7.1 Interventi di riparazione

(1)

1

Sommario

CAPITOLO 7: Interventi proposti ... 2

7.1 Interventi di riparazione ... 2

7.1.1 Verifiche di rigidezza ... 5

7.1.2 Verifiche di resistenza ... 7

7.1.2 Verifiche delle connessioni ... 14

7.2 Interventi di adeguamento ... 16

(2)

2

CAPITOLO 7: Interventi proposti

Dopo aver analizzato lo stato di fatto del capannone, sono stati prese in considerazione diverse tipologie di interventi per la messa in sicurezza di quest’ultimo: in particolare, in accordo con quanto espresso dalla Normativa vigente, si sono valutati dei possibili interventi di riparazione e di adeguamento, illustrati nei paragrafi successivi.

La prima tipologia è stata affrontata per valutare un tipo di intervento di messa in sicurezza dell’edificio più rapido e meno oneroso: l’adeguamento sismico è stato invece valutato per studiare le modalità con cui conformare il capannone alla normativa vigente.

7.1 Interventi di riparazione

Un intervento di riparazione è definito dalle NTC 08 [5] come un intervento locale che interessi elementi locali e che comunque comporti un miglioramento delle condizioni di sicurezza preesistenti: il progetto e la valutazione della sicurezza potranno essere riferiti alle sole parti e/o elementi interessati, purché venga dimostrato che, rispetto alla configurazione precedente al danno o al degrado, non siano prodotte sostanziali modifiche al comportamento delle altre parti e della struttura nel suo insieme e che gli interventi comportino un miglioramento delle condizioni di sicurezza preesistenti.

Nel caso specifico dell’edificio industriale oggetto di studio, gli interventi di riparazione previsti hanno riguardato gli elementi strutturali danneggiati dall’incendio sviluppatosi all’interno del capannone. Le prove di carico effettuate in situ hanno evidenziato come i tegoli di copertura e le travi di banchina non mostrino diminuzioni di resistenza rispetto agli elementi non interessati dall’incendio: questo ha dunque suggerito di non prevedere alcun intervento di riparazione nei confronti di tali parti strutturali.

Le prove mediante ultrasuoni condotte in situ, invece, hanno mostrato un livello di danneggiamento non trascurabile del calcestruzzo dei pilastri posti nelle vicinanze della zona di innesco dell’incendio: queste considerazioni hanno portato alla necessità di

(3)

3

intervenire su tali pilastri al fine di ripristinarne le condizioni di rigidezza e resistenza pre- incendio.

Nella figura 7.1 sono riportati i pilastri interessati dagli interventi di riparazione.

Questi interventi saranno condotti mediante l’inserimento di piastre metalliche lungo tutta l’altezza del pilastro, vincolate a quest’ultimo mediante ancoraggi chimici; gli schemi di inserimento varieranno a seconda del tipo di pilastro in relazione alla geometria del problema: in corrispondenza dei due pilastri di angolo (D3 e D6) le piastre saranno inserite sulle uniche due facce accessibili, mentre sugli altri due pilastri (C3 e C6) potranno essere inserite sulle 3 facce libere.

Nelle figure 7.2-7.4 vengono riportati gli schemi di inserimento delle piastre per i diversi pilastri: data la presenza di una mensola di appoggio per il carroponte in sommità, viene illustrato per ogni pilastro lo schema di inserimento delle piastre alla quota generica ed in corrispondenza della mensola di sommità.

La riparazione sarà condotta in modo da ottenere un ripristino delle condizioni di rigidezza pre-incendio e un miglioramento della resistenza flessionale: nei successivi paragrafi vengono riportati i calcoli di dimensionamento e verifica delle piastre di riparazione.

5

A B C D E F

6

3

1 4

2

C6 D6

D3 C3

A B

C E F

D 2 4 6

5

3

1

Figura 7.1. Pilastri interessati dall’intervento di riparazione

(4)

4

5 Ø22 1 Ø14 1 Ø14

Piastra 1

? 120 x 10 x 5700 Piastra 3

? 120 x 10 x 6500

Piastra 4

? 120 x 10 x 6500 Piastra 2

? 120 x 10 x 5700

5 Ø22 1 Ø14 1 Ø14

Piastra 3

? 120 x 10 x 6500

Piastra 4

? 120 x 10 x 6500 Piastra 5

? 350 x 8 x 680

Figura 7.2. Riparazione dei pilastri D3 e D6

4 Ø22 Piastra 2

? 220 x 8 x 6500 Piastra 3

? 250 x 10 x 5700

Piastra 1

? 220 x 8 x 6500

4 Ø22

Piastra 5

? 350 x 8 x 680

LATO VISTA X-X'

Piastra 4

? 350 x 8 x 680

Piastra 1

? 220 x 8 x 6500

Piastra 2

? 220 x 8 x 6500 Piastra 7

? 280 x 960 x 8 Piastra 6

? 280 x 960 x 8

Figura 7.3. Riparazione del pilastro C3

(5)

5

6 Ø22

Piastra 2

? 220 x 8 x 6500

Piastra 3

? 250 x 10 x 5700 Piastra 1

? 220 x 8 x 6500

Piastra 5

? 350 x 8 x 680 LATO VISTA X-X'

Piastra 4

? 350 x 8 x 680 Piastra 1

? 220 x 8 x 6500

Piastra 2

? 220 x 8 x 6500

Piastra 7

? 280 x 960 x 8 Piastra 6

? 280 x 960 x 8

6 Ø22

Figura 7.4. Riparazione del pilastro C6

7.1.1 Verifiche di rigidezza

L’inserimento delle piastre è stato progettato per ripristinare la rigidezza dei pilastri danneggiati dall’incendio; si è quindi dapprima proceduto al calcolo dei valori di EJ_X ed EJ_Y secondo i dati iniziali di progetto, mentre successivamente sono stati calcolati tali valori dopo l’inserimento delle piastre in acciaio. In quest’ultima condizione il danneggiamento del calcestruzzo è stato riprodotto con una riduzione del 30% del modulo elastico: è stato assunto che in condizioni danneggiate, dal valore di 35 kN/mm² proprio del calcestruzzo integro di classe C40/50, si passasse ad un modulo elastico E ridotto pari a 25 kN/mm². Nelle tabelle 7.1-7.6 sono riportati i calcoli effettuati per il ripristino della rigidezza.

Tabella 7.1. Calcolo della rigidezza pre - incendio del pilastro C3

cls armature Totale

A [mm²] 2,35E+05 3,04E+03 2,53E+05 Jx [mm⁴] 5,19E+09 1,28E+08 6,27E+10 Jy [mm⁴] 5,19E+09 7,05E+07 5,61E+09 E Jx [N*mm²] 1,82E+14 2,68E+13 2,08E+14 E Jy [N*mm²] 1,82E+14 1,48E+13 1,96E+14 Tabella 7.2. Calcolo della rigidezza del pilastro C3 riparato

piastra 1 piastra 2 piastra 3

l_x [mm] 8,0 8,0 250,0

ly [mm] 220,0 220,0 10,0

xG [mm] -254,0 254,0 0,0

yG [mm] -140,0 -140,0 255,0

A [mm²] 1760,0 1760,0 2500,0

Sx [mm³] -2,46E+05 -2,46E+05 6,38E+05

(6)

6 Sy [mm³] -4,47E+05 4,47E+05 0,0

∆x_G [mm] -254,0 254,0 0,0

∆_YG [mm] -143,9 -143,9 251,1

Jx [mm⁴] 7,10E+06 7,10E+06 2,08E+04 Jy [mm⁴] 9,39E+03 9,39E+03 1,30E+07 caratteristiche pilastro rinforzato totale solo piastre

SxG [mm³] 1,22E+06 Sx [mm³] 1,45E+05 SyG [mm³] 0,0 Sy [mm³] 0,0

xGg [mm] 0,0 A [mm²] 6,02E+03

yGg [mm] 3,9 Jx [mm⁴] 1,42E+07 A[mm²] 3,11E+05 Jy [mm⁴] 1,30E+07 Jx,Gg [mm⁴] 8,32E+09

Jy,Gg [mm⁴] 7,80E+09 (E J_x,Gg)_eff 2,08E+14 (E Jy,Gg)eff 1,95E+14

Tabella 7.3. Calcolo della rigidezza pre – incendio del pilastro C6

cls armature totale

A [mm²] 2,35E+05 4,56E+03 2,62E+05 J_x [mm⁴] 5,19E+09 1,92E+08 9,15E+10 Jy [mm⁴] 5,19E+09 8,51E+07 5,70E+09 E J_x [N*mm²] 1,82E+14 4,03E+13 2,22E+14 E Jy [N*mm²] 1,82E+14 1,79E+13 2,00E+14

Tabella 7.4. Calcolo della rigidezza del pilastro C6 riparato

piastra 1 piastra 2 piastra 3

lx [mm] 8,0 8,0 250,0

l_y [mm] 220,0 220,0 10,0

x_G [mm] -254,0 254,0 0,0

yG [mm] -140,0 -140,0 255,0

A [mm²] 1760,0 1760,0 2500,0

Sx [mm³] -2,46E+05 -2,46E+05 6,38E+05 Sy [mm³] -4,47E+05 4,47E+05 0,00E+00

∆xG [mm] -254,0 254,0 0,0

∆_YG [mm] -143,8 -143,8 251,2

J_x [mm⁴] 7,10E+06 7,10E+06 2,08E+04 Jy [mm⁴] 9,39E+03 9,39E+03 1,30E+07 caratteristiche pilastro rinforzato totale solo piastre

Sx_G [mm³] 1,22E+06 S_x [mm³] 1,45E+05

SyG [mm³] 0,0 Sy [mm³] 0,0

x_Gg [mm] 0,0 A [mm²] 6020,0

yGg [mm] 3,8 Jx [mm⁴] 1,42E+07 A[mm²] 3,23E+05 J_y [mm⁴] 1,30E+07 Jx,Gg [mm⁴] 8,86E+09

J_y,Gg [mm⁴] 7,92E+09

(7)

7 (E Jx,Gg)eff 2,21E+14

(E Jy,Gg)eff 1,98E+14

Tabella 7.5. Calcolo della rigidezza pre – incendio dei pilastri D3 e D6

cls armature totale

A [mm²] 2,35E+05 4,11E+03 2,59E+05 Jx [mm⁴] 5,19E+09 1,60E+08 7,71E+10 Jy [mm⁴] 5,19E+09 8,83E+07 5,72E+09 E J_x [N*mm²] 1,82E+14 3,35E+13 2,15E+14 E J_y [N*mm²] 1,82E+14 1,86E+13 2,00E+14

Tabella 7.6. Calcolo della rigidezza dei pilastri D3 e D6 riparati

piastra 1 piastra 2 piastra 3 piastra 4

lx [mm] 120,0 120,0 10,0 10,0

ly [mm] 10,0 10,0 120,0 120,0

x_G [mm] -190,0 190,0 255,0 255,0

yG [mm] 255,0 255,0 190,0 -190,0

A [mm²] 1200,0 1200,0 1200,0 1200,0

Sx [mm³] 3,06E+05 3,06E+05 2,28E+05 -2,28E+05 Sy [mm³] -2,28E+05 2,28E+05 3,06E+05 3,06E+05

∆xG [mm] -190,0 190,0 255,0 255,0

∆_YG [mm] 255,0 255,0 190,0 -190,0

J_x [mm⁴] 1,00E+04 1,00E+04 1,44E+06 1,44E+06 Jy [mm⁴] 1,44E+06 1,44E+06 1,00E+04 1,00E+04 caratteristiche del pilastro rinforzato totale solo piastre Sx_G [mm³] 5,14E+06 S_x [mm³] 6,12E+05 SyG [mm³] 5,14E+06 Sy [mm³] 6,12E+05

x_Gg [mm] 16,6 A [mm²] 4800,0

yGg [mm] 16,6 Jx [mm⁴] 2,90E+06

A[mm²] 3,09E+05 J_y [mm⁴] 2,90E+06 Jx,Gg [mm⁴] 8,67E+09

Jy,Gg [mm⁴] 8,07E+09 (E J_x,Gg)_eff 2,17E+14 (E Jy,Gg)eff 2,02E+14

7.1.2 Verifiche di resistenza

(8)

8

Dopo aver ripristinato la rigidezza dei pilastri, è stato verificato che l’inserimento delle piastre in acciaio garantisse un valore di resistenza non inferiore a quello dei pilastri non danneggiati; tale verifica è stata condotta nei riguardi della resistenza a pressoflessione, calcolando il momento resistente che il pilastro garantisce, rispetto ad entrambe le direzioni, in corrispondenza dello sforzo normale sollecitante: quest’ultimo è stato condotto identificando le aree di competenza dei carichi verticali di ciascun pilastro e valutando la combinazione di carico da sisma. Nella condizione di pilastro riparato, in accordo a quanto fatto in precedenza con la rigidezza, la resistenza di progetto del calcestruzzo è stata ridotta del 30%, passando da 23,5 a 16,8 N/mm².

Nelle tabelle 7.7 – 7.12 sono riportati i calcoli effettuati per le verifiche di resistenza.

Tabella 7.7. Verifiche di resistenza in direzione X del pilastro C3

MOMENTO FLETTENTE INIZIALE LUNGO X F(y)= 99,9800 y (asse neutro)= 78,4 mm

χ curvatura ε= 0,000045 F cls compr= 737106,4 N

εs compr 0,001490 Fs compr= 475788,8 in fase elastica εs tesa -0,064415 Fs tesa= -594990,3 SNERVATA Mrd= 3,81E+08 N*mm

380,7 kN*m

MOMENTO FLETTENTE FINALE LUNGO X F(y)= -5,7601 y (asse neutro)= 127,7 mm

εs compr 0,002267 Fs compr= 594990,3 SNERVATA

εmax1 0,003500 F1 compr= 750934,8 N

A compr= 1021,6800

εmin1 -0,002529 F1 tesa= -392158,6 N A tesa= 738,3200

εs tesa -0,008833 Fs tesa= -594990,3 SNERVATA

ε3 -0,010340 F3= -597826,1 N

Mrd= 7,01E+08 N*mm 701,2 kN*m

F(y)= 63,4950 y (asse neutro)= 241,1 Mm χ curvatura ε= 0,000015 F cls compr= 1617687,4 N

εs compr 0,002847 Fs compr= 594990,3 SNERVATA εs tesa -0,003105 Fs tesa= -594990,3 SNERVATA ε3 compr 0,003573 F3 compr= 597826,1 N

ε1min tesa 0,000565 F1 medio -417304,2 N

(9)

9 ε1max tesa 0,003758 F1 triang -1180340,9 N

Mrd= 9,03E+08 N*mm 903,3 kN*m

Tabella 7.8. Verifiche di resistenza in direzione Y per il pilastro C3

MOMENTO FLETTENTE INIZIALE LUNGO Y

F(x)= -22,7 X (asse neutro)= 125,2 mm

F cls compr= 1177714,7 N χ curvatura ε= 0,000028

εs1 compr 0,002242 1,1439 Fs1 297495,2 SNERVATA

εs2 tesa -0,001644 0,8387 Fs2 -262437,3 in fase elastica

εs3 tesa -0,009224 4,7060 Fs3 -297495,2 SNERVATA

εs4 tesa -0,015943 8,1344 Fs4 -297495,2 SNERVATA

Mrd= 359741219,3 N*mm

359,7 kN*m

MOMENTO FLETTENTE FINALE LUNGOY

F cls compr= 1592124,8 N χ curvatura ε= 0,000015

εs1 compr 0,002711 1,3832 Fs1 297495,2 SNERVATA

εs2 tesa 0,000274 0,0017 Fs2 43802,4 in fase elastica

εs3 tesa -0,002040 0,0040 Fs3 -325648,9 in fase elastica εs4 tesa -0,004476 0,0064 Fs4 -714692,3 in fase elastica

ε1 compr 0,003559 F1 420869,6 420869,6

ε3 compr 0,001656 F3' 195307,6

ε3 tesa -0,002031 b= 112,3

ε2 tesa -0,003934 A3' 1123,0

F3'' -293648,3

c= 137,7

A3'' 1377,0

F2 -597826,1 597826,1

Mrd= 777872902 N*mm

777,9 kN*m

(10)

10 Tabella 7.9. Verifiche di resistenza in direzione X del pilastro C6

MOMENTO FLETTENTE INIZIALE

F(y)= 26,8 y (asse neutro)= 112,6 mm χ curvatura ε= 0,000031

F cls compr= 1059566,9 N εs compr 0,0007 Fs compr= 355241,0 in fase elastica

εs tesa -0,0244 Fs tesa= -892485,5 SNERVATA Mrd= 4,73E+08 N*mm

472,9 kN*m

MOMENTO FLETTENTE FINALE

F(y)= -99,9 y (asse neutro)= 123,8 Mm χ curvatura ε= 0,000028

F cls compr= 830883,8 N εs compr 0,0020 Fs compr= 892485,5 SNERVATA

εmax1 0,0035 F1 compr= 728179,2 N

A compr= 990,7

εmin1 -0,0027 F1 tesa= -439041,2 N

A tesa= 769,3

εs tesa -0,0094 Fs tesa= -892485,5 SNERVATA

ε3 -0,0108 F3= -597826,1 N

Mrd= 8,12E+08 N*mm 811,7 kN*m

F(y)= 78,3 y (asse neutro)= 192,5 Mm χ curvatura ε= 0,000018

F cls compr= 1291546,7 N εs compr 0,0027 Fs compr= 892485,5 SNERVATA

Fs tesa= -892485,5 N

ε3 compr 0,0036 F3 compr= 1885227,3 N

(11)

11

ε1min tesa 0,0016 F1 medio -1176000,0 N

ε1max tesa 0,0056 F1 triang -1478400,0 N Mrd= 1,48E+09

1475,1

Tabella 7.10. Verifiche di resistenza lungo Y del pilastro C6

MOMENTO FLETTENTE INIZIALE LUNGO Y

F(x)= 7,0 X (asse neutro)= 162,9 mm

F cls compr= 1531875,7 χ curvatura ε= 0,000021

εs1 compr 0,0019 Fs compr= 298466,6 in fase elastica

εs2 tesa -0,0007 Fs2 -118059,0 in fase elastica

εs3 tesa -0,0033 Fs3 -297495,2 SNERVATA

Mrd= 4,24E+08 N*mm 423,9 kN*m

MOMENTO FLETTENTE FINALE

F cls compr= 1392455,0 χ curvatura ε= 0,000017

εs1 compr 0,0027 Fs1 297495,2 SNERVATA

εs2 tesa 0,0013 Fs2 208774,1 in fase elastica

εs3 tesa 0,0000 Fs3 -6623,5 in fase elastica

εs4 tesa -0,0014 Fs4 -222021,0 in fase elastica

ε1 compr 0,0036 F1 420869,6 420869,6

ε3 compr 0,0014 F3' 120638,1

ε3 tesa -0,0028 b= 82,5

ε2 tesa -0,0050 A3' 825,4

F3'' -496566,8

c= 167,5

A3'' 1674,6

(12)

12

F2 -597826,1 -597826,1

Mrd= 7,22E+08 N*mm 722,4 kN*m

Tabella 7.11. Verifiche di resistenza lungo X dei pilastri D3-D6 MOMENTO FLETTENTE INIZIALE F(y)= 19,3 y (asse neutro)= 79,2 Mm

εs 1 0,001511 Fs 1 603244,7 in fase elastica

εs 2 -0,016607 Fs 2 -743737,9 SNERVATA

εs 3 -0,007548 Fs 3 -120412,2 SNERVATA

Mrd= 4,39E+08 N*mm 438,8 kN*m

MOMENTO FLETTENTE FINALE F(y)= 11,1 y (asse neutro)= 218,8 Mm

εs 1 0,002780 Fs 1 743737,9 SNERVATA

εs 2 -0,003779 Fs 2 -743737,9 SNERVATA

εs 3 -0,000499 Fs 3 -32275,2 in fase elastica

ε1 -0,004579 F1 -286956,5

ε2 -0,004579 F2 -286956,5

ε3' -0,002579 F3' -649949,9

ε3'' -0,004499 F3'' -566861,8

ε4' 0,001580 F4' 398226,3

ε4'' 0,003500 F4'' 441000,0

Mrd= 1,11E+09 N*mm 1108,6 kN*m

F(y)= 1,5 y (asse neutro)= 173,9 Mm χ curvatura ε= 0,000020 F cls compr= 1166820,2 N

(13)

13

εs 1 -0,005657 Fs 1 -743737,9 SNERVATA

εs 2 0,002594 Fs 2 743737,9 SNERVATA

ε1 0,003588 F1 286956,5

ε2 0,003588 F2 286956,5

ε4' -0,004148 F4' -1045203,7

ε4'' -0,006563 F4'' -826897,2

ε3' 0,001085 F3' 273409,3

ε3'' 0,003500 F3'' 441000,0

Mrd= 1,17E+09 N*mm 1170,6 kN*m

Tabella 7.12. Verifiche di resistenza lungo Y dei pilastri D3-D6 MOMENTO FLETTENTE INIZIALE F(y)= 22,9 y (asse neutro)= 126,0 mm

εs 1 0,002111 Fs 1 357701,3 SNERVATA

εs 3 -0,003443 Fs 3 -297495,2 SNERVATA

εs 4 -0,006221 Fs 4 -297495,2 SNERVATA

εs 5 -0,008998 Fs 5 -357701,3 SNERVATA

Mrd= 3,99E+08 N*mm 398,8 kN*m

MOMENTO FLETTENTE FINALE F(y)= -144,1 y (asse neutro)= 226,0 mm

εs 1 0,002726 Fs 1 357701,3 SNERVATA

εs 2 0,001177 Fs 2 187946,2 in fase elastica εs 3 -0,000371 Fs 3 -59286,4 in fase elastica εs 4 -0,001920 Fs 4 -306519,0 in fase elastica

εs 5 -0,003468 Fs 5 -357701,3 SNERVATA

ε4 -0,004320 F4 -286956,5

ε3 -0,004320 F3 -286956,5

ε2' -0,002384 F2' -600877,6

ε2'' -0,004243 F2'' -534577,4

ε1' 0,001642 F1' 413722,9

ε1'' 0,003500 F1'' 441000,0

(14)

14

Mrd= 9,87E+08

986,6

F(y)= -110,1 y (asse neutro)= 180,9 mm χ curvatura ε= 0,000019 F cls compr= 1213852,6 N

εs 1 -0,005206 Fs 1 -357701,3 SNERVATA

εs 2 -0,003271 Fs 2 -297495,2 SNERVATA

εs 4 0,000598 Fs 4 95500,5 in fase elastica

εs 5 0,002533 Fs 5 357701,3 SNERVATA

ε4 0,003597 F4 286956,5

ε3 0,003597 F3 286956,5

ε1' -0,003851 F1' -970531,5

ε1'' -0,005206 F1'' -655893,7

ε2' 0,001179 F2' 296990,1

ε2'' 0,003500 F2'' 441000,0

Mrd= 1,01E+09 N*mm 1007,5 kN*m

7.1.2 Verifiche delle connessioni

E’ stato previsto di collegare le piastre d’acciaio ai pilastri danneggiati mediante l’utilizzo di ancoraggi chimici: quest’ultimi sono stati ottenuti mediante l’inserimento di barre filettate di 12mm di diametro inserite nel calcestruzzo e solidarizzate con esso grazie all’utilizzo di una speciale resina epossidica.

Verifica a taglio dei connettori

La verifica a taglio dei connettori è stata condotta calcolando lo sforzo di sconnessione agente su ciascuno di essi sotto un taglio sollecitante pari al valore resistente del pilastro.

Nella tabella 7.13 sono riportati i risultati della verifica condotta per i vari pilastri.

Tabella 7.13. Verifica a taglio dei connettori

Pilastro C3 C6 D3 – D6

Piastra 1 3 1 3 1 3

ϕ [mm] 12 12 12 12 12 12

Passo [mm] 200 200 200 200 250 250

F_v,Ed [kN] 26,7 23,0 25,9 21,6 22,2 2,0 F_v,Rd [kN] 32,6 32,6 32,6 32,6 32,6 32,6

(15)

15 Verifica 0,82 0,70 0,79 0,66 0,68 0,06

Verifica a strappo delle piastre

La verifica a strappo delle piastre è stata condotta valutando come forza sollecitante il valore ottenuto dalla verifica a taglio dei connettori.

Nella tabella 7.14 sono riportati i risultati della verifica condotta per i vari pilastri.

Tabella 7.14. Verifica a strappo delle piastre

Piastra 1 3 1 3 1 3

spessore [mm] 8 10 8 10 10 10

fyk [N/mm²] 275 275 275 275 275 275

F_v,Ed [kN] 14,8 28,4 18,3 17,0 22,2 2,0 F_v,Rd [kN] 460,9 654,7 460,9 654,7 314,2 314,2

Verifica 0,03 0,04 0,04 0,03 0,07 0,01 Verifica a rifollamento

La verifica nei confronti del rifollamento è stata condotta sia per le piastre d’acciaio sia per il calcestruzzo: per quest’ultimo è stato preso uno spessore pari alla metà della profondità di penetrazione della barra di ancoraggio, ovvero la metà di 11 cm; la resistenza a rottura del calcestruzzo è stata calcolata in riferimento al materiale danneggiato da incendio.

Nella tabella 7.15 vengono mostrati i risultati delle verifiche a rifollamento.

Tabella 7.15. Verifiche a rifollamento

Elemento Piastra 1

Piastra 3

Cls Piastra 1

Piastra 3

Cls Piastra 1

Piastra 3

Cls

spessore

[mm] 8 10 55 8 10 10 10

f_tk

[N/mm²] 430 430 29,6 430 430 29,6 430 430 29,6

Ft,Ed [kN] 26,7 22,9 26,7 25,9 21,6 25,9 22,2 2,0 22,2 Ft,Rd [kN] 82,6 103,2 39,1 82,6 103,2 39,1 98,3 98,3 37,2 Verifica 0,32 0,22 0,68 0,31 0,21 0,66 0,23 0,02 0,60

(16)

16

Verifica delle piastre sulle mensole da carroponte

In corrispondenza delle mensole da carroponte poste in sommità dei pilastri sono state previste delle piastre aggiuntive che seguissero la geometria di quest’ultimi: in corrispondenza di esse sono state compiute delle verifiche sul cordone di saldatura che le collega alle piastre poste lungo tutto lo sviluppo del pilastri; lo sforzo sollecitante è stato assunto ipotizzando che il carico verticale da carroponte provocasse la formazione di una biella compressa inclinata di 60°. Nella tabella 7.16 si riportano le verifiche sulle saldature.

Tabella 7.16. Verifiche sui cordoni di saldatura

Pilastro C3 C6 D3 – D6

Lato [mm] 5 5 5

Lunghezza [mm] 125 125 125

fyk [N/mm²] 275 275 275

t,_Ed [N/mm²] 76,53 76,53 153

t,Rd [N/mm²] 233 233 233

Verifica 0,33 0,33 0,65

7.2 Interventi di adeguamento

Come indicato dalle NTC08, gli interventi di adeguamento sismico sono finalizzati al conseguimento dei livelli di sicurezza previsti dalle attuali norme sotto le azioni sismiche.

Il primo passo dunque per la progettazione di tali interventi consiste nella valutazione delle problematiche sismiche e delle carenze della struttura in esame: a seguito di tale fase sono state valutate delle modalità di intervento per il raggiungimento del livello di sicurezza richiesto.

7.2.1 Valutazione della vulnerabilità sismica della struttura

La valutazione della vulnerabilità sismica dell’edificio oggetto di studio è avvenuto tramite il software “Sismicad 12.2”, gentilmente concesso dalla ditta “Concrete s.r.l.”.

L’analisi mediante tale software è avvenuta grazie alla modellazione tridimensionale della struttura dell’edificio, il cui schema è riportato nella figura 7.5.

(17)

Il modello adottato ha previsto i tegoli di copertu

estremità, le travi di banchina sono state spezzate in corrispondenza degli appoggi sui pilastri e le sue estremità sono state considerate come cerniere; le travi reggi solaio dell’orizzontamento intermedio sono state inc

modellati come elementi incastrati alla base e incernierati in sommità.

Il manto di copertura realizzato mediante coppelle curve fissate puntualmente ai tegoli di copertura ha una bassa rigidezza nel proprio

sua capacità di ridistribuzione dell’azione sismica: il solaio di interpiano invece, essendo realizzato con pannelli alveolari in calcestruzzo armato di tipo “Spirol” di spessore pari a 20 cm, è stato considerato infinitamente rigido nel proprio piano.

Le fondazioni isolate a plinti con bicchiere e i relativi cordolo d collegamento sono stati modellati come elementi poggianti su un terreno con comportamento alla Winkler, avente un coefficiente k=3*10^4 kN/m

Figura 7.5.

Il solaio di interpiano interessa solo la porzione del fabbricato destinata alle attività commerciali: la sua struttura è tale che esso scarica le azioni verticali sia sui pilastri d’angolo sui quali insistono anche i teg

invece sono scollegati dagli elementi di copertura:

prossimità della zona adibita a magazzino, martellamento tra le due zone del capannone.

Il modello adottato ha previsto i tegoli di copertura come elementi incernierati alle estremità, le travi di banchina sono state spezzate in corrispondenza degli appoggi sui pilastri e le sue estremità sono state considerate come cerniere; le travi reggi solaio dell’orizzontamento intermedio sono state incernierate alle estremità; i pilastri sono stati modellati come elementi incastrati alla base e incernierati in sommità.

anto di copertura realizzato mediante coppelle curve fissate puntualmente ai tegoli di copertura ha una bassa rigidezza nel proprio piano, dunque non si è fatto affidamento alla sua capacità di ridistribuzione dell’azione sismica: il solaio di interpiano invece, essendo realizzato con pannelli alveolari in calcestruzzo armato di tipo “Spirol” di spessore pari a 20

to infinitamente rigido nel proprio piano.

Le fondazioni isolate a plinti con bicchiere e i relativi cordolo d collegamento sono stati modellati come elementi poggianti su un terreno con comportamento alla Winkler, avente

3*10^4 kN/m³.

Figura 7.5. Modello tridimensionale di calcolo

Il solaio di interpiano interessa solo la porzione del fabbricato destinata alle attività : la sua struttura è tale che esso scarica le azioni verticali sia sui pilastri d’angolo sui quali insistono anche i tegoli di copertura, sia su pilastri di minore altezza che invece sono scollegati dagli elementi di copertura: poiché tali pilastri sono posizionati in prossimità della zona adibita a magazzino, l’edificio risulta esposto

e zone del capannone.

17

ra come elementi incernierati alle estremità, le travi di banchina sono state spezzate in corrispondenza degli appoggi sui pilastri e le sue estremità sono state considerate come cerniere; le travi reggi solaio ernierate alle estremità; i pilastri sono stati modellati come elementi incastrati alla base e incernierati in sommità.

anto di copertura realizzato mediante coppelle curve fissate puntualmente ai tegoli di , dunque non si è fatto affidamento alla sua capacità di ridistribuzione dell’azione sismica: il solaio di interpiano invece, essendo realizzato con pannelli alveolari in calcestruzzo armato di tipo “Spirol” di spessore pari a 20

Le fondazioni isolate a plinti con bicchiere e i relativi cordolo d collegamento sono stati modellati come elementi poggianti su un terreno con comportamento alla Winkler, avente

tridimensionale di calcolo

Il solaio di interpiano interessa solo la porzione del fabbricato destinata alle attività : la sua struttura è tale che esso scarica le azioni verticali sia sui pilastri oli di copertura, sia su pilastri di minore altezza che poiché tali pilastri sono posizionati in l’edificio risulta esposto a fenomeni di

(18)

18

Una volta realizzato il modello, è stata condotta un’analisi dinamica lineare che ha fornito come risultato il valore dell’indice di vulnerabilità espresso come rapporto tra il valore di Peak Ground Acceleration (PGA) che provoca la crisi nella struttura e il valore di riferimento per l’azione sismica allo Stato Limite di Salvaguardia della Vita (SLV).

Nel caso in esame, tale coefficiente è risultato pari a 0,48

=

,

= 0,48

Un valore così basso indica un’elevata vulnerabilità sismica.

Tale condizione non risulta causata da un incremento del valore di PGA di riferimento, in quanto nel passaggio dal Decreto Ministeriale del 1996, ovvero la normativa utilizzata per il progetto originario, alle Norme Tecniche per le Costruzioni 2008, cioè la normativa attuale, tale parametro subisce una leggera riduzione, passando da 0,25g (con “g” pari all’accelerazione gravitazionale) a 0,225 g.

Un fattore che invece concorre all’elevata vulnerabilità della struttura è dovuta alla variazione dello spettro di progetto per l’azione sismica: mentre infatti quello previsto dal DM96 prevedeva una riduzione di circa 5-6 volte dello spettro elastico di riferimento per gli edifici intelaiati, secondo le NTC08 tale riduzione avviene mediante il coefficiente di struttura q che, nel caso del capannone in esame, risulta pari a 2.

Un’ulteriore causa di vulnerabilità della struttura è infine da ricercare nella limitata resistenza a flessione di alcuni pilastri: mentre infatti i pilastri della zona adibita a magazzino sono dotati di una consistente armatura longitudinale, quelli posti nella zona destinata alle attività commerciali presentano un’armatura molto ridotta. Ciò è confermato dai risultati dell’analisi dinamica lineare (figura7.6) , i quali mostrano come la crisi dell’intera struttura sia provocata da quella dei 4 pilastri del lato Est dell’edificio, mentre quelli della zona adibita a magazzino si dimostrano essere sufficientemente resistenti.

Per quanto riguarda la crisi per taglio invece, l’analisi mostra che l’indice di vulnerabilità assume un valore ben maggiore di uno, che quindi scongiura il pericolo di crisi della struttura per meccanismo fragile.

(19)

Figura 7.6. Rappresentazione

7.2.2 Progetto dell’intervento

Dopo aver proceduto alla valutazione della vulnerabilità sismica dell’edificio, ne è stata studiata una modalità di intervento finalizzata all’adeguamento sismico.

La strategia scelta ha previsto travi rovesce di fondazione.

Le pareti sono state inserite in modo tale da proteggere i pilastri carenze strutturali, cioè quelli

scopo sono state inserite pareti di 3 metri in entrambe le direzioni in corrispondenza dei pilastri d’angolo esterni, mentre setti di due metri sono stati posizionati lungo il perimetro del solaio per conferire maggiore resistenza alla struttura in entrambe le direzioni.

Nella zona adibita a magazzino non è stato invece previsto l’inserimento di pareti, in quanto i pilastri in questione non hanno mostrato carenze strutturali.

Nella figura 7.7 viene riportata la p

progettate per l’adeguamento sismico del capannone industriale.

Rappresentazione degli elementi strutturali non verificati agli SLV

Progetto dell’intervento

tegia scelta ha previsto l’inserimento di pareti di taglio in calcestruzzo armato e di travi rovesce di fondazione.

Le pareti sono state inserite in modo tale da proteggere i pilastri che hanno mostrato delle carenze strutturali, cioè quelli interessati dalla presenza del solaio intermedio:

sono state inserite pareti di 3 metri in entrambe le direzioni in corrispondenza dei pilastri d’angolo esterni, mentre setti di due metri sono stati posizionati lungo il perimetro

maggiore resistenza alla struttura in entrambe le direzioni.

Nella zona adibita a magazzino non è stato invece previsto l’inserimento di pareti, in quanto i pilastri in questione non hanno mostrato carenze strutturali.

viene riportata la pianta dell’edificio dopo l’inserimento delle pareti progettate per l’adeguamento sismico del capannone industriale.

19 degli elementi strutturali non verificati agli SLV

in calcestruzzo armato e di

che hanno mostrato delle lla presenza del solaio intermedio: a questo sono state inserite pareti di 3 metri in entrambe le direzioni in corrispondenza dei pilastri d’angolo esterni, mentre setti di due metri sono stati posizionati lungo il perimetro

maggiore resistenza alla struttura in entrambe le direzioni.

Nella zona adibita a magazzino non è stato invece previsto l’inserimento di pareti, in quanto

ianta dell’edificio dopo l’inserimento delle pareti

(20)

20

3 6

5

A B C D E F

5

A B

2 4 6

1 4

D

3

C E F

2

Figura 7.7. Pianta dei pilastri con l’inserimento delle pareti previste per l’adeguamento sismico

Le pareti sono state progettate per svilupparsi lungo l’intera altezza dell’edificio: esse quindi partono dal livello di fondazione inglobando le eventuali travi reggi solaio dell’orizzontamento intermedio e collegandosi alle travi ad H di copertura; per quanto riguarda le pareti disposte lungo la direzione di orditura del manto di copertura, è stato scelto di non effettuarne il collegamento ai tegoli per la difficoltà di realizzazione di tali particolari costruttivi.

L’inserimento di tali elementi è stato inoltre finalizzato alla solidarizzazione delle due parti del capannone.

In corrispondenza dei pilastri D3 e E2 è stata quindi prevista una parete a T che ne garantisse il collegamento, così come in corrispondenza dei pilastri D6 ed E6 è stata inserita una parete che partisse da D6 e inglobasse il pilastro E6 di minore altezza.

La scelta di effettuare la solidarizzazione è stata fatta in quanto la presenza di alcuni elementi strutturali comuni tra le due parti dell’edificio, come le travi di copertura e i pilastri d’angolo, ha reso problematica la realizzazione di un giunto sismico: in quel caso infatti, sarebbe stato necessario prolungare i pilastri su cui appoggia il solaio fino alla copertura, e

(21)

21

interrompere le travi ad H di banchina in corrispondenza della zona di contatto, in modo da staccare le due parti, verificando che la distanza tra le due fosse sufficiente ad evitarne il contatto sotto azioni sismiche.

Per questo motivo si è invece scelto di ripristinare la continuità strutturale tra le due porzioni di edificio, evitando così l’insorgere di possibili problemi di martellamento.

E’ stato scelto di non procedere all’irrigidimento del manto di copertura: tale decisione è stata presa sia osservando che i pilastri centrali con maggiore area di competenza risultano verificati agli SLV, sia valutando le problematiche tecniche di realizzazione di un tale intervento, causate dalle luci in gioco non contenute e dal disassamento che si registra tra gli appoggi dei tegoli di copertura sulle travi e gli appoggi delle travi sui pilastri.

Le travi rovesce sono state poste nelle campate interessate dall’inserimento delle pareti in maniera da collegare due plinti consecutivi: il loro posizionamento in sezione è stato fatto in maniera che risultassero poste a contatto con i cordoli esistenti di collegamento dei plinti.

Nella figura 7.8 viene mostrata la pianta delle fondazioni dell’edificio con l’inserimento delle travi rovesce.

Sulla struttura così modificata è stata nuovamente effettuata un’analisi dinamica lineare, ottenendo un indice di vulnerabilità, valutato in termini di PGA, maggiore di 1: tale valore ha quindi espresso il raggiungimento degli standard di sicurezza richiesti dalla normativa sotto l’azione sismica.

(22)

22

3 6

5

A B C D E F

5

A B

2 4 6

1 4

D

3

C E F

2

Figura 7.8. Pianta delle fondazioni con l’inserimento delle travi rovesce per l’adeguamento

7.2.3 Particolari costruttivi

Pareti

Le pareti sono state realizzate in calcestruzzo di classe C40/50 con copriferro pari a 40mm ed uno spessore di 30 cm.

Il dimensionamento delle armature è avvenuto mediante l’analisi dinamica lineare condotta dal software “Sismicad”: le armature longitudinali sono state ottenute mediante barre di diametro pari a 14mm disposte con passo di 20 cm; le armature longitudinali sono state ottenute con barre di diametro pari a 10mm e passo 20 cm.

(23)

23

In corrispondenza delle zone confinate, come indicato dalla Normativa, l’area totale delle armature longitudinali deve essere compresa tra l’1% e il 4% dell’area di calcestruzzo: è stato dunque prevista in tali zone la presenza di barre di diametro pari a 18mm con passo di 10 cm; nelle zone confinate è stata inoltre previsto anche un infittimento delle armature trasversali, portando il passo da 20 a 10 cm.

Nelle figure 7.9 e 7.10 vengono riportate, a titolo di esempio, le sezioni significative della parete di 3 metri posta in corrispondenza dei pilastri di angolo esterni.

Le pareti sono state collegate ai pilastri e alle travi esistenti mediante l’utilizzo di connettori con ancoraggi chimici realizzati con resina epossidica: le dimensioni di tali barre di collegamento sono state prese pari a quelle delle armature proprie della parete, in modo da assicurare la resistenza di quest’ultima anche nelle zone a contatto con gli elementi esistenti.

Le barre di collegamento con i pilastri sono state posizionate all’interno della zona confinata della parete, in modo da aumentare l’efficacia del collegamento.

Nelle figure 7.11 e 7.12 vengono mostrati i particolari relativi, rispettivamente, del collegamento tra parete e pilastro esistente e del collegamento tra parete e trave di interpiano esistente.

(24)

24

2Ø16 2Ø16

Pluviale interno Ø14 22

22 63 63

10 10

staffe Ø10/10

L=190 cm 22 22

63 63 10 10

staffe Ø10/10 L=190 cm 10

22 10

22 22

22 218

218

staffe Ø10/20 L=500 cm 218

218

staffe Ø10/20 L=500 cm

C C'

D'

SEZIONE AA'

(1:20)

Barra di ancoraggio 10

10

Pilastro esistente 2Ø14

2Ø16 2Ø16 10

22 10

22 22

22 218

218

staffe Ø10/20 L=500 cm 218

218

staffe Ø10/20 L=500 cm

Pluviale interno Ø14

C C'

D'

SEZIONE BB'

(1:20)

Barra di ancoraggio 10

10

Pilastro esistente 2Ø14 Tipo A

Tipo B Tipo A

Tipo B

Tipo C Tipo D

Figura 7.9. Sezioni AA’ e BB’ della parete d’angolo

SEZIONE CC'

(1:50)

SEZIONE DD'

(1:50)

327

217

30 30

15+15 F18 L=357cm

16 F14 L=247cm 28017+17 F14 L=300cm 20

20

21715+15 F18 L=247cm

20

32716 F14 L=357cm

A A'

B

B' B B'

A' A

D'

18014+14 F14 L=180cm

Staffe di confinamento tipo A+B/20 330

Staffe tipo A+tipo B/20 Staffe di confinamento tipo A+B/20 330

Staffe tipo A+tipo B/20

Barra ancoraggio

(25)

25 Figura 7.10. Sezioni CC’ e DD’ della parete d’angolo

Barre filettate M10 L=75cm

2 Ø14

Pluviale interno Ø14

2 Ø16 2 Ø16

PILASTRO ESISTENTE Ancoraggi con

resina epossidica PARETE

Figura 7.11. Particolare del collegamento parete-pilastro esistente

armature pareti 2Ø14

TRAVE ESISTENTE PARETE

Ancoraggi con resina epossidica

PARTICOLARE COLLEGAMENTO PARETE-TRAVE

(1:10)

Barre filettate M14 L=180cm

Staffe pareti Ø10

Staffe pareti Ø10/20

Figura 7.12. Particolare del collegamento parete-trave esistente