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INTERVENTO INFRASTRUTTURALE DI RECUPERO E RIQUALIFICAZIONE PER LA MESSA IN SICUREZZA (adeguamento strutturale, antincendio e adeguamento alle norme igienico sanitarie) DELL’ ISTITUTO COMPRENSIVO STATALE “A. CASALINI” (via Lazio) – Tipologia A)

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COMUNE DI SAN MARZANO DI S.G.

Provincia di Taranto

ACCORDO DI PROGRAMMA QUADRO SETTORE ISTRUZIONE – INTERVENTO RECUPERO E RIQUALIFICAZIONE DEL PATRIMONIO INFRASTRUTTURALE

DEGLI ISTITUTI SCOLASTICI PUGLIESI. Delibera CIPE n° 79/2012 e n° 92/2012.

Avviso Pubblico per la partecipazione alla procedura di selezione di interventi relativi alla riqualificazione del patrimonio infrastrutturale degli istituti scolastici pugliesi (BURP n° 46/02.04.2015)

Determinazione Dirigenziale n° 135 del 27.04.2015 di proroga al 18.05.2015.

INTERVENTO INFRASTRUTTURALE DI RECUPERO E RIQUALIFICAZIONE PER LA MESSA IN SICUREZZA (adeguamento strutturale, antincendio e adeguamento alle norme igienico

sanitarie) DELL’ ISTITUTO COMPRENSIVO STATALE “A. CASALINI” (via Lazio) Tipologia A)

CUP: B31E15000230007

PROGETTO ESECUTIVO

R 17

RELAZIONE DI ACCETTABILITA’ DEI RISULTATI


PROGETTO ESECUTIVO RELAZIONE DI ACCETTABILITA’ DEI RISULTATI

Indice

Indice .............................................................................................................................. 1

RELAZIONE DI ACCETTABILITA’ DEI RISULTATI ........................................ 2 Normativa di riferimento: ........................................................................................................ 2 Premessa .................................................................................................................................. 3

Vautazione della Sicurezza e Rischio Sismico ............................................................ 4 Carichi in fondazione e sulla muratura .................................................................................... 4 Valutazione del rischio sismico dell’esistente ......................................................................... 4

Caratterizzazione sismica del sito e accelerazione di verifica SLV .................................... 4 Verifiche di regolarità ......................................................................................................... 5 PGA e Conclusioni ............................................................................................................. 5

Criteri Generali del Progetto di Adeguamento .......................................................... 6 Il rinforzo e restauro statico dei solai ...................................................................................... 6

Analisi carichi verticali unitari ........................................................................................... 6 Opere di adeguamento sismico ................................................................................................ 7 Metodo di calcolo (§10.2 NTC 2008) ................................................................................... 11

Tipo di Analisi .................................................................................................................. 12 Licenza Software utilizzato .............................................................................................. 12 Affidabilità e validazione dei codici ................................................................................. 12 Presentazione dei risultati ................................................................................................. 12 Accettabilità dei risultati ................................................................................................... 12

Muratura portante .................................................................................................................. 13 Valori di calcolo ai fini della SLU per lo stato limite STR .............................................. 13 Verifiche agli stati limite ultimi ........................................................................................ 13 Verifiche agli stati limite di esercizio ............................................................................... 14

Azioni fuori dal piano per pareti divisorie ............................................................................ 14 Il progetto delle opere di rinforzo in acciaio ......................................................................... 15

Rinforzo in acciaio della trave 18-22, 5-12 lotto 2 e della trave 25-32 lotto3 .................. 15 Gli apparecchi di appoggio ............................................................................................... 16 Le unioni bullonate delle travi di sostegno della cupola ................................................... 17

L’adeguamento sismico della palestra coperta ...................................................................... 20 Rinforzo delle travi emergenti in calcestruzzo con luce pari a 12 m ................................ 20



RELAZIONE DI ACCETTABILITA’ DEI RISULTATI Proprietà : Amministrazione Comunale di San Marzano di San Giuseppe Posizione : 40.453722, 17.507394 – 126 m s.l.m.

Normativa di riferimento:

− D.M. 14/01/2008 –Norme Tecniche per le Costruzioni − Circolare Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti del 02/02/2009

n.617 - Istruzioni per l’applicazione delle NTC − Eurocodice 3 parte 1-1, UNI-ENV 1993-1-1, con le modifiche ed

integrazioni prescritte nell D.M. 14/01/2008. − CNR-UNI 10011 – Costruzioni di acciaio – Istruzioni per il calcolo,

l’esecuzione, il collaudo e la manutenzione − CNR DT 200/2013 Istruzioni per la Progettazione, l’Esecuzione ed il

Controllo di Interventi di Consolidamento Statico mediante l’utilizzo di Compositi ibrorinforzati

− Presidenza del Consiglio dei Ministri Dipartimento della Protezione Civile, Decreto 21-10-2003 n.3685 – Classificazione sismica del territorio nazionale

− D.M.11/03/1988 - Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce, la stabilità dei pendii naturali e delle scarpate, i criteri generali e le prescrizioni per la progettazione, l'esecuzione ed il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione - e relativa circolare applicativa CMLP 24/02/1988 n° 30483

− Eurocodice 3 parte 1-1, UNI-ENV 1993-1-1, con le modifiche ed integrazioni prescritte nell D.M. 14/01/2008.

− Eurocodice 8, UNI-ENV 1998-1-2, con le modifiche ed integrazioni prescritte nell D.M. 14/01/2008.



Premessa L’edificio in oggetto, realizzato al piano terra e primo piano, è stato edificato, destinandolo a Scuola Elementare. Il fabbrico, suddiviso in cinque blocchi, fu realizzato in fasi successive, a partire dal 1958. L’ultimo lotto, costituito dalla palestra, totalmente separata dal resto dell’edificio, è stato collaudato nel 1974. L’edificio esistente al piano terra e primo piano, realizzato in c.a. con le norme in vigore all’epoca della sua costruzione, antecedente il 1971, viene sottoposto alla valutazione della sicurezza secondo i criteri del cap. 8 NTC 2008, in quanto - data la sua vetustà (età d oltrei 50 anni) - i solai presentano un naturale degrado e decadimento delle caratteristiche meccaniche dei materiali stessi. A ciò si aggiunge il fatto che l’edificio – realizzato con le norme vigenti nel 1958, contemplate nel precedente Regio Decreto Legge del 16 novembre 1939 n. 2229 "Norme per l'esecuzione delle opere in conglomerato cementizio semplice o armato" e riprese dalla Circolare 23 maggio 1957 n. 1472 “Armatura delle strutture in cemento armato” e che, in nota, si riporta letteralmente1 – mancando un piano di manutenzione delle strutture – non è mai stato adeguato, nelle sue strutture portanti, alle numerose normative che si sono succedute nei passati cinquanta anni; ad esclusione di interventi di manutenzione ordinaria o manutenzione locale, tesi alla riparazione di singoli ambienti. E’ per questo che, ora, stante la fine della vita nominale dell’edificio, ritenuto che vi sia evidenza della riduzione della capacità portante dei solai dell’edificio rispetto quanto richiesto dalle norme attuali, nonché al fine di prevenire eventuali problemi di salvaguardia della vita della popolazione scolastica, si dà luogo alla valutazione della sicurezza delle strutture dell’edificio, col fine di procedere al ripristino e soprattutto all’aumento della capacità portante dei solai, in rispetto delle NTC 08, le cui richieste di sicurezza sono ampiamente superiori a quanto richiesto dalla citata e superata Circolare 23-05-1957.

1 Per tutte le armature delle strutture in cemento armato possono essere impiegati soltanto acciai

Aq 42, Aq 50, Aq 60 sia in tondo sia in forma speciale. Per gli acciai in tondo, la tensione non deve superare il 50 % del carico di snervamento e, in ogni caso, i seguenti valori:

1400 kg/cm2 per Aq 42 1600 kg/cm2 per Aq 50 1800 kg/cm2 per Aq 60 Per gli acciai Aq 50 e Aq 60 le sollecitazioni sopra indicate possono adottarsi per diametri non

superiori a 30 mm purché si impieghi conglomerato almeno di classe R200 nel caso di sezione rettangolare, conglomerato di classe R250 nel caso di sezione a T.

Per gli acciai di forma speciale ad aderenza migliorata (ritorti, sagomati, ecc.) la tensione ammissibile non deve superare il 50% del carico di snervamento né il 40% del carico di rottura con la condizione che l’allungamento di rottura non sia inferiore al 12%. La tensione ammissibile per detti acciai non deve inoltre superare il valore di 220 kg/cm2. Si potrà superare tale valore fino a un massimo di 2400 kg/cm2 soltanto se nei calcoli si debba anche tener conto degli effetti delle variazioni termiche e del ritiro e se l’eventuale fessurazione del conglomerato non risulti di pregiudizio all’opera. In questo caso occorre sempre verificare che il valore di 2200 kg/cm2non sia superato quando si prescinda da tali effetti. Per tensioni fino a 2200 kg/cm2 si dovrà impiegare conglomerato almeno di classe R250. per tensioni fra 2200 e 2400 kg/cm2 si dovrà impiegare conglomerato di classe R350. Tutte le prescrizioni date con precedenti circolari sono abrogate.



Vautazione della Sicurezza e Rischio Sismico Al fine di confermare, in larga massima, i risultati del calcolo ottenuto con i codici utilizzati, si procede in appresso ad una determinazione di alcuni carichi tipici sulle travi e suo muri ripristinati e resi portanti dall’intervento in oggetto

Carichi in fondazione e sulla muratura Per la valutazione dei carichi portati dalla fondazione, al fine di stabilire lo stato limite ultimo di resistenza del terreno si usa la Combinazione 2 dell’Approccio 1 con i coefficienti parziali della Tabella 2.6.1 NTC-08 nonché la combinazione fondamentale (SLU)

q = γG1G1 +γG2G2 +γQ1Qk1 La valutazione dei carichi e dei sovraccarichi è stata effettuata in accordo con le disposizioni del Decreto Ministero Infrastrutture Trasporti 14 gennaio 2008 (G. U. 4 febbraio 2008, n. 29 - Suppl.Ord.) “Norme tecniche per le Costruzioni”. La valutazione dei carichi permanenti è effettuata sulle dimensioni definitive. Le analisi effettuate, corredate da dettagliate descrizioni, sono riportate nei tabulati di calcolo nella relativa sezione.

Valutazione del rischio sismico dell’esistente I dati fin qui descritti sono stati utilizzati per costruire un modello tridimensionale dell’intero edificio con opportuno programma di calcolo e modellazione: Edilus della Acca Sofware. Nel modello si è omesso di riportare i divisori e le fodere di 15 cm nella supposizione che il loro contributo alla stabilità dell’edificio sia trascurabile. L’azione sismica è stata valutata in conformità alle indicazioni riportate al capitolo 3.2 del D.M. 14 gennaio 2008 “Norme tecniche per le Costruzioni”. In particolare, i dati inizialmente immessi per la definizione degli spettri di progetto per i vari Stati Limite per cui sono state effettuate le verifiche sono i seguenti: Caratterizzazione sismica del sito e accelerazione di verifica SLV Latitudine 40.453722, N Longitudine 17.507394 E Elevazione 126m s.l.m. Classe d’uso III Vita nominale ≥50 anni Periodo riferimento 75 anni Categoria sottosuolo A(vedasi rel. geologica.) Condizione topografica T1 (sito in piano) Amplificazione topografica ST=1



Amplificazione stratigrafica SS= 1,0 ; CC=1,0 Amplificazione topo-stratigrafica S=SSST=1,0

Verifiche di regolarità La struttura non è regolare né a blocchi né sui singoli lotti, stante la presenza dei giunti sismici, l’esame della struttura è stato eseguito per lotti che sono separati fra loro giunti sismici più che adeguati. L’edificio viene dichiarato regolare in altezza e con solai rigidi nel loro piano. I fattori di struttura vengono determinati autonomamente in quanto si è scelto di eseguire una analisi dinamica. PGA e Conclusioni Si esegue la prima verifica con accelerazione Ag=ag/g=0.059 che risulta non soddisfatta. Si prosegue riducendo di un millesimo la volta la Ag alla ricerca di una accelerazione normalizzata per cui la verifica risulti soddisfatta. Si è così arrivati alla accelerazione minima accettata dal software Ag=0.0 per la quale non viene, comunque, soddisfatta la verifica SLV e SLD in quanto continuano a essere presenti cedimenti per taglio e per pressoflessione stante l’armatura a taglio rilevata durante le numerose prove in sito eseguite. Per tutto questo si conclude che la struttura, non è idonea dal punto di vista statico, così com’è, ha una PGA nulla: essa presenta una resistenza al sisma insignificante anche considerando il contributo delle esili murature in tufo. Anche con accelerazione nulla di progetto tutti i setti e i pilastri perimetrali presentano problemi di pressoflessione, flessione e taglio. I risultati dell’ultimo



calcolo eseguito sono riportati nelle carpenterie e nella Relazione di verifica dell’esistente.

Criteri Generali del Progetto di Adeguamento Alla luce di quanto valutato sulla situazione dell’edificio esistente, tenuto conto dell’alta densità della popolazione scolastica, in ordine di priorità, il primo intervento da programmare è il rinforzo e restauro delle capacità portanti dei solai. Ciò, nonostante la qualità del calcestruzzo non sia eccezionale, è facilmente ottenibile a basso costo aggiungendo una armatura integrativa al solaio tramite apposizione di fibre di vetro sul soffitto dei solai. Anche la resistenza sismica dell’edificio è facilmente raggiungibile in toto a costi contenuti in quanto la soluzione trovata è eseguibile senza grandi manomissioni dell’edificio.

Il rinforzo e restauro statico dei solai Già si è descritta la tipologia dei solai e le loro dimensioni pervenuteci dalle indagini espletate e allegate al progetto. Non possedendo elementi certi, escluse le indagini pacometriche e i rilievi sul posto che hanno sondato parzialmente la natura dei solai, per determinare l’armatura, vista anche la grande estensione dei solai, supponiamo di individuare l’armatura equivalente in tondini di ferro omogeneo nell’ipotesi che i materiali utilizzati siano i quelli precedentemente descritti. Analisi carichi verticali unitari valore caratteristico del peso proprio copertura solaio 35+5 - peso solaio s=35+5cm = 600 daN/m² - massetto argilla espansa 600x0.10 = 60 daN/m² - pavimentazione = 80 daN/m² - intonaco = 30 daN/m² totale = 770 daN/m² valore caratteristico del peso proprio piano terra solaio 30+5 - peso solaio s=30+5cm = 400 daN/m² - massetto argilla espansa 600x0.10 = 60 daN/m² - pavimentazione = 80 daN/m² - intonaco = 30 daN/m² totale = 570 daN/m² valore caratteristico - dei carichi permanenti solai 35+5 gk = 770 daN/m² - dei carichi permanenti solai 30+5 gk = 570 daN/m² - del sovraccarico accidentale qk = 300 daN/m²



Determinando, per il solaio di luce più grande posto fra le travi 14-15-12 e 5-8-del lotto 2, posto che le travi siano debolmente incastrate, il momento massimo allo SLU, si ottiene: M = (770·1,3+300·1,5) ·10,5^2/9 = 17774 daNm per la fascia di un metro di solaio. L’armatura equivalente utilizzata, quindi, è Af=17774/(0,9·0,33·2400)=24,9 cm² Dove si è supposto che lo snervamento dell’armatura esistente avvenga per 240 N/mm² Assunto che attualmente che l’armatura residua sia efficace solo per il 80% di quella originaria, l’armatura attuale efficace dovrebbe essere 19,9 cm² . Nell’ipotesi di integrazione dell’armatura residua con fibra di vetro posta in aderenza al soffitto attuale, si ha: qd= 770·1,3+300·1,5 = 1451 daN/m² Md= 1451·10,5^2/8 = 19996 daNm Il momento interno Mi che deve essere integrato è pari, allora, a Mi = Md -Mf dove Mf =19,9·2400·0,9·0,33 = 14420 daNm e Mi = 19996-14420 = 5576 Nm Il tiro della rete GFRP che integrerà l’armatura esistente, allo SLU, non potrà essere inferiore a F=5576/0,35 = 15931 daN/m Si prescriverà, allora che la rete GFRP, da apporre all’intradosso del solaio, con i criteri stabiliti nell’elenco prezzi abbia una resistenza non minore di 20000 daN/m Analogamente per i solai di minor spessore e luce di 6,5 m si determina il momento (570·1,3+300·1,5) ·6,5^2/9 = 5591 daNm qd= 570·1,3+300·1,5 = 1191 daN/m² Md= 1191·6,5^2/8 = 6290,0 daNm Af= 5591/(0,9·0,33·2400)= 7,8 cm² Mf =6,3·2400·0,9·0,33 = 4473 daNm Mi = 6290-4473 = 1817 daNm F=1817/0,35 = 5191 daN Si prescriverà, allora, che la rete GFRP, da apporre all’intradosso del solaio, con i criteri stabiliti nell’elenco prezzi abbia una resistenza non minore di 8000 daN/m

Opere di adeguamento sismico Dall’analisi del rischio sismico per la struttura esistente, si è rilevata la vulnerabilità di alcuni elementi che sono stati appositamente evidenziati nella relazione di verifica. Tra l’altro, per motivi legati alle necessità architettoniche e funzionali, l’intonaco e la pitturazione esterna, eseguita di recente non permettono di utilizzare sistemi di integrazione statica strutturale invasiva. Poiché le murature presenti in ogni parte dell’edificio, sia interne che esterne sono costituite da un pacchetto di 20+10+12 di tufo e laterizio forato a doppio paramento o di 12+17+12 di tufo a doppio paramento, la cui intercapedine è originariamente vuota, e poiché tali paramenti sono non legati fra loro è stato immediato pensare a ricavare da questi deboli strutture murarie una muratura di 40 cm spessa, osservante i limiti di snellezza e solidissima semplicemente



riempendo l’intercapedine con un materiale fluido leggero, isolante e super adesivo per le murature di tufo e legando i due paramenti con appositi connettori. In commercio viene prodotto da molte ditte una tipologia di calcestruzzo denominata SCC Self Compacting Concrete, utilizzato ordinariamente per strutture ad alta resistenza oppure per restauro strutturale. Le caratteristiche tecniche di tale materiale portano ad una resistenza notevole della muratura risultante. Nel modello strutturale utilizzato per il calcolo di verifica, ci si è limitati a convertire le murature di tompagno in murature portanti dello spessore complessivo di 40cm che presentano a intervento ultimato presentano una resistenza complessiva di 9 N/mm2. Per i muri che lo richiedevano si è utilizzata una rete GFRP con resistenza di 10000 daN/m, oppure rinforzo con rete armata e betoncino. Con questo trattamento, eseguibile immediatamente e non invasivo, la struttura è risultata idonea alle sollecitazioni sismiche a cui viene sottoposta una struttura nuova. La relazione di verifica della struttura adeguata e risanata nonché i Tabulati grafici sintetici dell’intervento, rendono conto della completa adeguatezza della struttura finale agli eventi sismici. Gli interventi da eseguire sono dettagliatamente descritti nelle voci del computo metrico. e rilevabili dalle carpenterie accluse alla presente oltre che dalle rappresentazioni tridimensionali accluse alla presente e ai grafici sintetici. LOTTO 1 - Modello descrittivo delle strutture e degli interventi effettuati (muro portante di nuova costruzione, consolidamento delle murature esistenti ai fini della trasformazione in muratura portante, pilastri di nuova costruzione dove richiesto dalla struttura, rinforzo in GFRP; rinforzo delle piattabande e mazzette delle finestre con profilato U160 in acciaio



LOTTO 2 - Modello descrittivo delle strutture e degli interventi effettuati (consolidamento delle murature esistenti ai fini della trasformazione in muratura portante, aumento della sezione dei pilastri non supportati dalle murature con calcestruzzo SCC, rinforzo con rete armata e betoncino, rinforzo delle travi non supportate dalla muratura con trave IPE in acciaio.



LOTTO 2 - Modello descrittivo delle strutture e degli interventi effettuati (consolidamento delle murature esistenti ai fini della trasformazione in muratura portante, aumento della sezione dei pilastri non supportati dalle murature con calcestruzzo SCC, rinforzo con rete armata e betoncino, rinforzo delle travi non supportate dalla muratura con trave IPE in acciaio.

LOTTO 3 - Modello descrittivo delle strutture e degli interventi effettuati (consolidamento delle murature esistenti ai fini della trasformazione in muratura portante, aumento della sezione dei pilastri non supportati dalle murature con calcestruzzo SCC e costruzione di nuovi pilastri per interrompere luci troppo grandi, rinforzo delle murature in GFRP dove richiesto dalla struttura, rinforzo delle travi non supportate dalla muratura con IPE in acciaio.



CUPOLA LOTTO 3 - Modello descrittivo delle strutture con rinforzo in GFRP dove richiesto; rinforzo e supporto delle travi in c.a. non supportate dalla muratura con struttura IPE in acciaio e martinetti.

Metodo di calcolo (§10.2 NTC 2008)



Tipo di Analisi Il calcolo di predimensionamento e verifica presente, eseguito con metodi di calcolo tradizionale, vale quale controllo comprovante la validità dell’analisi lineare dinamica eseguita con codice di calcolo la cui relazione automatica è quivi allegata. Licenza Software utilizzato Il software Edilus della ACCA S.p.a, utilizzato al presente è in licenza d’uso all’ing. Luigi Talò, via Cisterne, San Marzano di San Giuseppe (TA) a partire dall’anno 2008 con tutti gli aggiornamenti intervenuti nel frattempo serie 85051473 cod. 495652545554 Affidabilità e validazione dei codici Il software Edilus della ACCA S.p.a, è fornito di ampia documentazione reperibile sul sito del produttore nonché di numerosi esempi di calcolo commentati e risolti anche, per confronto, con metodi numerici tradizionali. Il sottoscritto dichiara di aver risolto con il predetto codice alcuni esempi presi dalla letteratura scientifica corrente ed aver confrontato positivamente i risultati del detto codice. Presentazione dei risultati I risultati del codice di calcolo vengono presentati, oltre che in forma tabellare, anche con disegni e schemi sintetici. Viene fornita la rappresentazione grafica delle principali caratteristiche di sollecitazione e delle componenti degli sforzi. Grafici contenenti la rappresentazione delle combinazioni dei carichi applicati e le corrispondenti reazioni vincolari. Accettabilità dei risultati I risultati del codice di calcolo sono stati confrontati con il calcolo approssimato quivi eseguito ed a questo trovato conforme come stabilito nel paragrafo 10.2 delle NTC 2008 ultimo comma. Nella presente sono state eseguite numerose verifiche dei vari elementi strutturali, controllate le reazioni vincolari in relazione ai carichi applicati ed, infine, è stata costante la comparazione fra i risultati tabellati e la valutazione approssimata degli stessi.



Muratura portante La muratura portante più carica è quella poggiata sulla fondazione numerata 10-12-14-16 del lotto 3. Nell’ipotesi dell’analisi dei carichi già eseguiti per il solaio, utilizzando, però, la combinazione A1 per il calcolo strutturale STR della tabella 2.6.1 NTC-08, ovvero la combinazione fondamentale (SLU)

q = γG1G1 +γG2G2 +γQ1Qk1=1,3G1 +1,5G2 +1,5Qk1 si ottengono i valori di calcolo ai fini della SLU per lo stato limite STR che riportiamo. Valori di calcolo ai fini della SLU per lo stato limite STR – Carico max del solaio di copertura distribuito sulla muratura solaio ((770+150)·1,3+48·1,5)·11/ 2 = 6974 daN/m cordolo 2500·0,4·0,4 ·1·1,3 = 520 qsc = 7494 daN/m – Carico max del solaio 1°impalcato solaio (570·1,3+300·1,5)·11/ 2 = 6551 daN/m cordolo 2500·0,4·0,4 ·1·1,3 = 520 qsp1 = 7071 daN/m – Carico lineare della muratura solai qsc+qsc1 7494+7071 = 14565 daN/m muratura 1° imp 2000·0,4·3,10·1,3 = 3224 muratura 2°impo 2000·0,4·3,05·1,3 = 3172 cordolo 2500·0,4·0,4 ·1 ·1,3 = 520 qfp =21481 daN/m Verifiche agli stati limite ultimi Le murature quivi esaminate sono quelle, da 40 cm con doppio paramento e nucleo riempito di SCC il cui peso medio si è assunto pari a 2000daN/m³ in condizione di carico estreme. La tensione di compressione media e la tensione di taglio in design sulla muratura al piano fondazione, viene data da: — σn=21481/(40·100) = 5,37 daN/cm². — fvd = =0.74 +0,15 σn=0,74+0,15·5,37 = 1,55 daN/cm² I carichi dei solai per il muro al piano fondazione sono necessariamente ed approssimati-vamente centrati, assumendo una eccentricità accidentale anche doppia rispetto quella prescritta si avrebbe e=3 cm e, quindi, il coefficiente di eccentricità m=6e/t=0.45. Interpolando i valori della tab 4.5.III la riduzione della tensione di design viene fd,rid= 0,6 fbd=0,6·12,6 = 7,56 daN/cm² In ogni caso, le verifiche allo SLU si ritengono soddisfatte quando si trascuri l’azione sismica. Si rileva che la verifica con calcolo automatico richiede, invece, il rinforzo con rete FRP affinchè sia soddisfatta la verifica a pressoflessione fuori dal piano.



Verifiche agli stati limite di esercizio A norma del §4.5.6.3 NTC 2008, quando siano soddisfatte le verifiche allo SLU, nelle costruzioni in muratura, non è necessario eseguire le verifiche SLE.

Azioni fuori dal piano per pareti divisorie Nell’edificio in oggetto sono ricavati vari ambienti con pareti divisorie in tufo dello spessore di cm 10. Nessuno dei muri divisori ha funzioni strutturali: i carichi verticali portati, ad esclusione del peso proprio, sono nulli. Gli effetti dell’azione sismica sugli elementi costruttivi senza funzione strutturale possono essere determinati applicandovi una forza orizzontale come definita nel §7.2.3 delle NTC 08 Fa=(Sa Wa)/qa dove Fa è la forza sismica orizzontale agente al centro di massa dell’elemento non strutturale nella direzione più sfavorevole; Wa è il peso dell’elemento; Sa=ag/g è l’accelerazione massima, adimensionalizzata rispetto a quella di gravità, che l’elemento strutturale subisce durante il sisma qa=2 è il fattore di struttura dell’elemento tramezzo o parete interna. Sa può essere calcolato nel seguente modo2: Sa=α S=0,056·1= 0,056 α è il rapporto tra l’accelerazione massima del terreno ag su sottosuolo tipo A da considerare nello stato limite in esame e l’accelerazione di gravità g; mentre S è il coefficiente che tiene conto delle caratteristiche stratigrafiche e topografiche del terreno, dato da: TS SSS ⋅= =1 Pertanto, considerato un elemento di parete largo 1m, incernierato agli estremi (pavimento soffitto) e un carico totale fuori piano dato da Fa=0,056·1·3,1·0,1·1600/2 = 13,89 daN, la parete nella sua mezzeria viene sottoposta ad un momento massimo M=13,89/3,1·3,1^2/8 = 5,38 daNm Il momento massimo calcolato si verifica nella mezzeria della parete ,che è sottoposta a pressoflessione dovuta alla pressione data dal peso della sua metà superiore; tale pressione è: P=0,12·1,55·1·1600 = 297,60 daN, pertanto l’eccentricità del carico è pari a e=M/P= 5,38/297,6 = 0,018 < 0,12/6=0,02. In questo modo il carico è entro il terzo medio e la parete risulta interamente compressa con la tensione massima σ=2·297,6/(12·100), = 0,49 daN/cm². La stabilità del muro è quindi assicurata senza ulteriori interventi.

2 Sa dovrebbe essere moltiplicato per la seguente quantità [3*(1+Z/H)/((1+(1-Ta/T1)²-0.5]= (3·(1+1,5/3,1)/(1+(1-1,74/0,27)^2) = 0,15 dove T1 è il periodo fondamentale di vibrazione della struttura e Ta è il periodo di vibrazione dell’elemento di parete considerato incernierato agli estremi e scarico in verticale valutato come ω1=(π/h)²(Et²g/(12γ))^0.5 = (3,14/310)^2·(24000·10^2·9,81/12/0,0016)^0,5 = 3,60 con Ta=2π/ω1=6,28/3,60 = 1,74s [ v. §11.7.3 BOSCOTRECASE PICCARRETA Edifici in muratura in zona sismica] Tuttavia, Sa non può essere assunto inferiore ad ag/g S.



Il progetto delle opere di rinforzo in acciaio Rinforzo in acciaio della trave 18-22, 5-12 lotto 2 e della trave 25-32 lotto3 Fra i pilastri 18-22, 5-12 del lotto 2 e i pilastri 25-32 del lotto3 saranno inserite delle travi in acciaio, costituite da profilati IPE, finalizzate a indurre dei carichi dal basso verso l’alto nelle travi in c.a. esistenti. Le travi IPE saranno montate sotto le travi esistenti e da esse distanziate di circa 12 cm. Fra le IPE e le travi in c.a., equidistanti dagli appoggi, saranno inseriti dei martinetti meccanici che indurranno carichi sulle travi IPE e sulle travi in c.a. in funzione delle deformazioni impresse dai martinetti. Nella figura che segue si schematizza la situazione statica che si viene a creare.

Le forze P verranno calibrate attraverso i martinetti meccanici e la misurazione della freccia massima che si verificherà nella trave in acciaio, tenendo conto che le forze P provocano grandi deformazioni nell’acciaio rispetto alle deformazioni della trave in c.a. che risulta essere molto più rigida. Pertanto trascurando la deformazione della trave in c.a., la freccia provocata dai carichi nella trave in acciaio, in mezzeria, è

fmax= (1/EJ)[Pa(3L2-4 a2)/24 +qL4/365] Per la trave 18-22 lotto2 piano terra si ha: L=625 cm, a=110 cm, IPE400, P=8000 daN, J=23130 cm4, E=2100000 daN/cm2, quindi: fmax= (8000·110·(3·625^2-4·110^2)/24+66·625^4/365)/( 2,1·10^6·23130)=1,42 cm Il risultato coincide con i dati riportati dal programma di calcolo. La stessa cosa risulta verificata per le travi in acciaio, di queste si riportano i risultati nella tabella che segue.



L’applicazione dei carichi P, eseguita azionando i martinetti, verrà portata avanti – applicando un estensimetro al centro della trave – fino a raggiungere la freccia massima di calcolo. Al fine di contenere le deformazioni delle travi si applicherà una controfreccia pari a circa 2/3 della freccia provocata dai carichi ad ogni trave. In tal modo, come stabilito nel paragrafo 4.2.4.2 delle NTC’08, lo spostamento verticale della trave sarà minore di1/200 della luce. I valori della controfreccia adottata per ogni trave sono riportati nella tabella precedente. Gli apparecchi di appoggio



Gli apparecchi di appoggio sono ricavati da una lastra dello spessore di 8 mm, piegata come indicato in figura. Lo sforzo massimo ad essa applicato è di 8000+66·11/2 = 8363 daN. Poiché le dimensioni minime della lastra sono di 0,8·18 = 14,40 cm2 la tensione massima sarà 8363/14,40 = 581 daN/ cm2 La scarpa sarà applicata ai pilastri tramite quattro tasselli chimici ∅16 in acciaio inox classe 8.8, inseriti nel calcestruzzo armato per cm 20. La resistenza del tassello a taglio è garantita dal costruttore ed è facilmente verificabile.

Ogni tassello è sottoposto ad un carico di taglio di 8363/4 = 2091 daN, la resistenza a taglio secondo quanto stabilito al § 4.2.8.1.1 delle NTC’08, è pari a FvRd=0,6ftbAres/γM2=0,6·8000·2/1,25 = 7680 daN, di gran lunga superiore allo sforzo SLU di Ed =2091·1,3 = 2718 daN La verifica a rifollamento per il bullone di bordo si calcola come FbRd= kαftkdt/γM2= 1,8·0,416·3600·1,6·0,8/1,25 = 2760 daN/cm2 dove k e α sono stati determinati secondo il § 4.2.8.1.1 usando i dati di resistenza della tabella 11.3.XII.b, risulta verificato che FbRd> Ed La resistenza a punzonamento del bullone è pari a BpRd = 0,6πdmtpftk/γM2= 0,6·3,14·1,6·0,8·3600/1,25 = 6945 daN che è maggiore di Ed. Le unioni bullonate delle travi di sostegno della cupola La cupola viene rinforzata applicando delle forze dal basso verso l’alto di 2500 daN alle estremità delle travi in c.a convergenti verso il centro. Tali forze vengono fornite dalla struttura in acciaio costituite da cinque IPE360 (18-C, 19-C, 26-C, 27-C, 31-C).



Come risulta dal programma di calcolo e dagli allegati grafici sintetici, le travi IPE subiscono un momento massimo SLU nel centro C, per la trave 31-C, pari a 12050 daNm. Le forze di taglio sono limitate al peso proprio e al carico applicato, quindi trascurabili. Poiché le cinque IPE convergenti nel centro C saranno legate superiormente e inferiormente con due lastre circolari dello spessore di 1,6 cm e diametro di 65 cm, si decide di unire le ali delle IPE alle lastre tramite 8 bulloni ∅16, per ogni IPE, in acciaio inox classe 8.8. Al centro sono trascurabili gli sforzi di taglio, pertanto, le anime delle IPE saranno unite tramite saldatura ad un tondo in acciaio ∅50. Tutte le saldature devono essere eseguite con elettrodo speciale a doppio rivestimento del tipo EN 499: E 38 2 B 12 H 10; arco stabile in tutte le posizioni con poche proiezioni e scoria facilmente asportabile. La resistenza dovrà essere maggiore di 360 Mpa. Lo sforzo massimo SLU di trazione o compressione che sarà trasmesso da ogni IPE ad ognuna delle due lastre circolari è di Ed =12050/(0,36-0,013) = 34726 daN. Ogni bullone è sottoposto ad un carico di taglio di 34726/8 = 4341 daN, la resistenza a taglio secondo quanto stabilito al § 4.2.8.1.1 delle NTC’08, è pari a FvRd=0,6ftbAres/γM2=0,6·8000·2/1,25 = 7680 daN, di gran lunga superiore allo sforzo SLU di Ed =4341 daN La verifica a rifollamento per il bullone di bordo si calcola come FbRd= kαftkdt/γM2= 1,8·0,416·3600·1,6·1,6/1,25 = 5521 daN/cm2 dove k e α sono stati determinati secondo il § 4.2.8.1.1 usando i dati di resistenza della tabella 11.3.XII.b, risulta verificato che FbRd> Ed La resistenza a punzonamento del bullone è pari a BpRd = 0,6πdmtpftk/γM2= 0,6·3,14·1,6·1,6·3600/1,25 = 13890 daN che è maggiore di Ed.



Le distanze dei bulloni dai bordi e fra di loro rispettano pienamente le prescrizioni del paragrafo 4.8.2 delle NTC’08 riguardante le unioni bullonate. La forma dei tagli delle IPE è determinata dalla necessità di impedire interferenza tra di loro durante il montaggio. Poiché la freccia massima al centro della struttura è di 4 cm si provvederà a montare la piastra di base con una controfreccia di cm 3. Il posizionamento dei bulloni sulla piastra avverrà in fase di montaggio. Le operazioni di montaggio avverranno posizionando prima le scarpe di appoggio sui pilastri, quindi montando la piastra di base su un castello centrale e infine posizionando le travi su piastra e scarpe, l’operazione finale consisterà nella bullonatura delle ali alle piastre e saldatura delle anime al mozzo centrale.



L’adeguamento sismico della palestra coperta L’edificio adibito a palestra coperta è costituito da 6 telai in c.a. a doppio portale, fra loro paralleli e con interasse di 4,9 m; fra di essi è tessuto un solaio con luce netta di 4,5 m, i pilastri sono di 40x60 cm e le travi del portale maggiore risultano emergenti e di dimensione pari a 40x105 m, queste ultime hanno luce di 12m e sostengono il solaio di copertura dell’edificio il cui intradosso si trova a 6,9 m di altezza. L’adeguamento sismico consiste nel rinforzo delle murature di tompagno, a doppio paramento, mediante riempimento delle intercapedini di misura variabile con SCC ad alta resistenza. Inoltre dal calcolo automatico eseguito verrà apposta nelle parti di muratura indicate sulle tavole STR, una rete GFRP con Tu>10000 daN/m tipo FibreNet FBMESH 33x33T96, monolitica, a maglia quadrata, realizzata con fibre di vetro A.R. (alcalino resistente) su tutti i muri interni da intonacare, in seguito, con Mape Antique Strutturale NHL, di spessore non inferiore a 2 cm. La rete dovrà essere fissata mediante connettori GFRP di lunghezza non inferiore a 30 cm, distanziati in altezza e larghezza di 35 cm (9Ø8 ogni mq). Nell’ingresso sud, sulla base dei risultati del calcolo automatico, vengono inserite mazzette e piattabanda 30x40 in c.a. ad alta resistenza e armate con 3+3∅16 e staffe ∅8/15. Il rinforzo delle travi dei telai posti agli estremi dell’edificio non necessitano di interventi di rinforzo in quanto i telai stessi verranno inglobati nelle murature perimetrali divenute portanti. I telai intermedi, invece, necessitano di rinforzo per sopportare le tensioni di taglio flessione. Rinforzo delle travi emergenti in calcestruzzo con luce pari a 12 m Da indagini precedentemente eseguite i materiali che costituiscono i telai sono deteriorati dal tempo e di scarsa qualità. Il calcestruzzo risulta avere una resistenza media caratteristica di 200 daN/cm2 determinata attraverso molteplici prove sclerometriche da noi eseguite personalmente.



PALESTRA COPERTA - Modello strutturale delle travi in c.a. con i diagrammi del momento e del taglio agenti su queste ultime. La qualità dell’acciaio omogeneo, che costituisce l’armatura di travi e pilastri, è identica a quella utilizzata nel resto dell’edificio (siglata come Aq50). Le armature riportano segni di degrado e in più punti, a causa di infiltrazioni di acque meteoriche, il distacco del copriferro. Il momento maggiore a cui le travi dei telai intermedi sono sottoposte è valutato in mezzeria (e confermato dai risultati del programma di calcolo) pari a 45700 daNm, tenendo conto del peso proprio della trave e dei carichi del solaio. Il taglio, valutato secondo le stesse modalità risulta essere paria 20750 daN. Si riscontra che, secondo la normativa attuale, i materiali costituenti la struttura, non soddisfano le minime caratteristiche richieste, né, per l’accertato stato di degrado, possono essere ritenute affidabili per sopportare gli sforzi rilevati. Pertanto si interviene affinché la portanza delle strutture esistenti venga affidata a materiali aggiunti, con caratteristiche rispondenti all’entità degli sforzi presenti. L’intervento sulle travi emergenti (luce 12m) consiste nel ricostituire all’estradosso la resistenza a compressione del calcestruzzo e nell’intradosso la resistenza a trazione; ciò viene ottenuto utilizzando una lamina poltrusa in fibra di carbonio all’intradosso e una soletta di cls ad alta resistenza di dimensioni 60x10 cm aggiunta all’estradosso.



PALESTRA COPERTA – Particolare del rinforzo e ripristino delle travi emergenti. La distanza tra i baricentri della lamina poltrusa e della soletta aggiunta risulta essere di cm 110. Per il calcestruzzo C30/37 risulta: fcd=0,85fck/γM= 0,85·300/1,5 = 170 daN/cm2, si adotta una lamina poltrusa di area resistente pari a 210 mm2 e resistenza a trazione 310 daN/mm2 e modulo elastico E=170 kN/mm2 la cui resistenza complessiva a trazione è quindi 65100 daN. Trascurando del tutto la resistenza della trave esistente e della sua armatura, le forze agenti sulla lamina e sulla soletta sono: F= M/h0=45700/1,05 = 43524 daN quantità che sono ben minori delle capacità resistenti di entrambe le suddette. La resistenza a taglio alle estremità della trave stessa è garantita dalla rete GFRP; tale rete, posta da ambedue i lati, considerando la trave per la lunghezza di un metro, garantisce una resistenza complessiva di 10500·2 = 21000 daN. Nello stesso tronco di trave agisce una τ=T/(0,9bh)= 20750/(0,9·40·110) = 5 daN/cm2

Il taglio affidato alla rete, pertanto è: 5·40·100 = 20000 daN, quantità che risulta inferiore alla resistenza della rete stessa.

relazione di accettabilita’ dei risultati...delle ntc 08, le cui richieste di sicurezza sono...

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