Capitolo 8:
Conclusioni
Nel presente lavoro è stato studiato sperimentalmente il comportamento meccanico di una particolare tipologia di connessione trave-tegolo per strutture prefabbricate, sì da pervenire ad un modello meccanico della giunzione da impiegare per l’analisi della struttura, come evidenziato in riferimento ad un caso di studio relativo all’analisi dinamica lineare e non lineare di una struttura prefabbricata monopiano.
La tipologia studiata consiste in una connessioni metallica “a secco”, comunemente impiegate per il collegamento tra elementi di copertura, quali i tegoli TT, e le travi di banchina di strutture prefabbricate in c.a.
La ricerca è stata sviluppata attraverso due fasi di indagine, una condotta sul dispositivo di connessione montato su prototipi in acciaio, l’altra con connettore montato come nelle reali condizioni di impiego su prototipi in c.a.
In entrambe le condizioni di indagine sono state condotte prove in controllo di spostamento, di tipo monotono e ciclico, spinte fino al collasso dei campioni.
8.1 Sintesi dei risultati sperimentali
Dall’elaborazione dei risultati ottenuti dalle prove preliminari (prima fase della sperimentazione) è stato possibile trarre indicazioni preliminari per migliorare il comportamento della connessione.
In questa prima fase l’assetto di prova era pensato in maniera tale da focalizzare l’attenzione sul dispositivo metallico, che è stato isolato dalle membrature in c.a.p. e vincolato a blocchi in acciaio, sì da evidenziare esclusivamente le caratteristiche meccaniche ed i meccanismi resistenti propri del dispositivo, anche al fine di ottimizzarlo, per quanto possibile.
Come osservazione generale, si è riscontrato che le dimensioni dei dispositivi di collegamento delle connessioni tegolo-trave provate sono dettate più da esigenze costruttive e geometriche, che da una specifica progettazione.
Pertanto, nel corso delle prove, si sono modificati alcuni aspetti dimensionali ed esecutivi del giunto esaminato, sì da pervenire a rotture equilibrate, non influenzate da meccanismi resistenti particolarmente deboli.
Partendo dalla configurazione commerciale del dispositivo e sulla base dei risultati ottenuti, la connessione è stata migliorata sia in termini di resistenza sia di capacità dissipativa, mantenendone sostanzialmente inalterata la morfologia.
La barra filettata M16 in acciaio 4.6 originariamente prevista è stata sostituita con bulloni M16, Cl. 8.8, le saldature degli angolari sono state rinforzate e il serraggio dei bulloni è stato controllato, ottenendo di volta in volta prestazioni più soddisfacenti.
Gli incrementi di prestazione sono stati evidenziati anche dal fatto che i diagrammi carico-spostamento sono passati da comportamenti tipo hardening a comportamenti d tipo softening. Nelle prime prove, infatti, dopo un tratto iniziale della curva carico-spostamento in cui si esplicano gli scorrimenti foro bullone segue un tratto ad andamento quasi elastico, cui segue ancora un ramo hardening. Questo incremento di rigidezza, probabilmente da imputare all’effetto leva generato a livello della barra filettata, induce forte trazione che determina imbutimento delle rondelle e rottura della barra. Questo effetto si riduce sostituendo le barre Cl. 4.6 con bulloni M16 Cl. 8.8, con sensibile miglioramento del comportamento globale della connessione. Il serraggio del bullone con chiave dinamometrica, pur riducendo la resistenza statica, riduce l’effetto leva, migliorando il comportamento e consentendo di pervenire ad un ramo finale della curva di tipo softening.
Durante le prove monotone e cicliche TIPO A, ovvero eseguite con il sistema di connessione standard (barre filettate Cl.4.6, angolari non modificati), è stata riscontrata la rottura del provino per eccessiva trazione nella barra filettata. Le forze di contatto si sono sviluppate su un solo lato dell’angolare, in particolare
sull’interfaccia angolare-elemento centrale (Aa). Di conseguenza, oltre alla
deformazione dell’angolare stesso, l’effetto leva ha portato in tiro la barra filettata. Il punto di rottura si è concentrato nel punto già indebolito da uno sforzo tranciante,
Foto 8.1 Connessione standard: barra filettata impegnata a trazione
durante la prova monotona TIPO A
Foto 8.2 Prova monotona TIPO A: barra filettata anteriore espulsa,
causa la rottura a trazione
Sulla seconda giunzione della connessione, tra angolare e guida HZA, si è riscontrata al contempo una rotazione dello stesso angolare intorno all’asse del bullone HZS.
Foto 8.3 Prova monotona TIPO A: angolare posteriore deformato
Con la sostituzione della barra filettata Cl. 4.6 con un bullone M16 di uguale diametro, ma ad alta resistenza, Cl. 8.8, la rottura della connessione nella prova monotona, con campione TIPO B-I, si è avuta per crisi delle saldature dell’angolare, tra la parte ad “L” e le sue nervature laterali.
Foto 8.4 Prova monotona TIPO B-I: bulloni M16 e angolari dissaldati a fine prova
Nella prova ciclica, oltre alla rottura delle saldature, si è verificato un allentamento del bullone HZS con scorrimenti nella guida e fuoriuscita al terzo ciclo
Foto 8.5 Prova ciclica TIPO B-I: deformazione dell’angolare durante la prova
Per scongiurare lo scorrimento e la seguente fuoriuscita del bullone HZS dal profilo canale HZA, è stato inserito un controdado sul bullone HZS. Con questa modifica sono state eseguite le prove monotona e ciclica TIPO B-II.
Foto 8.6 Prove TIPO B-II: controdado sul bullone HZS
I fenomeni di rottura e le modalità di comparsa degli stessi durante le prove sono rimasti comuni a quelli delle prove TIPO B-I, ma si sono esplicati per scorrimenti e carico maggiori.
Ultima miglioria è stata apportata alle saldature dell’angolare inserendo dei cordoni di saldatura all’interno del pezzo e rinforzando quello sull’esterno tra parte
ad “L” e sue nervature. Con questa modifica sono state eseguite le prove monotona e ciclica TIPO C-I.
Foto 8.7 Prove TIPO C-I: rinforzo dei cordoni di saldatura dell’angolare
Nella prova monotona l’andamento della curva carico-spostamento è risultato essere alquanto lineare fino al punto (60 mm, 75 kN), poi si sono registrati degli scorrimenti del bullone HZS nel profilo canale HZA, ma senza decrementi rilevanti di carico che ha registrato il massimo fra tutte le prove monotone condotte al valore di 83.6 kN con scorrimento di 75.1 mm.
Nella prova ciclica non si sono riscontrati né cedimenti di saldatura né scorrimenti del bullone HZS, ma la prova è conclusa con l’espulsione brusca di un bullone HZS dalla guida HZA deformata.
Foto 8.9 Prova ciclica TIPO C-I: bullone HZS scardinato
Si è quindi deciso di serrare il bullone M16 Cl. 8.8, in precedenza serrato a mano, con coppia di serraggio controllata pari a 250 Nm nell’intento di migliorare
l’attrito angolare-blocco (Aa) riducendone il gioco. In queste condizioni si sono
condotte le prove monotone e cicliche TIPO C-II.
Foto 8.10 Prove TIPO C-II: serraggio del bullone M16
Le due sostanziali modifiche testate, ovvero l’introduzione dei bulloni ad alta resistenza in sostituzione delle barre filettate Cl. 4.6 e la doppia saldatura sulle nervature dell’angolare hanno fornito risultati notevolmente migliori per quanto riguarda le prestazioni della connessione. Il carico massimo raggiunto nelle prove è aumentato di circa il 25% (da 64.8 kN a 83.6 kN), e l’energia cumulativa dissipata è più che triplicata (da 7163J a 24491J).
Le prove condotte confermano che con le migliorie introdotte si ottengono significativi incrementi di prestazioni sia in termini di sollecitazioni resistenti che in termini di capacità dissipative: peraltro, l’energia dissipata dai dispositivi attinge i valori massimi in corrispondenza dei cicli di spostamento di ampiezza massima prossima al valore massimo operativo previsto in opera (circa 40 – 50 mm).
Al miglioramento del comportamento statico della connessione si accompagna un incremento della capacità dissipativa, evidenziato dalle prove cicliche.
È importante evidenziare come le modifiche proposte non alterino in maniera significativa né la geometria né le dimensioni dei singoli dettagli, a fronte di incrementi di costo molto contenuti.
Per verificare in modo più completo la rigidezza e le proprietà duttili delle connessioni, l’attenzione è poi stata posta sul comportamento dei connettori a seguito di sollecitazioni dovute ad azioni trasversali.
I risultati fin qui esposti sono stati pertanto integrati con quelli relativi a prove condotte con asse di sollecitazione ortogonale all’asse del tegolo, ampliando il numero dei campioni.
In sintesi, le prove trasversali hanno evidenziato un comportamento soddisfacente in termini di resistenza, ma hanno anche denunciato minore duttilità e minore capacità dissipativa. Peraltro, allo stato, negli edifici reali le azioni trasversali, parallele all’asse delle travi di banchina, non sembrano impegnare particolarmente le giunzioni in esame.
Dall’elaborazione dei risultati ottenuti dalle prove sulle connessioni (seconda fase di indagine) è stato possibile trarre conclusioni integranti lo studio dei connettori a secco delle strutture prefabbricate sviluppato nella prima parte della sperimentazione.
I risultati di cui sopra sono stati completati attraverso quanto emerso dalle prove eseguite su configurazioni più prossime a quelle reali, in cui il tegolo e la trave di banchina sono rappresentati da opportuni elementi in c.a.
Le prove condotte sui campioni in calcestruzzo armato hanno fornito le caratteristiche meccaniche e di comportamento dei collegamenti nell'assetto reale.
Nell’ambito dei test locali, le prove monotone e cicliche sono state ripetute utilizzando il solito protocollo e dispositivo di prova, ma impiegando elementi in c.a. opportunamente rinforzati per simulare le gambe del tegolo sì da ottenere una più precisa caratterizzazione del comportamento del complesso tegolo-collegamento-trave e poter tenere conto, nella configurazione a rottura, della parte in calcestruzzo adiacente alla connessione, nonché dei suoi specifici rinforzi.
Nelle prove sulle connessioni, sono stati utilizzati campioni nei quali sono state riprodotte, nella configurazione tipica di impiego, porzioni significative degli elementi in c.a.p. Anche in questo caso, sono stati utilizzati i dispositivi metallici di connessione nella loro configurazione base e con adozione delle stesse migliorie già indagate nella fase preliminare, ovvero impiegando dispositivi di collegamento dotati di angolari con cordoni di saldatura rinforzati e provvisti di bulloni A.R.
Unica variante, in questa seconda serie sperimentale, è consistita nell’avere assoggettato in alcune prove, alcuni campioni di calcestruzzo ad uno stato di presollecitazione tale da simulare le effettive reazioni vincolari presenti negli elementi prefabbricati in opera.
Con riferimento alle prove cicliche individuate dalla sigla L4 ed L12 condotte con connessioni dotate di cordoni di saldatura rinforzati e di barre, rispettivamente con e senza precompressione laterale dei blocchi; e sui campioni L8 ed L9, definiti come per la coppia di prove precedentemente descritta, ma con impiego di bulloni ad A.R., si evidenziano nelle foto riportate di seguito, le modalità di rottura riscontrate. I punti deboli appaiono concentrati a livello delle barre e/o bulloni passanti attraverso la gamba del tegolo, mentre efficace riscontro appare avere il rinforzo della saldatura e l’impiego del doppio dado nel serraggio del perno HZS.
Foto 8.11 Prova L4 – rottura barre filettate
Foto 8.12 Prova L12 - rottura della barra filettata
Foto 8.14 Prova L9 - rottura del bullone A.R.
Foto 8.15 Prova L9 - rottura del bullone A.R.
Da un punto di vista energetico, in analogia a quanto riscontrato nella prima fase, l’energia che il collegamento è in grado di dissipare presenta lo stesso andamento dissipativo in relazione al ciclo considerato e relativamente alla legge di spostamento imposta. Ovvero la dissipazione di energia è rilevante in ogni primo ciclo della terna di intervalli di spostamento costante, e meno consistente nei due successivi.
In tutte le quattro tipologie di campioni, risulta comune il fenomeno del degrado progressivo subito dal dispositivo di collegamento: ai primi cicli di ciascun gruppo, individuati dai nn. 1, 4, 7 ecc., sono associati valori di energia dissipata sensibilmente più elevati rispetto ai due cicli immediatamente successivi (cicli 2 e 3, 5 e 6, 8 e 9, ecc.).
Inoltre, mettendo a confronto le prove L4 con L6, e L12 con L13, rispettivamente caratterizzate da barre filettate e bulloni ad alta resistenza, con e senza precompressione; si riconosce l’efficienza della connessione in termini di capacità dissipativa, garantita per tutto il campo di impiego caratteristico dei tegoli. Infatti, la massima dissipazione si riscontra nei cicli n. 10 e n. 13, in corrispondenza di spostamenti di 40 e 50 mm (Tabella 8.1).
In particolare si evidenzia il beneficio apportato dall’impiego di bulloni che, quantificato in termini di energia dissipata a fine prova, risulta incrementato del 90% passando dalla prova con barre filettate L4 alla prova L6 ottenuta con impiego di bulloni Cl. 10.9 e rispettivamente del 490% e del 610% nelle prove con precompressione laterale eseguite per le prove L12 e L13 con connessioni provviste, nell’ordine, di barre originarie e bulloni ad alta resistenza.
Energia dissipativa cumulata [kJ] Prova
12° ciclo 15° ciclo Totale
L2 8.75 - 12.11 L4 8.87 11.78 12.67 L6 10.65 17.02 24.09 L8 11.29 17.31 18.0 L9 25.42 39.49 49.98 L10 24.16 37.58 40.14 L11 26.59 41.18 44.25 L12 40.40 65.60 74.64 L13 52.50 78.56 89.97
Tabella 8.1 Energia cumulativa dissipata per spostamenti di 40mm,
50 mm e a fine prova
In merito alle prestazioni manifestate dalle connessioni testate nella configurazione di prova con sollecitazione agente in direzione trasversale all’asse del tegolo, e quantificate attraverso la dissipazione di energia, esse appaiono ridotte; con una riduzione significativa se si opera il raffronto tra la capacità dissipativa del dispositivo meccanico impegnato da azioni sismiche longitudinali
Peraltro, la resistenza del dettaglio per azioni trasversali appare sufficientemente elevata, sì da consentire di escludere un loro significativo impegno in campo plastico.
I risultati ottenuti, hanno permesso una completa caratterizzazione delle giunzioni, e fornito i dati di input necessari per analisi strutturali in campo dinamico lineare e non lineare, mediante il programma di calcolo strutturale agli elementi finiti, Sap2000.
Ricorrendo ad un procedimento iterativo semplificato si sono determinati i parametri di rigidezza e smorzamento della connessione da impiegare per l’esecuzione dell’analisi dinamica modale con spettro di risposta. L’azione sismica è stata introdotta nella modellazione attraverso l’uso di spettri di progetto ricavati con fattore di struttura q = 2.5, secondo quanto al § 7.4.5.1 della NTC2008 per strutture prefabbricate a pilastri isostatici progettate in classe di duttilità bassa.
In ambito lineare, per l’edificio caso di studio sono stati definiti due modelli, nel primo la connessione tegolo-trave è stata schematizzata mediante cerniere perfette, in modo da riprodurre la schematizzazione correntemente adottata nella pratica progettuale; nel secondo attraverso elementi elastici lineari tipo link caratterizzati da rigidezza diversa secondo le due direzioni principali del piano orizzontale e con deformazioni verticali nulle. La rigidezza elasto-plastica equivalente è stata determinata come rigidezza secante media, nell’intervallo di spostamenti imposto corrispondente a 40mm, ricavata dalle corrispondenti curve vergini carico-spostamento costruite mediante l’elaborazione dei dati ottenuti dalle prove sperimentali condotte. Il valore da assegnare ai link è stato definito mediante procedimento iterativo, aggiornando i valori di tentativo iniziali in modo tale da rendere confrontabili le reazioni effettive, ottenute dopo una prima analisi, con quelle misurate nelle prove sulle connessioni.
Passando dall’una all’altra modellazione il periodo proprio della struttura, relativo ai primi tre modi, varia rispettivamente nel modo seguente: a 0.64 sec, 0.59 sec e 0.52 sec corrispondono 0.65 sec, 0.63 sec e 0.60 sec.
In termini di capacità resistente a pressoflessione deviata il confronto fra le due analisi a messo in luce il vantaggio di utilizzare un modello con connessione dissipativa rispetto ad un modello con vincoli fissi. Il beneficio si traduce in una riduzione dell’impegno statico delle membrature resistenti.
Nel caso specifico, la massima riduzione del momento flettente M3 si
riconosce per il pilastro P111 che risulta sollecitato da una flessione di circa 362,5 kNm nella prima modellazione e di 142 kNm nella seconda, con una riduzione di
circa il 61%. Il M2 passa dal valore massimo di circa 582 kNm a 398 kNm
riducendosi del 32%.
P101 P102 P103 P104 P105
P106 P107
P108 P109 P110
P111
modello con link modello con cerniere 0 100 200 300 400 500 600 700 800
Figura 8.1 andamento del M2 nella pilastrata laterale
Si fa notare che la pianta rettangolare del capannone, insieme alla presenza degli effetti torsionali, rende poco omogenea la distribuzione delle riduzioni dei
momenti flettenti nelle direzioni x (M2) e y (M3) del sistema di riferimento globale. In
particolare, mentre appare evidente il minore impegno a flessione delle pilastrate
esterne sia verso la sollecitazione flessionale M2 sia verso quella M3, la pilastrata
centrale non risente dell’effetto positivo dovuto alla modellazione con vincoli elastici; tuttavia l’aumento di sollecitazione è modesto, con massimo sui pilastri
P112 P113 P114 P115
P116 P117 P118 P119
P120 P121
P122
modello con link modello con cerniere 0 100 200 300 400 500 600 700 800
Figura 8.2 andamento del M2 nella pilastrata centrale
In particolare, con riferimento al pilastro P122, elemento esterno della fila intermedia, la modellazione con vincoli dissipativi comporta un aumento del 7% per
M3 il cui valore massimo sull’elemento in esame passa da 688 kNm a 737 kNm, in
compenso M2 si riduce del 17% e da 373 kNm giunge al valore di flessione pari a
308,5 kNm.
Dai risultati delle analisi si è rilevata inoltre una diminuzione delle sollecitazioni in fondazione le cui differenze riscontrate tra modello con vincolo rigido e modello con connessione dissipativa, espresse in termini percentuali, sono riportate in Tabella 8.2. ∑Tx_base [kN] % ∑Ty_base [kN] % cerniere 4131,634 3002,786 link 3981,913 3.6 2923,455 2.6
Tabella 8.2 Confronto tra il taglio alla base per l’analisi dinamica lineare con cerniere
Nell’ambito dell’analisi dinamica non lineare, partendo dal modello definito al punto precedente per il capannone prefabbricato monopiano, ma assegnando ai vincoli tegolo-trave, modellati mediante elementi link, la legge carico-spostamento trilineare attiva nella direzione longitudinale del tegolo è stata eseguita l’analisi dinamica non-lineare di time-history.
La legge carico-spostamento trilineare è stata ricavata dai dati sperimentali con riferimento alla prova ciclica L13 ritenuta maggiormente rappresentativa del comportamento della connessione nella configurazione reale di montaggio.
La modellazione delle azioni sismiche è stata effettuata con impiego di accelerogramma spettro compatibile ricavato con ausilio del programma SIMQKE.
Pertanto, applicate ai link di collegamento tegolo-trave del modello le modifiche di cui sopra e le accelerazioni variabili nel tempo, è stata condotta l’analisi mediante l’utilizzo del solito programma di calcolo strutturale agli elementi finiti.
In generale, un primo aspetto conseguente dall’elaborazione dei risultati dell’analisi modale non lineare consiste nel riscontrare un maggiore impegno strutturale degli elementi resistenti; caratteristiche di sollecitazione di maggiore intensità hanno condotto alla progettazione di una sezione resistente dotata di una maggiore percentuale di armatura.
GEOMETRIA DELLE SEZIONI
TIPO SEZ. [cm] ARMATURA As [cmq] ρs [%]
Analisi dinamica lineare
P_CENTRALI 65x65 20Ø20 62,80 1,49
P_LATERALI_x 65x65 20Ø22 75,99 1,80
Analisi dinamica non lineare
P_CENTRALI 65x65 16Ø22+4Ø24 78,88 1,87
P_LATERALI_x 65x65 22Ø24 99,48 2,35
Tabella 8.3 Geometria delle sezioni dei pilastri
Appurato il diverso impegno strutturale per le membrature resistenti dell’edificio caso di studio, si è deciso di affinare la modellazione dell’opera.
Pertanto è stato definito un modello elastico-lineare agli elementi finiti con plasticità concentrata nelle sezioni di base del pilastro. A tale fine sono stati assunti
dinamica lineare con modellazione mediante cerniere delle connessioni tegolo-trave.
Poiché il Sap2000 non fornisce modelli in input nell’ambito applicativo delle strutture in cemento armato, è stato necessario predefinire il comportamento meccanico delle sezioni di base; inoltre si fa notare che, ai soli fini del calcolo delle sollecitazioni, non sono stati presi in considerazione gli effetti dovuti all’inelasticità del materiale.
Dai diagrammi momento-curvatura definiti per le sezioni del pilastro progettate sulla base delle caratteristiche di sollecitazione ricavate dall’analisi dinamica lineare per il modello con cerniere nelle connessioni tegolo-trave sono state dedotte le curve momento-rotazione.
La modellazione agli elementi finiti a plasticità concentrata per il capannone caso di studio, definita secondo quanto detto sopra, è stata assoggettata ad analisi dinamica non lineare nei quattro casi di seguito elencati:
- con impiego di cerniere a livello delle connessioni tegolo-trave e coefficienti parziali di sicurezza lato materiale unitari;
- con impiego di link a livello delle connessioni tegolo-trave e coefficienti parziali di sicurezza lato materiale unitari;
- con impiego di cerniere e γ
Μ = 1,15 per l’acciaio e γΜ = 1,5 per il cls;
- con impiego di link e γ
Μ = 1,15 per l’acciaio e γΜ = 1,5 per il cls.
Dall’analisi al passo, di cui alcuni risultati sono riportati nei diagrammi in Figura 8.3 e 8.4, si può capire in quale ramo del comportamento meccanico cadono le sollecitazioni sugli elementi resistenti. In particolare si riconosce che le sollecitazioni massime a flessione per l’edificio analizzato al più impegnano il ramo post-elastico con sollecitazioni ridotte nel modello con impiego di link al posto delle cerniere nelle connessioni tegolo-trave. Per tanto, da una riduzione dell’armatura di progetto deriverebbe un aumento di sollecitazione nel link consentendo di sfruttare le risorse resistenti ancora disponibili nella sezione senza entrare nel ramo plastico.
976,95 942,74 [0; 0] [0,00205; 829,85] [0,00441; 980,52] [0,01158; 1043] 0 200 400 600 800 1000 1200 0 0,0021 0,0042 0,0063 0,0084 0,0105 0,0126 rotazione [rad] m o m e n to [ k N m ]
M2_max_cerniera M2max_link momento-rotazione
Figura 8.3 M2u_max nella sezione di base F110 con gunitario
In particolare il momento M2 nel pilastro più sollecitato riduce la sua intensità
di circa il 4%, passando dal valore 977 kNm a 943 kNm nel caso di modellazione delle connessioni tegolo-trave con elementi link anziché con cerniere.
Con riferimento al modello ottenuto con curva momento-rotazione dedotta
con coefficienti di resistenza gM effettivi, la riduzione del momento M2 nella sezione
di base del pilastro F106 è del 3%, passando dal valore 890 kNm a 867 kNm.
890,07 866,97 [0; 0] [0,00248; 839,59] [0,00414; 945,95] [0,00868; 997] 0 200 400 600 800 1000 1200 0 0,0021 0,0042 0,0063 0,0084 0,0105 rotazione [rad] m o m e n to [ k N m ]
M2_max_link M2_max_cerniere momento-rotazione
Figura 8.4 M2_max nella sezione di base F106 con geffettivo
Sfruttando i risultati delle analisi condotte sul modello a plasticità concentrata con vincolo rigido e con connessione dissipativa, si rilevata, analogamente a quanto osservato in ambito lineare, una diminuzione delle sollecitazioni alla base, le cui differenze riscontrate ed espresse in termini percentuali sono riportate in Tabella 8.4. ∑Tx_base [kN] % ∑Ty_base [kN] % cerniere 2384,685 697,794 link 1770,957 26 568,371 18
Tabella 8.4 Confronto tra spostamenti di massa in sommità e taglio alla base
Con i dati derivati dalle analisi dinamica lineare e non lineare condotte sul modello agli elementi finiti del capannone caso di studio di volta in volta modificato, e accertata la scarsa influenza dello smorzamento sull’entità delle caratteristiche di sollecitazione e sui valori di spostamento dei nodi di testa dei pilastri, si è proceduto alla stima delle risorse duttili intrinseche nella struttura prefabbricata in esame.
Al fine di verificare l’incidenza delle proprietà smorzanti proprie delle connessioni sulla risposta all’azione sismica, nell’ambito dell’analisi lineare, è stato assegnato ai link del modello numerico, nella direzione parallela all’asse dell’elemento di copertura, il valore dello smorzamento viscoso equivalente relativo all’intervallo di spostamenti compreso fra 40 e 50 mm, tipico del campo di impiego dei tegoli a “pi greco”. Per ottenere tale valore, con riferimento alla prova ciclica L13, dal comportamento ciclico forza-spostamento del connettore è stato ricavato lo smorzamento viscoso equivalente funzione dell’area elastica e dell’area plastica dello schema isteretico.
A questo punto, il fattore di struttura reale per il capannone caso di studio è stato stimato pari a 1.8 operando il confronto fra l’analisi dinamica non lineare e quella lineare con fattore di struttura q=1 e con modello provvisto di elementi elastici in corrispondenza delle connessioni tegolo-trave.
Ulteriori confronti eseguiti sui modelli numerici definiti come di uso comune nella pratica progettuale, ovvero con inserimento di cerniere a livello delle connessioni tegolo-trave, e in secondo luogo tenendo conto di zone a plasticità concentrate introdotte nella sezione di base dei pilastri, hanno condotto ai risultati seguenti nella stima del fattore di struttura.
Tipo di analisi q_x q_y
Confronto
non lineare lineare
1 con link con link 1,87 1,62
2 con link con cerniere 1,84 1,70
3 con cerniere con cerniere 1,69 1,66
4 a plasticità concentrata con link con cerniere 2,45 2,45
5 M o d e ll o
a plasticità concentrata con cerniere con cerniere 2,48 2,78
Tabella 8.5 sintesi dei confronti operati per la stima del fattore di struttura
medio stimato in direzione y, ma con modello con pilastri provvisti di plasticità concentrata alla base.
Eseguita l’analisi lineare con spettro di progetto q=1.9, è stato riscontrato che le sollecitazioni e gli spostamenti ricavati in ambito lineare sul modello con vincoli fissi a livello della connessione tegolo-trave sono pressoché coincidenti con quelli di riferimento da analisi non lineari e vincoli elastici.
Il procedimento sopra illustrato per la stima del fattore reale della struttura caso di studio è stato ripetuto nell’ipotesi di progettazione in classe di duttilità alta, con adozione di q=3.5 come indicato dalla NTC2008 per le strutture prefabbricate a pilastri isostatici.
Tipo di analisi q_x q_y
Confronto
non lineare lineare
1 con link con cerniere 2,78 2,28
2 M o d e ll o
a plasticità concentrata con link con cerniere 4,1 3,6
Tabella 8.6 sintesi dei confronti operati per la stima del fattore di struttura
Le osservazioni hanno condotto ad un valore medio di q=2,7. Con esso è stata ripetuta l’analisi dinamica lineare dell’edificio modellato con cerniere a livello dei nodi tra copertura e travi principali, riscontrando che le sollecitazioni e gli spostamenti ricavati sono pressoché coincidenti con quelli di riferimento relativi all’analisi non lineare con modello caratterizzato da elementi elastici nelle connessioni tegolo-trave. Questo conferma che il fattore di struttura suggerito nella NTC2008 per queste tipologie di edifici è sovrastimato di circa il 20-25%.
8.2 Considerazioni conclusive
In conclusione, l’interpretazione dei dati acquisiti dalla sperimentazione con connessioni montate su prototipi in c.a. ha permesso di valutare il comportamento dei connettori nell’assetto reale e, attraverso il confronto con i dati ottenuti dalle prove della fase preliminare svolte con prototipi in acciaio, di evidenziare l’influenza dell’accoppiamento delle stesse con il calcestruzzo.
- i meccanismi di rottura,
- le resistenze,
- la duttilità delle connessioni,
consentendo la qualificazione meccanica del dettaglio e dei suoi elementi componenti, la definizione delle proprietà della connessione in termini di riserve duttili oltre che l’ottimizzazione di alcuni aspetti costruttivi.
Il comportamento sperimentale della connessione è risultato stabile e vicino a quello teorico ipotizzato in sede progettuale, garantendo elevata duttilità e capacità dissipativa.
In ambito lineare, e non lineare, gli effetti dell’utilizzo di una connessione dissipativa in luogo di una connessione rigida, nelle modellazioni numeriche, è stato tradotto in un aumento dell’energia dissipata, a cui corrisponde la riduzione delle sollecitazioni indotte sui pilastri e in fondazione. Aspetto importante, questo ultimo, in quanto il comportamento del pilastro con connessione isteretica in sommità consiste in una risposta sostanzialmente elastica dell’elemento in accordo a quanto richiesto dalle Norme Tecniche per le Costruzioni. Per il pilastro con connessione dissipativa potrebbero quindi essere omessi i dettagli costruttivi imposti per le strutture antisismiche.
Inoltre, progettando i pilastri con i risultati dell’analisi lineare, quindi con minori percentuali di armatura rispetto a quanto deriverebbe da analisi non lineare, ma prevedendo zone a plasticità concentrata nelle sezioni di base dei pilastri, è stato possibile appurare che con i fattori di struttura previsti dalla normativa tecnica vigente, la NTC2008, le membrature risultano impegnate in ambito lineare e post lineare, senza giungere in zona plastica. Pertanto con una progettazione accurata si riuscirebbe a sfruttare al massimo la resistenza degli elementi strutturali e al tempo stesso di usufruire delle relative risorse duttili. A tale scopo, per il caso di studio presentato, si è proceduto all’analisi in ambito lineare della struttura, in CDB e in CDA, con spettro di progetto dedotto con fattore di struttura ridotto del 24% rispetto a quello da indicazione normativa.
Da quanto osservato, si ritiene possibile ottimizzare il comportamento delle connessioni a secco delle strutture prefabbricate sì da garantire una buona resistenza a fatica oligociclica.
comportamento, da utilizzare per analisi lineari e/o non lineari di strutture prefabbricate in c.a. in zona sismica con la possibilità di estendere gli studi di applicabilità a diverse tipologie strutturali prefabbricate.
