è stata

scattata nel 2004: il ponte presenta una evidente deformazione permanente a

causa di perdita di tensione dei cavi, poiché soggetto a fenomeno di rilassamento

che ha comportato una perdita di monta in chiave di 60 cm [34].

Un’altra problematica molto pericolosa riguarda la corrosione dei cavi di

precompressione all’interno della struttura, che può portare al collasso della

struttura senza preavviso.

La corrosione dei cavi implica una riduzione dell’area resistente e dunque una

sovratensione nel cavo che preannuncia la rottura: il comportamento di un cavo

che perde tensione per corrosione è infatti piuttosto pericoloso, dal momento che

se si tagliano alcuni fili del cavo la pressione sul calcestruzzo diminuisce, e dunque

questo si dilata e sovraccarica la fune (quel che ne rimane). La diminuzione della

risultante delle azioni non è più solo la variazione di area per il tiro iniziale, ma è

molto più bassa perché il cavo si tende ancora di più, perché si dilata e si

fig. 3.61 ponte S. Stefano a Messina


109

sovraccarica, e si rompe all’improvviso. Una delle maggiori cause di corrosione

nei cavi delle strutture in precompresso è la mancata iniezione di malta nelle

guaine dei che proteggono i cavi: in questo modo essi sono esposti agli agenti

che facilitano la carbonatazione e la corrosione. Un esempio delle gravi

conseguenze che può avere questa mancanza è quello che ha riguardato il ponte

Santo Stefano a Messina (fig. 3.62), crollato improvvisamente nel 1999 per

mancata protezione dei cavi [34].

Un altro episodio noto riguarda il ponte sul fiume Schelde nei pressi di Melle, in

Belgio, costruito nel 1956 e crollato improvvisamente il 18 marzo 1992. Il crollo,

che è stato ricondotto alla corrosione dei cavi di post-tensionamento, è avvenuto

nonostante i lavori di completo restauramento avvenuti solamente due anni prima

[42]. I cavi si sono sovraccaricati fino a quando il carico di rotture delle barre è

stato superato e il giunto incernierato non ha più retto causando dunque il crollo

della struttura che ha avuto carattere fragile [43].

Superando il caso di cavi corrosi, un ulteriore approfondimento merita il caso dei

ponti articolati in precompresso. Come noto nella realizzazione dei ponti a sbalzo

fig. 3.62 il crollo del ponte sul fiume Schelde nel 1992


110

in fase di avanzamento si ha un progressivo innalzamento dell’estremità degli

sbalzi e successivamente nelle fasi finali il peso degli ultimi conci e il loro maggior

braccio di leva abbassano progressivamente l’impalcato fino all’assetto finale,

quello atteso per il getto del concio di chiusura [3]. Per diversi ponti a sbalzo

realizzati in precompresso si sono riscontrate nel tempo inflessioni eccessive, con

relativa perdita di funzionalità. L’origine di questi comportamenti può essere

attribuita ad analisi del regime elasto-viscoso mediante modelli strutturali e

legami costitutivi eccessivamente semplificati e ad una non corretta distribuzione

della precompressione [44]. In questo tipo di ponti l’assetto finale è dunque il

risultato di due azioni antagoniste (il peso proprio e la precompressione), e il

valore finale degli spostamenti verticali è la differenza tra due numeri molto

elevati e di segno opposto (verso il basso a causa del peso proprio, verso l’alto a

causa della precompressione). L’azione della precompressione però è influenzata

da diversi elementi di incertezza associati per esempio a fattori ambientali,

caratteristiche dei materiali ed effettiva intensità delle forze di precompressione

nei cavi [3]. Nelle simulazioni probabilistiche di P.G. Malerba [45] e di D. Briccola

[46] viene mostrato che gli spostamenti verticali possono divergere nel tempo e

modificare sensibilmente la configurazione della struttura, e che questi effetti

sono amplificati quando la precompressione è applicata a pochi giorni dalla

maturazione del calcestruzzo. Gli effetti sui ponti articolati variano in base alla

loro conformazione: ritiro e viscosità amplificano nel tempo le irregolarità

geometriche presenti causando pendenze anomale nella campata centrale nel

caso di ponte con due cerniere e una campata centrale, mentre nel caso di ponte

con una sola cerniera in chiave di impalcata tali effetti generano una cuspide;

infine nel caso di ponte continuo si formano semplicemente curvature anomale

poiché non vi sono elementi in grado di “assorbire” gli effetti di ritiro e viscosità

tramite spostamenti. Noto ciò, è possibile adottare in fase di progetto

predisposizioni per ovviare in futuro a queste problematiche, come per esempio

guaine di attesa per infilare nuovi cavi atti a contrastare spostamenti differiti verso

l’alto o verso il basso.


111

3.3.3 Problemi nell’acciaio [18]

3.3.3.1 Perdita di verniciatura protettiva

La perdita di verniciatura protettiva, che come visto nel paragrafo 3.2.2 è

fondamentale per preservare correttamente gli elementi in acciaio, accelera

significativamente i processi di corrosione e delaminazione degli elementi. Infatti,

quando la vernice protettiva viene meno, trovano maggior sfogo tutti gli effetti

elencati nel paragrafo 3.2.2.4, in particolare i ristagni di umidità, il contatto con

differenti materiali e correnti elettriche vaganti.

3.3.3.2 Forzature in fase di montaggio [11]

Nei ponti si osservano deformazioni plastiche localizzate per effetto di forzature

dovute al montaggio. Una costruzione ben dimensionata non dovrebbe

manifestare deformazioni plastiche: ovalizzazioni dei fori, deformazioni locali di

flange o fazzoletti, piegature di chiodi o bulloni sono segni di funzionamento

anomalo. Questa categoria di danno si può anche considerare una sottocategoria

del paragrafo dedicato agli errori nei dettagli costruttivi, riguardante solamente le

strutture in acciaio.

3.3.4 Problemi specifici sui ponti strallati

I ponti strallati in realtà sono soggetti ai problemi di tutti i ponti: per esempio la

carbonatazione del calcestruzzo descritto nel paragrafo 3.2.2.3 vale per tutte le

strutture in calcestruzzo armato. Per questo motivo non si riportano qui tutti i

fig. 3.63 acciaio corroso


112

danni di quelli elencati precedentemente che possono riguardare anche i ponti

strallati, bensì ci si limiterà a fare qualche specifica sui problemi che più

comunemente hanno riguardato questa tipologia di ponte o per i quali occorre

prestare particolare attenzione se si parla di ponti strallati. In particolare, per

quanto riguarda i ponti strallati risulta centrale il tema della durabilità degli stralli

in termini di resistenza a fatica e controllo della corrosione degli stessi [47].

3.3.4.1 Mancanze durante la fase di progettazione

- La mancata progettazione di protezioni nei confronti della corrosione dei

cavi, come visto, è una ricorrente causa di degrado nei ponti strallati in

quanto porta facilmente alla corrosione di alcune parti di tali cavi,

considerando che gli stralli sono facilmente esposti agli agenti atmosferici.

Inoltre, gli acciai con cui sono realizzati gli stralli sono sempre acciai ad

elevata resistenza e quindi molto sensibili alla corrosione: risulta quindi

essenziale prevedere un sistema efficace di protezione dall’ingresso di

acqua e umidità estremamente efficace [47].

- Allo stesso modo, l’assenza delle dovute protezioni all’umidità e all’acqua

nelle connessioni causa conseguenti danneggiamenti locali come fratture

o corrosioni che possono portare anche al collasso della struttura [48];

- Il problema della resistenza a fatica approfondito nel paragrafo 3.2.3.1

merita una specifica poiché gli stralli sono soggetti a sensibili variazioni di

tensione, movimenti e vibrazioni indotti dal traffico e dal vento, fattori che

comportano forti sollecitazioni di fatica [47]. Per gli stralli il

dimensionamento a fatica non è sempre stato richiesto: molti dei ponti

strallati in attività da prima degli anni ’80 non sono dimensionati a fatica,

e dunque possono oscillare con ampiezze importanti in esercizio [48], e

questo può causare le serie problematiche a causa della formazione delle

fessure e dei meccanismi tipici degli elementi sottoposti a fatica, già

descritti nel paragrafo 3.2.3.1.


113

3.3.4.2 Mancanze durante la fase di manutenzione

La manutenzione degli elementi più esposti, quali per esempio gli stralli, è

fondamentale per conservare in un buon stato di salute la struttura. Per esempio,

una buona manutenzione prevede le pitturazioni costanti in un ambiente caldo e

marittimo, mentre a causa di una manutenzione poco adeguata alcuni giunti in

neoprene eliminati durante una delle varie operazioni di ispezione possono non

essere più ripristinati, causando un grave danneggiamento dei materiali della

struttura.


114

3.4 Classificazione dei danni

A conclusione di questo lavoro di raccolta dei danni e degradi che minacciano i

ponti si vuole riportare nella seguente tabella un riassunto di quanto esposto,

sottolineando in particolare l’effetto primario concreto che ciascuna causa di

danno o degrado provoca sulla struttura.

TABELLA RIASSUNTIVA DEGRADO/DANNI

Classificazione Causa Effetto primario Note

Degrado del

materiale

Fisici

Gelo/disgelo Fessurazione cls; distacchi cls;

Riguarda solo CA/CAP; fessure di dimensioni

contenute;

Sbalzi termici Fessurazione cls; deformazioni;

Riguarda solo CA/CAP; fessure di dimensioni

contenute;

Ritiro e scorrimento

viscoso

Fessurazione cls; variazioni tensionali nelle

armature; allentamento bulloni (acciaio);

Le fessure facilitano altri degradi (corrosione)

Chimici

Attacco solfatico

Fessurazione cls; distacchi cls;

sgretolamento al tatto del cls;

Riguarda solo CA/CAP; le fessure facilitano altri

degradi (corrosione);

Reazione alcali-

aggregati

Fessurazione cls; espulsione cls; Riguarda solo CA/CAP

Attacco anidride

carbonica

Corrosione ferri per carbonatazione;

asportazione cls per dilavamento;

Riguarda solo CA/CAP; la corrosione dei ferri

porta a fessurazione ed espulsione del cls;

Attacco da cloruri

Corrosione ferri e acciaio; fessurazione cls; espulsione cls;

disintegrazione cls;

La corrosione dei ferri porta a fessurazione ed

espulsione del cls;

Meccanici

Fatica Fessurazione

Le fessure crescono fino a rompere la struttura;

nel cls le fessure facilitano altri degradi

(corrosione);

Usura Asportazione materiale Molto raro

Erosione Asportazione di materiale (cls); cedimento/scalzamento; \

Urti Asportazione materiale; deformazioni plastiche;

cedimento/scalzamento;

La gravità dipende molto dalla potenza e dalla periodicità degli

urti


115

TABELLA RIASSUNTIVA DEGRADO/DANNI

Classificazione Causa Effetto primario Note

Difetti di progetto e difetti

costruttivi

Problemi comuni

Eccessi di carico e sottodimensionamento

Diminuzione della capacità resistente

L'esito finale è il crollo della struttura

Appoggi inefficienti

Variazioni tensionali nella struttura;

rottura dello spigolo (cls); inflessione della pila;

\

Problemi ai giunti Degrado cls; corrosione; \

Impermeabilizzazione e scolo

Degrado cls; corrosione; \

Errori di progetto e costruzione

Diminuzione della capacità resistente;

degrado cls; corrosione;

Sono molteplici i possibili effetti, ma si

possono generalmente considerare come danni che inficiano

sulla resistenza complessiva della

struttura o sul degrado dei materiali

Mancanze di progetto - fondazioni Cedimento/scalzamento

Non approfondite in quanto non saranno

oggetto di studio

CA/CAP

Carenze nel progetto dell'armatura

Diminuzione della capacità resistente Molto pericoloso

Insufficiente spessore copriferro Corrosione ferri

La corrosione dei ferri porta a fessurazione ed

espulsione del cls

Scarsa qualità materie prime

Diminuzione della capacità resistente;

degrado cls;

Inficia molto sulla durabilità dell'opera

Problemi nella precompressione

Perdita tensionale nei cavi;

corrosione dei cavi non protetti;

inflessioni eccessive;

Fattori molto pericolosi che possono

facilmente portare al collasso

Acciaio

Perdita di verniciatura protettiva Corrosione

La corrosione causa successiva

delaminazione

Forzature in fase di montaggio Deformazioni plastiche

Provocano un funzionamento anomalo della

struttura

Ponti strallati

Mancanze di progetto - stralli

Corrosione stralli non protetti;

fessurazione per fatica; /

Mancanze manutentive

Corrosione stralli non protetti /


116

3.4.1 Classificazione per effetti

Al fine di preservare l’integrità della struttura e di intervenire prima che gli effetti

di un danno siano troppo avanzati, occorre essere in grado di rilevare tutti i danni.

Per far questo, occorre prima di tutto concentrarsi sul danno in sé (sull’effetto

primario) più che sulle cause che provocano danni e degrado: per esempio, se

risulterà necessario rilevare il fenomeno della corrosione, non sarà interessante

conoscere per quali motivi la struttura è corrosa in quanto sarà sufficiente il dato

“corrosione”.

Per questo motivo occorre prima di tutto “ribaltare” la tabella del paragrafo

precedente, riscrivendola non più in funzione delle cause di danno ma piuttosto

in funzione direttamente dell’effetto primario del danno, in modo poi da poter

approfondire come individuare la presenza dei singoli effetti.

Occorre considerare che la gravità della maggior parte dei danni dipende dalle

tempistiche di intervento: se lasciati progredire all’infinito essi potenzialmente

portano al collasso della struttura. Nella tabella precedente volendo identificare

l’effetto del danno si è fatto quindi riferimento all’effetto immediato che il danno

implica, ovvero si è assunto di poter rilevare sempre l’effetto primario con buon

anticipo sugli effetti secondari che a cascata causerebbero il rapido degrado della

struttura verso il collasso. Nella realtà dei fatti, intercettare l’effetto primario non

è sempre facile. Per questo occorre fare un’ulteriore specifica, distinguendo quali

di questi effetti primari siano effettivamente visibili tramite un’attenta ispezione

visiva del ponte, e quindi facilmente rilevabili, e per quali invece occorre

individuare delle tecniche di monitoraggio in grado di fornire informazioni

sull’ammaloramento del ponte con sufficiente tempismo.

Di seguito quindi la tabella che raggruppa tutti i danni e degradi in funzione

dell’effetto primario, esplicitando in quali casi questi effetti sono visibili ad occhio

nudo e in quali no.


117

CLASSIFICAZIONE PER EFFETTI

Classificazione Effetto primario Causa Visibile/Non visibile

Problemi comuni

Fessurazione Fatica Visibile

Asportazione materiale Usura Visibile

Diminuzione capacità resistente

Errori di progetto e costruzione; eccessi di carico e

sottodimensionamento; Non visibile

Cedimento/scalzamento fondazioni

Erosione; urti;

appoggi inefficienti; mancanze di progetto - fondazioni;

Visibile

CA/CAP

Fessurazione cls

Gelo/disgelo; sbalzi termici;

ritiro e scorrimento viscoso; attacco solfatico;

reazioni alcali-aggregati; attacco da cloruri;

Visibile

Degrado cls: distacchi, espulsione, asportazione,

sgretolamento

Gelo/disgelo; attacco solfatico;

reazioni alcali-aggregati; attacco anidride carbonica;

erosione; urti;

problemi ai giunti; impermeabilizzazione e scolo;

errori di progetto e costruzione; scarsa qualità materie prime;

Visibile

Deformazioni Sbalzi termici Visibile

Variazioni tensionali Ritiro e scorrimento viscoso Non visibile

Diminuzione capacità resistente

Carenze nel progetto dell’armatura; scarsa qualità delle materie prime Non visibile

Corrosione ferri per carbonatazione

Attacco da anidride carbonica; attacco da cloruri;

errori di progetto e costruzione; insufficiente spessore copriferro;

Non visibile (visibile con degrado al

cls)

Specifici CAP

Deformazioni

Perdita di tensione nei cavi per rilassamento;

Errore nel tiro iniziale; Mancato equilibrio peso proprio

sbalzo-precompressione;

Visibile

Corrosione dei cavi (valido anche per stralli dei ponti strallati realizzati in CAP)

Mancata iniezione di malta nelle guaine;

errori di progetto e costruzione Non visibile

Acciaio

Allentamento bulloni Rilassamento Non visibile

Deformazioni plastiche Urti; forzature in fase di montaggio; Visibile

Corrosione

Perdita di verniciatura protettiva; attacco da cloruri; problemi ai giunti;

impermeabilizzazione e scolo;

Visibile

Specifici ponti strallati

Fessurazione stralli Fatica Visibile

Corrosione stralli Stralli non protetti; Mancanze manutentive;

Visibile Non visibile


118

Se il danno risulta visibile potrebbe non essere necessario fare alcuna prova per

scovarlo. È anche vero che in certe situazioni, specialmente se si parla di ponti,

una buona ispezione visiva potrebbe essere difficoltosa se non impossibile: per

questo motivo il fatto che un effetto sia visibili non permette di disinteressarsene,

a meno che si è certi di aver compiuto un’ispezione visiva perfette.

Le prove dinamiche potranno essere utili per identificare danni visibili qualora

un’ottima ispezione visiva non sia possibile, e in ogni caso sono sicuramente utili

per valutare quanto è grave il danno cui è soggetto il ponte.

Rimangono poi dei danni che non sono rilevabili neanche con un’ottima ispezione

visiva, di cui occuparsi in maniera specifica. Volendo rilevare il danno il prima

possibile occorre prestare attenzione a questi danni non visibili, ovvero come visto

nella precedente tabella a quelli che si manifestano sotto forma di:

- Diminuzione della capacità resistente in tutte le strutture a causa di errori

di progetto e costruzione, per eccessi di carico/sottodimensionamento,

carenza nel progetto dell’armatura o per scarsa qualità delle materie

prime;

- Variazioni tensionali nelle strutture realizzate in C.A./C.A.P.;

- Corrosione dei ferri per carbonatazione nelle strutture in CA, prima che il

danno sia tale da far rigonfiare il copriferro;

- Corrosione dei cavi nella precompressione, compresi i cavi degli stralli

realizzati in C.A.P.;

- Corrosione degli stralli in acciaio protetti da guaine;

il caso di allentamento dei bulloni nelle strutture in acciaio non è stato inserito nel

precedente elenco poiché trattasi di un problema per norma monitorato da

periodici controlli di coppia obbligatori nelle strutture [11].

In tutti gli altri casi occorre trovare un modo per rilevare il danno con il maggior

anticipo possibile. Le prove dinamiche sono un test comodo e non invasivo.

119

4 INTRODUZIONE ALLE PROVE DINAMICHE

4.1 Definizione

Le prove dinamiche consistono nel misurare la risposta vibratoria di una struttura

sottoposta a sollecitazioni in grado di introdurre energia nel campo di frequenze

considerato di interesse [49]. In sostanza, si basano sul controllo delle vibrazioni

causate da eccitatori: si tratta quindi di prove non invasive e che non necessitano

particolari lavorazioni.

Definendo come sopra le prove dinamiche si delineano due aspetti principali da

approfondire: la modalità con cui introdurre energia nella struttura e il metodo

con cui misurare la risposta.

Per quanto riguarda il primo punto, si distinguono due tipologie fondamentali di

eccitatori [50] [49]:

- Eccitazione ambientale: l’eccitazione dinamica da misurare in termini di

vibrazioni viene fornita da sorgenti quali traffico, vento, presenza di corsi

d’acqua, ecc. già presenti nel corso della vita naturale della struttura.

Solitamente tali eccitatori sono assimilabili a forzanti casuali (random) ad

ampio spettro. Questo tipo di eccitazione ha degli importanti aspetti

favorevoli: è sempre disponibile a costo nullo, ed è dunque utilizzabile in

qualsiasi momento per eventuali ripetizioni delle prove dinamiche al fine

di riconoscere l’insorgenza di danni; inoltre si tratta di una eccitazione di

livello basso (la struttura lavora in campo lineare) e distribuita. L’aspetto

negativo di tale tipo di eccitazione sta nel fatto che le misure ottenute

mancano di una corretta scalatura per il fatto che non si conoscono le

proprietà dell’eccitatore in ingresso. È pertanto necessario acquisire una

quantità di dati sufficiente a garantire la robustezza della stima delle

grandezze spettrali necessarie alla definizione della risposta della struttura

INTRODUZIONE ALLE PROVE DINAMICHE

120

scartando eventuali dati affetti da palesi incongruenze o da evidenti

problemi di misura.

- Eccitazione forzata: in questo caso la risposta che viene misurata, sempre

in termini di vibrazioni, deriva da una forzante dinamica nota introdotta

nella struttura mediante l’uso di appositi eccitatori dinamici od attuatori,

come per esempio un camion preparato ad hoc di cui si conoscono tutte

le caratteristiche. La prova forzata, riconoscendo in modo contemporaneo

sia l’ingresso sia l’uscita della struttura, stima parametri indipendenti dal

tipo e dall’entità dell’eccitazione e permette di introdurre energie

maggiori. Ovviamente questo tipo di prova non è esente da aspetti

negativi: si tratta di una prova più elaborata, quindi difficilmente ripetibile

in maniera esatta, e soggetta a maggiori ampiezze che possono

comportare l’insorgere di non linearità; inoltre è molto importante la

durata della prova, soprattutto se si desidera disporre di una buona

risoluzione in frequenza per separare modi di vibrare con frequenze simili.

Infine, nelle prove forzate risulta fondamentale la coerenza tra ingresso ed

uscita del sistema, aspetto molto delicato, al fine di verificare che la

risposta misurata sia effettivamente quella dovuta al forzamento imposto

e non ad altre cause ambientali sempre presenti.

Ecco perché si possono definire prove “comode”: gli eccitatori sono in ogni caso

strumenti semplici e talvolta già a disposizione durante la vita normale

dell’infrastruttura (camion che normalmente transitano sul ponte, vento, corsi

d’acqua, ecc.), oppure sono semplici camion ad hoc che transito in maniera

controllata sul ponte.


121

Per quanto riguarda gli strumenti e i metodi con cui misurare la risposta della

struttura invece, sono diverse le tipologie e le caratteristiche dei sensori impiegati

che non vengono approfondite in questo elaborato poiché non utili ai fini di

questa ricerca, ma in sostanza la risposta della struttura viene rilevata mediante

accelerometri, e con opportune tecniche di elaborazione è possibile ricavare i

parametri caratteristici del comportamento della struttura, da utilizzare per

costruire un modello analitico. In ogni caso, la tipologia e la qualità degli

strumenti di misura impiegati devono essere tali da garantire il corretto rapporto

segnale/rumore al fine di fornire all’identificatore modale dati sufficientemente

robusti per l’estrazione dei parametri modali. Le attrezzature impiegate per la

misura delle vibrazioni ed i rilievi dinamici sono sostanzialmente analoghe e

differiscono sostanzialmente dal tipo di sensore utilizzato.

4.2 Funzionamento e iter

Le prove di caratterizzazione dinamica consistono di fatto nel controllo delle

vibrazioni della struttura, e sono costituite di tre fasi:

- Fase teorica, costituita dallo sviluppo del modello teorico della struttura;

fig. 4.1 strumentazione in utilizzo durante una prova dinamica


122

- Fase sperimentale, in cui vi è un’analisi fisica del comportamento

dinamico della struttura reale, un’eccitazione della struttura, una misura

della risposta ed una analisi di tali risposte;

- Un confronto fra le due fasi precedenti.

Per capire il funzionamento delle prove, si consideri il caso di un oscillatore

semplice (o ad un grado di libertà) come può essere una pila da ponte alla cui

sommità sia vincolata una travata con una certa massa trascurabile rispetto a

quella della pila (fig. 4.2). in questo caso è possibile individuare la sua posizione

ad ogni istante t tramite una sola coordinata.

Questo perché se tale sistema viene eccitato e lasciato libero di oscillare nel

tempo, è descritto da due soli parametri: il periodo proprio di vibrazione T0 e il

coefficiente di smorzamento strutturale c.

Le strutture ovviamente sono sempre più complesse di un oscillatore elementare

in quanto si hanno più masse interconnesse tra loro, ed in questi casi durante

l’oscillazione del sistema la forma della deformata non è più conosciuta a priori.

Essa è però ottenibile dalla combinazione di più forme semplici, dette forme

modali, a ciascuna delle quali è associato un periodo proprio di vibrazione. Le

forme modali sono caratteristiche di ciascuna struttura [51].

Il sistema di eccitazione, che nel caso dei ponti corrisponde come detto col traffico

veicolare, ha dunque due funzioni fondamentali: porre in vibrazione la struttura

erogando una forza confrontabile e di caratteristiche note a priori in modo da

fig. 4.2 pila da ponte: oscillatore semplice


123

rispettare il percorso di carico prescelto e inviare al sistema di analisi un segnale

elettrico rappresentato dalla forza erogata.

I trasduttori di misura, collegati rigidamente alla struttura, misurano la storia

temporale della grandezza fisica cercata in quel punto e lo inviano, sottoforma di

segnale costituito da corrente elettrica debole, al sistema di acquisizione dei dati,

costituito sostanzialmente da voltmetri capaci di registrare la storia temporale del

segnale in arrivo per un tempo prefissato o attivarsi quando viene superata una

soglia minima prefissata. Le prove possono essere a lettura continua (digitale) o

a lettura del segnale ad intervalli prefissati (detti intervalli di campionatura).

L’elaborazione dei risultati avviene poi osservando le grandezze proprie

dell’analisi spettrale (ovvero dell’analisi svolta nel dominio delle frequenze) che

sono la trasformata di Fourier e la densità spettrale di potenza ordinaria,

fondamentali per lo studio delle oscillazioni libere di un sistema a più gradi di

libertà [51].

La prima fornisce un’informazione efficace sui periodi propri di vibrazione della

struttura in esame e consiste nell’estensione al caso di una funzione non periodica,

X(t), dello sviluppo in serie di Fourier. La trasformata è definita da:

( ) ( ) i tX x t e dtωω+∞

−

−∞

= ∫ (1)

Che può essere espressa in funzione del tempo tramite la trasformata inversa:

1( ) ( )

2i tx t X t e dω ω

π

+∞−

−∞

= ∫ (2)

La densità spettrale di potenza ordinaria è invece una funzione matematica che

descrive la relazione esistente tra l’energia di vibrazione in un punto x di un

sistema e l’energia di vibrazione introdotta da una sorgente di eccitazione in un

punto y dello stesso sistema meccanico in rapporto della frequenza della

vibrazione stessa. Questa funzione in pratica rappresenta come varia la potenza

del segnale registrato in funzione della frequenza, ed è definita come:


124

( ) ( ) ix xS R e dωτω τ τ

+∞−

−∞

= ∫ (3)

Dove Rx(τ) è la funzione di autocorrelazione (cioè la funzione matematica che

descrive la relazione esistente tra lo spostamento di un punto x al tempo t e lo

spostamento dello stesso punto al tempo (t+τ) cioè dopo un ritardo τ.

Analizzando tramite queste tecniche i segnali di oscillazioni libere,

opportunamente combinati tra di loro, provenienti dai sensori disposti in punti

noti della struttura, si possono ricavare le frequenze proprie corrispondenti ai

modi principali della struttura.

Il risultato dunque è un modo di vibrare del ponte, che dovrà corrispondere a

quello che ci si aspetta secondo la teoria. Se i due modi di vibrare non

corrispondono, significa che il ponte è danneggiato localmente. Da questo punto

di vista la prova dinamica utilizzata per il collaudo di una struttura è analoga a

quella di collaudo statico, in quanto si mettono ugualmente a confronto la

previsione numerica del progettista su un parametro di interesse e l’effettiva

misura del parametro stesso durante la prova di carico statica.

Negli ultimi anni si è sviluppato anche un monitoraggio a distanza tale per cui un

sistema automatico di allarme su cellulari avverte i responsabili della struttura se

si verifica fenomeni superiori ai limiti prefissati. Tramite un computer remoto è

possibile anche riprogrammare la logica di raccolta dei dati, modificare le soglie

di allarme e trasferire i dati [52].

fig. 4.3 esempio di risultato delle prove: modo di vibrare della struttura


125

4.3 Utilizzi

Le prove dinamiche sono dunque un metodo di indagine non distruttiva mirata

all’analisi e al monitoraggio di grandi strutture, utilizzabile anche per strutture

meno importanti tramite strumenti proporzionati alle sue dimensioni.

In generale l’utilizzo di prove sperimentali di tipo dinamico ha incontrato negli

ultimi anni sempre crescente interesse e diffusione, nonostante la maggiore

complessità teorica e tecnica delle prove e la carenza normativa al riguardo

abbiano contribuito ad un iniziale scetticismo verso le potenzialità del collaudo

dinamico quale efficace integrazione di quello statico tradizionale [49].

Le prove dinamiche sono state anche inserite nella Normativa per il collaudo della

struttura: le NTC affermano che le prove di collaudo dinamico sono da affiancarsi

a quelle di tipo statico e possono essere eseguite a giudizio del Collaudatore per

infrastrutture di particolare importanza [49]. In particolare, nella normativa si dice,

come già visto, che lo scopo del collaudo dinamico è quello di controllare che “il

periodo fondamentale sperimentabile sia confrontabile con quello previsto in

progetto”, verificando nei fatti solamente che la prima frequenza propria prevista

da calcolo sia confrontabile con quella misurata [53]. Se a valle di un collaudo

dinamico il confronto tra il dato sperimentale e quello numerico evidenzia una

discrepanza significativa tra i due, è necessario interrogarsi sulla buona riuscita

del processo costruttivo, in quanto differenze rilevanti segnalano che la struttura

non è stata realizzata in modo tale da corrispondere alle prescrizioni di progetto.

Nel caso dei ponti, tali prove vengono effettuate al fine di verificare le ipotesi

poste alla base dei calcoli teorici e quindi l’utilizzo dell’opera con richiesti livelli

di sicurezza. I parametri dinamici di una struttura danneggiata derivano da quelli

originali e tali variazioni potranno essere utilizzate come indice di localizzazione

e quantizzazione globale del danno [51]. Le prove dinamiche vengono utilizzate

in genere per il monitoraggio di ponti di grandi dimensioni, sui quali si controllano

alcune fessurazioni e deformazioni dell’impalcato, di viadotti, per i quali spesso

ci si concentra sulle pile e i primi impalcati, e di ponti ferroviari per monitorare


126

gli allungamenti dei puntoni e la rotazione delle pile e lo stato generale di salute

dell’infrastruttura [54].

Riassumendo, gli utilizzi principali che se ne fanno sono di collaudo della struttura

e di monitoraggio, in particolare per l’individuazione di danni visibili laddove non

sia possibile effettuare un’ispezione visiva ben fatta o di danni non visibili, e per

la valutazione dell’entità di un danno noto.

127

5 IL LIMITE DI UNA PROVA DINAMICA

Risulta chiaro dunque che le prove dinamiche innanzitutto possono essere

utilizzate per verificare che un’opera sia stata ben realizzata secondo il progetto:

si intuisce che delle prove dinamiche utilizzate in fase di collaudo

permetterebbero di portare alla luce errori in fase costruttiva che implicano non

conformità con il progetto redatto.

In secondo luogo, è evidente che il metodo delle prove dinamiche è adatto anche

per identificare, durante la vita della struttura, dei danni non visibili o per loro

natura o perché non è possibile condurre un’accurata ispezione visiva (a causa per

esempio di un ponte a 100 metri di altezza), e per valutare l’entità di un danno

conosciuto o sconosciuto, in basa a quanto la risposta alle sollecitazioni della

struttura reale differisce da quella che ci si aspetta secondo la teoria.

Si vuole ora discutere dell’efficacia delle prove dinamiche nell’individuazione dei

danni e nella determinazione del livello di rischio della struttura connesso al suo

stato di degrado. In altre parole, si vuole verificare che in ogni caso una prova

dinamica con esito positivo, ovvero in cui risposta teorica e risposta reale non

differiscono, è sufficiente ad escludere qualsiasi stato di ammaloramento della

struttura. In particolare, occorre valutare nel dettaglio se l’informazione che i test

forniscono in questo caso, ovvero una mancata variazione di frequenza della

struttura, è sufficiente a certificare lo stato di salute di un ponte, escludendo con

certezza qualsiasi tipologia di danno.

Per far ciò occorre innanzitutto identificare quali siano i parametri effettivamente

in gioco nel moto vibratorio di una struttura come può essere un ponte e nella

rilevazione dello stesso tramite le prove dinamiche di cui si è illustrato il

funzionamento in precedenza.

IL LIMITE DI UNA PROVA DINAMICA

128

5.1 Criteri di giudizio di una prova dinamica

L’equazione generale del moto di una struttura (principio di D’Alambert) si scrive:

.. .

( )⋅ − ⋅ + ⋅ =M u C u K u b t (4)

in cui u è il vettore degli spostamenti, K la matrice di rigidezza, M la matrice di

massa, C la matrice di smorzamento e b(t) il vettore dei carichi nodali equivalenti

corrispondenti alla sollecitazione dinamica.

Si considerino due strutture gemelle di cui una danneggiata ed una integra,

sollecitate dalla medesima forzante ( )b t . E’ evidente che nella relazione (4) la

massa sarà identica in entrambe le strutture (un cambiamento di massa sarebbe

ben visibile e renderebbe inutili ulteriori analisi della struttura per il rilievo del

danno). Anche lo smorzamento in generale non subirà variazioni importanti e

comunque incide in piccola percentuale sul comportamento globale. Pertanto, in

questo caso un cambiamento della risposta ( )u t può essere dettato soltanto da un

cambiamento della rigidezza K della struttura. Se cambia la rigidezza della

struttura significa che è cambiata la rigidezza in qualche sua parte e dunque che

qualche segmento della struttura è danneggiato. Non si vedono infatti altre cause

che possano modificare la matrice K . Pertanto, una prova dinamica eseguita nei

limiti delle sollecitazioni di esercizio (per non danneggiare la struttura) è in grado

di rilevare comportamenti anomali conseguenti ad una distribuzione delle

rigidezze non coerente con l’ipotesi di struttura integra.

L’equazione (4) tuttavia non considera in alcun modo la resistenza locale della

struttura. Non è quindi possibile garantire che una struttura che non ha subito

variazioni di rigidezza possieda la capacità resistente iniziale. Questo è il limite di

una prova dinamica: permette di escludere tutti i danni che causano una

variazione di rigidezza della struttura, ma non può garantire che la struttura non


129

abbia subito tipi di danno che, per i livelli di sollecitazioni considerati, si

ripercuotano solamente sulla capacità resistente della stessa.

Si vuole ora calare in un contesto concreto quanto appena esposto a livello teorico

per verificare se e in quali casi le prove dinamiche non siano effettivamente il

metodo migliore per rilevare uno stato di degrado.

5.2 Primo caso pratico: la trave in acciaio

Si consideri una trave in acciaio semplicemente appoggiata agli estremi.

La formula utilizzata per il calcolo dei modi di vibrare di un elemento lineare a

trave semplicemente appoggiato agli estremi è [55]:

2

yk

EJkL mπω =

(5)

Dove:

L = lunghezza della trave;

E = modulo elastico dell’acciaio;

Jy = momento di inerzia della sezione che dipende dalla sua geometria;

EJy = rigidezza della trave;

m = densità lineare della trave;

fig. 5.1 trave semplicemente appoggiata di luce L


130

k = ordine di frequenza propria (1,2, 3…) che si vuole studiare.

Osservando la formula (5) si può constatare che π, la luce L, il modulo elastico

del materiale E e la densità lineare della trave m sono tutti parametri costanti.

Inoltre, l’ordine di frequenza da studiare viene deciso a priori, e tra l’altro si può

porre k=1 poiché la prima frequenza propria è sufficiente inizialmente per

analizzare lo stato di salute della struttura e decidere poi se approfondirne lo

studio.

Dunque nell’equazione (5) una volta fissata la frequenza propria da studiare (k=1)

l’unico parametro a variare è la J: la prima frequenza propria dipende solo dalla J

della struttura, e quindi dalla sua area.

Quindi se per esempio di considera una trave in acciaio semplicemente

appoggiata, come può essere quella di un ponte a travata isostatico (cfr. paragrafo

2.3.1.2), possiamo constatare che il suo modo di vibrare dipende dalla sua area,

cambia se cambia l’area della trave. Ciò significa che se si verifica un danno che

per qualche motivo ne riduce l’area, come può essere il caso di trave soggetta a

corrosione, il modo di vibrare della stessa si modificherà e le prove dinamiche

saranno in grado di rilevare questo cambiamento, permettendo di ipotizzare la

presenza del danno nel ponte.

fig. 5.2 le prime quattro frequenze proprie della trave semplicemente appoggiata


131

Inoltre, ci si aspetta che un danno progressivo dia luogo ad una risposta

progressivamente diversa dall’elemento strutturale: se la corrosione riduce l’area

della trave progressivamente anche la risposta in frequenza varia nello stesso

modo, e dunque si capisce che è possibile fare una valutazione di merito sul livello

dello stato di danno, sulla base della risposta attuale della trave considerata.

La corrosione su una trave ina acciaio è il caso di un danno visibile che potrebbe

essere rilevato anche senza bisogna di prove dinamiche, oppure che le necessita

nel caso in cui una buona ispezione visiva non sia possibile a causa delle

condizioni in cui si trova il ponte.

5.3 Secondo caso pratico: lo strallo

Ci sono poi una serie di danni che non sono visibili. Questo è il caso che può

riguardare i cavi in acciaio dei ponti strallati, che normalmente sono inguainati in

tubi in pvc per proteggerli (fig. 5.3): se all’interno di questi tubi essi si corrodono,

non lo si può notare ad occhio nudo.

La stessa logica usata in precedenza si può applicare a questo caso: lo strallo è

una fune nel vuoto che può vibrare per il vento, che in questo caso assume il ruolo

fig. 5.3 stralli inguainati


132

di eccitatore dinamico al pari del camion utilizzato per l’esempio precedente.

Osservando come vibra lo strallo posso riuscire a rilevare e/o misurare la

progressione del danno facendo qualche misura a distanza di tempo, poiché vedo

come varia la frequenza: i test dinamici rileveranno un danno senza la necessità

di sguainare i cavi. In casi come questo quindi le prove dinamiche sono più che

utili, in quanto la corrosione dei cavi incide notevolmente sulla loro area e quindi

sulla loro rigidezza. Inoltre, la rapidità con cui avviene la progressione del danno

e il rilevamento di quanto è cambiata la sezione, sono dati utili per valutare la

possibilità ed i tempi di intervento in quanto possono far capire se è necessario

un intervento urgente o se c’è il tempo di intervenire con calma.

Dunque, nonostante il danno non sia visibile e lo strallo sia protetto, attraverso lo

studio delle vibrazioni è possibile verificarne non solo lo stato di salute ma anche

come il danno evolve.

5.4 Terzo caso pratico: la trave precompressa

Si potrebbe pensare che il modo di ragionare utilizzato per i due casi precedenti,

ovvero correlare una variazione di rigidezza causata da una riduzione della

sezione reagente ad una variazione della resistenza, possa applicarsi a qualunque

elemento strutturale. In realtà non è così: occorre chiarire che in alcuni elementi

strutturali e per alcuni casi di danno le prove dinamiche potrebbero non essere

utili, e che in particolare, come espresso all’inizio di questo capitolo nel paragrafo

5.1 dedicato ai criteri di giudizio di una prova dinamica, non è possibile garantire

a priori che una struttura che non ha subito variazioni di rigidezza possieda la

capacità resistente iniziale. Come visto infatti la prova dinamica permette di

escludere tutti i danni che causano una variazione di rigidezza della struttura, ma

non può garantire che la struttura non abbia subito tipi di danno che, per i livelli

di sollecitazioni considerati, si ripercuotano solamente sulla capacità resistente

della stessa.


133

Un caso emblematico, utile per dimostrare chiaramente quanto affermato, è

quello delle travi precompresse in cui i cavi di precompressione sono soggetti a

corrosione: questa situazione è adatta in quanto la corrosione dei cavi è un danno

che non modifica la massa significativamente (e quindi teoricamente non

modifica la rigidezza della sezione) e come visto nel paragrafo 3.4.1 si tratta di

un danno non rilevabile con una semplice ispezione visiva ben fatta.

Prima di entrare nello specifico del caso pratico occorre dare un’approfondita

spiegazione della tecnica del calcestruzzo armato precompresso per fissare i

termini del problema.

5.4.1 Definizione

La precompressione è uno stato di auto tensione (nella sezione) indotto da una

distorsione (deformazione non congruente) tra armature e calcestruzzo ad esse

circostante [56] [57] [58] [59].

5.4.2 Distinzioni [56] [60]

Sebbene nella sostanza la tecnica del calcestruzzo armato consiste nella

definizione data in precedenza, nella pratica tale risultato si può raggiungere in

diversi modi, sviluppatisi nei decenni. Di seguito le distinzioni più importanti da

fare quando si parla di questa tecnica costruttiva.

5.4.2.1 In base alla tecnologia

In base alla tecnologia viene fatta la seguente distinzione:

- Cavi congruenti: viene imposta la congruenza delle deformazioni tra cavi

e calcestruzzo circostante. Può essere realizzata mediante

precompressione a fili aderenti (pre-tensione) o precompressione a cavi

scorrevoli (post-tensione).

- Cavi non congruenti: viene imposta la sola congruenza di alcune

componenti di spostamento tra cavo e calcestruzzo circostante. Si può

trattare di cavi ingrassati ed inguainati disposti all’interno del getto e post-


134

tesi, o di cavi disposti all’esterno del getto, fissati alla struttura tramite

deviatori e testate di ancoraggio, post-tesi.

Come anticipato nell’introduzione di questo paragrafo nel seguito si farà

riferimento solamente al caso di precompressione a cavi congruenti (più comune

nella pratica professionale più o meno recente), che verrà indicata semplicemente

come precompressione. Questo anche perché se non c’è congruenza il problema

non è più sezionale poiché vi sono interazioni tra due sottostrutture e dunque

cambiano i termini del problema.

5.4.2.2 In base al livello di coazione impresso

Pre-tensione

Metodo caratterizzato dal fatto che i trefoli sono tesi prima del getto di

calcestruzzo. I cavi sono ancorati fissi a uno dei cavalletti di ancoraggio della pista

di tensione, e tesi alla forza nominale di tiro all’altra spalla:

Dopo una maturazione sufficiente i fili vengono rilasciati lentamente, in modo da

evitare un improvviso trasferimento della forza di tensione al calcestruzzo della

struttura, il quale si carica in compressione grazie all’aderenza con i trefoli.

fig. 5.4 pista di pre-tensione


135

In assenza di perdite differite (viscosità e ritiro del calcestruzzo) la deformazione

non congruente tra trefoli e calcestruzzo pε coincide dunque con la deformazione

dei trefoli sulla pista di precompressione:

( )m0

p

p p p p

X 1 rXE A E A

−ε = = (6)

dove:

mX è la risultante della tensione nei trefoli misurata all’atto del tiro;

0X è la stessa tensione risultante ma depurata delle perdite di rilassamento r

dell’acciaio;

pA è l’area totale dei trefoli;

pE il modulo elastico dei trefoli.

fig. 5.5 funzionamento della tecnica di pre-tensione


136

Il vantaggio di questa tecnologia è la semplicità di utilizzo, grazie all’assenza di

ancoraggi, guaine e iniezioni. Lo svantaggio maggiore è rappresentato dal fatto

che non sono consentite grandi concentrazioni di armatura, poiché i fili o trefoli

richiedono un adeguato ricoprimento di calcestruzzo affinché la coazione sia

efficace tramite l’aderenza. Inoltre, può verificarsi una perdita di tensione nei fili

(o trefoli) provocata dall’accorciamento elastico istantaneo del calcestruzzo, che

si manifesta all’atto dell’allentamento dell’armatura pretesa.

Post-tensione

Consiste nel confezionare la trave annegando in essa dei condotti (guaine) nei

quali infilare i cavi a posteriori, una volta avvenuta la maturazione del

calcestruzzo, per metterli in seguito in tensione utilizzando apparecchiature

(martinetti) che premono sulle testate dell’elemento da precomprimere. Durante

la tesatura l’armatura si allunga mentre il calcestruzzo facendo da contrasto al

martinetto, si accorcia. Alla fine di tale processo viene iniettata della malta nelle

guaine per stabilire la congruenza.

In questo caso la distorsione impressa pj(z*)ε è la somma dell’allungamento

(deformazione) del cavo nella sezione considerata e l’accorciamento del

calcestruzzo circostante. Ovvero, poste positive le trazioni:

fig. 5.6 cavi inseriti in una guaina


137

[ ] ( )m m 0pj c pj pj c pj pj

p pj p pj

X X (z*) 1 r X(z*) (x , y , z*) (x , y , z*)E A E A

−∆ ⋅ −ε = − ε = − ε

⋅ ⋅

(7)

Dove:

mX è il tiro del cavo al martinetto;

mX (z*)∆ è la perdita per attrito lungo il cavo valutata tra il martinetto e la sezione

considerata z=z* (le perdite di attrito sono dovute all’attrito che nasce tra il cavo,

che nei tratti curvi insiste sulla superficie corrugata della guaina, e la guaina

stessa. Nei tratti rettilinei non vi dovrebbe essere attrito);

0X è il tiro del cavo al martinetto mX depurato delle perdite di attrito fino alla

sezione z* e della perdita per rilassamento;

c pj pj(x , y , z*)ε è la deformazione del calcestruzzo circostante al cavo indotta dalla

precompressione e dal peso proprio della trave che normalmente inizia ad agire

durante la fase di tesatura dei cavi.

La durabilità delle costruzioni post-tese dipende in gran parte dalla perfetta

esecuzione dell’iniezione. La malta indurita assicura l’aderenza tra calcestruzzo e

cavo nonché la protezione dell’acciaio. Una mancata iniezioni di malta può

causare gravi danni, come approfondito nel paragrafo 3.3.2.4.

Questo metodo è attualmente il più utilizzato per l’applicazione in opera della

precompressione.

5.4.2.3 Un’altra distinzione normalmente adottata

Con lo svilupparsi della precompressione si è fatta strada una distinzione fra due

sue realizzazioni differenti che qui occorre indagare: si individuano la

precompressione totale e la precompressione parziale.


138

Si parla di precompressione totale quando la sezione è interamente reagente in

ogni fase di esercizio della struttura (e non si ha dunque fessurazione), mentre si

dice precompressione parziale quella situazione in cui la sezione è interamente

reagente sotto i carichi permanenti ma si parzializza durante l’applicazione delle

azioni variabili.

In particolare, la precompressione parziale si può definire come un approccio nella

progettazione e nella costruzione per il quale la combinazione cavi di

precompressione/armatura ordinaria viene utilizzata in maniera tale da consentire

la fessurazione del calcestruzzo, dovuta a flessione, durante il servizio della

struttura (sotto i carichi variabili), soddisfacendo comunque i requisiti di

manutenzione e resistenza [61].

Considerazioni sulla precompressione parziale

Se si parla di ponti un aspetto essenziale è la deformabilità dell’impalcato, che

deve essere tale da garantirne l’agibilità. Questo limita fortemente l’applicabilità

della precompressione parziale a questa tipologia strutturale in quanto la

parzializzazione della sezione comporta una radicale diminuzione della sua

rigidezza flessionale, che si riduce a circa 1/3.

A dimostrazione di ciò, si consideri per esempio E. Jongstra, il quale in una

pubblicazione dedicata alla precompressione parziale ne limita l’utilizzo,

dichiarandola non impiegata per travi prefabbricate e per ponti a cassone, e quindi

escludendo di fatto una vasta parte dei ponti trattati in questo elaborato [62]. Ciò

trova riscontro nello stato di fatto delle realizzazioni italiane: nel nostro Paese non

si trovano ponti a cassone o a travata realizzati tramite precompressione parziale.

Allo stesso modo, una ricerca neozelandese che ammette la possibilità di

utilizzare la precompressione parziale allo stesso tempo ne individua diversi limiti,

come i problemi di fatica legati al fatto che la precompressione parziale consente

l’insorgere di fessure, e tratta con un certo imbarazzo i temi di durabilità e

deformabilità poiché se sotto i carichi massimi di esercizio la sezione si parzializza


139

la rigidezza diminuisce vertiginosamente. In questa ricerca si indicano di fatto

solo travi realizzate mediante precompressione totale [63]. Ancora, visitando il

sito del Precast/Prestressed Concrete Institute sono riportate le travi standard

americane per i ponti, chiamate Aashto, realizzate tutte tramite precompressione

totale.

Anche il Bridge Design Manual del Washington State Department of

Transportation esclude l’uso di precompressione parziale per quanto riguarda i

ponti a cassoni. Per non lasciare spazio ad interpretazioni, nello stesso documento

si legge più volte “Partial prestressing is not permitted”, in particolare nel capitolo

che descrive i materiali consentiti per la realizzazione di strutture in calcestruzzo

armato [64].

Nel documento analogo dello stato del Minnesota viene individuato un limite di

sforzo in trazione consentito nel calcestruzzo che corrisponde di fatto al limite

rispettato da una precompressione totale e non da una parziale: sebbene non sia

esplicitato il divieto di uso della precompressione parziale, ne è impedito

l’impiego dai limiti di tensioni consentiti [65].

Questa sottolineatura è importante al fine di approcciare in maniera realistica il

problema: molte pubblicazioni infatti affrontano la valutazione degli effetti della

precompressione studiando casi non conformi alla pratica progettuale.

Per esempio, pubblicazioni quali:

“Vibrations of cracked reinforced and prestressed concrete beams” di Z. Huszàr

[66], “On the Evaluation of Prestress Loss in PRC Beams by Means of Dynamic

Techniques” di M. Breccolotti [67] o “Crack detection in prestressed concrete

structure by measuring their natural frequencies” di G. D. Ercolani, D. H. Felix,

N. F. Oriega [68],

ipotizzano una lettura di fessure da parte delle prove dinamiche nelle strutture in

precompresso anche sotto i carichi di esercizio. Quest’ipotesi non è riscontrabile


140

nella realtà, almeno fintanto che i cavi o gran parte di essi è attiva, poiché la

fessurazione nel C.A.P. non è possibile nel caso di precompressione totale sotto

il carico massimo di esercizio e tantomeno sotto i carichi dinamici usati nei test

(nettamente più bassi).

Pubblicazioni così impostate non sono realistiche, nonostante espongano

procedimenti corretti dal punto di vista teorico, in quanto suppongono che la

precompressione possa assumere valori compresi tra zero e quello corrispondente

alla precompressione totale.

Va inoltre osservato che la precompressione parziale sebbene sia molto studiata

e approfondita nella teoria, non trova riscontro pratico: di fatto, per le

realizzazioni in precompresso si utilizza la precompressione totale.

5.4.3 Comportamento sotto i carichi istantanei

Per mettere in luce i termini che governano il problema, si valuta ora il

comportamento di una sezione in precompresso soggetta a flessione retta (fig.

5.7) sotto i carichi istantanei, ricordando che per definizione la sezione

precompressa è interamente reagente in tutte le fasi del suo esercizio.

Per l’acciaio si adotta quindi la legge costitutiva lineare riportata in fig. 5.9,

mentre per il calcestruzzo si adotta il diagramma σ-ε lineare di fig. 5.8. A questo

fig. 5.7 sezione in calcestruzzo armato precompresso soggetta a flessione retta


141

punto si può affermare che, avendo a che fare con due materiali a comportamento

elastico lineare, la soluzione esiste sempre ed è unica.

Facendo riferimento alle coordinate di fig. 5.7 si possono scrivere le equazioni di

equilibrio che reggono il problema:

c

c c sj sj pk pkj kA dA A A N 0σ + σ + σ = =∑ ∑∫ (8)

c

c c sj sj sj pk pk pkj kAy dA y A y A Mσ + σ + σ =∑ ∑∫ (9)

fig. 5.9 legge costitutiva dell’acciaio

fig. 5.8 legge costitutiva del calcestruzzo


142

Dove con indice c vengono indicate le grandezze geometriche e meccaniche

relative al calcestruzzo, con l’indice s quelle relative all’armatura ordinaria e con

indice p quelle relative all’armatura di precompressione.

Detta εz la deformazione nell’origine del sistema di riferimento e χ la curvatura

nel piano verticale, l’ipotesi di conservazione delle sezioni piane e l’ipotesi di

perfetta aderenza tra acciaio e calcestruzzo (a valle dell’imposizione della

distorsione εpk) permettono di scrivere le equazioni di congruenza come segue:

c z(y) yε = ε + ⋅χ (10)

sj c sj(y )ε = ε (11)

pkpk c pk(y )ε = ε + ε (12)

Le equazioni (10), (11) e (12) sono legate tra loro mediante le leggi costitutive

illustrate in fig. 5.9 e fig. 5.8: in questo modo si hanno tutti gli elementi necessari

per condurre le verifiche desiderate.

Sviluppando, ovvero sostituendo le equazioni di congruenza nelle equazioni di

equilibro (8) e (9), si ottiene il sistema risolvente che permette di calcolare la

distribuzione delle tensioni sull’intera sezione.

Per il calcestruzzo le azioni equivalenti alla precompressione in generale

rappresentano un’azione assiale di compressione ed un momento opposto a

quello generato dalla flessione, che mantengono la sezione interamente reagente

per i carichi considerati (di esercizio).

5.4.4 Sviluppo del problema

Si considerino due travi identiche in precompresso soggette a flessione e

sottoposte a una prova dinamica. I cavi tesi di una di queste sono soggetti a

corrosione per cui si considera che la sezione resistente residua sia solo l’80% di

quella iniziale.


143

Come ben noto, la rigidezza flessionale i iE J di una sezione in calcestruzzo

armato precompresso in esercizio è la seguente:

2 2( ) ( )= ⋅ − + ⋅ − ⋅∑∫c

i i c G c p pk G pkkA

E J E y y dA E y y A (13)

dove:

cE = modulo elastico del calcestruzzo ( cmE secondo Eurocodice 2, funzione

della resistenza meccanica, si veda prospetto 3.1)

pE = modulo elastico dei cavi di precompressione = 195 GPa (per i trefoli)

cA = area della sezione di calcestruzzo

pkA = area del k-esimo cavo di precompressione

Gy = baricentro della sezione reagente omogeneizzata =

cc c p pk pkkA

c c p pkk

E y dA E y A

E A E A

⋅ + ⋅ ⋅

+ ⋅

∑∫∑

Se si tiene presente che normalmente l’area dei cavi non supera l’1% dell’area

della sezione geometrica, è evidente che l’espressione di Gy corrisponde con

buona approssimazione al baricentro della sezione geometrica per entrambe le

travi, ed altrettanto si può dire per la rigidezza flessionale espressa dall’eq. (13).

A dimostrazione di ciò si consideri la sezione di una trave precompressa

normalmente prodotta da una società di prefabbricazione, riportata in fig. 5.10.


144

Per essa l’area dei cavi (integri) è 0.81% dell’area della sezione geometrica. Se la

riduzione della sezione resistente dei cavi è omogenea e pari al 25% (area ridotta

= 0.39 cm2), la posizione di Gy passa da Gy = 57.04 [cm] a Gy = 57.28 [cm], con

una variazione di 0,24 [cm] su un’altezza della trave di 110 [cm]. Altrettanto i iE J

passa da i iE J = 1.0485504*1015 [Nmm2] a i iE J = 1.0404178*1015 [Nmm2], con

una differenza dello 0.78%, ovvero un valore ingegneristicamente non

significativo e sicuramente non compatibile con le aleatorietà legate ad una prova

sperimentale.

Dunque, la variazione di area dell’armatura non è tale da causare una variazione

di rigidezza della struttura, perciò le due prove dinamiche non presenteranno

fig. 5.10 trave in C.A.P. di normale fabbricazione


145

differenze misurabili, almeno fintanto che non si arrivi alla parzializzazione della

sezione.

Constatato che riducendo l’area dei cavi la rigidezza non diminuisce, si vuole ora

valutare la capacità resistente residua. Nel caso di sezione rettangolare ciò si può

fare scrivendo l’equilibrio alla traslazione come [60]:

0,8 0cd yd p Rdf b x f A N⋅ ⋅ − = = (14)

in cui:

fcd: resistenza di calcolo a compressione del calcestruzzo

b: larghezza della sezione

x: posizione dell’asse neutro (0,8x è dovuto a un utilizzo dello stress block

rettangolare per la distribuzione degli sforzi: 0,8x*b è un’approssimazione

dell’area compressa)

fyd: resistenza di calcolo a trazione dell’acciaio

Ap: area dell’armatura tesa

Dalla (14) si può notare che se l’area del cavo è ridotta del 25%, il termine Ap

diventa 0,75Ap. Dunque, la risultante delle trazioni della trave danneggiata è il

75% rispetto a quella sana e, per l’equilibrio alla traslazione, così sarà anche per

la risultante delle compressioni. Essendo il momento resistente forza*braccio,

anche questo sarà ridotto approssimativamente (in genere il braccio della coppia

interna subisce una variazione non trascurabile) del 25%. Riducendo la

precompressione cambia la posizione dell’asse neutro, e quindi il braccio varia:

questo spiega la variazione di capacità resistente leggermente discostata dalla

variazione dell’area reagente.

A verifica di quest’affermazione facendo i conti si ottiene che la riduzione della

capacità resistente della trave danneggiata di fig. 5.10 rispetto alla sorella integra

è pari al 22.5%.


146

Evidentemente la riduzione di sezione dei cavi comporta una anticipazione della

parzializzazione della sezione, che avverrà per carichi più ridotti. Ciò renderebbe

inutili le eq. (13) e (14) e quindi le considerazioni fatte su di esse. Per questo

occorre individuare l’entità della riduzione del momento di cracking, ovvero il

valore di sollecitazione tale per cui la deformazione impressa tramite la

precompressione si annulla in una sezione della trave: si potrà così valutare oltre

quale sollecitazione le considerazioni fatte in precedenza perdono di utilità. Nel

caso in fig. 5.10 la sollecitazione che porta alla parzializzazione della sezione

passa da 645 kNm nel caso della trave integra ai 485 kNm per la trave

danneggiata, registrando un delta del 25% fra i due.

Volendo valutare questa differenza in termini di deformazione, si richiama

l’espressione che permette di calcolare la distribuzione delle tensioni sull’intera

sezione di una trave soggetta a flessione sotto i carichi di esercizio [60]:

2 2

( )( ) ( ) ( )

( ) ( ( ) ( )c

p pk pk p pk pk G pkk kc i c G G

c c p pk c G c p pk G pkk kA

E A M E y y Ay y y y y

E A E A E y y dA E y y A

ε εε ε

− ⋅ ⋅ − ⋅ ⋅ −= − = + −

+ ⋅ ⋅ − + ⋅ − ⋅∑ ∑

∑ ∑∫

(15)

dove cε indica la deformazione del calcestruzzo al bordo più teso. Inoltre, per il

cls le azioni equivalenti alla precompressione in generale rappresentano un’azione

assiale di compressione (negativa, primo termine dell’equazione) ed un momento

opposto ad M (sempre negativo, presente nel secondo termine), che mantengono

la sezione interamente reagente.

Analizzando i risultati ottenuti si nota che se la trave è danneggiata il termine al

numeratore si riduce, rispetto al caso di trave integra, linearmente con la riduzione

dell’area dei cavi tesi Apk, quindi al 75%, mentre il termine al denominatore (che

rappresenta il momento di inerzia e quindi dà informazioni riguardo la rigidezza

flessionale della trave funzione di EcJi) resta praticamente invariato, in quanto il

valore di Apk ha un’incidenza minima essendo il suo valore all’incirca pari al 4‰

di Ac.


147

Dunque, nel caso di trave con cavi corrosi il numeratore cambia del 25%, e quindi

quando il valore della compressione tende a zero effettivamente si ha una

riduzione del valore della deformazione rispetto al caso di trave integra pari al

25% e quindi praticamente proporzionale alla riduzione del momento di

decompressione visto in precedenza, tale per cui la sezione si parzializza. In

sostanza, nel caso di trave danneggiata per corrosione dei cavi non solo la sezione

si parzializza per un valore critico di sollecitazione minore del 25% rispetto alla

trave sana, ma in quello stesso momento presenterà anche una deformazione

minore del 25% rispetto alla deformazione che caratterizza la sezione della trave

integra nel momento in cui si parzializza.

Tuttavia, va sottolineato il fatto che facendo queste considerazioni ci si sta

riferendo a valori sollecitanti che portano alla parzializzazione della sezione, e

quindi corrispondenti al massimo carico di esercizio, mentre in generale un

danneggiamento significativo non è detto che porti oltre questo limite la stessa la

capacità resistente. In particolare, i normali carichi agenti sui ponti (carichi da

traffico), non si avvicinano ai massimi carichi di esercizio, dunque sarebbe lecito

trascurare quest’ultima valutazione in quanto si basa su una situazione non

realistica.

Se si verificassero delle situazioni in cui si raggiungesse il punto di parzializzare

la sezione, ciò significherebbe che lo stato di danno sarebbe così avanzato da

abbassare la capacità resistente della struttura fino a rendere una normale

sollecitazione sufficiente a parzializzare la sezione: in altre parole, la situazione

sarebbe critica. Le prove dinamiche registrerebbero immediatamente la

fessurazione del calcestruzzo, ma questo dato nei ponti in precompresso non

indica solamente il danneggiamento della sezione in calcestruzzo (come in una

normale trave in C.A.) ma anche una notevole perdita di tensione nei cavi già

avvenuta, poiché altrimenti non si sarebbe verificata la parzializzazione: le prove

individuano sì il danno, ma ad uno stato molto avanzato e critico. Ecco perché lo

stesso risultato di variazioni di frequenze su un ponte in C.A. ed uno in C.A.P. ha

due significati ben differenti.


148

5.4.4.1 Un caso reale

Si vuole ora ripetere l’analisi esposta considerando l’impalcato da ponte

dimensionato per la pubblicazione “Analisi comparativa di due travi da ponte

precompresse” di M.A. Pisani e F.P. Iorio (2004) [69], in modo da avere un caso

realistico e poterne studiare il comportamento conducendo il calcolo integrale con

le travi utilizzate nella pubblicazione.

L’impalcato in questione è progettato con travi AASHTO con sezione ad I (fig.

5.11), rappresentanti tutt’oggi la tipologia di uso più frequente negli Stati Uniti.

In particolare, le travi costituenti l’impalcato sono del tipo AASHTO-PCI type III

conforme ai disegni esecutivi reperibili nello Structures Design Office del Florida

Department of Transportation. Le dimensioni geometriche delle travi utilizzate

nella pubblicazione sono riportate in fig. 5.12 e sono stati verificati sul sito del

fig. 5.11 le caratteristiche geometriche delle travi AASHTO utilizzate negli Stati Uniti, secondo il Precast/Prestressed Concrete Institute


149

Precast/Prestressed Concrete Institute (PCI) nell’Appendice B del Bridge Design

Manual [70].

Le travi sono pretese con 34 trefoli di diametro nominale da ½” e area nominale

0.93 [cm2] ciascuno disposti come in fig. 5.13, per un’area totale dell’armatura di

31.62 [cm2] a fronte di un’area del calcestruzzo di 3615 [cm2]: l’area dell’acciaio

corrisponde allo 0,87% dell’area del calcestruzzo. I trefoli hanno tensione di

rottura pari a 1860 MPa.

fig. 5.12 trave AASHTO type III utilizzata nella pubblicazione citata, con le misure in millimetri


150

I dati sono riassunti nella seguente tabella:

DATI Area calcestruzzo 3615 cm2

Numero trefoli 34 Diametro nominale trefolo ½”

Area nominale trefolo 0.93 cm2 Area totale acciaio 31.62 cm2

Classe cls C50 Ecm 37 GPa Es 195 GPa

m (Es/Ecm) 5,3

fig. 5.13 disposizione dei trefoli di precompressione


151

Le travi sono state progettate per resistere ai carichi di progetto contemplati

dall’Eurocodice [71], e sono presenti anche quattro ferri di armatura ordinaria

(visibili in fig. 5.13) che ai fini di questo lavoro verranno trascurati.

Per la realizzazione dell’impalcato sono state affiancate, con interasse di 170 [cm]

sette travi AASHTO per una larghezza totale dell’impalcato di 13.2 [m] (larghezza

più comune utilizzata in Italia, che permette un metro per lato di barriere di

sicurezza). La lunghezza totale delle travi è di 20.6 [m] così da avere una luce di

calcolo dell’impalcato è pari a 20 [m]. Per la realizzazione sono stati pensati tre

traversi, due in testata ed uno in mezzeria. Di seguito sono riportate, con le misure

espresse in [cm], la sezione longitudinale dell’impalcato (fig. 5.15) e quella

trasversale (fig. 5.14) per chiudere il quadro dei dati della struttura.

Per mostrare come variano resistenza e rigidezza in questo caso reale a seguito di

una perdita di tensione dei cavi, occorre cominciare ricordando che, come

spiegato in fondo al precedente paragrafo, i carichi variabili su un ponte

normalmente sono molto inferiori ai carichi massimi in esercizio, e gli stessi

carichi usati come eccitatori per le prove dinamiche sono sempre molto inferiori

ai carichi massimi in esercizio. Se il ponte arriva a fessurazione non sarà certo

fig. 5.14 sezione longitudinale dell’impalcato

fig. 5.15 sezione trasversale dell’impalcato


152

solamente a causa del camion che passa poiché gran parte del carico

effettivamente agente sulla struttura consta nel peso proprio della struttura stessa.

Per questo motivo per fare un’analisi accurata, occorre prima di tutto fare un

calcolo di quali siano effettivamente i carichi agenti su di una singola trave

AASHTO, comprendendo i permanenti (struttura composta di trave, impalcato e

traverso) e i permanenti portati (le finiture). Il camion che passa, come visto anche

nel capitolo 0 in diversi esempi di collassi realmente accaduti, è solamente la

cosiddetta goccia che fa traboccare il vaso. Siccome si fessura per il peso proprio,

è dunque necessario calcolare i pesi agenti sulla singola trave.

Lo schema statico corrisponde a quello di una trave su due appoggi. Le condizioni

di carico corrispondono a una con un carico distribuito permanente (peso trave +

peso impalcato) e un carico concentrato in mezzeria permanente (traverso), e la

seconda con un carico distribuito permanente portato (finiture). I due casi vanno

distinti poiché i carichi permanenti hanno come sezione resistente corrispondente

solamente la trave, mentre i carichi permanenti portati hanno come sezione

resistente corrispondente la trave e la soletta, poiché quest’ultimo ha maturato

prima della posa delle finiture.

Segue il calcolo dei carichi agenti.

fig. 5.16 le due condizioni di carico riguardanti una trave tipo del ponte in questione


153

TRAVE:

Area trave * densità calcestruzzo

0,3615 m2 * 2500 kg/m3 = 903,75 kg/m peso lineare della trave

IMPALCATO:

Area impalcato agente su una trave (0,24 m * 1,7 m) * densità calcestruzzo

0,408 m2 * 2500 kg/m3 = 1020 kg/m peso lineare dell’impalcato

TRAVERSO:

Area traverso agente su una trave (0,965 m * 1,7 m) * densità calcestruzzo

1,3787 m2 * 2500 kg/m3 = 3446,7 kg/m peso lineare traverso, ma essendo di

larghezza 30 cm (infatti è un carico concentrato) procedo con il calcolo del peso

esatto:

3446,7 kg/m * 0,3 m = 1034,01 kg peso del traverso gravante su una trave

FINITURE:

peso stimato finiture (da norma) * larghezza agente su una trave

300 kg/m3 * 1,7 m = 510 kg/m peso lineare delle finiture

Aggiornando lo schema proposto nella figura precedente ed esprimendo in

Newton i carichi:

fig. 5.17 i carichi agenti sulla trave


154

Si osserva facilmente che quanto precedentemente sostenuto riguardo alla bassa

influenza di un camion rispetto al carico totale agente che un ponte deve portare

corrisponde al vero: i carichi riportati in fig. 5.17 indicano i carichi agenti su una

trave soltanto. Se infatti si moltiplica il peso lineare di “Trave+impalcato” agente

sulla singola trave per la luce del ponte e poi si moltiplica per sette il risultato

(ovvero per il numero delle travi costituenti il ponte in questione), si ottiene un

peso proprio della struttura decisamente superiore a quello di un camion che

passa corrispondente a qualche tonnellata (circa 280 tonnellate contro le 30 che

può avere un camion molto pesante). Risulta chiaro allora, come già sottolineato,

che per arrivare al limite della fessurazione della struttura sarà sufficiente il peso

proprio nel caso di ponte danneggiato.

Proseguendo, come detto si vuole valutare cosa succede in una singola trave a

livello di rigidezza flessionale nel caso di corrosione dei cavi, e dunque risulta

necessario calcolare il momento flettente agente sulla trave:

CARICHI PERMANENTI

REAZIONI VINCOLARI (equilibrio verticale):

19237,5 N/m * 20 m + 10340,1 N = Ry

Ry = 395090,1 N

Ry/2 = 197,55 KN singola reazione vincolare

MOMENTO FLETTENTE IN MEZZERIA (reazione*braccio –

carico*luce*braccio)

197545,05 N * 10 m - 19237,5 N/m * 10 m * 5m = 1013,6 KNm momento

flettente in mezzeria

CARICHI PERMANENTI PORTATI

REAZIONI VINCOLARI (equilibrio verticale):

5100 N/m * 20 m = Ry

Ry = 102000 N

Ry/2 = 51000 KN singola reazione vincolare


155

MOMENTO FLETTENTE IN MEZZERIA (reazione*braccio –

carico*luce*braccio)

51000 N * 10 m - 5100 N/m * 10 m * 5m = 255 KNm momento flettente in

mezzeria

Per poter sviluppare le analisi è stato necessario definire anche le caratteristiche

dell’impalcato in quanto parte integrante della struttura sollecitata. L’impalcato è

stato progettato con un getto di seconda fase di cls classe C35/45 avente Ecm = 34

GPa.

I momenti flettenti calcolati diventano l’azione sollecitante alla quale si sottopone

la trave analizzata tramite l’utilizzo del software LISA (Limit State Analysis), per

valutarne il comportamento in caso di struttura sana e successivamente simulando

una progressiva corrosione dei cavi di precompressione. Inseriti tutti i dati nel

software, si procede analizzando dapprima il comportamento della sezione

integra, per poi simulare un danno progressivo ai cavi di precompressione. Sono

stati simulati i casi di corrosione del 50% della prima linea di trefoli, del 100%

della prima linea, del 100% della prima + 50% della seconda, dell’intere prima e

seconda linea, e infine delle prime tre linee. Il riassunto dei dati più significativi

rilevati tramite le analisi è riportato nella seguente tabella.

Condizione corrosione

Numero cavi

integri

Area acciaio [cm2]

Riduzione dell'area di acciaio

Carico critico

Stato della sezione

Percentuale riduzione

carico critico

Jyy

(momento di inerzia intorno a

x)

Posizione baricentro

caso 0

Trave integra 34 31,6 0% 4,5

interamente reagente 0%

1,722*107

cm4

91,7 cm

caso 1

Prima fila ridotta del

50% 29,5 27,4 13% 3,88


1,712*107

cm4

91,9 cm

caso 2

Prima fila eliminata 25 23,3 26% 3,27


1,702*107

cm4

92 cm

caso 3

Prima fila eliminata e seconda fila ridotta del

50%

20,5 19,1 40% 2,66 interamente reagente ma

al limite 41%

1,693*107

cm4

92,1 cm

caso 4

Prima e seconda fila

eliminate 16 14,9 53% 2,06

sezione parzializzata 54%

0,44*107

cm4

112 cm

caso 5

Tre file eliminate 9 8,4 74% 1,13

sezione parzializzata 75% / /


156

Analizzando i risultati ottenuti riportati in tabella si possono fare diverse

osservazioni:

- Si nota innanzitutto che il caso 3 rappresenta il caso limite per il quale,

superato quello, la sezione si parzializza. Questo è testimoniata anche

dalla fig. 5.19 in cui si vede la configurazione della deformata anche di

profilo: la parzializzazione della sezione è ad un passo;

- Si nota inoltre che la rigidezza in mezzeria, evidenziata tramite il momento

d’inerzia JYY della sezione reagente omogeneizzata, che come visto nei

primi due casi dei paragrafi 5.2 e 5.3 concreti varia con la riduzione

dell’area della sezione reagente, in questo caso varia significativamente

solo nel momento in cui la sezione si parzializza (oltre il caso 3), poiché

prima è vero che l’area dell’acciaio si riduce, ma ricordando che l’area dei

trefoli corrisponde allo 0,87 % dell’area totale, tale variazione non è

percepibile in termini di rigidezza: si nota infatti che il valore di Jyy è stabile

fino al caso 3, oltre, a fessurazione della trave avvenuta, precipita (fig.

5.22). Le prove dinamiche non rileveranno lo stato di danno della struttura

fino a quando questa non sarà parzializzata;

fig. 5.18 la configurazione della deformata nei casi 1,2,3 e 4. Si nota come la sezione proceda e arrivi a parzializzazione


157

- Quando le prove dinamiche rileveranno il danno, ovvero quando si supera

il caso 3 tale per cui la prima e metà della seconda fila di cavi sono

completamente corrose e la sezione sta per parzializzarsi, lo stato di danno

è molto avanzato in quanto la capacità resistente è circa il 60% di quella

della sezione integra. Questo lo si deduce osservano il dato relativo al

carico critico e alla sua riduzione. Il carico critico rappresenta il

moltiplicatore che è necessario assegnare alla condizione di carico

applicata per far giungere a rottura la struttura: se per la trave integra tale

coefficiente è 4,5, per quella con il 40% di cavi corrosi il coefficiente

corrisponde a 2,06, ovvero il 59% di quello iniziale.

fig. 5.19 configurazione deformata della sezione per il caso 3. Nella vista di profilo si nota come la parzializzazione sia ad un passo


158

- La riduzione dell’area di acciaio va di pari passo, percentualmente

parlando, con la riduzione del carico critico (fig. 5.20). Ciò indica che

nonostante la rigidezza non abbia un andamento lineare (fig. 5.22) e non

diminuisca proporzionalmente, la resistenza cala proporzionalmente con

la riduzione dell’area dei trefoli.

00,20,40,60,8

11,21,41,61,8

2

caso 0 caso 1 caso 2 caso 3 caso 4

Andamento Jyy

fig. 5.22 l’andamento della J: a fessurazione avvenuta, il suo valore precipita

0,0

10,0

20,0

30,0

40,0

caso 0 caso 1 caso 2 caso 3 caso 4 caso 5

Area dei cavi

012345


Carico critico

fig. 5.20 le riduzioni dell’area dei cavi e del carico critico col progredire della corrosione dei cavi di precompressione

0%10%20%30%40%50%60%70%80%


Riduzioni percentuali

Area acciaio Carico critico

fig. 5.21 le riduzioni percentuali a confronto: risultano praticamente identiche

*107 [cm4]

[cm2]


159

Si può dunque affermare che la rilevazione del danno non è più progressiva come

nei casi uno e due ma improvvisa, come testimoniato dai grafici nelle figure

precedenti: la Jyy fino alla parzializzazione praticamente non cambio, per poi avere

un picco, mentre nello stesso periodo la capacità resistente è diminuita

spaventosamente (41%). Se la sezione si fessura significa che il danno è così

elevato da rendere sufficiente il peso proprio della struttura per superare il limite

di esercizio della stessa, e dunque la situazione è molto critica.

5.5 Deduzioni sull’efficacia della prova dinamica nel C.A.P.

In casi come quello appena mostrato se si vuole monitorare il ponte le prove

dinamiche non sono adatte poiché essere rilevano il danno troppo tardi: un danno

può significare una consistente diminuzione della resistenza anche senza una

significativa riduzione di rigidezza (se si arriva a bassi carichi di esercizio e si nota

la variazione di frequenza è perché si ha un livello di danno sconfinato).

Alle due travi analizzate all’inizio del paragrafo 5.4.4, per esempio, è assegnata

una certa resistenza della sezione di progetto, con i cavi dimensionati per arrivare

allo snervamento. La trave con area di armatura ridotta non arriverà allo

snervamento: la struttura si romperà prima del previsto (se la distorsione impressa

è la medesima, non ci sarà perdita di tensione dei cavi poiché sotto lo stesso carico

il 75% rimasto di armatura lavora di più, facendo anche il lavoro di quel 25% che

non c’è più). La rottura sarà inaspettata poiché ne è stata ridotta la resistenza ma

non la rigidezza e la prova dinamica non è in grado di rilevare questa tipologia di

danno: si romperà senza preavviso poiché sta lavorando come previsto.

Infatti, se la riduzione dell’area non è tale da parzializzare la sezione (e quindi

annullare l’effetto della precompressione, ovvero quello di far lavorare tutta l’area

a compressione), la rigidezza è quella della sezione geometrica, quindi rimane

invariata. Chiaramente se si aumenta il carico, la sezione si parzializza e allora le

prove dinamiche individuano immediatamente una sezione geometrica ridotta,

come analizzato in questo capitolo. Ma con i carichi di esercizio non si corre


160

questo rischio poiché non si arriva a parzializzare la sezione, quindi quella che si

vede è una sezione solida, monolitica, come quella precedente, ma che in realtà

ha perso il gran parte della capacità resistente. In questo caso dunque il metodo

delle prove dinamiche non è efficace, poiché non registra il danno (in realtà

piccole fessure si creano quando i cavi sono solo parzialmente danneggiati, ma

queste si aprono e chiudono al passaggio di mezzi e non danno quindi

significative variazioni di frequenza [72]).

Per quanto appena esposto è chiaro che la prova dinamica può essere funzionale,

oltre che per il collaudo della struttura, per l’individuazione di quei danni che per

i quali varia la rigidezza, come quelli esposti nel primo e secondo caso di questo

capitolo (paragrafi 5.2 e 5.3), e per valutare lo stato di avanzamento di un danno

che si sa già esserci (laddove le prove sono utili, ovvero per danni che coinvolgono

la rigidezza, si potrebbe addirittura monitorare in continuo il ponte usando il

carico del traffico per verificare le vibrazione e come queste cambiano nel tempo).

La prova dinamica può essere utilizzata certamente anche per casi uguali o simili

all’ultimo esposto (es. ponte con stralli realizzati in C.A.P.), ma occorre essere

coscienti che in quel caso una variazione di rigidezza rilevata dalle prove ha un

significato ben diverso e ben più grave che in altri casi, per il quale occorre

chiudere immediatamente la struttura e procedere al più presto con il suo

risanamento.

161

6 CONCLUSIONI E SVILUPPI FUTURI

Il primo risultato significativo di questo elaborato deriva dallo studio portato

avanti nel Capitolo 0 riguardante la classificazione dei danni e degradi, necessaria

per inquadrare adeguatamente il problema, che ha evidenziato come la maggior

parte dei collassi o comunque dei processi di degrado siano evitabili: fatte salve

catastrofi naturali e incidenti imprevisti, cause che ricoprono una bassa

percentuali del totale dei problemi, una buona manutenzione e un’accurata

gestione dell’infrastruttura sono in grado di evitare problemi alla stessa o di far

intervenire per tempo in presenza di problematiche di varia natura.

L’analisi dei danni e dei processi di degrado ha evidenziato inoltre come non tutti

i danni siano rilevabili tramite un’attenta ispezione visiva, e come allo stesso

tempo la stessa ispezione visiva non sia sempre facilmente conducibile: ci sono

casi in cui occorre utilizzare delle tecniche alternative all’ispezione visiva per

l’individuazione di danni e il monitoraggio dello stato di salute dei ponti. Si è

entrati quindi nel dettaglio di quale parametro rilevano le prove dinamiche,

evidenziando in modi diversi che esse rilevano solamente una variazione di

rigidezza della struttura.

Questa passaggio fondamentale sottolinea come queste prove non possano avere

l’ultima parola sullo stato di salute di una struttura, poiché una riduzione della

capacità resistente non implica sempre una variazione di rigidezza: un esito

positivo delle prove dinamiche permette di escludere tutti quei danni che

modificano la rigidezza della struttura, ma non permette sempre di affermare al

100% che la struttura sia sana in quanto possono esserci danni che si

“nascondono” alle prove dinamiche, ovvero che fanno variare solamente la

capacità resistente. Tuttavia, è sempre vero il contrario: se si verifica una

variazione di rigidezza significa che c’è un danno, che evidentemente è causa di

una diminuzione della capacità resistente.

CONCLUSIONI E SVILUPPI FUTURI

162

Lo studio portato avanti riguardante le strutture in calcestruzzo armato

precompresso con cavi soggetti a corrosione ha prodotto risultati molto

interessanti riassunti dalla tabella e dai grafici a conclusione del Capitolo 5: in un

ponte realizzato con travi in precompresso la corrosione dei cavi (nascosta

all’occhio umano) causa una riduzione di capacità resistente molto significativa,

influenzando la rigidezza della struttura solo quando la struttura è così

danneggiata che arriva a parzializzarsi. Quanto ottenuto vale per il caso specifico

(ponte a travata con travi in precompresso) ma vale chiaramente anche per molti

casi simili riguardanti le strutture in precompresso, come per esempio ponti

strallati con stralli realizzati in C.A.P.

Riassumendo sono due i risultati significativi riguardo l’utilizzo delle prove

dinamiche per la valutazione dello stato di salute dei ponti realizzati in

calcestruzzo armato precompresso: il primo è che una prova dinamica che non

evidenzia variazioni di rigidezza non permette di escludere danni ai cavi di

precompressione, il secondo è che qualora una prova dinamica dia una frequenza

non prevista la situazione è molto grave. Infatti, la prova registra variazioni di

rigidezza se la sezione si parzializza, e se si verificano delle situazioni in cui si

raggiunge il punto di parzializzare la sezione, ciò significa che lo stato di danno è

così avanzato da abbassare la capacità resistente della struttura fino a rendere una

normale sollecitazione sufficiente a parzializzare la sezione. In altre parole, la

situazione sarebbe critica. Le prove dinamiche registrerebbero immediatamente

la fessurazione del calcestruzzo, ma questo dato nei ponti in precompresso non

indicherebbe solamente il danneggiamento della sezione in calcestruzzo (come in

una normale trave in C.A.) ma anche una notevole perdita di tensione nei cavi già

avvenuta, poiché altrimenti non si sarebbe verificata la parzializzazione: le prove

individuano sì il danno, ma ad uno stato molto avanzato e critico che può portare

al collasso improvviso della struttura. Ecco perché lo stesso risultato di variazioni

di frequenze su un ponte in C.A. ed uno in C.A.P. ha due significati ben differenti.

Dunque è chiaro che la prova dinamica può essere funzionale, oltre che per il

collaudo della struttura come previsto da normativa, per l’individuazione di quei


163

danni che per i quali varia la rigidezza, come quelli esposti nel primo e secondo

caso del Capitolo 5, e per valutare lo stato di avanzamento di un danno che si sa

già esserci (laddove le prove sono utili, ovvero per danni che coinvolgono la

rigidezza, si potrebbe addirittura monitorare in continuo il ponte usando il carico

del traffico per verificare le vibrazione e come queste cambiano nel tempo). La

possibilità di definire la rapidità con cui avviene la progressione del danno e il

rilevamento di quanto è cambiata la sezione, rende possibile valutare l’urgenza

ed i tempi di intervento, in quanto possono far capire se il danno è molto avanzato

o se c’è il tempo di intervenire con calma.

La prova dinamica può essere utilizzata certamente anche per casi uguali o simili

all’ultimo esposto (es. ponte con stralli realizzati in C.A.P.), ma occorre essere

coscienti che in quel caso una variazione di rigidezza rilevata dalle prove ha un

significato ben diverso e ben più grave che in altri casi, per il quale occorre

chiudere immediatamente la struttura e procedere al più presto con il suo

risanamento. In generale, i risultati ottenuti evidenziano come prima di effettuare

una prova dinamica sia necessario essere coscienti dei parametri che registrano

tali prove e quindi dei danni che è possibile escludere con queste prove.

I risultati ottenuti in fine lanciano qualche provocazione da cogliere per sviluppare

il lavoro in futuro. Innanzitutto, sarebbe utili sviluppare ulteriormente la

classificazione dei danni frutto del lavoro raccolto nel Capitolo 0 e identificare

con precisione quali di questi danni effettivamente modifichino la rigidezza,

arrivando a una lista di danni escludibili al 100% con prove dinamiche.

Il secondo sviluppo interessante può essere quello di individuare un livello di

rischio associato ad una misura di vibrazione della risposta dinamica data dalla

struttura.

Infine, avendo escluso l’utilità delle prove dinamiche per la rilevazione di alcuni

danni, si potrebbe indicare delle possibili alternative e valutarne l’efficacia. Nel

caso del C.A.P. una possibile soluzione da studiare e verificare è la valutazione


164

della resistenza elettrica dei cavi: se cambia la sezione del cavo cambia la sua

resistenza elettrica.

167

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[78] I. Clemente, «Progetto di Strutture» Lezione - Università degli Studi di

Trieste, 2016.

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Sitografia

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POLITECNICO DI MILANO · fig. 2.43 ponte strallato a travata irrigidente: Ponte General Rafael...

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