Apertura vani in pareti portanti in zona sismica [6 ed.] 8882078942

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Software professionale in versione Windows

Claudio Ciavattini

Apertura Vani

in pareti portanti in zona sismica

PROGETTO DEGLI INTERVENTI DI RINFORZO E CONSOLIDAMENTO **Progetto degli interventi locali **Calcolo rigidezza, resistenza e deformabilità di una parete **Dimensionamento delle cerchiature dei vani con telai sia metallici che in c.a. **Verifica agli S.L. del telaio in c.a. **Verifica agli S.L. del telaio metallico e dei collegamenti sia metalliche che in c.a. **Verifica agli S.L. delle architravi metalliche o in c.a. **Redazione della relazione tecnica e di calcolo SESTA EDIZIONE SOFTWARE INCLUSO ESEMPIO DI RELAZIONE ILLUSTRATIVA SULLE METODOLOGIE DI CALCOLO E DI VERIFICA ADOTTATE; FOGLI DI CALCOLO PER LA VERIFICA DI APERTURE IN PARETI PORTANTI, PER LE VERIFICHE AGLI SLU SUL TELAIO E RELATIVI COLLEGAMENTI SALDATI E SULL’ARCHITRAVE; ESEMPI NUMERICI DI CALCOLO

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Claudio Ciavattini APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA Ed. VI (2017)

ISBN 13 978-88-8207-894-2 EAN 9 788882 078942 Collana Software (98) versione eBook

© GRAFILL S.r.l. Via Principe di Palagonia, 87/91 – 90145 Palermo Telefono 091/6823069 – Fax 091/6823313 Internet http://www.grafill.it – E-Mail [email protected] Tutti i diritti di traduzione, di memorizzazione elettronica e di riproduzione sono riservati. Nessuna parte di questa pubblicazione può essere riprodotta in alcuna forma, compresi i microfilm e le copie fotostatiche, né memorizzata tramite alcun mezzo, senza il permesso scritto dell’Editore. Ogni riproduzione non autorizzata sarà perseguita a norma di legge. Nomi e marchi citati sono generalmente depositati o registrati dalle rispettive case produttrici.

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

SOMMARIO

1. INTRODUZIONE............................................................................................ p. 1.1. Aspetti normativi.................................................................................... ˝ 1.2. Percezione dell’indebolimento strutturale.............................................. ˝ 1.3. Evoluzione della normativa.................................................................... ˝

1 1 3 8

2. COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA.................................. 2.1. Calcolo della rigidezza........................................................................... 2.1.1. Caso di parete con aperture...................................................... 2.2. Calcolo della resistenza ......................................................................... 2.2.1. Fascia di piano......................................................................... 2.2.2. Maschi murari.......................................................................... 2.3. Identificazione del livello di conoscenza................................................ 2.3.1. La geometria............................................................................ 2.3.2. I dettagli costruttivi.................................................................. 2.3.3. Le proprietà dei materiali......................................................... 2.4. Livelli di conoscenza e caratteristiche dei materiali............................... 2.5. Comportamento dei maschi murari........................................................ Esempio 1............................................................................................... Esempio 2...............................................................................................

˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝

10 10 12 15 17 18 23 23 24 24 28 31 33 36

3. REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE.............................................. Esempio 3............................................................................................... 3.1. Verifica della rigidezza........................................................................... Esempio 4............................................................................................... 3.1.1. Dimensionamento della cerchiatura......................................... Esempio 5............................................................................................... 3.2. Verifica della resistenza.......................................................................... Esempio 6............................................................................................... 3.3. Posizione dell’apertura nella parete........................................................ 3.4. Rinforzo dei maschi murari con FRP...................................................... Esempio 7............................................................................................... 3.5. Rinforzo dei maschi murari con tecniche tradizionali............................

˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝

43 44 46 48 50 52 55 58 62 65 71 73

4. VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE................................................................................. 4.1. Classificazione delle sezioni...................................................................

˝ ˝

78 79 III

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



4.2.

4.3.

Verifica del telaio.................................................................................... p. 4.2.1. Verifica di resistenza agli SLU dei piedritti e del traverso......................................................... ˝ 4.2.2. Verifica di deformabilità del traverso superiore (SLE)............ ˝ 4.2.3. Verifica delle unioni e dei giunti.............................................. ˝ Verifica dell’architrave............................................................................ ˝ 4.3.1. Verifica di resistenza allo SLU – collasso per formazione di cerniera plastica......................... ˝ 4.3.2. Verifica di deformabilità (SLE)................................................ ˝ 4.3.3. Verifica della muratura per carichi concentrati........................ ˝

81 85 86 87 95 96 98 98

5. VERIFICA DEL TELAIO IN C.A. E DELL’ARCHITRAVE..................... 5.1. Verifica del telaio.................................................................................... 5.1.1. Verifica a presso flessione dei piedritti e del traverso.............. 5.1.2. Verifica a taglio dei piedritti e del traverso.............................. 5.1.3. Verifica di deformabilità del traverso....................................... 5.1.4. Verifica delle tensioni di esercizio........................................... 5.2. Verifica dell’architrave............................................................................ 5.2.1. Verifica a flessione................................................................... 5.2.2. Verifica delle tensioni di esercizio...........................................

˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝

6. ESEMPI APPLICATIVI................................................................................. 6.1. Modifica delle aperture senza necessità di opere di rinforzo/consolidamento.............................. 6.1.1. Progetto dell’architrave in acciaio........................................... 6.1.2. Progetto dell’architrave in c.a.................................................. 6.2. Modifica di aperture con inserimento di telaio metallico....................... 6.3. Modifica di aperture con inserimento di telaio in c.a............................. 6.4. Calcolo della forza sismica agente sul telaio..........................................

˝ 112 ˝ ˝ ˝ ˝ ˝ ˝

113 128 133 140 162 176

7. ESEMPI............................................................................................................ 7.1. Esempio 1. Apertura vano porta in parete portante................................ 7.2. Esempio 2. Apertura finestra su prospetto............................................. 7.3. Esempio 3. Ampliamento apertura esistente..........................................

˝ ˝ ˝ ˝

178 178 194 199

ÌÌAPPENDICE LEGISLATIVA........................................................................

˝ 213

–– Decreto del Ministero delle Infrastrutture 14 gennaio 2008 Approvazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni (stralcio).........................................................................

˝ 215

–– Decreto del Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti 14 settembre 2005 Norme tecniche per le costruzioni (stralcio)...............................................

˝ 223

IV

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101 101 102 108 109 109 110 110 111

SOMMARIO



–– Decreto del Ministero delle Infrastrutture e dei trasporti 16 gennaio 1996 Norme tecniche per le costruzioni in zone sismiche (stralcio).................... p. 227 –– Circolare Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti 2 febbraio 2009, n. 617 Istruzioni per l’applicazione delle Nuove norme tecniche per le costruzioni di cui al Decreto Ministeriale 14 gennaio 2008 (stralcio).......

˝ 235

–– Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri 20 marzo 2003, n. 3274 Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica.........................................................................

˝ 238

ÌÌINSTALLAZIONE DEL SOFTWARE INCLUSO....................................... –– Note sul software incluso............................................................................ –– Requisiti hardware e software..................................................................... –– Download del software e richiesta della password di attivazione............... –– Installazione ed attivazione del software....................................................

˝ ˝ ˝ ˝ ˝

ÌÌGUIDA ALL’UTILIZZO DI MODELLI ED ESEMPI................................

˝ 244

ÌÌBIBLIOGRAFIA..............................................................................................

˝ 254

241 241 242 242 243

V

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 CAPITOLO 1

INTRODUZIONE

1.1.  Aspetti normativi

Gli interventi sugli edifici esistenti sono regolamentati dal punto 8 delle Norme Tecniche sulle Costruzioni (d’ora in avanti NTC) emanate con D.M. 14 gennaio 2008 e dalla Circolare n. 617/CSLLPP del 2 febbraio 2009 contenente le “Istruzioni per l’applicazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni” pubblicata sulla G.U.R.I. 26-02-2009, n. 47 – s.o.. Gli interventi vengono distinti in: – interventi di adeguamento atti a conseguire i livelli di sicurezza previsti dalle norme; – interventi di miglioramento atti ad aumentare la sicurezza strutturale esistente, pur senza necessariamente raggiungere i livelli richiesti dalle norme; – riparazioni o interventi locali che interessino elementi isolati, e che comunque comportino un miglioramento delle condizioni di sicurezza preesistenti. Tale classificazione era già presente nelle precedenti norme tecniche (decreto ministeriale 16 gennaio 1996, punto C9 – D.M. 14 settembre 2005, capitolo 9); tuttavia le definizioni date per i sopraelencati interventi nelle varie norme tecniche che si sono succedute nel corso degli anni non sono esattamente corrispondenti fra di loro. Intervento di adeguamento Costituisce obbligo di procedere alla valutazione della sicurezza e, qualora necessario, all’adeguamento della costruzione, quando si prevede di: a sopraelevare la costruzione; b) ampliare la costruzione mediante opere strutturalmente connesse alla costruzione; c) apportare variazioni di classe e/o di destinazione d’uso che comportino incrementi dei carichi globali in fondazione superiori al 10%; resta comunque fermo l’obbligo di procedere alla verifica locale delle singole parti e/o elementi della struttura, anche se interessano porzioni limitate della costruzione; d) effettuare interventi strutturali volti a trasformare la costruzione mediante un insieme sistematico di opere che portino ad un organismo edilizio diverso dal precedente. Intervento di miglioramento Rientrano negli interventi di miglioramento tutti gli interventi che siano comunque finalizzati ad accrescere la capacità di resistenza delle strutture esistenti alle azioni considerate. È possibile eseguire interventi di miglioramento nei casi in cui non ricorrano le condizioni che rendono obbligatorio l’intervento di adeguamento. Il progetto e la valutazione della sicurezza dovranno essere estesi a tutte le parti della struttura potenzialmente interessate da modifiche di comportamento, nonché alla struttura nel suo insieme. 1

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

APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

Riparazione o intervento locale In generale, gli interventi di questo tipo riguarderanno singole parti e/o elementi della struttura e interesseranno porzioni limitate della costruzione. Il progetto e la valutazione della sicurezza potranno essere riferiti alle sole parti e/o elementi interessati e documentare che, rispetto alla configurazione precedente al danno, al degrado o alla variante, non siano prodotte sostanziali modifiche al comportamento delle altre parti della struttura nel suo insieme e che gli interventi comportino un miglioramento delle condizioni di sicurezza preesistenti. Il progetto di interventi su edifici esistenti dovrà comunque, di norma, comprendere le seguenti attività: 1. Rilievo plano-altimetrico della costruzione; 2. Rilievo strutturale, comprese le strutture di fondazione; 3. Rilievo dello stato fessurativo e/o distorsivo della struttura; 4. Analisi dell’evoluzione storica-costruttiva della costruzione; 5. Studio geologico e analisi geotecnica, ove necessario; 6. Indagine sismica del sito, ove necessario; 7. Indagini sui terreni sulle strutture di fondazione, ove necessario; 8. Indagini sui materiali e valutazione dello stato di conservazione e di resistenza residua, da definire con prove sperimentali; 9. Rilievo dei dissesti, cause, entità; 10. Valutazione delle condizioni di sicurezza della struttura nello stato ante-intervento; 11. Relazione motivata dell’intervento di miglioramento previsto; 12. Verifica della sicurezza della struttura consolidata nello stato di post-intervento e nel corso delle fasi esecutive; giudizio di incremento della sicurezza. Nelle analisi e verifiche strutturali si dovranno prevedere adeguati “fattori di confidenza” che modificano i parametri meccanici in funzione dei “livelli di conoscenza” raggiunti nella fase di indagine pre-progettuale in riferimento a: indagine storica; rilievi geometrici; dettagli costruttivi; caratterizzazione dei materiali (si veda punto 2.3). La tipologia d’intervento da prendere in considerazione nel caso dell’apertura di nuovi vani in pareti portanti (o la modifica di quelli esistenti) è certamente quella della “riparazione o intervento locale”. Questo è confermato anche dalla Circolare n. 617/CSLLPP del 2 febbraio 2009 contenente le “Istruzioni per l’applicazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni” dove al punto C8.4.3 recita: “Infine, interventi di variazione della configurazione di un elemento strutturale, attraverso la sua sostituzione o un rafforzamento localizzato (ad esempio l’apertura di un vano in una parete muraria, accompagnata da opportuni rinforzi) possono rientrare in questa categoria (riparazione o intervento locale) solo a condizione che si dimostri che la rigidezza dell’elemento variato non cambi significativamente e che la resistenza e la capacità di deformazione, anche in campo plastico, non peggiorino ai fini del comportamento rispetto alle azioni orizzontali”. Tuttavia, in funzione dell’entità dell’intervento, potrà essere considerato, l’intervento di “miglioramento sismico” o addirittura (per casi particolari) quello di “adeguamento sismico”. A maggior ragione si considera l’intervento di miglioramento nel caso in cui l’edificio faccia parte del patrimonio culturale vincolato ai sensi del Codice dei Beni Culturali (D.L. n. 42/2004) dove all’articolo 29 si legge: “… nel caso di beni immobili situati nelle zone di2

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1. INTRODUZIONE



chiarate a rischio sismico in base alla normativa vigente, il restauro comprende l’intervento di miglioramento strutturale”.

1.2.  Percezione dell’indebolimento strutturale

In sostanza, intervenendo su parti limitate di strutture murarie, non si modifica il comportamento d’insieme della fabbrica a meno che, per una sfortunata e/o sconsiderata sommatoria di interventi parziali non coordinati si danneggi fortemente la struttura muraria privandola dei requisiti essenziali ad assolvere la funzione statica e sismoresistente. Infatti, spesso nelle ristrutturazioni di singoli appartamenti, non si tiene conto delle modificazioni complessive che l’edificio subisce a causa dei singoli interventi realizzati dai vari proprietari. Per esemplificare meglio tale concetto si riporta l’esempio seguente. Si tratta di un edificio in muratura composto da piano terra, piano primo e piano secondo con tre committenti diversi (uno per piano) che decidono, in tempi successivi, di intraprendere lavori di ristrutturazione interna prevedendo modifiche nelle aperture nei muri portanti. Si ipotizza di individuare tre fasi distinte, nel corso delle quali si compiono i lavori ai vari appartamenti: – Fase 1: al tempo t1 vengono realizzati i lavori di ristrutturazione dell’appartamento posto al piano terra; – Fase 2: al tempo t2 vengono realizzati i lavori di ristrutturazione dell’appartamento posto al piano secondo; – Fase 3: al tempo t3 vengono realizzati i lavori di ristrutturazione dell’appartamento posto al piano primo. L’edificio in oggetto è rappresentato, in sezione, nella figura 1.1 che di seguito si riporta.

Figura 1.1.                Figura 1.2.

Per ciascuna fase sono state calcolate, ai vari piani, le aree resistenti della parete considerata, tenendo conto che, quelle sismoresistenti devono avere continuità fino al suolo. È possibile individuare una Fase 0 corrispondente allo stato iniziale dell’edificio, ossia la sua conformazione strutturale originaria, al momento della sua progettazione. Le porzioni di muratura tratteggiate (figura 1.2) indicano i maschi murari sismoresistenti, ossia quelli che hanno continuità strutturale fino alle fondazioni. Supponendo uno spessore dei muri pari a 30 cm si ha che l’area resistente ad ogni piano equivale a 2,7 m2 come meglio si evince dalla seguente tabella. 3

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Fase 0 p. terra, primo, secondo

0,87 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

2,63 9 0,3 2,7

Lunghezze maschi murari (m) 3 0,87

1,63

Fase 1 Sono stati eseguiti lavori di ristrutturazione del piano terra, che hanno portato alla realizzazione di una nuova apertura nella maglia centrale e lo spostamento verso destra dell’apertura già presente nella maglia di sinistra (figura 1.3). Il nuovo assetto strutturale pertanto risulta essere variato. Di seguito si riportano le aree resistenti ad ogni piano e la riduzione percentuale di queste rispetto allo stato originario. P. T.: A = 2,44 m2 riduzione del 10% P. 1.: A = 2,08 m2 riduzione del 23% P. 2.: A = 2,08 m2 riduzione del 23%

Figura 1.3.

Si riassumono di seguito, le caratteristiche geometriche della muratura sismoresistente, per ogni piano, relativamente alla fase considerata. Fase 1

p. secondo

p. primo

0,87 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

1,45 6,92 0,3 2,08

0,87 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

1,45 6,92 0,3 2,08

Lunghezze maschi murari (m) 0,87 1,23 Area/Area iniziale 0,77 Lunghezze maschi murari (m) 0,87 1,23 Area/Area iniziale 0,77

0,87

1,63

Riduzione di area % 23 0,87

1,63

Riduzione di area % 23

4

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1. INTRODUZIONE

p. terra



2,07 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

1,45 8,12 0,3 2,44

Lunghezze maschi murari (m) 0,87 1,23 Area/Area iniziale 0,9

0,87

1,63

Riduzione di area % 10

Fase 2 Sono stati eseguiti lavori di ristrutturazione del secondo e ultimo piano, che hanno portato alla spostamento verso destra dell’apertura già presente nella maglia di sinistra e all’ampliamento e spostamento della porta nella maglia di destra (figura 1.4). Il nuovo assetto strutturale pertanto risulta essere variato. Di seguito si riportano le aree resistenti ad ogni piano e la riduzione percentuale di queste rispetto allo stato originario. P. T.: A = 2,44 m2 riduzione del 10% P. 1.: A = 2,08 m2 riduzione del 23% P. 2.: A = 1,48 m2 riduzione del 45%

Figura 1.4.

Si riassumono di seguito, le caratteristiche geometriche della muratura sismoresistente, per ogni piano, relativamente alla fase considerata. Fase 2

p. secondo

p. primo

0,87 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

0,55 4,92 0,3 1,48

0,87 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

1,45 6,92 0,3 2,08

Lunghezze maschi murari (m) 0,87 1,23 Area/Area iniziale 0,55 Lunghezze maschi murari (m) 0,87 1,23 Area/Area iniziale 0,77

0,87

0,53

Riduzione di area % 45 0,87

1,63

Riduzione di area % 23 5

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



p. terra

2,07 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

1,45 8,12 0,3 2,44

Lunghezze maschi murari (m) 0,87 1,23 Area/Area iniziale 0,9

0,87

1,63

Riduzione di area % 10

Fase 3 Sono stati eseguiti lavori di ristrutturazione al piano primo, consistenti nell’ampliamento delle porte nelle maglie di sinistra e destra, e la realizzazione di una nuova porta nella maglia centrale (figura 1.5). Il nuovo assetto strutturale pertanto risulta essere ulteriormente variato. Di seguito si riportano le aree resistenti ad ogni piano e la riduzione percentuale di queste rispetto allo stato originario. P. T.: A = 2,44 m2 riduzione del 10% P. 1.: A = 1,57 m2 riduzione del 42% P. 2.: A = 0,97 m2 riduzione del 64%

Figura 1.5.

Si riassumono di seguito, le caratteristiche geometriche della muratura sismoresistente, per ogni piano, relativamente alla fase considerata. Fase 3

p. secondo

p. primo

0,47 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

0,55 3,24 0,3 0,97

0,47 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

1,45 5,24 0,3 1,57

Lunghezze maschi murari (m) 0,87 0,35 Area/Area iniziale 0,36 Lunghezze maschi murari (m) 0,87 0,35 Area/Area iniziale 0,58

0,47

0,53

Riduzione di area % 64 0,47

1,63

Riduzione di area % 42

6

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1. INTRODUZIONE

p. terra



2,07 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

1,45 8,12 0,3 2,44

Lunghezze maschi murari (m) 0,87 1,23 Area/Area iniziale 0,9

0,87

1,63

Riduzione di area % 10

Come si evince da questo semplice esempio, la sommatoria di interventi parziali, porta ad un notevole indebolimento del piano secondo che vede la superficie resistente diventare il 36% di quella iniziale al tempo t0, quindi una riduzione di capacità sismoresistente di circa 2/3 (senza inoltre tener conto dell’ulteriore indebolimento per effetto della creazione di maschi murari eccessivamente snelli, che non rispettano il canonico rapporto 1:3 tra base ed altezza). Intervenendo però singolarmente ai vari piani, in maniera non coordinata ed in epoche diverse, si corre il rischio di fare poi valutazioni errate circa l’indebolimento che si va a creare a quel piano, per effetto delle modifiche alle aperture. Risulta dall’esempio che l’indebolimento percepito ad ogni singolo piano per effetto dei lavori a quel piano, è sottostimato rispetto all’indebolimento effettivo, che dipende anche dalle modificazioni intervenute per effetto dei lavori eseguiti negli altri piani. Infatti, prendendo a riferimento il piano secondo, la percezione dell’indebolimento che ci si appresta a conferire all’intera parete, valutato senza considerare che già al piano terra sono state variate le geometrie delle pareti e delle aperture, risulta essere minimo, ossia una riduzione dell’area resistente dei maschi murari pari al 6% (figura 1.6) rispetto a quella originaria, mentre in effetti, considerando che al piano terra sono già variate le condizioni rispetto allo stato originario, la riduzione dell’area resistente risulta essere del 45% rispetto a quella originaria (fase 2 – figura 1.4).

Figura 1.6. (percezione dell’indebolimento al piano secondo)

Percezione piano secondo p. secondo

2,95 L tot (m) Spess (m) Area (m2)

0,55 8,5 0,3 2,55

Lunghezze maschi murari (m) 3 1,47 Area/Area iniziale 0,94

0,53 Riduzione di area % 6 7

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Valutare l’indebolimento della parete senza preoccuparsi di analizzare l’intero edificio porta quindi a risultati notevolmente sottostimati. Questo inconveniente potrebbe essere eliminato adottando, per ciascun fabbricato, l’ormai noto “fascicolo del fabbricato” visto che una grossa percentuale di edifici nei quali viviamo è costituita da strutture portanti in muratura e che sempre più spesso si intraprendono lavori di ristrutturazione interna per adeguare l’immobile alle esigenze di ciascuna famiglia, spesso senza considerare le modificazioni complessive che subisce la struttura del fabbricato. Il fascicolo consentirebbe quindi di: 1. Registrare le modificazioni che si susseguono nel tempo; 2. Stabilire la fattibilità degli interventi in tempi successivi; 3. Certificare in ogni momento lo stato strutturale.

1.3.  Evoluzione della normativa

In materia di riparazione e rinforzo strutturale degli edifici, le prime norme che definivano in maniera puntuale i modi di valutazione delle resistenze e delle rigidezze delle pareti, si ebbero nel 1980 con il DT2 (Documento Tecnico n. 2) emanato dalla Regione Autonoma Friuli Venezia Giulia per dar seguito alla legge regionale 20 giugno 1977, n. 30. Il DT2, dal titolo “Raccomandazioni per la riparazione strutturale degli edifici in muratura” prevedeva, per la verifica sismica dell’edificio, il metodo di calcolo denominato P.O.R. La circolare del Ministero dei lavori pubblici 30 luglio 1981, n. 21745 dal titolo “Istruzioni relative alla normativa tecnica per la riparazione ed il rafforzamento degli edifici in muratura danneggiati dal sisma” ha ripreso le indicazioni del DT2 ed è stata, per oltre un ventennio, il principale riferimento normativo per tutti gli interventi di rinforzo e consolidamento degli edifici in muratura. Nella circolare venivano suggeriti (tabella 1.1), in assenza di validi dati sperimentali, i valori massimi di resistenza a taglio e compressione per le varie murature da adottare nelle verifiche sismiche. Tabella 1.1.  TIPO DI MURATURA Mattoni pieni Malta bastarda Blocco modulare (con caratteristiche rispondenti alle prescrizioni decreto ministeriale 3 marzo 1975) (29 x 19 x 19 cm) Malta bastarda MURATURE Blocco in argilla espanza o calcestruzzo NON CONSOLIDATE Malta bastarda NON LESIONATE Muratura in pietra (in presenza di ricorsi di mattoni estesi a tutto lo spessore del muro, il valore rappresentativo di tκ può essere incrementato del 30%) a) pietrame in cattive condizioni b) pietrame grossolanamente squadrato e ben organizzato c) a sacco in buone condizioni Blocchi di tufo di buona qualità

τκ σκ (t/m2) (t/m2) 12 300

8

250

18

300

2 7 4 10

50 200 150 250 [segue]

8

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1. INTRODUZIONE



TIPO DI MURATURA Mattoni «pieni» con fori circolari Malta cementizia R ≥ 1450 t/m2 MURATURE NUOVE m’ Forati doppio UNI rapp. vuoto/pieno = 40% Malta cementizia Rm ≥ 1450 t/m2 Mattoni pieni, pietrame squadrato, consolidate con 2 lastre di calcestruzzo armato da cm 3 (minimo) MURATURE Pietrame iniettato CONSOLIDATE Murature di pietra a secco consolidate con due lastre in cis armato da cm 3 (minimo)

τκ σκ (t/m2) (t/m2) 20

500

24

500

18 11

500 500

11

300

Per il calcolo della resistenza a taglio della parete si proponeva il criterio di resistenza di Tursek e Cacovic. Veniva considerata essenzialmente, per il pannello in muratura, la crisi a taglio per trazione. Successivamente il quadro normativo viene completato con l’emanazione delle Norme Tecniche sulle Costruzioni di cui al decreto ministeriale 14 settembre 2005, che fanno riferimento, quale referenza tecnica essenziale, alla O.P.C.M. n. 3274/2003 successivamente aggiornata dalla O.P.C.M. n. 3431/2005. L’O.P.C.M. n. 3274/2003, all’allegato 11.E. tratta in particolare dei criteri per il consolidamento degli edifici in muratura. Viene posta l’attenzione sull’esecuzione di interventi su porzioni limitate di struttura, che devono essere opportunamente valutati in termini di rigidezza e di resistenza. Si impone quindi una valutazione analitica che dimostri, nel caso del miglioramento sismico, un aumento del coefficiente di sicurezza, in particolare nei confronti delle azioni orizzontali; ciò non si ottiene sempre perseguendo il fine del massimo rinforzo. Infatti, un eccessivo aumento della rigidezza di alcune pareti rispetto ad altre (ad esempio per effetto di rinforzo mediante lastre di placcaggio in c.a.), può provocare, in maniera sostanziale, una variazione del comportamento globale del piano e quindi dell’edificio, con conseguente nascita di azioni impreviste (ad esempio effetti torcenti a causa dell’allontanamento del baricentro delle masse da quello delle rigidezze). Si arriva infine all’aggiornamento delle norme del 2005 attraverso il decreto ministeriale 14 gennaio 2008 e la successiva Circolare n. 617/CSLLPP del 2 febbraio 2009 contenente le “Istruzioni per l’applicazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni” pubblicata sulla G.U.R.I. 26-02-2009, n. 47 – s.o..

9

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 CAPITOLO  2

COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA

2.1.  Calcolo della rigidezza

Una parete in muratura senza aperture, può essere analizzata considerando il pannello (maschio murario) vincolato con incastro fisso alla base e incastro scorrevole in sommità, dove agisce la forza di taglio F (comportamento alla “Grinter”):

Figura 2.1.

La parete può dunque assimilarsi ad un’asta verticale incastrata ai due estremi.

Figura 2.2. 10

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Per effetto della forza F, l’estremo superiore subisce uno spostamento δ, somma di due contributi, quello dovuto alla flessione δf e quello dovuto al taglio δt: Contributo flessionale:

da cui:

Contributo tagliante:

da cui:

Lo spostamento totale sarà dato da:

da cui:

(2.1.1)

indicando con K la rigidezza (forza necessaria per ottenere lo spostamento unitario) si ha: K = F/δ e quindi si determina la formula per il calcolo della rigidezza di una parete soggetta ad azione tagliante orizzontale in sommità, nell’ipotesi di traversi rigidi a flessione (shear type). In questo caso il contributo tagliante non è trascurabile, specie quando siamo in presenza di pareti tozze:



(2.1.2)

dove: δ = spostamento; h = altezza del maschio murario; l = lunghezza del maschio murario; 11

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



A = J = E = G = χ =

area della sezione orizzontale del maschio murario; momento d’inerzia della sezione; modulo di elasticità normale; modulo di elasticità tangenziale (tabella 2.1); fattore di taglio.

Tenuto conto che, per pareti a sezione rettangolare, risulta:

sostituendo si ottiene:



(2.1.3)

da cui: K=



GAEl 2 ((h ) G + 1, 2 hEl 2 ) 3

(2.1.4)

Nel caso in cui le strutture orizzontali di piano (fasce di piano) non siano in grado di impedire le rotazioni flessionali alle estremità delle pareti, quest’ultime avranno un comportamento a mensola incastrata alla base, comportamento sicuramente più gravoso rispetto a quello tipo shear type. In questo caso la rigidezza, tenendo sempre conto del contributo tagliante, diventa:



(2.1.5)

2.1.1.  Caso di parete con aperture In questo caso occorre valutare attentamente la geometria della parete per individuare correttamente i maschi murari da considerare nel calcolo della rigidezza. In pratica i pannelli di muratura compresi tra le aperture contigue vengono a costituire i ritti della struttura (maschi murari), che sarà poi completata dai traversi orizzontali (fasce di piano), supposti al solito infinitamente rigidi (comportamento tipo shear type). 12

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Nel caso di pareti portanti interne (figura 2.3), le aperture sono normalmente costituite dalle porte cosicché l’altezza dei maschi murari adiacenti coincide con quella della porta (da pavimento ad architrave).

Figura 2.3.

L’ipotesi di traverso infinitamente rigido consente di affermare che ciascun maschio murario subisce il medesimo spostamento δ, corrispondente quindi a quello di piano. I due maschi murari possono essere assimilati a due molle in parallelo, di costanti elastiche rispettivamente K1 e K2. La rigidezza totale della parete sarà data da: K = K1 + K2 Nel caso di pareti esterne (di facciata) occorre distinguere tra aperture costituite da vani porta (balconi) e da vani finestra. Per queste ultime poi, occorre valutare la geometria del parapetto, ossia se il parapetto ha lo stesso spessore della fascia oppure se, come spesso accade, ha uno spessore ridotto (ad esempio per far posto ad un radiatore). 13

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

APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

Nel primo caso, cioè con parapetto di spessore e tipologia di apparecchiatura muraria uguale a quella della fascia di piano, l’altezza del maschio murario sarà uguale a quella della finestra adiacente ossia quella compresa tra l’architrave del vano e l’estradosso della fascia sottostante (figura 2.4 – Caso di parete con porta/balcone e finestre).

Figura 2.4.

Nel caso invece che il parapetto presenti una sensibile riduzione di spessore tale da far decadere l’ipotesi di fascia di piano rigida, allora l’altezza del maschio murario dovrà considerarsi estesa fino al pavimento (figura 2.5), considerando quindi il parapetto come una struttura portata, senza funzioni statiche.

14

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Figura 2.5.

In ogni caso la rigidezza della parete sarà data da: Ktot = K1 + K2 + K3 = ΣΚi

(2.1.1.1)

2.2.  Calcolo della resistenza Il calcolo della resistenza alle azioni orizzontali di una parete, passa attraverso la discretizzazione della stessa in maschi murari e fascia di piano (come visto per la rigidezza) e conseguente calcolo della resistenza di ciascun maschio murario. Le ipotesi che di solito vengono formulate sono: 1. il comportamento della parete nel suo insieme sia quello “shear type” ossia a telaio con ritti costituiti dai maschi murari e traversi infinitamente rigidi costituiti dalle fasce orizzontali d’interpiano; 2. la rottura dei maschi murari avvenga a taglio e nella loro resistenza possano trascurarsi le aliquote di sforzo normale indotte dalle forze orizzontali (per effetto del comportamento a telaio). La seconda ipotesi può considerarsi verificata quando si è in presenza di maschi murari tozzi, ossia con rapporto h/l tra altezza e lunghezza non troppo elevato (minore di 1,5); in queste condizioni infatti la rottura per taglio da trazione precede quella per pressoflessione (tipica dei pannelli snelli) ed è possibile trascurare la variazione di sforzo normale nel maschio murario per effetto delle azioni orizzontali applicate (in aggiunta a quelle di compressione provocate dai carichi verticali). 15

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



La prima ipotesi può essere verificata controllando la resistenza delle fasce di piano, che devono avere una resistenza maggiore di quella dei maschi murari per poter garantire il trasferimento dei carichi dall’impalcato ai maschi murari stessi. Questa verifica può essere condotta, in maniera semplificata, calcolando le sollecitazioni di taglio e flessione sul telaio ideale considerato (figura 2.6) e controllando che tali sollecitazioni siano inferiori alle resistenze di progetto. Per la resistenza a taglio Vt della fascia di piano, in presenza di un cordolo di piano o di un’architrave resistente a flessione, si ha: Vt = h1 · t · fvd0 dove: h1 e t sono rispettivamente l’altezza e lo spessore della fascia; fvd0 = fvk0/γM è la resistenza di calcolo a taglio in assenza di compressione. Per quanto riguarda la resistenza a flessione Mu della fascia di piano, sempre in presenza di elementi orizzontali resistenti a trazione in grado di equilibrare la compressione orizzontale nella fascia di piano si ha: 0,85 fhd Rc lc h1

N

e

Mu

ai

– lc · t · 0,85 · fhd = N → lc = N / (t · 0,85 · fhd) – lc = h1 – 2 · e → e = (h1 – lc)/2 – Mu = N · e = N · (h1 – lc)/2 = N/2 · [h1 – N/(t · 0,85 · fhd)] Di conseguenza:

Mu = N · h1 / 2 · [1 – N / (t · h1 · 0,85 · fhd)]

dove: N = minimo valore tra la resistenza a trazione dell’elemento teso orizzontale (cordolo, catena, architrave) ed il valore 0,4 · fhd · h1 · t; fhd = fhk/γM è la resistenza di calcolo a compressione della muratura in direzione orizzontale (nel piano della parete). 16

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



La resistenza a taglio della fascia di piano, associata al meccanismo di rottura per pressoflessione si può calcolare con: Vpf = 2 · Mu / ai dove ai e h1 sono rispettivamente lunghezza e altezza della fascia di piano. Pertanto occorrerà verificare che: Ti ≤ Vt = h1 · t · fvd0 Mi ≤ Mu = N · h / 2 · [1 – N / (0,85 · fhd · h1 · t)]

Figura 2.6.

2.2.1.  Fascia di piano Le sollecitazioni nella fascia possono essere calcolate considerando il telaio ideale tracciato lungo gli assi baricentrici dei maschi murari (ritti) e della fascia di piano (traverso). Ogni pannello di fascia è delimitato da due ritti: uno a destra e uno a sinistra. Ogni ritto trasmette alla fascia (attraverso il pannello di nodo) un momento flettente pari a: M = V · (h + h1/2)/2 dove V è il taglio che compete al ritto considerato. Imponendo l’equilibrio alla rotazione del generico pannello di fascia, si ricava la sollecitazione di taglio Ti come rapporto tra la somma dei momenti di estremità trasmessi dai due ritti consecutivi (momento a destra MD e momento a sinistra MS) e la lunghezza del traverso: Ti = (αD · MD + αS · MS) / (ai + lD/2 + lS/2) dove: –– il coefficiente α assume il valore di 0,5 per i ritti di estremità, 1 per i ritti intermedi; –– lD e lS sono le lunghezza dei maschi murari a destra e a sinistra. 17

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

APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

Il momento Mi nel generico pannello di fascia si calcola con: Mi = Ti · ai/2 Spesso la verifica della resistenza della fascia viene trascurata; ciò può essere lecito se la fascia ha una sufficiente consistenza oppure se è rinforzata per la presenza di un cordolo di c.a. o per la presenza di catene o ancora se si prevede di consolidarla e rinforzarla con adeguati interventi. Inoltre, come si vedrà più avanti, ciò che a noi interessa è una valutazione comparativa della resistenza, non tanto quindi in termini assoluti quanto invece in termini di differenza tra la resistenza della parete prima e dopo dell’intervento di modifica di aperture o di realizzazione di nuove. In sostanza la valutazione differenziale della resistenza della parete fa si che la resistenza della fascia si annulli, a meno che non si modifichi in modo essenziale la geometria e la meccanica della parete. 2.2.2.  Maschi murari I meccanismi di crisi per pannelli di muratura presi in considerazione dalla Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri 20 marzo 2003, n. 3274 sono essenzialmente riconducibili a: – crisi per pressoflessione; – crisi per taglio da scorrimento; – crisi per taglio da trazione. Per edifici esistenti, l’ordinanza richiede la verifica a taglio per trazione (caratterizzato dalle tipiche lesioni a 45° nel pannello murario dovute al raggiungimento del limite di resistenza a trazione), in quanto meglio rappresenta il reale comportamento di edifici “datati” caratterizzati da una muratura più incerta, spesso priva di letti orizzontali di malta estesi per tutta la lunghezza del pannello (sui quali possa innescarsi invece il meccanismo di rottura a taglio per scorrimento) e di solito non snelle (dove possono innescarsi invece meccanismi di rottura per pressoflessione). Un’altra semplificazione concessa per gli edifici esistenti (punto 11.5.8.1.), prevede, per il calcolo della resistenza a taglio per azioni nel piano del pannello in muratura, di non considerare la parzializzazione della sezione (come per i nuovi edifici) ma di considerare reagente l’intera sezione geometrica del pannello, pervenendo quindi alla seguente formula, riportata anche al punto C8.7.1.5 della Circolare 617/CSLLPP del 2 febbraio 2009:



=



(2.2.1)

dove: l è la lunghezza del pannello; t è lo spessore del pannello; σ0 è la tensione normale media, riferita all’area totale della sezione (σ0 = P/lt, con P forza assiale agente positiva se di compressione); 18

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



ftd resistenza di calcolo a trazione per fessurazione diagonale della muratura ftd = 1,5 τ0d; τ0d resistenza a taglio di riferimento della muratura (ft = 1.5 τ0); nel caso in cui tale parametro sia desunto da prove di compressione diagonale, la resistenza a trazione per fessurazione diagonale ft si assume pari al carico diagonale di rottura diviso per due volte la sezione media del pannello sperimentato valutata come t(l+h)/2, con t, l e h rispettivamente spessore, base, altezza del pannello; b è un coefficiente correttivo legato alla distribuzione delle tensioni tangenziali sulla sezione, dipendente dalla snellezza della parete. Si può assumere b = h/l, comunque non superiore a 1,5 e non inferiore a 1, dove h è l’altezza del pannello.

b 1,5

1

1

1,5

h/l

La formula (2.2.1) risulta leggermente diversa da quella classica riportata in letteratura da autorevoli testi ad esempio in [1] dove si trova ftd = b · τod per il fatto che, nella normativa è stato posto ftd = 1,5 · τod ossia è stato univocamente determinato il coefficiente “b” pari a 1,5 corrispondente a quello valido per pannelli snelli. La conseguenza è che per pannelli tozzi (b = 1) la resistenza al taglio (da normativa) è maggiorata di circa il 25% rispetto a quella derivante con l’applicazione della formula classica. Per pannelli snelli (b = 1,5) si ritrova, per la 2.2.1, la formula di Cacovic (1977). Nel caso di pannelli snelli, la rottura a pressoflessione potrebbe precedere quella per taglio da fessurazione diagonale (taglio per trazione). Per valutare l’entità del taglio che produce la rottura per pressoflessione, in analogia a quanto già visto per la fascia di piano, si ha: lc · t · 0,85 · fd = N → lc = N / (t · 0,85 · fd) lc = l – 2 · e → e = (l – lc) / 2 Mu = Rc · e = N · (l – lc) / 2 = N / 2 · [l – N / (t · 0,85 · fd)] ponendo: 19

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



σ0 = N / (l · t) = tensione media verticale e quindi: N = σ0 · l · t si ha: Mu = σ0 · l · t / 2 · [l – (σ0 · l · t) / (t · 0,85 · fd)] che può essere scritto: Mu = σ0 · l2 · t / 2 · [1 – σ0 / (0,85 · fd)] dove fd è la resistenza a compressione di calcolo della muratura che potrà essere assunta pari al valore medio tra quelli riportati in tabella 2.1 diviso il fattore di confidenza.

Pertanto, l’azione tagliante che produce la rottura per pressoflessione, è: Vpf = 2 · Mu/h Quindi la resistenza al taglio ultima del maschio murario potrà essere assunta quale valore minimo tra il taglio che produce rottura per fessurazione diagonale e quello che produce rottura per pressoflessione: Vu = min (Vt ; Vpf) I parametri meccanici della muratura da inserire nella formula (2.2.1) per il calcolo della resistenza al taglio, si deducono tabella C8A.2.1 della Circolare 617/CSLLPP del 2 febbraio 2009 (che ha modificato la precedente tabella 11.D.1. dell’Ordinanza n. 3274) di seguito riportata, dove: 20

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA

fm = τ0 = E = G = w =



resistenza media a compressione della muratura; resistenza media a taglio della muratura; valore medio del modulo di elasticità normale; valore medio del modulo di elasticità tangenziale; peso specifico medio della muratura.

Tabella 2.1.  fm

Tipologia di muratura

(N/cm2)

τ0

(N/cm2)

E

(N/mm2)

G

(N/mm2)

min-max min-max min-max min-max

W

(kN/m3)

Muratura in pietrame disordinata (ciottoli, pietre erratiche e irregolari)

100 180

2,0 3,2

690 1050

230 350

19

Muratura a cocci sbozzati, con paramento di limitato spessore e nucleo interno

200 300

3,5 5,1

1020 1440

340 480

20

Muratura in pietre a spacco con buona tessitura

260 380

5,6 7,4

1500 1980

500 660

21

Muratura a conci di pietra tenera (tufo, calcarenite, ecc.)

140 240

2,8 4,2

900 1260

300 420

16

Muratura a blocchi lapidei squadrati

600 800

9,0 12,0

2400 3200

780 940

22

Muratura in mattoni pieni e malta di calce

240 400

6,0 9,2

1200 1800

400 600

18

Muratura in mattoni semipieni con malta cementizia (es.: doppio UNI foratura ≤ 40%)

500 800

24 32

3500 5600

875 1400

15

Muratura in blocchi laterizi semipieni (perc. foratura < 45%)

400 600

30,0 40,0

3600 5400

1080 1620

12

Muratura in blocchi laterizi semipieni con giunti verticali a secco (perc. foratura < 45%)

300 400

10,0 13,0

2700 3600

810 1080

11

Muratura in blocchi di calcestruzzo o argilla espansa (perc. foratura tra 45% e 65%)

150 200

9,5 12,5

1200 1600

300 400

12

Muratura in blocchi di calcestruzzo semipieni (foratura < 45%)

300 440

18,0 24,0

2400 3520

600 880

14

I valori dei parametri meccanici da utilizzare nei calcoli dipendono dal livello di conoscenza acquisito sull’edificio. Il livello di conoscenza (LC) viene definito in base al grado di approfondimento delle conoscenze possedute sull’edificio, relativamente all’aspetto geometrico-morfologico, a quello storico e a quello meccanico-fisico. In particolare per gli aspetti meccanici e per quelli riguardanti le proprietà dei materiali si può far uso di prove in sito quale quella con martinetto piatto doppio e prove di caratterizzazione delle malte (punto 2.3). Per calcolare la tensione media verticale σ0 agente sul piano medio orizzontale del maschio murario, occorre eseguire un’analisi dei carichi sovrastanti la parete da verificare, con21

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



siderando sia i solai che si appoggiano sulla parete (fino a quello di copertura) sia il peso della parete stessa (sempre fino alla copertura). Ai fini della scelta della combinazione delle azioni più opportuna per i calcoli di verifica da effettuare, occorre rilevare che utilizzando la combinazione fondamentale (generalmente impiegata per la verifica agli SLU) con i coefficienti parziali per le azioni di tipo sfavorevoli per la sicurezza si ottiene ovviamente un valore del carico verticale agente sulla parete superiore a quello che si otterrebbe impiegando i coefficienti parziali per le azioni di tipo favorevoli alla sicurezza. Nel primo caso però (coefficienti parziali sfavorevoli) il valore della resistenza al taglio della parete è senz’altro superiore a quello che verrebbe dal calcolo se si adoperassero, per la combinazione dei carichi, i coefficienti sfavorevoli alla sicurezza (in quanto σ0 è maggiore nel primo caso che non nel secondo – si veda formula 2.2.1). In sostanza ciò che viene definito come sfavorevole per la sicurezza in realtà è favorevole (la resistenza al taglio della parete aumenta con il valore nello sforzo normale di compressione). Tuttavia si tratta di un falso problema in quanto, alla fine, come si vedrà in seguito, dovendo fare una valutazione differenziale della resistenza della parete (resistenza finale – resistenza iniziale), vengono annullati i benefici (o i deficit) assoluti di una maggiore o minore resistenza al taglio legata alla scelta dei coefficienti della combinazione. Esempio di analisi dei carichi sul solaio Solaio in latero-cemento KN/m2

Elementi strutturali (G1)

peso proprio (travetti, pignatte, soletta)

G1 =

KN/m2

Elementi non strutturali (G2)

pavimento isolamento termico e impermeabilizzazione intonaco incidenza tramezzi

G2 =

0,40 0,20 0,30 0,80 1,70

KN/m2

Carichi variabili (Q) carico di esercizio (qk)

Coefficienti parziali ( F) per le azioni (verifica SLU)

2,50

2,50

qk =

G1 G2

= =

Q =

2,00

2,00

(favorevole)

(sfavorevole)

1

1,50

1 0

1,30 1,50

22

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA

 q 1 = G 1x

Combinazione fondamentale (SLU) (favorevole)

(sfavorevole)

G1 x

G1

=

2,500

3,25

KN/m2

G2 x

G2

=

1,700

2,55

KN/m2

0,000

3,00

KN/m2

4,200

8,80

KN/m2

qk x q1 =

Q

=

G1

+ G2x

G2

+ qkx

Q

Cosa diversa è invece quando occorre fare la verifica di resistenza o di deformabilità del telaio o dell’architrave: in tal caso, per la combinazione dei carichi, occorre senz’altro fare riferimento ai coefficienti sfavorevoli per la sicurezza.

2.3.  Identificazione del livello di conoscenza La conoscenza dell’edificio in muratura oggetto della verifica risulta di fondamentale importanza ai fini di una adeguata analisi, e può essere conseguita con diversi livelli di approfondimento, in funzione dell’accuratezza delle operazioni di rilievo, delle ricerche storiche, e delle indagini sperimentali. Tali operazioni saranno funzione degli obiettivi preposti ed andranno ad interessare tutto o in parte l’edificio, a seconda della ampiezza e della rilevanza dell’intervento previsto. Il piano delle indagini fa comunque parte sia della fase diagnostica che del progetto vero e proprio, e dovrà essere predisposto nell’ambito di un quadro generale volto a mostrare le motivazioni e gli obiettivi delle indagini stesse. 2.3.1.  La geometria La conoscenza della geometria strutturale di edifici esistenti in muratura deriva di regola da operazioni di rilievo. Tali operazioni comprendono il rilievo, piano per piano, di tutti gli elementi in muratura, incluse eventuali nicchie, cavità, canne fumarie, il rilievo delle volte (spessore e profilo), dei solai e della copertura (tipologia e orditura), delle scale (tipologia strutturale), la individuazione dei carichi gravanti su ogni elemento di parete e la tipologia delle fondazioni. La rappresentazione dei risultati del rilievo viene effettuata attraverso piante, alzati e sezioni. Dovrà inoltre essere rilevato e rappresentato l’eventuale quadro fessurativo (figura 2.7), classificando ciascuna lesione secondo la tipologia (distacco, rotazione, scorrimento, spostamenti fuori del piano, ...), e deformativo (evidenti fuori piombo, rigonfiamenti, depressioni nelle volte, ...). La finalità è di consentire, nella successiva fase diagnostica, l’individuazione dell’origine e delle possibili evoluzioni delle problematiche strutturali dell’edificio. Il rilievo del quadro fessurativo si esegue agevolmente mediante rilievo topografico tridimensionale di alta precisione con successiva elaborazione che consente il raddrizzamento fotografico della facciata. 23

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

APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

Figura 2.7.  Rilievo del quadro fessurativo

2.3.2.  I dettagli costruttivi I dettagli costruttivi da esaminare sono relativi ai seguenti elementi: a) qualità del collegamento tra pareti verticali; b) qualità del collegamento tra orizzontamenti e pareti ed eventuale presenza di cordoli di piano o di altri dispositivi di collegamento; c) esistenza di architravi strutturalmente efficienti al di sopra delle aperture; d) presenza di elementi strutturalmente efficienti atti ad eliminare le spinte eventualmente presenti; e) presenza di elementi, anche non strutturali, ad elevata vulnerabilità; f) tipologia della muratura (a un paramento, a due o più paramenti, con o senza collegamenti trasversali) e sue caratteristiche costruttive (eseguita in mattoni o in pietra, regolare, irregolare, ...). 2.3.3.  Le proprietà dei materiali Particolare attenzione dovrà essere riservata alla valutazione della qualità muraria, con riferimento agli aspetti legati al rispetto o meno della “regola dell’arte”. L’esame della qualità muraria e l’eventuale valutazione sperimentale delle caratteristiche meccaniche hanno come finalità principale quella di stabilire se la muratura in esame è capace di un comportamento strutturale idoneo a sostenere le azioni statiche e dinamiche prevedibili per l’edificio in oggetto. Di rilievo risulta anche la caratterizzazione di malte (tipo di legante, tipo di aggregato, rapporto legante/aggregato, livello di carbonatazione), e di pietre e/o mattoni (caratteristiche fisiche e meccaniche) mediante prove sperimentali. Si distinguono: indagini in-situ limitate, estese, esaustive in base al livello di approfondimento raggiunto. 24

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Per indagini approfondite (estese o esaustive) sono raccomandate prove con martinetto piatto doppio e prove di caratterizzazione della malta (prelievo di campioni e prove chimicofisiche di laboratorio). Metodi di prova non distruttivi (prove soniche, sclerometriche, penetrometriche per la malta, …) possono essere impiegati a complemento delle prove richieste. Indagini con martinetto pia­­­tto doppio Tale tecnica serve per determinare il valore del modulo elastico e della resistenza a compressione della muratura in sito. In sostanza si esegue una prova a compressione su una porzione di muratura parzialmente isolata dal resto del muro. I martinetti sono speciali dispositivi costituiti da un involucro in lamierino dove all’interno si pompa olio in modo da generare un carico distribuito applicato alle facce a contatto con il martinetto.

Rettangolare 240 x 120 mm

   

Semicircolare 320 x 120 mm

Figura 2.8.  Tipologie di martinetti

Utilizzando un solo martinetto (martinetto semplice), è possibile ricavare solo lo stato tensionale nella muratura esaminata, mentre, utilizzando due martinetti (martinetti doppi) allora si possono ottenere informazioni anche sullo stato deformativo e di resistenza della muratura. La tecnica prevede quindi l’esecuzione di due tagli (di pochi millimetri di spessore) orizzontali paralleli nella muratura da analizzare, preferibilmente previa rimozione di eventuali strati di intonaco o rivestimento; il “concio” così isolato è sottoposto a cicli modulati di pressione monoassiale normale al piano dei tagli, il carico è fornito da due martinetti che sono stati inseriti nei tagli; le misure di deformazione sono rese possibili tramite basi di misura verticali e orizzontali per comparatore, fissate sulla faccia libera del concio murario.

Figura 2.9. Schema della prova 25

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Attraverso tale prova si possono determinare le caratteristiche di deformabilità e resistenza della muratura. Il modulo di elasticità è calcolato per intervalli di pressione, secondo la legge di Hooke, considerando la deformazione unitaria desumibile dalle misure micrometriche lette in sito. La prova può fornire anche una stima della resistenza a compressione della muratura, potendosi avvicinare al limite di rottura con l’aumento progressivo del carico.

Figura 2.10. Esecuzione della prova

Le misure di deformazione sono rese possibili tramite l’applicazione di basi di misura verticali ed orizzontali per la predisposizione di un estensimetro rimovibile, installate sulla faccia libera del campione in modo da ottenere un quadro completo dello stato deformativo del campione analizzato.

Figura 2.11. Definizione delle basi di misura

Si procede quindi con vari cicli di carico e scarico dei martinetti, misurando deformazioni rilevate su ciascuna base. I risultati vengono poi graficizzati come segue. 26

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Prova con martinetti piatti – Diagramma carico-scarico PROVA MD.2

Figura 2.12. Graficizzazione dei risultati (Palazzo Storico Via Belle Torri – Pisa)

27

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

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Figura 2.13. Valori letti durante una prova con martinetti piatti doppi (Palazzo Storico Via Belle Torri – Pisa)

2.4.  Livelli di conoscenza e caratteristiche dei materiali In sostanza, il livello di conoscenza del manufatto, viene “contabilizzato in termini tecnici” attraverso l’introduzione di coefficienti più o meno “premianti” detti Fattori di Confidenza. Vengono distinti tre livelli di conoscenza LC (a cui corrispondono altrettanti fattori di confidenza FC) che sinteticamente si possono così riassumere: – LC1 – conoscenza limitata: rilievo geometrico completo; limitato rilievo materico e degli elementi costruttivi; parametri meccanici desunti dalla letteratura; in assenza di dati geologici e d’informazioni storiche sulle strutture fondali, limitate indagini sul terreno e le fondazioni; 28

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



– LC2 – conoscenza adeguata: rilievo geometrico completo di restituzione grafica e quadri fessurativi e deformativi; esteso ed esaustivo rilievo materico e dei dettagli costruttivi; estese indagini sui parametri meccanici dei materiali; estese indagini sul terreno e le fondazioni; – LC3 – conoscenza accurata: rilievo geometrico completo di restituzione grafica e quadri fessurativi e deformativi; esaustivo rilievo materico e dei dettagli costruttivi; estese ed esaustive indagini sui parametri meccanici dei materiali; sul terreno e le fondazioni. Rimandando alla lettura dell’ordinanza per la corretta individuazione del livello di conoscenza attraverso le definizioni e le modalità del rilievo e delle indagini da svolgere, si riporta di seguito la tabella che consente di determinare il fattore di confidenza FC: Tabella 2.2. 

Noto il livello di conoscenza, risultano definiti i valori medi dei parametri meccanici della muratura attraverso la seguente tabella. Tabella 2.3.  LC 1 – conoscenza limitata 2 – conoscenza adeguata 3 (a) – conoscenza accurata con tre valori sperimentali di resistenza 3 (b) – conoscenza accurata con due valori sperimentali di resistenza

3 (c) – conoscenza accurata con un valore sperimentale di resistenza

Modulo elastico (E ; G) Valore medio della tabella 2.1 Media delle prove o valore medio intervallo della tabella 2.1 Valore medio dei risultati delle prove Valore medio dei risultati delle sperimentali prove o valore medio della tabella 2.1 Valore medio della tabella 2.1 se Valore medio dei risultati delle la media dei risultati sperimentali è prove o valore medio della compresa nell’intervallo di tabella 2.1 tabella 2.1 Valore massimo della tabella 2.1 se la media dei risultati sperimentali è maggiore del valore massimo di tabella 2.1 Valore medio dei risultati delle prove se questo è minore del valore minimo di tabella 2.1 Valore medio della tabella 2.1 se il Valore medio dei risultati delle risultato sperimentale è compreso prove o valore medio della nell’intervallo di tabella 2.1 o tabella 2.1 superiore al valore max Valore sperimentale se questo è minore del valore minimo di tabella 2.1 Resistenza (fm ; τo) Valore minimo della tabella 2.1 Valore medio della tabella 2.1

29

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

I valori indicati nella tabella 2.1 sono da riferirsi a condizioni di muratura pessime ossia con malta scadente. Inoltre si assume che, per le murature storiche, queste siano a paramenti scollegati, ovvero manchino sistematici elementi di connessione trasversale (o di ammorsamento per ingranamento tra i paramenti murari). Qualora la muratura presenti caratteristiche migliori di quelle sopra esposte, occorrerà tenerne conto applicando i coefficienti di tabella 2.4. Tabella 2.4.  Connes- Nucleo Iniezione Ricorsi sione scadente di Intonaco o trasvere/o miscele armato* listature sale ampio leganti

Malta buona

Giunti sottili (< 10 mm)

Muratura in pietrame disordinata (ciottoli, pietre erratiche e irregolari)

1,5

–

1,3

1,5

0,9

2

2,5

Muratura a conci sbozzati, con paramento di limitato spessore e nucleo interno

1,4

1,2

1,2

1,5

0,8

1,7

2

1,3

–

1,1

1,3

0,8

1,5

1,5

1,5

1,5

–

1,5

0,9

1,7

2

1,2

1,2

–

1,2

0,7

1,2

1,2

1,5

1,5

–

1,3

0,7

1,5

1,5

Tipologia di muratura

Muratura in pietre a spacco con buona tessitura Muratura a conci di pietra tenera (tufo, calcarenite, ecc.) Muratura a blocchi lapidei squadrati Muratura in mattoni pieni e malta di calce

* Valori da ridurre convenientemente nel caso di pareti di notevole spessore (per esempio > 70 cm).

I coefficienti della tabella 2.4 vanno utilizzati con le avvertenze seguenti: – malta di buone caratteristiche: si applica il coefficiente indicato in Tabella 2.4, diversificato per le varie tipologie, sia ai parametri di resistenza (fm e τ0), sia ai moduli elastici (E e G); – giunti sottili (< 10 mm): si applica il coefficiente, diversificato per le varie tipologie, sia ai parametri di resistenza (fm e τ0), sia ai moduli elastici (E e G); nel caso della resistenza a taglio l’incremento percentuale da considerarsi è metà rispetto a quanto considerato per la resistenza a compressione; nel caso di murature in pietra naturale è opportuno verificare che la lavorazione sia curata sull’intero spessore del paramento; – presenza di ricorsi (o listature): si applica il coefficiente indicato in tabella ai soli parametri di resistenza (fm e τ0); tale coefficiente ha significato solo per alcune tipologie murarie, in quanto nelle altre non si riscontra tale tecnica costruttiva; – presenza di elementi di collegamento trasversale tra i paramenti: si applica il coefficiente indicato in tabella ai soli parametri di resistenza (fm e τ0); tale coefficiente ha significato solo per le murature storiche, in quanto quelle più recenti sono realizzate con una specifica e ben definita tecnica costruttiva ed i valori in tabella 2.1 rappresentano già la possibile varietà di comportamento. 30

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Le diverse tipologie di tabella 2.1 assumono che la muratura sia costituita da due paramenti accostati, o con un nucleo interno di limitato spessore (inferiore allo spessore del paramento); fanno eccezione il caso della muratura a conci sbozzati, per la quale è implicita la presenza di un nucleo interno (anche significativo ma di discrete caratteristiche), e quello della muratura in mattoni pieni, che spesso presenta un nucleo interno con materiale di reimpiego reso coeso. Nel caso in cui il nucleo interno sia ampio rispetto ai paramenti e/o particolarmente scadente, è opportuno ridurre opportunamente i parametri di resistenza e deformabilità, attraverso una omogeneizzazione delle caratteristiche meccaniche nello spessore. In assenza di valutazioni più accurate è possibile penalizzare i suddetti parametri meccanici attraverso il coefficiente indicato in tabella 2.4 In presenza di murature consolidate, o nel caso in cui si debba valutare la sicurezza dell’edificio rinforzato, è possibile valutare le caratteristiche meccaniche per alcune tecniche di intervento, attraverso i coefficienti indicati in tabella 2.4, secondo le seguenti modalità: – consolidamento con iniezioni di miscele leganti: si applica il coefficiente indicato in tabella, diversificato per le varie tipologie, sia ai parametri di resistenza (fm e τ0), sia ai moduli elastici (E e G); nel caso in cui la muratura originale fosse stata classificata con malta di buone caratteristiche, il suddetto coefficiente va applicato al valore di riferimento per malta di scadenti caratteristiche, in quanto il risultato ottenibile attraverso questa tecnica di consolidamento è, in prima approssimazione, indipendente dalla qualità originaria della malta (in altre parole, nel caso di muratura con malta di buone caratteristiche, l’incremento di resistenza e rigidezza ottenibile è percentualmente inferiore); – consolidamento con intonaco armato: per definire parametri meccanici equivalenti è possibile applicare il coefficiente indicato in tabella, diversificato per le varie tipologie, sia ai parametri di resistenza (fm e τ0), sia ai moduli elastici (E e G); per i parametri di partenza della muratura non consolidata non si applica il coefficiente relativo alla connessione trasversale, in quanto l’intonaco armato, se correttamente eseguito collegando con barre trasversali uncinate i nodi delle reti di armatura sulle due facce, realizza, tra le altre, anche questa funzione. Nei casi in cui le connessioni trasversali non soddisfino tale condizione, il coefficiente moltiplicativo dell’intonaco armato deve essere diviso per il coefficiente relativo alla connessione trasversale riportato in tabella; – consolidamento con diatoni artificiali: in questo caso si applica il coefficiente indicato per le murature dotate di una buona connessione trasversale. I valori sopra indicati per le murature consolidate possono essere considerati come riferimento nel caso in cui non sia comprovata, con opportune indagini sperimentali, la reale efficacia dell’intervento e siano quindi misurati, con un adeguato numero di prove, i valori da adottarsi nel calcolo. La descrizione dei sistemi di consolidamento è riportata al punto 3.5.

2.5.  Comportamento dei maschi murari

Riportando su un grafico i valori V,δ ottenuti calcolando lo spostamento in sommità in funzione del corrispondente valore del taglio, si ottiene la cosiddetta “curva caratteristica” del maschio murario in oggetto. 31

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

La curva reale (andamento parabolico) può essere sostituita da una bilatera (comportamento elastico-perfettamente plastico) che ne approssima il comportamento reale (figura 2.15). Il valore dello spostamento al limite elastico si calcola con: δe = Vu/K che corrisponde ad un valore della forza tagliante Vu = Vt (formula 2.2.1 crisi per taglio dovuta al raggiungimento della massima resistenza a trazione). L’inclinazione del tratto elastico è tale per cui: tgα = K V Vu

e

u

Figura 2.15.

L’analisi statica non lineare consente di sfruttare le riserve plastiche del materiale oltre il limite elastico, attraverso l’introduzione del tratto plastico della bilatera che si estende fino all’ascissa: δu = δe · μ, dove μ è il fattore di duttilità (tabella 2.5) variabile tra 1,5 e 2 in funzione della tipologia della muratura come ricavato sperimentalmente da Turnsek e Cacovic nel 1977 e riportato in [5]: Tabella 2.5. 

32

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



La normativa sismica [9] prevede di considerare, per lo spostamento ultimo δu, il valore di 0,4% dell’altezza “h” del pannello. Esempio 1 Si voglia costruire la curva caratteristica per il pannello di muratura indicato in figura 2.16, realizzato in muratura di mattoni pieni a tre teste, dotata di buona connessione trasversale, con i seguenti dati: – lunghezza pannello l = 4,50 m – altezza pannello h = 3,00 m – spessore pannello t = 38 cm – carico verticale p = 80 KN/m – peso specifico medio w = 18 KN/m3 Si suppone di non aver effettuato alcuna indagine preliminare cosicché il livello di conoscenza attribuito risulta essere LC1.

p

h

l Figura 2.16.

a) Caratteristiche meccaniche: Essendo il livello di conoscenza attribuito LC1, i valori medi di riferimento per il calcolo della resistenza sono quelli minimi di tabella 2.1 mentre quelli relativi ai moduli di elasticità corrispondono ai valori medi della medesima tabella 2.1; i valori di resistenza (fm e τ0) saranno poi moltiplicati per 1,3 in quanto la muratura è dotata di buona connessione trasversale. I valori ricavati dalla tabella 2.1, eventualmente corretti con i coefficienti della tabella 2.4 saranno poi divisi per il fattore di confidenza FC = 1,35. Pertanto: G = 500/1,35 = 370,37 N/mm2 = 37,37 KN/cm2 E = 1500/1,35 = 1111,11 N/mm2 = 111,11 KN/cm2 τ0 = 6 x 1,3/1,35 = 5,78 N/cm2 fm = 240 x 1,3/1,35 = 231,11 N/cm2 μ = 1,5 (fattore di duttilità) 33

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

b) Calcolo della rigidezza Dalla formula 2.14 ponendo: A = 450 x 38 = 17100 cm2 G = 37,37 KN/cm2 E = 1111,11 KN/cm2 Risulta: K=

GAEl 2 ((h 3 )G + 1, 2 hEl 2 )

K = 37,37*17100*111,11*450^2/(300^3*37,37+1,2*300*111,11*450^2) = 1578,45 KN/cm c) Calcolo della resistenza Occorre preliminarmente calcolare la tensione media verticale σ0 sul piano medio del pannello murario. Al carico verticale applicato in sommità occorre aggiungere il peso proprio di metà pannello murario, pervenendo così alla seguente espressione: σ0 = (80 x 4,5 + 4,5 x 1,5 x 0,38 x 18)/(4,5 x 0,38) = 237,53 KN/m2 = 23,75 N/cm2 Dalla formula 2.2.1 ponendo: b = 1 in quanto h/l = 300/450 = 0,67 (pannello tozzo) si ha:

= 286690 N = 286,69 KN

d) Curva caratteristica Vu = 286,69 KN δe = Vu/K = 286,69 /1578,45 = 0,18 cm δu = δe · μ = 0,18 x 1,5 = 0,27 cm (valore ammesso dalla norma: 0,4% h = 1,2 cm)

V (KN) 286,69

0,18

0,50

(cm)

Figura 2.17. 34

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Nel caso di parete costituita da più maschi murari, si riportano le curve caratteristiche di ciascuno sullo stesso grafico (V – δ). La curva caratteristica della parete si ottiene dalla somma delle curve di ciascun maschio murario ossia dalla somma delle ordinate delle curve stesse. Questo in accordo con il principio della congruenza degli spostamenti ovvero che i maschi murari della stessa parete devono subire il medesimo spostamento. La curva caratteristica della parete si arresta all’ascissa corrispondente al valore minimo degli spostamenti ultimi dei singoli maschi murari: δu, parete = min (δu,i) con “i” indice variabile tra 1 ed n dove n = numero di maschi murari. Sommando le ordinate delle curve caratteristiche in corrispondenza dell’ascissa comune δu, parete, si trova il valore corrispondente alla resistenza ultima a taglio della parete (Vu, parete – SLU = stato limite ultimo).

V B

Vu VA

C (1+2)

A

Vu1

(1)

Vu2

(2)

V2A

e1

e2

u1

u2

Figura 2.18.

Con riferimento alla figura 2.18 si ha: VA = Vu1 + V2A = Vu1 + K2 · δe1 Vu,parete = VB = VC = Vu1 + Vu2 In questo caso vengono sfruttate al massimo le capacità resistenti dei due maschi murari in quanto la deformazione ultima della parete (δu1) è tale per cui entrambi i maschi murari si trovano in fase plastica. In questo caso la resistenza della parete coincide con la somma delle resistenze ultime dei due maschi murari che la compongono (punto C). 35

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

V B Vu =VB VA

(1+2) A

Vu1

(1) (2)

Vu2

e1

u1

e2

u2

Figura 2.19.

Al contrario, in figura 2.19, non viene sfruttato al massimo il maschio 2 in quanto, al raggiungimento della rottura del maschio 1 (punto B), il primo (il maschio 2) si trova ancora in fase elastica. In questo caso la resistenza della parete è inferiore alla somma delle resistenze dei singoli maschi murari. La resistenza al limite elastico della parete (SLD = stato limite di danno), corrisponde all’ascissa più piccola tra quelle al limite elastico dei singoli maschi murari: δe, parete = min (δe,i) con “i” indice variabile tra 1 e n, dove n = numero di maschi murari. La rigidezza della parete si può calcolare con la formula (2.1.1.1)1. Le curve caratteristiche sono molto utili per interpretare il comportamento dell’intera parete e per calcolare correttamente il valore della resistenza ultima. Esempio 2 Si voglia determinare la resistenza della parete rappresentata in figura, realizzata in muratura di pietra squadrata, bene organizzata, con malta buona, soggetta ad un carico uniformemente distribuito agente in sommità pari a p = 95 KN/m. Livello di conoscenza attribuito: LC1.

1

Per tener conto della plasticizzazione delle sezioni si può utilizzare, in luogo della rigidezza K elastica, la rigidezza secante K’ ottenuta per mezzo di: K’ = Vu/δ dove δe < δ < δu è lo spostamento valutato nella fase plastica del maschio murario.

36

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Z

p

0,7m

2

1

2,4m

3

1,5m

prospetto 0,9m

1,1m

1,8m

1,2m

1,2m sezione Z-Z 0,4m

pianta Z

Figura 2.20.

La parete risulta essere composta da tre maschi murari. Poiché il parapetto della finestra presenta una significativa riduzione dello spessore, l’altezza dei maschi 2 e 3 si considera estesa fino al pavimento. Lo schema statico cui si perviene è pertanto il seguente: F

2,4m

1

2

3

Figura 2.21.

a) Caratteristiche meccaniche Essendo LC1, i valori medi di riferimento per il calcolo sono quelli minimi di tabella 2.1; i valori di resistenza (fm e τ0) e quelli di rigidezza (E e G) saranno poi moltiplicati per 1,2 in quanto la muratura è caratterizzata da malta buona e divisi per il fattore di confidenza FC = 1,35. Pertanto: G = 780 * 1,2/1,35 = 693,33 N/mm2 = 69,33 KN/cm2 E = 2400 * 1,2/1,35 = 2133,33 N/mm2 = 2133,33 KN/cm2 τ0 = 9 * 1,2/1,35 = 8 N/cm2 fm = 600 * 1,2/1,35 = 533,33 N/cm2 37

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

μ = 1,5 (fattore di duttilità) w = 22 KN/m3 b) Calcolo della rigidezza Maschio 1 A1 = 0,9 * 0,4 * 10000 = 3600 cm2 G = 69,33 KN/cm2 E = 213,33 KN/cm2 K=

GAEl 2 ((h )G + 1, 2 hEl 2 ) 3

K1 = 69,33*3600*213,33*90^2/(240^3*69,33+1,2*240*213,33*90^2) = 296,19 KN/cm Maschio 2 A2 = 1,8 * 0,4 * 10000 = 7200 cm2 G = 69,33 KN/cm2 E = 213,33 KN/cm2 K=

GAEl 2 ((h 3 )G + 1, 2 hEl 2 )

K2 = 69,33*7200*213,33*180^2/(240^3*69,33+1,2*240*213,33*180^2) = 1169,96 KN/cm Maschio 3 A3 = 1,2 * 0,4 * 10000 = 4800 cm2 G = 69,33 KN/cm2 E = 213,33 KN/cm2 K=

GAEl 2 ((h )G + 1, 2 hEl 2 ) 3

K3 = 69,33*4800*213,33*120^2/(240^3*69,33+1,2*240*213,33*120^2) = 554,65 KN/cm La rigidezza della parete pertanto sarà data da: K = K1 + K2 + K3 = 296,19 + 1169,96 + 554,65 = 2020,8 KN/cm c) Calcolo della resistenza Occorre preliminarmente calcolare la tensione media verticale σ0 agente sul piano medio di ciascun maschio murario. Al carico verticale applicato in sommità occorre aggiungere la quota di peso proprio della fascia di piano e il peso proprio di metà maschio murario (figura 2.22). 38

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



i1

i2

i3

Q1

Q2

Q3

P2

P3

P1 G1

G2

1

0,9 m

0,7 m

1,5 m

G3

2

1,1 m

p

2,4 m 3

1,8 m

1,2 m

1,2 m

Figura 2.22.

i1 = 0,9 + 1,1/2 = 1,45 m i2 = 1,8 + (1,1 + 1,2)/2 = 2,95 m i3 = 1,2 + 1,2/2 = 1,8 m Maschio 1 Q = 1,45 x 95 = 137,75 KN P = 1,45 x 0,7 x 0,4 x 22 = 8,932 KN G = 0,9 x 2,4 x 0,4 x 22/2 = 9,504 KN N = Q + P + G = 156,19 KN A = 0,9 x 0,4 x 10000 = 3600 cm2 σo = N/A = 43,39 N/cm2 Maschio 2 Q = 2,95 x 95 = 280,25 KN P = 2,95 x 0,7 x 0,4 x 22 = 18,172 KN G = 1,8 x 2,4 x 0,4 x 22/2 = 19,008 KN N = Q + P + G = 317,43 KN A = 1,8 x 0,4 x 10000 = 7200 cm2 σo = N/A = 44,09 N/cm2 Maschio 3 Q = 1,8 x 95 = 171 KN P = 1,8 x 0,7 x 0,4 x 22 = 11,088 KN G = 1,2 x 2,4 x 0,4 x 22/2 = 12,672 KN 39

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



N = Q + P + G = 194,76 KN A = 1,2 x 0,4 x 10000 = 4800 cm2 σo = N/A = 40,58 N/cm2 Di seguito si riporta la tabella riepilogativa: Maschio

Q (KN)

P (KN)

G (KN)

N totale (KN)

A area (cm2)

σ0 (N/cm2)

1

137,75

8,932

9,504

156,19

3600

43,39

2

280,25

18,172

19,008

317,43

7200

44,09

3

171

11,088

12,672

194,76

4800

40,58

Si passa ora al calcolo delle resistenze ultime di ciascun maschio murario. Maschio 1 Dalla formula 2.2.1:

ponendo: b = 1,5 in quanto h/l = 240/90 = 2,7 si ha: Vt = 90 * 40 * 1, 5

(8 ) ( 43, 39 ) 1+ = 61875,33 N = 61,87 KN 1, 5 (1, 5 * 8 )

Maschio 2 Dalla formula 2.2.1:

ponendo: b = 1,3 in quanto h/l = 240/180 = 1,3 si ha: Vt = 180 * 40 * 1, 5

(8 ) ( 44, 09 ) 1+ = 143688,66 N = 143,69 KN 1, 3 (1, 5 * 8 )

40

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2.  COMPORTAMENTO DI PARETI IN MURATURA



Maschio 3 Dalla formula 2.2.1:

ponendo: b = 1,5 in quanto h/l = 240/120 = 2 si ha: Vt = 120 * 40 * 1, 5

(8 ) ( 40, 58 ) 1+ = 80380,53 N = 80,38 KN 1, 5 (1, 5 * 8 )

Per calcolare la resistenza complessiva della parete, occorre individuare le curve caratteristiche di ciascun maschio murario, riportandole poi sul medesimo grafico cartesiano. Le ordinate della curva caratteristica della parete saranno ottenute dalla somma delle ordinate della curva caratteristica di ogni maschio murario. In questo modo si facilita la comprensione del comportamento meccanico della parete, potendone avere una visualizzazione grafica fino a rottura. I parametri meccanici (Vu e δu) riferiti alla rottura vanno ovviamente calcolati in maniera analitica. Maschio 1 K1 = 296,19 KN/cm Vt1 = 61,87 KN μ = 1,5 δe1 = Vt1/K1 = 61,87/296,19 = 0,21 cm = 2,1 mm δu1 = δe1 · μ = 2,1 * 1,5 = 3,15 mm Maschio 2 K2 = 1169,96 KN/cm Vt2 = 143,69 KN μ = 1,5 δe1 = Vt2/K2 = 143,69/1169,96 = 0,12 cm = 1,2 mm δu2 = δe2 · μ = 1,2 * 1,5 = 1,8 mm Maschio 3 K3 = 554,65 KN/cm Vt3 = 80,38 KN μ = 1,5 δe3 = Vt3/K3 = 80,38/554,65 = 0,14 cm = 1,4 mm δu3 = δe3 · μ = 1,4 * 1,5 = 2,1 mm 41

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



277,38 265,54 245,79

Vt 2

2

= 143,69

Vt 3

= 80,38 V3 A

Vt 1

= 61,87 V1B V1 A

1,2 1,4

1,8 2,1

2,85

δ (mm)

– Punto A: raggiungimento limite elastico per il maschio 2 (i maschi 3 e 1 sono ancora in fase elastica) VA = Vt2 + V3A + V1A = Vt2 + δe2 x K3 + δe2 x K1 VA = 143,69 + 0,12 * 554,65 + 0,12 * 296,19 = 245,79 KN – Punto B: raggiungimento limite elastico per il maschio 3 (il maschio 2 è in fase plastica mentre il maschio 1 è ancora in fase elastica) VB = Vt2 + Vt3 + V1B = Vt2 + Vt3 + δe3 x K1 VB = 143,69 + 80,38 + 0,14 * 296,19 = 265,54 KN – Punto C: raggiungimento limite ultimo per il maschio 2 (il maschio 3 è in fase plastica mentre il maschio 1 è ancora in fase elastica) VC = Vt2 + Vt3 + δu2 x K1 VC = 143,69 + 80,38 + 0,18 * 296,19 = 277,38 KN Pertanto si ha: VU = 277,38 KN δu = 1,8 mm

42

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 CAPITOLO  3

REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE

L’allegato 11.E dell’O.PC.M. n. 3274/2003 prevede che la realizzazione di nuove aperture nei muri portanti sia accompagnata dalla posa in opera di un telaio chiuso, ad esempio in acciaio, di rigidezza e resistenza tali da ripristinare la condizione preesistente. Questo concetto viene ripreso anche dalle NTC (punto 8.7.4) e dalla Circolare n. 617/ CSLLPP del 2 febbraio 2009 “Istruzioni per l’applicazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni” dove al punto C8A.5.5 si prevede, per la realizzazione di nuove aperture, l’inserimento di un telaio chiuso di rigidezza e resistenza tali da ripristinare la condizione preesistente. Infatti, l’apertura di un varco nella muratura provoca una diminuzione della rigidezza e della resistenza di quest’ultima, oltre a modificarne il comportamento globale. Tale diminuzione delle capacità della muratura non sono tanto legate alla geometria della porzione che viene asportata, quanto invece alla geometria della parete che rimane ossia quella nello “stato finale” cioè ad apertura effettuata. Le perdite di rigidezza e di resistenza dovute alla realizzazione di un varco, si calcolano quindi come differenza tra i corrispondenti valori delle pareti calcolati nella situazione iniziale e quelli nella situazione finale. A volte, erroneamente, le perdite di rigidezza e resistenza vengono calcolate prendendo a riferimento la porzione di muratura da asportare, considerandola, al solito, come una parete vincolata alla “Grinter”; questo procedimento non è corretto perché a parità di larghezza del varco da effettuare, si ha l’assurdo che ad una minore altezza dello stesso corrisponde una maggiore richiesta di rinforzo della parete (figura 3.1) ossia ad una minore quantità di parete asportata corrisponde un maggior rinforzo da mettere in atto.

Zona da asportare

h1

Zona da asportare

h2

a

a

Figura 3.1.

Infatti: h1 > h2 implica K2 > K1 (dalla formula 2.1.4) dove K1 è la perdita di rigidezza della parete nell’ipotesi di asportare una porzione di altezza h1 (coincidente con la rigidezza della porzione di muratura di altezza h1 e larghezza a); K2 è la perdita di rigidezza della parete nell’ipotesi di asportare una porzione di altezza h2 (coincidente con la rigidezza della porzione di muratura di altezza h2 e larghezza a). 43

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Ne risulta, come già anticipato, che ad una minore asportazione di materiale corrisponderebbe un maggior indebolimento della parete e quindi un maggior rinforzo da mettere in atto per ripristinare lo stato preesistente (senza apertura). Per maggiore chiarezza si riporta l’esempio seguente. Esempio 3 Si deve realizzare un’apertura in una parete in pietra, dello spessore di 45 cm. Sulla sommità della parete insiste un carico uniformemente distribuito pari a 90 KN/m. Si procede al calcolo della rigidezza richiesta al rinforzo da mettere in atto, procedendo in due modi distinti. Il primo, caso A), prevede di calcolare la perdita di rigidezza nel modo definito “errato” ossia uguagliando la rigidezza del rinforzo in progetto a quella della porzione di muratura asportata; il secondo, caso B), prevede invece il calcolo del rinforzo da mettere in atto attraverso la valutazione della perdita di rigidezza subita dalla parete nel passaggio dalla fase iniziale a quella finale (con realizzazione della nuova apertura). Caratteristiche della parete: G = 780 N/mm2 E = 2400 N/mm2 w = 22 KN/m3 Caso a) Si calcola la perdita di rigidezza che subisce la parete, valutandola considerando la porzione di muratura da asportare.

0,7m

2,3m

0,9m

1,2m

1,8m

0,9m

1,2m

Apertura esistente

Apertura da rea lizzare

Calcolo della rigidezza da asportare

1

G

t

l

h

A

E

K

N/mm2

m

m

m

m2

N/mm2

KN/m

780

0,45

0,9

2,3

0,41

2400

RIGIDEZZA ASPORTATA (KN/m)

41338,3 41338,31

44

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



Caso b) Si calcola ora la perdita di rigidezza che subisce la parete, come differenza tra i corrispondenti valori nella situazione iniziale e quelli nella situazione finale. Stato iniziale

0,7m

1

2

0,9m

1,2m

2,3m

3,9m

Apertura esistente

Calcolo rigidezza della parete G

t

l

h

A

E

K

N/mm

m

m

m

m

N/mm

KN/m

1

780

0,45

1,2

2,3

0,54

2400

76498,0

2

780

0,45

3,9

2,3

1,76

2400

2

2

2

RIGIDEZZA DELLA PARETE (KN/m)

453281,4 529779,38

Stato finale

0,7m

2,3m

1,2m Apertura esistente

0,9m

1,8m

0,9m

1,2m Apertura da rea lizzare

45

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Calcolo rigidezza della parete G

t

l

h

A

E

K

N/mm

m

m

m

m

N/mm

KN/m

1

780

0,45

1,2

2,3

0,54

2400

76498,0

2

780

0,45

1,8

2,3

0,81

2400

158725,6

3

780

0,45

1,2

2,3

0,54

2400

76498,0

2

2

2

RIGIDEZZA DELLA PARETE (KN/m)

311721,62

La perdita di rigidezza risulta dunque essere: ΔK = Kin – Kfin = 529779,38 – 311721,52 = 218057,86 KN/m Risultano evidenti le differenze risultanti dai due metodi di calcolo. Con il primo (metodo della muratura da asportare) il rinforzo da progettare dovrebbe fornire una rigidezza pari a 41338,31 KN/m mentre con il secondo metodo (differenza tra lo stato iniziale e quello finale) una rigidezza pari a 218057,86 KN/m, oltre cinque volte! Quindi, progettare l’intervento di rinforzo considerando la rigidezza da fornire pari a quella della muratura da asportare è errato non solo per i motivi illustrati in precedenza ma anche perché conduce a risultati, come in questo esempio, sottostimati. Un altro aspetto importante da tenere in considerazione è che a parità di superficie del varco da realizzare, l’indebolimento della parete dipende anche dalla posizione del varco all’interno di questa (paragrafo 3.3). Questa considerazione risulta utile per determinare quale sia la posizione dell’apertura che comporta la minima spesa per il committente (in quanto provoca il minimo indebolimento e quindi la minima invasività, in termini economici, dell’intervento). Le variazioni di rigidezza e di resistenza così calcolate, costituiranno poi i valori di riferimento per il progetto degli interventi di rinforzo o consolidamento (es. cerchiature, iniezioni, ecc.) necessari per ripristinare lo stato preesistente.

3.1.  Verifica della rigidezza

La rigidezza iniziale (Kin) si calcola come riportato al punto 2.1., individuando dapprima i maschi murari, calcolando poi la rigidezza di ciascuno mediante la formula 2.1.4 e poi sommando i contributi di tutti i maschi murari attraverso la formula 2.1.1.1. Kin = K1 + K2 + … = ΣΚi I valori del modulo elastico normale “E” e di quello tangenziale “G” da inserire nella formula 2.1.4. si ricavano dalla tabella 2.1 in funzione del tipo di muratura e del livello di conoscenza acquisito. Occorre osservare che i valori di E e G riportati in tabella si riferiscono a condizioni non fessurate, per cui, come suggerisce la Circolare n. 617/2009, tali valori dovranno essere opportunamente ridotti per tener conto delle condizioni fessurate. In analogia a quanto prescritto per le murature dalle NTC 2008 al punto 7.8.1.5.2 , l’entità della riduzione potrà verosimilmente essere assunta pari al 50% del valore non fessurato. 46

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



h1

2

1

l1

a1

h

l2

Figura 3.2.

A seguito di modifica delle aperture o di inserimento di nuove, la parete assume una configurazione diversa da quella iniziale, ad esempio come quella riportata nella figura sottostante, dove si prevede, a titolo di esempio e con riferimento alla figura 3.2 rappresentante lo stato attuale, di ridimensionare l’apertura esistente (a1) e di realizzare una nuova apertura (a2).

h1

1

l1

2

a1

l2

3

a2

h

l3

Figura 3.3.

La configurazione modificata è molto probabilmente più debole di quella iniziale: il vantaggio ottenuto con la riduzione di larghezza della prima apertura è inferiore allo svantaggio ottenuto con la realizzazione di un nuovo varco di larghezza a2. Sommando le rigidezze dei tre maschi murari nella situazione modificata si determina la rigidezza (Kmod) della parete in questa nuova configurazione. Particolare attenzione occorre prestare nel caso in cui si voglia realizzare una apertura in una parete che inizialmente ne sia sprovvista. Infatti, in questo caso, potrebbe accadere che, nello stato modificato (quindi con due maschi murari di altezza pari all’altezza dell’apertura da realizzare) la rigidezza sia maggiore di quella iniziale della parete (con altezza pari all’altezza di interpiano). Occorre prestare quindi attenzione a come viene modellata la parete: in questi casi una soluzione è quella di considerare, anche per lo stato iniziale, un’altezza del maschio murario pari a quella dell’apertura da realizzare. Questo modo di operare trova giustificazione nel fatto che la fascia muraria di altezza h1 non subisce alcuna modifica dall’intervento effettuato, ossia risulta essere “indisturbata” continuando quindi a svolgere la propria funzione anche nello stato modificato. Un’altra soluzione è quella di considerare i maschi 47

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



murari di altezza pari all’interpiano, sia nello stato attuale che nello stato modificato come se si dovesse praticare un’apertura a tutta altezza di parete (da pavimento a soffitto). La differenza tra la rigidezza iniziale e quella nella configurazione modificata ci permette di conoscere la perdita di rigidezza subita dalla parete, perdita che deve essere reintegrata attraverso l’adozione di opportune misure, ad esempio quella di dotare le due aperture di una cerchiatura metallica o in c.a. o anche in muratura armata o altro. Se si vuole sopperire al deficit di rigidezza attraverso tecniche di rinforzo dei maschi murari (iniezioni, lastre di placcaggio ecc) allora se ne deve tener conto nel Kmod, utilizzando i parametri meccanici della tabella 2.1 corretti in base ai coefficienti della tabella 2.4. Esempio 4 Prendiamo in considerazione la parete della figura 3.2, rappresentante lo stato attuale. La parete è realizzata in pietra mista, con tessitura disordinata, con presenza di ciottoli e pietre irregolari. La parete viene trasformata come raffigurato nella figura 3.3, rappresentante lo stato modificato. Si prevede di effettuare il rinforzo mediante applicazione di intonaco armato su entrambe le facce della muratura (si veda punto 3.5 c). Supponiamo di poter attribuire un livello di conoscenza LC3. Sulla sommità della parete agisce un carico uniformemente distribuito: p = 120 KN/m STATO ATTUALE Lo stato attuale è costituito da due maschi murari. Le caratteristiche geometriche della parete, sono: l1 = 2 m a1 = 2 m l2 = 3 m h = 2,3 m h1 = 1,0 m t = 0,48 m Le caratteristiche meccaniche sono (tabella 2.1): G = 350 N/mm2 E = 1050 N/mm2 τo = 3,2 N/cm2 fm = 180 N/cm2 w = 19 KN/m3 Calcolo della rigidezza G

t

l

h

A

E

K

N/mm

m

m

m

m

N/mm

KN/m

1

350

0,48

2

2,3

0,96

1050

89032,2

2

350

0,48

3

2,3

1,44

1050

156978,6

2

RIGIDEZZA DELLA PARETE (KN/m)

2

2

246010,73

48

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



La rigidezza iniziale risulta: Kin = 246010,73 KN/m STATO MODIFICATO Lo stato modificato è costituito da tre maschi murari. Vista la tessitura incerta e incoerente della parete, si prevede di rinforzarla mediante intonaco armato, così da formare due fodere in c.a. dello spessore di 3 cm ognuna, disposte sulle due facce della muratura. Le fodere sono armate con rete elettrosaldata diam. 5 mm passo 20 x 20 cm. Il collegamento trasversale tra le due fodere in c.a. è assicurato da perforazioni armate con barre diam. 14 mm, disposte a quinconce (5 collegamenti/m2) e iniettate con resina epossidica. Le caratteristiche geometriche della parete, sono: l1 = 1,5 m a1 = 1,5 m l2 = 1,2 m a2 = 1,5 m l3 = 1,3 m h = 2,3 m h1 = 1,0 m t = 0,54 m I parametri meccanici della muratura variano per l’applicazione dei coefficienti riportati in tabella 2.4, (2,5 per l’intonaco armato) assumendo quindi i seguenti valori: G = 350 * 2,5 = 875 N/mm2 E = 1050 * 2,5 = 2625 N/mm2 τo = 3,2 * 2,5 = 8 N/cm2 fm = 180 * 2,5 = 450 N/cm2 Anche il peso specifico della muratura rinforzata varia, assumendo il valore di: w = (0,48 * 1 * 1 * 19 + 0,03 * 1 * 1 * 25 * 2)/(0,54 * 1 * 1) = 19,7 KN/m3 Calcolo della rigidezza G

t

l

h

A

E

K

N/mm2

m

m

m

m2

N/mm2

KN/m

1

875

0,54

1,5

2,3

0,81

2625

155341,8

2

875

0,54

1,2

2,3

0,65

2625

101677,9

2

875

0,54

1,3

2,3

0,7

2625

RIGIDEZZA DELLA PARETE (KN/m)

119045,2 376064,94

La rigidezza nello stato modificato risulta: Kmod = 376064,94 KN/m La rigidezza nello stato modificato risulta maggiore di quella nello stato iniziale, pertanto l’intervento proposto è ammissibile. 49

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



3.1.1.  Dimensionamento della cerchiatura Nel caso in cui si volesse usare una cerchiatura del vano per rinforzare la parete, il telaio da realizzare dovrebbe possedere una rigidezza KT pari a: KT = Kin – Kmod (3.1.1) Noto il valore di KT , si calcola la rigidezza che compete a ciascun piedritto, dividendo la rigidezza del telaio KT per il numero dei piedritti costituenti il telaio, normalmente pari a due, il piedritto di destra e quello di sinistra. Ottenuta la rigidezza del singolo piedritto, si dimensiona lo stesso, scegliendo il profilato da utilizzare mediante la tabella 3.1 per la serie IPE o la tabella 3.2 per la serie HEA nel caso di telaio in acciaio, mentre se si vuole utilizzare una cerchiatura in c.a. occorre determinare base e altezza della sezione del piedritto. Nel caso di scelta di cerchiatura in acciaio, occorre tener conto, nella scelta del numero e del tipo di profilati da utilizzare, dello spessore del muro, che deve essere superiore all’ingombro del piedritto del telaio, in modo da inserire la cerchiatura stessa all’interno del vano. La rigidezza della cerchiatura, sia essa in acciaio che in c.a., si calcola con la formula: KT = 12 x E x ∑Jp / H3 (3.1.2) dove: E = modulo elastico del materiale costituente i piedritti; ∑Jp = somma dei momenti d’inerzia dei piedritti (possono essere due o più piedritti); H = altezza del piedritto.

Telaio

1

l1

Telaio

2

a1

l2

3

a2

h

l3

Figura 3.4.

Per dimensionare il telaio metallico in modo che fornisca la rigidezza richiesta, si procede nel seguente modo: − si calcola la rigidezza richiesta al telaio mediante la 3.1.1; − si sceglie il numero dei profilati costituenti ciascun piedritto (1 o più) ed il tipo di profili da utilizzare; − si divide la rigidezza richiesta KT per il numero totale di profilati costituenti i due piedritti (2, 4, 6) ottenendo così la rigidezza che deve esplicare ciascun profilato (K’); 50

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



− si cerca nelle tabelle 3.1 e 3.2 quale profilo, in funzione dell’altezza stabilita, fornisce il livello di rigidezza richiesto al singolo profilato (K’). Si riportano di seguito i valori della rigidezza (K’) corrispondenti ai vari profili metallici (relativamente ad un solo piedritto), per varie altezze. Tabella 3.1.  Valori della rigidezza K (KN/cm) 80 JX (cm4) H (m) 1,4 1,5 1,6 1,7 1,8 1,9 2,0 2,1 2,2 2,3 2,4 2,5 2,6 2,7

80,1

7,4 6,0 4,9 4,1 3,5 2,9 2,5 2,2 1,9 1,7 1,5 1,3 1,1 1,0

100 171

120 318

140 541

160 869

IPE 180 200 220 240 270 300 330 360 400 1317 1943 2772 3892 5790 8356 11770 16270 23130

15,7 12,8 10,5 8,8 7,4 6,3 5,4 4,7 4,0 3,5 3,1 2,8 2,5 2,2

29,2 23,7 19,6 16,3 13,7 11,7 10,0 8,7 7,5 6,6 5,8 5,1 4,6 4,1

49,7 40,4 33,3 27,7 23,4 19,9 17,0 14,7 12,8 11,2 9,9 8,7 7,8 6,9

79,8 64,9 53,5 44,6 37,5 31,9 27,4 23,6 20,6 18,0 15,8 14,0 12,5 11,1

120,9 98,3 81,0 67,6 56,9 48,4 41,5 35,8 31,2 27,3 24,0 21,2 18,9 16,9

178,4 145,1 119,5 99,7 84,0 71,4 61,2 52,9 46,0 40,2 35,4 31,3 27,9 24,9

254,6 207,0 170,5 142,2 119,8 101,8 87,3 75,4 65,6 57,4 50,5 44,7 39,7 35,5

357,4 290,6 239,4 199,6 168,2 143,0 122,6 105,9 92,1 80,6 70,9 62,8 55,8 49,8

531,7 432,3 356,2 297,0 250,2 212,7 182,4 157,6 137,0 119,9 105,5 93,4 83,0 74,1

767,4 623,9 515,1 428,6 361,1 307,0 263,2 227,4 197,8 173,1 152,3 134,8 119,8 107,0

1080,9 1494,2 2124,2 878,8 1214,8 1727,0 724,1 1001,0 1423,0 603,7 834,5 1186,4 508,6 703,0 999,4 432,4 597,8 849,8 370,8 512,5 728,6 320,3 442,7 629,4 278,6 385,1 547,4 243,8 337,0 479,1 214,6 296,6 421,6 189,8 262,4 373,0 168,8 233,3 331,6 150,7 208,3 296,1

Tabella 3.2.  Valori della rigidezza K (KN/cm)

JX (cm ) H (m) 1,4 1,5 1,6 1,7 1,8 1,9 2,0 2,1 2,2 2,3 2,4 2,5 2,6 2,7 4

100 349

120 606

HEA 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 1033 1673 2510 3692 5410 7763 10455 13673 18263 22928 27693 33090

32,1 26,1 21,5 17,9 15,1 12,8 11,0 9,5 8,3 7,2 6,4 5,6 5,0 4,5

55,7 45,2 37,3 31,1 26,2 22,3 19,1 16,5 14,3 12,6 11,0 9,8 8,7 7,8

94,9 153,6 230,5 339,1 496,8 712,9 960,2 1255,71677,2 2105,6 2543,2 3038,9 77,1 124,9 187,4 275,7 403,9 579,6 780,6 1020,91363,6 1712,0 2067,7 2470,7 63,6 102,9 154,4 227,1 332,8 477,6 643,2 841,2 1123,6 1410,6 1703,8 2035,8 53,0 85,8 128,7 189,4 277,5 392,2 536,3 701,3 936,8 1176,0 1420,4 1697,3 44,6 72,3 108,5 159,5 233,8 335,4 451,8 590,8 789,1 990,7 1196,6 1429,8 38,0 61,5 92,2 135,6 198,8 285,2 384,1 502,3 671,0 842,4 1017,4 1215,7 32,5 52,7 79,1 116,3 170,4 244,5 329,3 430,7 575,3 722,2 872,3 1042,3 28,1 45,5 68,3 100,5 147,2 211,2 284,5 372,1 497,0 623,9 753,6 900,4 24,4 39,6 59,4 87,4 128,0 183,7 247,4 323,6 432,2 542,6 655,4 783,1 21,4 34,7 52,0 76,5 112,1 160,8 216,5 283,2 378,3 474,9 573,6 685,4 18,8 30,5 45,8 67,3 98,6 141,5 190,6 249,2 332,9 418,0 504,8 603,2 16,7 27,0 40,5 59,5 87,3 125,2 168,6 220,5 294,5 369,8 446,6 533,7 14,8 24,0 36,0 52,9 77,6 111,3 149,9 196,0 261,9 328,7 397,1 474,4 13,2 21,4 32,1 47,3 69,3 99,4 133,9 175,1 233,8 293,5 354,6 423,6

51

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Nel caso invece di cerchiatura in c.a., occorre determinare la base “b” e l’altezza “h” della sezione del piedritto, in grado di fornire la rigidezza richiesta. In pratica, la base “b” coincide con lo spessore del muro e quindi risulta essere nota; per ricavare invece l’altezza “h” si procede in maniera inversa, ossia, nota la rigidezza che il piedritto dovrà fornire:

K’ = 12 ∙ E ∙ Jp / H3

rigidezza del singolo piedritto

si ricava :

Jp = K’ ∙ H3 / (12 ∙ E)

momento d’inerzia del singolo piedritto

sapendo inoltre che: Jp = b ∙ h3 / 12 dall’uguaglianza:

K’ ∙ H3 / (12 ∙ E) = b ∙ h3 / 12 (3.1.3)

è facile ricavare l’altezza “h” incognita. h b t apertura

Piedritto C.A.

muro

Esempio 5 Facendo riferimento all’esempio 4 precedente, supponiamo di voler effettuare il rinforzo della parete per mezzo di cerchiatura dei vani. Calcolo della rigidezza nello stato modificato G

t

l

h

A

E

K

N/mm2

m

m

m

m2

N/mm2

KN/m

1

350

0,48

1,5

2,3

0,72

1050

55232,7

2

350

0,48

1,2

2,3

0,58

1050

36152,1

2

350

0,48

1,3

2,3

0,62

1050

42327,2

RIGIDEZZA DELLA PARETE (KN/m)

quindi:

133711,98

Kmod = 133711,98 KN/m

La rigidezza richiesta al telaio metallico risulta essere: 52

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



KT = Kin – Kmod = 246010,73 – 133711,98 = 112298,75 KN/m Supponendo di realizzare una cerchiatura per ciascuna delle due aperture, utilizzando, per ciascuna cerchiatura quattro piedritti tipo HEA (due per lato), si ha che ciascun piedritto deve poter esplicare una rigidezza pari a: K’ = KT/8 = 112298,75/8 = 14037,34375 KN/m = 140,37 KN/cm Dalla tabella 3.2 risulta che, per un altezza di 2,3 m, un profilo HE240A ha una rigidezza pari a 160,8 KN/cm e quindi è idoneo per ripristinare la perdita di rigidezza della parete. Posizionando due profili accoppiati HE240A si occupa uno spessore di 48 cm. Essendo lo spessore della muratura pari a 48 cm, risulta possibile l’inserimento di tale telaio metallico all’interno del vano. La luce netta dell’apertura diventa: aN = 150 – 23 – 23 = 104 cm

Utilizzando invece un profilo della serie IPE, dalla tabella 3.1 quello che riesce a fornire la rigidezza richiesta è l’IPE300 (173,1 KN/cm). Lo spessore occupato dal telaio è di 30 cm. C’è da considerare però che l’apertura si riduce in misura maggiore rispetto al caso dell’utilizzo del profilo HEA. Infatti la luce netta dell’apertura diventa: aN = 150 – 30 – 30 = 90 cm La cerchiatura dovrà poi essere verificata nei confronti della resistenza. 53

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

APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

In conclusione (figura 3.4), la rigidezza finale (Kfin), dopo la realizzazione delle nuove aperture (o la modifica di quelle esistenti) e la posa in opera delle eventuali cerchiature oppure degli eventuali rinforzi dei maschi murari, si calcola con: Kfin = Kmod + KT = ∑Ki + ∑KTi (3.1.3) dove: Kmod è la rigidezza della sola muratura nello stato modificato, che si calcola con la stessa formula usata per il calcolo della rigidezza iniziale, tenendo conto di eventuali variazioni dei parametri meccanici della muratura a seguito di opere di consolidamento (iniezioni, rete elettrosaldata e betoncino ecc.); KT è la rigidezza delle cerchiature (telai). La rigidezza di ogni cerchiatura si calcola con la formula 3.1.2 già vista. Dal momento che l’intervento rientra nella tipologia di “Riparazione o intervento locale” occorre dimostrare che la rigidezza dell’elemento variato non cambi significativamente e che la resistenza e la capacità di deformazione, anche in campo plastico, non peggiorino ai fini del comportamento rispetto alle azioni orizzontali. A proposito della rigidezza, la Regione Toscana, con il documento del 28 settembre 2009 predisposto dall’Ufficio del Genio Civile Area Vasta (FI-PO-PT-AR) dal titolo “Orientamenti interpretativi in merito a interventi locali o di riparazione in edifici esistenti” si è pronunciata circa l’entità del termine “significativamente” quantificandolo in una percentuale di ± 15% rispetto alla rigidezza iniziale; cioè, si accetta anche che la rigidezza finale possa essere inferiore rispetto a quella iniziale al massimo del 15%. Allo stesso modo si invita a non esagerare con l’aumento di rigidezza che potrebbe modificare eccessivamente il comportamento globale della struttura. In sostanza, secondo l’interpretazione della Regione Toscana, affinché la verifica della rigidezza possa dirsi soddisfatta, dovrà risultare: 0,85 · Kin ≤ Kfin ≤ 1,15 · Kin Utilizzando questo criterio di verifica, la soluzione indicata nell’esempio 4 (rinforzo dei maschi murari rimanenti con intonaco armato su ambo le facce della muratura) non sarebbe ammissibile in quanto provoca un aumento della rigidezza (nello stato finale) di oltre il 15% rispetto a quella iniziale. Il criterio di verifica usato invece nell’esempio 5, è quello che prevede la reintegrazione totale della rigidezza perduta; in questo caso, affinché la verifica della rigidezza possa dirsi soddisfatta, dovrà risultare: Kfin ≥ Kin Ovviamente la scelta dell’uno o dell’altro criterio è prerogativa del progettista, in base anche agli orientamenti del locale Genio Civile. Il software allegato al volume consente di eseguire la verifica della rigidezza con entrambi i criteri, con la possibilità anche di modificare liberamente le percentuali massime di decremento e incremento della rigidezza finale rispetto a quella iniziale. 54

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



3.2.  Verifica della resistenza

Analogamente a quanto detto per la rigidezza, anche per la resistenza occorre confrontare la prestazione della parete nello stato iniziale (Vt,in) con quella nello stato modificato (Vt,mod). La resistenza della parete all’azione tagliante si calcola secondo quanto riportato nel paragrafo 2.2 per mezzo della formula 2.2.1. Nel calcolo della resistenza nello stato modificato (Vt,mod), si tiene conto anche di eventuali opere di consolidamento della parete (iniezioni, intonaco armato ecc.) attraverso i coefficienti correttivi delle caratteristiche meccaniche della parete riportati in tabella 2.4. La differenza Vt,in – Vt,mod è la prestazione aggiuntiva che deve essere fornita alla parete attraverso gli interventi di rinforzo mediante cerchiatura. La verifica viene condotta calcolando la resistenza al taglio della parete prima (Vt,in) e dopo l’intervento (Vt,fin) e verificando che la resistenza dopo l’intervento risulti superiore a quella che la parete possedeva prima dell’intervento di miglioramento: Vt,fin ≥ Vt,in. Occorre, per determinare la resistenza della parete, costruire le curve caratteristiche, sia nello stato iniziale che in quello finale, tenendo conto anche dell’eventuale cerchiatura, sia essa in acciaio che in c.a.. Per quanto riguarda il calcolo della resistenza della cerchiatura metallica si procede nel seguente modo: 1. Si calcola il momento al limite elastico (nella sezione di incastro) del telaio: Mel = fyk * Wx,el / γm0 dove: fyk = tensione caratteristica di snervamento dell’acciaio impiegato, ricavabile dalla seguente tabella: Tipo di acciaio S235 fyk

[N/mm2] 235

S275

[N/mm2] 275

S355 [N/mm2]

S420 [N/mm2]

S460 [N/mm2]

355

420

460

– γm0 = 1,05 coefficiente parziale di sicurezza; – Wx,el = modulo di resistenza elastico della sezione; 2. Si calcola il corrispondente spostamento “d” che determina il momento al limite elastico (spostamento al limite elastico): d = Mel * H2 / (6 * E * J) 3. Si calcola la forza F che provoca lo spostamento “d”, nota la rigidezza KT del telaio: F = d * KT La curva caratteristica del telaio viene costruita in analogia a quanto avviene per i maschi murari; di solito, per telai metallici, è sufficiente limitarsi al tratto elastico (figura 3.5). La resistenza complessiva della parete nello stato finale, comprensiva del contributo dei maschi murari e del telaio metallico, si calcola in analogia a quanto fatto per lo stato iniziale (figura 2.18) riportando, sul medesimo grafico, le curve caratteristiche dei maschi murari e del o dei telai metallici (figura 3.5). 55

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

Figura 3.5.

Per quanto riguarda il calcolo della resistenza della cerchiatura in c.a. si procede nel seguente modo. 1. si calcola il momento resistente MR del telaio nella sezione di incastro, ipotizzando una configurazione di rottura della sezione che preveda per l’acciaio teso il raggiungimento del limite di rottura pari al 10‰ e per il calcestruzzo compresso il raggiungimento della deformazione del 2‰ corrispondente al limite elastico (si trascura il contributo dell’acciaio compresso): fcd 2‰ 0,8x A’s

M

x

C

h

d

T

As b

10‰

In questo caso, per la similitudine dei triangoli, si ha: – x : 2‰ = d : (10‰ + 2‰); – x : 2 = d : 12; – x = d / 6 = 0,167 · d. 56

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

Per l’equilibrio alla traslazione: – C = T; – C = 0,8 · (0,167 · d) · b · fcd = 0,1336 · d · b · fcd. Per l’equilibrio alla rotazione si ha: – MR = C · (d – 0,4 · x) = 0,124676 · d2 · b · fcd = a · d2 · b · fcd. Il coefficiente a di cui alla formula sopra riportata, dipende ovviamente dal tipo di rottura ipotizzata. Il valore 0,124676 si riferisce all’ipotesi di rottura che avviene in corrispondenza della linea di separazione tra il campo 2a e il campo 3, avendo assunto x / d = 0,167. Se invece si assume, come configurazione di rottura, la linea nel campo 3 che determina il raggiungimento della deformazione di rottura per il calcestruzzo (e = 3,5‰) e il raggiungimento del limite elastico per l’acciaio teso (e = 1,86‰) si ha per il coefficiente a il valore 0,3859 (sempre trascurando la presenza dell’acciaio compresso). Infatti: fcd 3,5‰ A’s

C

M

0,8x

x

h

d

T

As b

1,86‰

In questo caso, per la similitudine dei triangoli, si ha: – x : 3,5‰ = d : (3,5‰ + 1,86‰); – x : 3,5 = d : 5,36; – x = 0,653 · d. Per l’equilibrio alla traslazione: – C = T – C = 0,8 · (0,653 · d) · b · fcd = 0,5224 · d · b · fcd. Per l’equilibrio alla rotazione si ha: – MR = C · (d – 0,4 · x); – MR = 0,5224 · d · b · fcd · (d – 0,4 · 0,653 · d) = 0,3859 · d2 · b · fcd = a · d2 · b · fcd. Pertanto, in fase di predimensionamento del telaio in c.a., il momento resistente MRd può essere calcolato mediante: 57

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

– MR = a · d2 · b · fcd assumendo per a un valore compreso tra 0,12 e 0,38. 2. Si calcola il corrispondente spostamento “d” che determina il momento resistente MR: – d = MR · H2 / (6 · E · J). 3. Si calcola la forza orizzontale F che provoca lo spostamento “d”, nota la rigidezza “KT” del telaio: – F = d · KT Per le curve caratteristiche si veda quanto riportato per i telai metallici (figura 3.5). Esempio 6 In riferimento all’esempio 4 precedente, si effettua ora la verifica di resistenza. Il carico agente in sommità della parete (dovuto al peso dei solai e della muratura sovrastante) vale: p = 120 KN/m STATO ATTUALE Prima di calcolare il valore della resistenza a taglio della parete, occorre preliminarmente calcolare la tensione media verticale agente in ciascun maschio murario. Si fa riferimento alla simbologia riportata in figura 2.22. Maschio 1 – Calcolo della tensione media verticale Q1 = (2 + 2/2) m * 120 KN/m = 360 KN (peso dovuto al carico distribuito in sommità) P1 = (2 + 2/2) m * 1 m * 0,48 m * 19 KN/m3 = 27,36 KN (peso della fascia di piano di competenza) G1 = (2 m * 0,48 m * 2,3 m/2) * 19 KN/m3 = 20,98 KN (peso di metà maschio murario) N1 = Q1 + P1 + G1 = 360 + 27,36 + 20,98 = 408,34 KN da cui: σo,1 = N1/A1 = 408,34/(2 * 0,48) = 425,35 KN/m2 – Calcolo della resistenza a taglio



b = 1,15 in quanto h/l = 230/200 = 1,15 τo = 3,2 N/cm2 = 32 KN/m2

58

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

da cui: Vt,1 = (2 * 0,48 * 1,5 * 32/1,15) * (1 + 425,35 / (1,5 * 32))^0,5 = 125,83 KN

Maschio 2 – Calcolo della tensione media verticale Q2 = (3 + 2/2) * 120 = 480 KN (peso dovuto al carico distribuito in sommità) P2 = (3 + 2/2) * 1 * 0,48 * 19 = 36,48 KN (peso della fascia di piano di competenza) G2 = (3 * 0,48 * 2,3/2) * 19 = 31,46 KN (peso di metà maschio murario) N2 = Q2 + P2 + G2 = 480 + 36,48 + 31,46 = 547,94 KN

da cui: σo,2 = N2/A2 = 547,94/(3 * 0,48) = 380,5 KN/m2

– Calcolo della resistenza a taglio



b = 1 in quanto h/l = 230/300 = 0,77 τo = 3,2 N/cm2 = 32 KN/m2 da cui:

Vt,2 = (3 * 0,48 * 1,5 * 32/1) * (1 + 380,5/(1,5 * 32))^0,5 = 206,5 KN Curve caratteristiche della parete Maschio 1 K1 = 89032,2 KN/m Vt,1 = 125,83 KN δe,1 = Vt,1/K1 = 125,83 * 1000/89032,2 = 1,4 mm Maschio 2 K2 = 156978,6 KN/m Vt,2 = 206,5 KN δe,2 = Vt,2/K2 = 206,5 * 1000/156978,6 = 1,3 mm I due maschi murari raggiungono il taglio ultimo con la stessa deformazione, cosicché la resistenza della parete è data dalla somma delle resistenze dei due maschi murari: Vt,in = 125,83 + 206,5 = 332,33 KN 59

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

STATO MODIFICATO Prima di calcolare il valore della resistenza a taglio della parete, occorre preliminarmente calcolare la tensione media verticale agente in ciascun maschio murario. Si fa riferimento alla simbologia riportata in figura 2.22. Maschio 1 – Calcolo della tensione media verticale Q1 = (1,5 + 1,5/2) * 120 = 270 KN (peso dovuto al carico distribuito in sommità) P1 = (1,5 + 1,5/2) * 1 * 0,54 * 19,7 = 23,93 KN (peso della fascia di piano di competenza) G1 = (1,5 * 0,54 * 2,3/2) * 19,7 = 18,35 KN (peso di metà maschio murario) N1 = Q1 + P1 + G1 = 270 + 23,93 + 18,35 = 312,28 KN

da cui: σo,1 = N1/A1 = 312,28/(1,5 * 0,54) = 385,53 KN/m2

– Calcolo della resistenza a taglio



b = 1,5 in quanto h/l = 230/150 = 1,53 τo = 80 KN/m2



da cui: Vt,1 = (1,5 * 0,54 * 1,5 * 80/1,5) * (1 + 385,53/(1,5 * 80))^0,5 = 133 KN

Maschio 2 – Calcolo della tensione media verticale Q2 = (1,2 + 1,5) * 120 = 324 KN (peso dovuto al carico distribuito in sommità) P2 = (1,2 + 1,5) * 1 * 0,54 * 19,7 = 28,72 KN (peso della fascia di piano di competenza) G2 = (1,2 * 0,54 * 2,3/2) * 19,7 = 14,68 KN (peso di metà maschio murario) N2 = Q2 + P2 + G2 = 324 + 28,72 + 14,68 = 367,4 KN

da cui: σo,2 = N2/A2 = 367,4/(1,2 * 0,54) = 566,98 KN/m2

– Calcolo della resistenza a taglio



b = 1,5 in quanto h/l = 230/120 = 1,9 τo = 80 KN/m2

60

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE





da cui: Vt,2 = (1,2 * 0,54 * 1,5 * 80/1,5) * (1 + 566,98/(1,5 * 80))^0,5 = 124,04 KN

Maschio 3 – Calcolo della tensione media verticale Q3 = (1,3 + 1,5/2) * 120 = 246 KN (peso dovuto al carico distribuito in sommità) P3 = (1,3 + 1,5/2) * 1 * 0,54 * 19,7 = 21,81 KN (peso della fascia di piano di competenza) G3 = (1,3 * 0,54 * 2,3/2) * 19,7 = 15,90 KN (peso di metà maschio murario) N3 = Q3 + P3 + G3 = 246 + 21,81 + 15,90 = 283,71 KN

da cui: σo,3 = N3/A3 = 283,71/(1,3 * 0,54) = 404,14 KN/m2

– Calcolo della resistenza a taglio



b = 1,5 in quanto h/l = 230/130 = 1,77 τo = 80 KN/m2



da cui: Vt,3 = (1,3 * 0,54 * 1,5 * 80/1,5) * (1 + 404,14/(1,5 * 80))^0,5 = 117,37 KN

– Curve caratteristiche della parete Maschio 1 K1 = 155341,8 KN/m Vt,1 = 133 KN δe,1 = Vt,1/K1 = 133 * 1000/155341,8 = 0,86 mm Maschio 2 K2 = 101677,9 KN/m Vt,2 = 124,04 KN δe,2 = Vt,2/K2 = 124,04 * 1000/101677,9 = 1,22 mm Maschio 3 K3 = 119045,2 KN/m Vt,3 = 117,37 KN δe,3 = Vt,3/K3 = 117,37 * 1000/119045,2 = 0,99 mm

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Considerando un fattore di duttilità pari a 2, al raggiungimento dello spostamento limite ultimo per il maschio 1 pari a δu,1 = 2 x δe,1 = 1,72 mm, gli altri due maschi sono in fase plastica e quindi vengono sfruttate appieno le resistenze di ciascuno, pervenendo così alla resistenza ultima a taglio attraverso la seguente espressione: Vt,fin = Vt,1 + Vt,2 + Vt,3 = 133 + 124,04 + 117,37 = 374,41 KN La verifica di resistenza risulta quindi soddisfatta in quanto: Vt,fin = 374,41 KN > Vt,in = 332,33 KN

3.3.  Posizione dell’apertura nella parete La realizzazione, a posteriori, di aperture di vani in pareti portanti, che ne sono sprovviste, determina, come già visto, una “lacuna funzionale” per la parete che deve essere quindi reintegrata. Come noto, per costruzioni ubicate in zona sismica, la normativa impone che la parete, indebolita per la realizzazione della apertura, sia adeguatamente rinforzata per raggiungere i livelli di resistenza al taglio e di rigidezza alle azioni orizzontali che possedeva prima della realizzazione del vano stesso. Occorre perciò reintegrare la lacuna funzionale che si è venuta a creare per effetto della realizzazione della apertura. Come detto in precedenza, l’entità del rinforzo da applicare per ripristinare le condizioni originarie, dipende anche dalla posizione dell’apertura all’interno della parete. Questo fatto implica anche costi diversi per l’intervento. Nel presente paragrafo si vuole infatti mettere in evidenza il rapporto tra rigidezza della parete forata e posizione del foro, per varie geometrie di parete e per vari materiali costituenti la parete stessa. Per ciascuna tipologia di parete, si sono poi studiati due possibili interventi di rinforzo per ripristinare sia la resistenza che la rigidezza della parete. Il primo intervento prevede la realizzazione di una cerchiatura del vano mediante un telaio metallico realizzato con profilati HEA mentre il secondo riguarda la realizzazione di due paretine in cemento armato dello spessore di 3 cm sulle due superfici della parete, armate con rete elettrosaldata e con collegamenti tra le due paretine per mezzo di perforazioni ed inserimento di barre in acciaio.

h h

l

Figura 3.6. Stato iniziale

l1

a

l2

Figura 3.7. Stato finale

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



Tabella 3.3. 

Tabella 3.4. 

63

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

APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

Figura 3.8.a

Figura 3.8.b

I grafici che seguono danno il valore della rigidezza K (espressa in KN/m) della parete forata in funzione della posizione del foro, individuata dalla distanza “l1”, per murature in pietrame e mattoni dello spessore di 30 e 75 cm con H = 3 m e h = 2,2 m, valutata per L = 5 m, a = 1 m e per L = 7 m, a = 2 m. Per quanto riguarda i parametri meccanici delle murature, sono stati assunti quelli previsti dalla circolare del Ministero dei lavori pubblici 30 luglio 1981, n. 21745, cioè: – per la muratura in pietra: G = 77000 KN/m2; – per la muratura in mattoni pieni: G = 132000 KN/m2. Dai grafici riportati nelle figure 3.8a e 3.8b, si può notare come la rigidezza della parete forata dipenda anche dalla posizione del foro; anche se l’entità di tale variazione non è in 64

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



percentuale molto elevata, può spesso comportare, nel caso di inserimento di telaio metallico, la scelta di un profilato di una serie superiore. Considerando un costo di 90 ?/m2 per la realizzazione delle paretine in cemento armato da 3 cm. (comprensivo di rimozione intonaco, esecuzione paretina in c.a., collegamento tra le armature in ragione di 5 collegamenti al m2, ripristino intonaco) e di 8 ?/Kg per la realizzazione di cerchiatura del vano con profilati metallici (comprensivo di saldature in opera, ancoraggio alla muratura con zanche e resina) si ha la valutazione dei costi di cui alla tabella seguente. Tabella 3.5. 

I risultati indicano che, per i tipi di pareti analizzate, è conveniente eseguire il miglioramento di cui alle norme tecniche per le costruzioni in zona sismica, mediante cerchiatura del vano con profilato metallico per muri in pietrame di piccolo spessore (30 cm), mentre per muri in mattoni pieni di grande spessore (75 cm) è più conveniente impiegare per il rinforzo due lastre in c.a. dello spessore di 3 cm, collegate tra loro. In sostanza la valutazione in termini funzionali di ciascun tipo di intervento, consente di migliorare la qualità delle funzioni e di ottimizzarne quindi il costo.

3.4.  Rinforzo dei maschi murari con FRP

Il rinforzo delle strutture murarie mediante materiali compositi FRP (FRP = Fiber Reinforced Polymer) sta suscitando, negli ultimi anni, un sempre maggiore interesse per la loro efficacia, rapidità di esecuzione, bassa invasività. Si notano infatti, numerose applicazioni soprattutto nel settore delle opere di valore architettonico e monumentale proprio per le loro caratteristiche sopra ricordate. Il rinforzo con FRP ha inoltre il pregio di non stravolgere il comportamento strutturale d’insieme, limitandosi invece ad intervenire quando necessario (ad esempio in caso di sisma). Le nuove norme tecniche per le costruzioni hanno posto attenzione a tali materiali, nuovi per il settore dell’edilizia. 65

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

Il documento tecnico cui fare riferimento per la progettazione ed esecuzione di rinforzi con materiali compositi, sono le Istruzioni CNR DT 200 R1/2013 [7] a cui l’Ordinanza n. 3274 rimanda in caso di interventi dove si faccia uso materiali compositi, essenzialmente fibre di carbonio, vetro, aramide. I pannelli di muratura possono essere rinforzati con FRP allo scopo di incrementarne la portanza o la duttilità nei confronti di azioni fuori dal piano ovvero di azioni nel piano del pannello (punto 5.4.1 DT 200). In particolare, per le azioni fuori dal piano del pannello murario (figura 3.9), sono molto efficaci gli interventi fatti con fasciature in FRP al livello dei solai (figura 3.10) che impediscono il ribaltamento della parete, contrastando il meccanismo di collasso indicato in figura 3.9.

Figura 3.9.

Figura 3.10. (archivio Maxfor s.r.l. – Quarto d’Altino – VE) 66

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE

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Nel nostro caso invece, assume notevole importanza la valutazione dei sistemi di rinforzo con FRP per le azioni nel piano del pannello murario, azioni indotte essenzialmente dal sisma e che possono provocare, come detto in precedenza, crisi dei maschi murari per pressoflessione o per taglio. Il rinforzo a pressoflessione consiste essenzialmente nella applicazione di nastri in FRP, spesso di carbonio (CFRP), disposti in direzione verticale agli estremi del maschio murario, cioè nelle zone tese. È bene che tali rinforzi siano disposti simmetricamente sulle due facce della muratura. Il rinforzo a taglio si ottiene invece disponendo i nastri parallelamente ai ricorsi di malta (figura 3.14), ossia in direzione della forza tagliante, in modo da innescare un meccanismo resistente costituito da un traliccio con elementi compressi di muratura ed elementi tesi in FRP. Un altro modo per ottenere il rinforzo a taglio è quello di disporre i nastri in FRP secondo le diagonali del pannello murario (figure 3.11, 3.12, 3.13). È buona norma però prevedere sempre anche il rinforzo a flessione. Tali sistemi di rinforzo sono anche suggeriti per edifici a carattere storico artistico dalle apposite linee guida del Ministero per i Beni Culturali [8]. I nastri vengono applicati sulla muratura previa realizzazione di appositi “binari” in malta fibrorinforzata (spessore circa 1-2 cm, larghezza dipendente dalla larghezza del nastro, 10-20 cm) ad alto potere adesivo sui quali poi vengono incollati i tessuti in composito. Di seguito si riporta un estratto della tabella presente nell’Appendice A del DT 200 R1/2013, che riporta un confronto indicativo tra le proprietà delle fibre di rinforzo e dell’acciaio da costruzione. Tabella 3.6. 

dove: E = modulo di elasticità normale; σr = resistenza di rottura a trazione; εr = deformazione a rottura; α = coefficiente di dilatazione termica; ρ = densità. 67

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

Figura 3.11. (archivio Maxfor s.r.l. – Quarto d’Altino – VE)

  Figura 3.12. (archivio Maxfor s.r.l. – Quarto d’Altino – VE)

Anche se la norma considera, per edifici esistenti e per azioni nel piano del pannello, esclusivamente la crisi per taglio, è comunque buona regola tener conto che, specie nei maschi murari snelli, la crisi per pressoflessione potrebbe anticipare quella per taglio. Pertanto è conveniente disporre, oltre al rinforzo a taglio, anche un presidio contro la crisi per pressoflessione. 68

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



Figura 3.13. (archivio Maxfor s.r.l. – Quarto d’Altino – VE)

Il DT 200 [7] fornisce indicazioni circa i metodi per calcolare la resistenza a pressoflessione ed a taglio nel piano del pannello murario rinforzato per mezzo di strisce di materiale composito. Di seguito se ne riportano i contenuti. Pressoflessione nel piano Allo scopo di incrementare la portanza a pressoflessione nel piano di pannelli murari, si può prevedere l’applicazione di rinforzi FRP verticali, disposti simmetricamente sui due paramenti del pannello ed opportunamente ancorati. In maniera semplificata, la verifica a pressoflessione delle sezioni di muratura rinforzata può essere condotta assumendo un diagramma delle tensioni di compressione costante e pari a 0.85 fmd, esteso ad una porzione di sezione profonda 0.6 ÷ 0.8 x, essendo x la distanza dell’asse neutro dall’estremo lembo compresso. In particolare, la verifica deve riguardare anche le sezioni di estremità dei campi di pannello delimitati dalla fondazione e dal primo solaio, ovvero da due solai di interpiano successivi. In assenza di dispositivi meccanici di ancoraggio, la verifica deve prescindere dal contributo del composito. Taglio La resistenza a taglio di un pannello murario rinforzato a pressoflessione con compositi FRP a fibre verticali, disposti simmetricamente sui due paramenti, può essere incrementata con l’applicazione di ulteriori compositi FRP con fibre disposte preferibilmente nella direzione dello sforzo di taglio, anch’essi disposti simmetricamente sui due paramenti del pannello. In tal modo, al classico meccanismo di resistenza a taglio per attrito della muratura, viene ad affiancarsi un ulteriore meccanismo resistente per la formazione di un traliccio in grado di trasmettere taglio per equilibrio interno. Qualora sia garantita la formazione del traliccio resistente, la resistenza di progetto a taglio della muratura rinforzata, VRd, può essere calcolata come somma del contributo 69

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

dovuto all’attrito della muratura, VRd,m, e di quello del rinforzo di FRP, VRd,f, fino al valore limite VRd,max che provoca la rottura delle bielle compresse del traliccio: Vrd,m =min{VRd,m+VRd,f, VRd,max} Nel caso in cui il rinforzo a taglio sia disposto parallelamente ai corsi di malta, i contributi sopra definiti possono essere valutati come segue: VRd,m = x · t · fvd Vrd,f = 0.6 d Ef ∙ εfd · 2 · tf · bf / (γRd pf) essendo: –– γRd il coefficiente parziale da assumersi pari a 1.20; –– x la distanza dell’asse neutro dall’estremo lembo compresso; –– t lo spessore della parete; –– fvd la resistenza di progetto a taglio della muratura valutata in accordo con la Normativa vigente in funzione della tensione normale media pari al rapporto tra il risultante degli sforzi di compressione e l’area, x · t; –– Ef il modulo di elasticità del composito FRP nella direzione delle fibre; –– εfd la deformazione di progetto del rinforzo di FRP; –– tf lo spessore del rinforzo di FRP; –– bf e pf, rispettivamente, la larghezza e il passo delle strisce, misurati ortogonalmente alla direzione delle fibre (nel caso di strisce poste in adiacenza si assume bf / pf =1.0). Per la formazione del traliccio è necessario predisporre un rinforzo FRP in direzione verticale in grado di assorbire lo sforzo di trazione che gli compete come tirante nel funzionamento del suddetto traliccio. A tal riguardo, deve essere tenuta in debito conto la consueta regola di traslazione del diagramma del momento flettente. La massima resistenza a taglio del pannello murario, VRd,max, corrispondente allo stato limite di compressione delle diagonali del traliccio vale: VRd,max = 0.3 · fmdh · t · d dove: –– fmdh è la resistenza a compressione di progetto della muratura nella direzione dell’azione agente, cioè parallela ai letti di malta. fmdh può assumersi orientativamente pari al 50% della resistenza a compressione verticale. Nel caso di parete consolidata con soli sistemi di rinforzo FRP a fibre verticali, atti ad assorbire la trazione generata dalla flessione, il valore della resistenza a taglio risulta comunque esaltato. Ciò è conseguenza dell’incremento dello sforzo di compressione agente sulla muratura per effetto della flessione. Il valore del taglio resistente della muratura è in tal caso dato dalla relazione seguente: VRd,m = x · t · fvd 70

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE

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Pareti murarie, composte da più pannelli delimitati da interpiani strutturali, possono essere rinforzate a taglio ricorrendo, in alternativa a quanto sopra indicato, all’applicazione di rinforzi FRP disposti lungo le diagonali dei singoli pannelli. Ciò purché in corrispondenza degli interpiani siano presenti cordoli o catene capaci di assicurare uno spostamento orizzontale sostanzialmente uniforme della sezione di sommità del pannello. Di norma, si dispone una coppia di rinforzi diagonali, applicati simmetricamente sui due facce del pannello. La capacità resistente del pannello murario di base B ed altezza H con rinforzi disposti secondo direzioni inclinate di un angolo α rispetto all’orizzontale può essere valutata come di seguito indicato, trascurando il contributo del composito compresso.

Per le modalità di calcolo del rinforzo diagonale si rimanda al documento DT 200 R1/2013. Esempio 7 Si considera un pannello in muratura in blocchi lapidei squadrati, avente le seguenti caratteristiche. fm = 400 N/cm2 = 4 N/mm2 τo = 9,2 N/cm2 = 92 KN/m2 E = 2820 N/mm2 Supponiamo: h = 2,3 m l = 1,9 m 71

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

t = 0,5 m σo = 350 KN/m2 Senza rinforzo Calcolo della resistenza a taglio.

h/l = 2,3/1,9 = 1,21 m da cui b = 1,21 Vt = 1,9 * 0,5 * (1,5 * 92/1,21) * (1+350/(1,5 * 92))^0,5 = 203 KN La tensione ultima a taglio risulta essere: fvd = Vt/(l * t) = 203/(1,9 * 0,5) = 213 KN/m2 Con rinforzo Supponiamo di rinforzare la parete con nastro in tessuto di carbonio avente le seguenti caratteristiche (figura 3.14): bf = 100 mm tf = 0,18 mm d = 1,7 m Ef = 235GPa = 235000 N/mm2 ffk = 3530 MPa pf = 300 mm Il nastro è disposto sulle due facce della muratura, parallelamente ai corsi di malta. Per il collegamento trasversale dei nastri, si utilizza un connettore con: N0 = 30 KN energia specifica di frattura: ΓFk = c1(fmk * fmtm)1/2 = 0,015 * (4 * 0,1 * 4)^0,5 = 0,019 N/mm2 forza massima di distacco per delaminazione (in presenza di connettore): Fmax,c = (N02 + 2bf2EftfΓFk)1/2 = = (30000^2 + 2 * 100^2 * 235000 * 0,18 * 0,019)^0,5 = 30 KN per cui, la tensione massima di lavoro del nastro in FRP risulta essere: ffdd = Fmax,c / (1,2Afw) = 30000 / (1,2 * 100 * 0,18) = 1389 N/mm2

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Il valore resistenza a taglio del pannello rinforzato è il minimo tra due quantità. La prima è data dalla somma tra il contributo della muratura (VRd,m) e quello del rinforzo in FRP (VRd,f); la seconda è data dal valore limite della resistenza per rottura delle bielle compresse di muratura (VRd,max), generate dal comportamento a traliccio del sistema. VRd = min {VRd,m + VRd,f ,VRd,max} dove: VRd,m = d · t · fvd/γRd = 1,7 * 0,5 * 213/1,2 = 151 KN VRd,f = 0,6 · d · Afw · ffd/(γRd pf) = 0,6 * 1700 * (18 * 2) * 1389/(1,2 * 300) = 141678 N = 142 KN VRd,max = 0,3 · fmdh · t · d = 0,3 * (0,5 * 4000 * 0,5 * 1,7) = 510 KN pertanto: VRd = min{151 + 142 ; 510} = 293 KN Risulta quindi un incremento di resistenza, rispetto allo stato non rinforzato, di 90 KN pari al 44% del valore iniziale.

3.5.  Rinforzo dei maschi murari con tecniche tradizionali

La Circolare 30 luglio 1981, n. 21745 “Istruzioni relative alla normativa tecnica per la riparazione ed il rafforzamento degli edifici in muratura danneggiati dal sisma”, riporta chiaramente i dettagli esecutivi e le indicazioni generali per gli interventi di rinforzo e consolidamento delle murature. Tali indicazioni sono riprese dalle nuove NTC e dalla relativa Circolare n. 617/CSLLPP del 2 febbraio 2009 (punto C8A.5.6). a) Iniezioni di miscele leganti Con tale provvedimento si tende a migliorare le caratteristiche meccaniche della muratura. L’intervento risulta essere poco invasivo e quindi adatto anche per edifici con caratteristiche storiche e architettoniche. Occorre fare attenzione alla capacità “assorbente” della muratura ossia alla percentuale di vuoti presente nel corpo murario che deve essere preliminarmente valutata al fine di individuare con correttezza l’interasse dei fori da praticare per saturare in maniera ottimale la muratura e quindi rendere efficace l’intervento. È quindi conveniente eseguire preliminarmente una prova di iniezione della muratura. Con la metodologia comunemente usata per i consolidamenti ad iniezione si esegue un test su una porzione muraria, generalmente corrispondente ad 1 m2. di parete, sulla quale si praticano 5 fori sino ad una profondità pari al 75% dello spessore murario ove si fissano appositi cannelli di imbocco; praticamente si misura la quantità effettiva di miscela assorbita da un campione di muratura al fine di verificare l’efficacia del metodo di consolidamento e preventivare quantità e costi. La prova di iniettabilità si presta a controlli diagnostici pre- e post-consolidamento, con analisi microsismiche o prove di carico. 73

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

Figura 3.16. Schema prova di iniezione (Tecno Futur Service s.r.l. – Modena)

La miscela da iniettare deve possedere le seguenti proprietà: –  buona fluidità; –  buona stabilità; –  tempo di presa opportuno; –  adeguata resistenza; –  minimo ritiro.

Figura 3.17. Iniezioni di miscele consolidanti (Archivio Maxfor s.r.l – Quarto d’Altino – VE)

La tecnica operativa si può suddividere nelle seguenti fasi lavorative: 1. definizione del passo delle forature, (effettuato in base alle risultanze della prova di iniettabilità) con disposizione dei fori a quinconce (in genere 2-5 fori per m2); 2. asportazione intonaco lesionato e stuccatura delle lesioni per evitare la fuoriuscita di malta; 74

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



3. e secuzione dei fori (fino ad un diametro di 40 mm) con sonde rotative per creare ridotte vibrazioni alla struttura; 4. posizionamento nei fori degli ugelli di iniezione e successiva sigillatura con malta ce­men­tizia; 5. lavaggio preliminare del corpo della muratura mediante iniezione di acqua a bassa pressione; 6. iniezione vera e propria della miscela, a pressione dipendente dalla situazione della muratura (in genere 2-4 atm), iniziando dalle zone più in basso e procedendo verso l’alto. Le miscele possono essere a base di legante cementizio, di calce e pozzolana, di resina epossidica. In particolare le miscele di calce e pozzolana ben si prestano ad un uso su edifici storici vista la loro compatibilità con i materiali tradizionali. b) Iniezioni armate Quando si vuole dotare la muratura di una certa resistenza a trazione e a taglio, si può ricorrere alla tecnica delle perforazioni armate, che, a differenza delle iniezioni semplici, migliora le caratteristiche globali della struttura, potendo agire anche sui collegamenti tra murature e orizzontamenti e tra murature e murature ortogonali, favorendo il comportamento scatolare dell’edificio, sempre auspicato.

Figura 3.18. Iniezioni armate (consolidamento fondazioni)

In sostanza la tecnologia di esecuzione è la stessa delle iniezioni semplici, salvo il fatto dell’introduzione di barre di vario diametro e materiale (acciaio, acciaio zincato, composito …), all’interno dei fori. Essenziale è che la malta di sigillatura sia a ritiro compensato per non inficiare il risultato finale. I fori generalmente vanno a costituire un reticolo con inclinazioni a 45° alternate con lunghezze e disposizioni da valutarsi caso per caso. Tale tecnica è molto efficace per migliorare i collegamenti tra le pareti ortogonali. 75

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c) Intonaco armato Si tratta della esecuzione, su entrambe le facce della muratura, di fodere in calcestruzzo (con inerti di piccolo diametro = betoncino) armate con reti elettrosaldate, collegate tra loro mediante barre passanti (diametro 4-8 mm) in ragione di 6-8 barre ogni metro quadrato in modo da garantire la collaborazione tra le paretine (spessore 3-5 cm) così realizzate e la muratura esistente. Si tratta di un intervento decisamente invasivo, quindi non applicabile ad edifici storici, a meno che le condizioni del dissesto non ne giustifichino l’impiego. Occorre curare con attenzione il collegamento delle reti elettrosaldate con la fondazione e con i solai. L’estensione su grande scala di questo tipo di intervento può comportare un forte aumento dei carichi oltre che una modifica sostanziale della rigidezza dell’edificio. Per questo l’intervento può essere utilizzato per ricalibrare, cercandone la coincidenza, la posizione del baricentro delle masse e quello delle rigidezze dell’intero fabbricato. La tecnologia di esecuzione è la seguente. 1. messa a nudo della muratura e lavaggio preliminare; 2. sigillatura di tutte le lesioni; 3. posa in opera delle reti elettrosaldate sulle due facce della muratura; 4. foratura della parete e posa in opera di barre per il collegamento trasversale, opportunamente risvoltate sulle reti elettrosaldate; 5. posa di distanziatori (2 cm) tra parete e reti elettrosaldate; 6. iniezione dei fori di collegamento e getto delle paretine (previo lavaggio della parete).

Figura 3.19. Intonaco armato – pianta

d) Diatoni artificiali Si tratta di elementi in calcestruzzo armato con barre tradizionali o in composito oppure masselli in pietra naturale o in elementi metallici da inserire in fori opportunamente eseguiti con macchine carotatrici. Il sistema può realizzare un efficace collegamento tra i paramenti murari (specialmente nel caso di murature a sacco), evitando il distacco di uno di essi o l’innesco di fenomeni di instabilità per compressione. L’intervento conferisce alla parete un comportamento monolitico nei confronti delle azioni ortogonali al proprio piano. Nel caso di paramenti eccessivamente degradati è opportuno, prima di effettuare tale intervento, bonificare i paramenti mediante iniezioni di malta e ristilatura dei giunti. 76

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3.  REALIZZAZIONE DI NUOVE APERTURE



Figura 3.20. Diatoni artificiali – pianta

Per porzioni di muratura limitate, si possono adoperare, in sostituzione dei diatoni artificiali, i tirantini antiespulsivi, costituiti da sottili barre trasversali imbullonate con rondelle sui paramenti; una leggera presollecitazione dei tirantini può contrastare efficacemente i rigonfiamenti per distacco dei paramenti. Tirantature diffuse, disposte nelle tre direzioni ortogonali, migliorano la monoliticità del corpo murario, incrementandone la resistenza a taglio e flessione sia nel piano che fuori dal piano.

77

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 CAPITOLO  4

VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE

Il telaio metallico, i relativi collegamenti e l’eventuale architrave devono essere verificati agli SLU e SLE rispetto a quanto previsto dalle NTC 2008. In sintesi, le verifiche da effettuare sul telaio metallico sono: 1. resistenza delle membrature; 2. deformabilità del traverso; 3. collegamento saldato tra piedritto e traverso superiore o inferiore; 4. collegamento saldato tra piedritto e piastra di base; 5. giunto di base. La verifica di stabilità flesso torsionale può, generalmente, essere omessa perché le ali dei profilati sono di solito collegate efficacemente alla muratura adiacente per mezzo di barre d’acciaio inghisate nella muratura stessa (figura 4.1); in questo modo, l’ala compressa è vincolata alla muratura che quindi ne contrasta efficacemente gli spostamenti e le rotazioni, costituendo quindi un valido vincolo rispetto all’instabilità flesso torsionale.

Figura 4.1.

Nel caso in cui siano presenti i cordoli di piano in c.a. come in figura 4.1, allora si potrà optare per una cerchiatura dove il traverso inferiore è costituito dal cordolo stesso; in questo caso i piedritti saranno vincolati al cordolo mediante piastra in acciaio e tirafondi in modo da 78

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



realizzare un vincolo ad incastro. Nel caso invece di assenza del cordolo in c.a., si provvederà a realizzare una cerchiatura mediante telaio chiuso in acciaio, quindi anche con traverso inferiore in acciaio. Per quanto riguarda, invece, le verifiche da effettuare sull’architrave, si ha: 1. resistenza delle membrature; 2. deformabilità dell’architrave; 3. verifica della muratura per carichi concentrati (tensioni sull’appoggio).

4.1.  Classificazione delle sezioni

Per eseguire le verifiche è necessario, preliminarmente, procedere alla classificazione delle sezioni dei profili da impiegare secondo quanto riportato al punto 4.2.3.1 delle NTC 2008. La classe di un profilo, che dipende dalla snellezza dei suoi componenti (ala e anima) e dal tipo di acciaio, indica la sua capacità di plasticizzare (capacità rotazionale): i profili appartenenti alle classi 1 e 2 sono in grado di sviluppare il momento plastico e sono dette “compatte”; viceversa, i profili appartenenti alle classi 3 e 4 non riescono a raggiungere il momento plastico perché intervengono fenomeni di instabilità locali; sono dette rispettivamente “moderatamente snelle” e “snelle”. Generalmente, dal momento che usualmente si impiegano profili tipo IPE o HE, ci si trova ad utilizzare sezioni di tipo compatto ossia di classe 1 o 2. La classe di un profilo, ad esempio IPE o HE si stabilisce a partire dalla classe dei suoi componenti compressi (anima e ala), per i quali occorre calcolare la snellezza, intesa come rapporto tra lunghezza e spessore: – per l’anima: cw/tw; – per l’ala: cf/tf. I valori della snellezza così ottenuti si confrontano con i limiti imposti dalle norme (punto 4.2.3.1. NTC 2008) e quindi è agevole attribuire la classe di appartenenza.

cf tf tw cw

79

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Tabella 4.1.  Classe

Elemento

Flessione

Compressione

anima

cw/tw ≤ 72 ε

cw/tw ≤ 33 ε

1 2 3

ala

cf/tf ≤ 9 ε

cf/tf ≤ 9 ε

anima

cw/tw ≤ 83 ε

cw/tw ≤ 38 ε

ala

cf/tf ≤ 10 ε

cf/tf ≤ 10 ε

anima

cw/tw ≤ 124 ε

cw/tw ≤ 42 ε

ala

cf/tf ≤ 14 ε

cf/tf ≤ 14 ε

La tabella 4.1. consente la classificazione delle sezioni per sollecitazioni separate di flessione e di compressione; nella tabella il coefficiente ε vale: ε = √(235/fyk). È possibile che anima e ala appartengano a classi diverse: in questo caso la classe del profilo è la classe maggiore tra quella dell’anima e quella dell’ala. Nel caso della presso flessione la determinazione della classe di appartenenza del profilo è leggermente più complessa: per quanto riguarda l’ala compressa si utilizza la tabella di cui sopra mentre per l’anima occorre calcolare la lunghezza della zona compressa come riportato di seguito. Sezione plasticizzata (classe 1 o 2)

Sezione in fase elastica (classe 3 o 4) fyk

fyk

+

t

+

c

t

c c

c

c

-

-

fyk (tensioni di compressioni positive)

fyk

(tensioni di compressioni positive)

Per l’ala del profilato, essendo compressa, può essere classificata mediante le regole riportate in tabella 4.1.; per l’anima invece, occorre fare riferimento alla tabella 4.2 sotto riportata: Tabella 4.2.  Classe 1 2 3

Elemento

Altezza zona compressa

Pressoflessione

anima

α > 0,5

cw/tw ≤ 396ε/(13α–1)

α ≤ 0,5

cw/tw ≤ 36ε/α

α > 0,5

cw/tw ≤ 456ε/(13α–1)

α ≤ 0,5

cw/tw ≤ 41,5ε/α

Ψ > –1

cw/tw ≤ 42ε/(0,67+0,33Ψ)

Ψ ≤ –1

cw/tw ≤ 62ε(1–Ψ)√(–Ψ)

anima anima

80

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



Per determinare l’altezza della zona compressa dell’anima e quindi il coefficiente α o Ψ, nel caso della sezione in fase elastica (coefficiente Ψ) basterà calcolare le tensioni di trazione e di compressione dovute all’azione combinata di N ed M e poi fare il rapporto tra esse; nel caso invece della sezione in fase plastica (coefficiente α) si propone il seguente metodo. fyk

a

+ c

+

fyk

c

N

-

-

fyk

fyk

x

+

M

+

Nota la sollecitazione di compressione N, l’altezza “x” della zona compressa plasticizzata dell’anima che deve equilibrare l’azione N vale: x = N / (tw · fyk) La restante parte compressa “a” dell’anima che deve equilibrare (insieme alla parte tesa) l’azione flettente M vale: a = (c-x) / 2 α · c = a + x = (c – x) / 2 + x α = [(c – x) / 2 + x] / c

da cui, essendo: si ricava:

4.2.  Verifica del telaio Calcolo delle sollecitazioni q+g

pmax

FT C

Jt

E

Jh

D Jh

A

h

B

l Figura 4.2.  Schema statico 81

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



dove: q = l’entità dei carichi variabili (KN/m) provenienti dal solaio sovrastante; g = l’entità dei carichi permanenti (KN/m) provenienti dal solaio sovrastante; pmax = è il peso del muro contenuto nel triangolo equilatero (KN/m); FT = è la forza orizzontale che deve fornire il telaio, pari al massimo valore tra quello della forza sismica orizzontale “FS” (paragrafo 6.4) calcolata in riferimento alla zona e al carico verticale presente Q: Q = (q + g) · l + pmax · l / 2 e il valore FT del contributo tagliante offerto dal telaio metallico all’interno della parete; di solito, tra le due, prevale FT che si calcola come indicato in figura 3.5 con: FT = δu · KT se lo spostamento al limite elastico del telaio (d) è maggiore dello spostamento ultimo della parete (δu); in caso contrario FT = F (F = forza tagliante in sommità del telaio che produce il momento al limite elastico – par. 3.2). A favore di sicurezza, si considera il carico lineare del solaio sovrastante agente sull’intera lunghezza del traverso superiore (figura 4.2) e non, come di solito, sulla porzione di lunghezza intercettata dal triangolo equilatero di carico. Per semplificare, il carico triangolare viene trasformato in un equivalente carico uniformemente distribuito, pervenendo così allo schema statico definitivo utilizzato dal programma per i calcoli di verifica:

p

FT C

Jt

E

D

Jh

XA

Jh A

B

l MA

YA

YB

h XB MB

Figura 4.3.

82

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



1 – Caso del solo carico verticale

p C

Jt

k = Jt · h / (Jh · l)

E

D YA1 = YB1 = pl / 2

Jh

Jh A

XA

YA

MA1 = MB1 = pl2 / (12k + 24)

B

l MA

YB

XA1 = XB1 = 3MA / h

h XB

ME1 = MC1 + pl2 / 8 MC1 = MD1 = – 2MA1

MB

Figura 4.4.

Grafici delle sollecitazioni Momento flettente

Taglio

Sforzo normale -

-

+

+

a

b

-

+

c

Figura 4.5.

83

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



2 – Caso del solo carico orizzontale

k = Jt · h / (Jh · l)

FT Jt

C

E

Jh

Jh A

XA

YA2 = – 2MC2 / l YB2 = 2MC2 / l

D

h

B

XB

l MA

YA

XA2 = -FT / 2 XB2 = FT / 2 MA2 = – FTh (3k + 1) / (12k + 2) MB2 = FTh (3k + 1) / (12k + 2) ME2 = 0 MC2 = 3FThk / (12k + 2) MD2 = -3FThk / (12k + 2)

MB

YB

Figura 4.6. Momento flettente

Taglio

Sforzo normale -

-

+

+

a

-

+

b

c

Figura 4.7.

Applicando il principio di sovrapposizione degli effetti si calcolano le sollecitazioni nei vari punti: ASTA A-C A

C

ASTA C-D C

D

ASTA B-D E

B

D

M

MA1+MA2 MC1+MC2 MC1+MC2 MD1+MD2 ME1+ME2 MB1+MB2 MD1+MD2

T

TA1+TA2

TC1+TC2

TC1+TC2

TD1+TD2

TE1+TE2

TB1+TB2

TD1+TD2

N

NA1+NA2

NC1+NC2

NC1+NC2

ND1+ND2

NE1+NE2

NB1+NB2

ND1+ND2

84

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



4.2.1.  Verifica di resistenza agli SLU dei piedritti e del traverso Normalmente per la cerchiatura metallica si utilizzano profili IPE o HE e quindi, di solito, di classe 1 o 2. Sia il piedritto che il traverso sono sollecitati a taglio, sforzo normale e flessione. Nel caso in cui l’azione tagliante di calcolo VEd sia inferiore al 50% della resistenza di calcolo a taglio Vc,Rd allora l’azione tagliante è trascurabile e si possono quindi applicare le formule della presso/tenso flessione; altrimenti, si utilizzerà nelle formule, come tensione di snervamento dell’acciaio, il valore ridotto fy,red per tener conto dell’azione tagliante: fy,red = fyk · (1 – ρ) dove ρ = (2VEd / Vc,Rd – 1)2 La resistenza di calcolo a taglio si determina con: Vc,Rd = Av · fyk / (γM0 · √3) dove Av è l’area resistente a taglio, che per i profilati IPE o HE caricati nel piano dell’anima vale:

con: A = b = tf = tw = r = y-y = z-z =

Av = A – 2 · b · tf + (tw + 2 · r) · tf area del profilo; larghezza delle ali; spessore delle ali; spessore dell’anima; raggio di raccordo tra anima e ala; asse “forte”; asse “debole”.

z

y

y

z Figura 4.8. 85

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



La verifica a presso/tenso flessione retta (nel piano dell’anima), per profili IPE o HE di classe 1 o 2, consiste nel controllare che il momento di calcolo MEd sia minore del momento resistente MN,y,Rd ridotto (rispetto a quello plastico per flessione semplice Mpl,y,Rd) per la presenza dello sforzo normale: dove:

MEd ≤ MN,y,Rd MN,y,Rd = Mpl,y,Rd · (1 – n) / (1 – 0,5 · a) ≤ Mpl,y,Rd

n

= NEd/Npl,Rd: rapporto tra sforzo normale di progetto e resistenza di calcolo a sforzo normale; Npl,Rd = A · fyk / γM0; a = (A – 2 · b · tf) / A ≤ 0,5. Nel nostro caso l’entità dello sforzo normale è piccola e quindi spesso trascurabile per cui si ha: MN,y,Rd = Mpl,y,Rd 4.2.2.  Verifica di deformabilità del traverso superiore (SLE) p

f l

Figura 4.9.

Si indica con: δc = monta iniziale della trave; δ1 = spostamento elastico dovuto ai carichi permanenti; δ2 = spostamento elastico dovuto ai carichi variabili; δmax = spostamento finale, depurato della monta iniziale = δ1 + δ2 – δc. A favore di sicurezza si considera il traverso semplicemente appoggiato agli estremi. Calcolata l’azione flettente (MEd) ed il momento al limite elastico (Mel): MED = p · l2 / 8 Mel = fyk · Wel/γM0 verificato che il traverso si trova in fase elastica, per mezzo di: MEd ≤ Mel si possono calcolare gli abbassamenti in mezzeria con le usuali formule della scienza delle costruzioni valide per la fase elastica: 86

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



f = 5 · p · l4 / (384 · E · J) e confrontare tali valori con quelli limite sotto riportati: δmax,LIM = l / 400 δ2,LIM = l / 500 ricavati dalla tabella seguente: Limiti superiori per gli spostamenti verticali

Elementi strutturali

δmax/L

δ2/L

Coperture in generale

1/200

1/250

Coperture praticabili

1/250

1/300

Solai in genere

1/250

1/300

Solai o coperture che reggono materiali fragili (tramezzi ...)

1/250

1/350

Solai che supportano colonne (o muri)

1/400

1/500

Casi in cui lo spostamento può compromettere l’aspetto dell’edificio

1/250

4.2.3.  Verifica delle unioni e dei giunti a) Collegamento saldato piedritto-traverso con cordoni d’angolo

traverso

piedritto

saldatura

Figura 4.10. 87

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

 b a

r

r h1 x

x h

b1

Figura 4.11.

Caratteristiche geometriche della sezione resistente, formata dai cordoni di saldatura, aventi spessore “a” pari all’altezza di gola del cordone. VEd b a r

MEd

r h1

x

x

h

b1

Figura 4.12.

Jx = (a · h13 / 12) · 2 + (b1 · a3 / 12 + b1 · a · (h/2 – tf – a / 2)2 · 4 + (b · a3 / 12 + b · a ·(h / 2 + a / 2)2 · 2; A = h1 · a · 2 + b · a · 2 + b1 · a · 4; Wx = Jx / (h / 2 + a); Sr = b · a · (h / 2 + a / 2) + b1 · a ·(h / 2 – tf – a / 2). Considerando la sezione di gola in posizione ribaltata, la verifica dei cordoni d’angolo si effettua controllando che siano verificate entrambe le condizioni: (n⊥2 + t⊥2 + τ||2)0,5 ≤ β1 · fyk 88

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



⏐n⊥⏐+⏐t⊥⏐≤ β2 · fyk dove: n⊥ = tensione normale perpendicolare all’asse del cordone; t⊥ = tensione tangenziale perpendicolare all’asse del cordone; τ|| = tensione tangenziale parallela all’asse del cordone. β1 e β2 sono due coefficienti che dipendono dal tipo di acciaio: S235

S275 – S355

S420 – S460

β1

0,85

0,70

0,62

β2

1,00

0,85

0,75

Si ipotizza che l’azione tagliante venga assorbita per intero dai cordoni d’anima. Si ha, sui cordoni d’ala: n⊥ = MEd / Wx + NEd / A; t⊥ = 0; τ|| = 0; mentre sui cordoni d’anima: n⊥ = MEd · (h1/2)/ Jx + NEd/A; t⊥ = 0; τ|| = VEd · Sr / (Jx · 2 · a). In maniera analoga si verifica la saldatura tra piedritto e piastra di base. b) Giunto di base Nel caso di presenza di cordolo in c.a., il piedritto potrà essere vincolato a quest’ultimo mediante piastra di base e tirafondi inghisati opportunamente nel cordolo per mezzo di resine e più in generale mediante ancoraggi chimici. Occorre pertanto verificare sia la piastra di base (a flessione e rifollamento) che i tirafondi (a sfilamento e all’azione combinata di trazione e taglio).

NEd TEd Tirafondi

Piastra di base

MEd

Figura 4.13. 89

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



NEd MEd TEd

fj

Rtd Rcd x

x1 x2 Figura 4.14.

La pressione che la piastra di base esercita sul cordolo, è distribuita non sull’intera superficie di contatto ma su quella depurata delle zone non collaboranti. L’area efficace di contatto è quella di larghezza “c” intorno al profilo (figura 4.15); la larghezza “c” viene determinata in modo che la piastra sia automaticamente verificata nei confronti della flessione provocata dalle tensioni di compressione sul cordolo. c

B

beff

p2

e2

e1

c

area efficace

heff H

Figura 4.15.

Considerando una striscia di piastra unitaria e indicando con: c = larghezza addizionale; t = spessore della piastra; fyk = tensione di snervamento dell’acciaio; fj = resistenza di progetto del giunto (resistenza a compressione dell’interfaccia piastracordolo); 90

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



si ha (figura 4.16): R = fj · c; MEd = R · c / 2 = fj · c2 / 2; MRd = fyk · Wel / γM0 (al limite elastico); MRd = fyk · (1 · t2 / 6) / γM0. Deve risultare, al limite elastico: MEd = MRd. Quindi: – fj · c2 / 2 = fyk · (1 · t2 / 6) / γM0 da cui: – c = t · [fyk / (3 · fj · γM0)]0,5

c t fj

1

R Figura 4.16.

La resistenza di progetto del giunto “fj” si calcola con: fj = βj · kj · fcd dove: βj = c oefficiente di giunto. Può essere assunto uguale a 2/3 se la resistenza caratteristica della malta è non minore del 20% della resistenza caratteristica del calcestruzzo del cordolo e lo spessore della malta è non maggiore di 0,2 volte la larghezza minima di base della piastra di acciaio; kj = coefficiente di concentrazione, normalmente uguale a 1. b1) Verifica della capacità portante del giunto di base Con riferimento alla figura 4.14, la verifica della capacità portante del giunto di base si intende soddisfatta se sussiste la relazione: MRd ≥ MEd Lo sforzo normale ultimo di trazione (Nu) fornito dai tirafondi è il valore minimo tra la resistenza a trazione del bullone stesso e la resistenza di aderenza con il supporto in cls: 91

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



– Rt,Rd = 0,9 · ftb · Ares / γM2 resistenza di calcolo a trazione del singolo bullone, dove: ftb = tensione di rottura a trazione; Ares = area resistente; γM2 = 1,25 coefficiente parziale di sicurezza. – Ra,Rd = π · Φ · τr · Lb / γM2 resistenza di calcolo per adesione al supporto, dove: Φ = diametro del bullone; τr = resistenza di aderenza; Lb = lunghezza di ancoraggio; γM2 = 1,25 coefficiente parziale di sicurezza. Pertanto, noto Nu:

Nu = min (Rt,Rd ; Ra,Rd)

la risultante delle trazioni Rtd si calcola con: Rtd = Nu · n dove “n” è il numero di bulloni in zona tesa. La risultante delle compressioni Rcd si calcola imponendo l’equilibrio alla traslazione verticale (figura 4.14): Rcd =Rtd – NEd (NEd positivo se di trazione) Le tensioni di compressione, di valore massimo “fj” sono distribuite su una lunghezza x pari a: x = Rcd / (fj · beff) dove beff = b + 2 · c (figura 4.15) con b = larghezza ali del profilo. Il braccio “x1” della risultante delle trazioni rispetto al baricentro della piastra si calcola con: x1 = (H – 2 · e1) / 2 mentre il braccio x2:

x2 = (H – e1) – (H – heff) / 2 – x / 2

Imponendo l’equilibrio alla rotazione rispetto al baricentro dei bulloni tesi, si ha: MRd = NEd · x1 + Rcd · x2 b2) Scelta dei tirafondi e verifica del loro posizionamento Le caratteristiche dei bulloni sono riassunte nella seguente tabella. Classe

4.6

5.6

6.8

8.8

10.9

fyb

(N/mm2)

240

300

480

649

900

ftb

(N/mm2)

400

500

600

800

1000

92

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



La resistenza di calcolo a taglio è: Fv,Rd = 0,6 · ftb · Ares / γM2 per bulloni di classe 4.6, 5.6 e 8.8; Fv,Rd = 0,5 · ftb · Ares / γM2 per bulloni di classe 6.8 e 10.9. La resistenza di calcolo a trazione è: Ft,Rd = 0,9 · ftb · Ares / γM2 Nel caso di presenza combinata di taglio e trazione, come avviene nel nostro caso avendo ipotizzato un vincolo di incastro al piede, la verifica può essere condotta mediante il criterio: Fv,Ed / Fv,Rd + Ft,Ed / (1,4 · Ft,Rd) ≤ 1 Ft,Ed / Ft,Rd ≤ 1 dove Ft,Ed e Fv,Ed sono le sollecitazioni di calcolo rispettivamente di trazione e taglio. L’area resistente, dipende dal diametro del gambo: Φ (mm) Ares

(mm2)

12

14

16

18

20

22

24

27

30

84

115

157

192

245

303

353

459

561

Per quanto riguarda le distanze (figura 4.15), occorre rispettare i seguenti limiti: 1,2 · d0 ≤ e1 ≤ 4 · t + 40 mm 1,2 · d0 ≤ e2 ≤ 4 · t + 40 mm 2,4 · d0 ≤ p2 ≤ min (14 · t; 200 mm) dove d0 è il diametro del foro, corrispondente al diametro del bullone maggiorato di 1 mm per bulloni sino a 20 mm di diametro e di 1,5 mm per bulloni di diametro superiore a 20 mm. b3) Verifica a flessione della piastra di base Si conduce la verifica nei confronti della flessione generata dalla trazione nei tirafondi, in quanto, avendo rispettato la larghezza efficace “c” la piastra risulta automaticamente verificata nei confronti della flessione generata dalle compressioni nel calcestruzzo. Calcolo delle sollecitazioni MEd = Rtd · d VEd = Rtd

Rtd d

93

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Le resistenze di calcolo sono: – Mc,Rd = Mpl,y,Rd = Wpl,y · fyk / γM0 – Vc,Rd = Av · fyk / (√3 · γM0)

Resistenza di calcolo a flessione; Resistenza di calcolo a taglio;

dove: Wpl,y = B · t2 / 4 modulo di resistenza plastico della piastra (B,t = larghezza e spessore piastra); Av = B · t area resistente al taglio. Nel caso in cui l’azione tagliante di calcolo VEd sia inferiore al 50% della resistenza di calcolo a taglio Vc,Rd allora l’azione tagliante può essere trascurata e si possono quindi applicare le formule della flessione semplice; altrimenti, si utilizzerà nelle formule, come tensione di sner­va­mento dell’acciaio, il valore ridotto fy,red per tener appunto conto dell’azione tagliante: fy,red = fyk · (1 – ρ) dove ρ = (2VEd / Vc,Rd – 1)2. La verifica pertanto consiste nel controllare che: My,V,Rd ≥ MEd dove My,V,Rd è il valore della resistenza a flessione ridotta per effetto del taglio. b4) Verifica a rifollamento della piastra L’azione tagliante sul singolo bullone vale (figura 4.14): Fv,Ed = TEd/n con “TEd” azione tagliante alla base del piedritto e “n” numero dei tirafondi. La resistenza di calcolo a rifollamento si determina con: Fb,Rd = k · α ·ftk · d · t/γM2 dove: d = t = ftk = α =

diametro del bullone; spessore della piastra; resistenza a rottura della piastra; coefficiente per bulloni di bordo nella direzione del carico applicato α = min[e1/(3d0); ftb/ft; 1]; k = coefficiente per bulloni di bordo nella direzione del carico applicato k = min(2,8e2/d0 – 1,7; 1). 94

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



La verifica risulta soddisfatta se: Fb,Rd ≥ Fv,Ed

4.3.  Verifica dell’architrave solaio

60°

60°

h1

l

a

Figura 4.17.

Calcolo delle sollecitazioni Schema statico g+q pmax A

B lc YB

YA Figura 4.18.

dove: q l’entità dei carichi variabili (KN/m) provenienti dal solaio sovrastante; g l’entità dei carichi permanenti (KN/m) provenienti dal solaio sovrastante; pmax è il peso del muro contenuto nel triangolo equilatero (KN/m). A favore di sicurezza, si può considerare il carico lineare del solaio sovrastante agente sull’intera lunghezza del traverso superiore (figura 4.2) ponendo quindi h1 = 0 (figura 4.17), 95

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

oppure considerare l’effettivo schema con il carico proveniente dal solaio agente sulla porzione di lunghezza intercettata dal triangolo equilatero di carico. Per semplificare, il carico triangolare viene trasformato in un equivalente carico uniformemente distribuito, pervenendo così allo schema statico definitivo utilizzato dal programma per i calcoli di verifica:

p A

B lc YB

YA Figura 4.19.

L’architrave appoggia sul muro per una lunghezza “a”; ipotizzando, allo stato limite ultimo, una distribuzione delle tensioni di compressioni uniforme (figura 4.17), di valore pari alla resistenza a compressione della muratura stessa (così che la risultante delle compressioni nella muratura si trovi ad una distanza pari ad “a/2” dal bordo del muro), si ha che la lunghezza teorica di calcolo è: lc = l + a Sollecitazioni di calcolo: VEd = p · lc/2

MEd = p · lc2 / 8

NEd = 0

4.3.1.  Verifica di resistenza allo SLU – collasso per formazione di cerniera plastica Normalmente per l’architrave metallica si utilizzano profili IPE o HE e quindi, di solito, di classe 1 o 2. Nel caso in cui l’azione tagliante di calcolo VEd sia inferiore al 50% della resistenza di calcolo a taglio Vc,Rd allora l’azione tagliante è trascurabile e si possono quindi applicare le formule della flessione semplice; altrimenti, si utilizzerà nelle formule, come tensione di snervamento dell’acciaio, il valore ridotto fy,red per tener conto dell’azione tagliante: fy,red = fyk · (1 – ρ) dove ρ = (2VEd / Vc,Rd – 1)2. La resistenza di calcolo a taglio si determina con: Vc,Rd = Av · fyk / (γM0 · √3) 96

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE



dove Av è l’area resistente a taglio, che per i profilati IPE o HE caricati nel piano dell’anima vale: Av = A – 2 · b · tf + (tw + 2 · r) · tf con: A = b = tf = tw = r = y-y = z-z =

area del profilo; larghezza delle ali; spessore delle ali; spessore dell’anima; raggio di raccordo tra anima e ala; asse “forte”; asse “debole”.

z

y

y

z Figura 4.20.

Nel caso che il taglio non sia trascurabile, la resistenza convenzionale di calcolo a flessione retta, per sezioni IPE o HE di classe 1 o 2 è: My,V,Rd = [Wpl.y – ρ · Av2 / (4 · tw)] · fyk / γM0 ≤ My,c,Rd La resistenza di calcolo a flessione retta vale: – Mc,Rd = Mpl,y,Rd = Wpl,y * fyk / γM0 per sezioni di classe 1 e 2; – Mc,Rd = Mel,y,Rd = Wel,min * fyk / γM0 per sezioni di classe 3. La verifica a flessione retta consiste nel controllare che: MEd ≤ Mc,Rd

97

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

4.3.2.  Verifica di deformabilità (SLE)

p

f lc Figura 4.21.

Si indica con: δc = monta iniziale della trave; δ1 = spostamento elastico dovuto ai carichi permanenti; δ2 = spostamento elastico dovuto ai carichi variabili; δmax = spostamento finale, depurato della monta iniziale = δ1 + δ2 – δc. A favore di sicurezza si considera il traverso semplicemente appoggiato agli estremi. Calcolata l’azione flettente (MEd) ed il momento al limite elastico (Mel): MED = p · l2 / 8 Mel = fyk · Wel / γM0 verificato che il traverso si trova in fase elastica, per mezzo di: MEd ≤ Mel si possono calcolare gli abbassamenti in mezzeria con le usuali formule della scienza delle costruzioni valide per la fase elastica: f = 5 · p · lc4 / (384 · E · J) e confrontare tali valori con quelli limite sotto riportati δmax,LIM = l/400 δ2,LIM = l/500 4.3.3.  Verifica della muratura per carichi concentrati Occorre eseguire la verifica della muratura per carichi concentrati, nella zona di appoggio dell’architrave. Si ipotizza, allo stato ultimo, una distribuzione delle pressioni di compressione uniforme sull’impronta di carico. La verifica, condotta secondo l’eurocodice 6, consiste nel con­trollare che il carico verticale di progetto applicato NEdc sia inferiore al valore di progetto della resistenza della muratura a compressione per carichi verticali concentrati NRdc: NEdc ≤ NRdc 98

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4.  VERIFICA DEL TELAIO METALLICO DI CERCHIATURA E DELL’ARCHITRAVE

muro



NEdc architrave

fd a NRdc

Figura 4.22.

L’impronta del carico sul muro è di solito un rettangolo di area: Ab = a · b dove “a” è la lunghezza di appoggio e “b” la profondità, pari alla larghezza dell’ala del (o dei) profilati. Nel caso in cui sia presente una piastra di appoggio (per distribuire maggiormente il carico concentrato) l’impronta del carico avrà area pari a quella della piastra di appoggio. Il carico di progetto applicato è uguale alla reazione verticale sull’appoggio: NEdc = YA mentre il valore della resistenza di progetto si calcola con: NRdc = β · Ab · fd dove: – fd è la resistenza di progetto a compressione della muratura, che dipende dal tipo di muratura e dal livello di conoscenza attribuito: fd = fm / FC dove il fattore di confidenza FC si ricava dalla tabella 2.2 mentre il valore della resistenza media a compressione fm dalla tabella 2.1 tenuto conto degli eventuali coefficienti correttivi riportati in tabella 2.4. –  β è un coefficiente maggiore di 1 (compreso tra 1 e 1,5) che tiene conto della diffusione del carico concentrato nel corpo della muratura (figura 4.23) e che si calcola con: β = (1 + 0,3 · a1 / hc) · (1,5 – 1,1 · Ab / Aef) con la limitazione: 1 ≤ β ≤ min [1,5 ; (1,25 + a1 / hc)] 99

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 NEdc

NEdc

60°

a1

lefm

lefm

hc

hc/2

60°

parete

Figura 4.23.

Si suppone che il carico concentrato verticale si diffonda all’interno della muratura secondo un angolo di 30° rispetto alla verticale; in questo modo è possibile calcolare la lunghezza effettiva della parte portante lefm (calcolata a metà altezza della parete) e di conseguenza è possibile calcolare l’area portante effettiva: Aef = lefm · t (t = spessore della parete) – a1 è la distanza dalla fine della parete al bordo dell’impronta di carico più vicino. Nel caso dell’architrave: a1 = 0 e quindi: β = 1,5 – 1,1 · Ab / Aef Ad esempio, considerando un’impronta di carico di 20 x 20 cm2 , un’altezza hc = 2,30 m ed uno spessore della parete pari a 30 cm si ha: Ab = 20 · 20 = 400 cm2; lefm = 20 + (230 / 2) · tg30° = 86,40 cm; Aef = 30 · 86,40 = 2591,80 cm2; β = 1,5 – 1,1 · 400 / 2591,80 = 1,33. Per praticità e a favore di sicurezza si può considerare nei calcoli β = 1.

100

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 CAPITOLO  5

VERIFICA DEL TELAIO IN C.A. E DELL’ARCHITRAVE

La cerchiatura in c.a. deve essere verificata agli SLU e SLE rispetto a quanto previsto dalle NTC 2008. In sintesi le verifiche riguardano: 1. resistenza dei piedritti e del traverso alle sollecitazioni di sforzo normale, flessione e taglio SLU); 2. deformabilità del traverso (SLE); 3. tensioni di esercizio (SLE). Analogamente a quanto detto per il telaio metallico, la verifica di stabilità del piedritto può essere omessa in quanto quest’ultimo risulta collegato alla muratura adiacente per mezzo di perforazioni armate che quindi ne contrastano gli spostamenti laterali. Le verifiche da fare invece sulla sola architrave, qualora appunto l’intervento preveda solo questo tipo di elemento strutturale, sono: 1. resistenza dell’architrave alla sollecitazione di flessione e taglio (SLU); 2. deformabilità dell’architrave (SLE); 3. tensioni di esercizio (SLE); 4. verifica della muratura per carichi concentrati (tensioni sull’appoggio – SLU). Per quanto riguarda il legame costitutivo dei materiali (calcestruzzo e acciaio) si può far riferimento ai diagrammi tensioni-deformazioni riportati di seguito. Per l’acciaio si considera un tratto plastico limitato al 10‰. calcestruzzo

fcd

acciaio

fyd

ce

cu

se

su

5.1.  Verifica del telaio

Una volta calcolate le sollecitazioni, così come indicato al punto 4.2, definita la geometria della sezione, il tipo di calcestruzzo, il numero e diametro dei tondini sia in zona tesa che in 101

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



zona compressa, si esegue la verifica dei piedritti, sollecitati a presso/tenso flessione e taglio e poi la verifica del traverso, sollecitato a presso/flessione e taglio. 5.1.1.  Verifica a presso flessione dei piedritti e del traverso La verifica consiste nel controllare che: MRd = MRd(NEd) ≥ MEd dove: MRd = momento resistente della sezione corrispondente a NEd; NEd = sforzo normale di calcolo; MEd = momento flettente di calcolo. Per la resistenza della sezione si fa riferimento ai campi di rottura per tensioni normali così come definiti dalle norme tecniche, con distribuzione semplificata delle tensioni di compressioni nel calcestruzzo (stress-block). Con riferimento alla figura seguente ed assumendo: – per il calcestruzzo εcu (‰) = 3,5 – per l’acciaio εsu (‰) = 10

εce (‰) = 2 εse (‰) = 1,86 (εse = Es / fyd)

mediante semplici proporzioni si ricava: – x1 = 0,167 ∙ d – x2 = 0,259 ∙ d (rottura bilanciata) – x3 = 0,653 ∙ d c = copriferro; h, b = altezza e base della sezione; d = altezza utile della sezione (h – c); As, A’s = armatura in zona tesa e armatura in zona compressa; fcd = 0,83 ∙ 0,85 ∙ Rck / γc = tensione di calcolo del calcestruzzo; fyd = fyk / γs = tensione di calcolo dell’acciaio.

1

ce

x2

AS

cu

x1 2b

x3 M d

2a

h

N A'S

3 c

su

b

se

4

Figura 5.1. Campi di rottura 102

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5.  VERIFICA DEL TELAIO IN C.A. E DELL’ARCHITRAVE



È preferibile progettare la sezione in modo che la deformata di rottura rientri nei campi 2a oppure 3 per garantire una sufficiente duttilità alla sezione. Occorre determinare preliminarmente la posizione dell’asse neutro. Per far ciò si considerano quattro ipotesi di rottura e cioè nei campi: 2a, 2b, 3 e 4. Ipotesi di rottura nel campo 2a In questo caso la posizione “x” dell’asse neutro è compresa tra: 0,167 ∙ d < x < 0,259 ∙ d (5.1) dove “d” è l’altezza utile della sezione. L’acciaio teso raggiunge la massima deformazione, pari al 10‰ mentre il calcestruzzo compresso si trova nella fase plastica, con deformazione compresa tra il 2‰ ed il 3,5‰. ’s fcd C’ x

M

A’s

0,8x

c

d

C N

As T s=10‰

b

Figura 5.2.

L’acciaio in zona compressa può essere snervato oppure ancora in fase elastica. Nel caso in cui l’acciaio in zona compressa sia snervato si ha: σ’s = fyd ε’s ≥ εse mentre se è ancora in fase elastica: ε’s = εsu ∙ (x – c) / (d – x) ‰ σ’s = E ∙ ε’s = E ∙ εsu ∙ (x – c) / (1000 ∙ (d – x)) Per l’equilibrio alla traslazione orizzontale si ha: N = C –T + C’ dove: C = x ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b T = As ∙ σs (σs = fyd) C’ = A’s ∙ σ’s Nel caso di acciaio in zona compressa non snervato, si ha: N = x ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b – As ∙ σs + A’s ∙ E ∙ εsu ∙ (x – c) / (1000 ∙ (d – x)) Ponendo:

a = fcd ∙ 0,8 ∙ b

b = A’s ∙ E ∙ 10 / (1000) 103

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

Si ha: N = a ∙ x – T + b ∙ (x – c) / (d – x) e sviluppando i passaggi: N ∙ (d – x) = a ∙ x ∙ (d – x) – T ∙ (d – x) + b ∙ (x – c) N ∙ d – N ∙ x = a ∙ x ∙ d – a ∙ x2 – T ∙ d + T ∙ x + b ∙ x – b ∙ c a ∙ x2 – x ∙ (N + α ∙ d + T + β ) + (N ∙ d + T ∙ d + β ∙ c) e ponendo:

a = a

b = N + a ∙ d + T + b

c=N∙d+T∙d+b∙c

si ricava la posizione dell’asse neutro “x”: x = (– b ± √(b2 – 4ac)) / (2a) x = ((N + a ∙ d + T + β) ± √((N + a ∙ d + T + b)2 – 4 ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b ∙ (N ∙ d + T ∙ d + b ∙ c)) / (2 ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b) Nel caso invece di acciaio in zona compressa snervato, si ha: C = x ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b T = As ∙ fyd C’ = A’s ∙ fyd e quindi per l’equilibrio alla traslazione orizzontale: N = C – T + C’ N = x ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b – As ∙ fyd + A’s ∙ fyd si ricava la posizione dell’asse neutro: x = (N + fyd ∙ (As – A’s)) / (fcd ∙ 0,8 ∙ b) e nel caso in cui As = A’s (come è opportuno che sia nei piedritti e nel traverso vista la variabilità della eventuale azione sismica) si ha: x = N / (fcd ∙ 0,8 ∙ b) Occorre poi controllare che la soluzione rispetti la condizione 5.1. Ipotesi di rottura nel campo 2b In questo caso la posizione “x” dell’asse neutro è compresa tra: 0 < x < 0,167 ∙ d (5.2) dove “d” è l’altezza utile della sezione. L’acciaio teso raggiunge la massima deformazione, pari al 10‰ mentre il calcestruzzo compresso si trova nella fase elastica, con deformazione compresa tra 0‰ e 2‰. In base alla deformazione del calcestruzzo compresso, si risale alla tensione mediante il diagramma σ-ε del calcestruzzo. Per semplicità e a favore di sicurezza, si calcola la tensione nel calcestruzzo compresso considerando, per la fase elastica, un tratto rettilineo anziché parabolico: εc = εsu ∙ x / (d – x) ‰

σc = fcd ∙ εc / εce

L’acciaio in zona compressa è di solito in fase elastica: ε’s = εsu ∙ (x – c) / (d – x) ‰

σ’s = E ∙ ε’s = E ∙ εsu ∙ (x – c) / (1000 ∙ (d – x))

104

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5.  VERIFICA DEL TELAIO IN C.A. E DELL’ARCHITRAVE



Per l’equilibrio alla traslazione orizzontale si ha: N = C – T + C’ dove: C = x ∙ σc ∙ 0,8 ∙ b (per semplicità si considera ancora la distribuzione tensionale semplificata) T = A s ∙ σs (σs = fyd) C’ = A’s ∙ σ’s e quindi si ricava la posizione dell’asse neutro, risolvendo l’equazione di secondo grado procedendo come già visto per il caso di rottura nel campo 2a. Occorre poi controllare che la soluzione rispetti la condizione 5.2. Ipotesi di rottura nel campo 3 In questo caso la posizione “x” dell’asse neutro è compresa tra: 0,259 ∙ d < x < 0,653 ∙ d (5.3) dove “d” è l’altezza utile della sezione. In questo caso la deformazione del calcestruzzo compresso raggiunge il limite di rottura, pari al 3,5‰ mentre l’acciaio teso è nella fase plastica. ’s fcd

d

x

C’ M

A’s

C

0,8x

3,5‰

N

As T s

b

Figura 5.3.

L’acciaio in zona compressa raggiunge invece una deformazione pari a: ε’s = 3,5 ∙ (x – c) / x ‰ e normalmente si trova in fase elastica, ossia snervato (σ’s = fyd). Nel caso in cui l’acciaio in zona compressa fosse ancora in fase elastica, si avrebbe: σ’s = E ∙ ε’s = E ∙ εcu ∙ (x – c) / (1000 ∙ x) Per l’equilibrio alla traslazione orizzontale si ha: 105

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



N = C – T + C’

dove: C = x ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b T = As ∙ σs C’ = A’s ∙ σ’s

Quindi si ha (con acciaio compresso non snervato): N = x ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b – As ∙ σs + A’s ∙ E ∙ εcu ∙ (x – c) / (1000 ∙ x) Ponendo:

a = fcd ∙ 0,8 ∙ b

b = A’s ∙ E ∙ εcu / (1000)

Si ha: N = a ∙ x – T + b ∙ (x – c) / x e sviluppando i passaggi: N ∙ x = a ∙ x ∙ x – T ∙ x + b ∙ (x – c) N ∙ x – a ∙ x2 + T ∙ x – b ∙ x + β ∙ c = 0 a ∙ x2 – x ∙ (N + T – b) – b ∙ c = 0 e ponendo:

a = a

b = N + T – β

c=β∙c

si ricava la posizione dell’asse neutro “x”: x = (– b ± √(b2 – 4ac)) / (2a) x = ((N + T – β) ± √((N + T – β)2 + 4 ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b ∙ b ∙ c)) / (2 ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b) Se invece, come di solito accade, l’acciaio compresso è snervato ed inoltre As = A’s si ha (come già visto per l’ipotesi di rottura nel campo 2a): x = N / (fcd ∙ 0,8 ∙ b) Occorre poi controllare che la soluzione rispetti la condizione 5.3. Ipotesi di rottura nel campo 4 In questo caso la posizione “x” dell’asse neutro è compresa tra: 0,653 ∙ d < x < ∙ d (5.4) dove “d” è l’altezza utile della sezione. In questo caso la deformazione del calcestruzzo compresso raggiunge il limite di rottura, pari al 3,5‰ mentre l’acciaio teso è nella fase elastica. εs = εcu ∙ (d – x) / x ‰ σs = E ∙ εs = E ∙ εcu ∙ (d – x) / (1000 ∙ x) Imponendo la solita equazione (di secondo grado) di equilibrio alla traslazione orizzontale, si ricava la posizione dell’asse neutro. Occorre poi controllare che la soluzione rispetti la condizione 5.4. Trovata quindi la posizione dell’asse neutro, si procede con la verifica della sezione. 106

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5.  VERIFICA DEL TELAIO IN C.A. E DELL’ARCHITRAVE

 NEd

MRd

T C’

C d

As

A’ s

h

Figura 5.4.

La verifica a presso flessione risulta soddisfatta se, per NEd = NRd si ha MRd ≥ MEd. Pertanto, con riferimento alla figura 5.4: NRd = C – T + C’ = NEd = x ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b – As ∙ σs + A’s ∙ σ’s Imponendo l’equilibrio alla rotazione attorno al baricentro dell’armatura tesa si ha: MRd = C ∙ (d – 0,4 ∙ x) + C’ ∙ (d – c) – NEd ∙ (d – h / 2) Quindi, sostituendo: MRd = x ∙ fcd ∙ 0,8 ∙ b (d – 0,4 ∙ x) + A’s ∙ σ’s ∙ (d – c) – NEd ∙ (d – h / 2) La verifica è quindi soddisfatta se MRd ≥ MEd. Nel caso della tensoflessione il procedimento di verifica è analogo, salvo porre lo sforzo normale con il segno negativo. Occorre poi effettuare le verifiche sulla armatura longitudinale minima. Per il piedritto si ha: 1. (As + A’s) ≥ 0,10 ∙ NEd / fyd 2. (As + A’s) ≥ 0,003 ∙ Ac Ac = area di calcestruzzo = b ∙ h 3. (As + A’s) ≤ 0,04 ∙ Ac fuori della zona di sovrapposizione 4. f ≥ 12 mm φ = diametro delle barre longitudinali 5. Ibl ≤ 300 mm Ibl = interasse delle barre longitudinali 107

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Per il traverso occorre invece verificare che: 1. As ≥ 0,26 ∙ (fctm / fyk) ∙ b ∙ d 2. As ≥ 0,0013 ∙ b ∙ d 3. As ≤ 0,04 ∙ Ac 4. Armatura minima all’appoggio calcolata per assorbire una trazione pari al taglio. 5.1.2.  Verifica a taglio dei piedritti e del traverso Si considera l’armatura resistente a taglio formata solo da staffe. Nello schema a traliccio, si ha pertanto che gli elementi resistenti sono: le staffe (inclinate di 90° rispetto all’asse longitudinale della trave); l’armatura longitudinale tesa, il corrente di calcestruzzo compresso e i puntoni di calcestruzzo compressi (inclinati di 45° rispetto all’asse longitudinale della trave).

s

s

s

Figura 5.5.

In queste condizioni si ha: VRcd = 1 / 2 ∙ 0,9 ∙ d ∙ bw ∙ ac ∙ f’cd resistenza di calcolo del puntone compresso di c.a. VRsd,st = 0,9 ∙ d ∙ (Asw / s) ∙ fyd resistenza di calcolo a trazione della staffa la resistenza a taglio della sezione è il minimo valore tra i due: VRd = min(VRcd ; VRsd,st) dove: Asw = area di una staffa s = passo delle staffe bw = larghezza della sezione ac = coefficiente maggiorativo ac = 1 per membrature non compresse ac = 1 + σcp / fcd per 0 ≤ σcp ≤ 0,25 fcd ac = 1,25 per 0,25 fcd ≤ σcp ≤ 0,5 fcd ac = 2,5 ∙ (1 – σcp / fcd) per 0,5 fcd ≤ σcp ≤ fcd σcp = NEd/Ac tensione media di compressione (σcp ≤ 0,2 fcd) f’cd = resistenza a compressione ridotta del calcestruzzo (f’cd = 0,5 fcd). La verifica a taglio è soddisfatta se risulta: VRd ≥ VEd 108

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5.  VERIFICA DEL TELAIO IN C.A. E DELL’ARCHITRAVE



Occorre poi verificare l’armatura trasversale minima. Per i piedritti si ha: 1. Ast ≥ 1,5 ∙ b (mm2/m) 2. s ≤ 12 ∙ fL 3. smax = 250 mm 4. fst ≥ 6 mm 5. fst ≥ 0,25 ∙ fL Per il traverso si ha: 1. Ast ≥ 1,5 ∙ b (mm2/m) 2. s ≤ 333 mm 3. s ≤ 0,8 ∙ d

Ast = area delle staffe su 1 m di trave fL = diametro barre longitudinali fst = diametro della staffa

(minimo tre staffe al metro)

5.1.3.  Verifica di deformabilità del traverso Per travi di lunghezza inferiore a 10 m è possibile omettere la verifica di deformabilità, ritenendola implicitamente soddisfatta, se la snellezza λ = l/h tra luce della trave e altezza della sezione, rispetta la limitazione (Circolare 617 del 2 febbraio 2009 punto C.4.1.2.2.2): λ ≤ K ∙ (11 + (0,0015 ∙ fck / (ρ + ρ’) ∙ (500 ∙ As,eff / (fyk ∙ As,calc)) dove: – K = coefficiente che dipende dallo schema strutturale (K=1 per tarvi appoggiate; K=1,5 per travi incastrate); – ρ e ρ’ = rapporti di armatura, tesa e compressa; – As,eff = armatura tesa effettivamente presente nella sezione; – As,calc = armatura tesa di calcolo. A favore di sicurezza si può porre: K = 1     As,eff /As,calc = 1 5.1.4.  Verifica delle tensioni di esercizio Nelle condizioni di esercizio, le tensioni nel calcestruzzo e nell’acciaio devono restare inferiori ai valori indicati dalla normativa. Le tensioni di esercizio vengono calcolate nell’ipotesi di comportamento elastico lineare dei materiali, considerando il calcestruzzo non resistente a trazione. Per quanto riguarda il calcestruzzo si ha: σc < 0,60 ∙ fck per combinazione di carico caratteristica (rara) σc < 0,45 ∙ fck per combinazione di carico quasi permanente Per quanto riguarda l’acciaio si ha: σs < 0,80 ∙ fyk per combinazione di carico caratteristica (rara) Per semplicità, viste le modeste azioni orizzontali in esercizio (si veda figura 4.4), si può considerare il traverso semplicemente appoggiato agli estremi con il solo carico verticale (sol109

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



lecitato quindi a flessione semplice) mentre i piedritti si possono considerare sollecitati solo a sforzo normale. Le tensioni sul traverso dovute all’azione flettente si possono calcolare come indicato al punto 5.2.2.

5.2.  Verifica dell’architrave

Per il calcolo delle sollecitazioni si può far riferimento a quanto riportato al punto 4.3 e in particolare alle figure 4.17 e 4.18. Il carico proveniente dall’eventuale solaio soprastante, può essere valutato considerando l’altezza h1 oppure semplificando, considerare nulla l’altezza h1 in modo che, a favore di sicurezza, il carico del solaio soprastante agisca sull’intera luce della trave e non solo sulla lunghezza intercettata dal triangolo equilatero di carico. Occorre fare sia verifiche agli SLU (flessione e taglio) che verifiche agli SLE (deformabilità e tensioni di esercizio). Per la verifica di deformabilità si veda quanto detto al punto 5.1.3. Occorre inoltre fare la verifica sulla muratura per carichi concentrati (tensioni all’appoggio): per tale verifica si veda il punto 4.3.3. 5.2.1.  Verifica a flessione Per quanto riguarda la verifica a flessione si procede come indicato al punto 5.1 considerando però nullo lo sforzo normale: NEd = 0 Anche in questo caso, i campi di rottura auspicabili sono il 2a (figura 5.2) ed il 3 (figura 5.3) in quanto denotano massima duttilità della sezione. Una volta calcolata la posizione dell’asse neutro, si determina il momento resistente della sezione. c

c

fcd

x

A’s

C

d

h

MR

0,8x

C’

As

T

s

b

c

Il momento resistente si calcola imponendo l’equilibrio alla rotazione rispetto al baricentro dell’armatura tesa: MR = C ∙ (d – 0,4 ∙ x) + C’ ∙ (d – c) 110

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5.  VERIFICA DEL TELAIO IN C.A. E DELL’ARCHITRAVE



dove: C = risultante delle compressioni = b ∙ 0,8 ∙ x ∙ fcd C’ = sforzo di compressione nell’acciaio compresso = A’s ∙ σ’s d = altezza utile della sezione = h – c x = distanza dell’asse neutro dal bordo compresso c = copriferro. La verifica è soddisfatta se: MR ≥ MEd Per la verifica al taglio si procede come indicato al punto 5.1.2. e per la verifica di deformabilità come indicato al punto 5.1.3. 5.2.2.  Verifica delle tensioni di esercizio Per la verifica delle tensioni di esercizio, si ipotizza un comportamento lineare dei materiali, trascurando la resistenza a trazione del calcestruzzo. La posizione dell’asse neutro si calcola con la usuale formula, assumendo il coefficiente di omogeneizzazione n = 15: x = (n ∙ (As + A’s) / b) · {– 1 + √[1 + (2 ∙ b ∙ (d + μ ∙ c) / (n ∙ (As + A’s) ∙ (1 + μ)))]} dove μ è il rapporto tra le armature: μ = A’s / As dopo di che, calcolato il momento d’inerzia della sezione reagente: Jreag = b ∙ x3 / 3 + n ∙ [As ∙ (d – x)2 + A’s ∙ (x – c)2] si determinano te tensioni nel calcestruzzo compresso e nell’armatura tesa: σc = MEd ∙ x / Jreag σs = n ∙ MEd ∙ (h – x) / Jreag Occorre quindi verificare che: σc < 0,60 ∙ fck per combinazione di carico caratteristica (rara) σc < 0,45 ∙ fck per combinazione di carico quasi permanente σs < 0,80 ∙ fyk per combinazione di carico caratteristica (rara).

111

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 CAPITOLO  6

ESEMPI APPLICATIVI

Si riportano di seguito alcuni casi applicativi, riguardanti il progetto di nuove aperture in muri portanti, accompagnate da relazione di calcolo certificanti il miglioramento ottenuto sulle pareti interessate, in termini di rigidezza, di resistenza e di duttilità. A volte il miglioramento si ottiene anche senza particolari opere, ma solamente mediante una ridistribuzione delle aperture all’interno della parete. È comunque sempre necessario, trattandosi di interventi di “riparazione o intervento locale”, dimostrare che la situazione finale (stato di progetto) non è peggiore della situazione iniziale (stato attuale). Gli esempi sono sviluppati secondo uno schema utile per la redazione della relazione di calcolo da presentare ai competenti uffici regionali del territorio (Genio Civile); i calcoli sono stati eseguiti per mezzo dei fogli di calcolo forniti con il presente libro. Si prende a riferimento il caso della riorganizzazione funzionale di una villetta bi-familiare costituita da piano terra, piano primo, sottotetto e copertura. La struttura portante è in muratura di pietra a spacco al piano terra e in mattoni pieni ai piani superiori; i solai del piano primo e del sottotetto sono in profilati di ferro e tavelloni mentre il solaio di copertura è realizzato con travetti prefabbricati in laterocemento con interposte pignatte di alleggerimento. Di seguito si riporta lo stato iniziale del piano terra e una sezione.

112

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6.  ESEMPI APPLICATIVI

300

solaio rtura cope

30

300



30

piano sottotetto

182

693

piano primo

300

40

parete in oggetto

SEZIONE

6.1.  Modifica delle aperture senza necessità di opere di rinforzo/consolidamento Al piano terra si prevede, nella parete 1, di eliminare la finestra e la porta finestra e fare una grande apertura (di lunghezza maggiore della somma delle due eliminate), come indicato nello stato di progetto (stato finale) seguente. Tale parete, nello stato attuale, è formata da tre maschi murari, individuati con i relativi numeri. L’altezza del piano terra (pavimento-soffitto) è di 3 m. La parete è portante in quanto tutti i solai dei vari piani si appoggiano su di essa.

113

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

APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA

Per quanto riguarda i valori dei parametri meccanici da utilizzare nei calcoli, occorre osservare che, a favore di sicurezza, conviene adottare i valori della tabella 2.1. come se si potesse attribuire il livello di conoscenza LC3. Infatti, dal momento che la progettazione del rinforzo si basa sulla determinazione dell’indebolimento potenziale subito dalla parete per la creazione di nuove aperture, attribuendo un livello di conoscenza LC3 si calcolerà il massimo indebolimento e quindi si progetterà un intervento di rinforzo sicuramente adeguato (perché dimensionato sul massimo indebolimento subito dalla parete). Viceversa, in caso di assenza di indagini e quindi in LC1, si dovrebbero utilizzare i valori minimi della tabella 2.1 (divisi poi per il fattore di confidenza) progettando quindi un intervento di rinforzo minimo, basato cioè su un indebolimento minimo (perché calcolato con i valori minimi dei parametri meccanici) che potrebbe non risultare adeguato perché la struttura, non avendola indagata, potrebbe magari essere notevolmente migliore (dal punto di vista meccanico) di quella ipotizzata. Pertanto, in tali tipi di calcoli, è sufficiente riferirsi ad un livello di conoscenza ipotizzato LC3 (cui corrisponde FC = 1). Nel caso della muratura di pietra a spacco di buona tessitura, tenuto anche conto della presenza di malta buona (coefficiente correttivo pari a 1,3) si ha: –– fm = 320 · 1,3 = 416 N/cm2; –– τo = 6,5 · 1,3 = 8,45 N/cm2; –– E = 1740 · 1,3 · 0,5 = 1131 N/mm2; –– G = 580 · 1,3 · 0,5 = 377 N/mm2; –– w = 21 KN/m3. Sia per le resistenze fm e τo che per i moduli elastici E e G si sono presi i valori medi di tabella 2.1 corretti con il coefficiente di tabella 2.4 e divisi per il fattore di confidenza (FC = 1). Inoltre, i moduli elastici sono stati ridotti del 50% per tener conto di condizioni fessurate. I valori delle caratteristiche meccaniche della muratura, sono forniti in automatico dal programma, una volta selezionata la tipologia della muratura tra quelle previste di seguito indicate: 1) Muratura in pietrame disordinata (ciottoli, pietre erratiche ed irregolari); 2) Muratura a conci sbozzati, con paramento di limitato spessore e nucleo interno; 3) Muratura in pietre a spacco con buona tessitura; 4) Muratura a conci di pietra tenera (tufo, calcarenite, ecc.); 5) Muratura a blocchi lapidei squadrati; 6) Muratura in mattoni pieni e malta di calce; 7) Muratura in mattoni semipieni con malta cementizia (es. doppio UNI foratura ≤ 40%); 8) Muratura in blocchi laterizi semipieni (perc. foratura < 45%); 9) Muratura in blocchi laterizi semipieni, con giunti verticali a secco (perc. foratura 3) non viene considerato nel calcolo, che pertanto contemplerà solo il maschio 1.

0,5m

201

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Carico agente in sommità della parete dovuto alla porzione di muro sovrastante coefficiente parziale di sicurezza

γG2 =

1

H (m)

t (m)

w (KN/m3)

p (KN/m)

5,11

0,3

18

27,59

muro sovrastante

Carico agente in sommità della parete dovuto all’incidenza dei solai L(dx)

L(sx)

q1(dx)

q1(sx)

m

m

KN/m2

KN/m2

p (KN/m)

solaio di copertura

2,95

4,15

4,50

4,50

15,98

solaio sottotetto

2,95

4,15

4,50

4,50

15,98

solaio p.1

2,95

4,15

6,80

6,80

24,14

Totale carico distribuito (KN/m)

83,68

Calcolo della tensione normale media verticale (σo) agente in ciascun maschio murario N.

as(m)

ad(m)

h (m)

l (m)

h1 (m)

i (m)

t (m)

1

0

0,8

2,3

5,38

0,85

5,78

0,3

w (KN/m3) σo (KN/m2) 18,00

336,82

Calcolo rigidezza della parete

1

G

t

l

h

A

E

K

N/mm2

m

m

m

m2

N/mm2

KN/m

250

0,3

5,38

2,3

1,614

750

139132,2

Individuazione del coefficiente “b” N.

h/l

b

1

0,428

1,000

Calcolo resistenza dei singoli maschi murari τo

fd

δu

δu,max

mm

mm

336,82 365,90 1114,16 365,90 2,630 taglio per trazione 1,5 3,94

9,20

σo

N/cm2 N/cm2 KN/m2 1

7,6

320

Vt

Vpf

Vu

KN

KN

KN

δe mm

tipo di rottura

µ

202

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7. ESEMPI



Calcolo resistenza della parete Spostamento della parete al limite di rottura

mm

3,94

Contributo al taglio ultimo da parte del maschio 1

KN

365,90

TAGLIO ULTIMO DELLA PARETE

KN

365,90

Stato modificato

203

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



1

2,4 m

0,75 m

Nello stato modificato la parete è formata da due maschi murari.

2

2,93 m

2,8 m

0,95 m

Calcolo della tensione normale media verticale (σo) agente in ciascun maschio murario N.

as(m)

ad(m)

h (m)

l (m)

h1 (m)

i (m)

t (m)

w (KN/m3) σo (KN/m2)

1

0

2,8

2,4

2,93

0,75

4,33

0,3

18,00

453,78

2

2,8

0

2,4

0,95

0,75

2,35

0,3

18,00

745,02

h

A

E

K

N/mm2

KN/m 64315,4

Calcolo rigidezza della parete G

t

l

N/mm2

m

m

m

m2

1

250

0,3

2,93

2,4

0,879

750

2

250

0,3

0,95

2,4

0,285

750

8922,1 73237,45159

RIGIDEZZA DELLA PARETE (KN/m)

Individuazione del coefficiente “b” N°

h/l

b

1

0,819

1,000

2

2,526

1,500

Calcolo resistenza dei singoli maschi murari to

fd

so

Vt

Vpf

Vu

de

N/cm2

N/cm2

KN/m2

KN

KN

KN

mm

1

7,6

320

453,78 223,63 405,72 223,63 3,477 taglio per trazione 1,5 5,216 9,600

2

7,6

320

745,02 59,46 61,03 59,46 6,664 taglio per trazione 1,5 9,996 9,600

tipo di rottura

m

du

du,max

mm

mm

204

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7. ESEMPI



Calcolo resistenza della parete Spostamento della parete al limite di rottura

mm

5,2

Contributo al taglio ultimo da parte del maschio 1

KN

223,63

Contributo al taglio ultimo da parte del maschio 2

KN

46,39

TAGLIO ULTIMO DELLA PARETE

KN

270,03

Rigidezze e resistenza non sono verificate: occorre un intervento di rinforzo. Si progetta un intervento di rinforzo dei maschi murari residui, mediante intonaco armato dello spessore di 3 cm, applicato sulle due facce della parete. Si utilizzano pertanto i valori dei parametri meccanici corretti del fattore 1,5 di cui alla tabella 2.4. Lo spessore della parete diventa 36 cm, mentre il peso specifico 19,17 KN/m3. Calcolo della tensione normale media verticale (σo) agente in ciascun maschio murario N.

as(m)

ad(m)

h (m)

l (m)

h1 (m)

i (m)

t (m)

w (KN/m3) σo (KN/m2)

1

0

2,8

2,4

2,93

0,75

4,33

0,36

19,17

387,77

2

2,8

0

2,4

0,95

0,75

2,35

0,36

19,17

633,58

h

A

E N/mm2

KN/m

Calcolo rigidezza della parete G

t

l

K

N/mm2

m

m

m

m2

1

375

0,36

2,93

2,4

1,0548

1125

115767,7

2

375

0,36

0,95

2,4

0,342

1125

16059,7 131827,4

RIGIDEZZA DELLA PARETE (KN/m)

Individuazione del coefficiente “b” N°

h/l

b

1

0,819

1,000

2

2,526

1,500

Calcolo resistenza dei singoli maschi murari to

fd

so

Vt

Vpf

Vu

de

N/cm2

N/cm2

KN/m2

KN

KN

KN

mm

1

11,40

480

387,77 326,05 451,89 326,05 2,816 taglio per trazione

2

5,63 9,60

2

11,40

480

633,58 84,57 72,45 72,45 4,511

3

13,53 14,40

tipo di rottura

pressoflessione

m

du

du,max

mm

mm

205

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Calcolo resistenza della parete Spostamento della parete al limite di rottura

mm

5,63

Contributo al taglio ultimo da parte del maschio 1

KN

326,05

Contributo al taglio ultimo da parte del maschio 2

KN

72,45

TAGLIO ULTIMO DELLA PARETE

KN

398,50

Verifiche finali a) La rigidezza finale (maschi murari + telai) non deve cambiare significativamente rispetto a quella iniziale Max decremento ammesso della rigidezza finale rispetto a quella iniziale (in percentuale)

15 %

Max incremento ammesso della rigidezza finale rispetto a quella iniziale (in percentuale)

15 %

Kin (KN/m)

139132,2114

Kfin (KN/m)

131827,4

variazione percentuale:

-5,3

%

La verifica è pertanto soddisfatta b) La resistenza finale (maschi murari + telai) non deve essere inferiore a quella iniziale Vt,in (KN)

365,90

Vt,fin (KN)

398,50

La verifica risulta pertanto soddisfatta c) Lo spostamento ultimo della parete nello stato finale non deve essere inferiore a quello nello stato iniziale δu,in (mm)

3,94

δu,fin (mm)

5,63

La verifica risulta pertanto soddisfatta

206

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7. ESEMPI



Progetto dell’architrave

solaio

60°

h1

60°

l

a h1=

quota solaio rispetto architrave

0

cm

A favore di sicurezza si considera il carico proveniente dal solaio agente sull’intera luce della trave e non sul tratto intercettato dal triangolo equilatero di carico. Ciò si ottiene considerando nulla l’altezza h1 della fascia muraria soprastante l’apertura. luce architrave “l” = 2,8 m luce di calcolo “lc” = 3,0 m lunghezza di appoggio “a” = 20 cm Analisi dei carichi gravanti sull’architrave

solaio sovrastante

carichi permanenti

carichi variabili

carichi lineari

L(dx)

L(sx)

g (dx)

g (sx)

q (dx)

q (sx)

g

m

m

KN/m

KN/m

KN/m

KN/m

KN/m

KN/m

2,95

4,15

4,8

17,04

7,1

2

4,8

2

2

2

2

2

q

207

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



spessore

massa vol.

(m)

(KN/m3)

0,3

18

muro sovrastante

pmax (KN/m) 13,08

Schema statico g+q pmax A

B lc YB

YA

Totale carichi permanenti Totale carichi variabili

g=

23,58 KN/m

q=

7,1

Combinazione di carico (gxγG + qxγQ) =

KN/m

coeff. parziale di sicurezza coeff. parziale di sicurezza

γG =

1,5

γQ =

1,5

46,02 KN/m

Lo schema di carico triangolare si trasforma in un equivalente carico uniformemente distribuito pervenendo al seguente schema: p A

B lc YA

p (KN/m)

46,02

luce di calcolo “lc” (m)

3,00

YA (KN)

69,03

YB (KN)

69,03

YB

Sollecitazioni di calcolo MEd

51,77

KNm

VEd

69,03

KN

NEd

0,00

KN

208

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7. ESEMPI



Si utilizzano 2 profilati HE140B – profilo di classe 1 E=

210000

Wpl,x =

245,4

Wel,x =

215,6

Wel,y =

78,52

Jx =

1509

Av =

modulo elastico

N/mm2 3

modulo di resistenza plastico del singolo profilo

cm3

modulo di resistenza elastico del singolo profilo

cm

modulo di resistenza elastico del singolo profilo

cm

3

momento d'inerzia del singolo profilo

cm

4

13,08

area resistente al taglio

cm2

(Av = A-2b * tf + (tw + 2 * r) * tf

Tipo di acciaio S235 fyk =

235,00

ftk =

360,00

γM0 =

1,05

tensione caratteristica di snervamento

N/mm2

tensione caratteristica di rottura

N/mm

2

coefficiente parziale di sicurezza

Resistenze di calcolo Mc,Rd =

109,846

KN/m

Resistenza di calcolo a flessione

Vc,Rd =

338,03

KN

Resistenza di calcolo a taglio

Nc,Rd =

1922,97

KN

Resistenza di calcolo a sforzo normale

Verifiche di resistenza (SLU): stato limite di collasso per formazione di cerniera plastica VEd / Vc,Rd = 0,2042 ≤ 0,5: si può trascurare l’influenza del taglio My,V,Rd KNm

MEd KNm

My,V,Rd/MEd

esito della verifica

109,85

51,77

2,12

verificato

(Mc,Rd = Mpl,y,Rd = Wpl,y*fyk/γM0)

 omento resistente a flessione (per sezioni M di classe 1 e 2)

(Mc,Rd = Mel,y,Rd = Wel,min*fyk/γM0)

 omento resistente a flessione (per sezioM ni di classe 3)

(Nc,Rd = Npl,Rd = A*fyk/γM0)

 esistenza plastica della sezione (per seR zioni di classe 1, 2 e 3)

(Vc,Rd = Av*fyk/(√3*γM0)

Resistenza di calcolo a taglio

2/(4

(My,V,Rd = (Wpl ­ r ∙ Av

∙ tw)) ∙ fyk/γM0

 esistenza convenzionale a flessione retta R in presenza di taglio non trascurabile 209

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Verifiche allo SLE (deformabilità) dell’architrave p

f lc

p = 46,02 KN/m l = 3,0 m MEd = 51,77 KN/m Mel =

96,51

Momento al limite elastico (Wel*fyk/γM0)

KNm

La trave si trova in fase elastica in quanto MEd < Mel. A favore di sicurezza, si considera la stessa combinazione di carico utilizzata per la verifica di resistenza allo S.L.U. Totale carichi permanenti

g= q=

Totale carichi variabili

23,58 KN/m 7,1

Combinazione di carico (gxγG + qxγQ) = δc (mm) =

0

KN/m

coeff. parziale di sicurezza coeff. parziale di sicurezza

1,5

γQ =

1,5

46,02 KN/m

monta iniziale della trave

δ1 (mm) =

3,92

spostamento elastico dovuto ai carichi permanenti

δmax (mm) =

2,36

spostamento elastico dovuto ai carichi variabili

6,29

δ2 (mm) =

γG =

spostamento nello stato finale depurato della monta iniziale = δtot – δc

Valori limite

δmax,LIM = δ2.LIM =

δmax < del valore limite δ2 < del valore limite

VERIFICATO VERIFICATO

L/400 L/500

= =

7,50 mm 6,00 mm

Verifiche sulla muratura per carichi concentrati Non è presente la piastra di appoggio. Spessore del muro = 30 cm. 210

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7. ESEMPI



Caratteristiche della muratura Muratura in mattoni pieni e malta di calce. fm = 320 N/cm2 Resistenza media a compressione Livello di conoscenza: LC1 Coefficiente parziale di sicurezza γM = 1 Fattore di confidenza = 1,35 In riferimento a quanto riportato nell’Eurocodice 6 al punto 6.1.3., il valore di progetto del carico verticale NEdc deve essere minore o uguale al valore della resistenza di progetto a compressione della muratura per carichi concentrati verticali NRdc

muro

NEdc architrave

Deve risultare:

fd

NEdc ≤ NRdc

a NRdc

NRdc = β · Ab · fd dove: – b = coefficiente di miglioramento per carichi concentrati variabile tra 1 e 1,5: a favore di sicurezza si sceglie b = 1 – Ab = area dell’impronta del carico – fd = resistenza di progetto a compressione della muratura Ab = 20 x 28 = 560 cm2 Resistenza di calcolo a compressione della muratura

fd =

237,04

N/cm2

NEdc =

69,03

KN

Valore di progetto del carico verticale concentrato sull’appoggio

NRdc =

132,74

KN

Resistenza di calcolo della muratura ai carichi verticali concentrati

NEdc / NRdc =

0,520

[Tutti i programmi] > [Grafill] > [Apertura vani in pareti portanti in zona sismica – VI Edizione] (cartella) > [Apertura vani in pareti portanti in zona sismica – VI Edizione] (icona di avvio) –– Per utenti MS Windows 10: [Start] > [Tutte le app] > [Grafill] > [Apertura vani in pareti portanti in zona sismica – VI Edizione] (icona di avvio) 4) Compilare la maschera Registrazione Software e cliccare su [Registra]. 5) Verrà visualizzata la finestra Start del software dalla quale si potrà accedere alle utilità disponibili.

243

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

GUIDA ALL’UTILIZZO DI MODELLI ED ESEMPI

Cliccando il pulsante «Modelli ed Esempi» della finestra Start del software si aprirà la seguente finestra.

La finestra «Modelli ed Esempi» contiene i seguenti menu con struttura ad albero: 1. Modelli – Apertura vani – Verifica telaio in acciaio – Verifica architrave in acciaio – Verifica telaio in c.a. – Verifica architrave in c.a. – Relazione introduttiva 2. Esempio con architrave – Esempio_Apertura vani con architrave 244

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GUIDA ALL’UTILIZZO DI MODELLI ED ESEMPI



– Esempio_Verifica architrave in acciaio – Esempio_Verifica architrave in c.a. 3. Esempio con telaio in acciaio – Esempio_Apertura vani con telaio acciaio – Esempio_Verifica telaio in acciaio 4. Esempio con telaio in c.a. – Esempio_Apertura vani con telaio c.a. – Esempio_Verifica telaio in c.a. Per aprire il documento di proprio interesse cliccare sulla relativa etichetta. Per evitare di sovrascrivere i files di origine si consiglia di lavorare sempre su una copia del file, salvabili nella propria cartella di progetto attraverso il comando Salva con nome….

N.B.: Le celle colorate di turchese chiaro hanno bisogno di un input manuale. Le celle contenenti formule sono protette: per modificare occorre rimuovere la protezione attraverso il percorso: strumenti > protezione > rimuovi protezione. 245

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



I cinque fogli di calcolo disponibili Apertura_Vani, Verifica_telaio in acciaio, Verifica_ architrave in acciaio, Verifica_telaio in c.a., Verifica_architrave in c.a. sono indipendenti tra di loro e le celle colorate di turchese chiaro hanno bisogno di un input manuale. Il foglio Apertura_vani è il nucleo principale della procedura che successivamente si specializza e si completa (eventualmente) con gli altri quattro fogli di calcolo e consente di: a) effettuare l’analisi e la combinazione dei carichi sui solai; b) calcolare il carico agente sulla parete in esame; c) calcolare la rigidezza e la resistenza ultima della parete nello stato ante-intervento; d) calcolare la rigidezza e la resistenza della parete nello stato post-intervento, tenendo conto di eventuali miglioramenti-rinforzi eseguiti (iniezioni, lastre di placcaggio, ecc.); e) effettuare, se necessario, il predimensionamento della cerchiatura dei vani con telai in acciaio o in calcestruzzo armato; f) dimostrare l’effettivo miglioramento strutturale ottenuto. Può succedere che, a seconda delle modifiche da fare sulla parete, non sia necessario inserire alcuna cerchiatura ma solo una o più architravature (per le nuove aperture o la modifica di quelle esistenti). In questo caso occorrerà utilizzare il foglio Verifica_architraveACCIAIO oppure il foglio Verifica_architraveCA a seconda che si voglia realizzare un’architrave in acciaio oppure in calcestruzzo armato. Il foglio di calcolo Verifica_architraveACCIAIO consente di: a) effettuare l’analisi e la combinazione dei carichi verticali agenti sull’architrave; b) classificare le sezioni; c) effettuare le verifiche di resistenza allo SLU per l’architrave a flessione e taglio; d) effettuare la verifica di deformabilità dell’architrave; e) effettuare la verifica sulla muratura per carichi concentrati dovuti alle reazioni scaricate dall’architrave sugli appoggi (con o senza piastra di ripartizione). Il foglio di calcolo Verifica_architraveCA consente di: a) effettuare l’analisi e la combinazione dei carichi verticali agenti sull’architrave; b) individuare il campo di rottura per tensioni normali; c) effettuare le verifiche di resistenza dell’architrave allo SLU a flessione e a taglio; d) effettuare la verifica di deformabilità dell’architrave (SLE); e) effettuare la verifica alle tensioni di esercizio (SLE); f) effettuare la verifica sulla muratura per carichi concentrati dovuti alle reazioni scaricate dall’architrave sugli appoggi (con o senza piastra di ripartizione). I fogli Verifica_telaioACCIAIO e Verifica_telaioCA devono essere utilizzati solo se c’è necessità di inserire uno o più telai metallici oppure in calcestruzzo armato: tale necessità viene indicata nella sezione “stato modificato” del foglio “Apertura_vani”. Il foglio di calcolo Verifica_telaioACCIAIO consente di: a) effettuare l’analisi e la combinazione dei carichi verticali agenti sul telaio; 246

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GUIDA ALL’UTILIZZO DI MODELLI ED ESEMPI



b) classificare le sezioni; c) effettuare le verifiche di resistenza allo SLU per i piedritti e per il traverso a presso flessione e taglio; d) effettuare la verifica di deformabilità del traverso; e) verificare i collegamenti saldati tra piedritto e traverso; f) dimensionare e verificare il giunto di base, la piastra e i tirafondi sia per quanto riguarda le resistenze che il rispetto dei vincoli geometrici imposti dalle norme. Il foglio di calcolo Verifica_telaioCA consente di: a) effettuare l’analisi e la combinazione dei carichi verticali agenti sul telaio; b) individuare il campo di rottura per tensioni normali; c) effettuare le verifiche di resistenza allo SLU per i piedritti e per il traverso a presso flessione e taglio; d) effettuare la verifica di deformabilità del traverso (SLE); e) effettuare la verifica alle tensioni di esercizio (SLE); Si analizzano ora nel dettaglio i singoli fogli di calcolo.

1. Apertura_vani In dettaglio, il foglio di calcolo si compone delle seguenti sezioni. Dati generali Si inseriscono i dati della proprietà, dell’ubicazione dell’intervento, ecc.. Analisi dei carichi Effettua l’analisi dei carichi su varie tipologie di solaio ed esegue la combinazione dei carichi per le verifiche agli S.L.U.. Carichi sulla parete Consente di calcolare il carico distribuito linearmente sulla sommità della parete oggetto di intervento, dovuto sia al muro sovrastante sia all’incidenza dei solai che si appoggiano sulla parete. Per quanto riguarda i solai orditi ortogonalmente alla parete oggetto di intervento, il valore delle luci (L(dx), L(sx) – luce a destra e luce a sinistra) da inserire sono quelle corrispondenti alla luce interna netta del solaio, da parete a parete; nel caso invece di solai orditi parallelamente alla parete oggetto di intervento allora l’utente può, per tener conto di un eventuale effetto piastra del solaio, inserire il valore 2 per tener appunto conto di una striscia di influenza pari a 1 m (il programma infatti dimezza automaticamente i valori di L(dx) e di L(sx). Per quanto riguarda il carico dovuto al muro sovrastante, occorre inserire il coefficiente parziale di sicurezza γG2 che potrà essere assunto pari a 1 in quanto il carico verticale è favorevole alla sicurezza rispetto alla resistenza a taglio dei maschi murari. Se lo spessore del muro sovrastante la parete in oggetto non mantiene il medesimo valore fino al tetto occorre computare singolarmente le varie altezze del muro a spessore costante. 247

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APERTURA VANI IN PARETI PORTANTI IN ZONA SISMICA



Stato attuale Nello stato ante-intervento, consente di calcolare la tensione media verticale agente in ciascun maschio murario, la rigidezza e la resistenza (sia a taglio che a presso flessione) di ogni singolo maschio murario, la rigidezza e la resistenza dell’intera parete. Occorre inserire il numero di maschi murari (input essenziale per il funzionamento del foglio di calcolo) e successivamente le caratteristiche geometriche e la tipologia di muratura con cui è realizzato ciascun maschio murario. Le tipologie di murature sono quelle indicate dalla Circolare n. 617/2009 e riportate in tabella 2.1. 1) Muratura in pietrame disordinata (ciottoli, pietre erratiche ed irregolari); 2) Muratura a conci sbozzati, con paramento di limitato spessore e nucleo interno; 3) Muratura in pietre a spacco con buona tessitura; 4) Muratura a conci di pietra tenera (tufo, calcarenite, ecc.); 5) Muratura a blocchi lapidei squadrati; 6) Muratura in mattoni pieni e malta di calce; 7) Muratura in mattoni semipieni con malta cementizia (es. doppio UNI foratura ≤ 40%); 8) Muratura in blocchi laterizi semipieni (percentuale foratura < 45%); 9) Muratura in blocchi laterizi semipieni, con giunti verticali a secco (percentuale foratura

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98 COL L A NA S OFTW A R E

Guida operativa e software di calcolo per i progettisti che si occupano di interventi sul patrimonio edilizio esistente, anche sottoposto a vincolo storico-artistico. Si tratta del problema che nasce con i progetti di ristrutturazione o di riorganizzazioni funzionali di edifici in muratura che prevedono una diversa distribuzione interna con modifica delle aperture nei muri portanti (spostamento di vani porte, nuove aperture di vani porte o finestre, ecc.). L’indebolimento della struttura a causa delle nuove aperture (in termini di resistenza, di rigidezza e deformabilità alle azioni sismiche orizzontali) deve essere colmato con la progettazione di idonee opere di rinforzo e/o consolidamento opportunamente dosate per ripristinare le condizioni ante-intervento, in conformità alle norme vigenti (D.M. 14 gennaio 2008 e Circolare 2 febbraio 2009, n. 617).