4 – ANALISI dei CARICHI 4.1 – CARICHI PERMANENTI NON STRUTTURALI

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4 – ANALISI dei CARICHI

4.1 – CARICHI PERMANENTI NON STRUTTURALI

La pavimentazione sul ponte è realizzata mediante uno strato di 5 cm di binder e uno strato superiore d’usura dello spessore di 4 cm per un peso totale di 1,8 KN/m2.

Il peso del sottostante massetto delle pendenze, realizzato con calcestruzzo γcls = 25 KN/m3, è stato

valutato su varie fasce per poter tener conto dei diversi spessori che degradano procedendo dalla mezzeria della sezione stradale verso le parti laterali.

corsia 1: spessore medio: 6 cm → G2 = 0,06 x 25 = 1,5 KN/m2 banchina in destra: spessore medio: 13 cm → G2 = 0,13 x 25 = 3,25 KN/m2 banchina in sinistra: appoggi guardiavia → G2 = 0,173 x 25 = 4,325 KN/m2 corsia 2: spessore medio: 6 cm → G2 = 0,06 x 25 = 1,5 KN/m2 banchina in destra: spessore medio: 13 cm → G2 = 0,13 x 25 = 3,25 KN/m2 banchina in sinistra: appoggi guardiavia → G2 = 0,173 x 25 = 4,325 KN/m2

marciapiede ciclabile e pedonale:

Per la realizzazione del marciapiede con pavimentazione tipo “Dega Carpet” si considera un

γmedio = 20 KN/m3 mentre le sedi di appoggio dei gardiavia vengono realizzate con calcestruzzo γcls = 25 KN/m3.

spessore medio massetto delle pendenze: 17,5 cm → G2 = 0,175 x 25 = 4,38 KN/m2

spessore medio marciapiede: 16,4 cm → G2 = 0,164 x 20 = 3,28 KN/m2

appoggi guardiavia (banchina in destra) → G2 = 0,170 x 25 = 4,25 KN/m2

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4.2 - CARICO NEVE

Il carico provocato dalla neve sulla copertura (qs) viene valutato mediante l’espressione:

qs = µi * qsk * Ce * Ct

µi è il coefficiente di forma della copertura;

qsk è il valore caratteristico di riferimento del carico neve al suolo; Ce è il coefficiente di esposizione;

Ct è il coefficiente termico.

Si ipotizza che il carico neve agisca in direzione verticale e lo si riferisce alla proiezione orizzontale della superficie della copertura.

La città in cui sorge l’edificio presenta le seguenti caratteristiche:

LUCCA:

zona di carico da neve II

altitudine di riferimento: as < 200 m

quindi dalla normativa si ricava che il carico neve di riferimento al suolo è:

→qsk = 1,00 KN/m2

Ce = 1; Ct = 1

per 0° ≤ α ≤ 30° → µ1 = 0,8

µ2 = 0,8 + 0,8 a/30 = 0,8

( essendo l’angolo di inclinazione α = 0° le condizioni di carico neve in assenza ed in presenza di vento coincidono ).

Si ricava il valore del carico neve uniformemente distribuito: sia in presenza che in assenza di vento

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4.3 – AZIONI TERMICHE

Ai fini della determinazione delle variazioni di temperatura nei ponti, gli impalcati da ponte sono raggruppati come segue:

Tipo 1: Impalcato di acciaio: - trave scatolare di acciaio

- trave reticolare o a parete piena; Tipo 2: Impalcato a struttura composta

Tipo 3: Impalcato di calcestruzzo: - piastra di calcestruzzo - trave di calcestruzzo

- trave scatolare di calcestruzzo

Nel caso in oggetto viene realizzato un impalcato di Tipo 1.

Per trattare in sede di calcolo la variazione termica occorre distinguere due diversi contributi: una variazione termica uniforme, ed un gradiente di temperatura sulla sezione retta (indicativo del fatto che l’intradosso e l’estradosso della struttura si possono trovare a temperature diverse a causa di riscaldamenti o raffreddamenti differenziali).

Componente di temperatura uniforme - valori caratteristici

La componente di temperatura uniforme dipende dalla minima e dalla massima temperatura effettiva alla quale il ponte è sottoposto per un prescritto intervallo di tempo. Ne risulta un intervallo di variazione di temperatura uniforme che, in una struttura non vincolata, determina variazioni di lunghezza degli elementi.

Le componenti di temperatura uniforme massima (Te,max) e minima (Te,min) del ponte possono essere

calcolate dalla temperatura dell'aria all'ombra (Tmin / Tmax) facendo riferimento alla figura 2.3; i

valori nella figura sono basati su un’escursione di temperatura giornaliera di 10°C. Una tale escursione può essere considerata appropriata per la maggior parte degli Stati membri.

I valori caratteristici della massima e della minima temperatura del'aria all'ombra devono essere ottenuti al sito di ubicazione utilizzando la mappa nazionale delle isoterme.

Nell'appendice A sono riportate le mappe nazionali (non ufficiali) delle isoterme dei valori delle temperature massime e minime dell'aria all'ombra.

25 Per l’Italia si ha:

Si ricava per Lucca: Tmin: -11 °C

Tmax: +42 °C

Questi valori caratteristici dovrebbero rappresentare la temperatura dell’aria all’ombra per il livello medio del mare in aperta campagna per un periodo di ritorno di 50 anni. Adattamenti per altri periodi di ritorno, differente quota sul livello del mare e altre condizioni locali, per esempio sacche ghiacciate, sono riportate nell'appendice A.

Dalla figura 2.3 per impalcati di Tipo 1, entrando nel grafico con i valori Tmin e Tmax appena

determinati

26 si ricavano i seguenti valori di temperatura uniforme del ponte:

Te,max = +58 °C

Te,min = -14 °C

Intervallo della componente uniforme di temperatura del ponte

La temperatura iniziale del ponte T0 al tempo in cui la struttura è vincolata può essere dedotta

dall’appendice A; se non è disponibile nessuna informazione T0 può essere preso pari a 10 °C.

Questo valore della temperatura è utilizzato per calcolare la contrazione fino alla componente di temperatura uniforme minima del ponte e l’espansione fino alla componente uniforme massima del ponte.

Il valore caratteristico dell'intervallo di massima contrazione della componente di temperatura uniforme del ponte, ∆TN,con, dovrebbe essere preso pari a:

∆TN,con = T0 – Te,min

∆TN,con = 10 – (-14) = 24 °C in contrazione cioè -24 °C

e il valore caratteristico dell'intervallo di massima espansione della componente di temperatura uniforme del ponte, ∆TN,exp, dovrebbe essere preso pari a:

∆TN,exp = Te,max – T0

∆TN,exp = +58 - 10 = +48 °C

L'intervallo complessivo della componente di temperatura uniforme del ponte è ∆TN = Te,max - Te,min.

Per appoggi e giunti di espansione il massimo intervallo di espansione della componente di

temperatura uniforme del ponte raccomandato è pari a ( ∆TN,exp + 20 ) °C ed il massimo intervallo

di contrazione della componente di temperatura uniforme del ponte è assunto pari a ( ∆TN,con - 20 ) °C se altre disposizioni non sono richieste.

Se la temperatura a cui gli appoggi e i giunti di espansione sono calibrati è specificata, allora il valore di 20 °C può essere ridotto a 10 °C.

Differenze nella componente di temperatura uniforme tra differenti elementi

strutturali

Nelle strutture dove le differenze nella componente uniforme di temperatura tra differenti tipi di elementi può causare effetti di carico sfavorevoli, in aggiunta agli effetti risultanti da una

distribuzione uniforme di temperatura in tutti gli elementi, si dovrebbero considerare gli effetti risultanti da una differenza nella componente di temperatura uniforme di 15 °C tra gli elementi strutturali principali.

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4.4 – AZIONE del VENTO

Gli effetti del vento si traducono in un'azione verticale, ortogonale quindi al piano stradale, ed in una orizzontale, con una componente parallela ed una ortogonale all’asse longitudinale del ponte. Occorre innanzitutto determinare la pressione equivalente esercitata dal vento che si calcola tramite l’espressione:

q _{〖 〗} = c _{〖 〗} ∙1_{2 ∙}ρ∙ v

dove:

ρ è la densità dell’aria, assunta convenzionalmente pari a 1,25 Kg/m3;

vb è la velocità di riferimento del vento, ovvero il valore caratteristico della velocità del vento a 10

m dal suolo, su un terreno di categoria di esposizione II, mediata su 10 minuti, riferita ad un periodo di ritorno di 50 anni, ed è data dall’espressione:

v = v , per a ≤ a

v = v , + k ∙ a − a per a > a

In cui i valori di "vb,0", "a0", "ka", sono forniti dalla tabella sotto, legati alla regione in cui sorge la

costruzione, mentre "as" è l’altitudine sul livello del mare del sito dove sorge la costruzione:

Il ponte verrà realizzato in località Monte San Quirico (Lucca) as≅ 100 m.s.l.

!", = 27 m/s as < 500 m → !" = !",

28 c # = c$ # ∙ c% # ∙ &1 + 7 ∙ I) # * in cui compaiono: il coefficiente di rugosità "cr"; il fattore di topografia "ct";

l'intensità di turbolenza "Iv".

Il fattore di topografia introdotto per tenere conto di sensibili variazioni topografiche locali del sito, è stato preso pari a 1.

Nel caso in esame l'intradosso dell'impalcato del ponte dista 16 metri dal suolo, per cui, essendo ze > zmin, "Iv" e "cr", si ricavano tramite le seguenti relazioni:

I) # =_c k$ #

% # ∙ c$ # se z-./< 1

c$ # = k$ # ∙ ln 4_zz

56 se z-./ < 1

in cui "kr" "z0" "zmin" sono quantità definite in funzione della categoria di esposizione del sito:

La categoria di esposizione è assegnata in funzione della posizione geografica del sito ove sorge la costruzione e della classe di rugosità del terreno: il ponte in oggetto ricade, per quanto riguarda la classe di rugosità del terreno, in zona D e, trovandosi ad una distanza dalla costa di 30 Km, la categoria di esposizione del sito è II.

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Siamo così in grado di ricavare i valori dei coefficienti: z0= 0,05 m;

zmin = 4 m;

kr= 0,19.

La forza orizzontale ortogonale all'asse del ponte, è data dalla seguente relazione:

F ,8= q # ∙ C:,8∙ A$ :,8

I coefficienti di forza per impalcati da ponte nella direzione ortogonale all'asse sono dati da:

<=,>= <=>, ∙ ?@,> dove:

ψλ,y è il fattore di riduzione della snellezza, assunto, a favore di sicurezza, pari a 1;

Cfy,0 è il coefficiente di forza per snellezza infinita λ (rapporto tra la larghezza dell’impalcato (d) e

la sua altezza (b)) ricavato dalla figura sotto:

PONTE NON TRANSITATO→ curva a PONTE TRANSITATO→ curva b λ= (15,50 / 2,50)= 6,2 λ= (15,50 / 5,50)= 2,82

30 Quando la faccia in direzione del vento è inclinata rispetto alla verticale, il coefficiente di resistenza aerodinamica, Cf,0 , può essere ridotto dello 0,5% per un grado di inclinazione α1 dalla verticale,

limitato ad una riduzione massima del 30%

a favore di sicurezza non abbiamo effettuato nessuna riduzione.

Il calcolo dell'area di riferimento (A_{$ :,8} su cui insiste il vento in direzione “y” deve tenere conto della presenza delle barriere di sicurezza come mostrato in figura:

Per combinazioni di vento e traffico stradale, invece, facendo riferimento a quanto riportato nella

ENV 1991-3, si dovrebbe aumentare l’area di riferimento (A_{$ :,8} appena definita aggiungendo 2,00

m allo spessore dell’impalcato dal livello della carreggiata, senza aggiungervi ulteriormente l’altezza dei parapetti, delle barriere di sicurezza, di quelle insonorizzanti, ecc..

31 Di seguito in tabella riportiamo il valore applicato al modello strutturale del ponte, della forza totale e della relativa pressione che il vento esercita sull'impalcato:

PRESSIONE ESERCITATA DAL VENTO IN DIREZIONE "Y" SULL'IMPALCATO,

IN CONDIZIONI DI PONTE NON TRANSITATO.

ze (m) AB C_B qw ( kN/m2) Cf,y Aref,y (m2) Fw,y (kN) qrad (kN/m 2 ) - modello - 17,25 2,707 1,2334 1,3 762,3 1222,28 1222,28 231 ∙ 2,50 ∙ 2,50 15,50 = 0,341

PRESSIONE ESERCITATA DAL VENTO IN DIREZIONE "Y" SULL'IMPALCATO,

IN CONDIZIONI DI PONTE TRANSITATO.

ze (m) AB C_B qw ( kN/m2) Cf,y Aref,y (m2) Fw,y (kN) qrad (kN/m 2 ) - modello - 17,25 2,707 1,2334 1,765 1077,38 2345,40 2345,40 231 ∙ 2,50 ∙ 5,50 15,50 = 1,441

In condizioni di ponte transitato, data l’eccentricità della risultante della pressione esercitata dal vento rispetto all’estradosso dell’impalcato (e= 0,25 m), si genera una coppia distribuita pari a 2,538 (KN/m)·m che è stata schematizzata sul modello mediante le due forze distribuite (di intensità 0,846 KN) che la originano poste ad una distanza di 3 m.

Riportiamo adesso il valore della forza totale e della relativa pressione che il vento esercita sull'arco applicato al modello strutturale del ponte:

A1 A2 A3 A4 A5 A6 A7 A8 A9 A10

A11 A12 A13 A14

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PRESSIONE ESERCITATA DAL VENTO IN DIREZIONE "Y" SULL'ARCO

Area ze (m) AB C_B qw ( kN/m2) Cf,y Aref,y (m2) Fw,y (kN)

A1 = A28 -0,62 1,801 0,8204 1 27,28 22,38 A2 = A27 6,49 2,084 0,9497 1 25,46 24,18 A3 = A26 11,98 2,468 1,1246 1 23,64 26,58 A4 = A25 17,07 2,702 1,2312 1 21,82 26,87 A5 = A24 21,75 2,868 1,3066 1 20,00 26,13 A6 = A23 26,00 2,992 1,3633 1 18,18 24,79 A7 = A22 29,81 3,089 1,4075 1 6,36 8,96 A8 = A21 33,17 3,166 1,4425 1 6,36 9,18 A9 = A20 36,06 3,226 1,4700 1 6,36 9,36 A10 = A19 38,49 3,274 1,4917 1 6,36 9,49 A11 = A18 40,44 3,310 1,5083 1 6,36 9,60 A12 = A17 41,91 3,337 1,5203 1 6,36 9,68 A13 = A16 42,89 3,354 1,5281 1 6,36 9,72 A14 = A15 43,38 3,362 1,5319 1 6,36 9,75

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4.5 – AZIONI da TRAFFICO

I carichi variabili da traffico sono stati valutati in accordo con quanto riportato al paragrafo 5.1.3.3 delle N.T.C.2008 e sono definiti dagli Schemi di Carico descritti nel par. 5.1.3.3.3, disposti su corsie convenzionali.

- Definizione delle corsie convenzionali:

La normativa prevede di dividere la carreggiata in corsie convenzionali, (ricordiamo che la carreggiata è la parte di impalcato transitabile che è compresa fra i guardia-via laterali o fra i marciapiedi insormontabili), che non coincidono con le corsie reali delimitate dalla segnaletica stradale.

Le larghezze wl delle corsie convenzionali su una carreggiata ed il massimo numero (intero)

possibile di tali corsie su di essa sono indicati nel prospetto seguente:

Nel caso in progetto la larghezza della carreggiata è di 10,5 metri, quindi il numero di corsie convenzionali è pari a 3, ognuna di larghezza 3 metri, ed inoltre abbiamo una larghezza della zona rimanente di 0,75 metri.

Trovato il numero delle corsie convenzionali queste vanno numerate, indicando con il numero 1 la corsia maggiormente caricata e con i numeri 2 e 3 le corsie sempre meno caricate e posizionate in senso trasversale nella carreggiata in modo da massimizzare le caratteristiche della sollecitazione che di volta in volta consideriamo sugli elementi strutturali.

Le azioni variabili da traffico, definite in modo da riprodurre le condizioni di traffico reale avente una prefissata probabilità di accadimento e comprensive degli effetti dinamici, sono definite dai seguenti Schemi di Carico:

- Schema di carico 1: è costituito da carichi concentrati su due assi in tandem, applicati su impronte di pneumatico di forma quadrata e lato 0,40 m, e da carichi uniformemente distribuiti come mostrato in figura:

34 Questo schema è da assumere a riferimento sia per le verifiche globali, sia per le verifiche locali, considerando un solo carico tandem per corsia, disposto in asse alla corsia stessa. Il carico tandem, se presente, va considerato per intero.

- Schema di carico 2: è costituito da un singolo asse applicato su specifiche impronte di pneumatico di forma rettangolare, di larghezza 0,60 m ed altezza di 0,35 m.

Questo schema va considerato autonomamente con asse longitudinale nella posizione più gravosa ed è da assumere a riferimento solo per verifiche locali. Qualora sia più gravoso si considererà il peso di una singola ruota di 200 kN.

- Schema di carico 5: costituito dalla folla compatta, agente con intensità nominale, comprensiva di effetti dinamici, di 5 KN/m2 . Il valore di combinazione è invece di 2,5 KN/m2. Il carico folla deve essere applicato su tutte le zone significative della superficie di influenza, inclusa l'area dello spartitraffico centrale, ove rilevante.

- Azione longitudinale di frenamento o di accelerazione:

La forza di frenamento o di accelerazione q_I è funzione del carico verticale totale agente sulla corsia convenzionale n. 1 ed è uguale a:

180 kN ≤ qI = 0,6 ∙ 2 ∙ QMN + 0,10 ∙ qMN∙ wM∙ L ≤ 900 kN in cui:

L=231 metri lunghezza della zona caricata.

w1= 3 metri larghezza della corsia convenzionale 1.

sostituendo otteniamo il valore di Q= 983,7 kN per ciascuna corsia. Si assumerà Q= 900 kN come imposto dalla limitazione di normativa.

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- MODELLO di CARICO di FATICA

L’approccio scelto per le verifiche a fatica è quello relativo alla “vita illimitata”.

Per la modellazione della parte ciclica dei carichi si adotta il modello di carico per fatica n. 1 costituito dallo schema di carico 1 (modello di carico principale usato per verificare la resistenza statica) con valore dei carichi concentrati ridotti del 30% e valori dei carichi distribuiti ridotti del 70% come indicato al par. 5.1.4.3 N.T.C. 2008 e mostrato in fig. 5.1.4.

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4.6 - AZIONE SISMICA

Le azioni sismiche di progetto, in base alle quali valutare il rispetto dei diversi stati limite

considerati, si definiscono a partire dalla “pericolosità sismica di base” del sito di costruzione; essa costituisce l’elemento di conoscenza primario per la determinazione delle azioni sismiche.

Allo scopo di determinare l’azione sismica andiamo a definire i parametri da cui essa dipende: - VN è la vita nominale dell’opera, intesa come il numero di anni nel quale la struttura, purché

soggetta alla manutenzione ordinaria, deve poter essere usata per lo scopo al quale è destinata;

- CU è il coefficiente d’uso definito al variare della classe d’uso:

Il valore del coefficiente Cu è ricavato dalla tabella sottostante:

- VR è il periodo di riferimento per l’azione sismica dato da:

37 Per l’opera in oggetto si ha:

- vita nominale VN = 100 anni

- classe d’uso III

classe d’uso ⇒ III ⇒ C_U =1,5

- periodo di riferimento VR = 100 x 1,5 = 150 anni

L’intervento sarà realizzato in località Monte San Quirico (LU) che, dall’attuale classificazione sismica, risulta essere in zona 3 ( zona a rischio sismico basso).

Noto il periodo di riferimento si determina la probabilità di superamento PVR, definita come la

probabilità che il singolo evento ha di essere superato per il rispettivo stato limite cui si fa riferimento; indicazioni al riguardo sono riportate nella tabella sottostante.

- categorie di sottosuolo:

Adesso, ai fini della definizione dell’azione sismica di progetto, si rende necessario valutare l’effetto della risposta sismica locale mediante specifiche analisi. In assenza di dette analisi si può fare riferimento ad un approccio semplificato che si basa sull’individuazione di categorie di sottosuolo di riferimento riportate nella tabella seguente:

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CATEGORIA DEL SUOLO ⇒ B essendo VS30 ≅ 362 m/s

- condizioni topografiche

Per configurazioni superficiali semplici si può adottare la seguente classificazione:

CATEGORIA TOPOGRAFICA ⇒ T1 (superficie pianeggiante)

La pericolosità sismica di un sito è descritta dalla probabilità che, in un fissato lasso di tempo, in detto sito si verifichi un evento sismico di entità almeno pari ad un valore prefissato.

Nelle N.T.C. 2008 tale lasso di tempo, espresso in anni, è denominato “periodo di riferimento” VR e

la probabilità è denominata “probabilità di eccedenza o di superamento nel periodo di riferimento” PV_R.

Ai fini della determinazione delle azioni sismiche di progetto nei modi previsti dalle N.T.C., la pericolosità sismica del territorio nazionale è definita convenzionalmente facendo riferimento ad un sito rigido (di categoria A) con superficie topografica orizzontale (di categoria T1), in condizioni di campo libero, cioè in assenza di manufatti. Quindi l’azione sismica è ora valutata riferendosi non ad una zona sismica territorialmente coincidente con più entità amministrative, ad un’unica forma spettrale e ad un periodo di ritorno prefissato ed uguale per tutte le costruzioni, come avveniva in precedenza, bensì sito per sito e costruzione per costruzione.

39 Le caratteristiche del moto sismico atteso al sito di riferimento, per una fissata PV_R, si ritengono

individuate quando se ne conosca l’accelerazione massima ed il corrispondente spettro di risposta elastico in accelerazione.

I caratteri del moto sismico su sito di riferimento rigido orizzontale sono quindi descritti dalla distribuzione sul territorio nazionale delle seguenti grandezze, sulla base delle quali sono compiutamente definite le forme spettrali per la generica PVR:

ag = (g/10) accelerazione massima orizzontale al sito;

Fo = valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale;

TC* = (s) periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale.

Il valore di ag è desunto direttamente dalla pericolosità di riferimento, attualmente fornita dall’

INGV, mentre Fo e TC* sono calcolati in modo che gli spettri di risposta elastici in accelerazione,

velocità e spostamento forniti dalle N.T.C. approssimino al meglio i corrispondenti spettri di risposta elastici in accelerazione, velocità e spostamento derivanti dalla pericolosità di riferimento. I valori di tali parametri sono riportati nell’allegato B delle N.T.C.2008.

Nel caso in esame si sono ottenuti i valori dei parametri riportati nella tabella sottostante:

Per determinare lo spettro di risposta elastico della componente orizzontale è adesso necessario calcolare il valore del coefficiente S mediante la relazione seguente:

T S S

S=S ⋅

Essendo SS il coefficiente di amplificazione stratigrafica (N.T.C.2008 Tab. 3.2.V)

e ST il coefficiente di amplificazione topografica (N.T.C.2008 Tab. 3.2.VI).

Nel caso in analisi risulta:

Categoria sottosuolo B ⇒ SS = 1,20

40 4.6.1 - SPETTRI di PROGETTO

Gli spettri di risposta elastici forniscono i valori massimi della risposta di strutture che si mantengono indefinitamente in campo elastico.

Dagli spettri di risposta si possono ricavare gli spettri di progetto che forniscono l’entità delle azioni da mettere in conto per i diversi stati limite sulla base dei criteri di progettazione antisismica.

4.6.2 - SPETTRI di PROGETTO PER GLI STATI LIMITE ULTIMI

Ai fini del progetto o della verifica delle strutture si ipotizza il superamento del limite elastico da parte del complesso strutturale e quindi le capacità dissipative delle strutture possono essere messe in conto attraverso una riduzione delle forze elastiche, che tiene conto in modo semplificato della capacità dissipativa anelastica della struttura, della sua sovraresistenza, dell’incremento del suo periodo proprio a seguito delle plasticizzazioni. In questo caso lo spettro di progetto Sd(T) da

utilizzare è lo spettro elastico corrispondente riferito alla probabilità di superamento nel periodo di riferimento PVR considerata (SLV = 10%) con le ordinate ridotte sostituendo nelle formule relative

allo spettro elastico il fattore h con 1/q, dove q è il fattore di struttura.

4.6.3 - CALCOLO del FATTORE di STRUTTURA ( q )

All’impalcato non viene richiesta alcuna capacità dissipativa e deve, quindi, mantenere un comportamento sostanzialmente elastico. Per questo elemento il valore di q utilizzato, sia per la componente orizzontale che per quella verticale dell’azione sismica, è q= 1.

Di seguito sono riportati i parametri e lo spettro di risposta per lo stato limite SLV ottenuto utilizzando il programma Spettri-NTCver.1.0.2

Gli spettri sono stati inseriti nel programma di calcolo SAP 2000 con il quale è stata eseguita l’analisi dinamica della struttura.