1
Sommario
CAPITOLO 5: Lo stato attuale ... 2
5.1 Il progetto iniziale ... 2
5.1.1 Gli elementi strutturali ... 2
5.1.2 Schemi e condizioni di carico ... 5
5.1.3 Verifiche ... 6
5.2 Il cambio di Normativa ... 8
5.3 Prove di carico in situ ... 13
CAPITOLO 5: Lo stato attuale
5.1 Il progetto iniziale
5.1.1 Gli elementi strutturali
Il progetto originario del capannone oggetto di studio prevede una struttura realizzata elementi prefabbricati in calcestruzzo armato: in particolare, i tegoli di copertura, le travi di banchina al livello della copertura e le travi reggi solaio dell’o
sono realizzate in calcestruzzo armato precompresso, mentre i pilastri, anch’essi prefabbricati, sono in calcestruzzo armato.
presentano una sezione, rispettivamente, ad H ed a V
solaio possono presentare una sezione rettangolare di lati 65x50 cm oppure 80x50 cm; tutti i pilastri invece hanno una forma quadrata
riportate le caratteristiche geometriche e dei m
Figura 5.1. Sezione dei tegoli di copertura (sinistra) e delle travi di banchina (destra)
Tabella 5.1. Caratteristiche geometriche e materiali degli elementi strutturali b [m] h [m]
Tegoli 1,2 0,8
Travi H 0,5 0,9
Travi 65x50 0,65 0,6 Travi 80x50 0,8 0,5 Pilastri 0,5 0,5
Lo stato attuale
Il progetto iniziale
5.1.1 Gli elementi strutturali
Il progetto originario del capannone oggetto di studio prevede una struttura realizzata elementi prefabbricati in calcestruzzo armato: in particolare, i tegoli di copertura, le travi di banchina al livello della copertura e le travi reggi solaio dell’orizzontamento intermedio sono realizzate in calcestruzzo armato precompresso, mentre i pilastri, anch’essi prefabbricati, sono in calcestruzzo armato. Gli elementi di copertura (travi e tegoli) presentano una sezione, rispettivamente, ad H ed a V (figura 5.1)
possono presentare una sezione rettangolare di lati 65x50 cm oppure 80x50 cm; tutti i pilastri invece hanno una forma quadrata di lato pari a 50 cm. Nella
riportate le caratteristiche geometriche e dei materiali degli elementi strutturali.
Sezione dei tegoli di copertura (sinistra) e delle travi di banchina (destra)
Caratteristiche geometriche e materiali degli elementi strutturali h [m] Area [m2] Jx [m4] Jy [m4] E [kN/m
0,8 0,16 0,102 0,073 4,22 * 10 0,9 0,27 0,008 0,017 4,22 * 10 0,6 0,26 0,003 0,009 4,22 * 10 0,5 0,40 0,008 0,021 4,22 * 10 0,5 0,25 0,005 0,005 4,02 * 10
2
Il progetto originario del capannone oggetto di studio prevede una struttura realizzata con elementi prefabbricati in calcestruzzo armato: in particolare, i tegoli di copertura, le travi di rizzontamento intermedio sono realizzate in calcestruzzo armato precompresso, mentre i pilastri, anch’essi Gli elementi di copertura (travi e tegoli) ) mentre le travi reggi possono presentare una sezione rettangolare di lati 65x50 cm oppure 80x50 cm; tutti i Nella tabella 5.1 vengono ateriali degli elementi strutturali.
Sezione dei tegoli di copertura (sinistra) e delle travi di banchina (destra)
Caratteristiche geometriche e materiali degli elementi strutturali
E [kN/m2] fck [kN/m2] 4,22 * 108 55000 4,22 * 108 55000 4,22 * 108 55000 4,22 * 108 55000 4,02 * 108 50000
3
Nelle figure 5.2 e 5.3 vengono mostrate le piante del capannone e la posizione dei vari elementi strutturali con relativa nomenclatura.
H2 H5
H2
H1 H3 H4
H6
H7
T1 T2 T2 T2 T2 T3 T4 T5
Figura 5.2. Pianta e nomenclatura degli elementi strutturali della copertura
N
O
S
E
Carro ponte 10 tonn.
3
4 6
5
2
1
A B C D E F
5
6
4
2
A B
3
A
C E F
D
TS2 80X50 TS1 65X50
TS6 80X50
TS5 65X50
TS3 65X50 TS4 65X50
Figura 5.3. Pianta e nomenclatura di pilastri e travi di interpiano
4
Le fondazioni sono di tipo superficiale e sono realizzate mediante dei plinti a bicchiere collegati tra loro mediante dei cordoli.
Tali plinti hanno una ciabatta inferiore di spessore pari a 40 cm mentre il dado ha un’altezza di 80 cm: per quanto riguarda le dimensioni in pianta, la ciabatta ha forma quadrata e lato pari a 200 cm mentre il dato, anch’esso quadrato, pari a 110 cm; il bicchiere ha la stessa altezza del dado ed ha una forma quadrata con lato pari a 60 cm (figura 5.4).
Le dimensioni appena riportate sono comuni ai plinti posti al piede di tutti i pilastri, ad eccezione dei plinti alla base di D3-E2 e di D6-E6 i quali, data la vicinanza di questi pilastri, sono doppi: entrambi hanno una ciabatta di spessore pari a 40 cm e di dimensioni in pianta pari a 300x300 cm, ma il dado del plinto alla base di D3-E2 ha una pianta rettangolare di lati 170x185 cm mentre quello del plinto al piede di D6-E6 di lati 120x170 cm; in quest’ultimo inoltre il bicchiere ha una forma rettangolare con lati pari a 70x120 cm, mentre nel primo il bicchiere consiste in due cavità quadrate di 60 cm di lato.
I plinti sono collocati su un getto di calcestruzzo magro di spessore pari a 10 cm.
I cordoli di collegamento hanno una sezione quadrata di lato pari a 30 cm e collegano la parte superiore del bicchiere dei plinti: i cordoli posti sul perimetro esterno del capannone non sono centrati, ma hanno un’eccentricità rispetto all’asse dei pilastri tale da fare in modo che i tamponamenti esterni gravitino su di essi; gli altri cordoli sono invece centrati.
5 Figura 5.4. Pianta, prospetto e sezione di un plinto tipo
5.1.2 Schemi e condizioni di carico
Lo schema di carico cui fanno riferimento i calcoli relativi ai tegoli di copertura, alle travi di banchina e alle travi reggi solaio è quello del semplice appoggio: per quanto riguarda i pilastri invece, si assume che essi siano incernierati in testa ed incastrati al piede per effetto del contrasto dovuto al bicchiere.
I carichi presi in considerazione sono quelli riportati nella tabella 5.2 .
Per quanto riguarda invece l’azione sismica, in osservanza a ciò che è riportato nel DM 96 essa è stata ricavata a partire dai valori dei relativi parametri riportati nella tabella 5.3 .
Tabella 5.2. Elenco dei carichi
Tipologia Carico
STRUTTURALI
Peso proprio tegoli copertura 4,00 kN/m
Peso proprio travi ad H 6,70 kN/m
Peso proprio delle travi da solaio 65x50 6,50 kN/m Peso proprio delle travi da solaio 80x60 10,00 kN/m
PERMANENTI
Peso proprio pilastri 6,25 kN/m
Peso proprio solaio intermedio 4,80 kN/m2
Peso proprio copertura 0,10 kN/m2
Peso proprio pannelli tamponamento 4,00 kN/m2
VARIABILI
Carico accidentale solaio intermedio 3,50 kN/m2
Carico neve 0,92 kN/m2
Carico vento 0,92 kN/m2
Tabella 5.3. Parametri spettrali dell’azione sismica del capannone in esame secondo il DM 96
Zona sismica 2
Grado di sismicità S 9
Coefficiente di intensità sismica C 0,07
Coefficiente di protezione I 1
Coefficiente di struttura β 1
Coefficiente di fondazione ε 1
6
5.1.3 Verifiche
I tegoli sono stati verificati come elementi semplicemente appoggiati soggetti ai carichi verticali presenti nella loro zona di competenza: su di essi sono state effettuate verifiche di resistenza nei confronti della sollecitazione a momento flettente e a taglio e verifiche di fessurazione; nella tabella 5.4 vengono riportate le verifiche di resistenza per ogni tegolo di diverse caratteristiche.
Le travi di banchina ad H sono state verificate come elementi semplicemente appoggiati soggetti ai carichi verticali presenti nella loro zona di competenza: su di essi sono state effettuate verifiche di resistenza nei confronti della sollecitazione a momento flettente e a taglio e verifiche di fessurazione; nella tabella 5.5 vengono riportate le verifiche di resistenza per ogni tegolo di diverse caratteristiche.
Le travi di interpiano sono state verificate come elementi semplicemente appoggiati soggetti ai carichi verticali presenti nella loro zona di competenza: su di essi sono state effettuate verifiche di resistenza nei confronti della sollecitazione a momento flettente e a taglio e verifiche di fessurazione; nella tabella 5.6 vengono riportate le verifiche di resistenza per ogni tegolo di diverse caratteristiche.
I pilastri sono verificati come elementi incastrati alla base e caricati in sommità dalla risultante dei carichi verticali degli elementi soprastanti e dai carichi orizzontali dovuti dal sisma e dal vento: essi sono stati verificati nei confronti della pressoflessione deviata in corrispondenza dello sforzo normale minimo agente. Nella tabella 5.7 sono riportate le verifiche a pressoflessione nelle due direzioni X e Y.
7 Tabella 5.4. Verifiche dei tegoli di copertura
Tegoli Caratteristiche sollecitanti Caratteristiche resistenti Taglio [kN] Momento [kN*m] Taglio [kN] Momento [kN*m]
T1 – T2 45 197 79 451
T3 - T4 – T5 51 434 86 825
Tabella 5.5. Verifiche delle travi di banchina
Travi Caratteristiche sollecitanti Caratteristiche resistenti Taglio [kN] Momento [kN*m] Taglio [kN] Momento [kN*m]
H1 – H3 – H5 – H6 56 125 71 579
H2 89 330 115 860
H4 – H7 93 307 128 860
Tabella 5.6. Verifiche delle travi di interpiano
Travi Caratteristiche sollecitanti Caratteristiche resistenti Taglio [kN] Momento [kN*m] Taglio [kN] Momento [kN*m]
TS1 – TS5 115 452 188 1124
TS2 – TS6 204 821 342 1878
TS3 – TS4 99 210 127 698
Tabella 5.7. Verifiche dei pilastri
Pilastri Nmin
[kN]
MEd,X
[kN*m]
MEd,Y
[kN*m]
MRd,X
[kN*m]
MRd,Y
[kN*m]
A3 – D6 – E2 – A5 91 62 302 177 355
D3 – F2 – F4 – E4 168 63 305 250 370
A6 254 74 308 123 387
C3 258 73 277 101 305
C6 – B3 – B6 114 83 186 200 387
F1 301 91 155 93 144
F6 - E6 359 68 169 113 173
8
C1 238 58 283 93 400
E1 43 154 238 0 244
5.2 Il cambio di Normativa
Il progetto del capannone oggetto di questa tesi è stato consegnato presso il Genio Civile nell’Agosto del 2007: per questo motivo, esso è stato concepito e progettato sulla base delle prescrizioni del Decreto Ministeriale del 16/01/1996 (DM 96) [19] , il quale costituiva la Normativa vigente ai tempi della realizzazione della struttura in esame; attualmente invece la Norma vigente è rappresentata dal Decreto Ministeriale del 14/01/08 “Nuove norme tecniche per le costruzioni” [5] .
Le differenze tra le due normative relativamente alla progettazione in zona sismica non sono solamente di tipo quantitativo, ma consistono anche in un diverso approccio nella
Secondo la vecchia Normativa, le strutture venivano verificate introducendo un’azione orizzontale offerta dalla relazione:
, = ∗ ∗ ∗ ∗ ∗
in cui:
C è il coefficiente di intensità sismica pari a (S-2)/100;
S è il grado di sismicità, pari a 4, 6, 9 o 12 a seconda della zona di sismicità;
I è il coefficiente di protezione sismica, compreso tra 1 e 1,4 a seconda del tipo di opera;
R(T) è il coefficiente di risposta in funzione del periodo proprio della struttura, pari a:
1,0 < 0,8 0,862
# $⁄ > 0,8
β è il coefficiente di struttura;
ε è il coefficiente di fondazione;
W è il “peso” da considerare per la valutazione delle azione sismiche.
L’azione orizzontale veniva poi sommata a “..tutte le altre azioni esterne, senza alcuna riduzione dei sovraccarichi, ma con l’esclusione dell’azione del vento”.
Il punto chiave dell’analisi sismica condotta tramite il DM 96 era la valutazione del grado di sismicità della zona di costruzione dell’edificio in esame, sulla base di una classificazione dell’intero territorio italiano in 4 diverse zone di sismicità: il tipo di struttura invece non
9
entrava, se non marginalmente, nella determinazione dell’azione sismica, la quale inoltre non era diversa per terremoti di media o forte intensità.
Con lo sviluppo delle conoscenze dell’Ingegneria Sismica durante gli anni, ci si è resi conto che il problema della progettazione anti-sismica è collegato all’energia: si è cioè fatto strada il concetto per il quale affinché una struttura non pervenga al collasso durante l’evento sismico occorre che possa assorbire e dissipare l’energia trasmessa nel corso dell’eccitazione dinamica provocata dal sisma.
Una struttura può quindi essere progettata per essere progettata per:
• Resistere alle azioni orizzontali per mezzo della sola rigidezza (rimanendo in campo elastico, tutta l’energia immessa durante l’evento sismico viene trasformata in energia elastica;
• Resistere alle azioni dinamiche dissipando energia, quindi consentendo grandi spostamenti in fase plastica (dissipando una certa quantità di energia per isteresi, cioè secondo la propria duttilità).
Nel primo caso, corrispondente alle verifiche per eventi sismici di bassa-media intensità, la struttura necessità di resistere ad azioni di elevata intensità, mentre nel secondo, applicabile per i terremoti di forte intensità, ammettendo che la struttura dissipi energia grazie alle proprie deformazioni, si dovrà garantire la resistenza nei confronti di azioni equivalenti di minori intensità.
Questa differenza di comportamento viene numericamente tradotta nel “fattore di struttura q”, ovvero da quel parametro per il quale occorre dividere le ordinate dello spettro di risposta elastico Se per ottenere lo spettro di progetto Sd: tale parametro, rappresentando la capacità dissipativa della struttura, dipenderà dallo schema statico, dal tipo di elementi che lo compongono, dal grado di iperstaticità e dalla regolarità in pianta e in elevazione.
In particolare, il fattore di struttura sarà dato dal prodotto tra un parametro che traduce la regolarità in altezza (kR) e un parametro q0 che rappresenta il valore massimo del fattore di struttura in corrispondenza delle varie tipologie di strutture e della classe di duttilità adottata: tale valore è presente nella tabella 7.4.1. delle NTC.
Oltre alla differente impostazione dell’analisi sismica, secondo le NTC 08 i parametri sismici di ingresso per la valutazione dello spettro di risposta non sono più definiti per
“zone” (come per il DM 96), ma a livello puntuale e a seconda dello stato limite verso il
10
quale si vuole effettuare la verifica: il territorio nazionale infatti è stato suddiviso mediante un reticolo a maglia quadrata con lato di circa 5,5km, in corrispondenza dei vertici del quale vengono forniti i valori spettrali di riferimento:
• ag accelerazione orizzontale massima al sito;
• F0 valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale;
• T*C periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale.
Come detto, tali parametri non dipendono solo dal luogo di riferimento, ma anche dall’intensità del terremoto relativo allo stato limite che si vuole analizzare, tradotto dal tempo di ritorno del sisma corrispondente. Tale dipendenza si riscontra anche nei parametri TB TC TD, i quali rappresentano i valori di periodo in corrispondenza dei quali cambia l’equazione che descrive l’ordinata dello spettro.
In aggiunta a tali valori, le NTC 08 introducono dei parametri che caratterizzano la risposta sismica locale sulla base del tipo di sottosuolo e delle condizioni topografiche: per il primo aspetto, vengono identificate 4 diverse categorie di sottosuolo (Tabella 3.2.II delle NTC 08) a cui corrispondo valori diversi dei coefficienti Ss e Cc (il primo modifica le ordinate dello spettro di risposta, mentre il secondo la forma); il secondo aspetto invece prevede la definizione di un coefficiente ST che amplifica o meno l’ordinata dello spettro; il prodotto tra SS e ST dà il coefficiente S.
Una volta ricavati questi parametri, lo spettro elastico della struttura è definito come:
0 ≤ < ( )* = +,∙ ) ∙ . ∙ / ∙ 0
(+ 1
. ∙ /21 −
(45
( ≤ < 6 )* = +,∙ ) ∙ . ∙ /
6 ≤ < 7 )* = +, ∙ ) ∙ . ∙ /∙ 2 64
7 ≤ )* = +,∙ ) ∙ . ∙ /∙ 2 6∙ 7
# 4
Nella tabella 5.1 vengono riportati i valori dei parametri che definiscono lo spettro di progetto dell’edificio in esame secondo le NTC 08; nella tabella 5.2 invece sono riportati i valori dei parametri utilizzati nel progetto originale e relativi al DM 96.
11 Tabella 5.8. Parametri spettrali dell’azione sismica del capannone in esame secondo le NTC 08
Coordinate geografiche
Latitudine [DEG sessadecimale] N 10,4462
Longitudine [DEG sessadecimale] E 44,0583
Suolo e topografia
Cat. suolo di fondazione B
Categoria topografica T1
Coeff. di amplificazione topografica ST 1,2
Varie
Vita nominale dell'opera (10, 50, 100) VN [anni] 50
Classe d'uso (I, II, III, IV) III
Coefficiente d'uso CU 1
Periodo di riferimento VR [anni] 75
Struttura
Descrizione Struttura a pilastri isostatici
Classe di duttilità B
Fattore riduttivo kw 0,8
Massimo fattore di struttura q0 2,5
Coefficiente riduttivo per regolarità KR 0,8
Fattore di struttura q 2
Coeff. di smorz. viscoso equiv. ξ 5%
Fattore di smorzamento viscoso η 1,00
Inverso fattore di struttura 1/q 0,5
Descrizione suolo di fondazione:
Categoria B
Rocce tenere e depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fina molto 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 360 m/s e 800 m/s (ovvero NSPT,30 > 50 nei terreni a grana grossa e cu,30 > 250 kPa nei terreni a grana fina).
DATI SPETTRALI Stati limite d'esercizio Stati limite ultimi
SLO SLD SLV SLD
Probab. di sup. PVr [%] 81 63 10 5
Periodo di ritorno TR [anni] 45 75 712 1462
Accelerazione ag [m/s2] 0,706 0,9054 2,1984 2,786
ag/g 0,072 0,0923 0,2241 0,284
Fattore di
amplificazione F0 2,44 2,425 2,428 2,422
Periodo in. velocità
costante TC* [s] 0,249 0,26 0,28 0,297
Coeff. sottosuolo CC 1,450 1,442 1,418 1,401
Coeff. di amplif.
stratigrafica SS 1,2 1,2 1,184 1,127
Coefficiente di sito ST 1,0 1,0 1,0 1,0
Periodi
TB [s] 0,121 0,125 0,132 0,139
TC [s] 0,362 0,374 0,397 0,416
TD [s] 1,888 1,969 2,496 2,736
12 Tabella 5.9. Parametri spettrali dell’azione sismica del capannone in esame secondo il DM 96
Zona sismica 2
Grado di sismicità S 9
Coefficiente di intensità sismica C 0,07
Coefficiente di protezione I 1
Coefficiente di struttura β 1
Coefficiente di fondazione ε 1
In base ai valori dei parametri appena illustrati, nella figura 5.1 viene riportato il confronto tra lo spettro di risposta assunto nel progetto condotto mediante il DM 96 e quello che invece va preso in considerazione, secondo le NTC 08, per le analisi allo Stato Limite ultimo di salvaguardia della Vita (SLV); si nota immediatamente che il valore massimo di accelerazione spettrale, con la Normativa attualmente in vigore, assume un valore molto maggiore del corrispettivo atteso con il DM 96.
In particolare, il loro rapporto è pari a circa 4.5: questo significa che l’azione sismica da tenere in conto per l’adeguamento sismico del capannone è molto maggiore di quella che è stata valutata nella progettazione originaria secondo il DM 96.
13 Figura 5.5. Confronto tra spettro di progetto del DM 96 e delle NTC 08
5.3 Prove di carico in situ
In data 11 Aprile 2013 sono state condotte delle prove di carico in situ da parte del Laboratorio Analisi della Sigma Etruria S.r.l., finalizzate a valutare lo stato di fattodegli elementi di copertura posizionati nelle vicinanze della zona di innesco dell’incendio.
La prova è stata eseguita sui due tegoli indicati in figura 5.2, in quanto, ad un’analisi visiva, erano quelli le cui condizioni richiedevano un
Le prove di carico hanno dunque interessato due travi in c.a.p. a sezione a “V”, di luce 13.60 metri e con un interasse di 5.20 metri: la loro esecuzione è avvenuta mediante l’utilizzo di 2 pistoni oleodinamici in trazione di portata massima 15000 daN, azionati da una pompa mediante una centralina elettronica con controllo in continuo della forza applicata grazie ad una cella di carico da 250 kN; uno strumento a lettura ottica ha inoltre reso possibile la valutazione degli abbassamenti dei punti di controllo per ciascuno step delle prove di carico. Il contrasto necessario per la messa in carico dei pistoni è stato ottenuto mediante l’utilizzo di un rullo compattatore monocilindro di peso elevato.
0,000 0,050 0,100 0,150 0,200 0,250 0,300 0,350
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0
Sd [g]
Periodo T [s]
Spettro di progetto (componente orizzontale)
NTC 08 DM 96
14
3
4 6
5
2
1 1
A B C D E F
5
6
4
2
A B
3
Tegolo della prova n.2 Tegolo della prova n.1
H2 H5
H2
H1 H3 H4
H6
H7
Figura 5.6. Posizione delle travi sottoposte a prova di carico in situ
Per entrambi i tegoli presi sottoposti a prova lo schema di carico è stato quello rappresentato in figura 5.3 : i pistoni sono stati posizionati a L/3 e 2L/3 della luce della trave in modo da applicare delle forze concentrate secondo condizioni simmetriche. Il valore della forza F massima da applicare sul tegolo è stato ottenuto tramite l’equivalenza del momento sollecitante in mezzeria e ai vincoli con quello causato dai carichi uniformemente ripartiti allo stato limite di esercizio.
8
8 9: ;<=>>=<?> ? = 192 +AB#
C + C D E = 5.2 B HI C D E = 13.6 B
K=L = 38 ∗ 9 ∗ ∗ H = 0.375 ∗ 192 ∗ 5.2 ∗ 13.6 ≅ 5000 +A O
Il valore massimo è stato raggiunto mediante una successione di step intermedi, per ognuno dei quali è avvenuta la lettura degli abbassamenti del tegolo agli appoggi ed in mezzeria (mire V1 V2 e V3) e quella delle travi ad H in corrispondenza degli appoggi del tegolo (mire H1 e H2). Per il tegolo soggetto alla prova n.1 sono stati effettuati due cicli di carico
15
con diverso valore della forza finale, in modo da monitorare in maniera più continua il suo comportamento sotto carico: il tegolo della prova n.2 invece, versando in condizioni migliori, è stato oggetto di un solo ciclo di carico. Alla fine di ciascun ciclo di carico è stata poi effettuata una lettura degli abbassamenti in corrispondenza dello scarico.
Nella figura 5.4 è mostrata la disposizione degli elementi di carico e di contrasto per l’esecuzione delle prove, mentre nella figura 5.5 sono illustrati il particolare dell’aggancio dei pistoni al tegolo e dell’apparecchiatura elettronica di controllo del carico.
F F
V2
V1 V3
H1 H2
Figura 5.7. Schema di carico delle prove e posizione delle mire ottiche
16 Figura 5.8. Posizionamento dei pistoni sul tegolo e sul rullo di contrasto
Figura 5.9. Particolari dell’aggancio dei pistoni al tegolo (sinistra) e dell’apparecchiatura elettronica utilizzata durante la prova (destra)
17
Nelle tabelle 5.3 e 5.4 sono riportati i valori numerici degli abbassamenti,relativi ai cinque punti di controllo, rilevati per ogni step di carico in corrispondenza dei diversi valori di carico applicato in ciascun pistone. I valori della freccia in mezzeria del tegolo (V3) sono poi stati utilizzati per realizzare dei grafici di tipo carico-spostamento relativi ad ogni ciclo di carico. Tali grafici sono riportati nelle figure 5.6-5.8 .
Tabella 5.10. Tabella carico-spostamenti della prova n°1
Ciclo Carico [daN/pistone]
Mire ottiche [0,1 mm]
V1 V2 V3 H1 H2
1
0 0 0 0 0 0
1000 6 34 4 1 1
2000 7 61 5 1 2
3000 7 96 6 2 2
0 2 3 2 0 0
2
0 0 0 0 0 0
1000 2 28 1 1 1
2000 2 57 2 2 1
3000 3 89 6 3 2
4000 6 126 6 4 4
4500 6 147 6 4 4
5000 7 162 8 5 6
0 -1 -2 0 0 0
Tabella 5.11. Tabella carico-spostamenti della prova n°2
Ciclo Carico [daN/pistone]
Mire ottiche [0,1 mm]
V1 V2 V3 H1 H2
1
0 0 0 0 0 0
1000 4 32 2 0 1
2000 6 61 9 5 7
3000 11 90 14 9 10
4000 18 129 15 11 16
4500 21 148 21 15 19
5000 24 168 23 16 20
18
0 2 10 1 1 2
Figura 5.10. Grafico carico-freccia in mezzeria relativo al 1° ciclo di carico della prova n.1
Figura 5.11. Grafico carico-freccia in mezzeria relativo al 2° ciclo di carico della prova n.1
0 500 1000 1500 2000 2500 3000 3500
0 2 4 6 8 10
Carico [daN/pistone]
Freccia in mezzeria [mm]
Grafico carico-freccia 1° ciclo di carico prova n.1
carico scarico
0 1000 2000 3000 4000 5000 6000
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20
Carico [daN/pistone]
Freccia in mezzeria [mm]
Grafico carico-freccia 2° ciclo di carico prova n.1
carico scarico
19 Figura 5.12. Grafico carico-freccia in mezzeria relativo al 1° ciclo di carico della prova n.2
In tutti e 3 i grafici precedentemente riportati è possibile osservare un legame pressoché lineare tra il carico applicato mediante i pistoni e i valori di abbassamento del tegolo in mezzeria: questo tipo di andamento suggerisce che, per i valori di carico attendibili in fase di esercizio, le due travi di copertura oggetto di prova mantengono un comportamento elastico lineare che non sembra risentire dell’esposizione alle alte temperature avvenuto durante l’incendio.
Tale deduzione è confortata anche dal valore dell’abbassamento registrato in corrispondenza del carico massimo applicato: in base alle caratteristiche geometriche ed al tipo di materiale dei tegoli ricavabili dal progetto originario, l’abbassamento teorico previsto in mezzeria è di 14.5 mm, mentre durante la prova di carico è stato registrato un valore pari a 15,5 mm, pari alla feccia decurtata dell’abbassamento rilevato in corrispondenza degli appoggi.
La ridotta differenza tra questi valori sembra confermare il mantenimento della resistenza del tegolo di copertura, mentre l’andamento lineare del grafico carico-freccia, oltre che il recupero dell’intera deformazione allo scarico, indica che la trave denota un comportamento in fase elastica, così come da progetto.
Quest’ultima osservazione è estendibile anche per quanto riguarda le travi ad H che realizzano il vincolo di appoggio dei tegoli di copertura: i ridotti valori di abbassamento registrati in corrispondenza della sezione sotto l’appoggio ed il loro totale recupero allo scarico mostrano che anch’esse hanno un comportamento elastico lineare.
Da queste osservazioni si deduce quindi che i tegoli di copertura presentano un comportamento sotto carico che non denuncia anomalie causate dall’esposizione alle alte
0 1000 2000 3000 4000 5000 6000
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18
Carico [daN/pistone]
Freccia in mezzeria [mm]
Grafico carico-freccia prova n.2
Serie1 Serie2
20
temperature, dunque si può concludere che essi non sono stati danneggiati dall’incendio sviluppatosi all’interno del capannone.
