INDICE
1.
PREMESSA ................................................................................................................................................... 1
2.
NORMATIVA DI RIFERIMENTO ............................................................................................................ 3
3.
MATERIALI PER USO STRUTTURALE................................................................................................. 5
3.1
CALCESTRUZZO........................................................................................................................................ 5
3.1.1
Caratteristiche tecniche e prescrizioni per la durabilità ................................................................ 5
3.1.2
Qualifica del conglomerato cementizio ........................................................................................... 8
3.1.3
Posa in opera e tolleranze esecutive ............................................................................................. 11
3.1.4
Casseforme, disarmo e stagionatura dei getti ............................................................................... 12
3.1.5
Controlli in corso d’opera............................................................................................................. 15
3.2
ACCIAIO ................................................................................................................................................. 18
3.2.1
Proprietà meccaniche ................................................................................................................... 19
3.2.2
Controlli sull’acciaio .................................................................................................................... 19
3.3
LEGNO PER USO STRUTTURALE .............................................................................................................. 22
3.3.1
Caratteristiche tecniche e prestazionali ........................................................................................ 22
3.3.2
Verifiche in accettazione ............................................................................................................... 24
4.
DESCRIZIONE DEL FABBRICATO ESISTENTE E SUA RILEVANZA STRUTTURALE ............ 26
4.1
5.
SCELTA MOTIVATA DEL TIPO DI INTERVENTO ......................................................................................... 28
PARAMETRI DI CALCOLO.................................................................................................................... 29
5.1
LIVELLI DI SICUREZZA E PRESTAZIONI ATTESE ........................................................................................ 29
5.2
ORGANIZZAZIONE STRUTTURALE ........................................................................................................... 30
5.3
VALUTAZIONE DELLE AZIONI.................................................................................................................. 31
5.4
AZIONE SISMICA ..................................................................................................................................... 34
5.5
COMBINAZIONI DI CARICO ...................................................................................................................... 47
5.6
METODI DI ANALISI E CRITERI DI VERIFICA DELLE STRUTTURE IN LEGNO ................................................ 48
5.6.1
Resistenze di calcolo ..................................................................................................................... 49
5.6.2
Verifiche agli Stati Limite Ultimi (SLU) ........................................................................................ 49
5.6.3
Verifiche agli Stati Limite di Esercizio (SLE) ............................................................................... 51
5.7
METODO DI ANALISI E CRITERI DI VERIFICA RELATIVI ALLE STRUTTURE IN C.A. ...................................... 52
5.7.1
Resistenze di calcolo ..................................................................................................................... 53
5.7.2
Verifiche agli Stati Limite Ultimi (SLU) ........................................................................................ 56
5.7.3
Verifiche agli Stati Limite di Esercizio (SLE) ............................................................................... 61
5.8
METODO DI ANALISI E CRITERI DI VERIFICA RELATIVI ALLE STRUTTURE COMPOSTE IN ACCIAIOCALCESTRUZZO ...................................................................................................................................... 64
5.8.1
Resistenze di calcolo ..................................................................................................................... 64
5.8.2
Verifiche agli Stati Limite Ultimi (SLU) ........................................................................................ 65
5.8.3
Verifiche agli Stati Limite di Esercizio (SLE) ............................................................................... 65
5.9
CODICE DI CALCOLO E MODELLI DI ANALISI STRUTTURALE ..................................................................... 68
6.
RISULTATI DI CALCOLO E VERIFICHE STRUTTURALI LOCALI SPECIFICHE PER GLI
INTERVENTI IN PROGETTO ................................................................................................................ 69
6.1
CAPRIATA IN LEGNO MANICA OVEST ...................................................................................................... 69
6.2
CAPRIATA IN LEGNO MANICA EST ........................................................................................................... 80
6.3
SOLAIO DI CONTROSOFFITTATURA SERVIZI IGIENICI MANICA OVEST ....................................................... 90
6.3.1
Verifica del solaio composto in acciaio – calcestruzzo e delle connessioni ................................. 91
6.3.2
Verifica dei profilati portanti in acciaio ....................................................................................... 95
6.3.3
Verifica della soletta composta con lamiera grecata e calcestruzzo ............................................ 98
7.
VALUTAZIONE DELLA SICUREZZA SISMICA GLOBALE DELLE UNITÀ STRUTTURALI
ESISTENTI INTERESSATE DAGLI INTERVENTI IN PROGETTO .............................................. 102
7.1
ANALISI STORICO – CRITICA ................................................................................................................. 102
7.2
7.3
7.4
7.5
7.6
RILIEVO GEOMETRICO – STRUTTURALE ................................................................................................ 110
CARATTERIZZAZIONE MECCANICA DEI MATERIALI STRUTTURALI ESISTENTI ......................................... 112
LIVELLI DI CONOSCENZA E FATTORI DI CONFIDENZA............................................................................. 113
ANALISI DEI MECCANISMI LOCALI DI COLLASSO.................................................................................... 115
VALUTAZIONI QUALITATIVE SULLA VULNERABILITÀ SISMICA GLOBALE DELLE UNITÀ STRUTTURALI
OGGETTO E SCHEDA SINOTTICA DELL’INTERVENTO .............................................................................. 132
1
1.
Premessa
La presente relazione riporta le verifiche e i dimensionamenti relativi alle opere
strutturali previste in attuazione nell’ambito degli “Interventi di recupero e restauro
architettonico del 6° livello del castello di Buronzo”, descrivendo le tipologie strutturali, gli
schemi e modelli di calcolo e i criteri di verifica adottati per soddisfare i requisiti di
sicurezza previsti dalla normativa tecnica vigente, nonché l'azione sismica di calcolo,
tenendo conto anche delle condizioni stratigrafiche e topografiche del sito.
Il processo di recupero del Castello di Buronzo ha avuto inizio nel 2006 a seguito di
istanza comunale datata 10.12.2005 e della relativa istruttoria da parte dell’Assessorato
dell’Industria della Regione Piemonte conclusasi con determina dirigenziale n° 5 del
13.01.2006, per l’esecuzione di un primo lotto funzionale finalizzato agli interventi di
recupero e restauro strutturale ed architettonico del Castello e del Ricetto storico di Buronzo.
Scopo dell'attuale progettazione è quello di completare il restauro della manica sud al
livello 6, mediante la rifunzionalizzazione delle stanze A"-B"- C"-D", la manutenzione
straordinaria e il ripristino di parte della copertura crollata nella manica ovest e altri piccoli
interventi funzionali all’utilizzo delle porzioni di stabile già ristrutturate in passato.
Gli interventi rilevanti ai fini strutturali e sui quali sono state condotte le opportune
verifiche, ricompresi nell’ambito dei presenti lavori, saranno costituiti da:
manutenzione straordinaria della porzione della copertura esistente della manica
ovest del castello, al piano secondo / livello 6, con sostituzione dell’orditura
principale del tetto degradata tramite una nuova capriata in legno e contestuale
eliminazione del setto in muratura di separazione tra la stanza A”/B” e la stanza C”
con riduzione dei carichi permanenti e alleggerimento statico di piano;
manutenzione straordinaria della capriata in legno a supporto della copertura della
manica est del castello, al piano secondo / livello 6, in sostituzione di quella
esistente degradata e in parte crollata;
esecuzione di un solaio con struttura mista in acciaio-calcestruzzo di ridotto peso
proprio, con la sola funzione di controsoffittatura dei servizi igienici in progetto al
livello 6 dell’edificio, stanza D”.
I suddetti interventi, con riferimento al paragrafo 8.4.3 delle Nuove norme tecniche
per le costruzioni di cui al D.M. 14 gennaio 2008, alle Linee Guida MIBAC, al D.P.C.M. del
09.02.2011 concernente le Valutazione e riduzione del rischio sismico del patrimonio
1
culturale con riferimento alle Norme tecniche per le costruzioni di cui al D.M. 14.01.2008,
nonché al D.P.R. 380/2001, si configurano quali interventi di miglioramento sismico locale
concernenti, nello specifico, la riparazione ovvero interventi locali su zone limitate del
fabbricato esistente che non alterano in modo significativo il comportamento strutturale
accertato, anche con riferimento alle porzioni limitrofe a quelle oggetto di intervento,
comportando, contestualmente, un miglioramento locale delle condizioni di sicurezza
preesistenti. In tal senso, i presenti interventi possono essere classificati come riparazioni o
interventi locali su edifici esistenti, ovvero interventi di manutenzione straordinaria locali
su singole porzioni di edificio. Le singole opere in progetto fanno rispettivamente
riferimento ai paragrafi 4.4 (costruzioni in legno) e 4.3 (costruzioni composte acciaiocalcestruzzo) del D.M. 14.01.2008. Per la progettazione nei confronti delle azioni sismiche si
è fatto, infine, principalmente riferimento ai paragrafi 8.7, 7.6, 7.7 delle N.T.C.-2008.
Per tali interventi, in relazione alle sopra richiamate Linee Guida e alle N.T.C.-2008 e
relativa Circolare esplicativa, la progettazione strutturale è stata, quindi, effettuata con metodo
di valutazione della sicurezza sismica di tipo LV2 riferita alle sole parti dell’edificio
interessate dai lavori, effettuando specifiche verifiche locali e, nel contempo, certificando il
miglioramento complessivo delle condizioni di sicurezza preesistenti sia con riferimento alle
condizioni sismiche che statiche. A tal fine, sempre con riferimento alla D.P.C.M. sopra
richiamata e alle Linee Guida MIBAC, è stata, infine, sviluppata una serie di valutazioni di
tipo qualitativo, con strumenti di livello LV1, sugli aspetti che possono incidere sia sul
comportamento e sulla vulnerabilità sismica d’insieme della costruzione, sintetizzate nella
scheda sinottica dell’intervento.
Dal punto di vista amministrativo gli interventi saranno realizzati in Comune di
Buronzo (VC) il quale risulta classificato in zona sismica 4 ai sensi dell’O.P.C.M. n.
3274/2003 e della D.G.R. n. 65-7656 del 21 maggio 2014. In particolare il castello esistente è
collocato in un contesto urbano centrale dell’abitato di Buronzo.
Per una descrizione di dettaglio dei vari interventi progettualmente previsti si rimanda,
infine, a quanto specificatamente riportato negli Elaborati grafici di progetto. In particolare,
gli elaborati grafici che illustrano le opere dal punto di vista tecnico-strutturale sono stati
redatti conformemente a quanto previsto dal D.P.R. 207/2010 e s.m.i. e saranno, inoltre,
recepiti al fine degli adempimenti di denuncia delle opere strutturali di cui alla Legge 1086/71
e s.m.i., alle N.T.C.-2008 e alla D.G.R. Piemonte n. 65-7656 del 21 maggio 2014.
2
2.
Normativa di riferimento
Ai fini della presente progettazione strutturale e geotecnica si è fatto riferimento alle
seguenti norme in materia di costruzioni, di valenza nazionale e regionale:
Legge 5 novembre 1971, n. 1086 – Norme per la disciplina delle opere in conglomerato
cementizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica.
D.P.R. 6 giugno 2001, n. 380 – Testo unico delle disposizioni legislative e regolamentari
in materia edilizia.
Ordinanza n. 3274 del Presidente del Consiglio dei Ministri del 20.03.2003 e ss.mm.ii. –
Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio
nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica.
D.M. 14 gennaio 2008 – Nuove Norme tecniche per le Costruzioni (N.T.C.).
CIRCOLARE 02 febbraio 2009 n. 617 – Istruzioni per l’applicazione delle Nuove norme
tecniche per le costruzioni di cui al D.M. 14 gennaio 2008.
CIRCOLARE 5 agosto 2009 – Nuove norme tecniche per le costruzioni approvate con
decreto del Ministro delle infrastrutture 14 gennaio 2008 - Cessazione del regime
transitorio di cui all'articolo 20, comma 1, del decreto-legge 31 dicembre 2007, n. 248.
CIRCOLARE 11 dicembre 2009 – Entrata in vigore delle norme tecniche per le
costruzioni di cui al Decreto Ministeriale 14 gennaio 2008. Circolare 5 agosto 2009 Ulteriori considerazioni esplicative.
UNI EN 1991-1 e UNI EN 1990: Eurocodice 1 – Azioni sulle strutture.
UNI EN 1992-1-1: Eurocodice 2 – Strutture in calcestruzzo.
UNI EN 1995-1-1:2005: Eurocodice 4 – Progettazione delle strutture composte acciaiocalcestruzzo.
UNI EN 1994-1-1/2:2005: Eurocodice 5 – Progettazione delle strutture di legno.
UNI EN 1998-1: Eurocodice 8 – Progettazione delle strutture per la resistenza sismica.
CNR-DT 206/2007 – Istruzioni per la progettazione, l’esecuzione ed il controllo delle
strutture in legno.
Deliberazione della Giunta Regionale 19 gennaio 2010, n. 11-13058 – Aggiornamento e
adeguamento dell'elenco delle zone sismiche (O.P.C.M. n. 3274/2003 e O.P.C.M.
3519/2006).
Deliberazione della Giunta Regionale 1 marzo 2010, n. 28-13422 – Differimento del
termine di entrata in vigore della nuova classificazione sismica del territorio piemontese
3
approvata con D.G.R. n. 11-13058 del 19.01.2010 e ulteriori disposizioni.
Deliberazione della Giunta Regionale 18 febbraio 2011, n. 8-1517 – Modifica del termine
di entrata in vigore della nuova classificazione sismica del territorio Piemontese come
approvata con D.G.R. 19.01.2010 n. 11-13058.
Deliberazione della Giunta Regionale 12 dicembre 2011, n. 4-3084 – D.G.R. n. 11-13058
del 19.01.2010 – Approvazione delle procedure di controllo e gestione delle attività
urbanistico-edilizie ai fini della prevenzione del rischio sismico, attuative della nuova
classificazione sismica del territorio piemontese.
Deliberazione della Giunta Regionale 21 maggio 2014, n. 65-7656 – Individuazione
dell'ufficio tecnico regionale ai sensi del D.P.R. 6 giugno 2001, n. 380 e ulteriori
modifiche e integrazioni alle procedure attuative di gestione e controllo delle attività
urbanistico-edilizie ai fini della prevenzione del rischio sismico approvate con D.G.R. 12
dicembre 2011, n. 4-3084.
Ad integrazione dei predetti riferimenti normativi si è fatto, inoltre, riferimento ai
seguenti documenti di comprovata validità tecnica:
Istruzioni del Consiglio Superiore dei LL.PP..
Adunanza del Consiglio Superiore dei LL.PP.. n. 92/2010 concernente: “Allineamento
delle Linee Guida per la valutazione e riduzione del rischio sismico del patrimonio
culturale con riferimento alle Norme tecniche per le costruzioni di cui al decreto del
Ministero delle Infrastrutture e dei trasporti del 14 gennaio 2008”.
D.P.C.M. del 09.02.2011 recante: “Valutazione e riduzione del rischio sismico del
patrimonio culturale con riferimento alle Norme tecniche per le costruzioni di cui al D.M.
14.01.2008” e relativa Circolare applicativa n. 15, prot. n. 5041 del 30.04.2015.
Istruzioni e i documenti tecnici del Consiglio Nazionale delle Ricerche – Gruppo
Nazionale per la Difesa dai Terremoti (CNR – GNDT).
Istruzioni e linee guida Presidenza del Consiglio dei Ministri – Dipartimento di Protezione
Civile, in collaborazione con ITC (Istituto per le Tecnologie delle Costruzioni) e il
Consorzio ReLUIS (Rete dei Laboratori Universitari di Ingegneria Sismica).
Si evidenzia, infine, che la valutazione della vulnerabilità sismica dell’edificio in
argomento è stata redatta in ottemperanza al D.M. 14.01.2008 e alla D.G.R. 19 gennaio
2010 n. 11-13058 e s.m.i. nei confronti delle azioni sismiche proprie del sito classificato in
“zona sismica 4” ai sensi della suddetta D.G.R. e dell’O.P.C.M. n. 3274/2003 e ss.mm.ii..
4
3.
Materiali per uso strutturale
3.1
Calcestruzzo
3.1.1 Caratteristiche tecniche e prescrizioni per la durabilità
Per quanto riguarda le caratteristiche dei calcestruzzi tutti i manufatti in c.a. e c.a.p.
(eventuali) potranno essere eseguiti impiegando unicamente cementi provvisti di attestato di
conformità CE o equivalente che soddisfino i requisiti di accettazione previsti dalla norma
UNI EN 197-1:2006. In cantiere o presso l'impianto di preconfezionamento del calcestruzzo è
ammessa, pertanto, esclusivamente la fornitura di cementi rispondenti a tali prescrizioni.
Qualora vi sia l'esigenza di eseguire getti massivi, al fine di limitare l'innalzamento
della temperatura all'interno del getto in conseguenza della reazione di idratazione del
cemento, sarà opportuno utilizzare cementi a basso calore LH contemplati dalla norma UNI
EN 197-1:2006.
Tutte le forniture di cemento dovranno, quindi, essere accompagnate da attestati
di conformità CE o equivalente. E' possibile, in alternativa, una dichiarazione periodica
del produttore del cemento, contenente l'elenco dei DDT relativi ai lotti consegnati al
produttore di calcestruzzo e l'attestato di conformità CE o equivalente, da inoltrare da
parte dell'impresa esecutrice alla Direzione Lavori. La Direzione Lavori verificherà,
comunque, periodicamente quanto sopra indicato, in particolare la corrispondenza del
cemento consegnato, come rilevabile dalla documentazione anzidetta, con quello previsto in
Capitolato e nella documentazione o elaborati tecnici specifici e potrà richiedere, inoltre, una
caratterizzazione periodica del produttore di cemento riportante i valori medi delle prove di
autocontrollo sui requisiti della norma UNI EN 197-1:2006. Il prelievo del cemento dovrà
avvenire al momento della consegna in conformità alla norma UNI EN 196-7.
Gli aggregati utilizzabili, ai fini del confezionamento del calcestruzzo, dovranno
possedere marcatura CE o equivalente, secondo D.P.R. 246/93 e successivi decreti attuativi ed
essere conformi ai requisiti della normativa UNI EN 12620 e UNI 8520-2 con i relativi
riferimenti alla destinazione d’uso del calcestruzzo. La massa volumica media del granulo in
condizioni s.s.a. deve essere pari o superiore a 2300 kg/m3. A questa prescrizione si potrà
derogare solo in casi di comprovata impossibilità di approvvigionamento locale, purché si
continuino a rispettare le prescrizioni in termini di resistenza caratteristica a compressione e di
durabilità.
5
Gli inerti naturali, spaccati, lavati, non gelivi e non friabili, saranno privi di sostanze
organiche limose e argillose, in proporzione nocive all’indurimento del conglomerato ed alla
conservazione dell’armatura. Gli aggregati dovranno, inoltre, rispettare i requisiti minimi
imposti dalla norma UNI 8520 parte 2 relativamente al contenuto di sostanze nocive, in
particolare:
•
il contenuto di solfati solubili in acido (espressi come SO3 da determinarsi con la
procedura prevista dalla UNI-EN 1744-1 punto 12) dovrà risultare inferiore allo
0.2% sulla massa dell’aggregato indipendentemente se l’aggregato è grosso oppure
fine (aggregati con classe di contenuto di solfati AS0,2);
•
il contenuto totale di zolfo (da determinarsi con UNI-EN 1744-1 punto 11) dovrà
risultare inferiore allo 0,1%;
•
non dovranno contenere forme di silice amorfa alcali-reattiva o in alternativa
dovranno evidenziare espansioni su prismi di malta, valutate con la prova
accelerata e/o con la prova a lungo termine in accordo alla metodologia prevista
dalla UNI 8520-22, inferiori ai valori massimi riportati nel prospetto 6 della UNI
8520 parte 2.
In attesa di specifiche normative sugli aggregati di riciclo è consentito l’uso di
aggregati grossi provenienti da riciclo, secondo i limiti di cui alla Tabella che segue, a
condizione che il calcestruzzo possegga i requisiti reologici, meccanici e di durabilità previsti
in progetto. Per tali aggregati, le prove di controllo di produzione in fabbrica saranno
effettuate secondo i prospetti H1, H2 ed H3 dell’annesso ZA della norma UNI EN 12620; per
le parti rilevanti, devono essere effettuate ogni 100 ton di aggregato prodotto e, comunque,
negli impianti di riciclo, per ogni giorno di produzione.
6
Rck [MPa]
Percentuale di impiego
= 10
fino al 100%
≤ 37
≤ 30%
≤ 25
fino al 60%
Riutilizzo interno negli
≤ 55
fino al 15%
stabilimenti di
Stessa classe del calcestruzzo
fino al 5%
prefabbricazione qualificati –
d’origine
Origine del materiale da
riciclo
Demolizioni di edifici
(macerie)
Demolizioni di solo cls e c.a.
da qualsiasi classe di
calcestruzzi >C(45/55)
Tabella 1 – Percentuali di impiego di aggregati di riciclo (D.M. 14/01/2008).
Al fine di individuare i requisiti chimico-fisici aggiuntivi rispetto a quelli fissati per gli
aggregati naturali, che gli aggregati riciclati devono rispettare, in funzione della destinazione
finale del calcestruzzo e delle sue proprietà prestazionali, occorrerà fare specifico riferimento
alla UNI 8520 parti 1 e 2.
Per il confezionamento del calcestruzzo dovranno essere impiegati aggregati
appartenenti a non meno di due classi granulometriche diverse. La percentuale di impiego di
ogni singola classe granulometrica verrà stabilita dal produttore con l’obiettivo di conseguire i
requisiti di lavorabilità e di resistenza alla segregazione. La curva granulometrica ottenuta
dalla combinazione degli aggregati disponibili, inoltre, sarà quella capace di soddisfare le
esigenze di posa in opera richieste dall’impresa (ad esempio, pompabilità), e quelle di
resistenza meccanica a compressione e di durabilità richieste per il conglomerato.
La dimensione massima dell’aggregato dovrà essere non maggiore di ¼ della sezione
minima dell’elemento da realizzare, dell’interferro ridotto di 5 mm, dello spessore del
copriferro aumentato del 30% (in accordo anche con quanto stabilito dagli Eurocodici).
Per quanto concerne la durabilità delle opere ogni calcestruzzo dovrà soddisfare i
seguenti requisiti di durabilità in accordo con quanto richiesto dalle norme UNI 11104 e UNIEN 206-1 e dalle Linee Guida sul Calcestruzzo Strutturale in base alla classe (alle classi)
di esposizione ambientale della struttura cui il calcestruzzo è destinato:
7
CALCESTRUZZO PER SOLAIO DI CONTROSOFFITTATURA SERVIZI IGIENICI IN PROGETTO:
calcestruzzo a prestazione garantita (UNI EN 206-1);
classe di esposizione e durabilità: XC1 (UNI EN 11104);
rapporto (a/c)max: 0,60;
classe minima di resistenza caratteristica a compressione C25/30;
resistenza caratteristica minima in opera: 30 N/mm2;
classe di consistenza al getto: S4;
contenuto minimo di cemento: 300 kg/m3;
Dmax dell’aggregato: 22 mm;
copriferro minimo nominale: 30 mm.
Il contenuto di aria in ogni miscela prodotta dovrà essere determinato in accordo alla
procedura descritta alla norma UNI EN 12350-7 conforme a quanto indicato nella tabella 3.1
(in funzione del diametro massimo dell’aggregato e dell’eventuale esposizione alla classe XF:
strutture soggette a cicli di gelo/disgelo in presenza o meno di sali disgelanti).
Per la produzione del calcestruzzo dovranno essere impiegate le acque potabili e quelle
di riciclo conformi alla UNI EN 1008:2003.
L’essudamento di acqua di bleeding dovrà risultare non superiore allo 0,1% in
conformità alla norma UNI 7122.
3.1.2 Qualifica del conglomerato cementizio
In accordo alle Norme Tecniche per le Costruzioni per la produzione del calcestruzzo
si possono configurare due differenti possibilità:
1) calcestruzzo prodotto senza processo industrializzato;
2) calcestruzzo prodotto con processo industrializzato;
Il caso 1) si verifica nella produzione limitata di calcestruzzo direttamente effettuata in
cantiere mediante processi di produzione temporanei e non industrializzati. In tal caso la
produzione deve essere effettuata sotto la diretta vigilanza del Direttore dei Lavori. Il D.M.
14/01/2008 prevede, in questo caso, la qualificazione iniziale delle miscele per mezzo della
“Valutazione preliminare della Resistenza” (par. 11.2.3 delle Norme Tecniche per le
Costruzioni) effettuata sotto la responsabilità dell’appaltatore o committente, prima dell’inizio
della costruzione dell’opera, attraverso idonee prove preliminari atte ad accertare la resistenza
caratteristica per ciascuna miscela omogenea di conglomerato che verrà utilizzata per la
8
costruzione dell’opera. La qualificazione iniziale di tutte le miscele utilizzate deve effettuarsi
per mezzo di prove certificate da parte dei laboratori di cui all’art. 59 del D.P.R. n. 380/2001
(Laboratori Ufficiali).
Nella relazione di prequalifica, nel caso di calcestruzzo prodotti senza processo
industrializzato l'appaltatore dovrà fare esplicito riferimento a:
materiali che si intendono utilizzare, indicandone provenienza, tipo e qualità;
documenti sulla marcatura CE dei materiali costituenti;
massa volumica reale s.s.a. e assorbimento, per ogni classe di aggregato, valutati
secondo la Norma UNI 8520 parti 13a e 16a;
studio granulometrico per ogni tipo e classe di calcestruzzo;
tipo, classe e dosaggio del cemento;
rapporto acqua-cemento;
massa volumica del calcestruzzo fresco e calcolo della resa;
classe di esposizione ambientale a cui è destinata la miscela;
tipo e dosaggio degli eventuali additivi;
proporzionamento analitico della miscela e resa volumetrica;
classe di consistenza del calcestruzzo;
risultati delle prove di resistenza a compressione;
curve di resistenza nel tempo (almeno per il periodo 2÷28 giorni);
caratteristiche dell'impianto di confezionamento e stato delle tarature;
sistemi di trasporto, di posa in opera e maturazione dei getti.
Il caso 2) è trattato dal D.M. 14/01/2008 al punto 11.2.8 che definisce come
calcestruzzo prodotto con processo industrializzato quello prodotto mediante impianti,
strutture e tecniche organizzata organizzate sia in cantiere che in uno stabilimento esterno al
cantiere stesso.
Di conseguenza in questa fattispecie rientrano, a loro volta, tre tipologie di produzione
del calcestruzzo:
calcestruzzo prodotto in impianti industrializzati fissi;
calcestruzzo prodotto negli stabilimenti di prefabbricazione;
calcestruzzo prodotto in impianti industrializzati installati nei cantieri (temporanei).
9
In questi casi gli impianti devono essere idonei ad una produzione costante, disporre di
apparecchiature adeguate per il confezionamento, nonché di personale esperto e di attrezzature
idonee a provare, valutare e correggere la qualità del prodotto.
Al fine di contribuire a garantire quest’ultimo punto, gli impianti devono essere dotati
di un sistema di controllo permanente della produzione allo scopo di assicurare che il prodotto
abbia i requisiti previsti dalle Norme Tecniche per le Costruzioni e che tali requisiti siano
costantemente mantenuti fino alla posa in opera.
Tale sistema di controllo non deve confondersi con l’ordinario sistema di gestione
della qualità aziendale, al quale può affiancarsi.
Il sistema di controllo della produzione in fabbrica dovrà essere certificato da un
organismo terzo indipendente di adeguata competenza e organizzazione, che opera in
coerenza con la UNI EN 45012. A riferimento per tale certificazione devono essere prese le
Linee Guida sul calcestruzzo preconfezionato edite dal Servizio Tecnico Centrale del
Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici allo scopo di ottenere un calcestruzzo di adeguate
caratteristiche fisiche, chimiche e meccaniche.
Il sistema di controllo di produzione in fabbrica dovrà comprendere le prove di
autocontrollo, effettuate a cura del produttore secondo quanto previsto dalle Linee Guida sul
calcestruzzo preconfezionato. L’organismo di certificazione dovrà, nell’ambito dell’ispezione
delle singole unità produttive dovrà verificare anche i laboratori utilizzati per le prove di
autocontrollo interno. In virtù di tale verifica e sorveglianza del controllo di produzione le
prove di autocontrollo della produzione sono sostitutive di quelle effettuate dai laboratori
ufficiali.
Il programma delle prove di autocontrollo deve essere sviluppato in maniera tale da
assicurare il rispetto dei disposti normativi per le numerose miscele prodotte, ma essere nel
contempo contenuto in maniera tale da agevolarne l’applicazione, in virtù dell’elevato numero
delle miscele prodotte in generale in un impianto di calcestruzzo preconfezionato.
È compito della Direzione Lavori accertarsi che i documenti che accompagnano ogni
fornitura in cantiere indichino gli estremi della certificazione del sistema di controllo della
produzione.
Ove opportuno il Direttore dei Lavori potrà richiedere la relazione preliminare di
qualifica ed i relativi allegati (es. certificazione della marcatura CE degli aggregati, del
cemento,etc.).
10
3.1.3 Posa in opera e tolleranze esecutive
Al momento della messa in opera del conglomerato è obbligatoria la presenza di
almeno un membro dell’ufficio della Direzione Lavori incaricato a norma di legge e di
un responsabile tecnico dell’impresa appaltatrice.
Prima di procedere alla messa in opera del calcestruzzo, sarà necessario adottare tutti
quegli accorgimenti atti ad evitare qualsiasi sottrazione di acqua dall’impasto. In particolare,
in caso di casseforme in legno, andrà eseguita un’accurata bagnatura delle superfici.
È proibito eseguire il getto del conglomerato quando la temperatura esterna
scende al disotto dei + 0° C se non si prendono particolari sistemi di protezione del
manufatto concordati e autorizzati dalla D.L. anche qualora la temperatura ambientale
superi i 33° C.
Lo scarico del calcestruzzo dal mezzo di trasporto nelle casseforme si effettua
applicando tutti gli accorgimenti atti ad evitare la segregazione.
Per la compattazione del getto dovranno essere adoperati vibratori a parete o ad
immersione. Nel caso si adoperi il sistema di vibrazione ad immersione, l’ago vibrante deve
essere introdotto verticalmente e spostato, da punto a punto nel calcestruzzo, ogni 50 cm
circa; la durata della vibrazione verrà protratta nel tempo in funzione della classe di
consistenza del calcestruzzo (tabella 2).
Classe di
consistenza
Tempo minimo di immersione dell’ago nel cls (s)
S1
25 - 30
S2
20 - 25
S3
15 - 20
S4
10 - 15
S5
5 - 10
F6
0-5
SCC
Non necessita compattazione (salvo indicazioni
specifiche della D.L.)
Tabella 2 – Relazione tra classe di consistenza e tempo di vibrazione del conglomerato.
Nel caso siano previste riprese di getto sarà obbligo dell’appaltatore procedere ad una
preliminare rimozione, mediante scarifica con martello, dello strato corticale di calcestruzzo
già parzialmente indurito. Tale superficie, che dovrà possedere elevata rugosità (asperità di
11
circa 5 mm) verrà opportunamente bagnata per circa due ore prima del getto del nuovo strato
di calcestruzzo.
Qualora alla struttura sia richiesta la tenuta idraulica, lungo la superficie scarificata
verranno disposti dei giunti “water-stop” in materiale bentonitico idroespansivo. I profili
“water-stop” saranno opportunamente fissati nella scanalatura a “V” appositamente preparata
e disposti in maniera tale da non interagire con le armature.
I distanziatori utilizzati per garantire i copriferri ed eventualmente le reciproche
distanze tra le barre di armatura, dovranno essere in plastica o a base di malta cementizia di
forma e geometria tali da minimizzare la superficie di contatto con il cassero.
Per quanto concerne le tolleranze esecutive nelle opere finite gli scostamenti
ammissibili (tolleranze) rispetto alle dimensioni e/o quote dei progetti sono riportate di
seguito; per i vari elementi strutturali; lo scostamento “S” è espresso in cm:
a) Solette e travi/cordoli in genere:
- spessore:
S = ± 0,5 cm
- quota altimetrica estradosso:
S = ± 1,0 cm
In ogni caso gli scostamenti dimensionali negativi non devono ridurre i copriferri
minimi prescritti dal progetto.
3.1.4 Casseforme, disarmo e stagionatura dei getti
Per tali opere provvisorie l'impresa comunicherà preventivamente alla Direzione
Lavori il sistema e le modalità esecutive che intende adottare, ferma restando l'esclusiva
responsabilità dell'impresa stessa per quanto riguarda la progettazione e l'esecuzione di tali
opere provvisionali e la loro rispondenza a tutte le norme di legge ed ai criteri di sicurezza che
comunque possono riguardarle. Il sistema prescelto dovrà comunque essere atto a consentire
la realizzazione delle opere in conformità alle disposizioni contenute nel progetto esecutivo.
Nella progettazione e nella esecuzione delle armature di sostegno delle centinature e
delle attrezzature di costruzione, l'impresa è tenuta a rispettare le norme, le prescrizioni ed i
vincoli che eventualmente venissero imposti da Enti, Uffici e persone responsabili riguardo
alla zona interessata.
Tutte le attrezzature dovranno essere dotate degli opportuni accorgimenti affinché, in
ogni punto della struttura, la rimozione dei sostegni sia regolare ed uniforme.
12
Viene prescritto l'uso di casseforme metalliche o di materiali fibrocompressi o
compensati (tavolati in legno); in ogni caso esse dovranno avere dimensioni e spessori
sufficienti ad essere opportunamente irrigidite o controventate per assicurare l'ottima riuscita
delle superfici dei getti e delle opere e la loro perfetta rispondenza ai disegni di progetto.
Nel caso di eventuale utilizzo di casseforme in legno, si dovrà curare che le stesse
siano eseguite con tavole a bordi paralleli e ben accostate, in modo che non abbiano a
presentarsi, dopo il disarmo, sbavature o disuguaglianze sulle facce in vista del getto. In ogni
caso l'appaltatore avrà cura di trattare le casseforme, prima del getto, con idonei prodotti
disarmanti conformi alla norma UNI 8866. Le parti componenti i casseri debbono essere a
perfetto contatto e sigillate con idoneo materiale per evitare la fuoriuscita di boiacca
cementizia.
Nel caso, infine, di casseratura a perdere, inglobata nell'opera, occorre verificare la sua
funzionalità, se è elemento portante, e che non sia dannosa, se è elemento accessorio.
Prima del getto le casseforme dovranno essere pulite per l’eliminazione di qualsiasi
traccia di materiale che possa compromettere l’estetica del manufatto quali polvere, terriccio
etc. Dove e quando necessario si farà uso di prodotti disarmanti disposti in strati omogenei
continui, su tutte le casseforme di una stessa opera dovrà essere usato lo stesso prodotto.
Nel caso di utilizzo di casseforme impermeabili, per ridurre il numero delle bolle d'aria
sulla superficie del getto si dovrà fare uso di disarmante con agente tensioattivo in quantità
controllata e la vibrazione dovrà essere contemporanea al getto.
L’impresa esecutrice avrà l'obbligo di predisporre in corso di esecuzione quanto è
previsto nei disegni costruttivi per ciò che concerne fori, tracce, cavità, incassature, etc.
per la posa in opera di apparecchi accessori quali giunti, appoggi, smorzatori sismici,
pluviali, passi d'uomo, passerelle d'ispezione, sedi di tubi e di cavi, opere interruttive,
sicurvia, parapetti, mensole, segnalazioni, parti d'impianti, ecc..
Si potrà procedere alla rimozione delle casseforme dai getti quando saranno state
raggiunte le prescritte resistenze. In assenza di specifici accertamenti, l'appaltatore dovrà
attenersi a quanto stabilito dalle Norme Tecniche per le Costruzioni di cui al D.M.
14/01/2008.
Le eventuali irregolarità o sbavature, qualora ritenute tollerabili, dovranno essere
asportate mediante scarifica meccanica o manuale ed i punti difettosi dovranno essere ripresi
13
accuratamente con malta cementizia a ritiro compensato immediatamente dopo il disarmo,
previa bagnatura a rifiuto delle superfici interessate.
Eventuali elementi metallici, quali chiodi o reggette che dovessero sporgere dai getti,
dovranno essere tagliati almeno 0,5 cm sotto la superficie finita e gli incavi risultanti verranno
accuratamente sigillati con malta fine di cemento.
Il calcestruzzo, al termine della messa in opera e successiva compattazione, deve
essere stagionato e protetto dalla rapida evaporazione dell’acqua di impasto e
dall’essiccamento degli strati superficiali (fenomeno particolarmente insidioso in caso di
elevate temperature ambientali e forte ventilazione). Per consentire una corretta stagionatura è
necessario mantenere costantemente umida la struttura realizzata; l'appaltatore è responsabile
della corretta esecuzione della stagionatura che potrà essere condotta mediante:
la permanenza entro casseri del conglomerato;
l’applicazione, sulle superfici libere, di specifici film di protezione mediante la
distribuzione nebulizzata di additivi stagionanti (agenti di curing);
l’irrorazione continua del getto con acqua nebulizzata;
la copertura delle superfici del getto con fogli di polietilene, sacchi di iuta o tessuto
non tessuto mantenuto umido in modo che si eviti la perdita dell’acqua di
idratazione;
la creazione attorno al getto, con fogli di polietilene od altro, di un ambiente
mantenuto saturo di umidità;
la creazione, nel caso di solette e getti a sviluppo orizzontale, di un cordolo
perimetrale (in sabbia od altro materiale rimovibile) che permetta di mantenere la
superficie ricoperta da un costante velo d’acqua.
I prodotti filmogeni di protezione non possono essere applicati lungo i giunti di
costruzione, sulle riprese di getto o sulle superfici che devono essere trattate con altri
materiali.
Al fine di assicurare alla struttura un corretto sistema di stagionatura in funzione delle
condizioni ambientali, della geometria dell’elemento e dei tempi di scasseratura previsti,
l'appaltatore, previa informazione alla direzione dei lavori, eseguirà verifiche di cantiere che
assicurino l’efficacia delle misure di protezione adottate.
Sarà obbligatorio procedere alla maturazione dei getti per almeno 7 giorni
consecutivi. Qualora dovessero insorgere esigenze particolari per sospendere la
maturazione esse dovranno essere espressamente autorizzate dalla direzione dei lavori.
14
Nel caso di superfici orizzontali non casserate (pavimentazioni, platee di
fondazione…) dovrà essere effettuata l’operazione di bagnatura continua con acqua non
appena il conglomerato avrà avviato la fase di presa. Le superfici verranno mantenute
costantemente umide per almeno 7 giorni. Per i getti confinati entro casseforme l’operazione
di bagnatura verrà avviata al momento della rimozione dei casseri, se questa avverrà prima di
7 giorni. Per eventuali calcestruzzi con classe di resistenza a compressione maggiore o uguale
di C40/50 la maturazione deve essere curata in modo particolare.
3.1.5 Controlli in corso d’opera
La Direzione Lavori eseguirà controlli in corso d’opera per verificare la conformità tra
le caratteristiche del conglomerato messo in opera e quello stabilito dal progetto e garantito in
sede di valutazione preliminare.
Il controllo di accettazione va eseguito su miscele omogenee di conglomerato e, in
funzione del quantitativo di conglomerato accettato, può essere condotto mediante (Norme
Tecniche cap. 11):
•
controllo di tipo “A”;
•
controllo di tipo “B” (obbligatorio nelle costruzioni con più di 1500 m3 di miscela
omogenea).
Il prelievo del conglomerato per i controlli di accettazione si deve eseguire a “bocca di
betoniera”, conducendo tutte le operazioni in conformità con le prescrizioni indicate nelle
Norme Tecniche per le costruzioni e nella norma UNI-EN 206-1 (non prima di aver scaricato
almeno 0.3 m3 di conglomerato).
Il prelievo di calcestruzzo dovrà essere eseguito alla presenza della D.L. o di un suo
incaricato.
In particolare i campioni di calcestruzzo devono essere preparati con casseforme
rispondenti alla norma UNI EN 12390-1, confezionati secondo le indicazioni riportate nella
norma UNI EN 12390-2 e provati presso un laboratorio Ufficiale secondo la UNI EN 123903. Le casseforme devono essere realizzate con materiali rigidi al fine di prevenire
deformazioni durante le operazioni di preparazione dei provini, devono essere a tenuta stagna
e non assorbenti. La geometria delle casseforme deve essere cubica di lato pari a 150 mm o
cilindrica con diametro d pari a 150 mm ed altezza h 300 mm.
Il prelievo del calcestruzzo deve essere effettuato non prima di aver scaricato 0,3 m3 di
calcestruzzo e preferibilmente a metà dello scarico della betoniera. Il conglomerato sarà
15
versato tramite canaletta all’interno di una carriola in quantità pari a circa 2 volte superiore a
quello necessario al confezionamento dei provini. Il materiale versato verrà omogeneizzato
con l’impiego di una sassola.
È obbligatorio inumidire tutti gli attrezzi necessari al campionamento (carriola,
sessola) prima di utilizzarli, in modo tale da non modificare il contenuto di acqua del
campione di materiale prelevato.
Prima del riempimento con il conglomerato, le casseforme andranno pulite e trattate
con un liquido disarmante.
Per la compattazione del calcestruzzo entro le casseforme è previsto l’uso di uno dei
seguenti mezzi:
pestello di compattazione metallico a sezione circolare e con le estremità
arrotondate, con diametro di circa 16 mm e lunghezza di circa 600 mm;
barra diritta metallica a sezione quadrata, con lato di circa 25 mm e lunghezza di
circa 380 mm;
vibratore interno con frequenza minima di 120 Hz e diametro non superiore ad ¼
della più piccola dimensione del provino;
tavola vibrante con frequenza minima pari a 40 Hz.
Il riempimento della cassaforma deve avvenire per strati successivi di 75 mm, ciascuno
dei quali accuratamente compattati senza produrre segregazioni o comparsa di acqua sulla
superficie.
Nel caso di compattazione manuale, ciascuno strato verrà assestato fino alla massima
costipazione, avendo cura di martellare anche le superficie esterne del cassero.
Nel caso si impieghi il vibratore interno, l’ago non dovrà toccare lungo le pareti
verticali e sul fondo della casseratura.
La superficie orizzontale del provino verrà spianata con un movimento a sega,
procedendo dal centro verso i bordi esterni.
Su tale superficie verrà applicata (annegandola nel calcestruzzo) un’etichetta di
plastica/cartoncino rigido sulla quale verrà riportata l’identificazione del campione con
inchiostro indelebile; l’etichetta sarà siglata dalla direzione dei lavori al momento del
confezionamento dei provini.
L’esecuzione del prelievo deve essere accompagnata dalla stesura di un verbale di
prelievo che riporti le seguenti indicazioni:
identificazione del campione:
16
tipo di calcestruzzo;
numero di provini effettuati;
codice del prelievo;
metodo di compattazione adottato;
numero del documento di trasporto;
ubicazione del getto per il puntuale riferimento del calcestruzzo messo in opera;
identificazione del cantiere e dell’impresa appaltatrice;
data e ora di confezionamento dei provini;
la firma della D.L. in caso di opere particolari, soggette a sorveglianza da parte di
Enti ministeriali; il verbale di prelievo dovrà riportare anche la firma dell’Ingegnere
incaricato della sorveglianza in cantiere.
Al termine del prelievo, i provini verranno posizionati al di sopra di una superficie
orizzontale piana in una posizione non soggetta ad urti e vibrazioni.
Il calcestruzzo campionato deve essere lasciato all’interno delle casseforme per almeno
16 h (in ogni caso non oltre i 3 giorni). In questo caso sarà opportuno coprire i provini con
sistemi isolanti o materiali umidi (es. sacchi di juta, tessuto non tessuto…). Trascorso questo
tempo i provini dovranno essere consegnati presso il Laboratorio incaricato di effettuare le
prove di schiacciamento dove, una volta rimossi dalle casseforme, devono essere conservati in
acqua alla temperatura costante di 20± 2 °C oppure in ambiente termostato posto alla
temperatura di 20± 2 °C ed umidità relativa superiore al 95%.
Nel caso in cui i provini vengano conservati immersi nell’acqua, il contenitore deve
avere dei ripiani realizzati con griglie (è consentito l’impiego di reti elettrosaldate) per fare in
modo che tutte le superfici siano a contatto con l’acqua.
L’impresa appaltatrice sarà responsabile delle operazioni di corretta conservazione dei
provini campionati e della loro custodia in cantiere prima dell’invio al Laboratorio incaricato
di effettuare le prove di schiacciamento. Inoltre, l’impresa appaltatrice sarà responsabile del
trasporto e della consegna dei provini di calcestruzzo al Laboratorio Ufficiale unitamente ad
una lettera ufficiale di richiesta prove firmata dalla Direzione Lavori.
Qualora per esigenze legate alla logistica di cantiere o ad una rapida messa in servizio
di una struttura o di porzioni di essa si rende necessario prescrivere un valore della resistenza
caratteristica a tempi inferiori ai canonici 28 giorni o a temperature diverse dai 20 °C i
controlli di accettazione verranno effettuati con le stesse modalità sopra descritte fatta
eccezione per le modalità di conservazione dei provini che verranno mantenuti in adiacenza
17
alla struttura o all’elemento strutturale per il quale è stato richiesto un valore della resistenza
caratteristica a tempi e temperature inferiori a quelle canoniche. Resta inteso che in queste
situazioni rimane sempre l’obbligo di confezionare e stagionare anche i provini per 28 giorni a
20 °C e U.R. del 95% per valutare la rispondenza del valore caratteristico a quello prescritto
in progetto.
I certificati emessi dal Laboratorio dovranno contenere tutte le informazioni richieste
al punto 11.2.5.3 delle Norme Tecniche per le Costruzioni del 14/01/2008.
3.2
Acciaio
L’acciaio da cemento armato ordinario comprende:
• barre d’acciaio tipo B450C (6 mm ≤ Ø ≤ 50 mm), rotoli (6 mm ≤ Ø ≤ 16 mm);
• prodotti raddrizzati ottenuti da rotoli ammessi senza limitazioni con diametri ≤ 16mm;
• reti elettrosaldate tipo B450C;
• tralicci elettrosaldati.
Le strutture in carpenteria metallica per travi, profilati in genere e piastre saranno,
invece, realizzate in acciaio da carpenteria classe S275JR; la lamiera grecata e i connettori a
taglio potranno essere di acciaio di classe S235JR.
Tutti gli elementi metallici dovranno, comunque, essere prodotti secondo le norme
UNI EN 10025, UNI EN 10210, UNI EN 10219 o norme equivalenti, con riferimento a
quanto previsto dalle NTC-2008, dalla D.G.R. 19 gennaio 2010 n. 11-13058 e ss.mm.ii. e
secondo i parametri di progetto. I manufatti e gli elementi in carpenteria metallica dovranno
essere preventivamente sottoposti ad apposita zincatura a caldo secondo norma UNI EN ISO
1461 o alla norma EN 10326 o equivalenti. Bulloneria, giunzioni e saldature dovranno
essere eseguite secondo norma UNI 5592, 6592, 5737, UNI EN 14399, UNI EN ISO 898, UNI
EN ISO 20898-2, UNI EN 4016 e UNI 7278. Le eventuali bullonature dovranno avere
marcatura CE.
Ognuno dei prodotti suddetti dovrà rispondere alle caratteristiche richieste dalle
Norme Tecniche per le Costruzioni, D.M. 14.01.2008, che specifica le caratteristiche tecniche
che devono essere verificate, i metodi di prova, le condizioni di prova e il sistema per
l’attestazione di conformità per gli acciai destinati alle costruzioni in cemento armato che
ricadono sotto la Direttiva Prodotti CPD (89/106/EC).
18
L’acciaio dovrà essere qualificato all’origine, deve portare impresso, ove prescritto
dalle suddette norme, il marchio indelebile che lo renda costantemente riconoscibile e
riconducibile inequivocabilmente allo stabilimento di produzione.
3.2.1 Proprietà meccaniche
Le proprietà meccaniche devono essere in accordo con quanto specificato in EN 10080
e nelle Norme Tecniche per le Costruzioni del 14/01/2008.
Proprietà
Valore caratteristico
fy (N/mm2)
≥ 450 α
ft (N/mm2)
≥ 540 α
≥ 1,15 β
ft/fy
Agt
≤ 1,35 β
≥ 7,5 β
(%)
≤ 1,25 β
fy/fy,nom
α
valore caratteristico con p = 0,95
β
valore caratteristico con p = 0,90
Tabella 3 – Proprietà meccaniche secondo il D.M. 14/01/2008.
In aggiunta a quanto sopra riportato si possono richiedere le seguenti caratteristiche
aggiuntive Tipo SISMIC:
Proprietà
Valore caratteristico
Resistenza a fatica assiale
2 milioni di cicli
Resistenza a fatica oligociclica
3 cicli/sec con deformazione 1,5÷4%
Idoneità al raddrizzamento dopo piega
Integrità
superato, ai sensi del D.Lgs. 230/1995
Controllo radiometrico
D. Lgs. 241/2000
Tabella 4 – Proprietà aggiuntive.
3.2.2 Controlli sull’acciaio
In cantiere è ammessa esclusivamente la fornitura e l’impiego di acciai saldabili e
ad aderenza migliorata, qualificati secondo le procedure indicate nel D.M. 14.01.2008 al
punto 11.3.1.6 e controllati con le modalità riportate nei punti 11.3.2.11 e 11.3.2.12 del
citato decreto.
19
Tutte le forniture di acciaio devono essere accompagnate da copia dell’attestato
di qualificazione rilasciato dal Consiglio Superiore dei LL.PP. - Servizio Tecnico
Centrale.
Le forniture effettuate da un commerciante o da un trasformatore intermedio dovranno
essere accompagnate da copia dei documenti rilasciati dal produttore e completati con il
riferimento al documento di trasporto del commerciante o trasformatore intermedio. In
quest’ultimo caso per gli elementi presaldati, presagomati o preassemblati in aggiunta agli
attestati di qualificazione dovranno essere consegnati i certificati delle prove fatte eseguire dal
Direttore del Centro di Trasformazione. Tutti i prodotti forniti in cantiere dopo l’intervento di
un trasformatore intermedio devono essere dotati di una specifica marcatura che identifichi in
modo inequivocabile il centro di trasformazione stesso, in aggiunta alla marcatura del
prodotto di origine.
La Direzione Lavori prima della messa in opera potrà verificare quanto sopra indicato;
in particolare dovrà provvedere a verificare la rispondenza tra la marcatura riportata
sull’acciaio con quella riportata sui certificati consegnati. La mancata marcatura, la non
corrispondenza a quanto depositato o la sua illeggibilità, anche parziale, rendono il prodotto
non impiegabile e, pertanto, le forniture dovranno essere rifiutate.
Il Direttore dei Lavori eseguirà i controlli di accettazione sull’acciaio consegnato in
cantiere, in conformità con le indicazioni contenute nel D.M. 14.01.2008 al punto 11.3.2.10.4.
Il campionamento ed il controllo di accettazione dovrà essere effettuato entro 30 giorni
dalla data di consegna del materiale.
All’interno di ciascuna fornitura consegnata e per ogni diametro delle barre in essa
contenuta, si dovrà procedere al campionamento di tre spezzoni di acciaio di lunghezza
complessiva pari a 100 cm ciascuno, sempre che il marchio e la documentazione di
accompagnamento dimostrino la provenienza del materiale da uno stesso stabilimento. In
caso contrario i controlli devono essere estesi agli altri diametri della partita.
Non saranno accettati quei fasci di acciaio contenenti barre di differente marcatura.
Il prelievo dei campioni in cantiere e la consegna al Laboratorio Ufficiale incaricato
dei controlli verrà effettuato dal Direttore dei Lavori o di un tecnico da lui delegato; la
consegna delle barre di acciaio campionate, identificate mediante sigle o etichettature
indelebili, dovrà essere accompagnata da una richiesta di prove sottoscritta dal Direttore dei
Lavori.
20
La domanda di prove al Laboratorio Ufficiale dovrà essere sottoscritta dal Direttore dei
Lavori e dovrà inoltre contenere precise indicazioni sulla tipologia di opera da realizzare.
Il controllo del materiale, eseguito in conformità alle prescrizioni del punto 11.2.2.3 di
cui al precedente Decreto, riguarderà le proprietà meccaniche di resistenza e di allungamento.
Caratteristica
Valore Limite
Note
fy minimo
425 N/mm
2
(450 – 25) N/mm
fy massimo
572 N/mm
2
[450x(1.25+0.02)] N/mm
Agt minimo
≥ 6.0%
Per acciai laminati a caldo
Rottura/snervamento
1.13 < ft/fy < 1.37
Per acciai laminati a caldo
Piegamento/raddrizzamento
assenza di cricche
Per tutti
2
2
Tabella 5 – Valori limite per prove acciaio.
Qualora la determinazione del valore di una quantità fissata in termini di valore
caratteristico crei una controversia, il valore dovrà essere verificato prelevando e provando tre
provini da prodotti diversi nel lotto consegnato.
Se un risultato è minore del valore caratteristico prescritto, sia il provino che il metodo
di prova devono essere esaminati attentamente. Se nel provino è presente un difetto o si ha
ragione di credere che si sia verificato un errore durante la prova, il risultato della prova stessa
deve essere ignorato. In questo caso occorrerà prelevare un ulteriore (singolo) provino.
Se i tre risultati validi della prova sono maggiori o uguali del prescritto valore
caratteristico, il lotto consegnato deve essere considerato conforme.
Se i criteri sopra riportati non sono soddisfati, dieci ulteriori provini devono essere
prelevati da prodotti diversi del lotto in presenza del produttore o suo rappresentante che potrà
anche assistere all’esecuzione delle prove presso un laboratorio di cui all’art. 59 del D.P.R. n.
380/2001.
Il lotto deve essere considerato conforme se la media dei risultati sui 10 ulteriori
provini è maggiore del valore caratteristico e i singoli valori sono compresi tra il valore
minimo e il valore massimo secondo quanto sopra riportato. In caso contrario il lotto deve
essere respinto.
Se all’interno della fornitura sono contenute anche reti elettrosaldate, il controllo di
accettazione dovrà essere esteso anche a questi elementi. In particolare, a partire da tre
differenti reti elettrosaldate verranno prelevati 3 campioni di dimensioni 100 x 100 cm.
21
Il controllo di accettazione riguarderà la prova di trazione su uno spezzone di filo
comprendente almeno un nodo saldato, per la determinazione della tensione di rottura, della
tensione di snervamento e dell’allungamento; inoltre, dovrà essere effettuata la prova di
resistenza al distacco offerta dalla saldatura del nodo.
I controlli in cantiere sono facoltativi quando il prodotto utilizzato proviene da un
Centro di trasformazione o luogo di lavorazione delle barre, nel quale sono stati effettuati tutti
i controlli descritti in precedenza. In quest’ultimo caso, la spedizione del materiale deve essere
accompagnata dalla certificazione attestante l’esecuzione delle prove di cui sopra.
Resta nella discrezionalità del Direttore dei Lavori effettuare tutti gli eventuali ulteriori
controlli ritenuti opportuni (es. indice di aderenza, saldabilità).
Alla consegna in cantiere, l’Impresa appaltatrice avrà cura di depositare l’acciaio in
luoghi protetti dagli agenti atmosferici.
3.3
Legno per uso strutturale
3.3.1 Caratteristiche tecniche e prestazionali
Gli elementi in legno massiccio per uso strutturale adibiti alla realizzazione delle
capriate in progetto dovranno risultare conformi alla norma europea armonizzata UNI EN
14081, alle norme UNI EN 338:2004 ed UNI EN 1912:2005, per legno di provenienza estera,
ed UNI 11035:2003 parti 1 e 2 per legno di provenienza italiana.
Le caratteristiche tecniche prestazionali del legno massiccio progettualmente previsto
sono le seguenti:
specie arborea: larice / abete rosso (abete del nord);
tipologia di lavorazione: Uso Fiume;
classe minima di resistenza: C24;
categoria: S1.
Secondo quanto specificato al punto A del § 11.1 delle N.T.C.-2008, gli elementi
strutturali in legno devono recare la Marcatura CE. Qualora non sia applicabile la marcatura
CE, i produttori di elementi di legno massiccio per uso strutturale, secondo quanto specificato
al punto B del § 11.1 delle N.T.C.-2008, devono essere qualificati al Servizio Tecnico
Centrale del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici, secondo la documentazione seguente:
l’individuazione dello stabilimento cui l’istanza si riferisce;
il tipo di elementi strutturali che l’azienda è in grado di produrre;
22
l’organizzazione del sistema di rintracciabilità relativo alla produzione di legno
strutturale;
l’organizzazione del controllo interno di produzione, con l’individuazione di
un “Direttore Tecnico della produzione” qualificato alla classificazione del
legno strutturale ed all’incollaggio degli elementi ove pertinente;
il marchio afferente al produttore specifico per la classe di prodotti “elementi di
legno per uso strutturale”.
I produttori di sistemi strutturali con struttura in legno, per i quali siano già disponibili
Linee Guida ETAG, dovranno adeguarsi a quanto prescritto al punto C del § 11.1 delle
N.T.C.-2008.
I produttori sono, inoltre, tenuti ad inviare al Servizio Tecnico Centrale, ogni anno, i
seguenti documenti:
a) una dichiarazione attestante la permanenza delle condizioni iniziali di idoneità della
organizzazione del controllo interno di qualità o le eventuali modifiche;
b) i risultati dei controlli interni eseguiti nell’ultimo anno, per ciascun tipo di prodotto,
da cui risulti anche il quantitativo di produzione.
Il mancato rispetto delle condizioni sopra indicate, accertato anche attraverso
sopralluoghi, può comportare la decadenza della qualificazione. Tutte le forniture di elementi
in legno per uso strutturale devono riportare il marchio del produttore e essere accompagnate
da una documentazione relativa alle caratteristiche tecniche del prodotto.
Il Direttore Tecnico della produzione, di comprovata esperienza e dotato di
abilitazione professionale tramite apposito corso di formazione, assumerà le responsabilità
relative alla rispondenza tra quanto prodotto e la documentazione depositata.
La produzione, fornitura e utilizzazione dei prodotti di legno e dei prodotti a base di
legno per uso strutturale dovranno avvenire in applicazione di un sistema di assicurazione
della qualità e di un sistema di rintracciabilità che copra la catena di distribuzione dal
momento della prima classificazione e marcatura dei singoli componenti e/o semilavorati
almeno fino al momento della prima messa in opera. Oltre che dalla documentazione indicata
in seguito e nelle N.T.C.-2008, ogni fornitura deve essere accompagnata, a cura del
produttore, da un manuale contenente le specifiche tecniche per la posa in opera. Il Direttore
dei Lavori è tenuto a rifiutare le eventuali forniture non conformi a quanto sopra prescritto.
23
3.3.2 Verifiche in accettazione
Le caratteristiche dei materiali, indicate nel progetto secondo le prescrizioni di cui ai
precedenti paragrafi o secondo eventuali altre prescrizioni in funzione della specifica opera,
devono essere garantite dai fornitori e/o produttori, per ciascuna fornitura di cantiere.
Tutte le forniture di legno strutturale devono essere accompagnate da una copia
dell’attestato di qualificazione del Servizio Tecnico Centrale del Consiglio Superiore dei
Lavori Pubblici. L’attestato può essere utilizzato senza limitazione di tempo, finché permane
la validità della qualificazione e vengono rispettate le prescrizioni periodiche di cui al §
11.7.10.1 delle N.T.C.-2008. Sulla copia dell’attestato deve essere riportato il riferimento al
documento di trasporto. Le forniture effettuate da un commerciante o da un trasformatore
intermedio devono essere accompagnate da copia dei documenti rilasciati dal Produttore e
completati con il riferimento al documento di trasporto del commerciante o trasformatore
intermedio. Il Direttore dei Lavori prima della messa in opera, è tenuto a verificare quanto
sopra indicato ed a rifiutare le eventuali forniture non conformi.
Nel caso in cui tali prodotti, non soggetti o non recanti la marcatura CE, siano
comunque provvisti di una certificazione di idoneità tecnica riconosciuta dalle rispettive
Autorità estere competenti, il produttore potrà, in alternativa a quanto previsto al § 11.7.10.1,
inoltrare al Servizio Tecnico Centrale del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici domanda
intesa ad ottenere il riconoscimento dell’equivalenza della procedura adottata nel Paese di
origine depositando contestualmente la relativa documentazione per i prodotti da fornire con il
corrispondente marchio. Tale equivalenza è sancita con decreto del Presidente del Consiglio
Superiore dei Lavori Pubblici.
Ciascun prodotto qualificato deve, pertanto, costantemente essere riconoscibile per
quanto concerne le caratteristiche qualitative e riconducibile allo stabilimento di produzione
tramite marchiatura indelebile depositata presso il Servizio Tecnico Centrale, conforme alla
relativa norma armonizzata.
Ogni prodotto deve, inoltre, essere marchiato con identificativi diversi da quelli di
prodotti aventi differenti caratteristiche, ma fabbricati nello stesso stabilimento e con
identificativi differenti da quelli di prodotti con uguali caratteristiche ma fabbricati in altri
stabilimenti, siano essi o meno dello stesso produttore. La marchiatura deve essere inalterabile
nel tempo e senza possibilità di manomissione.
Comunque, per quanto possibile, anche in relazione alla destinazione d’uso del
prodotto, il produttore é tenuto a marchiare ogni singolo pezzo. Ove ciò non sia possibile, per
24
la specifica tipologia del prodotto, la marchiatura deve essere tale che prima dell’apertura
dell’eventuale ultima e più piccola confezione il prodotto sia riconducibile al produttore, al
tipo di legname nonché al lotto di classificazione e alla data di classificazione.
PER
LE
ULTERIORI
PRESCRIZIONI
TECNICHE
RELATIVE
AI
MATERIALI
PER
USO
STRUTTURALE SI RIMANDA, INOLTRE, A QUANTO DETTAGLIATAMENTE PREVISTO DAL
CAPITOLO
11
DEL
D.M. 14.01.2008 (N.T.C.-2008)
RECEPITO NELLA SUA TOTALITÀ.
25
CHE QUI SI INTENDE RICHIAMATO E
4.
Descrizione del fabbricato esistente e sua rilevanza strutturale
Il fabbricato oggetto dei presenti interventi risulta caratterizzato da diverse unità
strutturali contraddistinte da differenti materiali e modalità costruttive tipiche delle varie
epoche costruttive. Il castello di Buronzo ha, infatti, nel suo complesso, una struttura “a
tipologia unica” definibile come “castello consortile” o “ricetto signorile”, caratterizzata però
da diversi corpi fabbrica e da una moltitudine di interventi edilizi concentrati in diversi
periodi, distribuiti seguendo la morfologia collinare in una planimetria vasta coinvolgente
anche lo sviluppo urbanistico cittadino.
Figura 1 – localizzazione del complesso architettonico del Castello di Buronzo (foto aerea volo
1990)
Le porzioni di fabbricato interessate dai presenti interventi risultano, in particolare,
costituite dalla manica ovest e dalla manica est, distinguibili dagli edifici adiacenti e
appartenenti al complesso edificato del castello per epoca costruttiva, materiali principali,
tipologia costruttiva e geometria.
26
Manica est
Manica ovest
Figura 2 – localizzazione del complesso architettonico del Castello e delle unità strutturali oggetto di intervento.
27
In particolare, i corpi fabbrica delle suddette maniche edilizie presentano pianta
sostanzialmente a forma rettangolare con rapporto tra i lati minore e maggiore non inferiore ad
1/3 ed altezza massima fuori terra pari a circa 20 m. Dal punto di vista costruttivo risultano
essere composti prevalentemente da murature portanti in laterizio ad un paramento con solai
realizzati in parte a volte in laterizio e in parte con travi in legno. Le strutture portanti verticali
ed orizzontali esistenti non saranno soggette ad interventi di natura strutturale; i livelli
sottostanti al 6° (piano secondo) non saranno soggetti, in generale, ad alcun tipo di intervento.
4.1
Scelta motivata del tipo di intervento
Sulla scorta dei risultati dei rilievi svolti in fase di impostazione della progettazione e
della rilevanza strutturale del fabbricato esistente sono stati determinati i criteri ottimali
d’intervento alla luce anche delle indicazioni dei paragrafi 8.7.4 e 8.7.5 delle N.T.C. e
dell’appendice “CA” alla Circolare n. 617/2009 – paragrafo C8A.5.
Il progetto prevede, quindi, in via principale, la manutenzione straordinaria di alcune
limitate porzioni della copertura in legno esistente delle maniche est ed ovest del castello,
senza variazioni sostanziali del comportamento e dell’assetto statico-strutturale globale del
fabbricato. Parimenti, il solaio di controsoffittatura previsto a copertura dei servizi igienici in
progetto al livello 6 della manica ovest, sala “D”, non avrà particolari funzioni statiche e
determinerà un carico permanente aggiuntivo limitato e del tutto trascurabile nell’ambito
globale dell’edificio e, in ogni caso, completamente assorbito dall’alleggerimento del carico
permanente di piano ottenuto con del setto divisorio tra le sale A”/B” e C”, sempre all’interno
della stessa manica ovest.
Per i suddetti motivi, gli interventi di rilevanza strutturale in progetto, come peraltro
evidenziato anche in premessa, possono essere configurati, ai sensi delle N.T.C.-2008 e delle
Direttive MIBAC, come interventi di manutenzione straordinaria e riparazione locale che,
nel complesso, non determinano alcuna variazione sostanziale del comportamento strutturale
accertato dell’edificio, anche con riferimento alle porzioni limitrofe a quelle oggetto di
intervento, comportando, contestualmente, un miglioramento locale delle condizioni di
sicurezza preesistenti.
Per la rappresentazione dettagliata degli interventi strutturali progettualmente previsti
si rimanda a quanto riportato sugli elaborati grafici P02, P03, P04 e P06 allegati al progetto.
28
5.
Parametri di calcolo
5.1
Livelli di sicurezza e prestazioni attese
Le opere e le componenti strutturali sono state progettate in modo tale da consentirne
la prevista utilizzazione e la futura manutenzione, in forma economicamente sostenibile e con
il livello di sicurezza previsto dalla normativa vigente in materia di costruzioni (N.T.C.).
La sicurezza strutturale e le prestazioni attese dell’opera sono state, pertanto, valutate
in relazione agli stati limite che si possono verificare durante la sua vita nominale, ovvero al
raggiungimento delle condizioni per cui la stessa opera non soddisfa più le esigenze per la
quale è stata prevista. Pertanto, le analisi di sicurezza strutturale sono state condotte sia nei
confronti degli Stati Limite Ultimi (SLU), verificando cioè la capacità di evitare crolli, perdite
di equilibrio e dissesti che possano compromettere l’incolumità delle persone o comportare la
perdita di beni, ovvero provocare gravi danni ambientali e sociali, mettendo fuori servizio il
fabbricato, sia nei riguardi degli Stati Limite di Esercizio (SLE), accertando, quindi, la
capacità delle strutture di garantire le prestazioni previste per le condizioni di esercizio e di
servizio.
Con riferimento, quindi, a quanto disposto dai capitoli 2 e 3 (tabelle 2.4.1, 2.4.2, 2.4.II
e 3.2.I) e al paragrafo 7.1 del D.M. 14.01.2008, ai fini della definizione del livello di
sicurezza e delle prestazioni attese, alla costruzione esistente in esame sono stati attribuiti i
seguenti parametri:
▪ vita nominale:
VN ≥ 50 anni (tipo 2)
▪ classe d’uso:
classe III
▪ periodo di riferimento azione sismica:
VR = 75
▪ coefficiente d’uso della costruzione:
cu = 1,5
▪ stati limite considerati nelle verifiche, in relazione all’azione sismica:
- SLO: stato limite di esercizio di operatività, con probabilità di superamento nel
periodo di riferimento VR pari all’81%.
- SLD: stato limite di esercizio di danno, con probabilità di superamento nel
periodo di riferimento VR pari all’63%.
- SLV: stato limite ultimo di salvaguardia della vita, con probabilità di
superamento nel periodo di riferimento VR pari al 10%.
29
In riferimento al paragrafo 7.2.1 delle N.T.C. le opere in progetto, soggette all’azione
sismica, essendo prive di specifici dispositivi dissipativi, e non essendo stimabili con
precisione le residue capacità dissipative delle murature esistenti circostanti, sono state
verificate in base ad un comportamento strutturale di tipo “non dissipativo”, in cui gli effetti
combinati delle azioni sismiche e delle altre azioni saranno cautelativamente calcolati,
indipendentemente dalla tipologia strutturale adottata, senza tener conto delle possibili non
linearità di comportamento dei materiali e della geometria degli elementi strutturali.
5.2
Organizzazione strutturale
Le unità strutturali oggetto di intervento fanno riferimento ad una tipologia costruttiva
in muratura, di semplice concezione strutturale, secondo tecniche realizzative consolidate
tipiche del XV secolo D.C.. (si veda a tal proposito la Relazione storica allegata al progetto).
Esse risultano costruite prevalentemente in muratura di tipo portante in laterizio misto
pietra e, come tali, sono assimilabili a tipologie strutturali a pareti, setti murari e fasce di
piano; in tal senso l’assorbimento delle forze sismiche viene totalmente affidato ai setti in
muratura solidarizzati e in mutua collaborazione con i maschi le fasce murarie esistenti. Si
riscontra la presenza di intersezioni orizzontali (incroci d’angolo), generalmente con
dimensione minima di almeno 1,0 m così come previsto dal D.M. 16.01.1996 – Norme
tecniche per le costruzioni in zone sismiche e s.m.i..
Relativamente ai singoli interventi in progetto essendo previsti in sostituzione di
strutture esistenti (capriate lignee) oppure come semplice controsoffittatura di spazi esistenti
senza una vera e propria funzione statica (solaio in acciaio-cls), non è stata definita una vera e
propria organizzazione strutturale, in quanto non applicabile e fisicamente rilevante. Si è
piuttosto provveduto ad accertare che gli elementi strutturali in progetto non determinino
variazioni sostanziali all’organizzazione strutturale delle porzioni di edificio esistenti
interessate dai lavori e precedentemente descritte, ovvero che non modifichino il
comportamento statico-strutturale d’insieme del fabbricato o di elementi strutturali limitrofi
esistenti, il tutto conformemente alle ipotesi progettuali e alle direttive normative richiamate
in premessa della presente relazione.
30
5.3
Valutazione delle azioni
Le azioni considerate ai fini delle verifiche delle opere in progetto sono così
riassumibili:
1) carichi permanenti dovuti al peso proprio dei materiali strutturali;
2) carichi permanenti portati e permanenti non strutturali;
3) azioni variabili relative alla destinazione d’uso dell’edificio e alle relative
condizioni di esercizio;
4) azione della neve sulla copertura;
5) azione del vento sulla copertura;
6) azione sismica, secondo il grado di sismicità caratteristico del sito geografico
in questione (zona sismica 4 ai sensi O.P.C.M. n. 3274/2003 e ss.mm.ii.).
Viene, quindi, nel seguito riportata una descrizione dettagliata delle suddette azioni:
1) Peso proprio dei materiali strutturali
Relativamente a questa azione si andranno semplicemente a considerare tutte le parti delle
opere aventi funzione strutturale-portante.
Peso proprio elementi strutturali:
Muratura esistente piena in laterizio:
≅ 20,0 kN/m2
Parti e opere in calcestruzzo armato
≅ 25,0 kN/m2
Parti e opere in acciaio da carpenteria
≅ 78,0 kN/m2
2) Carichi permanenti portati
Sono considerati carichi permanenti non strutturali o portati i carichi non rimovibili durante il
normale esercizio della costruzione, quali quelli relativi a tamponature, divisori interni,
massetti, isolamenti, pavimenti e rivestimenti del piano di calpestio, intonaci, controsoffitti,
perlinature, tavolati e manti di copertura, impianti ed altro. Essi saranno valutati sulla base
delle dimensioni effettive dell’opera e dei pesi dell’unità di volume dei materiali costituenti.
In linea di massima, in presenza di orizzontamenti anche con orditura unidirezionale ma con
capacità di ripartizione trasversale, i carichi permanenti portati ed i carichi variabili saranno
assunti, per la verifica d’insieme, come uniformemente ripartiti.
Si riporta, in particolare, la stima dei carichi permanenti non strutturali relativi al manto di
copertura in coppi e alla perlinatura ed isolamento relativi alla porzione di copertura oggetto
di rifacimento / ripristino:
31
Manto di copertura in coppi:
≅ 0,70 kN/m2
Guaina impermeabilizzante:
≅ 0,05 kN/m2
Tavolato / cartongesso (sp. 4 cm):
≅ 0,20 kN/m2
TOTALE
≅ 0,95 kN/m2
Relativamente al nuovo solaio adibito a sola controsoffittatura del locale servizi igienici
verrà, inoltre, cautelativamente considerata nei calcoli un’aliquota dovuta ad eventuali
carichi permanenti portati pari a circa 1,0 kN/m2. Il solaio non sarà, comunque, né
accessibile al pubblico e, come tale, sarà soggetto ai soli sovraccarichi accidentali per
manutenzione.
3) Azioni variabili:
Sono costituite dai sovraccarichi verticali uniformemente distribuiti pertinenti alla
destinazione d’uso specifica del fabbricato in oggetto e definiti dalla tabella 3.1.II del D.M.
14.01.2008 (N.T.C.), in funzione della categoria di ambiente specifica: “Categoria H1 –
Coperture e sottotetti accessibili per sola manutenzione”: carico variabile di 0,50 kN/m2.
4) Azione della neve sulla copertura
Il sovraccarico accidentale da neve viene calcolato in base ai disposti del paragrafo 3.4. del
D.M. 14/01/2008 e secondo la seguente equazione:
q s = µ i ⋅ q sk ⋅ C E ⋅ C t
dove:
- qsk, espresso in kN/m2 è il valore di riferimento del carico neve al suolo che, per edifici
ad altitudini inferiori a 200 m s.l.m. ricadenti nella Zona geografica 1 – Alpina
(Provincia di Vercelli), assume il valore:
q sk = 1,50 kN / m 2 per as < 200 m s.l.m.
[
]
q sk = 1,39 ⋅ 1 + (a s / 728) 2 kN / m 2 per as > 200 m s.l.m.
con as pari all’altitudine misurata in m s.l.m. del sito di calcolo;
- µi è il coefficiente di forma della copertura, definito al paragrafo 3.4.5. delle N.C.T. e,
in considerazione della presenza di coperture inclinate, assunto pari a 0,8;
- CE e Ct rappresentano rispettivamente il coefficiente di esposizione e il coefficiente
termico; essi, per i casi in esame, in riferimento ai paragrafi 3.4.3 e 3.4.4. delle N.T.C.
assumono valori unitari.
32
Carico neve:
q s = µ i ⋅ q sk ⋅ C E ⋅ C t = 0,8 x 1,50 x 1,0 x 1,0 ≅ 1,2 kN/m2
5) Azione del vento sulla copertura
Per quanto riguarda l’azione del vento, essa è stata ricondotta ad un’azione statica equivalente
secondo l’espressione fornita al paragrafo 3.3.4 delle N.T.C.:
p = qb ⋅ ce ⋅ c p ⋅ c d
dove:
- qb = pressione cinetica di riferimento, data dall’espressione:
qb =
1
⋅ ρ ⋅ vb2
2
in cui vb = vb,0 + ka ⋅ (as –a0) = 25 m/s per la Zona 1 (Piemonte) per altitudini inferiori a
1500 m s.l.m., è la velocità di riferimento del vento (in m/s) caratteristica della zona
geografica in questione, riferita ad un tempo di ritorno di 50 anni e ρ la densità dell’aria
assunta convenzionalmente costante e pari a 1,25 kg/m3.
- ce = coefficiente di esposizione, espresso tramite la relazione riportata al paragrafo 3.3.7
nel D.M. 14/01/2008:
 z  
 z 
ce = k r2 ⋅ ct ⋅ ln  ⋅ 7 + ct ⋅ ln 
 z0  
 z o 
ce = ce ( z min )
per z ≥ z min
per z < z min
in cui:
z è l’altezza sul suolo della costruzione;
kr , z0 , zmin sono assegnati dalla tabella 3.3.II delle N.T.C. in funzione della categoria
di esposizione del sito ove sorge la costruzione;
ct è il coefficiente di topografia, assunto pari a 1,0.
- cp = coefficiente di forma, funzione della tipologia e della geometria della costruzione e
del suo orientamento rispetto alla direzione del vento;
- cd = coefficiente dinamico, con cui si tiene conto degli effetti riduttivi associati alla non
contemporaneità delle massime pressioni locali e degli effetti amplificativi dovuti alle
vibrazioni strutturali (assunto pari a 1).
33
Azione del vento:
Pressione cinetica di riferimento, data dall’espressione:
qb =
1
⋅ ρ ⋅ vb2 = 0,39 kN/m2
2
coefficiente di esposizione:
 z  
 z 
ce = k r2 ⋅ ct ⋅ ln  ⋅ 7 + ct ⋅ ln  = 2,31 con z > z min
 z0  
 z o 
dove:
kr
0.22
Zona 1 / Classe di rugosità B / entroterra – Cat. IV
z0
0.30 m
Zona 1 / Classe di rugosità B / entroterra – Cat. IV
zmin
8m
Zona 1 / Classe di rugosità B / entroterra – Cat. IV
z
21,0 m
Altezza massima della struttura > zmin
ct
1,00
Coefficiente di topografia
Si ottengono, quindi, i seguenti valori di pressione di calcolo, adottando, per elementi
sopravento con inclinazione sull’orizzontale 20° < α < 60°, un coefficiente di forma cp pari a
+ 0,03α -1 = -0,31. Si ottiene, pertanto, una pressione statica equivalente del vento p ≅ 0,30
kN/m2 per elementi sopravvento.
5.4
Azione sismica
Le azioni sismiche di progetto, in base alle quali si è valutato il rispetto dei diversi stati
limite considerati, sono state determinate a partire dalla “pericolosità sismica di base” del
sito, definita in termini di accelerazione orizzontale massima attesa ag in condizioni di campo
libero su sito di riferimento rigido con superficie topografica orizzontale, nonché di ordinate
dello spettro di risposta elastico in accelerazione ad essa corrispondente Se(T), con riferimento
a prefissate probabilità di eccedenza PVR nel periodo di riferimento VR, in funzione dello
specifico stato limite assunto per le verifiche.
La definizione delle forme spettrali, per ciascuna delle probabilità di superamento nel
periodo di riferimento VR, avviene a partire dai valori dei seguenti parametri su sito di
riferimento rigido orizzontale:
ag = accelerazione orizzontale massima al sito;
34
F0 = valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione
orizzontale;
TC* = periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione
orizzontale.
Il modello di riferimento per la descrizione del moto sismico sul piano di fondazione è,
quindi, definito dallo spettro di risposta elastico; esso, per strutture con periodo fondamentale
minore o uguale a 4,0 s, è costituito da una forma spettrale (spettro normalizzato) riferita ad
uno smorzamento convenzionale del 5% e considerata indipendente dal livello di sismicità,
moltiplicata per il valore della accelerazione massima convenzionale del terreno fondale ag
che caratterizza il sito. Sia la forma spettrale che il valore di ag variano al variare della
probabilità di superamento nel periodo di riferimento PVR. Il moto può decomporsi in tre
componenti ortogonali di cui una verticale. In via semplificata gli spettri delle due componenti
orizzontali possono considerarsi eguali ed indipendenti. Lo spettro di risposta elastico della
componente orizzontale è, quindi, definito dalle espressioni seguenti:
nelle quali T ed Se sono rispettivamente il periodo di vibrazione e l’accelerazione
spettrale orizzontale e dove:
- ag = accelerazione orizzontale massima su sito di riferimento rigido orizzontale;
- S = SS ⋅ ST è un fattore che tiene conto della categoria del suolo di fondazione (SS) e
delle condizioni topografiche (ST), definite dalla tabella 3.2.V E 3.2.VI delle N.T.C.;
- η = fattore che altera lo spettro elastico per smorzamenti viscosi convenzionali ξ
diversi dal 5 %, mediante la relazione seguente:
η = 10 / (5 + ξ ) ≥ 0,55
dove ξ (espresso in percentuale) è valutato sulla base di materiali, tipologia strutturale
e terreno di fondazione;
- F0 = fattore che quantifica l’amplificazione spettrale massima, su sito di riferimento
35
rigido orizzontale, con vaore minimo pari a 2,2;
- TB, TC, TD = periodi che separano i diversi rami dello spettro (tratto ad accelerazione
costante, tratto a velocità costante e tratto a spostamento costante), dipendenti dalla
categoria del suolo di fondazione.
Lo spettro di risposta elastico della componente verticale è, invece, definito dalle
espressioni seguenti:
dove T e Sve sono, rispettivamente, periodo di vibrazione ed accelerazione spettrale verticale e
Fv è il fattore che quantifica l’amplificazione spettrale massima, in termini di accelerazione
orizzontale massima del terreno ag su sito di riferimento rigido orizzontale, mediante la
relazione:
 ag
Fv = 1,35 ⋅ F0 ⋅ 
 g



0,5
I valori di ag , Fo, S e η sono definiti nel § 3.2.3.2.1 delle N.T.C. per le componenti
orizzontali mentre i valori di SS, TB,TC e TD, salvo più accurate determinazioni, sono quelli
riportati nella tabella 3.2.VII. delle N.T.C., in funzione della categoria di sottosuolo.
Per gli stati limite di esercizio lo spettro di progetto Sd(T) da utilizzare, sia per le
componenti orizzontali che per la componente verticale, è lo spettro elastico corrispondente,
riferito alla probabilità di superamento nel periodo di riferimento PVR considerata.
Nelle verifiche agli stati limite ultimi in generale le capacità dissipative delle strutture
vengono messe in conto attraverso un’opportuna riduzione delle forze elastiche, tenendo
conto in modo semplificato della capacità dissipativa anelastica della struttura, della sua
sovraresistenza, dell’incremento del suo periodo proprio a seguito delle plasticizzazioni. In tal
caso, lo spettro di progetto Sd(T) utilizzato sia per le componenti orizzontali, sia per la
componente verticale, è lo spettro elastico corrispondente riferito alla probabilità di
superamento nel periodo di riferimento PVR considerata, con le ordinate ridotte sostituendo
nelle formule sopra riportate il parametro η con 1/q, dove q rappresenta il fattore di struttura
36
dell’opera. In relazione a quanto specificato dai paragrafi 7.2.5 e 7.3.1 del D.M. 14.01.2008,
per quanto riguarda le componenti orizzontali, trattandosi, inoltre, di costruzione esistente
della quale non si conosce la potenzialità dissipadiva residua, verrà cautelativamente assunto
un valore q unitario, mentre per le componenti verticali verrà assunto un valore pari a 1,5.
Come descritto al capitolo 2 con la D.G.R. n. 11-13058 del 19.01.2010 e ss.mm.ii. la
Regione Piemonte ha recepito la classificazione sismica introdotta dall’O.P.C.M. 3274/2003,
classificando il sito interessato dai presenti lavori in zona sismica 4 (ag = 0,05g).
Le Norme Tecniche per le Costruzioni di cui al D.M. 14.01.2008 e relativa circolare
617/2009, hanno, quindi, introdotto un nuovo criterio, “sito-dipendente”, per la valutazione
delle azioni sismiche attese al sito. Data la sostanziale omogeneità sia della tipologia
costruttiva delle opere che della pericolosità sismica del sito interessato dai lavori (zona
sismica 4), la determinazione dei parametri di riferimento dell’azione sismica è stata effettuata
in relazione alle coordinate del Comune amministrativo di riferimento in cui ricade il
fabbricato.
In riferimento, quindi, alle prescrizioni di cui al paragrafo 3.2 del Decreto Ministeriale
14.01.2008, alla D.G.R. 11-13058 e ss.mm.ii. e alle specificità litografiche e geotecniche del
sito desumibili anche dal PRGC Comunale, si definiscono i seguenti parametri dell’azione
sismica di progetto:
▪ sito di intervento principale di riferimento:
Comune di Buronzo (VC)
▪ categoria del sottosuolo:
C (*)
▪ amplificazione stratigrafica:
SS = 1,5
▪ categoria topografica:
T1
▪ amplificazione topografica:
ST = 1,0
▪ zona sismica del sito:
zona 4
▪ altitudine media del sito:
190,0 m s.l.m. circa
▪ coordinate del sito
Longitudine: 8.2682°
Latitudine: 45.4818°
(*) Depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente consistenti con
spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la
profondità e da valori di Vs,30 compresi tra 180 m/s e 360 m/s (ovvero 15 < NSPT,30 < 50 nei terreni a grana
grossa e 70 < cu,30 < 250 kPa nei terreni a grana fina).
Si riporta nel seguito la cartografia aggiornata con la classificazione sismica dei
comuni piemontesi:
37
Figura 3 – Classificazione sismica dei comuni piemontesi ai sensi della D.G.R. 11-13058/2010.
38
Accertata la compatibilità dei parametri stratigrafici e geomorfologici del sito, l’azione
sismica è stata, quindi, in definitiva, determinata applicando alla costruzione un’accelerazione
corrispondente allo spettro di risposta desunto dalla normativa nazionale in funzione della
pericolosità sismica del sito, delle caratteristiche dell’opera e degli stati limite assunti per le
verifiche (SLO, SLD e SLV). Gli spettri di risposta e i relativi parametri sismici sono stati
ricavati con l’ausilio dell’applicazione di calcolo “Spettri-N.T.C.” redatta dal Consiglio
Superiore dei Lavori Pubblici e sono stati, quindi, calcolati adottando i parametri sopra
riportati e quelli elencati al paragrafo 6.1 della presente relazione.
Si riporta, pertanto, nel seguito la caratterizzazione sismica specifica per il sito oggetto
di intervento:
Valori dei parametri ag, F0 e TC* per i periodi di ritorno TR di riferimento:
Valori dei parametri ag, F0 e TC* per i periodi di ritorno TR associati a ciascuno S.L.
39
40
STATO LIMITE DI OPERATIVITÀ (SLO)
Parametri e punti dello spettro
di risposta orizzontale per SLO
Parametri e punti dello spettro
di risposta verticale per lo SLO
41
STATO LIMITE DI DANNO (SLD)
Parametri e punti dello spettro
di risposta orizzontale per SLD
Parametri e punti dello spettro
di risposta verticale per lo SLD
42
STATO LIMITE DI SALVAGUARDIA DELLE VITA UTILE (SLV)
Parametri e punti dello spettro
di risposta orizzontale per SLV
Parametri e punti dello spettro
di risposta verticale per lo SLV
43
Figura 4a – Spettri di risposta per lo stato limite di operatività (SLO).
44
Figura 4b – Spettri di risposta per lo stato limite di danno (SLD).
45
Figura 4c – Spettri di risposta per lo stato limite di salvaguardia della vita utile(SLV).
46
5.5
Combinazioni di carico
Ai fini delle verifiche degli stati limite si definiscono le seguenti combinazioni delle
azioni (ai sensi del D.M. 14/01/2008, paragrafo 2.5.3):
- Combinazione fondamentale, per gli stati limite ultimi (SLU):
SD =γG1 G1 + γG2 G2 + γP P + γQ1 Qk1 + γQ2 Ψ02 Qk2 + γQ3 Ψ 03 Qk3 + …
- Combinazione caratteristica (rara), generalmente impiegata per gli stati limite di
esercizio (SLE) irreversibili, da utilizzarsi nelle verifiche alle tensioni ammissibili:
SD =G1 + G2 + P + Qk1 + Ψ 02 Qk2 + Ψ 03 Qk3+ …
- Combinazione frequente, generalmente impiegata per gli stati limite di esercizio (SLE)
reversibili:
SD =G1 + G2 + P + Ψ 11 Qk1 + Ψ 22 Qk2 + Ψ 23 Qk3 + …
- Combinazione quasi permanente (SLE), generalmente impiegata per gli effetti a lungo
termine:
SD =G1 + G2 + P + Ψ 21 Qk1 + Ψ 22 Qk2 + Ψ 23 Qk3 + …
- Combinazione sismica, impiegata per gli stati limite ultimi e di esercizio connessi
all’azione sismica E:
SD =E + G1 + G2 + P + Ψ 21 Qk1 + Ψ 22 Qk2+ …
Nelle combinazioni per SLE, si intende che vengono omessi i carichi Qkj che danno un
contributo favorevole ai fini delle verifiche e, se del caso, i carichi G2.
I coefficienti parziali per le azioni o per l’effetto delle azioni nelle verifiche SLU sono:
47
Il valore dei coefficienti di combinazione usati sono invece i seguenti:
Relativamente all’ azione sismica AE, da prendersi in conto in un’apposita situazione
di progetto sismica, essa viene schematizzata applicando, non contemporaneamente, in due
direzioni ortogonali un sistema di forze orizzontali sismiche di intensità proporzionale alle
masse presenti sui vari piani dell’edificio.
Si considerano le masse associate ai seguenti carichi gravitazionali:
Gk + ∑( Ψ2 Qk)
dove:
Ψ2 coefficiente di combinazione dell’ azione variabile Qk, che tiene conto della ridotta
probabilità che tutti i carichi variabili siano presenti sull’ intera struttura in occasione del
sisma.
5.6
Metodi di analisi e criteri di verifica delle strutture in legno
La valutazione della sicurezza e la verifica delle strutture in legno previste in progetto
è stata condotta secondo i principi fondamentali e i metodi indicati ai capitoli 2, 4.4 e 7.7 del
D.M. 14.01.2008. In particolare le verifica di sicurezza delle strutture in legno sono state
condotte in relazione sia agli stati limite ultimi che agli stati limite di esercizio e con
riferimento, oltre che alle condizioni iniziali, anche alle condizioni finali (a tempo infinito). Si
rimanda, in particolare, a quanto espressamente specificato ai paragrafi 4.4.7 e 4.4.8 delle
N.T.C.-2008.
L’analisi delle strutture è stata effettuata assumendo un comportamento elastico lineare
48
dei materiali, considerando i valori pertinenti (medi o caratteristici) del modulo elastico, in
funzione dello stato limite e del tipo di verifica considerati.
I calcoli sono stati svolti usando appropriate schematizzazioni adottando schemi di
calcolo semplificati ma idonei per simulare con ragionevole precisione il comportamento
strutturale della costruzione, anche in relazione alle modalità costruttive previste.
5.6.1 Resistenze di calcolo
La durata del carico e l’umidità del legno influiscono sulle proprietà resistenti del
legno. I valori di calcolo per le proprietà del materiale a partire dai valori caratteristici si
assegnano, quindi, con riferimento combinato alle classi di servizio e alle classi di durata del
carico come definite ai paragrafi 4.4.4 e 4.4.5 delle N.T.C.-2008. In particolare, il valore di
calcolo Xd di una proprietà del materiale (o della resistenza di un collegamento) viene
calcolato mediante la relazione:
Xd =
k mod X k
γM
dove:
– Xk è il valore caratteristico della proprietà del materiale, come specificato al § 11.7 delle
N.T.C.-2008, o della resistenza del collegamento. Il valore caratteristico Xk può anche
essere determinato mediante prove sperimentali sulla base di prove svolte in condizioni
definite dalle norme europee applicabili;
– γM è il coefficiente parziale di sicurezza relativo al materiale, i cui valori sono riportati
nella Tab.4.4.III del D.M. 14.01.2008; per il legno massiccio è assunto pari a 1,5;
– kmod è un coefficiente correttivo che tiene conto dell’effetto, sui parametri di resistenza,
sia della durata del carico sia dell’umidità della struttura. I valori di kmod sono forniti nella
Tab. 4.4.IV del D.M. 14.01.2008. Se una combinazione di carico comprende azioni
appartenenti a differenti classi di durata del carico si dovrà scegliere un valore di kmod che
corrisponde all’azione di minor durata.
5.6.2 Verifiche agli Stati Limite Ultimi (SLU)
Le verifiche a stato limite ultimo sono state condotte con specifico riferimento a
quanto previsto dal paragrafo 4.4.8 del D.M. 14.01.2008. Le tensioni interne sono state
49
calcolate nell’ipotesi di conservazione delle sezioni piane e di una relazione lineare tra
tensioni e deformazioni fino alla rottura.
Le verifiche a flessione, in particolare, hanno fatto riferimento ad entrambe le
seguenti condizioni:
σ m, y ,d
f m, y ,d
+ km
σ m, z ,d
f m,z ,d
≤1
km
σ m, y ,d
f m, y ,d
+
σ m, z ,d
f m,z ,d
≤1
dove:
– σm,y,d e σm,z,d sono le tensioni di calcolo massime per flessione rispettivamente nei piani
xz e xy determinate assumendo una distribuzione elastico lineare delle tensioni sulla
sezione (vedi figura 5);
– fm,y,d e fm,z,d sono le corrispondenti resistenze di calcolo a flessione, determinate tenendo
conto anche delle dimensioni della sezione trasversale mediante il coefficiente kh, come
definito al § 11.7.1.1.
Figura 5 – Assi di riferimento dell’elemento in legno.
I valori da adottare per il coefficiente km, che tiene conto convenzionalmente della
ridistribuzione delle tensioni e della disomogeneità del materiale nella sezione trasversale,
sono:
- km = 0,7 per sezioni trasversali rettangolari;
- km = 1,0 per altre sezioni trasversali.
50
Deve essere, inoltre, effettuata la verifica di instabilità allo svergolamento (flessotorsionale) per gli elementi inflessi, come definita al § 4.4.8.2.1 delle N.T.C.-2008.
Per le verifiche a taglio deve essere soddisfatta la condizione:
τ d ≤ f v,d
dove:
– τd è la tensione massima tangenziale di calcolo, valutata secondo la teoria di Jourawski;
– fv,d è la corrispondente resistenza di calcolo a taglio.
Relativamente ai puntoni sono state, inoltre, svolte le opportune verifica a
compressione e a instabilità per compressione con le modalità previste dalle NTC-2008.
Relativamente alle capriate, e stata aggiuntivamente eseguita la verifica dell’appoggio
e la verifica a trazione parallela alla fibratura della catena, verificando, in particolare per
quest’ultima, il soddisfacimento della seguente condizione:
σ t , 0,d ≤ f t ,0 ,d
dove:
– σt,0,d è la tensione di calcolo a trazione parallela alla fibratura calcolata sulla sezione
netta;
– ft,0,d è la corrispondente resistenza di calcolo, determinata tenendo conto anche delle
dimensioni della sezione trasversale mediante il coefficiente kh, come definito al §
11.7.1.1 delle N.T.C.-2008.
Considerata, infine, la semplicità e la regolarità delle strutture in progetto si è ritenuto
ammissibile non eseguire specifiche verifiche a torsione ed instabilità a trazione delle varie
travi. Non sono, peraltro, presenti sforzi di tensoflessione o pressoflessione significativi.
5.6.3 Verifiche agli Stati Limite di Esercizio (SLE)
Le deformazioni di una struttura, dovute agli effetti delle azioni applicate, degli stati di
coazione, delle variazioni di umidità e degli scorrimenti nelle unioni, devono essere contenute
entro limiti accettabili, sia in relazione ai danni che possono essere indotti ai materiali di
rivestimento, ai pavimenti, alle tramezzature e, più in generale, alle finiture, sia in relazione ai
requisiti estetici ed alla funzionalità dell’opera.
51
Considerando il particolare comportamento reologico del legno e dei materiali derivati
dal legno, si devono valutare sia la deformazione istantanea sia la deformazione a lungo
termine.
La deformazione istantanea si calcola usando i valori medi dei moduli elastici per le
membrature e il valore istantaneo del modulo di scorrimento dei collegamenti.
La deformazione a lungo termine può essere calcolata utilizzando i valori medi dei
moduli elastici ridotti opportunamente mediante il fattore 1/(1+ kdef), per le membrature, e
utilizzando un valore ridotto nello stesso modo del modulo di scorrimento dei collegamenti.
Il coefficiente kdef tiene conto dell’aumento di deformabilità con il tempo causato
dall’effetto combinato della viscosità e dell’umidità del materiale. I valori di kdef sono riportati
nella Tab. 4.4.V del D.M. 14.01.2008.
5.7
Metodo di analisi e criteri di verifica relativi alle strutture in c.a.
La valutazione della sicurezza delle strutture in progetto in calcestruzzo armato è stata
condotta secondo i principi fondamentali ed i metodi indicati al capitolo 2 del D.M.
14.01.2008. In particolare l’analisi strutturale, volta alla valutazione degli effetti delle azioni,
è stata condotta mediante il metodo di analisi elastica lineare, con lo scopo di stabilire la
distribuzione delle forze interne, delle tensioni, delle deformazioni e degli spostamenti nelle
strutture. Per la determinazione degli effetti delle azioni, le analisi saranno, quindi, effettuate
assumendo:
sezioni interamente reagenti con rigidezze valutate riferendosi al solo calcestruzzo;
relazioni tensione deformazione lineari;
valori medi del modulo d’elasticità.
Ai fini della valutazione della resistenza ultima delle sezioni di elementi
monodimensionali nei confronti di sforzo normale e flessione, si adotteranno, inoltre, le
seguenti ipotesi:
conservazione delle sezioni piane;
perfetta aderenza tra acciaio e calcestruzzo;
rottura del calcestruzzo determinata dal raggiungimento della sua capacità de
formativa ultima a compressione;
rottura dell’armatura tesa determinata dal raggiungimento della sua capacità de
formativa ultima.
52
Relativamente ai metodi di calcolo, come già indicato in precedenza, si farà
riferimento al metodo degli stati limite, secondo quanto previsto dal D.M. 14.01.2008. Le
suddette norme saranno applicate integralmente anche per quanto riguarda i materiali e i
prodotti, le azioni e il collaudo statico.
Ai fini delle verifiche strutturali dovrà risultare sempre soddisfatta la seguente
relazione:
Rd (Resistenza di progetto) > Ed (Effetto delle azioni di progetto)
dove Rd è la resistenza di progetto, valutata in base ai valori di progetto della resistenza dei
materiali e ai valori nominali delle grandezze geometriche interessate ed Ed è il valore di
progetto dell’effetto delle azioni, valutato in base ai valori di progetto delle azioni e ai
coefficienti di combinazione come indicato nel § 2.5.3 delle N.T.C..
5.7.1 Resistenze di calcolo
In generale, le resistenze di calcolo fd dei materiali, calcestruzzo ed acciaio, sono
ottenute mediante l’espressione:
fd =
fk
γM
dove:
- fk è la resistenza caratteristica del materiale considerato;
- γM è il coefficiente parziale per le resistenza, comprensivo delle incertezze del
modello e della geometria, che può variare in funzione del materiale, della
situazione di progetto e della particolare verifica in esame.
I valori specifici dei parametri caratteristici dei materiali per uso struttuale sono stati,
pertanto, dedotti dalle formule indicate al paragrafo 4.1.2.1.1 del citato D.M. che vengono
riportate di seguito:
resistenza di calcolo a compressione del calcestruzzo:
dove:
è il coefficiente riduttivo per le resistenze di lunga durata ed è pari a 0,85;
53
è il coefficiente parziale di sicurezza relativo al calcestruzzo ed è pari a 1,5;
è la resistenza caratteristica cilindrica a compressione del calcestruzzo a 28 giorni.
resistenza di calcolo a trazione del calcestruzzo:
dove:
è il coefficiente parziale di sicurezza relativo al calcestruzzo ed è pari a 1,5;
è la resistenza caratteristica a trazione del calcestruzzo e vale:
dove:
è la resistenza media a trazione semplice del calcestruzzo e vale:
dove:
è la resistenza caratteristica cilindrica a compressione del calcestruzzo a 28 giorni.
resistenza di calcolo dell’acciaio:
dove:
è il coefficiente parziale di sicurezza relativo al’acciaio ed è pari a 1,15;
è la tensione caratteristica di snervamento dell’acciaio.
Con riferimento, quindi, alle caratteristiche tecniche – prestazionali indicate al capitolo
3, si sono, in definitiva assunti i seguenti valori principali di resistenza di calcolo:
Calcestruzzo C25/30 – Rck 30 N/mm2:
f cd = α cc ⋅
f ctd
f ck
R' ⋅0,83
25,0
= 0,85 ⋅ ck
= 0,85 ⋅
≅ 14,17 N/mm 2
yc
yc
1,5
(
)
f ctk 0,7 ⋅ 0,3 ⋅ f ck2 / 3
=
=
= 1,20 N/mm 2
yc
yc
54
Acciaio per c.a. B450C controllato in stabilimento:
f yd =
f yk
ys
=
450
= 391 N/mm 2
1,15
Le tensioni nel calcestruzzo e nell’armatura si dedurranno, a partire dalle
deformazioni, utilizzando i rispettivi diagrammi tensione-deformazione.
I diagrammi costitutivi del calcestruzzo sono stati adottati in conformità alle
indicazioni riportate al paragrafo 4.1.2.1.2.2 del D.M. 14 gennaio 2008; in particolare sia per
le verifiche effettuate a pressoflessione retta che per le verifiche degli elementi a
pressoflessione deviata è stato adottato il modello “parabola-rettangolo” indicato dal
diagramma (a) riportato nella figura sottostante:
Figura 6a - Modelli di calcolo tensione-deformazione per il calcestruzzo.
Per le classi di resistenza del calcetruzzo pari o inferiori a C50/60 si può porre:
εc2 = 2.0‰;
εcu = 3.5‰.
Per il diagramma tensione-deformazione dell’acciaio è possibile adottare opportuni
modelli rappresentativi del reale comportamento del materiale in conformità alle indicazioni
riportate al punto 4.1.2.1.2.3 del D.M. 14 gennaio 2008; in particolare è stato, quindi, adottato
il modello elastico perfettamente plastico indefinito nel seguito rappresentato (diagramma (b))
55
Figura 6b - Modelli di calcolo σ-ε per l’acciaio.
Tutti i materiali impiegati dovranno essere, comunque, verificati con opportune prove
di laboratorio secondo le prescrizioni della vigente Normativa (capitolo 11 D.M. 14.01.2008)
e in base a quanto già indicato al capitolo 3 della presente relazione.
5.7.2 Verifiche agli Stati Limite Ultimi (SLU)
5.7.2.1 Dimensionamento armature longitudinali (verifica flessione)
Allo Stato Limite Ultimo i momenti flettenti sollecitanti di progetto MEd sono
calcolati con i metodi dell’analisi strutturale per i carichi della combinazione fondamentale:
γG1 G1 + γG2 G2 + γP P + γQ1 Qk1 + γQ2 Ψ 02 Qk2 + γQ3 Ψ 03 Qk3 + …
Una sezione inflessa da un momento di progetto di SLU MEd è verificata se è
soddisfatta la relazione:
MEd ≤ MRd
Per il calcolo dello stato tensionale sono valide le tre ipotesi esposte precedentemente:
Il metodo definisce “configurazioni deformate di SLU” di una sezione solo quelle
configurazioni in cui almeno uno dei materiali acciaio e calcestruzzo raggiunge la
deformazione ultima del proprio diagramma di progetto. Solo tali configurazioni sono
convenzionalmente definite “di stato limite ultimo”.
In flessione le configurazioni deformate di una sezione di interesse allo SLU sono, dunque,
tutte e solo quelle in cui la deformazione del calcestruzzo al bordo compresso è pari alla
deformazione ultima |εc| = |εcu2| mentre la deformazione εs dell’acciaio è compresa tra la
deformazione nulla εs = 0 e la deformazione ultima εud. Per le sezioni inflesse sono NEd = 0 e
MEd ≠ 0. Perché risulti NEd = 0 deve essere (vedi figura 7):
56
C + S’ = S
β1 fcd xu b + σ’s A’s = σs As
L’asse neutro “taglia” la sezione alla profondità xu, tale valore permette il calcolo della
risultante C delle tensioni del calcestruzzo compresso.
Figura 7.
Il momento resistente di SLU MRd è somma di due coppie, una coppia calcestruzzo-acciaio
C – S0 formata dalla risultante C del calcestruzzo compresso e S0 di parte dell’armatura tesa il
cui braccio di leva è z = (d-β2 xu), e una coppia S’ – S formata dalle risultanti S’ dell’armatura
compressa e della parte restante dell’armatura tesa, con braccio di leva (d-d’) (vedi figura 7):
MRd = C z + S’ (d-d’)
MRd = β1 fcd xu b (d-β2 xu) + σ’s As’ = σ’s As’ (d-d’)
Avendo come dati le caratteristiche dei materiali acciaio – calcestruzzo e le dimensioni
geometriche b, d della sezione considerata, le incognite di progetto sono tre: la larghezza della
zona compressa e le aree d’armatura As’ e As. Se si fissa un rapporto As’/As le due equazioni
sopra riportate (una di equilibrio alla traslazione e una di equilibrio alla rotazione) permettono
di determinare la larghezza della zona compressa e l’area As dell’armatura tesa.
Dal progetto si ottengono quantità teoriche che sono successivamente arrotondate per eccesso.
Tale arrotondamento garantisce che la capacità portante MRd della sezione sia maggiore di
quella minima teorica: progetto e verifica costituiscono dunque di fatto un’unica fase.
5.7.2.2 Dimensionamento armature trasversali (verifica taglio)
Le armature trasversali in grado di portare una forza di taglio V sono quelle che,
inclinate da 45° a 90° sull’asse longitudinale di un elemento, attraversano l’asse neutro
collegando il corrente inferiore teso con il corrente superiore compresso. Tali armature, per
essere efficaci, devono essere debitamente ancorate in entrambi i correnti.
57
Negli elementi privi di armatura trasversale sotto l’effetto dei carichi nascono fessure
sub verticali, oltre che nella zona prevalentemente inflessa, anche nella zona di
flessione/taglio. In assenza di armature trasversali per il trasferimento della forza di taglio si
ipotizza un meccanismo resistente arco-tirante in cui l’arco è costituito dal calcestruzzo
compresso e il tirante dalle armature inferiori tese ancorate alle estremità (figura 8).
Figura 8.
Perché il meccanismo arco-tirante sia efficace alle estremità della trave deve essere
presente un’adeguate quantità d’armatura al bordo inferiore della sezione. Ipotizzando che il
corrente compresso incida nel nodo di estremità con un angolo di 45°, per l’equilibrio nasce
nel corrente teso una forza di trazione di intensità pari alla forza di taglio V.
Figura 9.
La capacità portante VRd di un elemento non armato a taglio vale (secondo D.M.
14.01.2008, paragrafo. 4.1.2.1.3.1):
Per cui deve essere rispettata la seguente disuguaglianza:
VEd ≤ VRd
58
In presenza di significativi sforzi di trazione, la resistenza a taglio del calcestruzzo è da
considerarsi nulla e, in tal caso, non è possibile adottare elementi sprovvisti di armatura
trasversale.
Per elementi dotati di armatura trasversale (staffe, barre piegate,…) il D.M. 14.01.2008
e l’EC2 schematizzano la trave con una sovrapposizione di reticoli isostatici costituiti
ciascuno da bielle di calcestruzzo compresse inclinate dell’angolo θ, bielle tese formate dalle
armature trasversali disposte con un angolo α compreso tra 45° e 90° rispetto alla linea d’asse
della trave, corrente superiore compresso e corrente inferiore teso (modello di Morsch – figura
10).
Figura 10.
Le sollecitazioni nelle bielle del reticolo isostatico si calcolano con semblici equazioni
d’equilibrio alla traslazione.
59
Figura 11.
In base al paragrafo 4.1.2.1.3.2 del D.M. 14.01.2008, l’inclinazione θ dei puntoni di
calcestruzzo rispetto all’asse della trave deve rispettare i limiti seguenti:
1 ≤ ctg θ ≤ 2,5
La verifica di resistenza (SLU) si pone con:
VEd ≤ VRd
dove VEd è il valore di calcolo dello sforzo di taglio allo SLU agente.
Con riferimento all’armatura trasversale, la resistenza di calcolo a “taglio trazione” si calcola
con:
Con riferimento al calcestruzzo d’anima, la resistenza di calcolo a “taglio
compressione” si calcola con:
La resistenza al taglio della trave è la minore delle due sopra definite:
VRd = min(VRsd, VRcd)
Le verifiche che devono essere soddisfatte in questo caso sono:
1) VEd ≤ VRdc per la verifica a compressione del calcestruzzo d’anima;
2) VEd ≤ VRds per la verifica a trazione delle armature trasversali;
3) VRds ≤ VRdc per la verifica delle condizioni di duttilità.
60
5.7.3 Verifiche agli Stati Limite di Esercizio (SLE)
Anche se il progetto delle sezioni e delle armature di un elemento inflesso si effettua,
di regola, per le sollecitazioni di stato limite ultimo (SLU), la verifica degli stati limite
d’esercizio (SLE) può in molti casi limitare le scelte progettuali. Per evitare che una struttura
progettata allo SLU non verifichi gli SLE è opportuno tener conto di questi ultimi nel definire
i criteri di predimensionamento allo SLU della geometria degli elementi strutturali.
Gli stati limiti d’esercizio di cui tratta il D.M. 14.01.2008 riguardano quelle condizioni d’uso
di una struttura che possono avere un risvolto diretto sulla frubilità, ma non comportano
pregiudizio per l’incolumità delle persone.
Valgono le seguenti considerazioni:
1) per la minor severità delle conseguenze legate al superamento di uno stato limite di
esercizio i coefficienti di sicurezza parziali delle azioni hanno valore γF = 1,0
minore che allo stato limite ultimo. Analogamente per le resistenze si assume γM =
1,0. il calcolo dunque si basa sui valori “caratteristici” di azioni e resistenze. Per
alcune grandezze meccaniche (modulo E, coefficiente di ritiro, ecc.) si adottano,
anziché i valori caratteristici, i valori medi.
2) Per strutture non precompresse per la verifica di limitazione delle tensioni si
utilizzano due combinazioni: la combinazione di carico quasi permanente QP e la
combinazione di carico caratteristica (rara) CA. Per lo stato limite di fessurazione
si utilizza, invece, la combinazione di carico quasi permanente QP.
3) Per i diversi stati limite di esercizio i valori da non superare sono fissati nella norma
di riferimento (D.M. 14.01.2008) o nei capitolati, se legati alle condizioni d’uso di
una particolare opera.
4) Per il calcolo degli effetti dei carichi (fessure, deformazioni, tensioni, ecc.) oggetto
degli SLE si possono utilizzare modelli basati sul comportamento elastico lineare
dei materiali. Per il calcestruzzo armato si può utilizzare il modello della sezione
omogeneizzata parzializzata.
5.7.3.1 Verifica di fessurazione
La presenza di fessure nelle strutture inflesse di calcestruzzo armato non precompresso
è inevitabile tanto che è alla base dei modelli di calcolo delle strutture in c.a. (sezioni
parzializzate). Ciò nonostante l’ampiezza delle fessure deve risultare limitata, oltre che per
ragioni estetiche, soprattutto per non ridurre la protezione delle armature all’aggressività
61
ambientale.
Il valore limite di apertura della fessura calcolato al livello considerato è pari ad uno
dei seguenti valori nominali:
w1 = 0,2 mm;
w2 = 0,3 mm;
w3 = 0,4 mm.
Lo stato limite di fessurazione deve essere fissato in funzione delle condizioni
ambientali e della sensibilità delle armature alla corrosione, come descritto nel seguito.
Le condizioni ambientali, ai fini della protezione contro la corrosione delle armature
metalliche, possono essere suddivise in ordinarie, aggressive e molto aggressive in relazione a
quanto indicato nella Tab. 4.1.III del D.M. 14.01.2008 con riferimento alle classi di
esposizione definite nelle Linee Guida per il calcestruzzo strutturale emesse dal Servizio
Tecnico Centrale del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici.
Le armature si distinguono in due gruppi:
- armature sensibili, alle quali appartengono gli acciai da precompressione;
- armature poco sensibili, relative agli gli acciai ordinari.
Per gli acciai zincati e per quelli inossidabili si può tener conto della loro minor sensibilità alla
corrosione.
Nella Tab. 4.1.IV del D.M. 14.01.2008 sono indicati i criteri di scelta dello stato limite
di fessurazione con riferimento alle esigenze sopra riportate.
62
Il valore di calcolo dell’apertura delle fessure wd, da confrontare con i valori limite
indicati nella tabella precedente, è ottenuto applicando la procedura proposta nel paragrafo
C4.1.2.2.4.6 2 febbraio 2009, n. 617.
Per i manufatti previsti in attuazione con il presente progetto, caratterizzati da
armature “poco sensibili” e da condizioni ambientali “ordinarie” verrà, pertanto, sviluppata
una verifica alla fessurazione con riferimento al limite “w3” per la condizione frequente e
“w2” per quella quasi permanente.
5.7.3.2 Verifica delle tensioni di esercizio
La verifica delle tensioni in esercizio è effettuata nelle usuali ipotesi di comportamento
lineare dei materiali, trascurando la resistenza a trazione del calcestruzzo teso.
Valutate le azioni interne nelle varie parti della struttura, dovute alle combinazioni
caratteristica e quasi permanente delle azioni, si calcolano le massime tensioni sia nel
calcestruzzo sia nelle armature; si verifica che tali tensioni siano inferiori ai massimi valori
consentiti indicati nel paragrafo. 4.1.2.2.5.1 del D.M. 14.01.2008.
La massima tensione di compressione del calcestruzzo σc, deve rispettare la
limitazione seguente:
σc < 0,60 fck per combinazione di carico caratteristica (rara);
σc < 0,40 fck per combinazione di carico quasi permanente.
La massima tensione di trazione per l’acciaio dell’armatura tesa σs, deve rispettare la
limitazione seguente:
σs < 0,80 fyk
Nei calcoli per azioni di breve durata può assumersi il valore del modulo di elasticità
del calcestruzzo Ec dato dall’equazione 11.2.5 delle N.T.C. – D.M. 14.01.2008, ed un modulo
di elasticità dell’acciaio Es pari a 210.000 N/mm2. Tale valore può essere opportunamente
ridotto nel caso di fili, trecce e trefoli da cemento armato precompresso.
Nel caso di azioni di lunga durata, gli effetti della viscosità del calcestruzzo si possono
tenere in conto riducendo opportunamente il modulo di elasticità Ec mediante l’introduzione
del coefficiente di viscosità φ definito al paragrafo 11.2.10.7 delle N.T.C. in funzione del
grado di umidità relativa dell’ambiente esterno.
63
5.8
Metodo di analisi e criteri di verifica relativi alle strutture composte in
acciaio-calcestruzzo
L’analisi e le verifiche delle strutture composte in acciaio – calcestruzzo nel suo
complesso fanno specificatamente riferimento ai paragrafi 4.3 e 4.3.4 delle N.T.C.-2008. In
particolare, l’analisi è stata sviluppata con riferimento alle condizioni plastiche delle sezioni
in acciaio (analisi plastica) mentre la verifica delle connessioni è stata sviluppata sulla base
del paragrafo 4.3.4.3.1 delle N.T.C.-2008, nell’ipotesi di connessione a completo ripristino di
resistenza (par. 4.3.4.3.3 Circ. 2 febbraio 2009, n. 617 N.T.C.-2008).
I calcoli di analisi e le verifiche specifiche per gli elementi portanti in carpenteria
metallica (profilati in acciaio) sono state, infine, condotti con particolare riferimento al
paragrafo 4.2 delle N.T.C.-2008 (§ 4.2.3 e § 4.2.4).
5.8.1 Resistenze di calcolo
La resistenza di calcolo fd dei materiali è definita mediante l’espressione:
fd =
fk
γM
dove:
- fk è la resistenza caratteristica del materiale considerato;
- γM è il coefficiente parziale per le resistenza, comprensivo delle incertezze del
modello e della geometria, che può variare in funzione del materiale, della
situazione di progetto e della particolare verifica in esame. In particolare, nelle
verifiche agli stati limite ultimi si assume:
- γC (calcestruzzo) = 1,5;
- γA (acciaio da carpenteria) = 1,05;
- γS (acciaio per lamiere grecate) = 1,10;
- γV (connessioni) = 1,25.
I valori specifici dei parametri caratteristici dei materiali per uso struttuale sono stati,
pertanto, dedotti dalle formule suindicate e vengono di seguito riportate:
Acciaio per laminati a caldo classe S275 (profilati):
fd =
fy
yM
=
275
= 260 N/mm 2
1,05
64
Acciaio per lamiera grecata classe S235:
fd =
fy
yM
=
235
= 210 N/mm 2
1,10
Acciaio per connettori a piolo classe S235:
fd =
fy
yM
=
235
= 210 N/mm 2
1,25
5.8.2 Verifiche agli Stati Limite Ultimi (SLU)
Le verifiche a stato limite ultimo sono state condotte con specifico riferimento allo
stato limite di resistenza della connessione acciaio – calcestruzzo, al fine di evitare la crisi del
collegamento tra elementi in acciaio ed elementi in calcestruzzo con la conseguente perdita
del funzionamento composto della sezione.
Con riferimento al paragrafo 4.3.6.2 delle N.T.C.-2008 si sono considerate le seguenti
verifiche:
- resistenza a flessione;
- resistenza allo scorrimento;
- resistenza al punzonamento e al taglio.
Ai fini della verifica allo scorrimento occorre conoscere la resistenza a taglio
longitudinale di progetto τu,Rd tipica della lamiera grecata prevista, determinata secondo i
criteri di cui al capitolo 11 delle N.T.C.-2008. La resistenza di una soletta composta alle
sollecitazioni di taglio-punzonamento è di regola valutata sulla base di una adeguata
sperimentazione, condotta in modo da riprodurre le effettive condizioni della superficie di
contatto tra lamiere e getto in calcestruzzo riscontrabili in cantiere. Qualora si consideri
efficace la sola lamiera grecata, attribuendo al calcestruzzo esclusivamente la funzione di
contrasto all’imbozzamento locale, la resistenza può essere verificata in accordo con le
indicazioni di normative di comprovata validità sui profilati sottili di acciaio formati a freddo.
5.8.3 Verifiche agli Stati Limite di Esercizio (SLE)
Sono previste specifiche verifiche a stato limite di esercizio della connessione acciaio
– calcestruzzo al fine di evitare eccessivi scorrimenti fra l’elemento in acciaio e l’elemento in
cls durante l’esercizio della costruzione. Sono, quindi, state svolte le seguenti verifiche:
65
Verifiche a fessurazione con riferimento al paragrafo 4.3.6.3.1 delle N.T.C.-2008:
l’ampiezza delle fessure del calcestruzzo nelle regioni di momento negativo di solette
continue deve essere calcolata in accordo col § 4.1.2.2.4 delle N.T.C.-2008. Qualora le solette
continue siano progettate come semplicemente appoggiate in accordo con il § 4.3.6.1 delle
N.T.C.-2008, la sezione trasversale dell’armatura di controllo della fessurazione non deve
essere minore di 0,2% dell’area della sezione trasversale del calcestruzzo posta al di sopra
delle nervature nelle costruzioni non puntellate in fase di getto, e di 0,4% dell’area della
sezione trasversale del calcestruzzo posta al di sopra delle nervature per le costruzioni
puntellate in fase di getto.
Verifiche di deformabilità con riferimento al paragrafo 4.3.6.3.2 delle N.T.C.-2008:
L’effetto dello scorrimento di estremità può essere trascurato se nei risultati sperimentali il
carico che causa uno scorrimento di 0,5 mm è maggiore di 1,2 volte il carico della
combinazione caratteristica considerata, oppure se la tensione tangenziale di scorrimento
all’interfaccia è inferiore al 30% della tensione limite di aderenza τu,Rd. Il calcolo delle frecce
può essere omesso se il rapporto tra luce ed altezza non supera i limiti previsti per le strutture
di c.a. e risulta trascurabile l’effetto dello scorrimento di estremità.
Verifiche a deformabilità con riferimento al paragrafo 4.3.6.4.2 delle N.T.C.-2008:
L’inflessione della lamiera sotto il peso proprio ed il peso del calcestruzzo fresco, escludendo
i carichi di costruzione, non deve essere maggiore di L/180 o 20 mm, essendo L la luce
effettiva della campata fra due appoggi definitivi o provvisori. Tali limiti possono essere
aumentati qualora inflessioni maggiori non inficino la resistenza o l’efficienza del solaio e sia
considerato nella progettazione del solaio e della struttura di supporto il peso addizionale
dovuto all’accumulo del calcestruzzo. Nel caso in cui l’inflessione dell’estradosso possa
condurre a problemi legati ai requisiti di funzionalità della struttura, i limiti deformativi
debbono essere ridotti.
E’ stato, infine, verificato il rispetto dei dettagli costruttivi e degli spessori minimi
delle lamiere grecate (non inferiore a 0,8 mm) e complessivo della soletta (≥ 80 mm) secondo
quanto previsto dai paragrafo 4.3.6.5 del D.M. 14.01.2008. Lo spessore del calcestruzzo hc al
di sopra dell’estradosso delle nervature della lamiera non deve essere minore di 50 mm.
Nelle travi composte da profilati metallici e soletta in c.a. lo spessore della soletta
collaborante non deve, comunque, essere inferiore a 50 mm e lo spessore della piattabanda
della trave di acciaio cui è collegata la soletta non deve essere inferiore a 5 mm.
Le solette composte sostenute da elementi di acciaio o calcestruzzo devono, infine,
66
avere una larghezza di appoggio minima di 75 mm, con una dimensione di appoggio del
bordo della lamiera grecata di almeno 50 mm.
Il copriferro al di sopra dei connettori a piolo deve essere almeno 20 mm. Lo spessore
del piatto a cui il connettore è saldato deve essere sufficiente per l’esecuzione della saldatura e
per una efficace trasmissione delle azioni di taglio. La distanza minima tra il connettore e il
bordo della piattabanda cui è collegato deve essere almeno 20 mm. L’altezza complessiva del
piolo dopo la saldatura deve essere almeno 3 volte il diametro del gambo del piolo, d. La testa
del piolo deve avere diametro pari ad almeno 1,5 d e spessore pari ad almeno 0,4 d. Quando i
connettori a taglio sono soggetti ad azioni che inducono sollecitazioni di fatica, il diametro del
piolo non deve eccedere 1,5 volte lo spessore del piatto a cui è collegato. Quando i connettori
a piolo sono saldati sull’ala, in corrispondenza dell’anima del profilo in acciaio, il loro
diametro non deve essere superiore a 2,5 volte lo spessore dell’ala. Quando i connettori sono
utilizzati con le lamiere grecate per la realizzazione degli impalcati negli edifici, l’altezza
nominale del connettore deve sporgere non meno di 2 volte il diametro del gambo al di sopra
della lamiera grecata. L’altezza minima della greca che può essere utilizzata negli edifici è di
50 mm.
L’armatura trasversale della soletta deve essere, inoltre, progettata in modo da
prevenire la rottura prematura per scorrimento o fessurazione longitudinale nelle sezioni
critiche della soletta di calcestruzzo a causa delle elevate sollecitazioni di taglio create dai
connettori. L’armatura deve essere, pertanto, dimensionata in modo da assorbire le tensioni di
scorrimento agenti sulle superfici “critiche” di potenziale rottura. In ogni caso l’area di
armatura trasversale in una soletta piena non deve essere minore di 0,002 volte l’area del
calcestruzzo e deve essere distribuita uniformemente. In solette con lamiera grecata aventi
nervature parallele o perpendicolari all’asse della trave, l’area dell’armatura trasversale non
deve essere minore di 0,002 volte l’area del calcestruzzo della soletta posta al di sopra
dell’estradosso della lamiera grecata e deve essere uniformemente distribuita.
I calcoli di analisi e le verifiche specifiche per gli elementi portanti in carpenteria
metallica (profilati in acciaio) sono state, infine, condotti con particolare riferimento al
paragrafo 4.2 delle N.T.C.-2008 (§ 4.2.3 e § 4.2.4).
67
5.9
Codice di calcolo e modelli di analisi strutturale
La modellazione e il calcolo strutturale delle capriate in progetto sono stati effettuati
tramite il codice di calcolo numerico agli elementi finiti Midas Gen 2014, numero di serie:
USGWOOO515, prodotto da Harpaceas S.r.l. di Milano.
Il modello assunto per l’analisi strutturale è costituito da elementi a trave (beam)
opportunamente suddivisi in mesh di calcolo con sezioni pari a quelle di progetto. Al modello
sono state, quindi, applicate le azioni e i carichi e sovraccarichi come definiti nella presente
relazione e le condizioni al contorno di vincolo con le murature sottostanti con schema statico
di semplice appoggio. Le verifiche strutturali sui vari elementi delle capriate in relazione alle
sollecitazioni di calcolo determinate con la suddetta modellazione sono state, invece, svolte
con modelli di calcolo semplificati secondo i metodi di verifica previsti dalle N.T.C.-2008 e
dall’Eurocodice 5 per le strutture in legno. Gli stessi modelli semplificati sono stati utilizzati
al fine della verifica e della validazione delle azioni di calcolo prodotte dal codice ad elementi
finiti.
La modellazione, il calcolo e la verifica del solaio di controsoffittatura in progetto con
struttura composta in acciaio-cls è stata, invece, effettuata con l’ausilio di software applicativi
semplificati forniti dai produttori del settore, conformemente alle N.T.C.-2008 e alle
procedure previste dall’Eurocodice 4.
68
6.
Risultati di calcolo e verifiche strutturali locali specifiche per
gli interventi in progetto
Il presente capitolo riporta i risultati di calcolo e le verifiche strutturali a stato limite
ultimo e di esercizio pertinenti a ciascun manufatto previsto in progetto svolti sulla base dei
metodi di analisi e di calcolo indicati al capitolo 5 della presente relazione e in ottemperanza
alla presente fase di progettazione esecutiva ai sensi del D.Lgs. 163/2006 e ss.mm.ii. e del
D.P.R. 207/2010 e ss.mm.ii.. Si riportano, quindi, nel seguito i risultati di calcolo e le relative
verifiche condotte sulle opere aventi rilevanza strutturale ed elencate ai capitoli precedenti.
6.1
Capriata in legno manica ovest
La progettazione prevede al piano secondo / livello planimetrico 6 della manica ovest
l'unione dei locali A"/B" e C" per la creazione della sala multifunzionale mediante la
manutenzione ordinaria di una limitata porzione dell’orditura principale della copertura
esistente, sostituendo i puntoni esistenti in parte degradati con una capriata di caratteristiche
dimensionali, geometriche e interasse (pari a 2,0 m) analoghe a quelle esistenti che, in tal
senso, andrà ad omogeneizzare il comportamento statico della copertura. Contestualmente è
prevista l’eliminazione del setto murario presente a separazione tra i due suddetti locali per la
loro unione. Si valuterà in corso d’opera la possibilità di un eventuale riutilizzo degli elementi
strutturali esistenti della copertura in integrazione / completamento degli elementi della
capriata in progetto. L’eliminazione del setto murario su cui poggia attualmente la porzione di
copertura esistente determinerà, in tal senso, un alleggerimento dei carichi complessivi
gravanti ai piani inferiori e, di contro, un’omogeneità ed una migliore distribuzione lineare
dei carichi della copertura sulle pareti perimetrali del corpo fabbrica. Come anzidetto
l’intervento, di tipo locale, non comporterà alterazioni, quanto piuttosto, un omogenizzazione
del comportamento statico-strutturale d’insieme dell’unità strutturale in argomento.
La copertura in argomento, di tipologia costruttiva “alla lombarda”, sarà costituita da
listelli secondari con sezione di cm 50x60 disposti a passo di circa 20 cm, da arcarecci/terzere
longitudinali aventi sezione di dimensioni pari a cm 12x12 supportati dalla capriata in
argomento, la quale avrà puntoni e monaco con dimensioni pari a cm 22x22 e catena con
dimensioni pari a cm 24x24; La capriata presenta una luce di calcolo pari a circa 7,5 m. Tutti
gli elementi strutturali principali su elencati saranno realizzati in legno massiccio da
69
costruzione con classe di resistenza minima C24. Il tetto ha pendenza trasversale pari circa a
23°. Il manto di copertura sarà in coppi piemontesi con perlinatura interna realizzata in
cartongesso o tavolato di legno.
Per quanto riguarda la geometria di dettaglio e le sezioni strutturali dell’opera si
rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto (tavole P02, P03 e P04), mentre i materiali
per uso strutturale e le azioni di calcolo fanno riferimento a quanto dettagliatamente riportato
ai paragrafi 3.3, 5.3, 5.4 e 5.5 della presente relazione. Si evidenzia che a favore di sicurezza
e per semplicità di calcolo, nella modellazione non sono state cautelativamente considerate le
catene di irrigidimento tra monaco e puntoni, comunque progettualmente previste.
Vengono, quindi, nel seguito riportati il modello geometrico e i principali risultati di
calcolo (momento flettente, taglio e deformazione), con le relative verifiche a SLU e a SLE
dai quali si evince come tutte le verifiche strutturali possono ritenersi adeguatamente
soddisfatte con valori di tensione nel legno e di deformazione degli elementi in esercizio
compatibili con l’uso previsto delle opere e conformi ai limiti di normativa.
70
PARAMETRI DI RESISTENZA E RIGIDEZZA
Legno lamellare
Classe di resistenza
Resistenze in Mpa
flessione
trazione parallela fibratura
trazione perpendicolare alla fibratura
compressione parallela alla fibratura
compressione perpendicolare alla fibratura
taglio
C24 uso Fiume
24.00
14.00
0.50
fmk
ft,0 ,k
ft,9 0,k
fc,0,k
21.00
2.50
fc,90,k
fv,k
2.50
Modulo elastico in Gpa
Massa volumica in kg/m³
massa volumica caratteristica
E0,mean
11.00
E0,05
E90,mean
G mean
7.40
ρk
420
0.37
0.69
CLASSE DI SERVIZIO
L’edificio è classificabile in "classe di servizio 2"
poiché caratterizzato da un’umidità del materiale in equilibrio con l’ambiente a una temperatura di 20°C
e un’umidità relativa dell’aria circostante che superi l’85% solo per poche settimane all’anno.
Il coefficiente di correzione k mod della resistenza è definito in funzione della classe
di durata del carico, come indicato nella tabella seguente,
Classe di durata del carico
Permanente
Lunga durata
Media durata
Breve durata
Durata cumulata
Esempio di
del carico
carico
più di 10 anni
peso proprio
da 6 mesi a 10 anni carico esercizio di
depositi, archivi,
ecc
da 1 settimana a 6 carico di esercizio
mesi
in generale
meno di una
settimana
Istantaneo
neve* e vento
sisma, eventi
eccezionali
* in zone climatiche dove si registrano carichi di neve per periodi prolungati è opportuno considerare
una parte del carico come di media durata.
Il valore è desunto dalla tabella sotto riportata, ricordando che, se una combinazione di carico
comprende azioni di differenti classi di durata di carico è opportuno scegliere
un valore di k mod che corrisponde all’azione di minore durata e. in ogni caso, più gravosa ai fini
delle verifiche di resistenza
71
kmod
Legno massiccio, legno lamellare, compensato
Classe durata carico
1
Permanente
Lunga durata
Media durata
Breve durata
Istantaneo
Classe di servizio
2
0.60
0.60
0.70
0.70
0.80
0.80
0.90
0.90
1.00
1.00
3
0.50
0.55
0.65
0.70
0.90
La deformazione istantanea è calcolata usando i valori medi dei moduli elastici per le membrature e
il valore istantaneo del modulo di scorrimento dei collegamenti.
La deformazione a lungo termine, per tener conto del comportamento reologico del legno,
è calcolata, invece, utilizzando i valori medi dei moduli elastici ridotti mediante il fattore:
1/(1+kdef) = 0.556
con k def riportato in tabella:
Kdef
Legno massiccio, legno lamellare, compensato
Classe durata carico
1
kdef - Legno massiccio EN 14080
Classe di servizio
2
0.60
0.80
3
2.00
VALORI RESISTENTI
I valori resistenti del materiale vengono definiti come:
fRd = k mod x fk/γM
con:
combinazioni fondamentali
γM =
1.50 legno massiccio
γM =
1.45 legno lamellare
γM =
1.50 unioni
combinazioni eccezionali
γM =
1.00
AZIONI CONSIDERATE AI FINI DEL DIMENSIONAMENTO STRUTTURALE
Sono state considerate, agenti sulla struttura, le seguenti azioni, in conformità al capitolo 3 del D.M. 14/01/2008
1)
2)
3)
4)
5)
6)
pesi propri strutturali,
carichi permanenti portati dalla struttura,
carichi variabili sulla copertura di breve durata: neve
carichi variabili sulla copertura di durata istantanea: vento
azioni variabili per operazioni di manutenzione della copertura (in alternativa al punto 3) )
azione sismica
72
ANALISI DEI CARICHI
Azione della neve
altitudine edificio:
qsk (Tr 50 anni) =
8=
ce =
200
1.50
0.80
1.00
ct =
1.00 coefficiente termico
2
1.20 kN/m
qs =
m s.l.m.
2
kN/m
coefficiente di forma della copertura
coefficiente di esposizione
Non si considera il caso di neve aggettante rispetto al bordo della copertura per la verifica degli sbalzi, in
quanto l'Eurocodice 5 raccomanda di considerare tale condizione di carico solo per località poste ad una quota
sul livello del mare maggiore di 800 m.
L'azione della neve sarà considerata quale azione variabile dominante (rispetto al vento).
Azione del vento
L'azione del vento è data dalla seguente espressione:
p = qb x Ce x C p x Cd
zona geografica:
vb =
1
25.0 m/s
2
0.39 kN/m
qb =
categoria di esposizione del sito
kr =
z0 =
B
0.22
0.3 m
8.0 m
21.0 m
1
2.3
z min =
z=
ct =
Ce =
Cd =
1
C pi =
inclinazione copertura
C pe sopravento [-] =
0 costruzione stagna - pressioni interne nulle
23 °
-0.49
C pe sopravento [+] =
0.31
C pe sottovento =
-0.52
PRESSIONE VENTO DI CALCOLO:
-0.45 kN/m2
2
0.30 kN/m
2
-0.47 kN/m
a1) sopravento negativa =
a2) sopravento positiva =
b) sottovento =
Per quanto riguarda l'azione del vento, ai fini del calcolo non verranno considerate le pressioni negative, in
quanto tendenti a sollevare la copertura e, come tali, di segno contrario alle altre azioni di calcolo (soluzione
cautelativa e a favore di sicurezza).
L'azione del vento sul dimensionamento degli elementi, per strutture semplici e della tipologia in oggetto, non
particolarmente esposte ha, comunque, un'influenza ed effetti modesti.
Fv
a
b
α
Carico manutenzione
Con riferimento alla tab. 3.1.II del D.M. 14.01.2008, si assume il seguente carico:
2
0.50 kN/m
P (cat. H1 tab. 3.1.II) =
Azione sismica
Fare riferimento al paragrafo 5.4 della relazione
73
Si riportano nel seguito lo schema di calcolo ad elementi finiti e i principali risultati di
sollecitazione (momento flettente, taglio, sforzo normale) e deformazione istantanea totale:
SCHEMA DI CALCOLO
MOMENTO FLETTENTE A SLU
74
MOMENTO FLETTENTE A SLE
TAGLIO A SLU
75
SFORZO NORMALE A SLU
DEFORMAZIONE ISTANTANEA TOTALE A SLE
76
CAPRIATA OVEST
Puntoni
Qualità legno:
classe di resistenza:
b=
h=
A=
J=
Wx =
luce di max calcolo
massa volumica media
peso proprio trave =
inclinazione tetto ( α ) =
cos ( α ) =
lunghezza di influenza copertura =
Massiccio uso Fiume
C24
220 mm
220 mm
2
484 cm
4
19521.3 cm
3
1775 cm
4.20 m
3
420 kg/m
0.20 kN/m
23.0 °
0.92
2.00 m
Schena statico:
P
α
L
Coefficienti parziali per le azioni nelle verifiche a SLU (A1-STR)
Coefficiente azioni permanenti - γ G =
Coefficiente azioni variabili - γ Q =
1.3
1.5
AZIONI DI CALCOLO STATO LIMITE ULTIMO
COMBINAZIONE DI CARICO "FONDAMENTALE"
SOLLECITAZIONI DI CALCOLO A SLU
14.1
13.5
44.9
30.7
Momento flettente max Mdu =
Taglio max Tdu =
Sforzo normale max Ndu =
Razione vincolare Rv =
kN*m
kN
kN
kN
AZIONI DI CALCOLO STATO LIMITE DI ESERCIZIO
COMBINAZIONE DI CARICO "RARA"
2.54 kN/m
2.00 kN/m
4.54 kN/m
Azioni variabili: Q =
Azioni permanenti + p. proprio: G =
Azione di calcolo: Sde =
77
Progetto della sezione:
K mod =
0.90 breve durata (verifica più gravosa)
VERIFICA A FLESSIONE
sigma max =
fm,d =
σ/fmd =
2
7.95 N/mm
2
14.40 N/mm
55%
VERIFICATO
VERIFICA A TAGLIO
tau max =
fv,d =
τ/fvd =
2
0.42 N/mm
2
1.50 N/mm
28%
VERIFICATO
VERIFICA A COMPRESSIONE
sigma max =
fc,d =
σ/fcd =
VERIFICA AD INSTABILITA' DEL PUNTONE
Iz =
iz =
λz =
λ rel,z =
βc =
kz =
kc =
sigma max =
fc,d x kc =
σ/[fcd x kc] =
VERIFICA A DEFORMAZIONE
W istantanea solo azione variabile =
W differita a lungo termine azioni perm. =
W finale totale =
2
0.93 N/mm
2
12.60 N/mm
7%
VERIFICATO
195213333
63.51
66.133
1.12
0.20
1.21
0.61
0.93
7.63
12%
mm
mm
Legno massiccio
78
2
N/mm
2
N/mm
0.48 cm
0.68 cm
1.16 cm
Schema componenti deformazione
4
VERIFICATO
fmax [cm]
1.40
2.10
uguale a
1/300
VERIFICATO
1/200
VERIFICATO
Catena
Qualità legno:
classe di resistenza:
b=
h=
A=
J=
Wx =
luce di max calcolo
massa volumica media
peso proprio trave =
Massiccio uso Fiume
C24
240 mm
240 mm
2
576 cm
4
27648.0 cm
3
2304 cm
7.40 m
3
420 kg/m
0.24 kN/m
Schena statico:
P
L
VERIFICA A TRAZIONE
Nd =
sigma max =
ft,d =
σ/ftd =
36.00 kN
2
0.74 N/mm
2
5.60 N/mm
VERIFICATO
13%
VERIFICA DELL'APPOGGIO DELLA CAPRIATA
Rv =
α=
Profondità appoggio =
Area utile appoggio =
sigma max =
fc,0,d =
fc,90,d =
fc,d perpendicolare =
σ/fcd,p =
30.70
67.0
300
72000
0.43
12.60
1.50
1.73
25%
79
kN
°
mm
2
mm
2
N/mm
2
N/mm
2
N/mm
2
N/mm
VERIFICATO
6.2
Capriata in legno manica est
La copertura della manica est risulta a oggi in grave stato di deterioramento. Il comune
di Buronzo, a seguito di un parziale crollo della copertura aveva, infatti, provveduto con un
pronto intervento al ripristino di parte dell’orditura portante e della falda mediante il
posizionamento di pannelli ondulati. Risulta, però, necessario, al fine di scongiurare ulteriori
cedimenti, intervenire sulla copertura mediante un intervento di manutenzione ordinaria che
comporterà la rimozione della copertura provvisoria e la sostituzione dell’orditura in legno
con una capriata con le stesse caratteristiche geometriche e di materiale di quelle adiacenti. Si
provvederà, inoltre, alla realizzazione di una nuova copertura conforme a quella già realizzata
con l’intervento di primo lotto sulla manica est.
La copertura in argomento, di tipologia costruttiva “alla lombarda”, sarà costituita da
listelli secondari con sezione di cm 50x60 disposti a passo di circa 20 cm, da arcarecci/terzere
longitudinali aventi sezione di dimensioni pari a cm 12x12 supportati dalla capriata in
argomento, la quale avrà puntoni e monaco con dimensioni pari a cm 22x22 e catena con
dimensioni pari a cm 24x24; La capriata presenta una luce di calcolo pari a circa 6,5 m. Tutti
gli elementi strutturali principali su elencati saranno realizzati in legno massiccio da
costruzione con classe di resistenza minima C24. Il tetto ha pendenza trasversale pari circa a
23°. Il manto di copertura sarà in coppi piemontesi con perlinatura interna realizzata in
cartongesso o tavolato di legno.
Per quanto riguarda la geometria di dettaglio e le sezioni strutturali dell’opera si
rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto (tavole P02, P03 e P04), mentre i materiali
per uso strutturale e le azioni di calcolo fanno riferimento a quanto dettagliatamente riportato
ai paragrafi 3.3, 5.3, 5.4 e 5.5 della presente relazione. Relativamente alle azioni di calcolo,
limitatamente a questa capriata, è stato cautelativamente considerato anche il carico
permanente e il sovraccarico di manutenzione ai quali potrà, in futuro, essere eventualmente
sottoposta la catena nell’ambito della prosecuzione degli interventi di manutenzione /
ristrutturazione della manica, con la contestuale estensione del tavolato esistente e poggiante
sulle catene delle capriate adiacenti. Si evidenzia che a favore di sicurezza e per semplicità di
calcolo, nella modellazione non sono state cautelativamente considerate le catene di
irrigidimento tra monaco e puntoni, comunque progettualmente previste.
Vengono, quindi, nel seguito riportati il modello geometrico e i principali risultati di
calcolo (momento flettente, taglio e deformazione), con le relative verifiche a SLU e a SLE
dai quali si evince come tutte le verifiche strutturali possono ritenersi adeguatamente
80
soddisfatte con valori di tensione nel legno e di deformazione degli elementi in esercizio
compatibili con l’uso previsto delle opere e conformi ai limiti di normativa.
PARAMETRI DI RESISTENZA E RIGIDEZZA
Legno lamellare
Classe di resistenza
Resistenze in Mpa
flessione
trazione parallela fibratura
trazione perpendicolare alla fibratura
compressione parallela alla fibratura
compressione perpendicolare alla fibratura
taglio
C24 uso Fiume
24.00
14.00
0.50
fmk
ft,0 ,k
ft,9 0,k
fc,0,k
21.00
2.50
fc,90,k
fv,k
2.50
Modulo elastico in Gpa
Massa volumica in kg/m³
massa volumica caratteristica
E0,mean
11.00
E0,05
E90,mean
G mean
7.40
ρk
420
0.37
0.69
CLASSE DI SERVIZIO
L’edificio è classificabile in "classe di servizio 2"
poiché caratterizzato da un’umidità del materiale in equilibrio con l’ambiente a una temperatura di 20°C
e un’umidità relativa dell’aria circostante che superi l’85% solo per poche settimane all’anno.
Il coefficiente di correzione k mod della resistenza è definito in funzione della classe
di durata del carico, come indicato nella tabella seguente,
Classe di durata del carico
Permanente
Lunga durata
Media durata
Breve durata
Durata cumulata
Esempio di
del carico
carico
più di 10 anni
peso proprio
da 6 mesi a 10 anni carico esercizio di
depositi, archivi,
ecc
da 1 settimana a 6 carico di esercizio
mesi
in generale
meno di una
settimana
Istantaneo
neve* e vento
sisma, eventi
eccezionali
* in zone climatiche dove si registrano carichi di neve per periodi prolungati è opportuno considerare
una parte del carico come di media durata.
Il valore è desunto dalla tabella sotto riportata, ricordando che, se una combinazione di carico
comprende azioni di differenti classi di durata di carico è opportuno scegliere
un valore di k mod che corrisponde all’azione di minore durata e. in ogni caso, più gravosa ai fini
delle verifiche di resistenza
81
kmod
Legno massiccio, legno lamellare, compensato
Classe durata carico
1
Permanente
Lunga durata
Media durata
Breve durata
Istantaneo
Classe di servizio
2
0.60
0.60
0.70
0.70
0.80
0.80
0.90
0.90
1.00
1.00
3
0.50
0.55
0.65
0.70
0.90
La deformazione istantanea è calcolata usando i valori medi dei moduli elastici per le membrature e
il valore istantaneo del modulo di scorrimento dei collegamenti.
La deformazione a lungo termine, per tener conto del comportamento reologico del legno,
è calcolata, invece, utilizzando i valori medi dei moduli elastici ridotti mediante il fattore:
1/(1+kdef) = 0.556
con k def riportato in tabella:
Kdef
Legno massiccio, legno lamellare, compensato
Classe durata carico
1
kdef - Legno massiccio EN 14080
Classe di servizio
2
0.60
0.80
3
2.00
VALORI RESISTENTI
I valori resistenti del materiale vengono definiti come:
fRd = k mod x fk/γM
con:
combinazioni fondamentali
γM =
1.50 legno massiccio
γM =
1.45 legno lamellare
γM =
1.50 unioni
combinazioni eccezionali
γM =
1.00
AZIONI CONSIDERATE AI FINI DEL DIMENSIONAMENTO STRUTTURALE
Sono state considerate, agenti sulla struttura, le seguenti azioni, in conformità al capitolo 3 del D.M. 14/01/2008
1)
2)
3)
4)
5)
6)
pesi propri strutturali,
carichi permanenti portati dalla struttura,
carichi variabili sulla copertura di breve durata: neve
carichi variabili sulla copertura di durata istantanea: vento
azioni variabili per operazioni di manutenzione della copertura (in alternativa al punto 3) )
azione sismica
82
ANALISI DEI CARICHI
Azione della neve
altitudine edificio:
qsk (Tr 50 anni) =
8=
ce =
200
1.50
0.80
1.00
ct =
1.00 coefficiente termico
2
1.20 kN/m
qs =
m s.l.m.
2
kN/m
coefficiente di forma della copertura
coefficiente di esposizione
Non si considera il caso di neve aggettante rispetto al bordo della copertura per la verifica degli sbalzi, in
quanto l'Eurocodice 5 raccomanda di considerare tale condizione di carico solo per località poste ad una quota
sul livello del mare maggiore di 800 m.
L'azione della neve sarà considerata quale azione variabile dominante (rispetto al vento).
Azione del vento
L'azione del vento è data dalla seguente espressione:
p = qb x Ce x C p x Cd
zona geografica:
vb =
1
25.0 m/s
2
0.39 kN/m
qb =
categoria di esposizione del sito
kr =
z0 =
B
0.22
0.3 m
8.0 m
21.0 m
1
2.3
z min =
z=
ct =
Ce =
Cd =
1
C pi =
inclinazione copertura
C pe sopravento [-] =
0 costruzione stagna - pressioni interne nulle
23 °
-0.49
C pe sopravento [+] =
0.31
C pe sottovento =
-0.52
PRESSIONE VENTO DI CALCOLO:
-0.45 kN/m2
2
0.30 kN/m
2
-0.47 kN/m
a1) sopravento negativa =
a2) sopravento positiva =
b) sottovento =
Per quanto riguarda l'azione del vento, ai fini del calcolo non verranno considerate le pressioni negative, in
quanto tendenti a sollevare la copertura e, come tali, di segno contrario alle altre azioni di calcolo (soluzione
cautelativa e a favore di sicurezza).
L'azione del vento sul dimensionamento degli elementi, per strutture semplici e della tipologia in oggetto, non
particolarmente esposte ha, comunque, un'influenza ed effetti modesti.
Fv
a
b
α
Carico manutenzione
Con riferimento alla tab. 3.1.II del D.M. 14.01.2008, si assume il seguente carico:
2
0.50 kN/m
P (cat. H1 tab. 3.1.II) =
Azione sismica
Fare riferimento al paragrafo 5.4 della relazione
83
SCHEMA DI CALCOLO
MOMENTO FLETTENTE A SLU
84
MOMENTO FLETTENTE A SLE
TAGLIO A SLU
85
SFORZO NORMALE A SLU
DEFORMAZIONE ISTANTANEA TOTALE A SLE
86
CAPRIATA EST
Puntoni
Qualità legno:
classe di resistenza:
b=
h=
A=
J=
Wx =
luce di max calcolo
massa volumica media
peso proprio trave =
inclinazione tetto ( α ) =
cos ( α ) =
lunghezza di influenza copertura =
Massiccio uso Fiume
C24
220 mm
220 mm
2
484 cm
4
19521.3 cm
3
1775 cm
4.20 m
3
420 kg/m
0.20 kN/m
23.0 °
0.92
2.00 m
Schena statico:
P
α
L
Coefficienti parziali per le azioni nelle verifiche a SLU (A1-STR)
Coefficiente azioni permanenti - γ G =
Coefficiente azioni variabili - γ Q =
1.3
1.5
AZIONI DI CALCOLO STATO LIMITE ULTIMO
COMBINAZIONE DI CARICO "FONDAMENTALE"
SOLLECITAZIONI DI CALCOLO A SLU
14.1
13.5
44.0
32.4
Momento flettente max Mdu =
Taglio max Tdu =
Sforzo normale max Ndu =
Razione vincolare Rv =
kN*m
kN
kN
kN
AZIONI DI CALCOLO STATO LIMITE DI ESERCIZIO
COMBINAZIONE DI CARICO "RARA"
2.54 kN/m
2.00 kN/m
4.54 kN/m
Azioni variabili: Q =
Azioni permanenti + p. proprio: G =
Azione di calcolo: Sde =
87
Progetto della sezione:
K mod =
0.90 breve durata (verifica più gravosa)
VERIFICA A FLESSIONE
sigma max =
fm,d =
σ/fmd =
2
7.95 N/mm
2
14.40 N/mm
55%
VERIFICATO
VERIFICA A TAGLIO
tau max =
fv,d =
τ/fvd =
2
0.42 N/mm
2
1.50 N/mm
28%
VERIFICATO
VERIFICA A COMPRESSIONE
sigma max =
fc,d =
σ/fcd =
VERIFICA AD INSTABILITA' DEL PUNTONE
Iz =
iz =
λz =
λ rel,z =
βc =
kz =
kc =
sigma max =
fc,d x kc =
σ/[fcd x kc] =
VERIFICA A DEFORMAZIONE
W istantanea solo azione variabile =
W differita a lungo termine azioni perm. =
W finale totale =
2
0.91 N/mm
2
12.60 N/mm
VERIFICATO
7%
195213333
63.51
66.133
1.12
0.20
1.21
0.61
0.91
7.63
12%
mm
mm
Legno massiccio
88
2
N/mm
2
N/mm
0.48 cm
0.68 cm
1.16 cm
Schema componenti deformazione
4
VERIFICATO
fmax [cm]
1.40
2.10
uguale a
1/300
VERIFICATO
1/200
VERIFICATO
Catena
Qualità legno:
classe di resistenza:
b=
h=
A=
J=
Wx =
luce di max calcolo
massa volumica media
peso proprio trave =
Massiccio uso Fiume
C24
240 mm
240 mm
2
576 cm
4
27648.0 cm
3
2304 cm
7.40 m
3
420 kg/m
0.24 kN/m
Schena statico:
P
L
VERIFICA A TRAZIONE
Nd =
sigma max =
ft,d =
σ/ftd =
33.10 kN
2
0.68 N/mm
2
5.60 N/mm
VERIFICATO
12%
VERIFICA DELL'APPOGGIO DELLA CAPRIATA
Rv =
α=
Profondità appoggio =
Area utile appoggio =
sigma max =
fc,0,d =
fc,90,d =
fc,d perpendicolare =
σ/fcd,p =
32.40
67.0
300
72000
0.45
12.60
1.50
1.73
26%
89
kN
°
mm
2
mm
2
N/mm
2
N/mm
2
N/mm
2
N/mm
VERIFICATO
6.3
Solaio di controsoffittatura servizi igienici manica ovest
In corrispondenza della sala “D” del 6° livello della manica ovest è prevista la
realizzazione di un solaio di controsoffittatura del locale servizi igienici in progetto. Detto
solaio verrà realizzato con struttura leggera mista in acciaio – calcestruzzo, costituita da travi
principali HEA 140 mm poste ad interasse di 1,0 m circa e, quindi, lamiera grecata e soletta
collaborante in calcestruzzo di spessore totale pari a 15 cm. La connessione tra le travi
portanti e la soletta sarà attuata tramite opportuni connettori a piolo. La soletta sarà, infine,
dotata, nella parte sommitale del getto, di rete elettrosaldata Ø 8/15x15 cm ai fini di
irrigidimento e ripartizione dei carichi. Le travi HEA140 avranno uno schema statico di
semplice appoggio/cerniera in quanto, da un lato verranno inserite nella muratura esistente,
mentre dall’altro saranno a loro volta supportate da una trave di bordo in acciaio con profilo
HEA200, anch’essa inserita nella muratura perimetrale esistente, previa formazione di letto di
appoggio e di regolarizzazione in malta cementizia ad alta resistenza.
Il solaio non avrà particolari funzioni statiche e non sarà, in tal senso, sottoposto a
carichi permanenti aggiuntivi oltre al peso proprio né, soprattutto, a sovraccarichi o azioni
variabili oltre quelli dovuti alla manutenzione.
Si riportano, quindi, nel seguito gli schemi geometrici in pianta e in sezione del solaio,
3,30
il calcolo e le verifiche dei vari elementi strutturali del solaio in questione.
Figura 12 – schema geometrico in pianta del solaio.
90
15 cm
5,5 cm
14 cm
HEA 140
3,30 m
Figura 13 – geometria della trave composta acciaio – calcestruzzo e shcema di calcolo.
6.3.1 Verifica del solaio composto in acciaio – calcestruzzo e delle connessioni
Le verifiche della struttura mista nel suo complesso fanno specificatamente riferimento
al paragrafo 4.3.4 delle N.T.C.-2008. La verifica delle connessioni è stata, in particolare,
sviluppata sulla base del paragrafo 4.3.4.3.1 delle N.T.C.-2008 nell’ipotesi di connessione a
completo ripristino di resistenza (par. 4.3.4.3.3 Circ. 2 febbraio 2009, n. 617 N.T.C.-2008).
Si sono, pertanto, calcolati il numero di connettori necessari nel caso in cui il momento
sollecitante sia uguale al momento resistente della sezione.
I calcoli di analisi e le verifiche degli elementi in carpenteria di acciaio sono state,
invece, condotte con specifico riferimento al paragrafo 4.2 delle N.T.C.-2008 (4.2.3 e 4.2.4).
Si riportano, quindi, nel seguito i calcoli e i risultati di verifica ottenuti.
91
92
Considerato l’interasse della lamiera grecata si prevede la disposizione uniforme di n.
28 pioli a trave disposti sui 22 settori di nervatura di lamiera grecata aventi passo pari a 15
cm. Dovranno, quindi, essere posati per ciascuna trave, n. 2 pioli accoppiati su almeno 3
nervature. Il passo di tutti i pioli sarà ovviamente pari a quello delle nervature della lamiera
grecata, ovvero di 15 cm.
93
VERIFICA A SCORRIMENTO
Si verifica la resistenza allo scorrimento lungo i piani a-a e a’-a’ di figura 14.
Ciascun piolo trasferisce una forza di taglio pari alla sua resistenza PRd = 30,8 kN.
Quindi, essendo il passo s = 150 mm, si ha una forza di scorrimento per unità di lunghezza di
soletta:
vSd = 30,8 x 1000/150 ≅ 205 kN/m
La resistenza a scorrimento è il valore minore fra la resistenza vRd2 delle bielle convenzionali
di calcestruzzo e la resistenza vRd3 della sezione con armatura a taglio:
vRd2 = 0,2 x Acv x η x fck/γc + vpd/√3
vRd3 = 2,5 x Acv x η x τRd + Ae fsk/γs + vpd
L’area complessiva (sezione a-a e a’-a’ di figura 14) di calcestruzzo resistente allo
scorrimento, per metro di lunghezza, vale:
Acv = 2 x 95 x 1000 = 190000 mm2/m
η=1
Sviluppo della lamiera grecata su un interasse di 150 mm: sa = 236 mm
Area della lamiera grecata per metro di trave:
Ap= 236 x 0,8 x 1000/150 = 1258 mm2/m
Contributo dell’acciaio della lamiera grecata:
vpd = 2 x Ap x fyp/γp = 2 x 1258 x 235/1,10 = 537,5 kN/m
Si ha quindi:
vRd2 = 0,2 x 190 x 1 x 25/1,5 + 537,5/√3 ≅ 944 kN/m
Valore di base della resistenza a scorrimento del calcestruzzo:
τRd = 0,25 x fctk 0,05/1,5 = 0,30 N/ mm2
Armatura trasversale minima:
As ≥ 0,002 x 95 x 1000 = 190 mm2/m
Φ 8/150
As (6 Φ 8) = 302 mm2/m
Area complessiva delle barre di armature che attraversano la superficie di scorrimento Acv
Ae = 2 x As = 604 mm2/m
fsk = 450 N/ mm2
vRd3 = 2,5 x 190 x 0,30 + 604 x 450 x 10-3/1.15 + 537,5 ≅ 916 kN
Si ha quindi:
vRd = vRd3 = 916 kN/m > vSd = 205 kN/m
94
VERIFICA SODDISFATTA
L’armatura trasversale prevista è, quindi, sufficiente.
Figura 14 – piani per la verifica di scorrimento della soletta.
Vengono omesse specifiche verifiche allo scorrimento di estremità in quanto la
tensione tangenziale di scorrimento all’interfaccia è inferiore al 30% della tensione limite di
aderenza τu,Rd
6.3.2 Verifica dei profilati portanti in acciaio
I calcoli di analisi e le verifiche degli elementi in carpenteria di acciaio sono stati
condotti con specifico riferimento al paragrafo 4.2 delle N.T.C.-2008 (4.2.3 e 4.2.4).
Si riportano, quindi, nel seguito i calcoli e i risultati di verifica ottenuti.
TRAVI PER SOLETTA COMPOSTA
Q1_acc
G1_trave
G2_soletta heq 12 cm
G2_altri permanenti
Gtot
Ptot
L
γG =
γQ =
MSLU
MSLE
I
def sovraccarico
def Pp
def totale
deflimite totale
F.S.
0,50
0,25
3,00
1,00
4,25
4,75
3,3
1,4
1,5
9,1
6,5
1510
0,02
0,21
0,23
1,10
4,8
95
kN/m
kN/m
kN/m
kN/m
kN/m
kN/m
m
kNm
kNm
cm^4
cm
cm
cm
cm
1 x HEA 140 mm
IPE - HE - HL = verifica di resistenza a flessione
(Flessione nel piano dell'anima)
Wplf yk
MEd
≤ 1, 0 Mc , Rd = Mpl , Rd =
γ M0
Mc , Rd
Wpl = modulo resistente plastico
fyk = tensione caratteristica a
MEd =momento flettente di calcolosnervamento
γM0 = coefficiente di sicurezza
Mpl,Rd =momento resistente
INPUT
Definizione dell'azione sollecitante
M=
Scelta del profilo
HE 140 A
Classe dell'acciaio
S275JO - S275JR - S275J2
9,1 [kNm]
OUTPUT
(VERIFICA Punto 4.2.4.1.2 NTC 2008)
MEd =
Mc,Rd =
9,10 [kNm]
45,44 [kNm]
MEd / Mc,Rd =
0,20
Verifica soddisfatta
TRAVE DI BORDO HEA200
Q1_acc
G1_trave
G2_soletta heq 12 cm
G2_altri permanenti
Gtot
Ptot
L
γG =
γQ =
MSLU
MSLE
I
def sovraccarico
def Pp
def totale
deflimite totale
F.S.
0,95
0,63
5,70
1,90
8,23
9,18
3,75
1,4
1,5
22,8
16,1
5700
0,02
0,18
0,20
1,25
6,3
96
kN/m
kN/m
kN/m
kN/m
kN/m
kN/m
m
kNm
kNm
cm^4
cm
cm
cm
cm
1 x HEA 200 mm
IPE - HE - HL = verifica di resistenza a flessione
(Flessione nel piano dell'anima)
Wplf yk
MEd
≤ 1, 0 Mc , Rd = Mpl , Rd =
γ M0
Mc , Rd
Wpl = modulo resistente plastico
fyk = tensione caratteristica a
MEd =momento flettente di calcolosnervamento
γM0 = coefficiente di sicurezza
Mpl,Rd =momento resistente
INPUT
Definizione dell'azione sollecitante
M=
Scelta del profilo
HE 200 A
Classe dell'acciaio
S275JO - S275JR - S275J2
22,8 [kNm]
OUTPUT
(VERIFICA Punto 4.2.4.1.2 NTC 2008)
MEd =
Mc,Rd =
22,80 [kNm]
112,49 [kNm]
MEd / Mc,Rd =
0,20
Verifica soddisfatta
IPE - HE - HL = verifica di stabilità flessionale
(Flessione nel piano dell'anima)
Attenzione: vale per travi semplicemente appoggiate e per sezioni di classe 1, 2 e 3
MEd
≤ 1, 0
Mb , Rd
Mb , Rd = χ LTWy
f yk
γ M1
MEd = momento flettente di calcolo
Mb,Rd = momento resistente di progetto per l'instabilità
χ LT= fattore di riduzione per l'instabilità flesso-torsionale
Wy= modulo resistente della sezione
fyk = tensione caratteristica a snervamento
γM1= coefficiente di sicurezza
INPUT
Definizione dell'azione sollecitante
M=
22,8 [kNm]
L [m] = 3,75
Scelta del profilo
HE 200 A
Classe dell'acciaio
S275JO - S275JR - S275J2
Classe sez.
1
Distribuz. del momento flett.
(v. Tab. 4.2.VIII NTC)
parabolica
Kc corrisp.
0,94
OUTPUT
(VERIFICA Punto 4.2.4.1.3.2 NTC 2008)
MEd =
Mb,Rd =
22,80 [kNm]
101,84 [kNm]
MEd / Mb,Rd =
97
0,22
Verifica soddisfatta
6.3.3 Verifica della soletta composta con lamiera grecata e calcestruzzo
I calcoli di analisi e le verifiche della soletta composta in acciaio - cls sono state,
invece, condotte con specifico riferimento al paragrafo 4.3.6 delle N.T.C.-2008.
Si riportano, quindi, nel seguito le caratteristiche geometriche soletta collaborante e i
calcoli e i risultati di verifica ottenuti:
- Luce libera L0 = 1,00 m
- Luce di calcolo L = 1,00 m
- Spessore totale della soletta hs = 15,0 cm
- Altezza della lamiera hp = 5,5 cm
- Spessore della lastra di cls hc = 9,5 cm
- Spazio medio tra le gole bd = 15 cm
- Larghezza media di una gola b0 = 6,2 cm
- Spessore lamiera tp = 0,08 cm (0,8 mm)
Figura 15 – sezione soletta composta lamiera grecata – calcestruzzo.
1,0 m
Figura 16 – schema di calcolo soletta composta acciaio – calcestruzzo.
Carichi permanenti Gk
= 4,34 kN/m
Carichi variabili Qk
= 1,00 kN/m
98
VERIFICHE ALLO STATO LIMITE ULTIMO
Dopo la maturazione, il calcestruzzo collabora con la lamiera grecata. La soletta si
comporta, quindi, come una trave composta e ne costituisce l’armatura tesa. Per la verifica
allo stato limite ultimo si può utilizzare lo schema statico di trave continua solo se si dispone
una sufficiente armatura al negativo. Poiché la posa di tale armatura è onerosa per la difficoltà
di mantenerla nella corretta posizione e poiché la sezione compressa di calcestruzzo al
negativo è ridotta a causa della forma seghettata, si preferisce progettare la soletta composta
con lo schema di semplice appoggio.
L’armatura comunque posata sarà pari a:
As (6 Φ 8) ≅ 302 mm2/m
Rete elettrosaldata Φ 8/15x15
Verifica a flessione
Msd = (1,4 x 1,00 + 1,5 x 4,34) x 1,02/8 ≅ 1,0 kNm
L’equilibrio alla traslazione in direzione longitudinale rispetto all’orditura della
lamiera grecata si pone nella seguente forma analitica:
b ⋅ x ⋅ f cd + As '⋅( f y / γ s ) − A p ⋅ ( f yp / γ ap ) = 0
da cui si ricava la posizione dell’asse neutro della sezione composta:
x=
A p ⋅ ( f yp / γ ap ) − As '⋅( f y / γ s )
b ⋅ 0,85 ⋅ f ck / γ c
=
1266 ⋅ 213,6 − 302 ⋅ 391,3
≅ 10,8mm
1000 ⋅ 14,1
L’armatura non viene presa in considerazione essendo posizionata in zona tesa:
M Rd = b ⋅ x ⋅ f cd ⋅ (ht − x ⋅ 0,5 − e ) + As '⋅ f sd ⋅ (ht − d '−e ) =
= 1000 ⋅ 10,8 ⋅ 14,1 ⋅ (150 − 10,8 ⋅ 0,5 − 27,5) ≅ 17,8 kNm
Si osserva che l’equazione di equilibrio alla traslazione descritta in precedenza
dimostra che, nel caso di asse neutro interno alla soletta in c.a. si ha la seguente uguaglianza
tra la risultante Nc delle compressioni (in calcestruzzo ed armatura compressa) ed il valore di
calcolo dello sforzo normale plastico Np,pl,Rd della lamiera grecata:
N c = b ⋅ x ⋅ f cd + As '⋅( f y / γ s ) = A p ⋅ ( f yp / γ ap ) = N p , pl , Rd ≅ 270 kN
Pertanto le due condizioni seguenti risultano equivalenti:
x ≤ hc
Nc = Np,pl,Rd
99
Inoltre, essendo evidente che il massimo sforzo di compressione agente nella soletta in
condizioni ultime risulta sempre superiore a Nc:
N c ≤ N c ,max = b ⋅ hc ⋅ f cd + As '⋅( f y / γ s ) ≅ 1457 kN
Le due condizioni seguenti risultano equivalenti:
x ≤ hc
Nc,pl,Rd ≥ Np,pl,Rd
1457 kN > 270 kN
ovvero, l’asse neutro allo SLU è interno alla soletta se e solo se lo sforzo normale
plastico Nc,pl,Rd di quest’ultima risulta maggiore di quello della lamiera metallica. Pertanto, la
seconda diseguaglianza riportata precedentemente rappresenta una condizione necessaria e
sufficiente per stabilire che l’asse neutro sia interno alla soletta in c.a. e, dunque, che il valore
di calcolo del momento resistente MRd si possa determinare come precedentemente calcolato.
Si ha, pertanto, che Mpl.Rd > Msd
VERIFICA SODDISFATTA
Verifica a taglio
La resistenza al taglio Vv,Rd viene calcolata tramite la relazione utilizzata nel caso di strutture
in c.a. non armate al taglio. Si fa riferimento, quindi, alla formulazione delle N.T.C.–2008
nella quale:


(100 ⋅ ρ1 ⋅ f ck )1 / 3
Vv , Rd = max 0,18 ⋅ k ⋅
;ν min  ⋅ b0 ⋅ d p = max[0,70;0,45] ⋅ 150 ⋅ 122,5 ≅ 12,8 kN
γc


dp = distanza tra l’estradosso della sezione ed il baricentro geometrico della lamiera grecata =
95+27,5 =122,5 mm
ρ1 ≤ 0,02 =
k ≤ 2 = 1+
Ap
b⋅dp
=
1266
= 0,010
1000 ⋅ 122,5
200
= 2,27 ⇒ k = 2
dp
ν min = 0,035 ⋅ k 3 / 2 f ck1 / 2 ≅ 0,45
Vsd = (1,4 x 1,0 + 1,5 x 4,34) x 1,0/2 ≅ 4,0 kN
Vv , Rd ,1m = 6 nervature / m ⋅ 12,8 ≅ 76,8 kN
Si ha, pertanto, che Vv,Rd,1m > Vsd
VERIFICA SODDISFATTA
100
Calcolo della freccia in mezzeria
Nel caso si puntelli la trave nella fase di getto della soletta si ha una freccia totale in fase di
esercizio, a lungo termine e riferita al momento d’inerzia della sezione omogeneizzato
all’acciaio, pari a:
δ max = 5 / 384 ⋅ (1,0 + 4,34) ⋅ 10004 / (1,53 ⋅ 1012 ) < 1 mm
Considerate le ridotte tensioni in gioco si omettono specifiche ed ulteriori verifiche a
fessurazione nel calcestruzzo.
VISTI I RISULTATI SOPRA OTTENUTI SI PUÒ CONCLUDERE CHE LE VERIFICHE STRUTTURALI
CONDOTTE POSSONO RITENERSI ADEGUATAMENTE SODDISFATTECON VALORI DI TENSIONE
NEI MATERIALI COMPATIBILI CON L’USO PREVISTO DELL’OPERA E CONTENUTE ENTRO IL
40% DI fck PER IL CALCESTRUZZO ED ENTRO L’ 80% DI fyk PER L’ACCIAIO.
LE VERIFICHE A DEFORMAZIONE IN ESERCIZIO RISULTANO, ALTRESÌ, SODDISFATTE
NEL RISPETTO DEI LIMITI PREVISTI DA NORMATIVA
101
7.
Valutazione della sicurezza sismica globale delle unità
strutturali esistenti interessate dagli interventi in progetto
Il presente capitolo riporta l’individuazione del sistema strutturale che caratterizza la
costruzione esistente, quale base per le valutazioni di tipo LV2 e globali di tipo LV1 condotte
sulle unità strutturali interessate dai presenti interventi, con contestuale rilievo storico e
geometrico – strutturale e stima della caratterizzazione meccanica dei materiali, al fine della
determinazione del livello di conoscenza e dei fattori confidenza, alla luce dei limiti e vincoli
imposti dal paragrafo 8.5 delle N.T.C. e dalle indicazioni puntuali dell’appendice “CA” della
Circolare n. 617/2009. Verranno, altresì, determinati i criteri adottati ai fini delle verifiche
locali connesse agli interventi in progetto e per la valutazione della sicurezza complessiva dei
corpi fabbrica esistenti secondo quanto previsto dal paragrafo 8.7.1, delle N.T.C..
7.1
Analisi storico – critica
Ai fini di una corretta individuazione del sistema strutturale esistente e del suo stato di
sollecitazione è importante ricostruire, per quanto possibile, il processo di costruzione e le
successive modificazioni subite nel tempo dalla costruzione nonché gli eventuali eventi che la
hanno caratterizzata con particolare riferimento alla storia sismica dell’edificio e ad eventuali
danni subiti e rilevabili.
A fronte di approfondite ricerche storico-documentali e di un accurato rilievo storicoarchitettonico in sito, è stato possibile definire, non senza difficoltà ed un certo grado di
incertezza, la datazione del complesso architettonico del castello, individuando le relative fasi
costruttive.
In particolare è risultato immediatamente evidente la quasi assenza di testimonianze
documentali di tipo grafico, quali piante sezioni prospetti, relative ai diversi interventi edilizi
operati sul castello. Pertanto si è proceduto ad un’indagine tipologica sulle architetture
esistenti con un’analisi accurata delle diverse tecniche costruttive.
102
L’attuale nucleo castellato del Comune di Buronzo è situato al centro del paese, ed è
costituito da una serie di corpi di fabbrica aggregatisi in periodi diversi. Dal punto di vista
edificatorio e delle modificazioni edilizie occorse nel tempo si possono, quindi, distinguere le
seguenti fasi costruttive, per il cui dettaglio si rimanda anche alla Relazione storica allegata al
progetto:
Prima fase costruttiva, collocabile tra il XII e il XIII secolo D.C., della quale si ha
testimonianza nella torre, posizionata in zona baricentrica rispetto al recinto
originale, ad oggi unica architettura superstite dell’insediamento originario
unitamente alle basi murarie di un edificio nelle fondazioni della parte nordorientale di evidente ricostruzione settecentesca. I resti di tale costruzione, in
origine addossata al recinto, sono ancora visibili in parte anche nel cortile,
identificabili in corsi di pietre emergenti. L’analisi delle tecniche costruttive
utilizzate ha evidenziato l’utilizzo di un’orditura strutturale interamente a spina
pesce irregolare con stilatura tra i corsi con uno spessore della cortina muraria di
1,20 m.
Seconda fase costruttiva, collocabile tra il XIV e il XV secolo D.C., quando sono
aggiunti, o ricostruiti, gli edifici lungo il perimetro all’interno del recinto ed è
costruita una seconda linea difensiva. Si ha quindi un’espansione concentrica della
fortificazione e la nascita di una “corsera” o “via di lizza”. La tecnica costruttiva
utilizzata per il battiponte del ponte levatoio, descritta in un documento del 12
Marzo 1349, è definita come “muro a regola d’arte” (due corsi di mattoni alternati
da due o più corsi di pietre in spina pesce): in questo caso anche i mattoni sono
quelli tipici della metà del XIV secolo (27 cm x 9 cm x 11cm).
Terza fase costruttiva, collocabile nel XV secolo D.C., ultima fase rilevante
dell’espansione “planimetrica” del castello, con la costruzione di nuovi edifici
lungo la via di lizza, secondo una prassi riscontrabile in molti altri castelli della
zona. E’ evidente l’utilizzo di tecniche costruttive più mature, oltre che alcuni
particolari di contrasto: una sensibile differenza di livelli tra le pavimentazioni
appartenenti agli edifici più antichi, a quelli ad essi accostati ed ai bracci, e la
parziale chiusura di una finestre preesistenti all’innesto tra uno dei due bracci ed il
corpo di fabbrica originale.
103
Successivi rimaneggiamenti degli stabili del Castello avvengono durante i secoli,
non riconducibili però a vere e proprie fasi costruttive. Tra i più significativi ed
evidenti vi è il rifacimento settecentesco della zona antistante la “rocca” sono
riscontrabili infatti i muri settecenteschi con struttura ad archi a tutto sesto innestati
sulle fondazioni originali del XII secolo. Tale riutilizzo giustifica il “salto” nel
passo strutturale degli archi: la maglia risulta non modulare con il secondo arco da
sinistra visibilmente più stretto degli altri.
Gli ultimi interventi risalgono agli anni ’50 quando nel castello risiedevano
ancora diversi nuclei famigliari: il tamponamento di alcuni archi, il rifacimento del
basamento di una colonna nel portico di entrata, la costruzione della zona servizi
nell’area settentrionale a ridosso dell’innesto tra uno dei bracci ed il corpo centrale.
Tali interventi non hanno comunque intaccato la struttura originaria, risultando
facilmente reversibili.
Ad oggi quindi il Castello si presenta come un articolato ed eterogeneo arroccamento
di cellule edilizie, modificato attraverso i secoli dai successivi interventi edilizi e
rimaneggiamenti non armonici, dal decadimento architettonico e dalle progressive lesioni
statiche della struttura causate dall’incuria e dall’abbandono.
Le costruzioni del fronte occidentale testimoniano i rimaneggiamenti successivi, con
l’aspetto originario conservato solo al piano terreno.
104
Figura 17 – livello 6 / piano secondo con localizzazione dei corpi fabbrica oggetto di intervento e
indicazione della relativa epoca costruttiva.
Per quanto riguarda la valutazione del rischio e degli eventi sismici storici non sono
disponibili informazioni circa particolari e specifici eventi sismici pregressi a livello locale
che non siano già stati storicamente catalogati e registrati sulla più ampia scala nazionale e
regionale. Né si rilevano danni attribuibili a particolari fenomeni sismici. Si rimanda, in tal
senso, alle banche dati di Arpa Piemonte la quale dispone di una specifica rete di
monitoraggio dell’attività sismica, afferente alla rete sismica regionale per l’Italia
nordoccidentale (RSNI: Regional Seismic network of Northwestern Italy).
Nelle figure seguenti vengono rispettivamente riportate le mappe di sismicità storica
nel periodo 1000 ÷ 2006 e strumentale nel periodo 1982 ÷ 2013 dell’Italia nord-occidentale,
con l’indicazione delle magnitudo registrate. Da tali mappe si può osservare come il sito della
costruzione in argomento (Buronzo) sia stato storicamente caratterizzato da una scarsa attività
sismica o, comunque, da attività di magnitudo inferiore non superiore a 4.
105
Figura 18 – RSNI - Mappa di sismicità storica dell'Italia nord-occidentale nel periodo 1000 – 2006.
Figura 19 – RSNI - Mappa di sismicità strumentale dell'Italia nord-occidentale
nel periodo 1982 - 2013 con magnitudo (ML) >= 2.0.
106
Si evidenzia, ad esempio, che nel corso del 2011 sono stati rilevati e localizzati dalla
rete dell’Italia nord-occidentale 1790 eventi sismici a distanza locale o regionale, di cui 1092
con magnitudo superiore o uguale a 1 (figura 20). Tali eventi sismici sono soprattutto
concentrati lungo il perimetro occidentale regionale a ridosso e in corrispondenza della catena
alpina e lungo l’arco appenninico. Non si rilevano, parimenti, attività sismiche significative
nell’area in questione, ovvero attività sismiche caratterizzate da un valore di magnitudo non
superiore a 2.
Buronzo (VC)
Figura 20 – Mappa della sismicità nel 2011.
I cerchi indicano la posizione degli epicentri, la dimensione dei simboli è proporzionale alla
magnitudo e il colore è in funzione della profondità ipocentrale.
107
Nelle tabelle 6 e 7 si riportano le distribuzioni dei terremoti piemontesi in funzione
della distanza dell’epicentro rispetto ai limiti regionali e in funzione rispettivamente della
profondità focale e della magnitudo locale.
TABELLA 6
TABELLA 7
In tabella 8 si riportano, invece, i principali parametri dei terremoti con la magnitudo
più elevata localizzati entro o in prossimità dei limiti regionali nel corso del 2011.
108
TABELLA 8
Infine in tabella 9 si riporta il numero di terremoti, per intervalli di magnitudo
superiore a 1, localizzati in Piemonte o entro 25 km dai confini regionali nel periodo
2008÷2011. Si può notare come il più elevato numero di terremoti rilevati nel 2010 sia dovuto
al contributo degli intervalli di magnitudo minore, in gran parte popolati dagli eventi dello
sciame sismico verificatosi tra ottobre e novembre in Val Varaita. Vengono fornite nelle
ultime due colonne della tabella i valori totali e medi per i 4 anni considerati.
TABELLA 9
109
7.2
Rilievo geometrico – strutturale
Ai fini della determinazione delle caratteristiche strutturali dell’opera e del relativo
livello di conoscenza, sulla base di quanto previsto dalla Circolare alle N.T.C. n. 617/2009, si
è preliminarmente dato corso alla ricognizione visiva dell’edificio con particolare riguardo ai
seguenti aspetti:
geometria generale della costruzione;
tipologia della struttura e del sistema strutturale portante;
materiali costituenti le strutture verticali portanti e gli orizzontamenti;
identificazione, per quanto possibile, delle strutture di fondazione;
dimensioni geometriche degli elementi strutturali e organizzazione dei
collegamenti;
descrizione della destinazione d’uso dell’edificio con identificazione della
categoria di importanza, secondo quanto previsto dai paragrafi 2.4 e 3.1.4 delle
N.T.C. con la contestuale rivalutazione e conferma dei carichi variabili, in
funzione della destinazione d’uso e della normativa tecnica vigente;
possibili difetti locali dei materiali e nei particolari costruttivi;
natura ed entità di eventuali danni pregressi e sulle eventuali riparazioni effettuate.
Riguardo alla geometria dell’opera, si è provveduto a verificare le informazioni
raccolte attraverso i documenti progettuali architettonici disponibili, procedendo con
l’identificazione delle caratteristiche generali delle porzioni di costruzione interessate dai
lavori e alla verifica sommaria delle dimensioni geometriche globali e dei principali elementi
portanti.
Riguardo ad eventuali dissesti in atto o conseguenti al terremoto, l‘attenzione è stata
rivolta all’eventuale presenza di quadri fessurativi determinati da:
eventuali danni dovuti a sismi precedenti;
eventuali cedimenti di fondazione;
eventuale inadeguatezza degli orizzontamenti (solai e travi) ai carichi verticali
(manifestata da lesioni nelle strutture o lesioni indotte negli elementi non
strutturali, deformazioni eccessive);
eventuale inadeguatezza di pareti ai carichi verticali (ad esempio: presenza di
lesioni verticali, schiacciamenti, spanciamenti nelle pareti murarie, etc.);
110
eventuale degrado e difetti costruttivi (ad esempio: degrado delle malte e/o degli
inerti costituenti la muratura, etc.).
Circa, infine, l’identificazione delle categorie di suolo secondo quanto indicato al
paragrafo 3.2.2 delle N.T.C. si rimanda alle indagini sismiche condotte in cantieri limitrofi
nei pressi del sito della costruzione i quali hanno identificato il terreno in categoria
stratigrafica “C”.
Come evidenziato ai capitoli precedenti e in accordo alle Linee Guida fornite dal
MIBAC e dalla Presidenza del Consiglio dei Ministri i rilievi le verifiche eseguite afferiscono
esclusivamente alle porzioni e ai corpi fabbrica del castello disposte su piazza Mercato e
interessate dai lavori di rifacimento delle capriate esistenti e di inserimento del solaio di
controsoffittatura dei servizi igienici, quali porzioni di unità strutturali “cielo terra”
individuabili per omogeneità delle caratteristiche costruttive, geometriche e storiche.
Le unità strutturali individuate risultano, quindi, caratterizzate da pianta regolare e a
forma rettangolare, con rapporto tra i lati del rettangolo circoscritto maggiore di 1/3.
L’edificio presenta 6 livelli di cui 4 interrati e due fuori terra. L’altezza complessiva
dell’edificio misurata dal piano interrato all’imposta della copertura in legno risulta pari a
circa 21 m. Le porzioni di fabbricato in esame sono realizzate da modalità costruttive
assimilabili alle usuali e comprovate tecniche adottate per la realizzazione in opera di strutture
in muratura caratteristiche della terza fase storica costruttiva descritta al paragrafo precedente
(XV secolo D.C.) , con una tipologia strutturale a setti, pareti e fasce di piano in muratura di
mattoni di laterizio pieni (maschi murari), in alcuni casi misti a pietra, e legati con malta
cementizia. Le aperture perimetrali (porte e finestre) sono disposte con discreta regolarità e
simmetria geometrica.
I solai dei vari piani sono in parte in muratura, con volte ad arco, e in legno strutturale.
Si rileva, in particolare, che la manica ovest è state recentemente oggetto dei “Lavori di
recupero e restauro strutturale ed architettonico del castello e del ricetto storico del castello
di Buronzo” nell’ambito del Documento di Programmazione Unico Regionale (DOCUP) obiettivo 2 (Ob 2) per il periodo 2000-2006.
Gli interventi previsti nel presente progetto, nello specifico, saranno effettuati al piano
secondo – livello 6 dei corpi fabbrica sopra indicati.
La copertura risulta, infine, costituita da capriate lignee con sistema costruttivo del tipo
alla lombarda, con terzere o arcarecci trasversali e manto di copertura in coppi piemontesi.
111
Le fondazioni risultano di tipo diretto, costituite da piano cantinato a più livelli e,
quindi, dalla prosecuzione entro terra delle murature perimetrali, con spessore stimabile in
non meno di 100÷150 cm.
Durante il sopralluoghi preliminari è stato possibile riscontrare la sostanziale assenza
di particolari lesioni o quadri fessurativi della muratura degni di nota ed aventi effettiva
valenza statico-strutturale sia in corrispondenza dei maschi murari che delle fasce di piano (ad
eccezione, ovviamente, di eventuali microcavillature negli intonaci presenti) escludendo,
quindi, allo stato attuale, la presenza pregressa o in atto di un qualche tipo di cinematismo
(rotazione o traslazione relativa di componenti strutturali, cedimenti fondazionali,
superamento locale delle resistenze dei materiali, etc.) tale da compromettere la staticità
dell’opera.
Si sono, parimenti, riscontrati localizzati stati di degrado limitati ad alcune parti
dell’edificio, quali distacchi di piccole porzioni di controsoffittature e scrostamenti di
intonaco con la presenza di fessurazioni superficiali, segni di umidità e infiltrazioni varie,
meritevoli di interventi di manutenzione ordinaria/straordinaria ma comunque, tali da non
compromettere, ad oggi, la capacità statica e resistente complessiva della porzione di castello
in esame.
Visto quanto sopra e quanto rilevato in fase di sopralluogo si può, quindi, evidenziare
come le unità strutturali in argomento risultino, allo stato attuale, prive di particolari quadri
fessurativi e segni di dissesto degni di valenza statico-strutturale e dovuti a pregressi eventi
sismici di particolare magnitudo.
7.3
Caratterizzazione meccanica dei materiali strutturali esistenti
La muratura esistente risulta prevalentemente in laterizio pieno a unico paramento di
spessore variabile da circa 60 cm a 100 cm. Si rileva la presenza alternata anche di muratura
in laterizio pieno mista a pietrame. Sono localmente presenti alcuni elementi in pietra quali
architravi o diatoni. Si possono distinguere maschi murari e fasce di piano orizzontali.
Dal punto di vista meccanico, in riferimento ai contenuti della Circolare n. 617/2009
(“allegato C8A.2” – “tabella C8A.2.1”) ai rilievi e alle indagini disponibili e,
conseguentemente, al livello di conoscenza raggiunto, risulta nel complesso, cautelativamente
possibile associare alla muratura esistente la tipologia “muratura in mattoni pieni e malta di
calce di tipo storico”, caratterizzata da malta di scadenti caratteristiche, giunti non
112
particolarmente sottili ed in assenza di ricorsi o listature che, con passo costante, regolarizzino
la tessitura ed in particolare l’orizzontalità dei corsi. Inoltre si assume che per tale tipologia di
muratura siano presenti paramenti scollegati, ovvero manchino sistematici elementi di
connessione trasversale (o di ammorsamento per ingranamento tra i paramenti murari). Tale
scelta, sulla base dei valori indicati sulla tabella C8A.2.1 della Circolare, rispetto alla
muratura in mattoni semipieni e al livello di confidenza assunto, risulta, infatti, maggiormente
cautelativa e, come tale, a favore di sicurezza.
Viste le considerazioni suddette alla muratura esistente, possono essere, pertanto,
globalmente attribuite le seguenti proprietà meccaniche da assumere ai fini dei calcoli di
verifica locale e di livello LV1:
- Resistenza media a compressione: fm ≅ 240 N/cm2.
- Resistenza media a taglio: τ0 ≅ 6,0 N/cm2.
- Valore medio del modulo di elasticità normale: E ≅ 1500 N/mm2.
- Valore medio del modulo di elasticità tangenziale: G ≅ 400 N/mm2.
- Peso specifico della muratura: w ≅ 20,0 kN/m3.
7.4
Livelli di conoscenza e fattori di confidenza
I rilievi condotti e il grado di approfondimento sull’edificio e sui materiali acquisito
permettono di definire, in accordo con quanto previsto dal D.M. 14.01.2008 e relativa
Circolare n. 617/2009, il livello di conoscenza da attribuire alla valutazione della costruzione.
Si riporta, in tal senso, un quadro sinottico di sintesi e di ausilio alla definizione del
livello di conoscenza appropriato:
113
Figura 21 – Quadro sinottico determinazione livelli di conoscenza edifici esistenti in muratura.
Ai corpi fabbrica in esame è stato pertanto, attribuito un livello di conoscenza “LC1”,
ovvero contraddistinto da limitate verifiche e indagini in sito. In riferimento, dunque, a quanto
previsto dalle N.T.C. e dalla relativa Circolare esplicativa n. 617/2009, ai fini delle verifiche
di sicurezza verrà, pertanto, assunto un fattore di confidenza pari a 1.35, oltre ai valori minimi
dei parametri meccanici di resistenza definiti dalla tabella “C8A.2.1” – allegato “C8A.2” della
citata Circolare.
114
7.5
Analisi dei meccanismi locali di collasso
I danni rilevati sulle strutture murarie dopo gli eventi sismici mostrano che il sisma
tende a selezionare le parti strutturali e le soluzioni tecnologiche più deboli: l’analisi
dell’organizzazione strutturale attuale consente così di prevedere i possibili danni o collassi
futuri. A differenza di quanto avviene negli edifici con strutture a telaio, la carenza o la
mancanza di connessione tra gli elementi strutturali delle costruzioni in muratura realizzate in
assenza di norme specifiche permettono il verificarsi di collassi parziali; in generale il crollo
della struttura muraria avviene per perdita dell’equilibrio di porzioni di essa. Per questo
motivo, la valutazione della sicurezza degli edifici in muratura esistenti va eseguita, oltre che
con riferimento al comportamento sismico globale, anche considerando i possibili meccanismi
locali di collasso. Questo approccio richiede una osservazione accurata delle caratteristiche
costruttive degli edifici da analizzare, per procedere ad una affidabile modellazione
strutturale.
Spesso gli edifici storici sono realizzati in aggregato ed hanno subito trasformazioni
successive nel tempo tali da rendere incerta ed inadeguata una analisi condotta in termini di
risposta globale. In tali edifici è necessario ricercare la presenza degli elementi caratteristici di
vulnerabilità legati: alla qualità della connessione tra le pareti murarie e gli orizzontamenti;
alla qualità e alla tessitura muraria; alle interazioni con gli altri elementi della costruzione e
con gli edifici adiacenti. E’ così possibile ipotizzare, sulla base della conoscenza del
comportamento sismico di strutture analoghe, i meccanismi locali ritenuti significativi. La
presenza di quadri fessurativi e di dissesti prodotti dai terremoti passati fornisce una efficace
indicazione per una corretta previsione degli incipienti meccanismi di collasso.
Individuati tali meccanismi, occorre poi definire uno o più modelli di analisi per
valutare l’entità dell’azione sismica che ne determina l’attivazione provocando il collasso
della costruzione. L’analisi è rivolta alla quantificazione del coefficiente sismico λ,
moltiplicatore dei carichi orizzontali agenti sugli elementi strutturali, che attiva il cinematismo
in questione. A tal fine è possibile considerare le strutture murarie come costituite da corpi
rigidi, i macroelementi coinvolti nei cinematismi; la valutazione delle condizioni di equilibrio
limite sotto l’azione del sisma è condotta trascurando la resistenza a trazione della muratura. I
valori dei moltiplicatori di collasso ottenuti per i diversi meccanismi compatibili con le
caratteristiche costruttive dell’edificio analizzato, consentono di individuare quello che
determina la crisi della struttura, corrispondente al moltiplicatore minore, e l’entità dell’azione
115
sismica che lo attiva; consentono anche di segnalare altre potenziali situazioni di pericolo
dovute a possibili meccanismi associati ai più bassi valori del moltiplicatore λ.
Si osserva, tuttavia, che le verifiche sugli edifici in muratura eseguite attraverso
l’analisi limite dell’equilibrio hanno significato solo se è garantita una adeguata monoliticità
delle pareti murarie, tale da impedire collassi localizzati per disgregazione della muratura. A
tal riguardo la tipologia muraria che caratterizza la porzione dell’edificio di cui si vogliono
analizzare le condizioni di sicurezza può essere catalogata facendo riferimento a categorie di
qualità (Avorio & Borri, 2002) che distinguono le murature nelle classi A, B e C. La tipologia
C (muratura di qualità scadente) identifica una situazione di elevata vulnerabilità
incompatibile con l’analisi mediante meccanismi: corrisponde infatti ad un tipo di muratura
per il quale è prevedibile una crisi associata alla frantumazione dell’opera muraria per azioni
fuori dal piano e ad una scarsa resistenza per azioni nel piano. I casi restanti, muratura di tipo
A (di ottima qualità) e di tipo B (di media qualità) assicurano un comportamento monolitico
di intere pareti o di parti di esse per azioni fuori dal piano ed una maggiore resistenza ad
azioni nel piano; è perciò possibile individuare ed analizzare i meccanismi di collasso in
relazione alle peculiarità costruttive rilevate nell’edificio.
I criteri dell’analisi limite dell’equilibrio sono stati impiegati nel rispetto delle
indicazioni fornite nella OPCM, 2004, quale strumento di riferimento per la valutazione della
sicurezza degli edifici esistenti.
Le analisi dei meccanismi locali di collasso fuori dal piano vengono qui sviluppate
tramite l’analisi limite dell’equilibrio secondo l’approccio cinematico che si basa sulla scelta
del meccanismo di collasso e la valutazione dell’azione orizzontale che attiva tale
cinematismo. Per ogni possibile meccanismo locale ritenuto significativo per l’edificio, il
metodo impiegato prevede la trasformazione di una parte della costruzione in un sistema
labile attraverso l’individuazione di corpi rigidi definiti individuando possibili piani di
frattura. Come già detto, si considera nulla la resistenza a trazione della muratura; in genere si
considera infinita la resistenza a compressione della stessa. I corpi sono in grado di ruotare o
scorrere tra loro; per ogni meccanismo viene valutato il moltiplicatore orizzontale dei carichi
λ che comporta la sua attivazione. Per ottenere il moltiplicatore orizzontale dei carichi al quale
fare riferimento in fase di verifica è necessario applicare ai blocchi rigidi che compongono la
catena cinematica tutte le azioni che si esercitano sul sistema e che sono costituite da:
i pesi propri dei blocchi, applicati nei rispettivi baricentri;
i carichi verticali portati dagli stessi (pesi propri e sovraccarichi dei solai, delle
116
volte e della copertura e di altri elementi murari non considerati nel modello
strutturale);
un sistema di forze orizzontali proporzionali ai carichi verticali portati, se queste
non sono efficacemente trasmesse ad altre parti dell’edificio;
eventuali ulteriori forze esterne, ad esempio quelle trasmesse da catene metalliche.
I cinematismi principali sono, quindi, stati classificati in:
meccanismi di ribaltamento semplice;
meccanismi di flessione verticale;
meccanismi di flessione orizzontale;
meccanismi di ribaltamento composto.
Meccanismi di ribaltamento semplice
Il ribaltamento semplice di pareti esterne degli edifici dovute all’azione del sisma
rappresenta una situazione di danno tra le più frequenti e pericolose. Questa si schematizza
come una rotazione rigida di porzioni di parete attorno ad una cerniera cilindrica orizzontale
posta alla base; la rotazione è attivata da sollecitazioni fuori dal piano (figura 22).
Figura 22 – Meccanismi di ribaltamento semplice.
Tale situazione si verifica quando il muro investito dall’azione sismica risulta libero in
sommità e non ammorsato alle pareti ad esso ortogonali. Anche se queste ultime hanno una
117
qualità insoddisfacente, il collasso si manifesta per primo nella parete normale all’azione
sismica. Le condizioni di vincolo che rendono possibile questo meccanismo sono, quindi,
l’assenza di connessioni nel martello murario ed assenza di dispositivi di collegamento, come
cordoli o catene, in testa alla tesa ribaltante.
Se l’edificio ha subito l’azione di un sisma questo tipo di meccanismo è facilmente
individuabile da lesioni verticali presenti in corrispondenza dell’incrocio tra la tesa ribaltante
e le pareti ad essa ortogonali oppure dall’avvenuto sfilamento di travi dall’incastro con il
muro.
Il ribaltamento semplice di porzioni di muratura può riguardare diverse geometrie della
parete in esame, in relazione ad un quadro fessurativo rilevato o alla presenza di aperture nel
muro (porte e finestre) che ne influenzano la progressione. Può interessare uno o più piani
dell’edificio, relativamente alla modalità di connessione tra i solai e le murature ai vari livelli
della struttura. In questi casi occorre considerare la possibilità che il ribaltamento possa
coinvolgere diversi livelli della parete; bisogna quindi valutare il moltiplicatore di collasso per
differenti posizioni della cerniera cilindrica.
Meccanismi di flessione verticale
Una situazione piuttosto comune negli edifici in muratura è rappresentata da una tesa
muraria vincolata agli estremi e libera nella zona centrale (figura 23). È questo il caso, ad
esempio, di un edificio con un cordolo in sommità ed i solai intermedi privi di qualsiasi
connessione; una situazione di questo tipo si presenta anche quando si considera la porzione
di parete compresa tra due solai ben collegati ad essa. In queste condizioni la presenza in
sommità di un dispositivo di connessione impedisce il ribaltamento della parete verso
l’esterno. Tuttavia questa, sotto l’effetto dello scuotimento orizzontale, può collassare per
instabilità verticale. Infatti la struttura muraria, costruita per sovrapposizione di elementi
lapidei e laterizi vincolati da semplice contatto o da una malta con scarsa resistenza a trazione,
sopporta gli sforzi di flessione indotti dalle azioni ortogonali al suo piano, solo se lo sforzo
normale mantiene la risultante interna alla sezione trasversale. In caso contrario si forma in
quel punto una cerniera cilindrica orizzontale che consente l’innesco del cinematismo per
flessione verticale.
118
Figura 23 – Meccanismi di flessione verticale.
Tale meccanismo è in genere favorito da una qualità scadente della muratura, ad
esempio muratura a sacco, che la rende instabile e da spinte orizzontali localizzate,
determinate ad esempio dalla presenza di archi, volte o solai intermedi non trattenuti; può
quindi verificarsi in presenza di un trattenimento in testa alla tesa muraria, dovuti, ad esempio,
a tiranti metallici, ad ancoraggi alle testate di travi lignee o a cordoli e solette in c.a. ben
ammorsate alla muratura. Il meccanismo, in questo caso, è caratterizzato da valori del
coefficiente di collasso λ più elevati rispetto al caso di ribaltamento semplice.
In un edificio già danneggiato dal terremoto il meccanismo è segnalato da un fuori
piombo della parete, talvolta accompagnato dallo sfilamento delle travi del solaio che insiste
sulla parete. In ogni caso, l’instaurarsi dell’arco verticale che precede l’attivazione del
meccanismo richiede la presenza di efficaci vincoli orizzontali sopra e sotto il tratto di parete
interessato.
Il meccanismo di flessione verticale di una parete può, quindi, interessare uno o più
piani dell’edificio, in relazione alla presenza di vincoli agli orizzontamenti, diverse geometrie
dei macroelementi, determinate dalla presenza di aperture o spinte localizzate, ed uno o
entrambi i paramenti nel caso di strutture murarie a doppia cortina. In particolare nel caso dei
muri a sacco il materiale di riempimento interno per effetto della sovrappressione può causare
l’instabilità del paramento esterno, soprattutto quando il solo paramento interno è collegato ai
solai (ad esempio quando su questo sono stati realizzati cordoli in c.a. in traccia).
119
Meccanismi di flessione orizzontale
In presenza di pannelli murari efficacemente vincolati alle pareti ortogonali con il lato
sommitale non trattenuto da alcun dispositivo si assiste spesso ad un tipo di crisi riconducibile
al comportamento flessionale nel piano orizzontale del solido murario. La risposta strutturale
della parete si manifesta in questi casi come un effetto arco orizzontale all’interno della parete
ed è chiamato in causa dall’azione sismica ortogonale alla stessa (figura 24). In particolare, la
spinta trasmessa dal solaio o dalla copertura in testa alla struttura muraria si scarica sulla
parete di facciata fino ad arrivare ad interessare le pareti ad essa ortogonali (arco orizzontale).
Tale azione, in corrispondenza delle intersezioni murarie, viene quindi ripartita in una
componente T ortogonale alla parete investita dal sisma, ed assorbita dai tiranti, ed una
componente H parallela alla stessa.
L’attivazione del meccanismo è preceduta dalla formazione di un arco orizzontale
nello spessore del muro; nella condizione limite di equilibrio si formano tre cerniere, una in
mezzeria, le altre in prossimità dell’intersezione tra la parete in esame ed i muri ad essa
ortogonali, in corrispondenza degli elementi che devono portare il tiro T.
Figura 24 – Meccanismi di flessione orizzontale.
120
Dallo schema si osserva che il collasso si manifesta quando la parete non trova
elementi strutturali in grado di fornire le reazioni H. Nel caso in cui la parete si inserisce
all’interno di una schiera e le porzioni di muratura contigue sono di sufficiente resistenza, il
collasso per cinematismo non si verifica e la rottura può avvenire solo per schiacciamento
della parte interna del muro. In altre parole l’evoluzione del meccanismo dipende dalla
capacità dei muri laterali di sopportare le spinte H degli archi. Se la parete non trova elementi
di contrasto capaci di fornire una reazione pari ed opposta alla spinta H, allora lo schema
isostatico di arco a tre cerniere diventa labile quando queste vengono ad essere allineate e si
ha il conseguente cinematismo di collasso. Se, invece, la muratura in esame appartiene ad una
cella interclusa di una schiera, allora la spinta H è generalmente assorbita dalle pareti
contigue, quindi diventa necessaria un’analisi di tipo tensionale che verifichi la condizione di
schiacciamento della parte interna del muro soggetta a forti sollecitazioni di compressione.
La situazione descritta è tipica delle pareti trattenute da tiranti ed è favorita dalle spinte
in testa al muro (dovute alla presenza di una copertura spingente o all’azione di martellamento
degli elementi di grossa orditura del tetto) e da una ridotta resistenza a trazione della muratura
(che comporta rischi di espulsione del materiale che costituisce la faccia esterna della parete
per le tensioni di trazione che nascono al centro della muratura a causa dal cinematismo
stesso). Anche la presenza di canne fumarie ricavate nello spessore della parete o di aperture
per l’alloggio degli impianti tecnologici, riducendo la sezione resistente della struttura
muraria, costituiscono situazioni preferenziali per la formazione delle cerniere verticali e
l’innesco del cinematismo e rappresentano quindi elementi di particolare interesse.
Nell’analisi del meccanismo di flessione orizzontale bisogna distinguere poi tra il caso
di parete monolitica, per il quale l’arco di scarico può interessare l’intero spessore della
parete, ed il caso di parete a doppia cortina per il quale si può manifestare espulsione di
materiale senza che si abbia il coinvolgimento della cortina interna. Il meccanismo di
flessione orizzontale inoltre può interessare diverse geometrie dei macroelementi coinvolti nel
cinematismo, la cui definizione è condizionata principalmente dalla presenza di aperture
allineate nella fascia di sottotetto e dalla qualità della muratura che influisce sull’altezza del
cuneo di distacco.
Nel caso di strutture anche lievemente danneggiate l’individuazione di meccanismi di
flessione orizzontale è agevolata dalla lettura del quadro fessurativo che fornisce importanti
indicazioni sui macroelementi che si sono formati. Mentre in generale nel caso di murature
integre con cantonali correttamente eseguiti i possibili cinematismi di collasso fuori dal piano
121
possono svilupparsi con il coinvolgimento di porzioni più o meno ampie di muratura e non è
immediato prevedere quale sia il cinematismo più probabile. Per stabilire quale sia la
condizione più sfavorevole, in questi casi occorre valutare diversi moltiplicatori di collasso
ipotizzando diverse geometrie delle porzioni di muratura interessate dal cinematismo.
Meccanismi di ribaltamento composto
Per ribaltamento composto si vuole indicare un insieme di situazioni in cui al
ribaltamento della parete ortogonale all’azione sismica si accompagna il trascinamento di una
porzione di struttura muraria appartenente ad un’angolata libera oppure a pareti di spina
(figura 25). In molti casi, infatti, i martelli murari e le angolate presentano connessioni
adeguate tra le murature che confluiscono in un nodo, tali da determinare il coinvolgimento di
parti di esse nel ribaltamento.
Figura 25 – Meccanismi di ribaltamento composto.
122
Affinché si possa prevedere un meccanismo di ribaltamento composto in un edificio
integro, devono esserci condizioni caratterizzate dall’assenza di vincoli in sommità della
parete ribaltante e dalla presenza di un efficace collegamento tra la parete investita dal sisma e
quella ad essa ortogonale. Si tratta generalmente di murature costruite in uno stesso momento
(cellule originarie) o che hanno subito interventi di consolidamento che prevedono il
collegamento dei pannelli murari ortogonali, ma in assenza di un efficace collegamento in
testa alla parete ribaltante. Inoltre, in relazione alla presenza di solai rigidi, si può definire una
diversa configurazione del cuneo di distacco nella parete coinvolta nel ribaltamento. Nel caso
in cui siano presenti solai tradizionali, privi di soletta armata, il meccanismo di ribaltamento
della facciata è accompagnato generalmente dal distacco di un cuneo diagonale della parete
ortogonale. Se invece i solai sono dotati di soletta rigida il meccanismo di ribaltamento
composto determina il trascinamento di un cuneo a doppia diagonale nella parete di
controvento.
Quando l’edificio in esame ha già subito l’azione di un sisma è possibile constatare il
meccanismo di ribaltamento composto attraverso la lettura del dissesto rilevato, descritto da
lesioni diagonali o a doppia diagonale sulle pareti di spina con angolo di distacco differente a
seconda della tipologia e della qualità muraria caratterizzante l’edificio stesso. In effetti tale
meccanismo, che rappresenta una variante del ribaltamento semplice, è fortemente influenzato
anche dal tipo di muratura è dalla presenza di aperture nelle pareti di controvento, da cui
dipendono in particolare le dimensioni e la configurazione del cuneo di distacco.
Per pareti di controvento prive di aperture si può osservare che in generale l’angolo
formato dalla diagonale del cuneo che ribalta con la verticale aumenta all’aumentare della
qualità muraria (in particolare è tanto maggiore quanto migliore è l’apparecchiatura del
sistema murario e quanto maggiori sono le dimensioni medie degli ortostati). In presenza di
aperture in prossimità dell’intersezione tra i muri, invece, la forma e le dimensioni del cuneo
di distacco sono determinate da queste. Si osserva poi che, in questo tipo di cinematismo,
minore è la porzione di muratura che viene trascinata nel moto di ribaltamento più ridotto
risulta il valore del moltiplicatore di collasso determinato, fino a tendere al limite al caso di
ribaltamento semplice. Il meccanismo di ribaltamento composto può interessare, quindi,
diverse geometrie del macroelemento coinvolto nel cinematismo e diversi piani dell’edificio,
in relazione alla presenza di dispositivi di connessione ai vari livelli, ma riguarda
generalmente murature a comportamento monolitico poiché può attivarsi solo in pareti di
buona qualità ed apparecchiatura.
123
Tra i meccanismi di ribaltamento composto verrà considerato quello che prevede il
ribaltamento della parte alta del cantonale degli edifici, generalmente determinato dalla spinta
dei puntoni dei tetti a padiglione. Il meccanismo in questione si manifesta attraverso la
rotazione di un cuneo di distacco, delimitato da superfici di frattura nelle pareti concorrenti
nell’angolo libero, attorno ad una cerniera posta alla base del cuneo (figura 26). La
configurazione del macroelemento così determinatosi è variabile in relazione alla qualità del
materiale costituente le murature confluenti nel nodo, che condiziona l’inclinazione delle
superfici di frattura, e alla presenza di aperture in prossimità del cantonale, che ne determina
generalmente il coinvolgimento. Il fenomeno, che può quindi interessare diverse geometrie dei
macroelementi coinvolti, in assenza di collegamenti efficaci alla quota dei solai può anche
estendersi ai piani sottostanti l’ultimo livello dell’edificio. Il meccanismo di ribaltamento del
cantonale è quindi determinato dall’assenza di trattenimento in testa alle pareti ortogonali ed è
agevolato dalla presenza di coperture spingenti, specie di puntoni che poggiano sull’angolata,
oltre che da strutture murarie di cattiva fattura.
Figura 26 – Meccanismi di ribaltamento del cantonale e relativo schema di calcolo.
Relativamente al fabbricato oggetto di valutazione, considerata sia la sua
conformazione geometrico-strutturale che le caratteristiche principali delle murature, degli
orizzontamenti e della copertura (debolmente spingente) sono state, quindi, specificatamente
sviluppate le verifiche per meccanismi di ribaltamento semplice dei pannelli murari delle
124
facciate longitudinali (sostanzialmente equivalenti) in corrispondenza delle nuove capriate in
progetto, per differenti altezze e larghezze.
Si riportano, quindi, nel seguito le figure dei prospetti dell’edificio con le pareti
oggetto di verifica e le relative schede di calcolo con i risultati ottenuti nei quali sono riportati
i valori di (PGA SLV), cioè l’accelerazione di picco al suolo rigido che determina il
raggiungimento dello SLV relativamente al cinematismo considerato (Capacità). Ai fini della
verifica tale valore è stato, quindi, confrontato con i valori della PGA di riferimento ag(PVr),
calcolata al paragrafo 5.4 della presente relazione, secondo le modalità previste dal paragrafo
3.2 del D.M 14.01.2008, in funzione della probabilità di superamento dello Stato Limite
scelto, della vita di riferimento dell'opera e del luogo in cui è situato l'edificio e secondo le
verifiche di sicurezza previste dall’appendice C8A.4.2.3 della Circolare n. 617/2009:
a 0* ≥
a g (PVR ) ⋅ S
q
in cui ag è funzione della probabilità di superamento dello stato limite scelto e della
vita di riferimento come definiti al § 3.2 delle NTC, S è definito al § 3.2.3.2.1 delle N.T.C. e q
è il fattore di struttura, che può essere assunto uguale a 2.0.
In riferimento, invece, ai meccanismi locali che interessano una porzione della
costruzione posta ad una certa quota, si deve tener conto del fatto che l’accelerazione assoluta
alla quota della porzione di edificio interessata dal cinematismo è in genere amplificata
rispetto a quella al suolo. Una approssimazione accettabile consiste nel verificare la seguente
formula:
a 0* ≥
S e (T1 ) ⋅ψ ( Z ) ⋅ γ
q
dove: Se(T1), ψ(Z) e γ sono definite come al punto C8A.4.2.3 della Circolare n.
617/2009, tenendo conto che lo spettro di risposta è riferito alla probabilità di superamento del
10% nel periodo di riferimento VR.
I cinematismi valutati riguardano sostanzialmente il ribaltamento semplice della
porzione di parete della manica ovest interessata dall’inserimento della capriata in legno in
luogo dei puntoni che attualmente risultano in parte poggianti sul setto centrale, con una
minima differente redistribuzione delle azioni trasmesse alla muratura perimetrale. Si
verificherà, in tal senso, il comportamento cinematico della porzione di parete per la
condizione di post-intervento, considerando due differenti fasce di piano di diversa larghezza:
2,1 m e 4,2 m, come nel seguito raffigurate:
125
MECCANISMI DI RIBALTAMENTO SEMPLICE VALUTATI
1
Figura 28 – parete n. 1 – L=2,10 m.
2
Figura 27 – parete n. 2 – L=4,20 m.
126
La schematizzazione delle pareti è stata sviluppata con riferimento alle figure sottostanti:
Elevazione 2
G2
Quota
soprafinestra
Y G2
Quota
sottofinestra
Elevazione 1
G1
Quota
soprafinestra
YG1
Quota
sottofinestra
Figura 29 – Esempio di rappresentazione schematica della parete ribaltante
Ps3
T3
PH α Ps3
αFv3 Fv3
1
1
1 αW 3
1
F H3
Elev. 3
W3
d2
C
Ps2
α Ps2
T2
dv2
αFv2 Fv2
FH 2
αW 2
h2
y G2
B
Elev. 2
W2
hv2
s2
Elev. 1
A
Figura 30 – Schema di calcolo.
127
Si riportano, quindi, nel seguito i risultati ottenuti:
VERIFICA PARETE N. 1 – MANICA OVEST
GEOMETRIA DELLA FACCIATA (*)
Altezza delle fasce murarie
Elevazione
1
2
3
4
Larghezza delle fasce murarie
Larghezza della
Larghezza della
Larghezza della
fascia
fascia
Quota del
Quota del
fascia intermedia
soprafinestra al
sottofinestra al
sottofinestra [m] soprafinestra [m]
al netto delle
netto delle
netto delle
aperture [m]
aperture [m]
aperture [m]
7.00
0.00
2.10
2.10
2.10
5.00
0.00
2.10
2.10
2.10
6.00
0.00
2.10
2.10
2.10
0.70
2.50
2.10
0.60
2.10
Peso specifico
della muratura
γi [kN/m3]
Arretramento
della cerniera
attorno alla
quale avviene il
ribaltamento
rispetto al lembo
esterno della
parete [m]
20.0
20.0
20.0
20.0
CARATTERIZZAZIONE GEOMETRICA DEI MACROELEMENTI
Elevazione
Spessore della
parete al piano iesimo
si [m]
Altezza di
interpiano al
piano i-esimo
hi [m]
1
2
3
4
1.00
0.80
0.60
0.50
7.00
5.00
6.00
3.50
DATI
INIZIALI
Braccio
orizzontale del
carico del solaio
al piano i-esimo
rispetto alla
cerniera
cilindrica
di [m]
Braccio
orizzontale
dell'azione di
archi o volte al
piano i-esimo
rispetto alla
cerniera
cilindrica
dVi [m]
Quota del punto
di applicazione
Quota del
Quota del
di azioni
baricentro della baricentro della
trasmesse da parete al piano i- parete al piano iesimo (**)
archi o volte al
esimo
piano i-esimo
yGi [m]
yGi [m]
hVi [m]
0.80
0.70
3.50
0.50
0.40
3.50
2.50
3.00
1.84
AZIONI SUI MACROELEMENTI
Elevazione
Peso proprio
della parete al
piano i-esimo
W i [kN]
1
2
3
4
294.0
168.0
151.2
46.5
Peso proprio
della parete al
piano i-esimo
(**)
W i [kN]
Carico
trasmesso dal
solaio al piano iesimo
PSi [kN]
Spinta statica
della copertura
PH [kN]
Componente
Componente
verticale della orizzontale della
Azione del
spinta di archi o spinta di archi o tirante al piano ivolte al piano i- volte al piano iesimo
esimo
esimo
Ti [kN]
FVi [kN]
FHi [kN]
150.0
120.0
35.0
2.0
150.0
10.0
10.0
10.0
10.0
(*) Nei casi in cui la parete (o la porzione di parete interessata dal ribaltamento) di geometria regolare risultasse priva di aperture è sufficinete
specificarne l'altezza nella colonna "Quota del sottofinestra" e la larghezza nella colonna "Larghezza della fascia sottofinestra al netto delle aperture".
(**) Da riempire solo in caso di geometrie irregolari dei macroelementi in facciata, non descrivibili attraverso i dati immessi nella sezione
"Geometria della facciata".
128
MOMENTO DELLE AZIONI STABILIZZANTI
DATI DI
CALCOLO
Ribaltamento
delle
elevazioni:
Peso proprio
delle pareti
[kNm]
4-3-2-1
4-3-2
4-3
4
271.2
124.2
57.0
11.6
Carico dei solai Azione di archi o Azione dei tiranti
[kNm]
volte [kNm]
[kNm]
194.0
74.0
74.0
14.0
105.0
105.0
0.0
0.0
515.0
305.0
155.0
35.0
MOMENTO DELLE AZIONI RIBALTANTI
Ribaltamento
delle
elevazioni:
Inerzia delle
pareti [kNm]
4-3-2-1
4-3-2
4-3
4
5815.4
2226.5
818.0
85.4
Ribaltamento
delle
MOLTIPLI- elevazioni:
CATORE
4-3-2-1
α0
4-3-2
4-3
4
Valore di
α0
0.083
0.119
0.143
0.258
Inerzia dei solai Inerzia di archi o
[kNm]
volte [kNm]
Spinta statica di
archi o volte
[kNm]
Spinta statica
della copertura
[kNm]
3962.5
1827.5
1052.5
122.5
1575.0
525.0
0.0
0.0
105.0
35.0
0.0
0.0
43.0
29.0
19.0
7.0
Fattore di
Confidenza
FC
Massa
partecipante
Frazione massa
partecipante
1.35
M*
e*
Accelerazione
spettrale
a0* [m/sec2]
87.574
50.762
30.496
7.525
0.771
0.742
0.848
0.906
0.778
1.163
1.223
2.069
CALCOLO DELLE PGA PER LA VERIFICA DELLO STATO LIMITE DI SALVAGUARDIA DELLA VITA
CIRCOLARE N. 617 DEL 02-02-2009 - ISTRUZIONI PER L'APPLICAZIONE DELLE NTC 14-01-2008
Fattore di struttura q
Coefficiente di amplificazione topografica ST
Categoria suolo di fondazione
PGA di riferimento ag(PVR) [g]
Fattore di amplificazione massima dello spettro FO
Periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro TC* [sec]
Fattore di smorzamento η
Altezza della struttura H [m]
Coefficiente di amplificazione stratigrafica SS
Coefficiente CC
PARAMETR
Fattore di amplificazione locale del suolo di fondazione S
I DI
Numero di piani dell'edificio N
CALCOLO
Coefficiente di partecipazione modale γ
Primo periodo di vibrazione dell'intera struttura T1 [sec]
Ribaltamento Baricentro delle
linee di vincolo
delle
elevazioni:
Z [m]
PGA-SLV
4-3-2-1
4-3-2
4-3
4
7.00
12.00
18.00
Ribaltamento
delle
elevazioni:
min(C8DA.4.9;
C8A.4.10)
4-3-2-1
4-3-2
4-3
4
0.106
0.146
0.090
0.101
ψ(Z) = Z/H
0.333
0.571
0.857
2.00
1.00
C
0.063
2.619
0.288
1.000
21.00
1.500
1.583
1.500
4
1.333
0.490
ag(SLV)
Se(T1)
(C8A.4.9)
(C8A.4.10)
0.106
0.158
0.166
0.281
5.234
3.210
3.621
ag(SLV)
PARETE VERIFICATA
129
VERIFICA PARETE N. 2 – MANICA OVEST
GEOMETRIA DELLA FACCIATA (*)
Altezza delle fasce murarie
Elevazione
1
2
3
4
Larghezza delle fasce murarie
Larghezza della
Larghezza della
Larghezza della
fascia
fascia
Quota del
Quota del
fascia intermedia
soprafinestra al
sottofinestra al
sottofinestra [m] soprafinestra [m]
al netto delle
netto delle
netto delle
aperture [m]
aperture [m]
aperture [m]
7.00
0.00
4.20
4.20
4.20
5.00
0.00
4.20
4.20
4.20
1.00
3.50
4.20
2.70
4.20
0.70
2.50
4.20
1.00
4.20
Peso specifico
della muratura
γi [kN/m3]
Arretramento
della cerniera
attorno alla
quale avviene il
ribaltamento
rispetto al lembo
esterno della
parete [m]
20.0
20.0
20.0
20.0
CARATTERIZZAZIONE GEOMETRICA DEI MACROELEMENTI
Elevazione
Spessore della
parete al piano iesimo
si [m]
Altezza di
interpiano al
piano i-esimo
hi [m]
1
2
3
4
1.00
0.80
0.60
0.50
7.00
5.00
6.00
3.50
DATI
INIZIALI
Braccio
orizzontale del
carico del solaio
al piano i-esimo
rispetto alla
cerniera
cilindrica
di [m]
Braccio
orizzontale
dell'azione di
archi o volte al
piano i-esimo
rispetto alla
cerniera
cilindrica
dVi [m]
Quota del punto
di applicazione
Quota del
Quota del
di azioni
baricentro della baricentro della
trasmesse da parete al piano i- parete al piano iarchi o volte al
esimo
esimo (**)
piano i-esimo
yGi [m]
yGi [m]
hVi [m]
0.80
0.70
3.50
0.50
0.40
3.50
2.50
3.13
1.85
AZIONI SUI MACROELEMENTI
Elevazione
Peso proprio
della parete al
piano i-esimo
W i [kN]
1
2
3
4
588.0
336.0
257.4
89.4
Peso proprio
della parete al
piano i-esimo
(**)
W i [kN]
Carico
trasmesso dal
solaio al piano iesimo
PSi [kN]
Spinta statica
della copertura
PH [kN]
Componente
Componente
verticale della orizzontale della
Azione del
spinta di archi o spinta di archi o tirante al piano ivolte al piano i- volte al piano iesimo
esimo
esimo
Ti [kN]
FVi [kN]
FHi [kN]
300.0
240.0
70.0
4.0
300.0
20.0
20.0
20.0
10.0
(*) Nei casi in cui la parete (o la porzione di parete interessata dal ribaltamento) di geometria regolare risultasse priva di aperture è sufficinete
specificarne l'altezza nella colonna "Quota del sottofinestra" e la larghezza nella colonna "Larghezza della fascia sottofinestra al netto delle aperture".
(**) Da riempire solo in caso di geometrie irregolari dei macroelementi in facciata, non descrivibili attraverso i dati immessi nella sezione
"Geometria della facciata".
130
MOMENTO DELLE AZIONI STABILIZZANTI
DATI DI
CALCOLO
Ribaltamento
delle
elevazioni:
Peso proprio
delle pareti
[kNm]
4-3-2-1
4-3-2
4-3
4
528.0
234.0
99.6
22.4
Carico dei solai Azione di archi o Azione dei tiranti
[kNm]
volte [kNm]
[kNm]
388.0
148.0
148.0
28.0
210.0
210.0
0.0
0.0
815.0
465.0
215.0
35.0
MOMENTO DELLE AZIONI RIBALTANTI
Ribaltamento
delle
elevazioni:
Inerzia delle
pareti [kNm]
4-3-2-1
4-3-2
4-3
4
10919.0
4081.4
1507.4
165.1
Ribaltamento
delle
MOLTIPLI- elevazioni:
CATORE
4-3-2-1
α0
4-3-2
4-3
4
Valore di
α0
0.075
0.106
0.118
0.174
Inerzia dei solai Inerzia di archi o
[kNm]
volte [kNm]
Spinta statica di
archi o volte
[kNm]
Spinta statica
della copertura
[kNm]
7925.0
3655.0
2105.0
245.0
3150.0
1050.0
0.0
0.0
210.0
70.0
0.0
0.0
86.0
58.0
38.0
14.0
Fattore di
Confidenza
FC
Massa
partecipante
Frazione massa
partecipante
1.35
M*
e*
Accelerazione
spettrale
a0* [m/sec2]
170.292
96.792
57.874
14.748
0.766
0.734
0.864
0.908
0.709
1.046
0.988
1.393
CALCOLO DELLE PGA PER LA VERIFICA DELLO STATO LIMITE DI SALVAGUARDIA DELLA VITA
CIRCOLARE N. 617 DEL 02-02-2009 - ISTRUZIONI PER L'APPLICAZIONE DELLE NTC 14-01-2008
Fattore di struttura q
Coefficiente di amplificazione topografica ST
Categoria suolo di fondazione
PGA di riferimento ag(PVR) [g]
Fattore di amplificazione massima dello spettro FO
Periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro TC* [sec]
Fattore di smorzamento η
Altezza della struttura H [m]
Coefficiente di amplificazione stratigrafica SS
Coefficiente CC
PARAMETR
Fattore di amplificazione locale del suolo di fondazione S
I DI
Numero di piani dell'edificio N
CALCOLO
Coefficiente di partecipazione modale γ
Primo periodo di vibrazione dell'intera struttura T1 [sec]
Ribaltamento Baricentro delle
linee di vincolo
delle
elevazioni:
Z [m]
PGA-SLV
4-3-2-1
4-3-2
4-3
4
7.00
12.00
18.00
Ribaltamento
delle
elevazioni:
min(C8DA.4.9;
C8A.4.10)
4-3-2-1
4-3-2
4-3
4
0.096
0.131
0.072
0.068
ψ(Z) = Z/H
0.333
0.571
0.857
2.00
1.00
C
0.063
2.619
0.288
1.000
21.00
1.500
1.583
1.500
4
1.333
0.490
ag(SLV)
Se(T1)
(C8A.4.9)
(C8A.4.10)
0.096
0.142
0.134
0.189
4.707
2.594
2.438
ag(SLV)
PARETE VERIFICATA
131
7.6
Valutazioni qualitative sulla vulnerabilità sismica globale delle unità
strutturali oggetto e scheda sinottica dell’intervento
Ai fini di una valutazione complessiva della vulnerabilità, si ritiene, inoltre, necessario
esaminare, pur se solo in forma qualitativa, alcuni aspetti non presi in conto nel modello di
calcolo globale, ma in grado di influenzare il comportamento sismico dell’edificio, e
formulare dei giudizi che possono meglio affinare i risultati che scaturiscono dalle analisi
precedenti.
Si sono, quindi, individuate quattro categorie di informazioni che, in vario modo,
possono influenzare la vulnerabilità dell’opera e modificare la valutazione quantitativa fornita
dal modello di calcolo. Tali informazioni sono relative alla qualità strutturale globale,
all’adeguatezza del modello di calcolo, alla qualità delle informazioni e assunzioni fatte, alla
vulnerabilità delle parti non strutturali.
I risultati scaturiti dalle analisi quantitative svolte nei capitoli precedenti vanno riferiti
al contesto generale dell’intera indagine ed ai relativi limiti, legati alla semplificazione del
modello matematico e dall’incompletezza delle informazioni sulla geometria della struttura e
sulle resistenze dei materiali (fattori di confidenza). È opportuno precisare, inoltre, che il
modello matematico adottato non tiene conto di eventuali effetti torsionali, conseguenti ad
una sfavorevole distribuzione in pianta degli elementi resistenti, e produce una valutazione
della vulnerabilità al collasso strutturale d’insieme, ma non tratta la vulnerabilità delle parti
non strutturali. In particolare non viene valutato il pericolo di crollo di elementi di
tamponatura e tramezzatura, nonché di eventuali appendici a mensola (camini, cornicioni,
etc.), spesso caratterizzate da fragilità e bassa resistenza, che possono determinare condizioni
di pericolo per le persone. A completamento delle valutazioni quantitative dette, si è ritenuto,
perciò, necessario effettuare un’analisi qualitativa di alcuni aspetti che possono incidere sia
sulla valutazione numerica della vulnerabilità d’insieme, sia sulla vulnerabilità delle parti non
strutturali, così da fornire un quadro di giudizio più completo della vulnerabilità dell’opera.
Il primo gruppo di fattori riguarda la qualità strutturale globale e la rispondenza del
modello all’effettivo comportamento sismico dell’edificio, in conseguenza sia delle
caratteristiche strutturali non messe in conto nel modello, sia delle necessariamente limitate
indagini eseguite.
Il secondo gruppo di fattori è relativo alle caratteristiche rilevabili, essenzialmente
geometriche, delle parti non strutturali pericolose. Si sono, pertanto, individuate quattro
132
categorie di informazioni che, in vario modo, possono influenzare la vulnerabilità
complessiva dell’opera e modificare la valutazione quantitativa fornita dal modello di calcolo.
Di seguito sono descritte le diverse categorie ed elencati i principali fattori presi in esame:
1) Fattori che influiscono sulla qualità strutturale globale
Comprendono caratteristiche della costruzione e indicatori più o meno diretti della qualità
costruttiva, dello stato di conservazione ed altri elementi che possono influenzare
negativamente il comportamento della costruzione, come ad esempio:
Età di costruzione.
Stato di degrado.
Danno preesistente (quadro fessurativo).
Destinazione d’uso originaria diversa.
Giunti strutturali inadeguati.
Evidenza di cedimenti fondali.
Solai di caratteristiche non adeguate alla luce e all’utilizzo e/o con evidenti
inflessioni o lesioni.
Muratura di scarsa qualità (di pietrame a sacco o in laterizio), soggetta a
comportamenti fragili per instabilità o per costituzione dei materiali e
dell’apparecchio murario.
2) Fattori che influiscono sull’adeguatezza del modello di calcolo o di valutazione globale
Comprendono caratteristiche morfologiche della costruzione che possono influenzare
negativamente il comportamento della costruzione, rispetto a quanto ipotizzato nel modello di
calcolo, come ad esempio:
Irregolarità di forma in pianta (pianta non compatta, non simmetrica) con eccentricità di massa
Irregolarità di rigidezza e/o resistenza in pianta (distribuzione disuniforme in pianta
delle tamponature, presenza di nuclei ascensori o setti strutturali in c.a. in posizione
eccentrica).
Irregolarità di forma in elevazione (rastremazioni in elevazione).
Irregolarità di rigidezza e/o resistenza in elevazione (distribuzione disuniforme in
elevazione delle tamponature – piano soffice, brusca interruzione di elementi
strutturali con riduzione verso il basso, rastremazione dei pilastri).
Tamponature con finestrature a nastro o tali da determinare “pilastri corti” [solo c.a.]
133
Disposizione irregolare delle aperture e presenza di piccole aperture e nicchie nelle
strutture murarie che possono influenzare il comportamento sismico.
Presenza di spinte statiche (tetti, volte, archi, terreno, ecc.).
Presenza di pareti intersecate da pareti trasversali ad interasse elevato (>7m).
Elevata snellezza dell’edificio.
Elevata snellezza delle strutture verticali
3) Qualità delle informazioni e assunzioni fatte
Comprendono indicazioni sulla qualità delle informazioni e sul grado di conoscenza acquisito
attraverso i sopralluoghi, saggi e documentazione disponibile, come ad esempio:
Disponibilità del progetto o del rilievo architettonico.
Disponibilità del progetto strutturale o di altri elaborati (anche in percentuale) di
carpenteria, dettagli di armature e calcoli.
Numero di saggi effettuati sugli elementi strutturali (per individuazione delle
armature e verifica delle dimensioni o per determinazione delle caratteristiche delle
murature e dell’apparecchio murario).
Numero di indagini distruttive e non distruttive effettuate sugli elementi strutturali
per valutare le caratteristiche meccaniche dei materiali.
Ripetitività degli elementi strutturali.
Numero di saggi effettuati sugli elementi non strutturali (tamponature e
tramezzature).
Sulla scorta dei criteri di valutazione sopra elencati, con riferimento al D.M.
14.01.2008 e alle Linee Guida MIBAC è stata, quindi, compilata e riportata nel seguito
la scheda sinottica dell’intervento prevista dalla Direttiva del Presidente del Consiglio
dei Ministri del 09.02.2011 – Circolare n. 15 del 30.04.2015, dalla quale si può evincere
come gli interventi in progetto, strutturalmente configurabili come interventi di
manutenzione straordinaria e riparazione locale, nel complesso, non determinano alcuna
variazione sostanziale del comportamento strutturale accertato dell’edificio, anche con
riferimento alle porzioni limitrofe a quelle oggetto di intervento, comportando,
contestualmente, un miglioramento locale delle condizioni di sicurezza preesistenti.
134