Costruzioni Metalliche [4 / 2023] 3901083411, 3467588821

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Il

è un progetto IIS volto a riqualificare la

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SOMMARIO COSTRUZIONI METALLICHE - FONDATA NEL 1949 REDAZIONE DIRETTORE RESPONSABILE: BRUNO FINZI EDITOR IN CAPO: ELIDE NASTRI Università di Salerno, Italia COMITATO DI REDAZIONE:

COSTRUZIONI METALLICHE

NADIA BALDASSINO Università di Trento, Italia ANDREA CAMPIOLI “Politecnico” di Milano, Milano, Italia PAOLO CASTALDO “Politecnico” di Torino, Torino, Italia MARIO DE MIRANDA IUAV Università di Venezia MAURO EUGENIO GIULIANI Redesco Progetti srl, Milano, Italia RAFFAELE LANDOLFO Università di Napoli “Federico II”, Italia EMANUELE MAIORANA, Università di Bologna, Italia ELENA MELE Università di Napoli “Federico II”, Italia GIOVANNI METELLI University of Brescia, Italia PAOLO NAPOLI “Politecnico” di Torino, Torino, Italia EMIDIO NIGRO Università di Napoli “Federico II”, Italia VINCENZO PILUSO Università di Salerno, Italia SHAHAB RAMHORMOZIAN University of Auckland, New Zealand ATSUSHI SATO Nagoya Institute of Technology, Japan SERGIO SCANAVINO Istituto Italiano di Saldatura, Italia MARCO SIMONCELLI “Politecnico” di Milano, Milano, Italia LUCIA TIRCA Concordia University of Montreal, Canada

ANNO LXXV LUG AGO 23

COMITATO EDITORIALE ESECUTIVO: GIANCARLO CORACINA, BENEDETTO CORDOVA, RICCARDO DE COL, ALBERTO VINTANI

Vista dal basso della torre UnipolSai a Milano, facciata e vela frontale (Foto Marco Garofalo)

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COMITATO SCIENTIFICO:

GIULIO BALLIO “Politecnico” di Milano, Milano, Italia CLAUDIO BERNUZZI “Politecnico” di Milano, Milano, Italia MARIO D’ANIELLO Università di Napoli “Federico II”, Italia LUIGINO DEZI Università Politecnica delle Marche, Ancona, Italia ERIC DUBOSC Ecole Nationale Supérieure d’Architecture de Paris, France DAN DUBINA Polytechnic University of Timisoara, Timisoara, Romania MASSIMO MAJOWIECKI Università di Bologna FEDERICO M. MAZZOLANI Università di Napoli “Federico II”, Italia ROSARIO MONTUORI Università di Salerno, Salerno, Italia RENATO MORGANTI Università degli Studi dell’Aquila, Italia VITTORIO NASCÈ “Politecnico” di Torino, Italia D.A. NETHERCOT Imperial College London, London, UK MAURIZIO PIAZZA Università di Trento, Trento, Italia COLIN ROGERS McGill University, Montreal, Canada LUÌS SIMOES DA SILVA University of Coimbra, Portugal ENZO SIVIERO Università Telematica E-campus, Italia CARLO URBANO “Politecnico” di Milano, Milano, Italia RICCARDO ZANDONINI Università di Trento, Trento, Italia SEGRETERIA: VALERIA PASINA EDITORE: GIANGIACOMO FRACCHIA EDITORE Srl Via C. Goldoni 1, 20129 Milano, tel. 02 49524930 C.F./P.Iva: 07153040964 - CCIAA Milano REA nº 1939256 UFFICIO ABBONAMENTI: CTA Collegio Tecnico dell’Acciaio, 20129 Milano, Viale dei Mille, 19 tel. 02 784711; [email protected] http://www.collegiotecniciacciaio.it/costruzionimetalliche/ CONCESSIONARIA PUBBLICITÀ: Agicom srl, Viale Caduti in Guerra, 28, 00060 Castelnuovo di Porto (RM) Tel. +39 069078285 www.agicom.it Dott.ssa Manuela Zuliani, Cell: +39 3467588821 [email protected] IMPAGINAZIONE E GRAFICA: Hutter Edgardo | SINAPSI | www.sinapsiweb.info STAMPA: GIERRE PRINT SERVICE Srl, Via Carlo Goldoni, 1 20129 MILANO Tel. 02 49524930 e-mail: [email protected] ABBONAMENTI PER L’ANNO 2021 (6 NUMERI): Italia: € 60,00 - Estero: € 150,00 - Studenti: € 20,00 Prezzo a copia: € 15,00 Garanzia di riservatezza per gli abbonati: l’Editore garantisce la massima riservatezza dei dati forniti dagli abbonati e la possibilità di richiederne gratuitamente la rettifica o la cancellazione. Le informazioni custodite nell’archivio elettronico dell’Editore verranno utilizzate al solo scopo di inviare agli abbonati eventuali proposte commerciali (legge 675/96 tutela dati personali) La rivista non assume alcuna responsabilità delle tesi sostenute dagli Autori e delle attribuzioni relative alla partecipazione nella progettazione ed esecuzione delle opere segnalate dagli stessi Autori La rivista è inviata ai soci del Collegio dei Tecnici dell’acciaio (C.T.A.)

9 EDITORIALE RICCARDO DE COL 11 REALIZZAZIONI MASSIMO MAJOWIECKI, GIOVANNI BERTI 27 INVOLUCRO EDILIZIO PAOLO RIGONE, PAOLO GIUSSANI 47 ARCHITETTURA ALESSANDRA ZANELLI 66 INGEGNERIA AGOSTINO MAURI, FAUSTO MINELLI, NICO DI STEFANO, ENRICO FACCIN, MARCO BOTTAZZI, ADA ZIRPOLI 86 REALIZZAZIONI RADOSLAW SĘK, BOGUSLAW PILUJSKI, DARIUSZ SOBALA, WOJCIECH LORENC, MACIEJ KOŻUCH, WOJCIECH OCHOJSKI, RICCARDO ZANON 96 INGEGNERIA LEONARDO BANDINI, BENEDETTO CORDOVA, FRANCESCO MUTIGNANI, ENRICO TOMASI 113 NOTIZIARIO CTA

116 LIBRI RICCARDO DE COL

118 LIBRI FEDERICO M. MAZZOLANI 120 NOTIZIARIO CTA

A un anno dal Congresso La nuova torre Unipol a Milano Involucro in doppia pelle. Aspetti progettuali, di coordinamento e installazione su edifici complessi. Caso studio di un edificio a torre a Milano In architettura nulla si distrugge e tutto si ricrea Il rinnovo sostenibile dell’edificio multipiano per uffici di Triton Square 1 a Londra. 2019 Progetto di adeguamento strutturale dell’ospedale di Esine (BS)

Ricostruzione del ponte ferroviario sul fiume Vistola a Cracovia

IL CALCOLO DELLE CONNESSIONI TRAVE-COLONNA A MOMENTO FLANGIATE E BULLONATE. PARTE 2: I METODI AD ELEMENTI FINITI FreeGrid: un benchmark sul progetto el’ottimizzazione di gusci grigliati in acciaio con bordo libero Marco Peroni “Ponti sospesi. Storia, tecnologia e futuro. Dalle liane al Ponte di Gibilterra passando per lo Stretto di Messina” Vincenzo Piluso Teoria e Progetto di EDIFICI IN ZONA SISMICA - Analisi Strutturale Parliamone insieme!

Iscrizione al Tribunale di Milano in data 8 febbraio 1949, n. 1125 del registro. Iscrizione ROC n. 020654 (Art.16 Legge 62 - 7/03/2001) ISSN n. 0010-9673 Spedizione in A.P. - D.L. 353/2003 (conv. in L.27.02.14 N. 46) - Art. 1 comma 1 CNS PD

Questo numero della rivista è stato chiuso in redazione e stampato nel mese di Settembre 2023 È vietata e perseguibile per legge la riproduzione totale o parziale di testi, articoli, pubblicità ed immagini pubblicate su questa rivista sia in forma scritta, sia su supporti magnetici, digitali, ecc.

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REALIZZAZIONI

La nuova torre Unipol a Milano THE NEW UNIPOL TOWER IN MILAN Prof. Ing. Massimo Majowiecki, Ing. Giovanni Berti* | MJW Structures

La torre Unipol, è ora parte dello skyline di Milano nella zona di Porta Nuova. L'edificio è alto 125 m, il sistema strutturale principale è composto da due nuclei centrali in cemento armato e un diagrid esterno in acciaio che sostiene i solai e la facciata in vetro che avvolge completamente l'edificio come una pelle. All'ingresso, una pensilina orientata verso l'esterno dell'edificio accoglie il visitatore, conducendo all'atrio dove si apre un ambiente open space dal piano terra fino alla sommità dell’edificio. The Unipol Tower is now part of the Milan skyline near Porta Nuova. The building is 125 meters high, the main structural system is composed by two central concrete cores and an external steel diagrid which sustains the floors and a glass cover which completely surrounds the building as a skin. At the entrance, a canopy roof directed toward the exterior of the building welcomes the visitor, leading to the hall where the is an open space from the ground to the top of the building.

Fig. 1 | Vista assonometrica del modello BIM e dell’edificio in cantiere

*Corresponding author. Email: [email protected] COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 11

1 Descrizione del progetto strutturale 1.1 Caratteristiche generali La Torre UnipolSai a Milano è costituita da una pianta di forma ellittica (asse maggiore di 52 m, asse minore di 31,3 m), con 23 piani fuori terra fino a raggiungere una quota massima di 118 m circa dal piano campagna. L’impostazione generale del progetto prevede che ogni piano tipico si sviluppi su circa 850 m2, ogni piano presenta una superficie ridotta rispetto all’ellisse principale dando luogo ad un grande volume interno alto quanto l’edificio stesso a partire dal piano terra (figura 1). I 23 piani fuori terra, fatta eccezione per il piano terra ed il piano primo, sono interamente destinati ad accogliere uffici e le funzioni di ausilio agli uffici stessi. Al piano primo è attribuita la zona di accoglienza e distribuzione ai piani superiori, mentre al piano terra sono attribuite altre destinazioni ad uso collettivo quali auditorium ed altro. La struttura si sviluppa anche sotto terra occupando tutta l’area del lotto, il quale risulta già predisposto con fondo scavo a circa -10 m dal piano campagna e diaframmi/berlinesi costruiti su tutto il perimetro dell’area. I piani interrati sono destinati a autorimessa e locali tecnici necessari per il funzionamento degli impianti. Sono previsti due piani interrati lato torre, di cui il secondo a quota -8,00 m poggia direttamente sulla platea di fondazione e 3

Fig. 2 | Vista interna della parte frontale del diagrid (Foto Marco Garofalo)

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piani nella porzione di lotto esterno alla torre, fino a raggiungere la quota di -9,20 m. 1.2 Struttura in elevazione fino al livello 17 Le strutture principali dell’edificio, nella sua parte in elevazione, dal livello 0 al 17 sono caratterizzate come segue. I nuclei centrali in c.a. (a seguire denominati dall’inglese “cores”): sono posti all’interno dell’impronta di piano in posizione approssimativamente speculare. Essi racchiudono i vani scale ed ascensore oltre ai cavedi impiantistici. Lo spessore delle pareti in c.a. è pari a 60 cm fino al piano +6, mentre si riducono in parte a 40 cm oltre tale livello. Il diagrid: è composto da una maglia triangolare di aste con modulo tipico (composto da due triangoli) di altezza pari a 6 interpiani; occupa tutta la superficie esterna dell’edificio fuori terra. I diagonali risultano inclinati di circa 70° rispetto al piano orizzontale. La connessione con gli impalcati avviene ogni 3 piani ovvero in corrispondenza dei nodi di incrocio dei diagonali, evitando pertanto che gli impalcati intermedi trasmettano delle azioni taglianti e flessionali lungo lo sviluppo dei diagonali. Le travi di impalcato concorrenti nel nodo tra i diagonali contribuiscono attivamente al meccanismo resistente del diagrid (figura 2). Il piano tipo: nella versione esecutiva del progetto gli impalcati sono costituiti da travi in acciaio e soletta piena in calcestruzzo.

Fig. 3 | Vista assonometrica del modello tridimensionale del piano tipico

Fig. 4 | Sistema di appensione dei solai connesso ai cores COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 13

sistema di reticolari in acciaio posto al piano tecnico (tra i piani 11 e 12), tali colonne risultando elementi tesi verranno denominate “pendini”. Dal livello 12 al 17 le colonne proseguono come pilastri soggetti a compressione con sezione tubolare in acciaio (figura 4). 1.3 Struttura in elevazione dal livello 17 al livello 23 Le strutture principali dell’edificio nella sua parte in elevazione, dal livello 17 al 18 sono caratterizzate come segue. I Piani: In questo caso la ripetitiva dei piani viene a mancare, e ogni impalcato risulta differente da quello sottostante. In particolare, le dimensioni in pianta si rastremano ad ogni piano, soprattutto sul lato sud. Gli impalcati sono costituiti sempre da travi in acciaio e soletta piena in c.a.

Fig. 5 | Diagrid e facciata sopra il livello 20 (Foto Marco Garofalo)

I piani tipo fondamentali sono il tipo P2 ed il tipo P5. Le due tipologie si suddividono ulteriormente in due tipi, ovvero in piano tipo “appeso” e piano tipo “principale”. Si definiscono piani principali gli impalcati che si legano con il nodo del diagrid. Si definiscono piani appesi i due impalcati intermedi tra gli anelli i quali sono supportati tramite dei pendini connessi al nodo immediatamente superiore (figura 3). I pilastri e pendini zona concava: nella zona concava, laddove l’impalcato si distanzia dalla facciata, è prevista l’introduzione di 6 colonne in acciaio posizionate a 1,5 m dal bordo esterno del solaio. Le 4 colonne centrali verranno appese fino al livello 11, ad un

I cores: Anch’essi piano per piano si modificano adattandosi alle esigenze architettoniche funzionali dei piani relativi. Il diagrid: La regolarità della maglia del diagrid, dal 17 livello in su, viene alterata. Gli impalcati in questo caso sono collegati ai nodi del diagrid solo fino al livello 20. Dal livello 20 in su il diagrid “perde” la funzione di supporto ai carichi verticali mantenendo l’unica funzione di sostegno della facciata (Fig. 5). I Pilastri: I pilastri della zona concava rientrano sempre di più seguendo l’arretramento del solaio. Sul lato nord, dal livello 20

Fig. 6 | Sezione con in evidenza la galleria ferroviaria dell’alta velocità e la fondazione della torre

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al 23 vengono introdotte una serie di colonne (poggianti in falso sulle travi radiali disposte tra i Cores e i nodi del diagrid), al fine di sostenere gli impalcati là dove, nei piani inferiori, tale funzione era svolta dal diagrid. 1.4 Strutture di fondazione Ai piani interrati le strutture sono quasi interamente in conglomerato cementizio armato. Si distinguono due livelli interrati sotto l’area di sedime dell’edificio e tre piani interrati, di altezza di interpiano minore, nella zona esterna alla proiezione della torre. In questa parte di interrato sono presenti esclusivamente parcheggi, mentre nella restante zona, oltre ad ulteriori parcheggi, sono presenti le funzioni impiantistiche di supporto al complesso edilizio. Lo scavo investe una superficie complessiva di circa 3600 m2, ha forma quadrilatera, con dimensioni massime in pianta di 86 x 52 m circa, ed ha profondità variabile tra 10,65 m (in corrispondenza del passante ferroviario) e 13,40 m. In Fig. 6 è evidenziato come nell’area in cui insiste la fondazione della torre sia presente una galleria ferroviaria, la cui sommità dista dall’intradosso della platea circa 6 m. Questo aspetto è risultato essere una importante sfida progettuale in quanto gli eventuali cedimenti fondazionali non dovevano andare a inficiare la percorribilità della galleria di alta velocità. A tale scopo i pali sono stati inseriti solo a margine della galleria considerando la parte sull’impronta del passante posta sul vuoto. In questo modo si è ottenuto di non avere trasferimento di carichi verticali tra la torre e la galleria dell’alta velocità.

2. Analisi strutturale numerica e sperimentale 2.1 Modello di calcolo agli elementi finiti

Fig. 7 | Vista prospettica del modello di calcolo della torre escluse le aree di carico e link rigidi di piano

2.1.1 Descrizione generale Il modello comprende l’intero complesso strutturale, dagli interrati fino alla copertura ed è essenzialmente composto da: • Elementi finiti tipo Beam, opportunamente svincolati alle estremità, atti a simulare gli elementi strutturali monodimensionali; • Elementi finiti tipo Shell, atti a simulare gli elementi strutturali bi-dimensionali, sono stati utilizzati solo negli interrati; • Elementi finiti tipo Load patch aventi unicamente funzione distributiva del carico, sono stati utilizzati per il carico delle solette di impalcato e per la facciata; • Elementi finiti tipo Rigid Link XY atti a simulare il comportamento di piano rigido di ogni orizzontamento. • Elementi finiti tipo Rigid Link XYZ atti a simulare elementi

infinitamente rigidi, sono stati utilizzati soprattutto nella modellazione dei Cores (figura 7). Le proprietà meccaniche elastiche degli elementi strutturali sono valutate in automatico dal software in funzione della sezione geometrica e del modulo elastico assegnato. Ad esclusione degli elementi metallici, le proprietà meccaniche assegnate agli elementi vengono, in alcuni casi, modificate in funzione della risposta strutturale ricercata: Il modulo elastico dei Cores è stato assegnato pari a 35000 MPa per l’analisi sotto carichi verticali; Il modulo elastico dei Cores per analisi sotto i carichi orizzontali è stato modificato in funzione del grado di fessurazione raggiunto, come verrà dimostrato in seguito; COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 15

L’inerzia flessionale delle travi in acciaio-cls, viene assunta pari all’inerzia dei soli profili metallici (trascurando la collaborazione con la soletta), in quanto per le finalità del modello globale tale variabile non è influente. 2.1.2 Sistema di vincolo Relativamente ai vincoli esterni, tutte le strutture di elevazione, a partire dalla quota di fondazione si considerano incastrate alla base. Relativamente ai vincoli interni, si riportano le ipotesi di vincolo più significative. Ai fini dell’analisi della struttura soggetta alle azioni orizzontali, gli orizzontamenti sono da considerarsi infinitamente rigidi nel loro piano in quanto soddisfano quanto richiesto dalla norma, 7.2.6. NTC2008. Nel modello tale assunzione è realizzata tramite il collegamento di tutti i nodi appartenenti a ciascun impalcato con dei rigid link XY i quali rendono uguali tra di loro tutti gli spostamenti nel piano orizzontale. Le travi di impalcato si considerano incernierate ai Cores. I nodi tra le aste del diagrid si considerano capaci di trasmettere momento. Il collegamento tra le travi di impalcato e il diagrid viene realizzato come descritto in figura 8.

Fig. 9 | Dettaglio del sistema di facciata (Foto Marco Garofalo)

In particolare, si evidenziano i seguenti elementi: A) OFFSETT RIGIDO PIANO PRINCIPALE: Un beam fittizio, infinitamente rigido di lunghezza 37 cm, collegato rigidamente al nodo diagrid e incernierato all’estremità collegata alla trave radiale (Fig. 8 | Schematizzazione dell’appensione nel modello di calcolo). In questo modo, l’elemento funge da mensola rigida atta a simulare le eccentricità: i) Della connessione tra la trave radiale e il diagrid; ii) Del pendino di appensione dei piani intermedi. I nodi di estremità del tirante delle reticolari di appensione non sono vincolati dai Rigid Link di piano, al fine di lasciare libera la deformazione assiale del tirante stesso.

Fig. 10 | Modello realizzato nella galleria del vento del Politecnico di Milano

B) APPLICAZIONE DEL CARICO DELLE FACCIATE: Il carico del vento è stato applicato al modello mediante aree di carico aventi una eccentricità rispetto al punto schema del nodo strutturale del diagrid di 0,85 m. Le aree di carico che modellano la facciata esterna trasmettendo l’azione del vento e il sistema di vincolo della facciata al diagrid: nel punto sommitale la facciata è collegata al nodo del diagrid in modo che possa trasmettere forze in tutte le direzioni, nei punti laterali la facciata può trasmettere solamente forze nella direzione normale al vetro ma non carichi verticali mentre nel punto terminale la facciata trasmette forze solamente nella direzione normale al vetro ed è vincolata al solaio nel piano orizzontale. 2.2 Analisi della struttura in galleria del vento

Fig. 8 | Schematizzazione dell’appensione nel modello di calcolo

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2.2.1 Descrizione del modello in galleria del vento Le prove in galleria del vento sono state realizzate dal dipartimento di Meccanica del Politecnico di Milano [1] con particolare attenzione alla facciata esterna in vetro ed ai carichi alla base della torre. I test sono stati effettuati utilizzando un modello rigido in scala 1:100 della struttura e simulando il profilo di velocità del vento di turbolenza caratteristici del sito e gli edifici circostanti di

Fig. 11 | Posizione delle prese di pressione sul modello

prossimità (Fig. 10 | Modello realizzato nella galleria del vento del Politecnico di Milano). Il modello è stato progettato secondo il criterio di modello rigido che riproduce la geometria della struttura al vero (superficie aerodinamica e dettagli geometrici) senza deformarsi od oscillare sotto l’azione del vento, trascurando quindi il comportamento dinamico della struttura. La misura della distribuzione di pressione sull’edificio è stata effettuata mediante la realizzazione di punti di misura distribuiti in modo discreto sia sull’intradosso che sull’estradosso della facciata. Un tubo in materiale plastico effettua il collegamento pneumatico dalla superficie esterna (punto di misura, denominato anche presa di pressione o pressure tap) al trasduttore che effettua la misura (scanner di pressione). La torre è stata strumentata con un totale di 256 prese di pressione (Fig. 11) e il modello è stato vincolato a terra mediante una bilancia estensimetrica a 6 componenti per la misura delle forze e dei momenti aerodinamici in fondazione. Le prese sono state distribuite omogeneamente su tutta la torre su piani paralleli al livello stradale. Altre prese seguono l’andamento della canopy e della serra o sono collocate all’interno del cavedio. 2.2.2. Risultati delle prove sperimentali in galleria del vento I coefficienti di pressione che risultano dalle prove in galleria del vento sono comprensivi sia della parte statica che della parte dinamica del vento, tengono conto quindi sia del profilo del vento

che della sua turbolenza, degli edifici circostanti, della turbolenza generata dall’edificio stesso e della correlazione tra le pressioni sulla superficie dell’edificio. Le forze e momenti misurati alla base dell’edificio sono espressi come coefficienti adimensionali di forza e di momento: ​​F̅ ​​ x ​​ _

​​F̅ ​​ y ​​ _

​​M ​̅ ​ x​

_ ​ Fx C ​  ​​  = ​    ​   ​; ​​CFy ​  ​​  = ​    ​   ​; ​​CMx ​  ​​  =  q ⋅ B ⋅ ​ ​     ​;​   q ⋅ B ⋅ H q ⋅ B ⋅ H H​​ 2​   ​​M̅ ​​ y​ F ​​  ​​    ​​ ​ ̅ i _ ​​CMy ​  ​​  =  _ ​     ​​; ​​CFi​  ​​  = ​    ​​   q ⋅ B ⋅ H q ⋅ B ⋅ ​H​​ 2​ 

dove Fx, Fy e Mi sono rispettivamente le forze e momenti misurati dalla bilancia dinamometrica alla base del modello, q è la pressione dinamica media alla quota di riferimento Href. I momenti sono ridotti nel punto centrale dell’ellisse alla base del modello. I coefficienti di forza e di momento sono stati ottenuti depurando eventuali effetti statici dovuti al peso del modello e quindi sono significativi dei soli effetti aerodinamici. I valori delle grandezze usate per adimensionalizzare i coefficienti di forza e di momento sono: • H = 120 m • B = 52 m • U = 32 m/s • r = 1,225 kg/m3 • q = 0,627 kN/m2

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La stima del valore di picco è stata effettuata utilizzando lo stesso metodo statistico usato per definire i picchi di pressione. I picchi sono riferiti al percentile 78 della distribuzione, ovvero con probabilità di superamento del 22%.I coefficienti forniti sono comprensivi sia della statica che della parte dinamica del vento pertanto tengono conto sia del profilo del vento che della sua turbolenza, degli edifici circostanti, della turbolenza generata dall’edificio stesso e della correlazione tra le pressioni sulla superficie dell’edificio. Di conseguenza i carichi estremi devono essere calcolati moltiplicando il coefficiente di picco per la pressione dinamica media. Per il calcolo di si deve utilizzare la velocità di progetto alla quota di riferimento Href. 2.2.3 Calcolo delle pressioni equivalenti Al fine di calcolare le azioni sulla struttura a partire dai dati grezzi raccolti in galleria del vento si è fatto uso della procedura

conoscenza dei modi strutturali e dei loro effetti sulla struttura, dei PSMs e dei loro effetti e delle storie temporali dei coefficienti di pressione misurati in galleria del vento, è stato possibile ottenere per ogni angolo di attacco la storia temporale degli effetti prodotti dal vento sulla struttura. Al fine di procedere a tali analisi si sono estratte dal modello di calcolo della torre le superfici laterali esposte all’azione del vento e si è costruita una interpolazione che consentisse di ricostruire l’intera distribuzione di pressione sulla torre a partire dai valori misurati in corrispondenza dei pressure tap. Una rappresentazione della mesh di calcolo estratta dal modello di calcolo e della interpolazione su di essa costruita è riportata in Fig. 12. Al fine di verificare in via preliminare i risultati ottenuti, si sono comparati le forze aerodinamiche ottenute dal modello con quelle misurate tramite bilancia durante le prove in galleria del vento

Fig. 12 | Modello di calcolo: mesh della superficie della torre e pressure taps (in rosso), area di influenza del pressure tap E0518

descritta in [2]. In particolare, tale procedura consente di calcolare la risposta strutturale facendo uso dei modi propri di vibrazione della struttura (in accodo con i metodi classicamente utilizzati) e di correzioni introdotte per prendere in conto anche l’effetto dei modi ad alta frequenza non esplicitamente considerati nel calcolo. Tali correzioni, sviluppate secondo la metodologia delle correzioni statiche, sono ottenute a partire dalla risposta statica della struttura a distribuzioni di pressioni predefinite detti PSMs. A partire dalla

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riscontrando un buon accordo tra di esse. Si riportano in Fig. 13 i valori di forze e momenti (calcolati rispetto all’origine del sistema di riferimento del modello di calcolo) resi non dimensionali rispetto alla pressione dinamica (integrale del Cp sulla superficie della torre in scala reale). Al fine di calcolare la risposta strutturale all’azione dinamica del vento, si sono considerati esplicitamente i primi 30 modi della struttura e si è considerato per ognuno di essi uno smorzamento

Fig. 13 | Forze e momenti alla base ottenuti tramite integrazione del Cp.

Fig. 14 | Primi tre modi strutturali utilizzati per le analisi dinamiche all’azione del vento.

pari al 3%. Una figura riportante i primi 3 modi strutturali considerati è proposta in Fig. 14. Successivamente, si sono estratti 19 PSMs rispettivamente 8 per la superficie laterale, 8 per la serra superiore e 3 per il canopy inferiore. Una overview dei primi 4 PSMs estratti per la superficie

laterale è mostrata in Fig. 15. Analisi preliminari hanno mostrato che i risultati ottenuti, in termini di valore massimo registrato durante le simulazioni, sono insensibili con buona approssimazione alla presenza dei PSMs, così dimostrando che il numero di modi strutturali considerati COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 19

Fig. 15 | Primi quattro PSMs relativi alla superficie laterale utilizzati per le analisi dinamiche all’azione del vento.

Fig. 16 | Confronto tra sforzi assiali massimi ottenuti a 0 gradi con xi = 0,02 e xi=0,03.

è adeguato a caratterizzare la risposta globale della struttura all’azione del vento. Ulteriori test, svolti con angolo di incidenza pari a zero gradi, hanno mostrato anche una buona stabilità dei risultati ottenuti rispetto al numero dei modi utilizzati (confermando quanto ottenuto al punto precedente). Si riportano inoltre in Fig. 16 gli sforzi assiali massimi in 330 elementi strutturali ottenuti considerando smorzamento pari a 3% per tutti i modi e pari a 2%. I calcoli sono infine stati svolti per tutti gli angoli di attacco per cui erano disponibili i dati di galleria del vento (ovvero incidenze uniformemente distribuite tra 0 e 360 gradi con step da 15 gradi più alcuni angoli supplementari, risultando in un totale di 27 condizioni di vento). La velocità a cima torre (corrispondente ad una quota di 100 m) è stata considerata pari a 32 m/s in accordo con quanto specificato nella Tabella 3.3.1 del DM 2008. Tali analisi dinamiche sono state protratte per approssimativamente 90 min in scala reale per ogni

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condizione di vento. Durante tali simulazioni si sono monitorati 330 elementi strutturali uniformemente ripartiti sulla struttura registrandone le azioni interne estreme oltre che le risultanti globali in termini di azioni alla base. Una volta completate le simulazioni i risultati ottenuti per tutte le condizioni di vento sono stati inviluppati pervenendo alla definizione degli inviluppi di progetto. Una volta che sono stati calcolati gli inviluppi di progetto, i Carichi Statici Equivalenti (ESWLs) sono stati estratti seguendo una procedura simile a quella riportata in [2]. In particolare, gli ESWLs sono calcolati come combinazioni lineari dei PSMs precedentemente introdotti e definiti in modo che l’inviluppo degli ESWLs approssimi gli inviluppi effettivamente misurati durante le simulazioni dinamiche di cui sopra. Grazie a opportune modifiche della procedura di estrazione, gli ESWLs non sono differenziati per la ricostruzione dell’inviluppo

Fig. 17 | Confronto tra inviluppo ottenuto dalle simulazioni dinamiche e quello riprodotto dagli ESWLs.

Fig. 18a | Valori medi della forza globale Fx in funzione dell’angolo di attacco del vento

dei massimi e dei minimi e risultano essere a favore di sicurezza nella quasi totalità dei casi con l’eccezione di minime differenze irrilevanti ai fini della progettazione. Dall’applicazione di tale procedura è stato possibile ottenere Carichi Statici Equivalenti che, una volta inviluppati tra loro, riproducono gli effetti sulla struttura prodotti da analisi dinamiche complete, effettuate per tutte le condizioni di vento. A titolo di esempio, il confronto tra gli sforzi assiali di design ottenuti per mezzo delle simulazioni dinamiche negli elementi considerati (indicati con Original) e quelli riprodotti da 10 Carichi Statici Equivalenti è riportato in Fig. 17. Analoghe procedure sono state ripetute per ottenere gli ESWLs relativi ai momenti flettenti soprattutto con riferimento alle travi di copertura della serra superiore.

2.2.4 Reazioni globali alla base Per un primo confronto del valore dell’azione del vento applicata al modello di calcolo e risultante dalle prove in galleria del vento si è scelto di prendere come riferimento il valore delle azioni globali alla base. Nelle tabelle 1, 2 e 3 e nei grafici riportati nelle figure 18a e 18b, sono confrontati i valori che si ottengono dall’elaborazione dei dati delle time history dei coefficienti di pressione delle prove in galleria del vento e quelli indicati dalle bilance durante le stesse prove. Come si può osservare dai dati riportati nelle tabelle 1, 2 e 3, i valori massimi delle azioni alla base risultanti dall’elaborazione dei dati provenienti dalla galleria del vento e dalle misurazioni delle bilance sono inferiori alle massime azioni risultanti dal modello di calcolo. COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 21

Fig. 18b | Valori medi del momento globale Mx in funzione dell’angolo di attacco del vento

normativa con quelli ottenuti applicando le ESWLs. Nella tabella 4 sono riassunte le percentuali di sfruttamento degli elementi nei due modelli.

Tab. 1 | Massime azioni globali alla base risultanti dall’elaborazione dei dati delle prove in galleria del vento: Rx [kN]

Ry [kN]

Rz [kN]

Mx [kNm]

My [kNm]

Mz [kNm]

2661

7534

1296

405793

141020

48362

Tab. 2 | Massime azioni globali alla base risultanti dai dati forniti dalle bilance in galleria del vento: Rx [kN]

Ry [kN]

Rz [kN]

2453

6071

0

Mx [kNm]

My [kNm]

Mz [kNm]

360408 142528

39692

Tab. 3 | Azioni globali alla base risultanti dal modello di calcolo impiegato per il dimensionamento della parte alta del diagrid e della serra Rx [kN]

Ry [kN]

Rz [kN]

Mx [kNm]

My [kNm]

Mz [kNm]

Vento X+

-4538

-8

-779

4439

-268305

1137

Vento X-

4011

-59

-794

3422

219246

-3184

Vento Y+

584

-12243

1804

810741

64683

3114

Vento Y-

-48

12256

-829

-814647

-15641

-1694

-48

22759

-52102

Vento -3 0 0 torcente Massime sollecitazioni nelle aste

Con il procedimento sopra descritto sono state generate10 condizioni di carico statiche equivalenti (ESWLs) per ricreare gli sforzi massimi negli elementi del modello e le reazioni alla base globali che si hanno elaborando i risultati della galleria del vento tenendo in conto anche dell’effetto risonante della parte dinamica del vento (considerando i modi di vibrare della struttura provenienti dal modello di calcolo) (figura 19). Sono stati paragonati i risultati ottenuti applicando il vento da

22 | COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023

2.3 Descrizione dei dettagli costruttivi Le verifiche dei nodi più significativi presenti all’interno del diagrid, sono state eseguite mediante analisi non lineari su modelli ad elementi finiti. In particolare, per ciascuno dei nodi studiati, è stato realizzato un modello FEM tramite il software Straus7, dove piatti e profili sono stati modellati mediante elementi plate. L’analisi è stata condotta incrementando gli spostamenti impressi ricavati dal modello globale. Tutti gli elementi che compongono i nodi studiati sono stati modellati in acciaio S355. In particolare, per lo svolgimento delle analisi non lineari, è stato utilizzato un legame costitutivo elastoplastico dove la massima tensione raggiungibile nell’acciaio è pari a 355/γM0 = 355/1,05 = 338 Mpa. Dal modello di calcolo globale della torre sono stati estratti gli spostamenti e gli squilibri nodali per la condizione di carico analizzata, in questo caso quando i carichi accidentali allo SLU sono massimizzati. In figura 20 sono mostrate due viste tridimensionali del modello FEM realizzato. Si noti che oltre agli spostamenti dei diversi elementi (applicati alle estremità) sono stati introdotti anche i carichi esterni agenti internamente al modello. Infine, in figura 21, viene mostrato lo stato tensionale (tensioni di Von Mises) al raggiungimento del 100% del carico. Si noti come la tensione di snervamento sia raggiunta solo localmente, in corrispondenza della piastra centrale. La verifica si può considerare soddisfatta.

Fig. 19 | Visualizzazione grafica delle prime due condizioni di carico equivalenti applicate al modello di calcolo

Tab. 4 | Percentuali di sfruttamento negli elementi Descrizione sezione

% sfruttamento carichi da normativa

102 CHS_EN10210 508.0X40.0/diagrid alto

0.62

103 CHS_EN10210 508.0X40.0/diagrid davanti 201 CHS_EN10210 406.4X20.0/Anello_1

A u m e n t o % sfruttamento percentuale ESWLs 0%

0.62

0.36

0%

0.36

0.43

25%

0.54

202 CHS_EN10210 406.4X20.0/Anello_2

0.36

2%

0.37

203 CHS_EN10210 508.0X40.0/Anello_3

0.27

0%

0.27

204 CHS_EN10210 508.0X40.0/Anello_2b

0.28

0%

0.28

401 CHS_EN10210 193.7X12.0/Reticolare diagonali

0.43

69%

0.73

402 CHS_EN10210 273.0X20.0/Reticolare diagonali

0.7

0%

0.70

403 CHS_EN10210 193.7X12.0/Reticolare diagonali

0.58

46%

0.85

411 CHS_EN10210 508.0X40.0/Reticolare corrente alto

0.21

0%

0.21

412 CHS_EN10210 323.9X20.0/Reticolare corrente

0.4

8%

0.43

A seguito di questa comparazione si è deciso di incrementare la sezione degli elementi più sensibili all’azione del vento, cambiando le seguenti sezioni: 401 CHS_EN10210 193.7X16.0/Reticolare diagonali 402 CHS_EN10210 273.0X20.0/Reticolare diagonali 403 CHS_EN10210 193.7X16.0/Reticolare diagonali 411 CHS_EN10210 508.0X40.0/Reticolare corrente alto 412 CHS_EN10210 323.9X20.0/Reticolare corrente

COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 23

Fig.20 | Vista assonometrica del modello FEM

Fig. 21 | Tensioni di Von Mises – 100% del carico

24 | COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023

Fig. 22 | Immagine del nodo in officina e installato in cantiere

Fig. 23 | Disegno esploso di una reticolare di appensione e vista dei pendini installati (Foto Marco Garofalo)

COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 25

3 Computo carpenteria metallica Tipologia di acciaio da carpenteria: Travi e lamiere per impalcati di piano: S355J0 – UNI EN 10025-2 Colonne circolari interne all’ edificio: S355J0 – UNI EN 10219-2 Aste diagrid: S355J2 – UNI EN 10219-2 Telai principali di appensione ai livelli +11 e +17, pendini e strutture di appensione piani tipici: S460J0 – UNI EN 10025-2 Acciaio per Perni: 30CrNiMo8 (1.6508) – UNI EN 10083-1 Pioli connettori: S235J2 + C450 –EN ISO 13918 Travi e Lamiere per Opere di Fondazione: S355J0 – UNI EN 10025-2 Strutture diagrid – Acciaio S355: 1849 t Strutture diagrid – Acciaio S460: 104 t Colonne – Acciaio S355 133 t Travi di piano – Acciaio S355 2116 t Travi di piano – Acciaio S460 274 t Supporto vetrate e strutture di particolare impegno costruttivo: 117 t Scale metalliche ordinarie – Acciaio S355: 14 t

4 Credits

Committente: Unipol Assicurazioni – Meridiano Secondo S.r.l. General Contractor: C.M.B. Cooperativa Muratori e Braccianti di Carpi Fornitore della carpenteria metallica: Maeg Costruzioni S.p.a Capo Progetto, Coordinamento Generale, Coordinamento della Sicurezza in fase di progetto, Progetto Architettonico, Interior Design, direzione dei lavori generale: MCA Mario Cucinella Architects Progetto Strutturale Definitivo ed Esecutivo e Direzione Lavori Strutturale: MJW Structures Prof. Ing. Massimo Majowiecki Collaboratori alla progettazione strutturale e direzione lavori: Ing. Mario Chinni | Ing. Mario Fabbri | Prof. Luca Patruno, Università di Bologna Progetto Impiantistico Definitivo ed Esecutivo: Deerns Italia SpA Collaudatore statico: Prof. Ing. Francesco Ossola

5 Riferimenti 1. 2. 3.

Politecnico di Milano, Dipartimento di Meccanica “Prove in galleria del vento torre Unipol” del 14 luglio 2016. Patruno, L., Ricci, M., de Miranda, S., & Ubertini, F. (2016). An efficient approach to the evaluation of wind effects on structures based on recorded pressure fields. Engineering Structures, 124, 207-220. Patruno, L., Ricci, M., de Miranda, S., & Ubertini, F. (2017). An efficient approach to the determination of Equivalent Static Wind Loads. Journal of Fluids and Structures, 68, 1-14.

Massimo Majowiecki Nato a Milano il 15 marzo 1945, Massimo Majowiecki dal 1978 è Professore di Tecnica delle Costruzioni e fondatore dello studio di progettazione “MJW Structures”. Ad oggi, la progettazione di più di duecento strutture in Italia e nel mondo ha consentito a M.M. di formare un background di altissimo profilo, in termini di esperienza e conoscenza professionale, che rappresenta la base della sua concezione strutturale.

Giovanni Berti Nato a Castel San Pietro Terme il 17 aprile 1983, Giovanni Berti si laurea nel 2008 in Ingegneria Civile all’Università di Bologna. Dal 2008 collabora continuativamente con lo studio MJW Structures con ruolo di progettista strutturale specializzato nella modellazione numerica di strutture in acciaio, dalla fase di concezione fino a quella esecutiva e di costruzione.

26 | COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023

INVOLUCRO EDILIZIO

Involucro in doppia pelle. Aspetti progettuali, di coordinamento e installazione su edifici complessi. Caso studio di un edificio a torre a Milano DOUBLE SKIN ENVELOPE. DESIGN, COORDINATION AND INSTALLATION ASPECTS ON COMPLEX BUILDINGS. CASE STUDY OF A TOWER BUILDING IN MILAN Prof. Ing. Paolo Rigone, Ing. Paolo Giussani* | Studio di Ingegneria Rigone, Milano

I sistemi di facciate a doppia pelle mirano a migliorare le prestazioni termiche, acustiche ed ottico luminose dell'involucro edilizio, contribuendo in modo sostanziale al comfort interno sia nella stagione estiva (riduzione degli apporti solari) sia in quella invernale (mitigazione delle temperature nell’intercapedine). Le soluzioni tecniche per un sistema a doppia pelle ventilata naturalmente spaziano tra singolo canale verticale, doppio canale o singola unità di facciata ventilata. Queste diverse configurazioni si intrecciano tra loro e nel sistema fabbricato su cui sono installate. Ne consegue che la progettazione interdisciplinare tra più materie e tra più specializzazioni, trova ampia applicazione per l’implementazione di soluzioni tecniche ad hoc, sia nella fase progettuale che in quella di messa in opera e controllo. Il percorso di pianificazione delle fasi di sviluppo del progetto e della cantierizzazione risulta quindi fondamentale anche per la gestione delle interferenze e delle eventuali criticità tecniche sul manufatto. Le forme complesse rendono indispensabile l’utilizzo di software di modellazione sia per la gestione delle sagome sia come elemento integrato utile per analizzare le differenti prestazioni a cui l’involucro edilizio è chiamato a rispondere. Per valutare le prestazioni di una facciata a doppia pelle vengono utilizzati vari metodi di modellazione analitica e CFD (Computational Fluid Dynamics). L'articolo presenta il caso studio di una facciata a doppia pelle di un edificio per uffici a Milano, evidenziando gli aspetti che caratterizzano facciate complesse attraverso la descrizione dei sistemi costruttivi delle principali tipologie di facciata (pelle esterna F1 e pelle interna F2) e delle fasi di approfondimento progettuale e posa in opera su strutture miste acciaio e calcestruzzo.

Double skin façade systems aim to improve the thermal, acoustic and optical performance of the building envelope, contributing substantially to internal comfort both in the summer season (solar heat gain reduction) and in the winter season (buffer temperatures in the cavity) and passive system in mid-season. The design solutions of natural ventilated façade system varies between vertical channel façade, dual channels or single element façade. These different configurations are well connected each other and with the fabricated system on which they are installed. It must be noted that interdisciplinary design between multiple subjects and multiple specializations finds here a wide field of application. The use of non-standard solutions is very frequent not only in the design process but also during the installation and control phase. The planning process is also very important to define and anticipate possible risks or technical inconvenient during the construction phase. When the shape of the building turn into free-form, the use of software is mostly necessary to assess the geometry of the units and to evaluate the performance of the building envelope. To understand the buffering performance of a double skin facade, CFD (Computational Fluid Dynamics) analyses should be considered. The article run into the case study of a double skin facade of office building in Milan, highlighting the aspects that characterize complex façade through the description of the systems design (outer skin F1 and inner skin F2) with specific focus of the design phases including the facade installation stage on steel and concrete structures. *Corresponding author. Email: [email protected] COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 27

La torre Unipol, vista dell’esterno e del grande vuoto all’interno

1. Introduzione L'efficienza energetica e la sostenibilità nel settore delle costruzioni sono necessarie per raggiungere gli obiettivi dell'Agenda 2030 per lo sviluppo sostenibile. Sul territorio europeo, le risorse impegnate per il riscaldamento e il raffrescamento negli edifici (inclusa l’industria) rappresentano il 50% del consumo energetico. A titolo di esempio, l’impiego di energia per il raffrescamento degli edifici nella stagione calda, seppur rappresenti una piccola quota del consumo totale di energia, aumenta nel tempo durante i mesi estivi anche a causa dei cambiamenti climatici e del riscaldamento globale. In questo scenario, gli involucri edilizi ad alta efficienza energetica hanno un ruolo primario nel raggiungimento di un'elevata sostenibilità e nel miglioramento del comfort interno. Tra i possibili sistemi, le facciate a doppia pelle (in inglese Double Skin Facade - DSF) rappresentano un trend tecnologico rilevante per gli involucri edilizi vetrati posti come pelle di edifici pluripiano. Le facciate a doppia pelle hanno solitamente un comportamento più complesso rispetto alle facciate tradizionali, sia in termini costruttivi di interconnessione con l’edificio, sia in relazione agli aspetti termici legati alla fluidodinamica delle intercapedini ventilate (con ventilazione naturale o meccanica). Questo articolo introduce e dettaglia questa tipologia di involucro trasparente, attraverso il caso di studio di un grattacielo per uffici

28 | COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023

a doppia pelle sito a Milano, evidenziando i sistemi costruttivi impiegati per i due livelli di involucro ed entrando nel merito degli aspetti progettuali, realizzativi e di controllo delle componenti di facciata. La Nuova Sede Unipol, in fase di completamento, sorge nel quartiere di Porta Nuova tra piazza Gae Aulenti e lo spazio verde urbano chiamato “Biblioteca degli Alberi”. Un'area in forte crescita, caratterizzata nell’ultimo ventennio da una dinamica rigenerazione del tessuto urbano esistente che ha portato ad una internazionalizzazione dello skyline meneghino così come avviene nelle principali e rinomate città quali New York, Londra, Dubai, Tokio, etc. Il nuovo Headquarters dell’omonimo Gruppo, è un esempio di architettura “sensoriale”, che spicca come uno degli ultimi interventi innestati nell’importante piano di riqualificazione dell’area di Porta Nuova. La torre è indicativamente composta da 23 piani per 124 m circa di altezza con 16 livelli a destinazione d’uso prevalente ufficio, 3 piani dedicati agli spazi di amministrazione, un piano per la ristorazione mentre all'ultimo piano trova collocazione la serra bioclimatica con un grande giardino pensile comprensivo di aree relax e bar. Distingue l’edificio un ampio atrio, enfatizzato dal grande vuoto a tutta altezza che valorizza le forme ricercate dell’opera e degli accorgimenti materici e di composizione delle strutture: incluse ovviamente le finiture di facciata.

dell’involucro trasparente della torre (i dati si riferiscono alla sola pelle esterna): - 400.000 Kg di profili di facciata; - 200 diverse matrici di alluminio; - 17.000 m2 di vetro; - 41.000 Kg di guarnizioni; - 50 diverse matrici di guarnizioni; - 110.000 Kg di acciaio; - 30 diverse tipologie di staffe; - 2.300 cellule triangolari una diversa dall’altra; - 140 containers di cui 100 open top; - spedizioni al cantiere su gomma, ma anche via nave, treno, aereo.

Fig. 1 | Unipol Tower - piano tipo su grande vuoto (fonte: Yuanda Italy)

Come anzidetto, la sommità dell'edificio è concepita come serra bioclimatica: durante la stagione invernale immagazzina gli apporti solari e grazie ai pannelli radianti a pavimento (in parte funzionanti con energia di recupero) mantiene in modo sostenibile gli alti livelli di comfort per gli occupanti. Allo stesso modo durante la stagione estiva i pannelli fotovoltaici in vetro orientabili schermano la radiazione solare diretta e permettono l'ingresso di luce diffusa. Le aperture motorizzate automatiche, situate nella parte inferiore e superiore della serra, consentono un flusso d'aria di ventilazione naturale che agisce in combinazione con pannelli radianti di raffrescamento a pavimento e vegetazione naturale per contribuire a rendere quest'area accogliente e confortevole. Alcuni dati numerici che possono rendere l’idea della complessità e del quantitativo delle componenti necessarie per la realizzazione

L’articolo è organizzato secondo la seguente struttura narrativa: al capitolo due vengono descritti i sistemi costruttivi adottati per la pelle esterna (F2) e la pelle interna (F1). Al capitolo tre sono riportate le principali caratteristiche prestazionali e progettuali delle facciate continue. Al capitolo quattro si introduce il tema della posa in opera, al capitolo cinque il descrittivo tipologico dei test di laboratorio e le verifiche in campo condotte durante la fase di installazione. Seguono, infine, le conclusioni riportate al capitolo sei.

2. L’involucro edilizio in doppia pelle La facciata di questa singolare torre è caratterizzata da un sistema costruttivo a doppia pelle con ventilazione naturale estesa all'80% della sua superficie complessiva. Per meglio identificare questa tipologia di facciata principale, viene utilizzata la nomenclatura F1 per indicare la pelle esterna, ed F2 per indicare la pelle interna. In corrispondenza del prospetto Nord, e verso i lati Ovest ed Est, è collocata una doppia pelle con un'intercapedine di 1,50 m di larghezza. Viceversa, sul prospetto Sud è presente un’unica

Fig. 2 | Facciata pelle esterna tipo F1 – elementi da installare in opera - Sistema ibrido “semi-unitized system” COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 29

Fig. 3 | Facciata pelle esterna tipo F1 – schema di drenaggio complessivo con copertine rimosse (sinistra) ed installate nella configurazione di posa finale (destra)

Fig. 5 | Facciata pelle esterna tipo F1 - staffe tipiche (a sinistra tipologiche in acciaio, a destra tipologiche in alluminio)

Fig. 4 | Facciata pelle esterna tipo F1: cellulini triangolari con sistema di staffe integrato sul reticolo

intercapedine (figura 1) di altezza pari a 70 m circa, che funge da cuscinetto bioclimatico che parte dal foyer al primo livello e termina al 17° livello con il lucernario. L’involucro della torre si compone di numerose tipologie di facciate. Oltre alla pelle esterna principale, che come detto è denominata F1 seguendo la logica dei documenti del progetto, se ne aggiungono altre, ovvero: Tipologia F2, pelle interna, con funzione di barriera termica, acustica e di tenuta aria-acqua. La facciata ha prestazione di protezione al fuoco EW30 mono e bidirezionale. Tipologia F3, facciata a montanti e traversi situata nei piani alti della torre (L17-L20), con orientamento sud-ovest. Tipologia F4, copertura del lucernario posto in sommità dell’atrio dell’edificio; contribuisce alla ventilazione della parte sommitale del grande vuoto, trasparente al passaggio di luce verso l’interno. La tipologia F5, è la facciata posizionata ai piani 22-23, orientamento Sud-Ovest; la facciata è posta nella fascia di transizione e collegamento verticale con la sovrastante facciata F7. La tipologia F6, è la facciata posta ai piedi dell’edificio, a doppia altezza (livello 00) e altezza singola (livello 01). Infine la tipologia F7, è la copertura della serra, in sommità dell’edificio, ovvero quella che con la sua inclinazione a 60°

30 | COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023

determina il taglio visivo architettonico che slancia l’edificio. La facciata F7 integra i sistemi di supporto al palco fotovoltaico orientabile, che contribuisce attivamente agli aspetti di sostenibilità green e al contenimento dei consumi energetici. L’articolo entrerà nel merito delle principali tipologie di facciata ed in particolare saranno trattati gli approfondimenti sulla facciata di pelle esterna della tipologia F1 e della pelle interna della tipologia F2. 2.1 La pelle esterna La precisa scelta tecnica per l’involucro esterno ha permesso di creare un atrio di quasi 70 m di altezza concepito come un sistema dinamico, in grado di isolare l’edificio in inverno e, al contempo, limitarne il surriscaldamento estivo, ottimizzando quindi l’efficienza energetica della torre grazie all’ ”effetto camino” che si viene a creare. Sebbene gli involucri a doppia pelle non siano nuovi per la città di Milano (abbiamo parlato di torre Generali/Hadid del quartiere CityLife in Costruzioni Metalliche n. 3/2017), la soluzione adottata per la facciata principale è caratterizzata da un’innovazione nata dalla necessità di soddisfare alcuni requisiti prettamente tecnici. I moduli che la compongono non sono infatti delle semplici cellule (o unitized system), come vengono denominati in gergo, ma un ibrido tra esse e la più classica soluzione di montanti e traversi (o stick system). Questa tipologia costruttiva prende quindi il nome di semi-unitized system (figura 2). Le complesse geometrie triangolari innestate sulle sottostrutture, portano a una particolare sequenza di posa che introduce il posizionamento di alcuni elementi di tenuta (profili, guarnizioni, etc.) in una fase successiva a quella di installazione del modulo tipo. Il principio di drenaggio della

Fig. 6 | Facciata pelle esterna tipo F1 – dettaglio staffe posate in opera

Fig. 7 | Facciata pelle esterna tipo F1 - sezione tipica verticale dell'aggancio struttura-facciata

facciata e quindi molto articolato e prevede il deflusso del percorso delle acque lungo gli incroci dei traversi fino a raggiungere i punti di scarico verso l’esterno della facciata (figura 3). I cellulini, di forma triangolare e di diversa dimensione (il più grande con superficie di 8,3 m2, e il piu piccolo di appena 0,6 m2), sono interconnessi tra loro fino a formare una grande forma romboidale (18 cellule per ogni rombo) e vengono supportati da una struttura in acciaio denominata megarombo o diagrid, che massimizza l’aspetto estetico e la trasparenza visiva (figura 4). Inoltre, i megarombi della struttura, con dimensioni di 25 x 9,5 m

circa (6 interpiani), sostituiscono il supporto del classico solaio in C.A. e sono caratterizzati da una mesh aperta, chiusa solamente ai vertici degli stessi, il che garantisce l’effetto ”stropicciato” intrinseco del progetto. Le staffe realizzate in acciaio e alluminio (figura 5) sono dotate di sistemi di regolazione nelle tre direzioni per garantire i corretti allineamenti rispetto alle sottostrutture (figure 6-7). I particolari aspetti di forma e di connessione degli elementi rispetto al profilo tridimensionale della facciata non potevano essere gestiti con i metodi tradizionali (bidimensionali) solitamente COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 31

Fig. 8 | Visione del modelli BIM 3D su scala LOD200 e LOD300

8). La facciata esterna principale F1 è suddivisa in quattro sotto tipologie che si caratterizzano come esposto nel seguito: Tipologia F1.a – costituisce la pelle esterna tipica della facciata a doppia pelle (zona uffici). Presente in tutti gli orientamenti ad eccezione del prospetto sud-ovest, dove l’inserimento di vetri extra-chiari garantisce maggiore luminosità agli ambienti interni e visibilità dall’esterno (in rosso, figura 9). Tipologia F1.b – è la facciata esterna che delimita il grande vuoto a tutta altezza, orientamento sud-ovest, identica per caratteristiche alla F1.a eccezion fatta per il coating applicato sui vetri. Questa caratteristica aumenta il grado di schermatura ai raggi solari andando ad aumentare il confort e l’efficienza energetica (in verde, figura 9). Tipologia F1.c – è la facciata del coronamento superiore su tutti gli orientamenti (in blu, figura 9). La facciata è a sua volta suddivisa in zona serra (lato nord) e “free-form” (lato sud). Tipologia F1.d – costituisce la pensilina esterna in corrispondenza dell’ingresso principale, lato sud-est (in giallo, figura 9).

2.2 La pelle interna Dietro ai mega-rombi della facciata esterna, trova alloggiamento la pelle interna (denominata F2), una facciata con sistema a montanti e traversi in lega di alluminio 6063-T6 che si estende dall’estradosso del solaio fino alle travi in acciaio della struttura principale con un’altezza tipica di 3640 mm (figura 10). La facciata delimita lo spazio interno del fabbricato, da un lato separando l’intercapedine verso la doppia pelle Fig. 9 | Vista prospetto Torre Unipol, Facciata F1 – suddivisioni F1a/b/c/d (fonte: Braitec Srl). e dall’altro verso il grande vuoto. La pelle interna è sostanzialmente utilizzati per la progettazione di sistemi di facciata. Le sinergie tra composta da moduli di tipo fisso, intervallata in alcune porzioni le imprese coinvolte hanno quindi orientato la fase progettuale verso lo sviluppo fortemente digitalizzato attraverso l’impiego da moduli apribili a tutta altezza, utilizzati esclusivamente per la di piattaforme BIM (Building Information Modeling). Il processo manutenzione dell’intercapedine presente tra le due facciate. La olistico di creazione e gestione delle informazioni relative alla facciata si compone di una linea spezzata (figura 11) e ricrea la costruzione è stato gestito per creare una rappresentazione pianta ellittica tipica dell’edificio. La forma particolare della pianta digitale dell’asset “edificio” durante tutto il suo ciclo di vita, dalla ha portato alla realizzazione di più matrici del profilo montante pianificazione e dalla progettazione alla costruzione e alla messa con gradazioni differenti, in modo da poter realizzare tutte le in funzione. Le facciate hanno quindi recepito questo approccio, angolazioni previste. Il sistema prevede un profilo che può essere sviluppando modelli 3D di fase “LOD” (Level of Development) 200 assimilabile ad un traverso che corre lungo tutta l’estensione della e 300, contribuendo al coordinamento globale della torre (figura facciata sia sopra (figura 12) che sotto soletta, a creare la base

32 | COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023

Fig. 10 | Facciata pelle interna tipo F2 - sezione orizzontale tipologica

Fig. 11 | Facciata pelle interna tipo F2 - sezione orizzontale su montanti con diversa angolazione COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 33

su cui è inserito il vetrocamera con protezione al fuoco, e un montante costituito da due elementi in alluminio (gusci) uniti da una serie di bulloni con distanziali che rendono il sistema solidale. La possibilità di creare delle matrici di estrusione ad hoc dei singoli profili ha portato ad un’attenta analisi per l’ottimizzazione delle sezioni rispetto ai carichi e alle alte prestazioni richieste alla facciata. Il montante così realizzato, assolve la funzione statica rispetto ai carichi gravanti su di esso (vento, carico orizzontale, etc.).

3. Caratteristiche prestazionali e progettuali delle facciate continue La prestazione termica delle facciate continue esterne della facciata tipo F1.b è identificata dal valore di trasmittanza termica (Ucw,m), il quale è stato calcolato in conformità con UNI EN 10077 e UNI EN ISO 12631 sfruttando analisi agli elementi finiti (figure 13-14) per analizzare il trasferimento di calore bidimensionale attraverso le aree del telaio, dello spandrel e del tamponamento vetrato. Anche i valori di trasmittanza termica del telaio (Uf) e la temperatura superficiale interna minima della facciata continua sono stati approfonditi e calcolati con analisi puntuali determinando la prestazione delle componenti (figura 14). Le prestazioni principali della pelle interna, vanno dalla tenuta all’aria (classe A4 secondo EN 12152 per le parti fisse e classe 4 secondo EN 12207 per le parti apribili) e all’acqua (classe RE900 secondo EN 12154 per le parti fisse e classe 9A secondo EN 12208 per le parti apribili), alla resistenza all’urto in classe E5/I5 secondo EN 14019, alla barriera termica e acustica e di prestazione al fuoco pari a EW30 con moduli di larghezza variabile (figure 16-17). Alla lista dei sistemi e delle prestazioni, si aggiungono gli aspetti legati alla certificazione dell’edificio secondo lo standard LEED 2009 for new Construction and Majou Renovations con un livello PLATINUM, richiedendo test aggiuntivi sulle facciate secondo il disciplinare tecnico NFRC 400-2010 e norma ASTM E283 – 04. La complessità del sistema di vincolo è condizionata dalla sottostruttura secondaria in acciaio a forma di rombo (magarombi/ diagrid) - (figure 17-18). La carpenteria sostituisce il più comune solaio in cemento armato e questo introduce tutta una serie di accorgimenti e relative tolleranze tipiche delle strutture in acciaio. Tali strutture, che ricordiamo interessano 6 interpiani (F1a-b), sono infatti elementi a sé stanti e indipendenti tra di loro in termini di movimenti lungo gli assi X, Y, e Z dovuti alle combinazioni dei carichi agenti lungo gli assi (peso proprio, vento pressione/ depressione, termici, movimento, etc.) (figura 19). Ciò comporta la necessità di governare le relative tolleranze (assolute e relative), a loro volta influenzate dalla complessa geometria che diventa free form nella parte alta della torre. Questo aspetto rende la gerarchia delle tolleranze differente tra la parte “tipologica” della parte inferiore e centrale della torre, rispetto alla parte di coronamento superiore. Ne consegue quindi la necessità di introdurre dei “giunti tecnici” funzionali per garantire la chiusura a tenuta, mediante l’uso di guarnizioni di grandi dimensioni, lungo tutto il perimetro del diagrid (figura 20). Come già accennato, una delle particolarità della torre risiede nel suo atrio a tutta altezza con funzione di camino naturale, il quale

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mitiga “buffer” lo scambio termico durante le diverse stagioni dell’anno, con benefici in termini energetici e di comfort per gli occupanti. L’insieme di fattori che incidono sul comportamento termico del volume di aria (a titolo di esempio non esaustivo il rapporto temperatura/umidità interna/esterna, il volume, l’irraggiamento solare, l’assorbimento/riflessione/trasmissione dei pannelli vetrati esterni, l’emissività dei singoli materiali utilizzati, etc.) sono stati presi in considerazione durante la fase di sviluppo progettuale per effettuare sofisticate analisi CFD (computational fluid dynamics, ovvero fluidodinamica computazionale o numerica) mediante l’uso di specifici software (figura 21). Tali simulazioni permettono di verificare il comportamento atteso dal sistema edificio-involucro sotto un profilo di determinate condizioni al contorno (boundary conditions). I risultati aiutano i progettisti nell'individuare il profilo delle temperature di ogni singola componente e quindi verificare la compatibilità in esercizio dei materiali (ad esempio decadimento delle proprietà dell'intercalare plastico nei vetri stratificati) oppure eseguire approfondimenti legati alla durabilità (ad esempio verifica della condensa sulle superfici). Il test in galleria del vento realizzato a cura del Politecnico di Milano ha evidenziato come la forma particolare dell’edificio, possa generare in alcune zone della facciata interna, anche se protetto dalla pelle esterna, un carico del vento con dei picchi di 1,75 kN/m2. Tale carico è stato utilizzato per il dimensionamento e l’ottimizzazione dei singoli elementi costituenti la facciata, dai profili montante e traverso, alla scelta dei ferri d’ancoraggio da annegare nella struttura portante, alla forma e spessore delle staffe di fissaggi (figura 22), realizzate sempre in alluminio estruso in lega 6005A T6. Per quanto riguarda la pelle interna, in relazione alla prestazione di protezione al fuoco EW30, il progetto originario prevedeva una facciata realizzata con reticolo in profili in acciaio e rinforzi. Nel corso del progetto costruttivo, e quindi alla completa ingegnerizzazione dei sistemi, è stato scelto di modificare il materiale con l’alluminio, più versatile avendo la possibilità di realizzare matrici che permettessero di ottimizzare le sezioni e creare le sedi più adatte per l’inserimento di piatti di rinforzo in acciaio inox e bandelle ceramiche per garantire la prestazione al fuoco richiesta. Le prestazioni al fuoco hanno quindi richiesto uno studio approfondito sia della componentistica che delle stesse lastre vetrate inserite in facciata, lastre monodirezionali dove presente la facciata esterna e bidirezionali sul grande cavedio interno. La trasmittanza termica media prevista per la facciata F2, Ucw pari a 1,2 W/m2K (valore target) ha portato, oltre all’analisi standard dei moduli di facciata (figura 23), ad uno studio tridimensionale (figura 24) dei ponti termici strutturali interferenti (es. interazione diagrid-impalcato, penetrazioni tiranti strutturali, chiavi di taglio di irrigidimento megarombi) al fine di valutare la corretta incidenza per ogni piano dell’impalcato. L’inserimento di profili a taglio termico nei traversi e distanziali puntuali nei montanti, ha permesso di ottimizzare la trasmittanza termica dei singoli nodi, e mediare anche il contributo degli elementi necessari alla tenuta in caso d’incendio, come elementi in inox presenti sia nei traversi come nei montanti. L’analisi ha permesso di ricavare il

Fig. 12 | Facciata pelle interna tipo F2 - sezione verticale raccordo inferiore su staffa

Fig. 13 | Analisi termica agli elementi finiti del nodo di facciata tipologica F1 – sezione verticale (sinistra) e orizzontale (destra)

flusso termico dell’elemento analizzato nelle due configurazioni impostate. Dalla differenza dei flussi ricavata dall’analisi dei due modelli è quindi possibile ricavare l’incidenza del ponte termico

del sistema di facciata, individuando le porzioni maggiormente disperdenti dove integrare materassini isolanti e layer protettivi.

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Fig. 14 | Facciata pelle esterna tipo F1 – estratto output report termico

Fig. 15 | Facciata pelle interna tipo F2 – prestazioni porzione fissa

Fig. 16 | Facciata pelle interna tipo F2 – prestazioni apribile inserito in facciata

La destinazione d’uso dell’edificio, ambienti adibiti ad uffici, ha richiesto un indice di isolamento acustico standardizzato di facciata (D2m,nT,w) pari a 42 dB, esteso ad entrambe le porzioni di involucro in semplice o doppia pelle, con l’utilizzo di vetrazioni con indice di potere fonoisolante Rw superiore a 43 dB. Accorgimenti

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particolare estesi anche ai serramenti apribili inseriti in facciata, quindi dotati di una doppia battuta con guarnizione in EPDM, vulcanizzate sull'intero perimetro, senza interruzione alcuna e una serie di attenzioni in fase di posa (procedure, check list, verifiche e controlli) in grado di garantire una perfetta planarità

Fig. 17 | Esempio di posizionamento del giunto tra megarombi (diagrid), pelle esterna

degli elementi e la perfetta registrazione dei serramenti apribili. La presenza di elementi atti a migliorare le prestazioni al fuoco della facciata ha contribuito anche alle ottime prestazioni acustiche del sistema. Questi aspetti enfatizzano l’importanza di un’attenta progettazione interdisciplinare che deve essere sviluppata passo dopo passo e nel rispetto di tutte le prestazioni richieste per il sistema. La prestazione acustica preliminare ha permesso di stimare un primo valore teorico di isolamento acustico di facciata, utilizzando software specifici e certificati di sistemi similari. Successivamente si è provveduto ad eseguire un test di laboratorio (figura 25) su un simulacro di facciata (sia per modulo fisso che per apribile) andando così a rettificare le assunzioni del progettista e quindi a calibrare i valori ottenuti dallo studio preliminare precedentemente condotto.

Fig. 18 | Facciata pelle esterna tipo F1 – schema statico del cellulino COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 37

Fig. 19 | Facciata pelle esterna tipo F1 – dettaglio vincolo di facciata su sottostruttura metallica di supporto

Fig. 20 | Guarnizione a “X” impiegate nel giunto diagrid, pelle esterna

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Fig. 21 | Estratto risultato analisi CFD su involucro esterno (fonte Braitec S.r.l.)

Fig. 22 | Facciata pelle interna tipo F2 – analisi FEM su staffa inferiore, verifica degli stati tensionali nel materiale COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 39

Fig. 23 | Facciata pelle interna tipo F2 - analisi termica bidimensionale sezione verticale su trave di innesto

Fig. 24 | Facciata pelle interna tipo F2 - analisi tridimensionale su Diagrid

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Fig. 25 | Campione facciata (pelle interna) – modulo fiss – laboratorio acustico MTS, Forlì

4. Posa in opera L’installazione in opera delle staffe a peso e a vento è effettuata seguendo apposite procedure che prevedono il controllo del 100% dei fissaggi mediante la verifica della coppia di serraggio. Il controllo viene eseguito mediante l’utilizzo di chiave dinamometrica (tarata secondo certificato). La procedura ha previsto l'impiego di dime (ad ogni dimensione di fissaggio corrisponde un relativo scarto sull’angolo previsto per il serraggio - figura 26, A). Individuata la dima per il bullone corrispondente, si esegue l’allineamento sulla testa del fissaggio (figura 26, B). Ad allineamento ottenuto, l’operatore annota l’angolo di rotazione ammesso (pari a 15°) sulla base della coppia di serraggio cosi come previsto a progetto (figura 26, C). Serraggio del bullone (figura 26, D). In ultimo si esegue un'analisi visiva finalizzata alla verifica che la rotazione non ecceda l’angolo previsto e, qualora rientrante nei limiti, evidenziata per indicarne l’idoneità e il controllo effettuato (figura 26, E). La particolarità della struttura dell’edificio, caratterizzato dagli elementi del megaframe romboidali (diagrid) atti a sostenere i piani e la facciata esterna, ha portato ad una delicata analisi delle deformazioni a breve e lungo termine della stessa struttura che avrebbe potuto pregiudicare le prestazioni di protezione al fuoco della facciata. Per quanto riguarda la pelle interna, i traversi sono posizionati sul lato superiore e inferiore dell’impalcato di piano e fungono da binario per il posizionamento dei vetri lungo tutto il perimetro di facciata. I traversi sono collegati alla struttura principale per mezzo di staffe estruse in alluminio (figura 27) fissate ai canali annegati nel getto del solaio.

Una serie di asole e fori fissi sia sulle staffe che sui profili garantiscono al sistema la possibilità di assecondare tolleranze costruttive dei solai di ±20 mm, permettono inoltre di assorbire eventuali piccole variazioni e spostamenti della struttura a lungo termine nel corso della vita utile del fabbricato. L’analisi delle tolleranze ha portato ad una valutazione complessiva di tutte le casistiche ipotizzate per la fase di montaggio della facciata, quindi anche con accorgimenti a fondo scala rispetto alle tolleranze previste a sistema (necessità di inserire spessori sotto le staffe, l’utilizzo completo dell’asola delle staffe di fissaggio sulla struttura o di quelle presenti sui semi montanti di sistema, etc.). Le attività propedeutiche per la posa in opera della facciata hanno previsto il controllo sulla corretta posizione dei ferri d’ancoraggio di facciata annegati nel getto; a seguire il posizionamento delle varie staffe (superiori e inferiori) ai singoli piani e quindi alla messa in quota dei traversi. La complessità delle due facciate, quella della pelle esterna e quella della pelle interna, ha portato ad una delicata fase di coordinamento tra le due operazioni di posa. Ultimato il posizionamento dei traversi della pelle interna è stato necessario aspettare il fissaggio delle staffe della pelle esterna, che sarebbe stato impedito dalla chiusura interna. Finita questa fase si è passati alla vetrazione dei singoli piani, con inserimento finale dei semi montanti (guscio) e completamento con i rivestimenti dei traversi con lastre di calcio silicato.

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Fig. 27 | Facciata pelle interna tipo F2 – verifica delle tolleranze locali sul sistema di vincolo

5. I test di laboratorio e le verifiche in campo

Fig. 26 | Attività di verifica dei serraggi su staffe di facciata

Le facciate di un edificio non solo restituiscono l’aspetto estetico ed architettonico ricercato dal design team, ma rappresentano la barriera di separazione tra l’ambiente interno ed esterno, quindi funzionale a soddisfare i requisiti minimi prestazionali dettati dalla normativa vigente e quindi dal progettista. Per questo motivo, prima della produzione delle componenti di facciata, sono previsti dei test iniziali di tipo realizzati su moduli in scala reale (figura 28) identificativi della tipologia di

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involucro (“PMU” o Performace Mock-Up). Le prove vengono eseguite presso laboratori dedicati, oppure, come nel caso della pelle esterna, presso i laboratori di prova allestiti all’interno degli stabilimenti produttivi dell’azienda facciatista (CNYD – Cina, figura 29) e supervisionati da un ente indipendente a garanzia di terzietà. Tali prove hanno riguardato, a titolo di esempio, la verifica della prestazione della tenuta all’acqua e all’aria della facciata (sotto il profilo della pressione positiva e negativa del vento), test di impatto (UNI EN 14019) per simulare eventuali urti di oggetti e persone, etc. I test in laboratorio non sono tuttavia gli unici ad essere eseguiti. Una volta che gli elementi di facciata sono stati prodotti e trasportati in cantiere, altri test vengono effettuati al fine di verificare le prestazioni delle facciate a installazione avvenuta e secondo le reali condizioni di impiego. La varietà dei test è quanto mai nota, ma spesso questi test rispondono alla verifica delle performance rispetto al capitolato prestazionale. Nel breve si riportano alcuni dei test eseguiti che riguardano nello specifico la tenuta all’acqua tramite barra spruzzatrice (figura 30), prova a getto sul giunto (Hose Test, figura 31), e test di carico (figura 32), volti a verificare che la deformazione degli elementi sia conforme alle analisi teoriche eseguite a progetto. L’esecuzione dei test di collaudo in opera è pratica comune e diffusa su tutte le tipologie di facciate che caratterizzano l’involucro edilizio, diventando una fase essenziale nella prospettiva di collaudo di involucri edilizi evoluti dalle forme geometriche complesse.

Fig. 29 | Area di test PMU – Fasi di posa del campione, movimentazione cellula

Fig. 28: Area di test PMU – Fasi di posa del campione di facciata F1

6. Conclusioni Gli edifici complessi per dimensioni e forme rappresentano oggigiorno la nuova sfida per i tecnici del settore. Progettisti, designer e aziende collaborano al fine di introdurre accorgimenti e soluzioni idonee che possano raggiungere i livelli prestazionali minimi richiesti da specifica e le esigenze di tipo architettonico ed estetico. Nel corso dell’articolo abbiamo descritto le principali fasi della progettazione costruttiva di due diverse tipologie di facciata che insieme formano l’involucro a doppia pelle analizzato nel

caso di studio. Emerge un quadro ricco di know-how che vede la partecipazione attiva dei tecnici delle imprese e di professionisti specializzati nelle diverse discipline non più limitatamente agli aspetti legati alle facciate continue, ma che si estende sulla conoscenza dettagliata di tutti gli aspetti di interfaccia tra involucro, strutture ed impianti. I livelli prestazionali attesi nella fase di progettazione vengono comprovati da prove di laboratorio iniziali attivate prima della produzione della facciata e conseguentemente collaudate ad installazione avvenuta. Controlli, procedure e verifiche in itinere vengono messe a regime per ridurre il rischio di criticità dovuto alla posa in opera del sistema. Gli edifici complessi introducono nuovi aspetti progettuali spesso analizzati con l’impiego di software e modelli di calcolo sofisticati che comunque non sostituiscono la sensibilità del progettista rispetto ai risultati attesi e ottenuti dagli approfondimenti. Forme complesse, freeform, interferenze vengono oggigiorno gestite con l’impiego del BIM che permette di anticipare problematiche future nella fase di coordinamento progettuale. L’innovazione gioca un ruolo fondamentale nell’impiego di nuovi materiali e nell’integrazione sistemica nelle componenti di involucro: le facciate continue come pelle tecnologica per l’organismo edilizio complesso.

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Fig. 31 | Test di collaudo in opera – Facciata tipo F1 – Prova “hose test”

Fig. 30 | Test di collaudo in opera – Facciata tipo F1 – Prova di tenuta all’acqua

Ringraziamenti Gli autori ringraziano il Design Manager Sagui David e l’Ing. Oscar Sun (gruppo CNYD - Shenyang, Cina – e la controllata Yuanda Italy), l’Ing. G.Tiziano Bivona (Responsabile ufficio Ingegneria MTS srl) per l’eccellente contributo alla redazione di testo ed immagini rispettivamente della pelle esterna e interna descritte nel caso di studio. Si ringrazia Braitec Srl, per aver condiviso le immagini delle simulazioni agli elementi finiti sulla ventilazione naturale del sistema di doppia pelle. Si ringrazia infine Unipol in qualità di committente dell’opera e CMB (Società Cooperativa Muratori e Braccianti di Carpi) come General Contractor dell’intervento.

Credits Committente: Unipol Gruppo S.p.A Architetto: Mario Cucinella Architects S.r.l. General Contractor: CMB Cooperativa Muratori e Braccianti di Carpi Facciata pelle esterna: Yuanda Italy S.r.l. Facciata pelle interna: MTS S.r.l.

Fig. 32 | Test di collaudo in opera – Facciata tipo F1 – Prova di carico

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Bibliografia •

Transforming our World: The 2030 Agenda for Sustainable Development, A/RES/70/1, 2015, United Nations.

•

. Pastori, R. Mereu, E.S. Mazzucchelli, S. Passoni and G. Dotelli, “Energy Performance Evaluation of a Ventilated Façade System S through CFD Modeling and Comparison with International Standards”, Energies, Vol. 14(1):193, 2021, https://doi.org/10.3390/ en14010193

•

. Elguezabal, B. Arregi. An analysis of the potential of envelope-integrated solar heating and cooling technologies for reducing P energy consumption in European climates. Journal of Facade Design and Engineering, v. 6, n. 2, 85-94 (2018). doi.org/10.7480/ jfde.2018.2.2102

•

. Baldinelli. Double skin façades for warm climate regions: Analysis of a solution with an integrated movable shading system. G Building and Environment, v. 44, 1107-1118 (2008).

•

. Lee, S. Selkowitz, V. Bazjanac, V. Inkarojrit, C. Kohler. High-Performance Commercial Building Façades. Building Technologies E Program, Environmental Energy Technologies Division, Ernest Orlando Lawrence Berkeley National Laboratory (LBNL), University of California, Berkeley, USA (LBNL – 50502) (2002).

•

. Aksamija. Thermal, Energy and Daylight Analysis of Different Types of Double Skin Facades in Various Climates. Journal of A Facade Design and Engineering, v. 6, n. 1, 1-39 (2017). doi.org/10.7480/jfde.2018.1.1527

•

P.Rigone, L.Bianchi, V.Guerra, Serramenti e facciate continue in alluminio: l'involucro edilizio di qualità”, Ingenio, anno 2021

•

.Rigone, E.S.Mazzucchelli, P.Giussani, A.Ancillotti, Double skin façades: externally and naturally ventilated small and big cavities, a P case study in Milan, 2021, 16th Conference on Advanced Building Skins, Advanced Building Skins GmbH, ISBN 978-3-9524883-0-0

•

.Rigone, P.Giussani, Le caratteristiche prestazionali delle facciate continue: dalle verifiche in corso d’opera ai test di collaudo finali”, P Costruzioni Metalliche, gen-feb 2022, ISSN n° 0010-9673, pp. 44-60

•

.Rigone, P.Giussani, Metallo e vetro - le facciate continue: tipologie costruttive e criteri di posa in opera, Costruzioni Metalliche, P ANNO LXIX, n. 3 mag/giu 2017, ISSN n° 0010-9673, pp. 13-24

•

UX24, Aria acqua vento. Criteri di valutazione e scelta delle prestazioni ambientali dei serramenti esterni, UNICMI

•

UX42, Guida alla posa in opera dei serramenti, UNICMI

•

X49, La marcatura CE di serramenti (finestre, portefinestre, porte esterne pedonali senza caratteristiche di resistenza al fuoco e U tenuta ai fumi), UNICMI

•

UX69, Acustica e involucro edilizio. Aspetti tecnici relativi a serramenti, facciate continue e ventilate, UNICMI

•

UNI 14351-1:2016 “Finestre e porte - Norma di prodotto, caratteristiche prestazionali - Parte 1: Finestre e porte esterne pedonali”

•

UNI 13830:2022 “Facciate continue - Norma di prodotto”

•

UNI EN 12631 Facciate continue – Calcolo della trasmittanza termica – Metodo semplificato

•

NI EN ISO 10077-1 Trasmittanza termica di finestre, porte e schermi - Calcolo della trasmittanza termica - Parte 1: Metodo U semplificato

•

NI EN ISO 10077-2 Prestazione termica di finestre, porte e chiusure - Calcolo della trasmittanza termica – Metodo numerico per i U telai

•

NI EN ISO 16283-1 Acustica - Misure in opera dell’isolamento acustico in edifici e di elementi di edificio - Parte 1: Isolamento U acustico per via aerea.

•

UNI EN ISO 717-1 Acustica – Valutazione dell’isolamento acustico in edifici e di elementi di edifici – Isolamento acustico

•

UNI EN 14019 Facciate continue - Resistenza all'urto - Requisiti prestazionali

•

UNI EN 12154 Facciate continue. Tenuta all'acqua. Requisiti prestazionali e classificazione

•

UNI EN 12155 Facciate continue. Tenuta all'acqua. Metodo di prova in laboratorio sotto pressione statica

•

UNI EN 12207 Finestre e porte finestre - Permeabilità all'aria - Classificazione

•

UNI EN 12208 Finestre e porte finestre – Tenuta all’acqua - Classificazione

•

UNI EN 12210 Finestre e porte finestre – Resistenza al carico del vento – Classificazione

•

UNI EN 12211 Porte e finestre - Resistenza al carico di vento - Metodo di prova COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 45

Paolo Rigone Laureato in Ingegneria Civile nel 1989 presso l’Università degli Studi di Pavia, è iscritto all’Ordine degli Ingegneri della Provincia di Pavia dal 1990. Dottore di ricerca in ingegneria ergotecnica edile presso il Politecnico di Milano nel 1995. Dal 2007 è Professore associato di Architettura Tecnica presso il Politecnico di Milano e titolare della cattedra di Progettazione dell’involucro edilizio presso la Facoltà di Ingegneria Edile-Architettura. Dal 1989 è partner di Studio di Ingegneria Rigone e dal gennaio 2000 è direttore tecnico di UNICMI - Unione Nazionale delle Industrie delle Costruzioni Metalliche dell’Involucro e dei serramenti. Esperto in materia di tecnologie dell’involucro edilizio con particolare riferimento al settore delle facciate e della tecnologia dell’involucro edilizio. È attivo in diverse commissioni e gruppi di lavoro normativi, sia a livello nazionale ed internazionale, alla definizione delle norme tecniche con particolare riferimento al settore dell’involucro edilizio. È autore e co-autore di numerose pubblicazioni scientifiche in materia di tecnologia dell’involucro, edilizia ospedaliera, gestione dei processi edilizi, manutenzione e qualità in edilizia, project management, applicazione delle norme ISO 9000, gestione qualitativa di microambienti ospedalieri, controlli sulla patologia dei sistemi edilizi.

Paolo Giussani Laureato in Ingegneria dei sistemi edilizi presso il Politecnico di Milano, è iscritto all'Ordine degli Ingegneri della Provincia di Milano. Collabora con l’ufficio tecnico UNICMI svolgendo attività di consulenza nel settore delle facciate continue e dei serramenti, supporto alle attività di progettazione e costruzioni, assistenza tecnica e consulenza alla predisposizione di gare d'appalto, redazione di capitolati speciali di natura prestazionale per involucro opaco, serramenti metallici, coperture vetrate, facciate continue e facciate ventilate. Nel 2014 inizia una proficua collaborazione con Studio di Ingegneria Rigone svolgendo il ruolo di Façade Engineer nelle attività legate alla progettazione, direzione lavori e consulenza in materia di involucro edilizio. Si occupa di audit ed expediting presso aziende produttrici di sistemi di facciate continue, vetrerie e prove di laboratorio. Dal 2016 è cultore della materia al corso di progettazione dell’involucro edilizio, laurea magistrale in ingegneria dei sistemi edilizi presso il Politecnico di Milano. Paolo è un dottorando del dipartimento di Architettura, Ingegneria delle Costruzioni e ambiente costruito (ABC) presso il Politecnico di Milano (2023) svolgendo ricerca nel campo dell’involucro edilizio con l’impiego di materiali compositi con l’integrazione di tecnologia fotovoltaica (BIPV).

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ARCHITETTURA

In architettura nulla si distrugge e tutto si ricrea. Il rinnovo sostenibile dell’edificio multipiano per uffici di Triton Square 1 a Londra, 2019 IN ARCHITECTURE, NOTHING COULD BE DESTROYED, AND ALL COULD BE RECREATED THE SUSTAINABLE RENOVATION OF A MULTI-STORED OFFICE BUILDING IN 1 TRITON SQUARE, LONDON, 2019 Prof. arch. Alessandra Zanelli* Dipartimento di Architettura, Ingegneria delle Costruzioni e Ambiente Costruito del Politecnico di Milano Un edificio per uffici di sei piani si rinforza e si eleva a nove piani e cambia la sua pelle grazie a un virtuoso processo di smontaggio, riprogettazione e ri-manifattura di 3500 m2 di facciate. Il vecchio edificio è stato densificato dall’interno, ridimensionando l’ampia corte a favore dell’incremento degli spazi di lavoro e grazie al rapido accostamento di sistemi costruttivi leggeri. Le facciate disinstallate sono state rielaborate a poche miglia del cantiere in uno stabilimento temporaneo creato ad hoc per ridurre gli impatti dei trasporti. A six levels office building improves it bearing capacity while rising up nine floors. It shows a renovated building skin designed by a virtuous process of dismantling, re-design and remanufacturing of 3500 m2 of facades. The existing architecture was infilled by reshaping its central atrium, and increasing the workspaces, thanks the fast installation od lightweight building systems. The old facades, after the dismantle were renovated in a temporary warehouse located at few miles from the work site, with the aim to minimise the transport’s impacts.

Fig. 1 | L’edificio per uffici con fronte principale su Piazza Triton a Londra (foto di Simon Kennery)

* Corresponding author. E-mail address: [email protected] COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 47

Un’architettura che si trasforma

Quale posizione assumere oggi? È lapalissiano che la materia architettonica non possa eludere i ben noti principi di conservazione Le grandi trasformazioni delle città dense nei secoli sono sempre della massa e dell’energia e che questo sta diventando sempre stata accompagnate da accesi dibattiti tra i fautori di radicali più un problema con cui fare i conti. In questi decenni abbiamo cambiamenti e i sostenitori della conservazione delle preesistenze. anche acquisito consapevolezza di quanto impatti la gestione degli Gli uni motivati dall’inadeguatezza degli spazi alle rinnovate edifici sullo stato di salute dell’intero pianeta. Dovremmo dunque esigenze e spinti dall’inarrestabile progresso tecnico. Gli altri domandarci quali trasformazioni dell’ambiente costruito siano mossi dal rispetto dell’aura dei luoghi e dalla convinzione che globalmente e localmente appropriati, per invertire la rotta verso l’adattamento di funzionalità nuove a patrimoni antichi possa l’ebollizione del pianeta. scongiurarne l’usura del tempo. Oggi il mercato ci spinge a coltivare l’illusione che quello che non serve più alla parte del mondo più evoluto possa essere rimesso in circolo per un po’, per giovare ad altre catene produttive o forse per alimentare il sogno di sviluppo di altre parti del mondo. Anche nel settore delle costruzioni sono in corso autorevoli studi e numerosi programmi di ricerca finalizzati a sperimentare come lo scarto di una filiera produttiva possa virtuosamente diventare materia prima per un’altra. Ma la vera sfida in architettura resta tutta interna al settore e dovrebbe portare gli operatori a sviluppare un profondo rispetto delle risorse della terra e l’impegno a sfruttarle in modo più corretto sul piano globale, evitando non solo gli sprechi, ma anche le conseguenti disuguaglianze lontane e vicine, a breve e a lungo termine che tali sprechi possono causare. Passando dal piano ideale a quello Fig, 2a | La zona di intervento nel centro di Londra, tra Rengent’s Park e il quartiere residenziale di Camden operativo, emerge la necessità di agire subito almeno su due fronti. Da un lato vanno trovate soluzioni innovative e convincenti per evitare il conferimento in discarica di enormi quantitativi di materiali scartati provenienti dai cantieri. Dall’altro è urgente immaginare e sperimentare nuovi modelli di business che contrastino il progressivo accorciamento dei cicli di utilizzo di intere parti d’opera (tipicamente le facciate e gli allestimenti di interni) prodotte con grande dispendio di energie e di materiali ben più durevoli del loro primo ciclo di vita. Il percorso progettuale e costruttivo messo in atto per la trasformazione di un vecchio edificio per uffici sorto degli anni Novanta nel centro di Londra a Triton Square n. 1 rappresenta un caso esemplare di come un buon team di progettazione multidisciplinare, adeguatamente supportato da un realistico piano di investimento e da chiare direttive governative locali improntate alla sostenibilità ambientale, possa davvero Fig. 2b | Foto inserimento del nuovo progetto di riqualificazione architettonica e urbana dell’area di triton fare la differenza e mettere in atto le Square, secondo il progetto preliminare dello studio Matthew Lloyd Architects

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Fig. 2c | Il programma funzionale prima e dopo l’intervento di rinnovo e ampiamento

più efficaci strategie di azione per combattere il cambiamento climatico, operando all’interno del settore edilizio. I progettisti infatti possono avere un ruolo chiave e socialmente rilevante per aiutare investitori e governanti a fare meglio i conti - a farli in modo preventivo e lungo tutto il ciclo della materia prima di scegliere cosa sia utile fare a proposito di quello smisurato quantitativo di prodotti industriali che tipicamente vengono processati, lavorati, trasportati e installati ad arte in un edificio. Radere al suolo un isolato medioevale, costituito in gran parte da edificati bassi di legno e mattoni - ovvero artefatti duttili, maneggevoli e facilmente riutilizzabili tramite lavorazioni artigianali - era ben altra cosa che approntare la demolizione di edifici contemporanei, alti e complessi, costruiti secondo i dettami del processo edilizio industrializzato, con strutture monolitiche in calcestruzzo armato ed equipaggiati con intricate reti impiantistiche, stratificate e implementate nei decenni per stare al passo con sempre più elevati livelli di comfort. Le valutazioni degli esperti confermano che riusare un edificio è sempre più vantaggioso per l’ambiente che ripartire da zero nella lunga catena delle trasformazioni delle risorse necessarie per diventare materiali da costruzione. Quindi va superato l’ostacolo chiave, che sono l’educazione ambientale e la convenienza economica di chi è pronto a investire in tali trasformazioni. Nel caso di Triton Square sono state messe in campo tutte le opportune valutazioni che consentissero ai diversi livelli di interesse di esprimere le loro intenzioni e arrivare a un accordo condiviso e vantaggioso per le comunità locali, i cittadini, le aziende del processo edilizio e i gestori sia pubblici che privati dei nuovi spazi. Va sottolineato che le valutazioni di sostenibilità ambientale hanno davvero guidato tutte le scelte e informato gli scenari alternativi di utilizzo, e non solo le scelte architettoniche e costruttive. Sono stati coinvolti ben quattro tipi di consulenti specializzati in valutazioni di sostenibilità ambientale e sono trascorsi quasi tre anni di consultazioni pubbliche prima di arrivare alla decisione. Lo studio di ingegneria Arup incaricato della progettazione esecutiva ha guidato i vari studi specialisti nel calcolo di tutti gli impatti ambientali evitati tramite l’accurata progettazione di ogni

nuova parte d’opera, così come di ogni trasformazione delle parti esistenti. Nella primavera del 2016 l’investitore immobiliare British Land incarica lo studio di architettura Matthew Lloyd Architects di sviluppare proposte progettuali per la riqualificazione di un’area dal valore strategico nel centro di Londra, destinata a diventare un campus sostenibile e inclusivo, ove arte, scienza, ricerca e creatività si incontrano. Il nuovo campus denominato dagli investitori Knowledge Quarter si sviluppa attorno al fulcro di Triton Square ove è previsto il futuro quartier generale europeo di Meta e tanti servizi per la cittadinanza. Per questo motivo l’intervento trasformativo include anche l’area dell’ex-chiesa di Sant’Anna ove sorgerà una torre di nove piani e 22 appartamenti ad alto grado di accessibilità e a prezzi calmierati per i residenti del quartiere di Camden. Inoltre il piano si occuperà della riqualificazione del verde urbano negli spazi residuali tra gli edificati dell’ex-chiesa e dell’adiacente Triton Square. Infine il piano terra dell’edificio esistente di Triton Square n. 1 verrà reso accessibile all’intera comunità locale grazie all’inserimento di una palestra, di un servizio di noleggio e riparazione bicilette, e di ampi spazi di co-working affittabili, a prezzi convenzionati, dai residenti e da giovani imprese e infine raddoppiando praticamente la superficie degli uffici esistenti. La filosofia dell’investitore è infatti di sfruttare al massimo le potenzialità residue dell’immobile e adottare le migliori tecnologie per adattarlo agli elevati standard degli spazi di lavoro e co-lavoro contemporanei, senza disattendere gli stringenti requisiti di sostenibilità ambientale imposti dagli enti autorizzatori, in ottemperanza alla Climate Change Act vigente in tutto il Regno Unito. British Land incarica dunque un team multidisciplinare di Arup Engineering per definire nei dettagli la progettazione complessa dell’adeguamento del vecchio edificio, per altro progettato a suo tempo sempre da Arup. Con una previsione di ritorno dell’investimento di vent’anni, il progetto definitivo prevede la densificazione dell’intero lotto dall’interno del vecchio edificio, andando a trasformare radicalmente lo spazio della corte centrale. La preesistente forma quadrata di 32 m per lato, sovrastata da una copertura a cupola di vetro, è stata ridotta a un atrio rettangolare di di 17x23 m orientato nord-sud per favorire al

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massimo la penetrazione della luce solare. Inoltre si prevede l’addizione di ulteriori tre piani di uffici all’edificio esistente di cinque piani oltre il piano terra. Un altro elemento chiave del nuovo programma funzionale è quello di raddoppiare le terrazze verdi già presenti al quinto piano e raddoppiare la dotazione impiantistica generale, adottando le tecnologie migliori e a più alta efficienza. Alla fine le soluzioni progettuali messe in campo garantiscono che il rinnovato edificio – in virtù dell’impiego di soluzioni progettuali e tecnologiche innovative e intelligenti - procurerebbe un risparmio di ben il 48% delle tipiche tonnellate di CO2 equivalenti (tCO2e) che verrebbero emesse in ambiente durante la riqualificazione di un edificio di anologhe dimensioni ma costruito con materiali e tecniche convenzionali.

Il valore aggiunto della sostenibilità ambientale

Fig. 3 | Viste del modello BIM realizzato da Arup per gestire la trasformazione; in azzurro sono indicati i nuovi interventi, prevalentemente in acciaio

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Arup ha innanzitutto studiato una serie di azioni sostenibili da adottare sia in fase di costruzione che in fase operativa e per ognuna di tali azioni è stato poi calcolato quanto ciascuna azione contribuisca a far sì che l’impatto di carbonio dell’edificio venga via via ridotto lungo l’intero ciclo di vita. Tali azioni possono distinguersi a due livelli. Vi è una prima serie di azioni che mirano a ridurre gli impatti incorporati nei materiali, quali: 1. Mantenimento di circa 3500 m2 delle facciate esistenti, comprensive delle loro sottostruttura e sovrastrutture e la loro trasformazione sostenibile in linea con gli standard di efficienza energetica correnti; 2. Riutilizzo di 35.000 t di calcestruzzo e di circa 2.000 t di acciaio strutturale riutilizzati e salvati dalla demolizione e la scelta di impiegare elevate percentuali di materiali riciclati nel calcestruzzo; 3. Riduzione degli impatti di trasporto relativi all’adeguamento dei pannelli di facciata; 4. Deviazione del 100% dei rifiuti prodotti durante le demolizioni e loro reimpiego nel cantiere o in cantieri limitrofi; 5. Gestione del cantiere con un grande impianto di trituramento dei materiali riciclabili sul posto; 6. Valutazione dell’energia incorporata dei nuovi materiali attraverso un calcolo LCA e preparazione di Dichiarazioni ambientali di prodotto (EPD) per ogni nuovo materiale scelto nella fase di nuova progettazione; 7. Scelta di materiali di finitura in modo responsabile, favorendo la loro reperibilità a breve raggio. Vi è poi un secondo gruppo di azioni che mirano a contenere gli impatti a livello operativo, ovvero durante la vita di servizio dell’edificio, quali per esempio: 8. Elevata tenuta all'aria delle facciate, sia quelle nuove che quelle rinnovate; 9. Bilanciamento tra le strategie di isolamento delle pareti e le misure passive di guadagno solare attraverso le superfici vetrate delle facciate; 10. Caldaie ad alta efficienza e predisposizione per un futuro sistema di teleriscaldamento; 11. Ampio recupero di calore, compreso il

Fig. 4 | Vista tridimensionale del modello BIM della nova architettura completamente rinnovata a partire dai nuclei esistenti e grazie alla trasformazione delle sue facciate esterne e interne all’atrio centrale

refrigeratore a recupero di calore su misura; Scelta di ventilconvettori ad alta efficienza; Bassa potenza specifica del ventilatore e sistemi di ventilazione di estrazione; 14. Possibilità di controllare la velocità di ventilazione delle varie zone; 15. Uso di sistemi di illuminazione artificiale degli uffici ad alta efficienza, a LED, con controllo di sensori a infrarossi passivi e con un consumo medio di 6W per m2 di ufficio; 16. Massimo sfruttamento della luce solare diurna attraverso la progettazione di ampi spazi comuni vetrati; 17. Pompe a velocità variabile per acqua fredda, acqua refrigerata, riscaldamento; 18. Integrazione di impianti fotovoltaici sul tetto; 19. Temperatura con set point ridotti nei vani scala; 20. Rubinetti e docce a bassa portata.

12. 13.

Arup ha quindi valutato che tutte le azioni di sostenibilità intraprese per la nuova architettura per uffici di Triton Square n. 1 consentiranno di risparmiare circa 30.000 tCO2e rispetto a un edificio per uffici di rifermento della British Land, che equivale

a una riduzione di emissioni di circa il 48% calcolato nel corso di un contratto di locazione di 20 anni. È stato inoltre stimato che l’implementazione in fase progettuale di misure all’avanguardia per ridurre il carbonio – sia incorporato che operativo - farebbe risparmiare abbastanza carbonio per riscaldare e alimentare 9.900 case medie del Regno Unito per un anno. I risparmi complessivi supererebbero anche gli ambiziosi obiettivi di riduzione del carbonio fissati dal Climate Change Act 2008 e poi confermati dall’impegno del Regno Unito a rispettare il successivo Accordo sul clima di Parigi del 2015. Alcune di queste strategie di sostenibilità ambientale sono le migliori della categoria e hanno richiesto un attento coordinamento durante l’iter progettuale che è stato interamente gestito tramite lo scambio di modelli tridimensionali contenenti le dovute informazioni interoperabili dai vari specialisti coinvolti. Questo ambizioso iter progettuale che punta all’innovazione per risparmiare le emissioni di carbonio in ambiente lungo tutta la vita utile dell’edificio rappresenterà per Londra, e forse per l’intero Regno Unito, il target di riferimento per la prossima generazione di investimenti

immobiliari.

L’acciaio per i rinforzi e gli ampliamenti L’edificio originale di Triton Square n. 1 era caratterizzato da un telaio monolitico in calcestruzzo armato sviluppato per sei piani e irrigidito agli angoli da quattro nuclei di stabilità intelaiati in profili laminati a caldo di acciaio. Il nuovo programma funzionale e architettonico ha previsto di raddoppiare la superficie utile dell’intero edificio, andando ad aggiungere tre nuovi piani che aggiungendo una significativa parte di volume all’intero del preesistente atrio coperti centrale. I nuovi carichi sull’edificio esistente sono stati massimamente contenuti, ricorrendo alla progettazione di una nuova struttura leggera in acciaio, e integrando alcune nuove strutture composite in acciaio e calcestruzzo armato per consolidare i nuclei angolari. Il concept strutturale si fonda sull’idea di collegare tutta la nuova struttura in acciaio alle anime dei profili in acciaio esistenti, oppure direttamente alle grosse colonne di sezione circolare dell’originario telaio in calcestruzzo armato. All’interno dell’atrio d'ingresso la struttura esistente è stata tagliata fino al piano interrato per consentire la realizzazione di nuove fosse ascensori in c.a. a COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 51

Fig. 5 | Vista della nuova spazialità della corte ccentrale che è stata ridotta a favore dell’ampliamento delle aree per uffici (foto di Simon Kennery)

platea, da cui è stata eretta la nuova carpenteria metallica che caratterizzerà a vista l’interno del nuovo atrio d’ingresso. L’addizione dei volumi ha comportato l'esposizione della struttura esistente a significativi aumenti di carico. Di conseguenza, prima della costruzione dei nuovi solai, è stato necessario rafforzare in modo significativo sia le fondazioni esistenti che le colonne esistenti in cemento armato. Questi primi lavori hanno anche incluso una delle poche operazioni demolitive, ossia la rimozione del grande lucernario in vetro e acciaio che copriva l’atrio centrale. A causa del significativo aumento dei carichi orizzontali sull’edificio dovuti alla sopraelevazione di ben tre piani, è stato necessario ridimensionare tutte le controventature esistenti. Pertanto, prima di iniziare ad aggiungere la nuova struttura in acciaio ai nuclei angolari, i controventi diagonali esistenti sono stati sostituiti in sequenza, per sopportare via via il peso dei carichi aggiuntivi. I rilievi hanno anche fatto emergere che la struttura in acciaio dei nuclei irrigidenti angolari era fuori posizione in alcuni punti. Ciò ha complicato la progettazione dei dettagli delle connessioni di interfaccia tra le nuove strutture e le preesistenti. Il rinforzo delle colonne in acciaio è stato ottenuto attraverso la saldatura di nuove piastre alle sezioni UC esistenti. La maggior

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parte di queste piastre irrigidenti è stata posizionata tra le ali della sezione UC, garantendo così un significativo aumento della capacità complessiva del telaio portante principale, pur mantenendo sostanzialmente invariate le dimensioni delle colonne. I nuovi telai in acciaio aggiunti per densificare il vuoto del preesistente atrio sono stati poi completati con parapetti leggeri in acciaio che conferiscono alla controfacciata interna l’aspetto di una serie di ponti di collegamento sovrapposti. Gli spazi per sale riunioni e co-working affacciano quindi su questo nuovo vuoto centrale che è reso dinamico dai nastri metallici dei parapetti e dalla radiazione solare entrante dalla nuova vetrata di copertura.

Una nuova veste architettonica per i componenti esistenti Nella rivisitazione contemporanea dell’edificio degli anni Novanta un ruolo cruciale è stato riservato al progetto delle nuove facciate. I rivestimenti dei volumi angolari sono stati smontati al fine di inserire un adeguato strato di isolamento termico ma anche di mescolare le tre diverse gradazioni di colore delle pietre calcaree di

Fig. 6 | Disegni esecutivi delle strutture in acciaio utilizzate per l’ampliamento dei piani esistenti: pianta del livello sei

Fig. 7 | Vista degli ampliamenti al piano sesto, ove si notano le colonne preesistenti a sezione circolare in calcestruzzo e le nuove strutture in acciaio (foto di Simon Kennery) COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 53

Fig 08 | Disegni esecutivi delle strutture in acciaio utilizzate per le sopra-elavazioni: pianta del livello otto.

Fig. 9 | Vista degli ampliamenti al piano ottavo, ove si notano unicamente le nuove strutture in acciaio (foto di Simon Kennery)

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Fig. 10 | Stralcio di un disegno di costruzione con la sezione verticale dell’intero edificio. In azzurro sono evidenziate le addizioni di rinforzo strutturale e di sopralevazione dei nuovi piani, mentre in grigio sono le strutture in c.a. esistenti. Si notino le colonne sui fili 4 e 8: ai piani bassi sono state rinforzate con cerchiature in cls e armature in acciaio (cfr fig. 14), mentre dal terzo al sesto piano sono state lasciate della loro sezione originale

origine francese originariamente usate, così da ottenere un nuovo effetto “pixelato” su tutti i volumi pieni. Il grande edificio per uffici è delimitato dallo spazio pubblico su tutti e quattro i lati e ciò di per sé garantisce una buona interazione del pubblico con il piano terra posto a livello stradate. Tuttavia il progetto delle nuove facciate ha cercato di favorire una vera integrazione tra gli spazi interni e lo spazio esterno, anch’esso qualificato dagli interventi degli esperi paesaggisti. Le facciate esistenti al piano terra erano arretrate di 4,7 m a nord e a sud e di 2 m a est e ovest. La nuova proposta invece ri-allinea le vetrate a livello strada con i volumi angolari mentre ai piani superiori le facciate si trasformano in enormi schermi aggettanti sullo spazio

urbano. Questi grandi schermi sono tecnicamente progettati come un sistema a doppia pelle ove il layer più esterno svolge la funzione di strato resistente al vento e di deviazione dei relativi carichi sulle sottostrutture, mentre il layer vetrato più interno fornisce la tenuta all’aria e le adeguate prestazioni termiche e acustiche. Gli schermi di facciata sono disegnati come un macro-modulo che racchiude una serie di nove o dodici pannelli secondari, a seconda della posizione e dell’orientamento urbano. I singoli panelli secondari sono generalmente larghi 3 m e alti 1,5 m. Esistono poi panelli speciali che vengono allineati al bordo inferiore e superiore di ogni macro-schermo configurato dall’insieme dei panelli più piccoli. La fila inferiore è conformata in modo da nascondere i condotti COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 55

Fig. 11 | Disegni di dettaglio dei rinforzi strutturali di interfaccia tra le strutture esistenti e il nuovo telaio in acciaio, in corrispondenza del nuovo atrio vetrato

dell’aria di mandata, posti a livello del primo piano, mentre quelli del bordo superiore fungono anche da parapetto degli uffici posti a livello del quinto piano. Ogni insieme di pannelli costituenti il macro-schermo ha poi una sua sottostruttura, allineata e ben collegata al telaio portante primario dell’edificio, sia in orizzontale che in verticale. Il tema dello macro-schermo è infine leggermente rivisitato in corrispondenza dell’ingresso principale dell’edificio in quanto la sua cornice viene orientata in modo da consentire la migliori

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visione da dentro a fuori da parte dei futuri utilizzatori di queste nuove e gigantesche finestre sulla città di Londra.

Quale innovazione nell’era dell’economia circolare?

A livello globale e locale, il comparto delle costruzioni sta adottando misure per mitigare gli effetti dannosi sull’ambiente, sia in fasi di produzione dei materiali che in quelle relative alla vita utile degli edifici. In particolare, il Regno Unito ha stabilito la sua ambizione nel Climate Change Act già nel 2008, per ridurre le emissioni di gas serra dell'80% rispetto ai livelli del 1990 entro

Fig. 12 | All’interno del nuovo atrio, i profili in acciaio verniciati di nero sono lasciati a vista, conferendo carattere al nuovo ingresso vetrato e alle ampie aree di lavoro (foto di Simon Kennery)

il 2050. La Low Carbon Routemap for the UK Built Environment, prodotta nel 2013 a seguito di una ricerca del Green Construction Board (GCB) in collaborazione con Arup e con l’organizzazione WRAP - Working together for a world without waste, indicava la necessità di ridurre del 31% le emissioni di gas serra operative e incorporate entro in 2017. Tale trend non risulta ad oggi ancora rispettato, ma nella gestione dell’ambiente costruito il Regno Unito si prefigge comunque di rispettare l’obiettivo del 2050, anno in cui si dovrebbe ottenere una riduzione dell'80% delle emissioni di gas serra rispetto ai livelli del 1990, secondo quanto previsto appunto dal Climate Change Act. Questo impegno è stato ribadito a livello nazionale dal Regno Unito attraverso la ratifica dell'accordo sul clima di Parigi del 2015. A fronte di questi lodevoli buoni propositi, anche se gli studiosi affermano che questa inversione di tendenza delle emissioni responsabili del surriscaldamento globale è ancora tecnicamente possibile, appare evidente che la sfida è più che mai aperta a tutti i livelli di operatività, inclusi quelli delle costruzioni. Le sfide maggiori riguardano il ripensamento delle strategie di

riscaldamento degli ambienti domestici e non domestici, non solo isolando meglio gli edifici, ma ovviamente passando a nuove e più sostenibili fonti combustibili. Secondo le proiezioni dello studio del GCB, isolando il 95% delle case e il 70% degli edifici non residenziali con vetri ad alta efficienza, si riporterebbe il patrimonio costruito entro il trend di riduzione delle emissioni atteso per il 2050. Tuttavia, al momento, dobbiamo ammettere che il ritmo delle ristrutturazioni dovrebbe radicalmente aumentare per raggiungere tale scopo. La rapida riqualificazione degli edifici non efficienti, piuttosto che la loro demolizione e ricostruzione, appare dunque come una strategia efficace per aumentare la velocità dell’efficientamento dell’ambiente costruito e, conseguentemente una drastica riduzione dei suoi impatti in ambiente. Un altro cambio di passo nelle costruzioni di oggi potrà avvenire solo quando le industrie inizieranno a produrre i prodotti edilizi in modo meno impattante e anche quando le innovazioni tecniche contribuiranno davvero alla chiusura virtuosa dei cicli di vita di materiali per l’architettura, che dovranno comunque sempre evitare di finire in discarica. Su questo fronte, le innovazioni COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 57

Fig. 13 | Dettaglio dei rinforzi strutturali in profili di acciaio di interfaccia tra le colonne preesistenti e il nuovi telai in acciaio utlizzati per i nuovi volumi vetrati angolari, dal terzo al quinto piano

tecniche subito spendibili non riguardano certo lo sviluppo di nuovi materiali secondo i principi dell’economia circolare. Per un’opera architettonica come quella di Triton Square che deve essere realizzata in tempi brevi e con un altrettanto breve e ben definito ritorno di investimento, le innovazioni applicabili alla scala del materiale sono state orientate da analisi preliminari condotte sull’intero ciclo di vita. Per esempio sono stati privilegiati i rinforzi strutturali in acciaio e in tecnologie a secco piuttosto che tecniche umide; laddove opere cementizie erano inevitabili,

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si è optato per una riduzione degli impatti di oltre il 40% mediante la scelta di integrare materiali riciclati come le scorie di altoforno al 70% del granulato del nuovo cls, oppure anche il riuso tal quale di scarti di demolizione pre-triturati in cantieri limitrofi da integrare ai sottofondi delle nuove terrazze. Altre significative innovazioni sono state introdotte nella progettazione dei sistemi di riscaldamento, raffrescamento, di illuminazione e di approvvigionamento dell’acqua. I progettisti specialisti hanno lavorato - in modo sinergico e

Fig. 14 | Dettaglio delle cerchiature in acciaio e cls delle colonne preesistenti, adottato solo per le colonne interne maggiormante sogette ai carichi

supportati da dati analitici sui consumi previsti - alla scelta di soluzioni tecnico-costruttive e impiantistiche in grado di far ottenere all’edificio lungo la sua vita di servizio il massimo delle riduzioni possibili, tramite un vasto numero di piccoli e apparentemente marginali guadagni che, sommati alla fine e proiettati nell’arco della vita utile dell’edificio, fanno però la differenza. Inoltre, gli impatti evitati dal non-conferimento in discarica di gran parte delle sottostrutture metalliche e delle vetrazioni preesistenti, rappresenta un caso innovativo di applicazione della circolarità economica, se si pensa alle importanti dimensioni dei materiali da costruzione trattati e ri-manifatturati durante il cantiere. In conclusione, l’architettura per uffici rinnovata e ampliata a Triton Square a Londra è stata riprogettata e ricostruita dall’interno e dall’esterno evitando il 100% del conferimento di discarica dei materiali scartati, adeguando gli spazi architettonici per rispondere ai più alti livelli di funzionalità e comfort degli spazi per uffici.

Il nuovo edificio è un risultato che convince che questi principi di sostenibilità - radicale ma conveniente - possano davvero essere praticati, a vantaggio degli operatori pubblici, privati e delle comunità locali, e che il tempo giusto per un più vasto adeguamento dell’ambiente costruito è ora.

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Fig. 15 | Disegno della carpenteria metallica di uno dei quattro nuovi volumi angolari. Il disegno

riporta le codifiche dei dettagli sucessivi

Ringraziamenti Per tutte le informazioni fornite e per i disegni di insieme e di dettaglio si ringrazia l’ingegner Nick Jackson Direttore dell’area Architettura presso lo studio Arup di Londra. Per i materiali forniti inerenti le strutture in acciaio e le facciate, si ringrazia l’ingegnere e architetto Matteo Lazzarotto dello studio Arup, sede di Londra. Le immagini delle figure 1,5,7,9,12, 18 e 19 sono state gentilmente concesse dal fotografo Simon Kennedy.

Riferimenti bibliografici DABC (2023), Remanufacturing for AEC; Rete per il Remanufacturing nel settore edilizio, in: https://www.remanufacturingforaec.polimi. it/ (ultimo accesso luglio 2023). Green Construction Board (2013), Low Carbon Routemap for the UK Built Environmet, report di ricerca disponibile online: chromeextension://efaidnbmnnnibpcajpcglclefindmkaj/https://scbrims. files.wordpress.com/2013/10/routemap-final-report-05032013.pdf Jackson Nick (2022), 1 Triton Square: How can existing buildings combact climate change? in: Arup Website, https://www.arup. com/projects/1-triton-square (ultimo accesso luglio 2023). Talamo, C.; Lavagna, M.; Monticelli, C.; Zanelli, A.; Campioli, A. (2021), Remanufacturing: strategie per valorizzare l’estensione della vita dei prodotti edilizi a breve ciclo d’uso, in: TECHNE vol. 22, pp. 71-78, https://oaj.fupress.net/index.php/techne/article/

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Fig. 16 | Le principali tipologie di rinforzi strutturali in profili laminati a caldo saldati sulle sezioni preesistenti; disegno in pianta, scala 1 a 10

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Fig 17 | Dettagli dei rinforzi strutturali in acciaio delle principali tipologie di colonne, vista fontale con indicazione dei nuovi interventi in azzurro COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 61

Fig 19 | Vista della scala in acciaio interna a una delle torri angolari (foto di Simon Kennedy)

Fig 18 | Scorzio sull’angolo della piazza ove i volumi opachi rivestiti di lastre di pietra riutilizzate dal vecchio edificio emergono come elementi architettonici ordinatori dello spazio urbano circostante. (foto di Simon Kennedy)

Fig. 20 | La circolarità delle trasformazioni subite dalle vetrate esistenti per diventare nuovi componenti di facciata dalle prestazioni adeguate agli standard correnti

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Fig 21 | Spaccato assonometrico delle facciate vetrate ri-progettate e riproposte nella forma architettonica rinnovata

Fig. 22 | Le vetrazioni in fase di smontaggio

Fig 23 | Le nuove unità di facciata pronte per l’installazione COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 63

Fig. 24 | Scorcio della nuova facciata principale in acciaio, alluminio e vetro

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Credits Presentazione del progetto:

gennaio 2017

Approvazione dopo la consultazione pubblica:

settembre 2018

Cantiere: 2019-2020 Inaugurazione: giugno 2021 Localizzazione:

Triton Square n. 1, London

Committente:

British Land Property Management Limited, London

Ente pubblico autorizzatore:

UK Planning, London

Ente autorizzatore per le demolizioni:

Camden Building Control and Environmental Offices

Project management: M3 Consulting Progetto generale dell’edificio di Triton Square 1:

ARUP Associates, London

Progetto delle residenze economiche all’angolo del lotto sul sedime dell’ex-chiesa di S. Anna

Matthew Lloyd Architects LLP, London

Progetto del paesaggio: Andy Sturgeon Landscape and Garden 5th Studio Landscape Architect Pianificiazione generale dell’area di intervento:

DP9

Progetto della costruzione e del cantiere:

Lendlease

Consulenti per la sostenibilità: Arup (Transport, Energy, Sustainability and Environment) Eight Associates (sostenibilità generale) Thornton Reynolds (sostenibilità energetica) Thomson Ecology (Arboricoltura) Comunicazione e interazione con i cittadini:

GIA; HardHat; Tavernor

Consulente per il patrimonio storico:

Kevin Murphy KMHeritage

Analisi soco-economiche: Quod

Alessandra Zanelli Architetto, PhD in Tecnologia dell’architettura e dell’ambiente, professore ordinario di Tecnologia dell’architettura presso il Dipartimento Architettura, Ingegneria delle Costruzioni e Ambiente Costruito del Politecnico di Milano. Coordina il laboratorio interdipartimentale di ricerca TextilesHUB, finalizzato allo studio del comportamento meccanico di materiali tessili, compositi e polimeri e al loro impiego innovativo in architettura. Nello stesso Ateneo insegna Sustainable Design and Construction Studio ed è titolare di un corso in Design of Ultra-Lightweight Building Systems dedicato alla sperimentazione di materiali ultraleggeri e con comportamento membranale. COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 65

REALIZZAZIONI

Progetto di adeguamento strutturale dell’ospedale di Esine (BS) SEISMIC RETROFITTING OF HOSPITAL BUILDINGS: ESINE (BS) HOSPITAL CASE STUDY Ing. Agostino Mauri1, Prof. Fausto Minelli2 PhD, Ing. Nico Di Stefano3 PhD, Ing. Enrico Faccin3 PhD, Ing. Marco Bottazzi4, Ing. Ada Zirpoli5* PhD 1 Studio M+ Associati – Seregno (MB) 2 Professore Ordinario di Tecnica delle Costruzioni - Dipartimento di Ingegneria Civile - Università di Brescia 3 Dipartimento di Ingegneria Civile - Università di Brescia 4 Servizio Tecnico Patrimoniale - ASST Valcamonica 5 Technical Manager – Harpaceas s.r.l. Nel presente articolo vengono descritte le analisi relative alla progettazione dell’intervento di adeguamento sismico dell'ospedale di Esine (BS). L'ospedale è costituito da 7 corpi di fabbrica distinti edificati a partire dal 1980. Ogni struttura è realizzata con la tipologia costruttiva denominata “Metodo Oxford”. Questa si basa sulla realizzazione di moduli standard a maglia quadrata, con elementi prefabbricati in acciaio (colonne e travi reticolari). La modellazione agli elementi finiti, implementata tramite il software MIDAS GEN, ha consentito di valutare il comportamento globale degli edifici. Sono state eseguite sia analisi dinamiche lineari sia statiche non lineari. Le prime hanno permesso di individuare le principali criticità. Successivamente, la risposta non lineare della struttura è stata studiata mediante analisi pushover. La tipologia strutturale ha richiesto una modellazione dettagliata, in particolare delle condizioni di vincolo e della capacità dei collegamenti delle travi reticolari. I risultati, ottenuti con un livello di approssimazione crescente, hanno consentito di ottimizzare l'intervento di adeguamento strutturale, contenendo i costi e le possibili interruzioni del servizio ospedaliero.

Fig. 1 | Vista aerea dell’intero complesso ospedaliero

*Corresponding author. Email: [email protected]

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The analyses conducted to design the seismic strengthening of the Hospital of Esine (BS) are described in this paper. The hospital consists of 7 separate buildings erected starting from the 1980s. Each structure is characterized by the same typology called the "Oxford Method". This is based on constructing standard modules using a square mesh, with prefabricated steel elements (columns and truss beams). The finite element modelling, implemented through the MIDAS GEN Software, allowed evaluating the global behaviour of the buildings. Both linear dynamic and nonlinear static analyses were performed. The main criticisms were determined from the first set of analyses. Secondly, the nonlinear response of the structure was studied through pushover analysis. The particular structural typology required detailed modelling, specifically of the constraint conditions and the capacities of the connections of the truss beams. The results, obtained with an increasing level of approximation, allowed the optimization of the structural retrofitting, limiting its cost and possible hospital service disruption.

1. Introduzione Nel presente articolo viene illustrato il progetto di adeguamento sismico dei blocchi di degenza e piastra presso l’Ospedale di Esine (BS). L’incarico è stato commissionato dall’ASST della Valcamonica e svolto dallo Studio M+ Associati di Seregno in collaborazione con il Dipartimento DICATAM dell’Università degli Studi di Brescia. Si tratta di 7 distinti corpi di fabbrica edificati a partire dagli anni ’80 del secolo scorso e che, ancorché in continuità l’uno all’altro, risultano strutturalmente indipendenti fra loro e separati da semplici giunti termici (figura 1). In ogni caso i vari corpi sono accomunati da un’unica tipologia costruttiva denominata “Metodo Oxford”, derivato dall’esperienza inglese nella realizzazione di edifici ospedalieri standardizzati, che si basa sulla costruzione di moduli standard secondo una maglia quadrata lato 3,3 x 3,3 m, con elementi prefabbricati già predisposti per essere connessi ad altri moduli. Il metodo utilizza sempre l’elemento solaio quadrato composto da lastre nervate in c.a.o. (con altezza variabile tra 18 e 25 cm) e travi reticolari in acciaio disposte nelle due direzioni principali, aventi lunghezza 6,6 m o 9,9 m (2 o 3 moduli rispettivamente). In tal modo il sistema riesce ad ottimizzare il numero delle colonne portanti (anch’esse in acciaio) e realizzare quindi spazi liberi con area maggiore, generalmente pari a 6,6 x 6,6 m. Le facciate esterne sono realizzate parte con elementi prefabbricati pesanti in c.a.o. (appesi alle sottostanti strutture metalliche) e parte in pannelli coibentati metallici leggeri. Le figure 2-4 illustrano quanto appena descritto. Il blocco Degenza, costituito dai corpi A, B e C (figura 5), si sviluppa su 3 piani fuori terra con copertura piana, di dimensioni massime 210 x 43 m. I piani superiori coprono una superficie inferiore (125 x 43 m il piano primo e 100 x 43 m il piano secondo). La superficie totale della zona degenza è di circa 15.000 m2, il volume di circa 59.000 m3. La zona Degenza è connessa alla zona Piastra attraverso 4 vani scala/ascensore realizzati in c.a. gettato in opera. Il blocco Piastra, costituito dai corpi D, E, F ed I, si sviluppa su 2 piani fuori terra. Il piano terra ha una superficie di circa 9.000 m2, e il piano primo di circa 8000 m2. Sulla copertura sono presenti alcuni vani tecnici in struttura leggera per circa 1000 m2 di superficie. La superficie totale della zona piastra è di circa 25.000 m2 circa, il volume di circa 86.000 m3. Entrambi i blocchi hanno piani interrati più o meno estesi sotto le parti fuori terra. Le fondazioni di entrambe le zone sono a plinti isolati per i pilastri e continue per i setti ed i muri in c.a. perimetrali.

2. Il modello strutturale La modellazione strutturale è stata implementata attraverso l’utilizzo del software ad elementi finiti MIDAS GEN, distribuito per il nord-ovest Italia e la Sardegna da Harpaceas s.r.l., utilizzando analisi dinamiche lineari con spettro di risposta ed analisi statiche non lineari tipo Pushover. La geometria dei vari corpi di fabbrica, le caratteristiche meccaniche e le condizioni di vincolo degli elementi strutturali sono stati desunti dai progetti di fabbrica originari e da una precedente valutazione di vulnerabilità sismica del plesso ospedaliero (redatta

da Studio Gap Progetti srl) messici a disposizione dall’ing. Marco Bottazzi dell’Ufficio tecnico interno. Sulla scorta di tale documentazione sono stati poi effettuati numerosi rilievi di approfondimento in situ alfine della costruzione di modelli numerici il più possibile fedeli al reale comportamento strutturale. Queste fasi di lavoro, come descritte in seguito, sono state svolte in collaborazione con gli ingegneri Nico Di Stefano ed Enrico Faccin dell’Università di Brescia, coordinati dal Prof. Ing. Fausto Minelli. È stato generato un modello strutturale per ciascuno dei sette corpi di fabbrica. In ogni modello, tutti i pilastri in acciaio sono stati modellati come elementi “beam” così come i setti dei vani scala in c.a. Per il solo modello della “piastra F-I” i setti, data la numerosità e la loro posizione nel piano, sono stati modellati come elementi bidimensionali tipo “wall”. Data la conformazione, la ridotta rigidezza nel piano e la notevole estensione degli impalcati, si è considerato che le azioni sismiche trasmesse nei solai non siano in grado di giungere per intero ai setti in c.a. dei corpi scala/ascensore; per tale ragione questi ultimi non vengono considerati elementi sismo resistenti e saranno pertanto da disgiungere rispetto agli impalcati di piano in sede di progetto esecutivo. Come già espresso, tali assunzioni sono valide per tutti i corpi di fabbrica ad eccezione della “piastra F-I”. La rigidezza dei setti dei corpi scala/ascensore è stata considerata trascurabile solo nei casi di analisi sismica. L’asse dei setti è stato posizionato in corrispondenza del baricentro e i loro nodi sono stati collegati alle travi reticolari di piano (e quindi agli impalcati) per mezzo di elementi fittizi infinitamente rigidi. Gli impalcati sono stati modellati come elementi “plane stress” con un’altezza di 50 mm congiungendo i 4 vertici del modulo 3,3x3,3 m. Nel solo caso della “piastra F-I”, sono stati considerati impalcati infinitamente rigidi, trattandosi in questa zona di solette piene in c.a.o. Il modello numerico, concepito con la piena collaborazione del gruppo dell'Università degli Studi di Brescia, è frutto di diverse analisi con approfondimento crescente. Nello specifico, la geometria delle reticolari (spesso con diagonali terminali non simmetriche) e i collegamenti tra reticolari e colonne hanno richiesto un'accurata modellazione. Si è quindi scelto di modellare le reticolari nella loro interezza (correnti superiori, inferiori, puntoni e diagonali) (figura 6). Inoltre, uno studio specifico ha interessato il sistema di vincolo tra gli stessi elementi strutturali e le colonne. Infatti, le travi reticolari si innestano sui pilastri in due punti: collegamento superiore e collegamento inferiore. Il collegamento superiore è formato da una mensola (che poggia direttamente su una squadretta fissata al pilastro) e da due bulloni. Il collegamento inferiore è invece garantito solo da due bulloni (figura 7). Si suppone che questo particolare collegamento fosse stato concepito per velocizzare le operazioni di posa. Inizialmente, le reticolari sono state verosimilmente appoggiate ai pilastri per mezzo della mensola superiore. Questa, quindi, dal punto di vista statico porta l'intero carico verticale. La successiva installazione dei bulloni (sia superiori che inferiori) invece garantisce il trasferimento di carichi orizzontali (originariamente dovuti al solo carico del vento). COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 67

Fig. 2 | Vista prospettica blocchi di degenza

Fig. 3 | Vista travi reticolari e impalcato di piano

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ig. 4 | Stralcio tipologico di facciata in sezione verticale (da disegno di fabbrica)

Fig. 5 | Pianta del complesso ospedaliero

Si consideri che, per facilitare la posa, i bulloni passano per fori asolati; sono quindi necessarie ampie deformazioni, prima che i bulloni risultino efficaci a taglio. Di conseguenza le reticolari sono state modellate nel modo seguente: • Correnti superiori in elementi “beam” (profili UPN o angolari accoppiati); • Correnti inferiori in elementi “beam” (angolari accoppiati); • Diagonali e montanti in elementi “truss” (angolari accoppiati, profili pieni). Il collegamento tra trave reticolare e colonna verticale avviene per mezzo di due elementi beam fittizi (aventi eccentricità di 25 cm) posti in corrispondenza del corrente superiore e inferiore, alfine di rappresentare in modo corretto la reale geometria dell’opera; il tutto come da schema di figura 8. L’utilizzo degli elementi fittizi si è rivelato molto utile in fase di analisi attraverso il comando “Boundary Change Assignment” che ha permesso di assegnare differenti condizioni in funzione dell’analisi condotta (figura 9). In particolare, con il “boundary group statico” è stato imposto che: • la rigidezza degli elementi fittizi (al corrente inferiore) delle travi reticolari sia trascurabile (valore dell’area ridotta); • la rigidezza degli elementi verticali in c.a. sia quella effettiva (calcolata in base alla geometria dell’elemento). Si noti quindi che in campo statico i setti e i pilastri contribuiscono a scaricare a terra i carichi agenti. Mentre con il “boundary group sismico” è stato imposto che: • la rigidezza degli elementi fittizi (al corrente inferiore) delle travi reticolari sia massima. L’elemento consente di trasmettere azione assiale (sia a trazione che a compressione); • la rigidezza degli elementi verticali in c.a. sia trascurabile (non incrementano le sollecitazioni con l’aumento delle forze orizzontali). Dal punto di vista dei vincoli ogni pilastro/ colonna è stato considerato incastrato alla base, in corrispondenza dell’estremità superiore dei plinti, e sono stati considerati degli svincoli flessionali/ taglianti alle estremità delle reticolari. Le proprietà meccaniche dei materiali utilizzate per gli elementi strutturali sono le seguenti: • Elementi in carpenteria metallica: acciaio S235; • Elementi in c.a. (travi, setti e impalcati): calcestruzzo C20/25; I moduli elastici degli elementi in c.a. sono stati COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 69

Fig. 6 | Schema delle travi reticolari

intermedi sono stati utilizzati i seguenti valori: G1 = 4,00 kN/m2 G2 = 2,50 kN/m2 Q1 = 2,00 kN/m2 (Cat. A, camera di degenza di ospedali) Per il solaio di copertura invece: G1 = 2,75 kN/m2 G2 = 0,50 kN/m2 Q1 = 1,20 kN/m2 (Neve) Q2 = 0,50 kN/m2 (Manutenzione) In alcune maglie del solaio di copertura, il carico G2 è stato incrementato per considerare la presenza delle Unità Trattamento Aria ed altre apparecchiature tecniche sanitarie. Sono stati inoltre previsti dei carichi relativi alle tamponature perimetrali (beam load) differenziati per la presenza di pannellature prefabbricate pesanti (2,00 kN/m2) e altre leggere con pannelli coibentati in lamiera grecata (0,50 kN/m2). L’azione sismica è stata definita utilizzando gli spettri di risposta (figura 11) considerando una vita nominale di 50 anni e una classe d’uso IV. Gli spettri sono stati valutati per il comune di Esine considerando un terreno tipo B e un coefficiente topografico T1. Le combinazioni sono state definite in accordo con i criteri stabiliti dalle NTC 2018. Fig. 7 | Particolare del collegamento nelle travi reticolari

2.2 Analisi e Risultati

ridotti del 50% rispetto al valore di calcolo per considerare la fessurazione, in accordo alle NTC 2018 §7.2.6.

2.2.1 Analisi lineari Le analisi modali con spettro di risposta hanno evidenziato alcune criticità. In particolare, i nuclei dei vani scala/ascensore si sono rivelati inadatti come sistemi sismo-resistenti. Per tale ragione sono stati considerati indipendenti e non partecipi se non per le azioni gravitazionali, come già evidenziato nelle precedenti note. Inoltre, le analisi hanno evidenziato che i giunti esistenti presenti tra i vari corpi, a suo tempo costruiti solo per variazioni termiche, non risultano sufficienti in ampiezza con la possibilità d’insorgenza di dannosi fenomeni di martellamento, enfatizzata dalle eccessive componenti torsionali di alcuni blocchi.

In figura 10 si riportano alcune viste assonometriche dei vari corpi costituenti l’intero complesso. 2.1 Carichi, condizioni di carico e combinazioni I carichi agenti sulle strutture sono stati inseriti nel modello come “floor load” tenendoli distinti in funzione della destinazione d’uso (degenze, scale, copertura, etc.). Nello specifico, per il solaio del piano terra e per il solaio dei piani

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Fig. 8 | Modello delle travi reticolari

Fig. 9 | Comandi per l’assegnazione dei Boundary Group nei diversi casi di carico COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 71

Fig. 10 | Modelli dei vari corpi di fabbrica

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Fig. 11 | Spettri di risposta

Tuttavia, le analisi si sono rivelate utili anche per le valutazioni di deformabilità non solo allo SLD ma anche allo SLO che risultano soddisfare i criteri di normativa nel contesto di funzionamento della struttura quale un ospedale. A titolo esemplificativo in figura 12 si riportano le principali forme modali di alcuni corpi di fabbrica. Verifiche di deformabilità In figura 12 bis si riportano alcuni risultati delle analisi del drift di interpiano. Inoltre, le verifiche condotte in accordo alla normativa relativamente ai meccanismi duttili/fragili hanno evidenziato problemi diffusi e che sono stati risolti nella fase di progetto esecutivo. Le verifiche sono state condotte ipotizzando un livello di conoscenza LC2 a cui corrisponde un fattore di confidenza FC=1,20. Come si evince dalle mappe seguenti i problemi più significativi sono da associare alle componenti assiali e flessionali, mentre le risorse taglianti risultano sufficienti. Nelle figure 13-18 si riportano a titolo indicativo le mappe con i tassi di sfruttamento relative ai corpi A, B, C, D ed E. 2.2.2 Analisi non lineari Alla luce dei risultati ottenuti (dalle analisi dinamiche lineari) si è

reso necessario svolgere delle analisi più sofisticate. in particolare, si è ricorso all’analisi statica non lineare Pushover che ha permesso di effettuare valutazioni più accurate sul comportamento sismico delle strutture, tenendo conto delle risorse di duttilità degli elementi metallici evidenziandone l’idoneità a resistere al sisma. Midas Gen offre una vasta gamma di funzionalità per l'analisi Pushover. Il software consente di creare modelli strutturali 3D caratterizzati da diversi materiali (c.a., muratura e acciaio), tipologie di elementi (beam, wall e truss) a cui è possibile assegnare cerniere plastiche concentrate e tipologie di vincoli/svincoli (completi, parziali, elastici), per poi eseguire un'analisi statica non lineare. Una delle feature più importanti di Midas Gen per l'analisi pushover è la possibilità di accoppiare la non linearità geometrica a quella di materiale, aspetto che può essere particolarmente impattante su strutture in acciaio. In alternativa, per chi lavora con la versione Base, è possibile tenere in considerazione gli effetti P-Delta. In Midas Gen è consentito lo svolgimento di analisi statiche non lineari anche in assenza di impalcati rigidi; semplici strumenti di grafica permettono poi all’Utente di selezionare in modo facile e veloce il punto di controllo per la costruzione della relativa curva di capacità. Inoltre, la totale apertura delle opzioni del solutore consente agli Utenti più esperti di pilotare gli algoritmi COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 73

Fig. 12 | Alcuni modi di vibrare

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CORPO A: DRIFT PIANO - SLD



CORPO A: DRIFT PIANO - SLO COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 75



CORPO B: DRIFT PIANO - SLD

CORPO B: DRIFT PIANO - SLO Fig. 12 bis | Verifica dei drift

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Fig. 13 | Corpi A, B e C - Mappa con elementi non verificati

Fig. 14 | Corpi A, B e C - Mappa tassi sfruttamento azione assiale N COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 77

Fig. 15 | Corpi A, B e C - Mappa tassi sfruttamento azione flettente My

Fig. 16 | Corpi A, B e C - Mappa tassi sfruttamento azione flettente Mz

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Fig. 17 | Corpi A, B e C - Mappa tassi sfruttamento azione tagliante Vy

Fig. 18 | Corpi A, B e C - Mappa tassi sfruttamento azione tagliante Vz COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 79

Fig. 19 | Caricamento dir X proporzionale taglianti di piano (gruppo 1c) in cui si evidenzia la crisi per flessione di alcune reticolari

Fig. 20 | Caricamento dir Y proporzionale taglianti di piano (gruppo 1c) in cui si evidenzia la crisi per flessione di alcune colonne

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Fig. 21 | Curve di Pushover

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non lineari in modo da raggiungere la convergenza anche in presenza di collasso incipiente, permettendo così ai Progettisti di esplorare l’intera curva di Pushover ed esaminare la sequenza di plasticizzazioni fino ad uno stadio avanzato di danneggiamento. Infine, Midas Gen offre una vasta gamma di strumenti di consultazione dei risultati, tra cui grafici di curve Pushover, mappe di spostamento e dello stato delle cerniere. Questi strumenti di visualizzazione consentono agli Utilizzatori di valutare rapidamente la capacità sismica della struttura e di identificare eventuali problemi di resistenza e/o rigidezza. Sono state definite differenti cerniere plastiche in funzione dell’elemento strutturale via via considerato. In particolare, per le strutture in acciaio sono state considerate le seguenti cerniere: - “Travi” agenti per le azioni di taglio (Fz), azione assiale (Fx) e momento flettente (My); - “Bielle” agenti solo per l’azione assiale (Fx); - “Pilastri” agenti per l’azione assiale (Fx), le azioni di taglio (Fz e Fy) e momenti flettenti (My e Mz); Solamente ai “Pilastri” è stata assegnata l’interazione “P-M” (interazione tra azione assiale e momento resistente). Particolare attenzione è stata posta anche nella definizione delle cerniere per gli elementi metallici. In particolare, nelle diverse tipologie di colonne metalliche, il valore di resistenza per le azioni flessionali (sia in Mz che in My) è stato ridotto alla base (rispetto al momento resistente proprio della colonna in acciaio) per tenere conto della resistenza inferiore del collegamento tra la piastra di base e il profilo della colonna. Attraverso un’analisi FEM di dettaglio si è potuto accertare che la resistenza a taglio della connessione è invece governata dalla resistenza a taglio della colonna (i tirafondi a taglio e taglio/ trazione sono sovraresistenti). Pertanto, le cerniere a taglio (e anche ad azione assiale) sono state lasciate di default (resistenza del profilo metallico). Nelle figure 19-20 viene data evidenza dei principali caricamenti e curve di capacità. Le analisi Pushover hanno permesso di valutare gli indici 𝜁𝐸 per i vari corpi e per i diversi stati limite evidenziando che – al di là di alcuni elementi localizzati - gran parte dei corpi di fabbrica presentano livelli adeguati di resistenza all’azione sismica. Si riportano nel seguito alcuni diagrammi delle curve di capacità derivati dalle analisi Pushover (figura 21).

3. Studio degli interventi di adeguamento sismico A partire dai risultati ottenuti dalle analisi Pushover e dinamiche lineari con spettro di risposta e in relazione alle criticità emerse si sono studiate differenti metodologie di rinforzo atte al raggiungimento dell’adeguamento sismico. Allo stato attuale gli interventi sono in fase di precisa definizione e saranno sviluppati in dettaglio durante la fase esecutiva del progetto. Gli obiettivi che sono stati prefissi, in accordo con la Committenza, sono elencati nei paragrafi seguenti. 3.1 Strategia di intervento Tra le varie proposte di intervento predisposte in fase preliminare

dai progettisti - tutte tese al raggiungimento dell’adeguamento sismico globale - la Committenza per tramite dell’ing. Marco Bottazzi ha espressamente richiesto di dare preferenza a soluzioni minimamente impattanti con le attività sanitarie in esercizio presso l’ospedale. A tal fine gli approfondimenti d’analisi effettuati con impiego del metodo Pushover implementato nel software Midas Gen hanno permesso di ottenere ottimi risultati spingendo la resistenza degli elementi strutturali in acciaio oltre il limite elastico e sfruttando le risorse deformative del materiale in campo plastico. In definitiva la strategia di intervento concordata e pienamente accettata dalla Committente è stata quella di evitare il più possibile la costruzione di pareti sismo-resistenti, piuttosto invasive all’interno del plesso, demandando il contenimento delle azioni sismiche principalmente alle colonne in acciaio esistenti. Per raggiungere tale obiettivo sarà però necessario svincolare opportunamente le connessioni tra gli impalcati ed i nuclei scala/ ascensori esistenti, operazione questa decisamente più snella e di minor impatto rispetto alla precedente. Naturalmente la strategia adottata impone il controllo degli effetti deformativi sull’intera struttura con particolare riferimento all’interfaccia tra i vari corpi di fabbrica lungo le linee di giunto termico ed alla verifica di compatibilità con le strutture secondarie portate. 3.2 Eliminazione dei possibili fenomeni di martellamento tra i vari corpi Tale operazione verrà condotta attraverso l’ampliamento dei giunti termici esistenti coadiuvata dall’inserimento di S.T.U. (Shock Transmitter Unit) al fine di uniformare gli spostamenti tra i corpi collegati. A tale intervento si aggiungeranno i rinforzi locali per la messa in opera di tali dispositivi oltre alla creazione di collegamenti trasversali in corrispondenza dei giunti esistenti (figura 22). 3.3 Vani scala/ascensori indipendenti dalle strutture adiacenti Al fine di garantire le ipotesi iniziali relativamente al comportamento dei vani scala/ascensori quali elementi soggetti ai soli carichi verticali, è necessario prevedere la separazione di tali elementi dal nuovo riassetto degli edifici. Tale operazione verrà condotta attraverso la realizzazione di nuovi giunti attraverso la creazione di selle di appoggio per le travature reticolari afferenti tali da garantire tramite fori asolati e connettori a taglio gli spostamenti necessari. Gli interventi evidenziati in precedenza interesseranno le degenze A+B+C e la piastra D+E. Per quanto attiene la piastra F+I gli interventi riguarderanno sostanzialmente alcuni setti dei vani scala/ascensori in c.a.o. che dovranno essere rinforzati disponendo armature aggiuntive e maggiorazione delle sezioni resistenti.

4. Conclusioni Nel presente articolo sono stati riportati gli studi sin qui condotti presso il Presidio Ospedaliero di Esine e finalizzati alla progettazione degli interventi di adeguamento sismico dei blocchi di Degenza e Piastra. Tali studi hanno permesso di valutare nel dettaglio il comportamento COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 83

Fig. 22 | Shock Transfer Unit

dei vari corpi di fabbrica - presi sia singolarmente che nel loro insieme - per effetto delle azioni statiche e sismiche di progetto, coerentemente con i dettami previsti dalla norma NTC 2018. La modellazione ad elementi finiti, implementata attraverso il Software MIDAS GEN, ha consentito di valutare il comportamento globale degli edifici. Attraverso l’impiego dell’analisi statica non lineare di tipo Pushover è stato possibile tener in conto delle risorse plastiche offerte dagli elementi strutturali in carpenteria metallica evidenziando poi tutte le parti soggette a maggiore plasticizzazione. Le analisi modali con spettro di risposta, condotte in parallelo alla prima, hanno permesso di svolgere valutazioni sul comportamento dinamico e valutare la capacità deformativa dei vari corpi ed inoltre di evidenziare le criticità puntuali dei vari elementi strutturali. Nella modellazione globale è stato inoltre possibile tener in conto

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anche del comportamento dei dispositivi di tipo shock transmitter utili per la loro calibrazione e per la definizione della strategia di progetto risultata vincente. Tutti i risultati ottenuti hanno permesso di progettare il sistema di rinforzo e di adeguamento sismico, oltre agli interventi di svincolo alle azioni orizzontali dei nuclei scala/ascensore dagli impalcati di piano.

5. Ringraziamenti Si ringraziano di cuore: - l’Ing. Paolo Sattamino e l’ing. Lorenzo Ravanelli per il supporto tecnico fornito con la Società HARPACEAS s.r.l. nello svolgimento delle analisi strutturali con software specialistici; - l’ing. Mario Camagni e l’ing. Alessandro Longoni che hanno collaborato agli studi ed alla redazione del progetto.

AGOSTINO MAURI Iscritto all'Ordine degli Ingegneri della Provincia di Como, Socio Titolare dello studio M+Associati di Seregno (MB); esperienza professionale di oltre 30 anni nel campo dei servizi di ingegneria e architettura relativamente a opere di nuova costruzione e di riqualificazione dell’esistente. Tra i principali incarichi professionali vi sono numerosi progetti di miglioramento ed adeguamento sismico di opere pubbliche quali presidi ospedalieri e complessi scolastici.

FAUSTO MINELLI Professore Ordinario presso il Dipartimento di Ingegneria Civile, Architettura, Territorio, Ambiente e di Matematica – DICATAM, dell'Università degli Studi di Brescia. I temi di ricerca del Prof. Fausto Minelli concernono principalmente le strutture in calcestruzzo, in calcestruzzo armato, in calcestruzzo ad alte prestazioni, in calcestruzzo fibrorinforzato, la modellazione non-lineare di tali strutture e il rinforzo e la riabilitazione strutturale di edifici e ponti esistenti. I principali filoni di ricerca sono i seguenti: dtudio del comportamento di strutture da ponte, con particolare riferimento ad elementi precompressi e selle gerber; caratterizzazione meccanica dei materiali cementizi fibrorinforzati e ad alte prestazioni; comportamento a taglio di travi prive di armatura trasversale convenzionale; la fessurazione e la deformabilità delle strutture in calcestruzzo armato con in calcestruzzi innovativi; applicazioni strutturali del calcestruzzo fibrorinforzato; rinforzo di strutture esistenti in muratura ed in c.a., con particolare attenzione a travi da ponte in c.a. con cavi esterni.

NICO DI STEFANO L’ing. Nico Di Stefano, PhD, è attualmente assegnista di ricerca presso il Dipartimento di Ingegneria Civile, Architettura, Territorio, Ambiente e di Matematica – DICATAM, dell'Università degli Studi di Brescia. Il tema principale di ricerca, sviluppato anche nel corso del dottorato oltre che le molteplici borse post lauream e assegni, riguarda la valutazione di ponti esistenti con particolare riferimento alla corrosione delle armature e ad elementi critici quali selle gerber. Inoltre, nel corso del proprio percorso formativo all'interno dell'Univer sità, ha partecipato a svariati gruppi di lavoro e consulenze che hanno riguardato la vulnerabilità statica e sismica di strutture complesse quali, per esempio, ponti, ospedali, scuole, case di cura e autogrill a ponte.

ENRICO FACCIN L’ing. Enrico Faccin, PhD, è attualmente assegnista di ricerca presso il Dipartimento di Ingegneria Civile, Architettura, Territorio, Ambiente e di Matematica – DICATAM, dell'Università degli Studi di Brescia. Il tema principale di ricerca riguarda lo studio sperimentale, numerico ed analitico della resistenza a punzonamento di solette in calcestruzzo armato sia classico sia fibrorinforzato (SFRC). Durante il suo percorso di studio si è altresì occupato della valutazione di ponti esistenti. Particolare attenzione è stata inoltre rivolta alla valutazione della vulnerabilità statica e sismica di strutture particolarmente complesse quali ospedali, scuole, case di cura e autogrill a ponte.

MARCO BOTTAZZI L’ing. Marco Bottazzi è attualmente collaboratore tecnico presso il Servizio di Gestione Tecnico Patrimoniale dell’ASST di Vallecamonica e si occupa della gestione relativa alla programmazione, progettazione, affidamento ed esecuzione di appalti pubblici, in particolare relativamente ai progetti finanziati dal PNRR e dal PNC. Nell’ambito della propria precedente attività lavorativa è stato Project Manager nel settore privato per la realizzazione di numerose opere chiavi in mano realizzate da impresa General Contractor.

ADALGISA ZIRPOLI Ingegnere Civile Geotecnico e Ph.D. in Ingegneria Strutturale, Sismica e Geotecnica, dopo un periodo di ricerca e docenza presso il Politecnico di Milano ha lavorato come progettista geotecnico presso Rocksoil S.p.A; nel 2009 è entrata a far parte della famiglia Harpaceas con il ruolo di tecnico di supporto per i programmi di calcolo strutturale e geotecnico; dal 2014 al 2019 ha ricoperto il ruolo di Coordinatore del Team di Supporto Tecnico; dalla metà del 2019 prosegue la sua attività in Harpaceas come Direttore Tecnico della Divisione di Calcolo Strutturale e Geotecnico. Dal 1° gennaio 2022 è Responsabile dello sviluppo del software Paratie Plus e del solutore Xfinest. COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 85

REALIZZAZIONI

Ricostruzione del ponte ferroviario sul fiume Vistola a Cracovia RECONSTRUCTION OF THE RAILWAY BRIDGE OVER VISTULA RIVER IN KRAKOW Radoslaw Sęk1, Boguslaw Pilujski2, Dariusz Sobala2, Wojciech Lorenc3, Maciej Kożuch3, Wojciech Ochojski4, Riccardo Zanon4 RS Projekt,Poland | 2Strabag Sp. z o.o.,Poland | 3Wrocław University of Science and Technology, Faculty of Civil Engineering, Wrocław, Poland, | 4ArcelorMittal Steligence Poland & Luxembourg

1

L’articolo tratta della ricostruzione del ponte ferroviario sulla Vistola a Cracovia in Polonia. Il ponte esistente era una ricostruzione dell’impalcato distrutto durante la seconda Guerra mondiale riutilizzando le fondazioni ottocentesche del ponte iniziale. La struttura ristabiliva solo due delle tre linee di binari iniziali e non corrispondeva più alle esigenze di sicurezza e funzionalità legata all’estensione della rete ferroviaria polacca in direzione orientale. La demolizione dell’esistente e la sostituzione con un nuovo impalcato era diventata quindi necessaria. L’opera si inserisce nel centro storico di Cracovia, città storica della Polonia e fulcro culturale e turistico. Oltre all’efficienza strutturale il valore estetico era quindi rilevante. Nel quadro della gara Design & Build, la scelta di una serie di impalcati ad arco metallico sopra via in dialogo con altri ponti esistenti a valle e a monte ha raccolto il favore della commissione. La soluzione progettuale ritenuta é stata proposta dalla società STRABAG che si é avvalsa di consulenze progettuali, academiche ed industriali. La forma strutturale é quella dell’arco a spinta eliminata bowstring con campate variabili da 49 a 116 m per la campata centrale. Questo articolo si concentrerà sulla descrizione dell’impalcato ed in particolare delle specificità relative alla carpenteria metallica. Questo articolo é un’estratto delle presentazioni tenute discusso al XXVIII Congresso di Francavilla al Mare a Settembre 2022. Il CTA ringrazia gli autori polacchi per la loro partecipazione in presenza al Congresso che ha permesso di condividere esperienze europee nel campo della costruzione metallica. The article deals with the reconstruction of the railway bridge over the Vistula in Krakow, Poland. The existing bridge was a partial reconstruction of the deck destroyed during the Second World War by reusing the nineteenth-century foundations of the initial bridge. The structure did not correspond anymore to the needs of safety and functionality linked to the extension of the railway network; the demolition of the existing one and the replacement with a new deck therefore became necessary. The operation is part of the historic center of Krakow, a historic city in Poland and a cultural and touristic hub. The aesthetic value was therefore of primary importance. In the frame of the tender, the choice of a series of arch decks in dialogue with other existing bridges downstream and upstream met with the commission's favor thanks to its aesthetic value. The solution considered was proposed by the STRABAG company as general contractor with the support of design, academic and industrial consultancy. The structural form is the classical bowstring arch with spans ranging from 49,5 to 116 m. This paper will focus on the description of the deck referring to the specificities related to the steelwork. This article is an extract of the presentations held about this bridge work at the XXVIII CTA conference of Francavilla al Mare, September 2022. CTA takes this occasion to thank the polish authors who have participated the congress sharing their experience in bridge construction.

*Corresponding author. Email: "[email protected]"

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Fig. 1 | The new railway bridge over the Vistula in Krakow. Credits photo: Piotr Hamarnik, PKP Polskie Linie Kolejove S.A.

Introduction and historical background Krakow is the second largest city of Poland and historical barycenter of Galicia, a region of strategic importance amongst Silesia, Prussia, Bohemia, Central Poland and Eastern Ukraine. The railway network in the region was amongst the first to be developed in continental Europe in the 19th century. Silesia was until 1918 part of the Prussian Kingdom (later German empire) and important part of the Eastern German industrial heart. The upper Silesia railway was realized between Wroclaw and Myslowice on a distance of 196 km (104 new bridges) between 1841 and 1846. In those years this was a considerable realization: as a reference, the whole Italian network amounted in 1860 a total length of 127 km! Wroclaw was then connected to Frankfurt Oder and to the Prussian network up to Berlin in the same year. Krakow was by then part of the Austrian-Hungarian empire and its main train station (Krakow glowny) was built between 1844 and 1847 on the East side of the city center. On the West it was connected to Myslowice (Upper Silesia railway) in 1847 creating therefore with a direct line to Berlin. In 1848 it was connected northwards to the Warsaw – Vienna line (Warsaw was then part of the Russian empire). Krakow became therefore a major- strategic point on the first railway link amongst the three empires of Mitteleuropa. In 1856 the railway network was extended towards East in direction Lwow with the project of the future Galician Railway of Archduke Charles Louis (initial project by Luigi Negrelli and completed in 1858). In this year the first railway bridge over the VistUla river was built by means of a series of isostatic decks with lateral truss girders ensuring the overpassing of three railway tracks (Fig. 2 and Fig. 3). The three central spans measured about 45 m. The bridge lived nearly 90 years, when the decks were destroyed by the retreating German army in January 1945. After the Second World War the European infrastructure was restored in a context of economic urgency and generalized lack of construction materials. The existing piers were repaired, and the decks were replaced by means of isostatic steel structure with orthotropic deck carrying the ballast and downstand girders (Fig.).

The girders had reduced height at the supports to fit the initial bridge construction depth. Lateral spans were added. The total weight of the structure was about 1500 t (about 6,4 t per meter of railway track). In recent years the modernization of the E30 railway line connecting Krakow with the West was decided by the Polish railway authorities PKP with the contribution of infrastructure funds by the European Union. In this extent the existing structure represented a bottleneck for the railway traffic, as it carried only two tracks compared to the initial three. This limitation became incompatible with the new evolution plan of the railway traffic foreseen along the European corridor. Secondly the structure represented an unpleasant object inside the surrounding landscape. The city center of Krakow is a major cultural pole in Poland attracting thousands of tourists. In recent years the Lovers pedestrian bridge was realized in the shape of a half-through arch spousing the scheme of several existing bridges over the Vistula. The existing railway bridge, with its basic layout and unfinished appearance on larger piers, belonged to a period that should be refreshed.

The project for the new bridge The solution, comprising three network arch spans was awarded within the competitive tender and was proposed by Strabag's CEO, Mr. Bogusław Pilujski, who had the vision to conceive and implement a structure with innovative features in several aspects. For the decks they relied on the execution engineering of RS Projekt, specialized in complex bridge engineering. W. Lorenc and M. Kozuch from Wroclaw University of Science and Technology detailing relative to the steel structure as well as of the steel-concrete composite interfaces. ArcelorMittal was supplier of the steelwork for the arch ribs in collaboration with Mostostal and provided technical assistance on specific points. Several other actors took part in the construction site but in this paragraph it is intended to clarify the correlation and the contributions of the various authors of this paper. The proposed solution ensured the main key points expected by COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 87

Fig. 2 | Location of the railway bridge over Vistula in Krakow

Fig. 3.1 | First railway bridge over Vistula in Krakow (1858 – 1945) – the only picture found by the authors

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Fig. 3.2 | Second railway bridge over Vistula in Krakow (1947 – 2020). It can be seen that the existing piers are larger than the deck.

the reconstruction [6]: • Maintain a continuity of the railway traffic during the construction • Increase the railway traffic capacity on the long term by creating 4 railway lines • Improve the hydraulic profile of the Vistula river at the crossing • Create a new landmark in the city center of Krakow by providing a bridge solution of high aesthetic values

used is C50/60. The slab is connected by means of hangers to the superior arch structure; The ballast layer is between 35 and 45 cm thick. The dewatering happens laterally on each side with collectors which are placed below the maintenance walkways or in the cap. An impressive steel trussed structure was set in place to carry the formwork. It was realized by means of a modular system developed and implemented by the company Ulma [9].

The main technical characteristic is to have a bridge with a total length of 234,2 m and a cumulative width of 30,92 m by creating three parallel rows of three isostatic decks each, for a total of 9 independent decks. The side spans (49,5 and 63,5 m) are mostly on the river benches and allow a transparency for the traffic and the river shores. The central field spans the whole Vistula river with a span of 116,5 m and avoids two rows of several piers of the previous solution (Fig. 4). The external deck lines carry one rail and are realized beside the existing deck. This permits to switch the existing railway traffic from the central existing decks to the external one. At the place of the existing deck a new deck carrying two rail lines is foreseen. After the operation therefore four railway lines are provided doubling the capacity. One external deck carries beside the railway line a cyclo-pedestrian pathway, offering a spectacular view on the city center of Krakow.

The arch ribs were constituted by heavy hot rolled profiles of the HD400 family [5]. The range varies from the HD400x818 (flange thickness 97 mm) for the 49,5 m span, HD400x990 (flange thickness 115 mm) for the 63,5 m span up to the HD400x1299 (flange thickness 140 mm) for the 116 m span. The steel grade used was HISTAR®460 [4], which guarantees an improved yield strength compared to the conventional S460 grades up to 17% and therefore a possible weight reduction. The arch segments are spliced by means of full penetration joints. According to the state of the art, the joints had to foresee adequate cope holes in the web-flange joints to guarantee an adequate weld execution [8]. If the influence in term of stiffness and bending resistance are minor, in term of net section the area is reduced of approximately 6%. In correspondence of the central arches with the double railway track this reduction was excessive; for this reason, a symmetric web doubler was foreseen on each side in order to reconstitute the full resistance of the cross-section and avoids any reduction of the net cross-section. The detailing is done according to the state of the art and does not pose particular technological problems. The arch root joint to the deck has been studied with particular care. The HD profiles are transformed in an innovative solution into halved HL920 profiles with the same material thickness. The innovation consists that the halved section has composite dowels in the web. This allows continuous load transfer and connection to the concrete deck. Design of such composite dowels can be made in accordance to the technical literature as well as to the German Bauaufsichtliche Zulassung [7]. This solution is particularly convenient because it permits a smooth transition and improves

Description of the bridge decks All decks realized in the tied-arch deck technology are harmoniously scaled in function of the span with a constant ration of 0,15 (which is a bit lower than the value 0.15 recommende by Tveit [1] but was imposed by the landscape insertion study). The longitudinal profiles of the single and double railway track decks are kept the same and the main variation is the thickness of the elements. The arch shape recalls other historical bridges over the Vistula river in Krakow. The various decks consist of prestressed concrete casted on formwork for the horizontal slab, in a configuration that was already studied in detail by Brunn and Schanack [2]. The concrete

Specific features of the steel structures

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Fig. 4 | Project for the third railway bridge over Vistula in Krakow – Graphic renderings

Fig. 5 | Overview of the project – longitudinal and cross-section view (preliminary cross-section before detailing of the arch base node)

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Fig. 6 | Detailed view of the central deckcross-section with double railway lines (preliminary cross-section before detailing of the arch base node)

the fatigue resistance compared to the standard headed studs. The stiffness of the composite section permits also to improve the buckling behavior of the arch out of the plane in correspondence of the first unbraced part. The hangers are realized by means of threaded bars type MacAlloy 460 in M76, M85 and M90 (see [3], [10]). The bars have received an initial pre-stressing pattern via a specific iterative sequence which permitted to reach the desired strain configuration. To ensure the resistance under fatigue a specific procedure was set in place and successfully tested by the national railway authority in Warsaw. The bracing is shaped with regular K-triangles fixed directly on the internal flanges of the arches. They are realized by means of round tubes with external diameter of 244,5 mm with thicknesses between 8 and 20 mm. The joints are realized by penetration welding.

Conclusions The work on the construction site started in 2018 with the preparation for the first lateral deck. After the first bridge line was open to rail traffic, the old bridge was removed. The existing decks and piers were demolished and the last piece of steel deck was dismantled the 8/10/2020 with over 70 years of service. The construction of the various deck lines advanced analogous. The main structural work has been finished in 2022 and the whole 4 rail lines are supposed to integrate the railway network in the beginning of 2023.

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Fig. 7 | View of the scaffolding system under the central span and the finished lateral span

Fig. 8 | Demounting of the old decks once the lateral deck is finished and the railway traffic re-established on the new ones.

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Fig. 9 | Preparation of the arch ribs (left); view of a splice of the arch rib (center); view of the arch node base (right)

Fig. 10 | Top view of the bracing system. COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 93

Fig. 11 | View of the central span, with the external deck still to be completed (source: Mc Alloy [10]).

Bibliography [1] [2]

veit, P. "Design of Network Arches". The Structural Engineer. London. 44 (7): 247–259. (July 1966). T Brunn, B./ Schanack,F. Calculation of a double-track railway network arch bridge using the European standards concept, Diploma thesis, Technische Universität Dresden, 2003 [3] ETA-07/0046, MacAlloy Post Tensioning System, 2007. [4] ETA10/0156 HISTAR steel, 2016. [5] EN10365 - Dimensions et masses - Hot rolled steel channels, I and H sections, 2017. [6] Sęk R., Szewczyk K., Pilujski B., Sobala D., Lorenc W., Kożuch M. Bridge over Vistula river in Cracow: the first railway network arch bridge using cold-bent HD sections and composite dowels. IABSE Symposium May 20-22, Wrocław 2020 [7] Lorenc W. Composite dowels: the way to the new forms of steel-concrete composite structures IABSE Symposium May 20-22, Wrocław 2020 [8] R.Zanon, M. Assad, D. Rademacher, W. Lorenc, Tied arch bridges with Jumbo shapes as arch member – state of the art and developments WSBS 2020. [9] https://www.ulmaconstruction.com/en/ulma/news/h33-truss-modular-load-bearing-construction-bridges-krakow [10] https://macalloy.com/project/krakow-bridge-poland/

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Radoslaw Sek, Director of Design office RS Projekt.

Boguslaw Pilujski, Director of STRABAG Poland.

Dariusz Sobala, Principal Engineer at STRABAG Poland.

Wojciech Lorenc, Professor of Steel structures at Wrocław University of Science and Technology, Faculty of Civil Engineering, Poland"

Maciej Kozuch, Steel structures at Wrocław University of Science and Technology, Faculty of Civil Engineering, Poland

Wojciech Ochojski, Technical sales manager at ArcelorMittal Steligence Poland.

Riccardo Zanon, Head of Engineering at ArcelorMittal Steligence Luxembourg.

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INGEGNERIA

IL CALCOLO DELLE CONNESSIONI TRAVECOLONNA A MOMENTO FLANGIATE E BULLONATE. PARTE 2: I METODI AD ELEMENTI FINITI DESIGN OF FLANGED AND BOLTED BEAM-COLUMN MOMENT CONNECTIONS. PART 2: THE FEM METHODS Leonardo Bandini1*, Benedetto Cordova2, Francesco Mutignani2, Enrico Tomasi3 CSi Italia S.r.l | 2 Cultore della materia | 3 Director - Walder Sharp (UK)

1

In questa seconda parte dell’articolo (la prima parte è stata pubblicata sul n. 6/2022 della rivista) si affronta, come nella prima, il dimensionamento delle connessioni trave-colonna, caratteristiche dei telai a momento, limitatamente a quelle con flangia bullonata estesa, in telai che non sono dimensionati con i criteri del “Capacity Design” o Gerarchia delle Resistenze. Però, mentre nella prima parte si faceva riferimento al “Metodo per Componenti”, qui si tratta dei metodi ad Elementi Finiti (FEM) che stanno prendendo sempre più piede e che sono ormai abbastanza diffusi tra i progettisti. The second part of the article (the first part has been published on volume 6/2022 of the magazine) deals with the design/sizing of beamcolumn moment connections as typically found in sway frames. The range of cases presented is limited to extended endplate connections to be used in frames that are not designed according to Capacity Design criteria. However, whilst the first part of the article dealt with the Joint Component Method, the present part is related to the Finite Elements Method (FEM) which is getting increasingly popular and widespread among designers.

1 - Introduzione Come preannunciato nella prima parte dell’articolo [5], le procedure di calcolo tradizionali usate (ormai) decenni fa, si basavano prevalentemente sull’ipotesi di flangia infinitamente rigida e conseguente distribuzione lineare degli sforzi che in trazione sono sostenuti dai bulloni e in compressione dalla parte compressa della flangia, assimilandone il comportamento a quello di una sezione in c.a. Oppure, in alternativa, si considerava sempre la flangia infinitamente rigida, quindi sempre con distribuzione lineare degli sforzi nei bulloni, ma si ipotizzava che le compressioni si concentrassero in un unico punto, cioè in corrispondenza della flangia compressa della trave. Questi metodi di calcolo avevano il pregio di condurre a calcolazioni abbastanza semplici che si potevano svolgere a mano, in un’epoca nella quale i programmi di calcolo non erano ancora molto diffusi. Alcuni Autori avevano anche proposto utili tabellazioni [1] [2].

*Corresponding author. Email: [email protected]

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Ma c’era anche un rovescio della medaglia: avere flange rigide e quindi molto spesse rende più probabili meccanismi di rottura del bullone in trazione, piuttosto che meccanismi di plasticizzazione della flangia in flessione, il che implica un comportamento non duttile, e quindi fragile, della connessione, cosa da evitare in ogni caso. Sono sorti allora dei correttivi, sia a livello normativo che di procedure di calcolo, per poter tenere conto, in modo semplice, di piastre flessibili e quindi tendenzialmente duttili. L’ipotesi della flangia duttile, e quindi flessibile, era certamente la strada da seguire, ma si richiedeva la messa a punto di procedure di calcolo molto più complesse. È nato così il “Metodo per Componenti” che affronta il problema del dimensionamento della connessione tenendo conto di molti fattori, e che è attualmente il metodo di calcolo proposto dall’Eurocodice 3 (UNI EN 1993-1-8) e del quale si è parlato ampiamente nella prima parte dell’articolo.

Ma anche il Metodo per Componenti ha i suoi difetti. Innanzi tutto richiede calcolazioni estremamente complesse, non adatte ad essere eseguite manualmente: perciò viene di solito applicato all’interno di fogli elettronici o con software dedicati. Ma pur essendo molto complesso e in grado di tenere in conto molti meccanismi di possibile cedimento della connessione (T-stub, bulloni, saldature, anima della colonna, etc.), trascura alcune cose, ad esempio, come verrà spiegato meglio nel seguito, la mutua influenza tra i vari meccanismi che può determinare il valore della portata della connessione, e poi considera solo alcune geometrie possibili (i bulloni solo su 2 file e non su 4, per esempio). Per ovviare a queste limitazioni e per poter tenere in conto del maggior numero di fenomeni possibili, negli ultimi anni si è sempre più diffusa la trattazione delle connessioni mediante strumenti FEM. Questa seconda parte dell’articolo vuole appunto approfondire le tecniche di modellazione e di analisi insita in questi strumenti numerici e nel contempo confrontarne i risultati con quelli prodotti mediante l’utilizzo delle consolidate tecniche di verifica basate sul Metodo per Componenti (di seguito CM). A tal fine è stato seguito un doppio approccio numerico: il primo basato su un programma FEM commerciale generico, SAP2000 [3], il secondo su uno dei programmi commerciali specificatamente orientati alle connessioni, IDEA StatiCa [4]. Utilizzare un programma FEM generico ha consentito di implementare interamente la modellazione, l’analisi e la verifica in modo da poter descrivere i principali aspetti normativi e numerici oltre che a fornire spunti di riflessione ulteriori sui meccanismi di resistenza insiti nella tipologia di connessioni analizzate. Da un punto di vista numerico, è stato fatto ricorso in SAP2000 ad analisi GMNIA (approccio analitico diretto, basato su analisi non lineare meccanica e geometrica con imperfezioni) che consente di cogliere gli effetti di ridistribuzione plastica delle sollecitazioni tra le componenti di nodo, gli aspetti d’instabilità locale, nonché gli effetti delle imperfezioni di forma e di materiale, mentre in IDEA StatiCa è stato fatto ricorso ad analisi MNA (analisi non lineare meccanica). Partendo da un inquadramento normativo, viene di seguito riportato l’intero processo seguito dagli Autori: una descrizione delle scelte di modellazioni, la tipologia di analisi, la gestione delle non linearità esplicite di materiale e geometriche. Ie connessioni trattate in questo articolo, sono state l’oggetto della prima parte di questo articolo [5]. Naturalmente essi non hanno lo scopo di rappresentare una casistica esaustiva, ma sono stati pensati per permettere di comprendere l’applicazione del CM e qui sono stati utilizzati a titolo d’esempio e di raffronto.

2 - Il metodo FEM per la progettazione di strutture in acciaio Nel tradizionale approccio basato sul Metodo per Componenti (CM), la resistenza complessiva di una connessione è dettata dalla resistenza delle singole parti che la costituiscono: bulloni, saldature, flange, nervature, T-stub. Questo concetto è talmente ben radicato nell’ingegneria civile, che è buona prassi immaginare la connessione come somma delle componenti. Questo suggerisce di idealizzarla come una sorta di catena e di determinare la resistenza complessiva individuando l’anello debole di questa

catena. Tuttavia, il comportamento fisico di un nodo sotto carico è un po’ diverso: le parti interagiscono tra di loro con la loro rigidezza, che è essa stessa dipendente dai carichi applicati. Infatti, all’aumentare di questi carichi si ha un aumento delle deformazioni delle parti. Queste deformazioni, inizialmente elastiche, poi plastiche, sono responsabili di un rilassamento graduale del nodo e di una ridistribuzione delle forze interne. In altre parole, volendo mantenere l’analogia con la catena, si potrebbe dire che gli anelli di questa catena si alterano a vicenda, producendo un meccanismo resistente complessivo diverso dal precedente: gli anelli sono mutuamente dipendenti. Per esempio, l’introduzione di un piatto di rinforzo saldato all’anima della colonna, in un pannello nodale di un classico collegamento flangiato trave-colonna a momento, altera notevolmente il comportamento della bullonatura, consentendo di mettere in conto un maggior numero di file di bulloni rispetto al caso di assenza di tale rinforzo. Questi meccanismi di equilibrio interni, che evolvono al variare delle deformazioni relative tra le parti di un nodo, sono facilmente computabili procedendo con una trattazione FEM. Nel quadro normativo internazionale si è ormai diffusa la trattazione di verifica delle strutture in acciaio con metodologia FEM ed analisi non lineari (per geometria, materiale ed imperfezioni) che consente di studiare l’equilibrio delle diverse parti tenendo conto di queste deformazioni sotto carico. In particolare, per il quadro normativo europeo, in questa sede, viene fatto riferimento a EN 1993-1-5 Annesso C [6], prEN 1993-1-14 [7] e EN 1993-1-1 [8]. In estrema sintesi, mediante questi codici si può fare ricorso al FEM per il progetto di strutture in acciaio o di parti di esse, mettendo in conto le imperfezioni geometriche e di materiale, le rigidezze delle diverse componenti e le condizioni al contorno, modellando i carichi ed adottando criteri di stati limite e fattori di sicurezza parziali. Le due sopracitate normative ([6], [7]) definiscono ogni parte del processo da seguire. In termini di analisi si definiscono diversi scenari possibili, che da un punto di vista macroscopico possono essere raggruppate in due famiglie: metodologie analitiche che prevedono un separato processo di verifica e metodologie analitiche dirette (in cui i processi di verifica sono integrati nell’analisi stessa). Secondo l’ormai comune nomenclatura, fanno parte del primo gruppo: l’analisi lineare (LA), l’analisi di biforcazione dell’equilibrio (analisi di buckling, LBA), l’analisi non lineare geometrica senza imperfezioni (GNA), la non lineare geometrica con imperfezioni (GNIA) e l’analisi non lineare per materiale (MNA). Nel secondo gruppo sono invece presenti i due approcci diretti di analisi non lineare geometrica e di materiale senza imperfezioni (GMNA) e quella completa delle imperfezioni (GMNIA). Al fine di analizzare le differenze tra le diverse metodologie di analisi è utile far riferimento al grafico utilizzato nella stessa [6] (figura 1). Nel grafico sono sovrapposte, in termini qualitativi, le risposte (forza-spostamento) della stessa struttura analizzata con i metodi sopra citati. Un approccio lineare (LA) restituisce un comportamento perfettamente elastico, il cui limite superiore di forza è dettato dalle verifiche di resistenza. LBA fornisce un limite indotto dalla perdita di univocità della soluzione (biforcazione dell’equilibrio): il carico critico. Un’analisi GNA evidenzia un softening prodotto dall’effetto geometrico: sotto carico la matrice COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 97

Fig. 1| Andamento qualitativo risposte alle diverse analisi possibili

di rigidezza geometrica varia la rigidezza puramente elastica della struttura. L’analisi GNIA introduce l’effetto del second’ordine inclusivo delle imperfezioni geometriche e presenta in generale un abbattimento della risposta rispetto al caso precedente. L’analisi MNA, tiene conto dell’adattamento plastico dei materiali, prodotto da locali plasticizzazioni. Ma solo l’approccio GMNIA è inclusivo di tutti gli effetti. Per ulteriori approfondimenti su GMNIA si può fare riferimento a [7]. I modelli FEM utilizzati in questo articolo e liberamente scaricabili [10], sono stati realizzati in accordo alle normative sopracitate. Di seguito si riportano le definizioni principali. Un esempio passopasso dell’intera procedura di creazione di uno di questi modelli è presente all’indirizzo web in [11]. 2.1 - Criteri di modellazione, materiali elementi finiti, carichi, vincoli e condizioni al contorno Il materiale base utilizzato nei modelli FEM è di tipo elasto-plastico secondo la definizione presente in [6] al punto 5.3(b) e qui riportata in figura 2. Esso è caratterizzato da un comportamento bi-latero, il cui primo tratto ha una pendenza costante esprimibile come tan​​  ​​ −1​​ (E)​​ , ed un secondo tratto leggermente incrudente con pendenza esprimibile come ​​tan​​  −1(​​ _ ​  E  )​ ​​, dove E è il modulo di Young assunto 10.000 pari a 210.000 MPa. Gli elementi finiti utilizzati sono di tipo shell layered/nonlinear (figura 3), per i quali è stata utilizzata la trattazione di combinazione delle tensioni principali di tipo Von Mises. Per questo tipo di elementi è possibile specificare il numero di strati che compongono la sezione (fissato pari ad 1), il numero di punti d’integrazione sullo spessore (fissato pari a 3 per cogliere un comportamento sia membranale che flessionale) e il tipo di accoppiamento delle tensioni principali come già specificato. Come criterio di accettabilità, basato sulla massima deformazione plastica si è utilizzato il valore suggerito in [6] e [7] e pari al 5%. La modellazione di un nodo prevede l’unione di alcune parti soggette a puro contatto, nel caso specifico le piattabande della colonna e le flange di testa delle travi. Per simulare la presenza di un contatto in sola compressione vengono inseriti elementi di tipo GAP tra le parti: si faccia riferimento alla figura 4 dove sono visibili tali elementi finiti. La definizione di questi elementi vede una rigidezza di 1E8 kN/m esclusivamente sul grado di libertà longitudinale. Tale elemento GAP ha la sola resistenza a compressione, nelle analisi non lineari. L’intera azione di taglio viene invece trasferita dai

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Fig. 2 | Legge costitutiva materiale base di tipo bi-latera

Fig. 3 | Definizione di una shell layered/non-linear

Fig. 4 | Elementi di tipo gap per riprodurre il contatto tra le parti

bulloni. Anche questi elementi sono visibili in figura 4. Un elemento a due nodi analogo è stato utilizzato per connettere il gambo del bullone con i nodi in prossimità dei fori. Per questo elemento si ricorre a rigidezze fittizie sufficientemente alte, il cui valore è sempre di 1E8 kN/m per i tre gradi di libertà traslazionale e di 1E8 kNm/rad per quelli rotazionali. Per i bulloni è stata adottata una modellazione ad elemento

monodimensionale, nella quale, per coglierne il comportamento non lineare è stata introdotta una cerniera plastica a fibre. Questa trattazione consente di cogliere anche gli effetti indotti dalla flessione parassita sul fusto del bullone, ad opera delle deformazioni delle flange di collegamento. La legge costitutiva del materiale associato alle singole fibre è di tipo elastico-perfettamente-plastico, EPP, riportata in figura 5, mentre la distribuzione delle fibre sulla sezione del fusto è riportata in figura 6. Facendo riferimento ad una classe 8.8, si è determinata la tensione di snervamento (della legge EPP) con l’espressione (1): 0,9 ∙ ​f​  ​

0,9 ∙ 800

ub ​f​ yb​ = ​  _      = ​  _  ​      = 576 N​ /mm2 ​γ​  ​ ​ 1,25

(1)

M2

Dove: ​​f​  yb​​​– tensione di snervamento assunta, legge EPP; ​​f​  ub​​​– resistenza ultima; ​​γ​  M2​​​– fattore parziale di sicurezza del materiale. É stato fissato un doppio criterio di accettazione: il primo basato sulla massima trazione consentita dal bullone, il secondo basato sulla massima deformazione in accordo a [6] e [7]. La massima deformazione è stata calcolata mediante l’espressione (2):

​ε​ ub​ = 0.25 ∙ ​ε​ mpb​ + ​ε​ yb​  =  0.25 ∙ 3 %  + ​ε ​yb​= 0.104%



(2)

Dove: ​​ε​  ub​​​– deformazione ultima bulloni; ​​ε​  mpb​​​– massima deformazione plastica ammissibile bulloni, tab. 8.1 [7]; ​​ε​  yb​​​– deformazione allo snervamento. Per le saldature è stato deciso, in accordo a [7] di modellare tutti i cordoni d’angolo di saldatura con elementi bidimensionali anch’essi di tipo shell layered/non-linear ma con legge costitutiva dedotta ad hoc. Si faccia riferimento alle figure 7 e 8, dove sono stati riportati, in ordine, il dettaglio di congruenza tra elementi finiti di saldatura ed elementi finiti connessi ad essa. In particolare le piattabande e le flange sono unite dai soli elementi di cordone di saldatura e non direttamente. L’intera azione di collegamento, viene trasmessa così dagli elementi finiti riproducenti i cordoni di saldatura. In particolare si è usato un materiale EPP con snervamento dedotto dall’espressione (3): ​f​  ​

430 tk ​σ ​vm​ = ​  _  ​​ = ​  _      ​ = 404 N / ​mm​​ 2​​ ​β ∙ γ​     0.85 ∙ 1.25 M2

(3)

Dove: ​​σ​  vm​​​– tensione limite (snervamento per legge EPP) da confrontare con tensione ideale di tipo Von Mises; ​​f​  tk​​​– resistenza caratteristica a trazione ultima nominale della più debole delle parti collegate; ​β​– 0,80 per S235, 0,85 per S275, 0,9 per S355, 1 per S420 e S460; ​​γ​  M2​​ ​– fattore parziale di sicurezza del materiale. Come stabilito in [7] il modello FEM utilizzato per la verifica di un dettaglio strutturale, può essere estratto dal modello FEM generale,

creando così dei sotto-modelli numerici. Tuttavia, il sotto-modello creato deve presentare una congruenza con il modello fisico complessivo. Nello studio di dettaglio di una connessione, questo si traduce nel considerare le condizioni al contorno tra il nodo in questione e gli elementi strutturali adiacenti. In particolare ogni nodo è stato modellato inserendo gli elementi finiti adiacenti con le loro rigidezze. Per esempio, in un nodo esterno, è stato inserito un elemento monodimensionale (adeguatamente raccordato) per ogni colonna incidente, con ognuna delle due estremità adeguatamente supportate (figura 9). Com’è noto, affinché un’analisi GMNIA possa tenere in conto degli effetti d’instabilità locale è necessario introdurre nel modello FEM gli effetti dovuti all’imperfezione (geometrica e di materiale). Le imperfezioni giocano un ruolo fondamentale in un’analisi al second’ordine [9] e per questo motivo in [7] ci sono numerosi dettagli. In particolare l’imperfezione viene classificata in quattro tipologie: a) geometrica equivalente alle deviazioni geometriche globali della forma perfetta (per esempio sistemi a telaio); b) geometrica equivalente alle deviazioni geometriche locali della forma perfetta delle membrature; c) geometrica equivalente agli effetti dovuti a tensioni residue (processi di laminazione e saldatura); d) geometrica equivalente ad entrambi gli effetti precedenti considerati cumulati. Le imperfezioni possono essere inserite con carichi equivalenti, (carichi nozionali), o introducendo distorsioni di forma. Nel caso specifico è stato deciso di inserire delle imperfezioni geometriche, producendo una distorsione di forma, in modo da poter considerare sia questioni geometriche che di materiale (categoria (c) del precedente gruppo). In particolare seguendo le definizioni riportate in [8] sono state applicate deviazioni geometriche di forma partendo dai risultati di analisi LBA. A titolo di esempio si veda la figura 10. Sul nodo riportato, è stata svolta un’analisi LBA utilizzando i carichi applicati ed il primo autovettore (forma d’instabilità) è stato utilizzato per introdurre una deviazione geometrica scalata in modo da ottenere come modulo quello calcolato in accordo all’espressione 7.9 di [8] e riportata in (4): ​e​ 0​ =  α_​ϵ ​  βL​



(4)

​Dove in accordo a EC3 [8], si ha: ​​e​  0​​ ​– imperfezione geometrica equivalente imposta; ​α ​– fattore d’imperfezione assunto in accordo alla tab. 8.2 [8]; ​ϵ ​– parametro di materiale definito in 5.2.5(2) [8]; ​β ​– imperfezione relativa in accordo a tab. 7.1 [8]; ​L​– lunghezza caratteristica della membratura in esame. Nel caso specifico si è utilizzato un valore di imperfezione equivalente cautelativamente fissato a L/150, con L la dimensione dominante del problema, per esempio, la larghezza del pannello nodale trave-colonna. Utilizzando questo valore di imperfezione, l’analisi GMNIA sarà capace di cogliere gli effetti di second’ordine in modo corretto. Un’altra non linearità presente in questo genere di modellazione è rappresentata dal contatto tra la flangia di testa trave e la piattabanda COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 99

della colonna. A tale scopo si sono utilizzati elementi non lineari di tipo GAP, capaci di riprodurre tale comportamento. Sono elementi caratterizzati dalla resistenza a sola compressione. Per la scelta dei carichi è necessario decidere il tipo di analisi con cui si intende procedere, in generale esistono due modalità operative con cui condurre analisi non lineari: controllo di forza, controllo di s0postamento. Per effettuare tale scelta è quindi necessario descrivere entrambe le tipologie. 2.2 - Tipi di analisi Un’analisi non lineare è sempre un’analisi condotta a step, quindi è possibile seguire due procedure: controllo di forza e controllo di spostamento (figura 11). Un’analisi a controllo di forza viene eseguita applicando forze note (in modulo e direzione). I diversi step si susseguono

Fig. 5 | Definizione legge costitutiva delle fibre associate ai bulloni

Fig. 6| Bulloni e fibre associate

Fig. 7 | Dettaglio del modello FEM in prossimità degli elementi di saldatura

aggiungendo componenti di forza rispetto agli step precedenti. Di norma si procede fissando il valore di massimi step da salvare, questo determina l’ampiezza della forza da applicare ad ogni passo. Fino a che si riesce ad avere convergenza, la forza aumenta monotonicamente. Un’analisi a controllo di forza sarà capace di restituire una curva di risposta monotona crescente in senso stretto. Se sulla struttura si raggiunge una condizione di perdita di resistenza (rotture locali, instabilità locali o globali), l’analisi si arresta per mancata convergenza all’ultimo step possibile. Un’analisi a controllo di spostamento, invece, viene condotta senza imporre una forza massima. La forza varia iterativamente, Fig. 8 | Saldature a cordone e legge costitutiva ad esse associata aumentando o diminuendo rispetto al

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Fig. 9 | Modello FEM di un nodo esterno con l'inserimento di elementi frame per le colonne

Fig. 11 | Analisi in controllo di forza vs analisi in controllo di spostamento

passo precedente, ma producendo un incremento monotono di spostamento. L’analisi si arresta per raggiungimento di un massimo spostamento target oppure per mancanza di convergenza. Il vantaggio di un’analisi a controllo di spostamento è quello di riuscire a seguire la risposta della struttura anche a seguito di una perdita di resistenza complessiva, sia prodotta da rotture locali sia da instabilità. L’analisi a controllo di forza, d’altra parte, ha il vantaggio della semplicità. Si applicano forze note e si controlla come risponde la struttura al variare di queste forze applicate. Nei grafici l’ascissa è rappresentata dallo spostamento o la rotazione (genericamente una deformazione assoluta o relativa) di un punto di controllo, mentre in ordinata vi è la forza applicata. Dal momento che la nostra analisi GMNIA dovrà essere in grado di cogliere decadimenti di resistenza del nodo a seguito di instabilità locali (le perdite di resistenza dovute a rotture locali non sono attese in un modello del genere, dal momento che per scelta i materiali non hanno limiti di resistenza imposti, non presentano strength loss) è necessario procedere in controllo di spostamento. Questa scelta detta la modalità operativa con cui passare i carichi. A tal proposito, si ricorda che i modelli in questione rappresentano un sotto-modello dell’intera struttura, quindi le condizioni al contorno: rigidezza degli elementi incidenti, condizioni vincolari e carichi, dovranno essere inseriti riferendosi ad un sistema congruente ed equilibrato. In particolare, per i carichi, è necessario introdurre i “moduli”, le direzioni ed i versi delle sollecitazioni sul

Fig. 10 | Prima forma d'instabilità di un'analisi LBA eseguita sul nodo

nodo derivanti dagli elementi incidenti, in modo che esse siano in equilibrio tra di loro. Nel caso specifico, questa operazione risulta particolarmente semplice, dovendo inserire le sole sollecitazioni flessionali derivanti dalle travi incidenti sul nodo. Si trascura in questo contesto l’applicazione del taglio. In generale, le sollecitazioni assiali (Pi), i tagli (Vi), ed i momenti (Mi) derivanti dagli elementi incidenti dovranno essere inseriti in modo equilibrato. Ci sono diverse possibilità da seguire: la più diffusa, avendo n elementi incidenti sul nodo, prevede di inserire le sollecitazioni di n-1 elementi, lasciando un elemento vincolato. Si fa notare che in precedenza è stato scritto “modulo”. Si ricorda che in un’analisi a controllo di spostamento, viene applicato un sistema di forze inteso come distribuzione, ma l’entità della forza varia ad ogni step dell’analisi, secondo il criterio definito precedentemente. Così, una volta applicati i carichi Pi, Vi, Mi agli elementi incidenti al nodo, ad ogni step dell’analisi essi varieranno mantenendo lo stesso rapporto reciproco, in altre parole, rimanendo autoequilibrati. Ad ogni step dell’analisi varieranno i carichi e la rigidezza del sistema per effetto degli effetti del second’ordine (attraverso la matrice di rigidezza geometrica) e gli effetti di plasticizzazione locale (su ogni elemento finito per effetto della legge costitutiva che lo definisce). Per ogni step saranno note le forze esterne applicate, le forze interne di ogni singola membratura, le tensioni e le deformazioni (elastiche o plastiche) in ogni punto. Questo ci consente di tenere traccia di tutto quello che succede all’interno delle membrature che costituiscono la connessione analizzata. 2.3 - Risultato delle analisi e criteri di accettabilità Qual è il tipo di informazione che si può ottenere da una trattazione FEM di una connessione? Questa, tra tutte, è la domanda che ha spinto gli Autori ad affrontare le tematiche qui presentate. Attraverso un approccio CM, per un nodo a momento, COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 101

come quelli qui presentati, si arriva a determinare l’azione ultima associata al raggiungimento della resistenza di ogni sua componente: bulloni, saldatura, flange, pannelli d’anima, rinforzi. In altre parole si potrebbe dire che si ottiene un’informazione “discreta”, un’informazione puntuale su precisi valori di un’azione esterna. Un approccio FEM, sul quale viene eseguita una o più analisi GMNIA ci offre informazioni analoghe per ogni passo dell’analisi. Ad ogni passo, si conoscono lo stato deformativo e tensionale di ogni sua parte. Questo ci porta ad asserire che l’informazione ottenibile da un approccio FEM sia di tipo “continuo” (in antitesi al concetto di “discreto” precedentemente Fig. 12 | Tipica risposta Momento - Rotazione di una connessione espresso). La risposta sarà nota al variare dei carichi applicati. Un modo possibile di rappresentare questa continuità di risposta è attraverso una forma grafica. In sostanza, ogni analisi GMNIA restituisce una risposta che può essere rappresentata graficamente mediante una curva di capacità. Tra tutte le possibili curve di capacità tracciabili, per un nodo a momento quella più rappresentativa è la curva di capacità M-θ. Dove, M è l’azione flessionale entrante nel nodo e θ la rotazione relativa tra trave e colonna, che in altri termini rappresenta la deformazione della connessione. A titolo esplicativo, si faccia riferimento alla figura 12. Il grafico riporta in ascissa la rotazione relativa tra trave e colonna espressa in mrad Fig. 13 | Controllo dello stato tensionale e deformativo (milli radianti), in ordinata è riportato altre parole gli Stati Limite). Di questi 5 stati limite assunti come il momento applicato. Ogni punto di questo grafico rappresenta un determinato passo dell’analisi e per caratteristici, due rappresentano delle condizioni superabili: lo il quale è noto lo stato tensionale, deformativo, di forza di ogni snervamento del T-Stub più sollecitato ed il punto corrispondente singolo elemento presente. In questa curva è quindi facilmente all’inizio della plasticizzazione del cordone d’angolo più sollecitato. individuabile il passo i-esimo associato ad un determinato stato Questi valori ci suggeriscono l’inizio del danno della connessione, limite. Gli Autori hanno quindi voluto individuare in essa alcuni ma non rappresentano un vero limite di capacità del nodo. Gli punti caratteristici: il raggiungimento della resistenza lato bulloni, altri tre stati limite (raggiungimento resistenza bulloni, completa saldatura, la condizione di completo snervamento del T-Stub più plasticizzazione del cordone d’angolo e massima deformazione sollecitato, il raggiungimento della massima deformabilità plastica plastica ammissibile), rappresentano invece valori non superabili. ammissibile. Relativamente alla saldatura è stato deciso di fissare Pertanto la capacità di forza e deformativa del nodo è rappresentata due valori limite: quello associato alla prima plasticizzazione del dal valore inferiore di questi tre stati limite. Si ricorda che l’analisi cordone di saldatura più sollecitato (evidenziato nel grafico di GMNIA adottata nella modellazione FEM in SAP2000, tiene conto figura 12 con la lettera i) e quello associato alla sua completa della perdita di resistenza e rigidezza a seguito di una eventuale instabilità locale. plasticizzazione (contrassegnato dalla lettera f). Naturalmente, è possibile aggiungere ulteriori punti di controllo. A tal proposito, si ricorda che, a seguito dell’utilizzo di leggi Questi punti caratteristici rappresentano i criteri di accettabilità (in costitutive dei materiali di tipo Elastico Perfettamente Plastico,

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Fig. 14a | Controllo dello stato tensionale e di danno delle bullonature

Fig. 14b | Controllo dello stato tensionale delle saldature COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 103

Fig. 15 | Criteri di accettabilità Fig. 16 | Criterio di accettabilità basato sulla massima rotazione del nodo, ANSI/ AISC360-16 – fig. C-B3.2

un eventuale andamento non monotono crescente della curva di capacità, in altre parole, un’eventuale riduzione di resistenza in termini di forza (comunemente detto strength loss) della connessione, dopo una certa deformazione, sarebbe da imputare non a plasticizzazioni locali ma ad effetti geometrici (p-delta) o d’instabilità locale. Pertanto, un determinato stato limite associato ad un’ascissa (deformazione) maggiore del punto di raggiungimento della massima resistenza, avviene successivamente all’innesco di perdite locali di resistenza indotte da questi effetti d’instabilità. In questo caso, definito come criterio C1 della figura 15, la resistenza del nodo è determinata non tanto dal raggiungimento di quel determinato Stato Limite, ma del valore di massima resistenza e della deformazione ad esso associata. Fig. 17 | Riproduzione numerica mediante trattazione FEM del meccanismo di Block-Shear

Fig. 18 | Riproduzione numerica mediante trattazione FEM del meccanismo T-Stub

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Ogni criterio di accettabilità è stato individuato nella risposta dell’analisi nota ad ogni step, per esempio si faccia riferimento alle figure 13 e 14(a, b). Sempre in riferimento alla curva di capacità si possono anche determinare le rigidezze della connessione associate ad ogni step dell’analisi. In sostanza essendo la risposta del nodo caratterizzata da un forte comportamento non lineare (per l’adattamento plastico di ogni sua membratura e per effetto geometrico), la rigidezza del sistema dipende dall’entità di forza applicata. La risposta inziale è elastica, la curva poi, comincia a manifestare un marcato comportamento

non lineare, alla plasticizzazione dei primi elementi o alla perdita di rigidezza indotta dallo stato di tensione membranale di compressione delle varie membrature. In particolare il punto intermedio della parte di grafico che presenta l’inziale softening è quello associato allo snervamento del meccanismo t-stub più esterno. Nella figura 12 sono state anche tracciate le pendenze corrispondenti alla condizione di connessione rigida (rigidezza di nodo pari a 25 volte la rigidezza della trave incidente) e cerniera (rigidezza pari alla metà della rigidezza della trave incidente). Questo ci consente di ottenere l’informazione immediata di classificazione della connessione sulla base della sua rigidezza. Sui criteri di accettabilità si faccia riferimento a quanto descritto in [7] e su quanto riportato nella figura 15. In generale si possono indicare due criteri base: C1 e C2. Se la curva di capacità presenta un punto di massima resistenza (quindi un successivo decadimento), il criterio C1 individua come massima azione resistente il valore di picco. Il criterio C2 è definito invece come il criterio basato sulla massima deformabilità plastica ammissibile. Per alcune tipologie di nodo a momento (MRJ) da utilizzare in ambito sismico, è possibile fissare in aggiunta a quelli già definiti, criteri di accettabilità basati sulla rotazione massima ammissibile della connessione. Questo è quello che fa espressamente la ANSI/AISC 360-16 [12] e riportato nella figura 16. In questo caso si aggiunge un criterio volto al raggiungimento della massima rotazione (deformazione totale ottenuta come somma della deformazione elastica e plastica del nodo) fissato convenzionalmente per esempio a 20 mrad. 2.4 - Riproduzione dei principali meccanismi tramite approccio FEM Prima di descrivere i casi studio analizzati nel presente articolo, procediamo ad analizzare la riproducibilità dei principali meccanismi resistenti che si manifestano all’interno di una generica connessione. La riproduzione di semplici meccanismi, in modelli FEM, ha lo scopo di validare i risultati ottenuti per via numerica, confrontandoli con quelli attesi tramite formulazioni normative o di comprovata validità, oppure con risultati sperimentali (quando disponibili). Il concetto di validazione di un modello FEM è un concetto ben radicato in [7]. 2.4.1 - Block-shear È stato modellato un classico collegamento bullonato, le cui parti resistenti sono soggette ad un meccanismo di Block-Shear (figura 17). La validazione del risultato ottenuto, in questo caso è molto semplice. La trattazione abituale per questo meccanismo è: Gross shear section: 50x4 = Net tensile section: 17x4 = P = 200x236,67+68x355 = 71474 N ≈ 71,5 kN

200 68

mm2 mm2

Il risultato ottenuto per via numerica è di poco superiore al valore qui calcolato. Si fa notare come nell’approccio FEM sia possibile cogliere effetti parassita e deformativi in genere. Proprio questo aspetto ne rende vantaggioso l’utilizzo.

2.4.2 - T-stub È stata modellata una porzione di unione caratteristica del meccanismo T-Stub di tipo intermedio, dove la resistenza si raggiunge a seguito della plasticizzazione di flangia e rottura dei bulloni (figura 18). Anche in questo caso si noti come la trattazione numerica riesca a coglierne il comportamento e gli effetti parassita indotti dalle deformazioni delle componenti. Tra l’altro si precisa che la modellazione non lineare del gambo del bullone, eseguita a fibre come precedentemente mostrato, sia necessaria per cogliere tale effetto. Entrambi i modelli, qui riportati, sono stati eseguiti in SAP2000 utilizzando le stesse metodologie qui descritte. 2.5 - Casi studio, descrizione, configurazioni Si riportano adesso i risultati di una serie di casi studio, per un totale di 18 configurazioni possibili. Queste configurazioni sono riportate nello schema concettuale riprodotto nella figura 19. In figura 20 sono riportate le viste dei modelli FEM realizzati in SAP2000 e di seguito commentati. Nello schema e nelle viste dei modelli si è utilizzata la seguente nomenclatura a cui si fa riferimento: MRJ1: Colonna HEB200 – Trave IPE300; MRJ2: Colonna HEB300 – Trave IPE500; EXT: caso di nodo esterno, quindi a tre vie; INT: caso di nodo interno, quindi a 4 vie; CP: presenza delle piastre di continuità (Continuity Plate); SWP: presenza della piastra di rinforzo del pannello nodale (Supplementary Web Plate). La geometria dei nodi e dei rinforzi è descritta nella prima parte dell’articolo [5] e qui riportata per comodità. In tutte le configurazioni di nodi esterni si è indagata la resistenza in assenza di azione assiale sulla colonna, quindi solo carico flessionale lato trave (nello schema i casi evidenziati con M), sia con un’azione di compressione della colonna, quindi in presenza d’interazione tra N e M (nello schema i casi evidenziati con N+M). Nel caso di compresenza di carico assiale sulla colonna, questo è stato fissato per produrre una tensione normalizzata di 100 MPa (valore arbitrario considerato come condizione comunemente possibile). Questa doppia configurazione di test ha lo scopo di valutare gli effetti in termini di resistenza e di duttilità e l’efficacia delle due tipologie di rinforzi (CP, SWP). 2.6 - Risultati ottenuti e osservazioni generali I risultati ottenuti nelle 18 configurazioni di test sono riportati nei grafici rappresentati nelle figure 21-26. Seguono, con l’obiettivo di offrire alcuni spunti di riflessione, alcune considerazioni generali sui casi analizzati. • I nodi soggetti a test sono stati dimensionati seguendo esigenze statiche. Questo è reso evidente in termini di duttilità generale, che nella configurazione di assenza di rinforzi è associata a rotazioni plastiche modeste. • Tutti gli scenari analizzati vedono come primo meccanismo la plasticizzazione completa del T-Stub superiore, condizione COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 105

Fig. 19 | Schema rappresentativo dei casi studio presentati

Fig. 20 | Modelli FEM in SAP2000 dei nodi nelle configurazioni analizzate

essenziale per maturare una duttilità generale.

• Le unioni considerate risultano tutte configurabili come semi-

•

rigide. La rigidezza Sj (misurata come rigidezza relativa travecolonna) è inferiore alla condizione di 25 volte la rigidezza della trave (ipotizzata di lunghezza 5.000 mm). La rigidezza reale del nodo dipende dalla sollecitazione a cui esso è soggetto. Immaginando sollecitazioni di poco inferiori alla plasticizzazione del T-Stub superiore, il primo meccanismo che viene a formarsi in essi, si hanno valori di rigidezza di nodo dell’ordine di 10-15 volte la rigidezza di trave. La rigidezza del nodo evolve con l’aumentare delle sollecitazioni o varia al variare delle distribuzioni di forza (rapporti tra N, M e V dei singoli elementi incidenti). La resistenza dei bulloni è influenzata notevolmente dalla rigidezza del nodo. Quindi i nodi analizzati nella configurazione priva di Continuity Plate o di Supplementary Web Plate, sono

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caratterizzati da una resistenza della bullonatura inferiore. • Nei casi di nodi a 3 vie si vede come la Supplementary Weld Plate conferisca al nodo un notevole incremento di resistenza e duttilità. Del resto è proprio in questa condizione che il pannello d’anima è soggetto a taglio, per effetto dello sbilanciamento di momento flettente. In tutti questi casi si ha un incremento generale di resistenza. Per i bulloni, in particolare, si vede come il rinforzo d’anima riesca a mettere in causa non solo la fila più esterna ma anche la prima fila di bulloni al di sotto dell’anima, portando a rottura quasi contemporanea 4 bulloni anziché 2. • La compresenza di compressione della colonna, produce un generale abbattimento di resistenza del nodo, mitigato dal rinforzo d’anima. • Nei nodi interni (a quattro vie) l’intervento di rinforzo del nodo migliore, in termini di resistenza, è rappresentato dal Continuity Plate. Il CP conferisce un incremento generale di rigidezza e resistenza. L’applicazione del Supplementary Web Plate conferisce un incremento di duttilità generale migliore anche per i nodi interni. • CM ci abitua a pensare in termini di forza. Si parla di resistenza: resistenza dei bulloni, delle saldature, resistenza di un meccanismo T-Stub, resistenza di una flangia, etc. Ma in realtà, come sappiamo, è tutta una questione di deformazione sotto carico. In CM si parla in termini di componenti e loro meccanismi. Per esempio bullonature e saldature possono avere la stessa resistenza, ma qual è dei due il meccanismo che si manifesta prima, qual è la successione dei meccanismi? Come si alterano a vicenda? A queste domande può dare una risposta solo un approccio FEM con analisi GMNIA oppure MNA. Vedere come il nodo si deforma sotto carico, capire come le plasticizzazioni o le instabilità locali modificano il meccanismo resistente, conduce ad una progettazione di un nodo più consapevole. Un irrigidimento modifica la deformabilità e la rigidezza complessiva, e questo produce una modifica sostanziale delle resistenze globali. Inoltre sotto azioni sismiche un altro quesito acquista di notevole importanza. Come collassa il nodo? Arrivando alla resistenza di un meccanismo come evolve il collasso? Si parla quindi di duttilità del nodo. Come si governa la duttilità? Analisi FEM ci danno una risposta, la curva di capacità ci dà questa informazione. Naturalmente, per avallare la curva di capacità è necessario individuare in essa la successione dei meccanismi. Studiando la curva di capacità si può stabilire la successione delle modifiche da apportare al nodo per migliorarne resistenza e duttilità. Per esempio, in un nodo di estremità, si inseriscono,

Fig. 21 | Sovrapposizione curve 1,3,5

Fig. 22 | Sovrapposizione curve 2, 4 e 6

Fig. 23 | Sovrapposizione curve 7, 8 e 9

Fig. 24 | Sovrapposizione curve 10, 12 e 14

Fig. 25 | Sovrapposizione curve 11, 13 e 15

Fig. 26 | Sovrapposizione curve 16, 17 e 18 COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 107

Fig. 27 | Tabella risultati analisi FEM in SAP2000 dei nodi analizzati

Fig. 28 | Casi esaminati con IDEA StatiCa

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nell’ordine: prima una SWP, per salvaguardare meccanismi di taglio del pannello, aumentare la rigidezza e far lavorare al meglio le diverse righe delle bullonature. Poi si interviene sui bulloni: classe di resistenza, diametro, numero e posizione. Poi sulle saldature, etc. Per un nodo interno, prima si studia la possibilità di inserire un CP, poi si interviene sui diversi componenti. Lo studio della progressione del danno e la prevenzione delle instabilità locali, all’interno del nodo, ci guida nella buona progettazione in nodi semplici, ma può rappresentare l’unica soluzione percorribile in nodi complessi. La tabella di figura 27 riporta in modo sintetico i risultati ottenuti dalle analisi FEM in SAP2000 dei nodi e delle configurazioni testate. I valori riquadrati di colore rosso, rappresentano i limiti di accettabilità del nodo, in altre parole evidenziano la capacità del nodo e lo stato limite che governa (utile a comprendere il tipo di collasso atteso del nodo). Al fine di ottenere le massime informazioni possibili, dalle analisi svolte, si ricorda di utilizzare la tabella congiuntamente ai grafici delle curve di capacità riportati nelle figure 21-26. 3 - IDEA StatiCa e il metodo CBFEM Si è visto al paragrafo 2 come possa essere eseguita una analisi non lineare completa di effetti meccanici e geometrici (GMNIA) di una connessione, al fine di comprenderne il funzionamento e trovarne la portata massima, mediante l’impiego di un programma ad elementi finiti di tipo generale (SAP2000). Naturalmente, l’utilizzo di un programma FEM generico necessita di definire tutte le parti in termini geometrici e di materiale, diversamente, l’utilizzo di un software dedicato può velocizzare tale imputazione. Sono pertanto nati dei software specifici basati sempre sui metodi FEM, che hanno il compito di agevolare questa fase di definizione e di modellazione. Tra questa famiglia di programmi si è, negli anni recenti, diffuso IDEA StatiCa [4] (la versione utilizzata nel presente articolo è la 23.0.0.3244). Si tratta di un modellatore tridimensionale di connessioni basato su modelli CBFEM (Component Based Finite Element Method, Metodo FEM per componenti) e analisi meccanica non lineare MNA (Materially Non-linear Analysis). Risulta quindi esclusa la non linearità geometrica e le imperfezioni nell’analisi, l’instabilità delle parti e gli effetti geometrici non modificano le curve di risposta ottenute, tali effetti sono

I giunti oggetto di modellazione con IDEA StatiCa sono quelli già analizzati con il Metodo per Componenti ed illustrati nella prima parte di questo articolo, e sono rappresentati nella figura 28 con il relativo massimo momento flettente applicabile. Il valore trovato nell’analisi di ogni tipologia di giunto trave-colonna è stato raggiunto partendo da un valore di base e controllando la resistenza massima del giunto nel diagramma load-strain (con il carico considerato come percentuale del massimo possibile). Il valore del fattore di amplificazione di carico trovato dall’analisi (espresso come percentuale) è stato poi applicato al carico di partenza fino alla verifica del carico massimo. In figura 29 sono riportati due esempi di output del programma.

4 - Confronto tra CM e FEM sui casi studio

Fig. 29 | Esempi di output di IDEA StatiCa per due casi: MRJ1 1 EXT e MRJ1 7 INT

verificati in modo alternativo. Il CBFEM propone un metodo per analizzare e progettare connessioni di acciaio e rappresenta una sinergia tra l’approccio standard al progetto delle connessioni, cioè il Metodo per Componenti, e il FEM. Mentre il giunto è progettato mediante un modello ad elementi finiti, le verifiche di componenti specifici come bulloni e saldature sono effettuate in termini di forza, e questo coincide con quanto descritto nel paragrafo precedente. I piatti di acciaio sono modellati come elementi plate/wall. Il materiale ha comportamento non lineare. Nonostante la duttilità garantita nell’acciaio da costruzione sia il 15%, il massimo valore di deformazione realmente utilizzabile è il 5% (C.8 note 1 [6]).

Nella figura 30 è riportato un confronto tra i risultati delle analisi condotte con il Metodo per Componenti, IDEA StatiCa e SAP2000. Come si può vedere esaminando la tabella di figura 30, i risultati ottenuti con i tre metodi sono molti simili tra di loro, essendo le differenze contenute, nella stragrande maggioranza dei casi, entro il 10%. Circa il Metodo per Componenti, sono state riportate due colonne di risultati (“*” e “**”): • La colonna “*” riporta, come momento massimo del nodo, quello compatibile con la resistenza a taglio del pannello della colonna; • La colonna “**” riporta invece il momento massimo del nodo trascurando la resistenza a taglio del pannello. Come si può vedere, i risultati ottenuti trascurando la resistenza a taglio del pannello nodale (**) sono riportati solo per i nodi INT, cioè a 4 vie, con trave sia a sinistra che a destra della colonna, e rappresentano il caso in cui i momenti nelle due travi siano uguali e contrari, e quindi non c’è taglio nel pannello. Ma se i due momenti fossero diversi, il pannello avrebbe un taglio, tanto maggiore quanto maggiore è la differenza dei momenti, e quindi la crisi del pannello potrebbe limitare la resistenza del nodo. Il limite inferiore a tale resistenza è il numero riportato nella colonna “*”, quello cioè dove si limita la resistenza del nodo in funzione di quella del pannello, e che quindi rappresenta la condizione limite nella quale una trave ha un momento applicato e l’altra ha il momento uguale a zero. Nel caso invece dei nodi EXT, cioè a 3 vie, cioè relativi alle colonne COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 109

Fig. 30 | Confronto tra i risultati ottenuti con il Metodo per Componenti, IDEA StatiCa e SAP2000.

laterali, lì il momento è solo quello della trave esistente e quindi la resistenza a taglio del pannello va considerata certamente, e quindi non c’è una colonna “**”. Poiché i modelli effettuati in SAP2000 e IDEA StatiCa sono stati fatti considerando, per i nodi INT, momenti uguali e contrari nelle due travi, il confronto va fatto utilizzando, per il Metodo per Componenti, la colonna dei risultati “**” per i nodi INT.

5 - Conclusioni In questo articolo (e nella sua prima parte) si è studiato il problema della valutazione della resistenza a momento di un nodo di continuità trave-colonna in un telaio. Vista la grande varietà di nodi possibili, si è reso necessario limitarsi allo studio di connessioni trave-colonna con flangia estesa superiormente, 3 file di bulloni in zona tesa, 2 bulloni per fila orizzontale e in assenza di haunch. Nell’introduzione di questa seconda parte, è stato fatto cenno ai metodi “antichi” per dimensionare tali nodi, basati sull’ipotesi di piastra infinitamente rigida, e quindi necessariamente con comportamento poco duttile. Sono state individuate 4 configurazioni diverse, per profili impiegati e per tipologia dei nodi (a 4 e a 3 vie, con piatti di rinforzo in corrispondenza delle ali delle travi e sull’anima della colonna), per un totale di 12 casi (figura 30) nei quali si è proceduto ad una trattazione parallela: Metodo per Componenti, SAP2000 e IDEA

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StatiCa, al fine di ottenere un confronto in termini procedurali e di risultati. I risultati mostrano un buon accordo, nonostante le radicali differenze esistenti nelle ipotesi alla base dei procedimenti adottati che gli Autori hanno cercato di riassumere di seguito (seppur in modo certamente non esaustivo). • Il Metodo per Componenti considera diversi meccanismi di trasmissione degli sforzi (T-stub, bulloni, anima della colonna a taglio, in compressione, saldature, etc.) indipendenti gli uni dagli altri; i metodi FEM riescono invece a considerare la mutua influenza tra i vari meccanismi che tendono a redistribuire le forze tra di loro in funzione delle loro rigidezze. • Nel Metodo per Componenti la resistenza della connessione è sempre espressa in termini di forze (si trova infatti il momento flettente massimo), mentre nei metodi FEM la resistenza della connessione potrebbe in alcuni casi essere determinata in termini di deformazione massima. • Col metodo FEM applicato con un programma d’uso generale (SAP2000 nel nostro caso) si riesce a costruire, per ogni connessione, la curva Momento-Rotazione, sulla quale si possono identificare i vari eventi (per esempio, plasticizzazione del T-stub, snervamento bulloni, snervamento saldature, etc., figura 12). La posizione degli eventi sulla curva MomentoRotazione dà importati informazioni sulla duttilità della connessione: è auspicabile che il primo evento sia la plasticizzazione del T-stub, il che garantisce un minimo di

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duttilità globale della connessione. La portata della connessione sarà determinata dal minimo dei momenti associato a uno degli altri 3 eventi (nell’ipotesi che non sia il pannello d’anima della colonna a cedere per primo): snervamento dei bulloni in trazione, snervamento totale delle saldature, raggiungimento della massima deformazione ammissibile. Si evidenzia ancora che in una connessione davvero duttile (ad esempio quelle da impiegare nei telai dissipativi in zone sismiche), gli eventi snervamento bulloni e saldature dovrebbero avvenire dopo il raggiungimento dell’evento della massima deformazione del nodo, in quanto appunto eventi fragili. Nelle calcolazioni eseguite con analisi GMNIA (qui svolte con l’ausilio di SAP2000) si tiene conto sia delle non linearità del materiale che di quelle geometriche, mentre quelle eseguite con analisi MNA (qui svolte con l’ausilio di IDEA StatiCa) trascurano le nonlinearità geometriche. Le curve MomentoRotazione saranno quindi in questo secondo caso sempre monotone crescenti, mentre nel primo caso potrebbero avere un ramo finale discendente (figura 15) che denota l’instaurarsi di fenomeni di instabilità locali (per il cui innesco si ricorda la necessità di introdurre imperfezioni geometriche) ed effetti di non linearità geometriche (perdita di rigidezza per carico). Per la tipologia dei nodi scelti, le due tipologie di analisi, hanno condotto a risultati molto simili. Il Metodo per Componenti è applicabile a un numero ristretto di disposizioni geometriche: per esempio, si possono considerare solo file orizzontali con 2 bulloni, una disposizione con 4 bulloni per fila non è trattabile. Con i metodi FEM invece

queste limitazioni si superano tranquillamente;

• In termini di praticità d’uso l’impiego del metodo per componenti

•

•

può risultare oneroso, per questo sono nati software specifici o fogli di calcolo che lo automatizzano. La stessa considerazione vale per trattazioni FEM. L’utilizzo di questi strumenti automatici va accompagnato da una profonda conoscenza dei metodi e delle loro implementazioni, per non incorrere nel rischio di essere estraniati dalla fase di calcolazione. Usare metodologie di calcolo che siano semplici e consentano al progettista di comprendere il comportamento fisico della connessione ed evitare così errori grossolani, non è però agevole, vista la complessità di queste connessioni. Questo scopo veniva raggiunto certamente dalle “vecchie” procedure di calcolo manuali, non più praticamente usate, che si basavano però, come si è già notato, su ipotesi di comportamento della connessione abbastanza lontane dalla realtà. Gli Inglesi dello SCI avevano sviluppato delle tabelle interattive, basate sul Metodo per Componenti, di cui si è parlato nella prima parte dell’articolo, che danno un maggior “controllo” al progettista nelle scelte, ma che non possono essere impiegate nel nostro Paese a causa dei differenti profili impiegati. La strada percorsa dallo SCI in Inghilterra, cioè quella di standardizzare, in qualche misura, queste (ed altre) connessioni, è però molto valida, sia perché consente al progettista di impiegare, almeno in parecchi casi, connessioni dimensionate sicuramente in modo corretto, sia perché si associa ad una standardizzazione delle connessioni stesse, che risulta molto vantaggiosa per chi realizza le strutture.

Bibliografia [1] [2] [3] [4] [5]

L'Acciaio nelle Costruzioni - Edizioni Cremonese - Roma - 1973. Rudnitzky J. et al. – Typisierte verbindungen im stahlhochbau. DSTV – Stahlbau-Verband gmbh – Köln – 1978 Computers And Structures, inc., «SAP2000,» Walnut Creek, CA 94596, V23. IDEA StatiCa s.r.o., «IDEA StatiCa,» 602 00 Czech Republic. F. Mutignani e B. Cordova, «Il calcolo delle connessioni trave-colonna a momento flangiate e bullonate. Parte 1: il metodo per componenti,» Costruzioni Metalliche, n. 6, 2022. [6] EN1993-1-5 Eurocode 3 - Design of steel structures - Annex C - Finite Element Methods of analysis (FEM), 2006. [7] prEN 1993-1-14 Eurocode 3 - Design of steel structures - Design assisted by finite element analysis, 2020. [8] EN 1993-1-1 Eurocode 3 - Design of steel structures - Part 1-1: General rules and rules for buildings, 2022. [9] L. Bandini, «GMNIA - Analisi non lineare geometrica e per materiale con imperfezioni per strutture in acciaio,» Costruzioni Metalliche, n. 5 e 6, 2022. [10] L. Bandini, CSi Italia, 2023. [Online]. Available: https://www.leonardobandini.it/lezioni/gmnia.zip. [11] L. Bandini, «Esempio passo-passo della modellazione di un nodo trave-colonna a momento,» CSi Italia, 2022. [Online]. Available: https://www.csi-italia.eu/academy/sap2000-modello-ad-elementi-finiti-connessione-trave-colonna/. [12] ANSI/AISC 360 - Specification for Structural Steel Buildings, 2016.

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Leonardo Bandini È laureato in Ingegneria Civile, indirizzo strutture, all’Università di Firenze. Appassionato di metodologie avanzate di protezione sismica delle strutture e di controllo della risposta dinamica delle stesse, ha collaborato con diverse Università. È socio di CSi Italia srl dove svolge attività di diffusione, assistenza e potenziamento dei programmi di calcolo strutturale prodotti dalla CSi America. È altresì socio dello studio associato Brunetta Bandini dove svolge attività progettuale

Benedetto Cordova Laureato al Politecnico di Milano in Ingegneria civile ad indirizzo strutturistico. Ha lavorato alla SAE – Società Anonima Elettrificazione, e poi all’ENEL, dove si è occupato della progettazione e realizzazione delle strutture in acciaio per le centrali elettriche. È stato relatore in corsi di aggiornamento per ingegneri organizzati da vari Ordini provinciali, ACAI, ATE, UNICMI, CTA, Politecnico di Milano. È autore o coautore di alcuni testi relativi alle strutture in acciaio, pubblicati da Hoepli, Grafill, Wiley Blackwell. Collabora con la redazione di Costruzioni Metalliche.

Francesco Mutignani Laureato in Ingegneria all’Università di Padova, si è occupato nella sua carriera professionale di progettazione di strutture metalliche. Per due lustri è stato responsabile della progettazione nella Galtarossa Padova SpA, all’epoca una delle più importanti carpenterie metalliche italiane; successivamente è stato progettista e consulente per opere di acciaio ferroviarie (soprattutto ponti) in attività nazionali ed internazionali. Docente a contratto nelle Università di Padova e Venezia (Iuav) per più di 10 anni. Ha fatto parte del comitato tecnico TC 11 Composite Structures (Eurocodice 4) di ECCS.

Enrico Tomasi Enrico Tomasi è un ingegnere italiano che da nove anni vive e lavora nel Regno Unito. L’ultimo ruolo ricoperto è stato quello di Head of Engineering per Stripe Consulting, studio di progettazione multidisciplinare, leader nell’ambito delle autorimesse multipiano. Qui, anche grazie alla guida di Chris Whapples (amico e mentore, coordinatore/autore del libro “Car Park Design” dell’IStructE - Institution of Structural Engineers), massima autorità del Regno Unito nell’ambito della progettazione strutturale di parcheggi multipiano, ha acquisito notevole esperienza nel design di strutture in acciaio in genere e in particolare ad uso autorimessa.Ottiene la Chartership presso l’ICE, Institution of Civil Engineers e ora svolge il ruolo di Director presso Walder Sharp, studio di ingegneria di Londra dove si occupa della supervisione tecnica della progettazione strutturale. L’esperienza inglese ha rivestito particolare importanza soprattutto per la progettazione di strutture in acciaio ed il loro utilizzo in tutti gli ambiti dell’ingegneria strutturale.

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NOTIZIARIO C.T.A. FreeGrid: un benchmark sul progetto e l’ottimizzazione di gusci grigliati in acciaio con bordo libero FreeGrid è un benchmark sul progetto e l’ottimizzazione di gusci grigliati in acciaio con bordo libero, concepito con il supporto del CTA - Collegio dei Tecnici dell’Acciaio, sotto l’egida dell’Associazione Internazionale per le Strutture a Guscio e Spaziali (IASS, https:// iass-structures.org), in collaborazione con il partner industriale ArcelorMittal Steligence (https://steligence.arcelormittal.com). Il benchmark FreeGrid ha lo scopo di offrire un comune banco di prova per testare e confrontare diversi approcci alla concezione di strutture resistenti per forma. FreeGrid definisce tre gusci grigliati di riferimento per il progetto (Design Baseline Gridshells, DBGs) con l’imposta parzialmente non vincolata (bordo libero), sottoposte a condizioni di carico simmetriche e asimmetriche. I partecipanti

sono chiamati a modificare le DBGs e a concepire soluzioni progettuali (Design Solution Gridshells, DSGs) al fine di migliorare in modo olistico le loro prestazioni strutturali, di costruibilità e sostenibilità, ponderate in una singola metrica quantitativa. Gli obiettivi del benchmark FreeGrid sono: • colmare il divario tra modellazione/analisi meccanica e pratica/ applicazioni progettuali, proponendo un autentico problema progettuale e mirando al rigoroso confronto quantitativo delle soluzioni; • raccogliere contributi da esperti in diversi settori disciplinari: matematica, computer grafica, meccanica, ingegneria

Gusci grigliati di riferimento: volta a botte parabolica, cupola parabolica, paraboloide iperbolico COSTRUZIONI METALLICHE | LUG_AGO_2023 | 113

strutturale, architettura, progettisti e costruttori; • c onfrontare diversi approcci alla concezione di strutture resistenti per forma, dalla progettazione euristica basata sull’esperienza, a quella supportata da prove sperimentali, alla progettazione basata sull’approccio computazionale; • migliorare la conoscenza sistematica delle soluzioni progettuali per i gusci grigliati in acciaio con bordi parzialmente non vincolati; • migliorare in modo olistico le prestazioni strutturali, di costruibilità e sostenibilità; • garantire un confronto equo tra le soluzioni progettuali, definendo obiettivi quantitativi e relative metriche prestazionali. Il Premio ArcelorMittal Steligence sarà assegnato ai giovani autori delle migliori soluzioni progettuali; • garantire la riproducibilità delle soluzioni progettuali e la loro valutazione prestazionale, chiedendo ai partecipanti di fornire la descrizione completa delle loro caratteristiche geometriche e meccaniche, nonché dei metodi adottati per il progetto/ ottimizzazione/valutazione. Infine, i risultati forniti dai partecipanti creeranno una base dati ad accesso aperto (Open Access, OA) reso disponibile alle comunità scientifica e tecnica quale futuro riferimento. Le soluzioni di riferimento per i tre gusci grigliati (Design Baseline Gridshells, DBGs), le metriche per la valutazione di prestazioni strutturali, costruibilità e sostenibilità, e i vincoli di progettazione, insieme a tutti i dettagli necessari per la partecipazione al benchmark FreeGrid, sono forniti in cinque documenti di specifiche tecniche (FreeGrid technical specifications), scaricabili dalla pagina https:// sites.google.com/view/freegrid/docs. Sito web di FreeGrid: https://sites.google.com/view/freegrid/home.

Comitato Direttivo: Luca BRUNO, Politecnico di Torino Paolo CIGNONI, Istituto di Scienza e Tecnologie dell’Informazione (ISTI) Stefano GABRIELE, Università degli Studi Roma Tre Ernesto GRANDE, Università degli Studi G. Marconi Roma Francesco LACCONE, Istituto di Scienza e Tecnologie dell’Informazione (ISTI)

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Maura IMBIMBO, Università degli Studi di Cassino e del Lazio Meridionale Francesco MARMO, Università degli Studi di Napoli Federico II Elena MELE, Università degli Studi di Napoli Federico II Lorenzo RAFFAELE, Politecnico di Torino Valentina TOMEI, Università degli Studi di Cassino e del Lazio Meridionale Fiammetta VENUTI, Politecnico di Torino

Comitato Scientifico Internazionale: Carlos LAZARO, Universidad Politécnica de Valencia - ES, Presidente IASS, Presidente del Comitato Vincenzo PILUSO, Università degli studi di Salerno - IT, già Presidente CTA, Presidente aggiunto del Comitato Riccardo ZANON, ArcelorMittal Steligence - L, Presidente aggiunto del Comitato Sigrid ADRIAENSSENS, Princeton University - USA Olivier BAVEREL, ENS Architecture Grenoble, Ecole des Ponts Paristech - FR Franco BONTEMPI, Università degli studi di Roma La Sapienza - IT Jane BURRY, Swinburne University of Technology – Melbourne – AUS Marina D’ANTIMO, ArcelorMittal Steligence - IT Riccardo DE COL, Presidente CTA - IT Alessandro MARGNELLI, Technical Director AKTII London - UK Paolo NAPOLI, Sintecna Company - IT Makoto OHSAKI, Kyoto University - JP, IASS WG on Computational Methods Alfonso OLIVA, LERA+ at Leslie E. Robertson Associates - New York - USA Sergio PONE, Università degli studi di Napoli Federico II - IT Helmut POTTMANN, Technical University Wien - A Alberto PUGNALE, The University of Melbourne - AUS Anna SAETTA, Università IUAV di Venezia - IT Mark SARKISIAN, Skidmore, Owings & Merrill, San Francisco USA Craig SCHWITTER, Buro Happold, New York - USA Toru TAKEUCHI, Tokyo University, IASS WG8 co-chair - JP Matthew THOMAS, Foster and Partners, London - UK Yi Min ‘Mike’ XIE, RMIT University, Melbourne – AUS

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LIBRI Marco Peroni “Ponti sospesi. Storia, tecnologia e futuro. Dalle liane al Ponte di Gibilterra passando per lo Stretto di Messina” Silvana Editoriale, 2022 264 pagine | Euro 30,00

Q

uesto libro rappresenta la summa delle informazioni e degli studi che Marco Peroni e il team del suo studio, Marco Peroni Ingegneria, hanno raccolto e condotto nel corso del tempo sul tema dei ponti sospesi. Nel volume si intende innanzitutto spiegare perché il sistema strutturale in questione è migliore rispetto agli altri disponibili, per poi ripercorrere le tappe storiche e gli eventi focali che hanno permesso l’evoluzione e il progresso ingegneristico nel campo della realizzazione dei ponti sospesi. Queste costruzioni hanno preso forma molto tempo fa, ai primordi dell’architettura. In origine sono state utilizzate da tribù africane e asiatiche e realizzate con semplici funi di vimini tese tra due ancoraggi: si tratta, dunque, di una delle più semplici e ancestrali forme costruttive mai eseguite dall’uomo. A margine dei capitoli più importanti si trovano dei riquadri di approfondimento relativi ai vari tipi di impalcato, a eventi storici e a crolli famosi (uno tra tutti, quello del Tacoma Narrows Bridge, che ha condizionato la costruzione di tutti i ponti successivi), oltre che a studi e osservazioni su come si costruisce un ponte sospeso. La sezione centrale del libro è dedicata alla vicenda del ponte sullo Stretto di Messina, a partire dalle prime idee di fine Ottocento, fino al progetto vincitore della gara di appalto, che viene illustrato nelle sue caratteristiche peculiari. Particolare attenzione è rivolta all’analisi della soluzione proposta da Sergio Musmeci – uno dei sei progetti vincitori ex-equo al concorso ANAS del 1969 - alla cui idea e alla cui persona sono dedicate delle apposite schede. 4 pagine | Euro 30,00 libro rappresenta la summa delle informazioni e degli studi che Marco Peroni e il team del suo studio, Marco Peroni Ingegneria, hanno raccolto e condotto nel corso del tempo sul tema dei ponti sospesi. Nel volume si intende innanzitutto spiegare perché il sistema strutturale in questione è migliore rispetto agli altri disponibili, per poi ripercorrere le tappe storiche e gli eventi focali che hanno permesso l’evoluzione e il progresso ingegneristico nel campo della realizzazione dei ponti sospesi. Queste costruzioni hanno preso forma molto tempo fa, ai primordi dell’architettura. In origine sono state utilizzate da tribù africane e asiatiche e realizzate con semplici funi di vimini tese tra due ancoraggi: si tratta, dunque, di una delle più semplici e ancestrali forme costruttive mai eseguite dall’uomo. A margine dei capitoli più importanti si trovano dei riquadri di approfondimento relativi ai vari tipi di impalcato, a eventi storici e a crolli famosi (uno tra tutti, quello del Tacoma Narrows Bridge, che ha condizionato la costruzione di tutti i ponti successivi), oltre che a studi e osservazioni su come si costruisce un ponte sospeso. La sezione centrale del libro è dedicata alla vicenda del ponte sullo Stretto di Messina, a partire dalle prime idee di fine Ottocento, fino al progetto vincitore della gara di appalto, che viene illustrato nelle sue caratteristiche peculiari. Particolare attenzione è rivolta all’analisi della soluzione proposta da Sergio Musmeci – uno dei sei progetti vincitori exequo al concorso ANAS del 1969 alla cui idea e alla cui persona sono dedicate delle apposite schede. (A cura di Riccardo De Col)

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MasterSap is more

PROGETTARE IN ACCIAIO.

SEMPRE SULLA STRADA GIUSTA CON MASTERSAP.

Un prodotto completo, flessibile e versatile che soddisfa le esigenze più avanzate della progettazione in acciaio. Innovativo, intuitivo, completo. L’utilizzo di MasterSap è immediato e naturale anche grazie all’efficienza degli strumenti grafici e alle numerose modalità di generazione del modello direttamente da disegno architettonico. Top performance. Il solutore, potente ed affidabile, conclude l’elaborazione in tempi rapidissimi; i postprocessori per c.a., acciaio, legno, muratura, integrati fra loro, completano, in modo immediato, dimensionamento e disegno di elementi e componenti strutturali. L’affidabilità dell’esperienza. MasterSap conta un numero straordinario di applicazioni progettuali che testimoniano l’affidabilità del prodotto e hanno contribuito a elevare i servizi di assistenza a livelli di assoluta eccellenza. Condizioni d’acquisto insuperabili, vantaggiose anche per neolaureati.

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LIBRI

Vincenzo PILUSO Teoria e Progetto di EDIFICI IN ZONA SISMICA - Analisi Strutturale Dario Flaccovio Editore Anno 2023 pag. 494 | Euro 52

È con grande piacere che ho accolto l’invito del Comitato di Redazione di Costruzioni Metalliche a scrivere la recensione del volume dedicato all’analisi strutturale degli edifici in zona sismica, scritto dal mio allievo e collega Vincenzo Piluso, già mio coautore del volume “Theory and Design of Seismic Resistant Steel Frames” che insieme pubblicammo nell’ormai lontano 1996. Si tratta di un volume completamente diverso da quello che scrivemmo all’epoca, non solo per la lingua e i contenuti, come si evince semplicemente dal titolo, ma, soprattutto, per l’impostazione e la vocazione prevalentemente didattica. Tuttavia, sebbene il volume, nelle intenzioni dell’Autore, vuole rappresentare principalmente una guida per gli allievi dei corsi di ingegneria che si approcciano per la prima volta allo studio dell’analisi sismica delle strutture, ritengo che il volume risulti estremamente utile anche per i professionisti desiderosi di comprendere pienamente le problematiche di modellazione ed analisi strutturale degli edifici in zona sismica. Riprendendo le parole dell’Autore, che nella sua prefazione richiama Marcel Proust, credo che il volume possa veramente rappresentare per molti una “musa ispiratrice che con le sue chiavi magiche ci apre le porte delle dimore nelle quali non avremmo potuto penetrare da soli”. Del resto i libri rappresentano uno degli strumenti principali per la trasmissione della conoscenza e la corretta organizzazione dei contenuti e la chiarezza di esposizione sono le chiavi magiche di Marcel Proust. L’obiettivo dichiarato del volume è quello di fornire un ampio quadro delle moderne metodologie per l’analisi strutturale degli edifici in zona sismica e delle tematiche ad essa propedeutiche. Si tratta, pertanto, di temi affrontati in molti libri di Analisi Strutturale e/o di Dinamica delle Strutture, ma usualmente trattati senza uno specifico riferimento alle peculiarità degli edifici. Il volume è organizzato per condurre per mano progressivamente gli allievi degli ultimi anni dei Corsi di Laurea Magistrale in Ingegneria Civile e in Ingegneria Edile e Architettura, esaminando prima i sistemi strutturali piani e, successivamente, le peculiarità delle strutture tridimensionali che caratterizzano gli edifici. Per questa ragione, il volume è organizzato in tre parti: la parte I tratta l’analisi dinamica e sismica di sistemi ad un grado di libertà; la parte II affronta l’analisi statica e dinamica dei sistemi piani a più gradi di libertà; la parte III è dedicata all’analisi pseudo-tridimensionale statica e dinamica degli edifici. In particolare, la parte I si chiude con il Capitolo 4 dedicato alla risposta sismica dei sistemi SDOF. Tale Capitolo è immediatamente legato a concetti ed aspetti di primaria importanza riguardanti la progettazione strutturale delle costruzioni sismo-resistenti. In particolare, viene introdotto il concetto di spettri di risposta con le relative raccomandazioni contenute nelle Norme Tecniche per le Costruzioni (NTC

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2018), viene introdotta la tradizionale filosofia di progettazione delle strutture sismo-resistenti e, conseguentemente, dopo un accenno alle problematiche connesse all’analisi della risposta sismica non-lineare dei sistemi SDOF, vengono introdotti i concetti di coefficiente di struttura e di duttilità strutturale. La parte II risulta composta da sette capitoli che mirano a fare acquisire allo studente i fondamenti dell’analisi strutturale statica e dinamica dei sistemi piani, prediligendo i sistemi intelaiati. A valle della trattazione dei sistemi a più gradi di libertà, oltre alla classica analisi dei telai piani con il metodo degli spostamenti, vengono trattate sia l’analisi elastica non lineare e la stabilità (Capitolo 10) che l’analisi non-lineare, ormai comunemente denominata analisi push-over, e la risposta sismica dei telai (Capitolo 11). Quest’ultimo, pertanto, è un capitolo dedicato ad una tematica di grande attualità alla luce delle applicazioni che essa presenta, in particolare ai fini dell’analisi di vulnerabilità sismica degli edifici esistenti, nelle nuove norme tecniche per le costruzioni (NTC 2018). La parte III del volume risulta dedicata alla analisi pseudo-tridimensionale degli edifici. Tale tipologia di analisi si basa sulla modellazione strutturale per macro-elementi. L’edificio viene riguardato come un assemblaggio di macro-elementi resistenti verticali che interagiscono mediante gli impalcati, rigidi nel proprio piano, ed hanno il compito di trasmettere in fondazione le sollecitazioni dovute alle azioni sismiche. Pertanto, i macro-elementi verticali costituiscono il sistema strutturale sismo-resistente. Tali macro-elementi possono essere piani, come nel caso dei telai piani e delle pareti di controvento, oppure tridimensionali, come nel caso dei nuclei di controvento. Infine, il volume viene concluso con un Capitolo dedicato alla analisi matriciale tridimensionale degli edifici a struttura intelaiata, soffermando l’attenzione sulle problematiche di modellazione degli impalcati. Pertanto, leggendo il testo si ha chiaramente la sensazione che il lettore venga passo-passo guidato, partendo dalla illustrazione della risposta dinamica e sismica degli oscillatori semplici (SDOF), per passare all’analisi statica e dinamica dei sistemi piani (2D) a più gradi di libertà (MDOF), per concludere con l’analisi pseudo-tridimensionale statica e dinamica degli edifici, ossia di sistemi strutturali tridimensionali (3D). Durante questo percorso di conoscenza, il lettore trova tutto quello che è necessario sapere per arrivare alla completa comprensione dei modelli che vengono adottati nell’analisi sismica degli edifici. Il testo è caratterizzato da una chiarezza espositiva decisamente elevata che, per chi conosce l’autore, non è affatto sorprendente. Gli argomenti, anche quando complessi, vengono trattati in maniera tale da renderne semplice la comprensione. Inoltre, al fine di consentire la più piena comprensione delle tematiche trattate, richiedenti una buona familiarità con la notazione matriciale e una certa dimestichezza con il calcolo numerico, nella scrittura dei diversi capitoli del volume, l’Autore ha ritenuto opportuno riportare e commentare sinteticamente i listati di alcune subroutine scritte in Visual Basic per Excel. La scelta di tale linguaggio di programmazione è pienamente comprensibile e condivisibile in considerazione dell’ampia disponibilità dello stesso. Il pacchetto Microsoft Office, di cui fa parte Excel, rappresenta ormai uno standard mondiale disponibile a chiunque possegga un computer. Le subroutine riportate nel volume potranno essere di ausilio a quanti vorranno realizzare un proprio software per l’analisi degli edifici, mentre una semplice lettura di tali listati permette una migliore comprensione delle parti teoriche del volume. In conclusione, il testo oltre ad avere una notevole valenza formativa per gli allievi degli ultimi anni dei corsi di ingegneria civile e, in particolare, strutturale, costituisce un utilissimo strumento per i professionisti che vogliano approfondire o rivedere alcuni aspetti delle regole basilari della analisi sismica degli edifici. (A cura di Federico M. Mazzolani)

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NOTIZIARIO C.T.A. Parliamone insieme! A tutti noi che ci occupiamo di progettazione e realizzazione di strutture in acciaio è capitato di avere dubbi, di voler chiedere un consiglio, un parere, una indicazione normativa o bibliografica, riguardo a qualche lavoro che stiamo svolgendo e del quale non ci sentiamo ancora molto esperti. Siamo convinti che ci siano colleghi che, su quell’argomento specifico, hanno più esperienza di noi e potrebbero darci un’utile indicazione, ma non sappiamo come contattarli. A questa esigenza vuole rispondere la creazione, nel sito web del CTA, di un Forum di discussione aperto a tutti previa iscrizione gratuita, che richiede semplicemente di comunicare il proprio nome ed email. Al Forum si accede dal sito web del CTA attraverso questo link: https://www.collegiotecniciacciaio.it/forum/ Sono attualmente aperte due discussioni: - “FreeGrid”, dedicata appunto al progetto FreeGrid di cui si parla altrove su questa rivista; - “Discussioni Generali” che, come suggerisce il nome, raggruppa sotto di sé tutti gli argomenti di discussione proposti dagli utenti del Forum.

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FORUM Cliccando su quest’ultima discussione infatti, appariranno i Topic già creati dagli utenti, con le relative risposte. Se si vuole, si può partecipare ai Topic esistenti ed esprimere il proprio parere riguardo alle domande formulate e alle risposte già date. Se invece si vuol proporre una discussione su un argomento non ancora affrontato, basterà cliccare su “Crea un nuovo topic”, dare un nome alla discussione e formulare la propria domanda. Gli Amministratori del Forum vedono i nuovi Topic, cioè le domande degli utenti, e possono rispondere direttamente oppure individuare un esperto che possa rispondere. Ovviamente ogni utente del Forum può intervenire liberamente nella discussione ed esprimere la propria opinione. Il Forum è stato appena messo online. Contiamo su di voi, soci CTA, lettori di Costruzioni Metalliche o semplicemente colleghi che affrontano problemi relativi a strutture in acciaio, per renderlo un luogo d’incontro e discussione sempre più frequentato ed utile.

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