CAPITOLO 2 VALUTAZIONE DI SICUREZZA PER IL CASO STUDIO

11

CAPITOLO 2

VALUTAZIONE DI SICUREZZA PER IL CASO STUDIO

2.1 Generalità sull’analisi di vulnerabilità

La vulnerabilità sismica di una costruzione può essere definita, in termini generali, come la sua suscettibilità ad essere danneggiata da un terremoto. Lo scopo dell’analisi della vulnerabilità sarà dunque quello di stabilire se la struttura è in grado o meno di resistere alle azioni cui viene sottoposta e ,nel caso in cui non resiste, riuscire a determinare l’entità massima che la struttura è in grado di sostenere con sufficienti margini di sicurezza.

La valutazione della sicurezza di edifici esistenti per azioni di tipo gravitazionale e sismico è regolamentata dalle Normative Tecniche per le Costruzioni di cui al DM 14 gennaio 2008 (NTC08). Il capitolo di riferimento è il capitolo 8 ed il corrispondente C8 contenuto nella circolare applicativa (Circolare 2 febbraio 2009), oltre che il capitolo C8A dell’ Appendice della stessa. In questa tesi sono state analizzate solamente le strutture il cemento armato ma alcune argomentazioni sono del tutto generalizzabili anche alle altre tipologie strutturali.

2.2 Metodologia per la valutazione della vulnerabilità

Data la varietà di tipologie strutturali esistenti, diventa difficile standardizzare i metodi di verifica e di progetto di queste costruzioni dunque la normativa fornisce solo alcune indicazioni generali. L’analisi inizia con la conoscenza dell’edificio, maggiore è il livello di conoscenza che si raggiunge e maggiori saranno la precisione dell’analisi e la correttezza dei risultati.

Una volta fornita dalla Committenza la documentazione in proprio possesso, verrà effettuato un primo sopralluogo per comprendere la tipologia e la consistenza della struttura . Durante questo primo sopralluogo, verrà effettuata una comparazione preliminare tra gli elaborati messi a disposizione dalla Committenza e lo stato di fatto in modo da definire gli ulteriori documenti da acquisire e/o da redigere per poter effettuare in maniera completa la verifica sismica. Rilievi successivi consentiranno di definire se e quali tipi di indagini diagnostiche è necessario effettuare per accertare le caratteristiche meccaniche dei materiali esistenti ma anche per valutare la geometria ed i dettagli degli elementi strutturali e di quelli non strutturali e impiantistici. La modalità di verifica di queste costruzioni dipende quindi dalla completezza e dall’affidabilità delle informazioni disponibili e prevede l’uso di una nuova categoria di fattori, i “fattori di confidenza”, strettamente legati al livello di conoscenza conseguito nelle indagini conoscitive, e che vanno a

12 ridurre preliminarmente i valori medi di resistenza dei materiali della struttura esistente da adottare nel progetto o nella verifica.

Sulla base di quali e quante informazioni si sono riuscite ad ottenere, la normativa individua tre “livelli di conoscenza” :

• LC1 : conoscenza limitata; • LC2 : conoscenza adeguata; • LC3 : conoscenza accurata.

Per ogni livello di conoscenza definisce i conseguenti fattori di confidenza e il metodo di analisi utilizzabile per la valutazione.

Livello di

conoscenza Geometria Dettagli costruttivi Proprietà dei materiali Metodi di analisi

Fattori di confidenza

LC1

LC2

LC3

Dai disegni originali e dal rilievo visivo o ex novo della struttura

Mancanza di disponibilità dei disegni originali - limitate verifiche in situ - progetto simulato

Mancanza di informazioni - limitate verifiche in situ - si assumono i valori usuali dell'epoca

Analisi lineari

(statica e dinamica) _1,35 Parziale disponibilità dei

disegni originali - limitate/estese verifiche in situ Informazioni da elaborati di progetto o certificati di progetto - limitate/estese verifiche in situ Tutti _1,20

Parziale disponibilità dei disegni originali - limitate/estese verifiche in situ Informazioni da elaborati di progetto o certificati di progetto - limitate/estese verifiche in situ Tutti _1,20

Figura 13 : Livelli di conoscenza e relativi fattori di confidenza (NTC08

Il passo successivo è la costruzione del modello di calcolo e l’analisi sismica della struttura secondo i metodi indicati dalla normativa. Si eseguono infine le verifiche in accordo al metodo semiprobabilistico agli stati limite.

Gli elementi strutturali degli edifici nuovi vengono progettati in base al principio della gerarchia delle resistenze secondo cui l’elemento più duttile deve essere anche il più debole in modo che il suo cedimento prevenga e quindi protegga quello di altri. Per ottenere questo si assegna, in fase di progetto, una resistenza differente ai diversi elementi: gli elementi duttili (travi) vengono dimensionati per sviluppare cerniere plastiche utili a dissipare energia mentre gli elementi fragili (pilastri) vengono dimensionati per rimanere in campo elastico. Gli elementi strutturali degli edifici esistenti invece non sono progettati secondo il principio della gerarchia delle resistenze , pertanto, la distinzione preventiva degli elementi strutturali in duttili e fragili è priva di fondamento. Vista la diversa modalità di crisi, risulta necessario distinguere le verifiche degli elementi degli edifici esistenti in “meccanismi duttili” e “meccanismi fragili”. Questi meccanismi si

13 verificano controllando che la loro risposta alle azioni sismiche non superi la corrispondente capacità, sia in termini di resistenza che di deformabilità. Tale capacità si calcola impiegando le proprietà dei materiali esistenti, direttamente ottenuti da prove in sito o altre fonti, divise per i fattori di confidenza. Laddove le verifiche non dovessero risultare si esegue nuovamente il calcolo per una percentuale ridotta del sisma.

Se il livello di sicurezza risulta inferiore al 60% di quella richiesta ad un edificio nuovo, dovranno essere eseguiti interventi di miglioramento sismico finalizzati al raggiungimento del predetto livello.

2.3

Descrizione del caso studio

Il caso studio è un fabbricato industriale sito nel comune di Correggio (RE) e realizzato con strutture prefabbricate in cemento armato. È formato da un corpo di fabbrica originario edificato nel 1969, da un ampliamento risalente al 1978 e dall’ampliamento degli uffici, avvenuto con modifica locale della struttura prefabbricata nel 2004. I tre corpi di fabbrica sono adiacenti tra loro e formano un unico corpo. Le tecnologie costruttive dei primi due stralci sono molto simili tra loro,in quanto formate entrambe da strutture prefabbricate in cemento armato costituite da travi reticolari “a parete” con aperture interne formanti shed;la diversità è limitata al tipo di solaio infatti il solaio del primo stralcio è costituito da pannelli prefabbricati autoportanti mentre quello del secondo stralcio da tegoli prefabbricati in cemento armato. I tamponamenti del fabbricato sono in muratura di mattoni dello spessore di due teste nel primo stralcio, a pannelli prefabbricati disposti orizzontalmente nell’ampliamento. La zona degli uffici, con sopraelevazione di un piano, è stata realizzata con taglio delle travi reticolari preesistenti, formazione di nuovi pilastri di appoggio (metallici) e sopralzo strutturale leggero formato con capriate reticolari metalliche. La diversa caratteristica costruttiva adottata introduce diversi problemi in quanto, oltre a rendere più complesso il comportamento dinamico dell’edificio a causa della non regolarità geometrica, ne rende più complessa l’analisi sia per la circostanza che il nuovo blocco è realizzato in materiale diverso (acciaio) sia per la mancanza quasi totale di dati relativi a questa porzione di struttura. Per tale motivo si è preferito approfondire lo studio della parte originaria. La costruzione del fabbricato, come gli ampliamenti successivi, sono precedenti all’inserimento del comune di Correggio fra le zone sismiche e quindi è stato costruito senza tenere conto del rischio sismico.

14

Corpo di fabbrica originario (1969) Ampliamento (1978) Ampliamento uffici (2004)

Figura 15: Vista assonometrica concettuale d’insieme Figura 14: indicazione dei corpi di fabbrica

15

2.4

Campagna di indagini

In seguito al sisma del maggio/giugno 2012, il fabbricato ha mostrato danni limitati: lesioni locali di distacco fra la muratura di tamponamento al contatto con la struttura prefabbricata in cemento armato. L’intervento di messa in sicurezza provvisoria ha previsto riparazioni locali volte ad eliminare le criticità indicate nel DL 74/2012 come convertito dalla L.122/2012. Lo schema utilizzato per il calcolo è stato lo schema proposto nelle linee guida Reluis (vedi Fig 13).

Figura 16: tipologia di copertura a shed con travi Vierendeel o reticolari (RELUIS, 2008) Figura 14: Struttura effettivamente analizzata

16 Dall’esame delle carenze strutturali della parte industriale è risultato che:

1. Le strutture prefabbricate non risultano efficacemente collegate tra loro, ma il loro posizionamento è presumibilmente affidato all’attrito fra i materiali.

2. Nell’ampliamento, i pannelli prefabbricati ad andamento orizzontale appaiono saldamente sostenuti, ma i sistemi di aggancio non sono ispezionabili.

3. Nel fabbricato vi sono scaffalature non controventate sostenenti materiali pesanti ed anche soppalchi metallici sostenenti pesanti serbatoi.

Nell’ottica di un futuro adeguamento del fabbricato alla normativa sismica, sono state calcolate e dimensionate squadrette flessibili di collegamento tra i tegoli prefabbricati e le travi reticolari mentre verrà messo in opera un sistema di sostentamento aggiuntivo per i pannelli che non hanno mostrato sintomi di spostamento o comunque anormalità strutturali.

Per quanto riguarda l’esame della documentazione disponibile è emersa una assoluta carenza di documentazione tecnica sul corpo di fabbrica originario,ad esclusione del rilievo architettonico del fabbricato, mentre si è in possesso di una relazione di calcolo dell’ampliamento,di più recente costruzione, da cui è stato possibile ricavare informazioni utili sia sulle caratteristiche dei materiali che sulle fondazioni. Per poter ottenere ulteriori informazioni tecniche è stato effettuato un sopralluogo che ha anche permesso di prendere visione del fabbricato nel suo insieme.(vedi da fig.16 a fig.23)

17 Figura 17: estratti della documentazione originale di progetto

18 Figura 19: estratti della documentazione originale di progetto

Figura 21: vista interna del capannone con

Figura 22: tipologia dei collegamenti inseriti per la messa in sicurezza

vista interna del capannone con indicazione della trave reticolare e delle scaffalature

tipologia dei collegamenti inseriti per la messa in sicurezza

19

indicazione della trave reticolare e delle scaffalature

20 Figura 23 : particolare dei collegamenti

21 Figura 25. Tipologia di tamponamenti dell’ampliamento

22 Figura 27 : Particolare della copertura

23

2.5

Valutazione dei fattori di confidenza

Come già anticipato nella parte introduttiva, sulla base di quali e quante informazioni si sono riuscite ad ottenere dalle indagini conoscitive, la normativa individua ,per le strutture in cemento armato ,tre livelli di conoscenza : limitata, adeguata e accurata. (Fig. 29)

Per ciascuno dei corpi di fabbrica della struttura in esame, in relazione alla documentazione reperita e all’estensione delle indagini in sito è stato definito il livello di conoscenza LC1 cui corrisponde un fattore di confidenza pari a 1,35.

Figura 29 : tabella dei fattori di confidenza

In tabella si evidenzia che se il grado di conoscenza è limitato, è possibile utilizzare i soli metodi di analisi lineare. Inoltre in questo caso, i dettagli costruttivi possono essere definiti sulla base di un progetto simulato, eseguito secondo la pratica dell’epoca.

2.6

Progetto simulato

Sulla base della data presunta di costruzione del fabbricato (1969) e dall'analisi della normativa storica sulle costruzioni si desume che la normativa in vigore all'epoca della progettazione fosse la seguente:

- Per il cls armato: RD n.2229/1939 - Per le azioni sulla costruzione: CNR 31 MAGGIO 1967

24 Nel rispetto della normativa originaria, la struttura è stata verificata con il metodo delle T.A. La sicurezza è pertanto valutata confrontando le sollecitazioni agenti negli elementi strutturali con i valori delle tensioni ammissibili fissati per l'acciaio e il cls.

2.6.1. Caratteristiche dei materiali

A) CORPO DI FABBRICA ORIGINARIO

CALCESTRUZZO Classe di resistenza Rck kg/cm

2

500

Tensione ammissibile di compressione σc,amm kg/cm

2 _{75 +}  

Modulo elastico normale Ecm kg/cm 2

18000 * √Rck Peso specifico kg/m3 2500

ACCIAIO

Tipo - FeB38k Tensione ammissibile σs,amm kg/cm

2 1900 Tensione di snervamento fyk kg/cm 2 3800 Tensione di rottura fck kg/cm 2 4600 Allungamento minimo - 14% B) AMPLIAMENTO CALCESTRUZZO Classe di resistenza Rck kg/cm 2 400

Tensione ammissibile di compressione σc,amm kg/cm 2 60 +    Modulo elastico Ecm kg/cm 2 57000 * √Rck Peso specifico kg/m3 2500

25 ACCIAIO

Tipo - FeB44k Tensione ammissibile σs,amm kg/cm

2 2200 Tensione di snervamento fyk kg/cm2 4400 Tensione di rottura fck kg/cm 2 5500 Allungamento minimo - 12% C) STRUTTURE IN C.A.P. CALCESTRUZZO Classe di resistenza Rck kg/cm 2 550 Tensione massima di compressione σ’c kg/cm

2

209 Tensione massima di trazione σ’c kg/cm

2

33

Peso specifico kg/m3 2500 ACCIAIO ARMONICO

Trefoli stabilizzati - φ1/2’’ e φ3/8’’ Tensione ammissibile σa,amm kg/cm

2

19000 Tensione di snervamento fak kg/cm

2

17000 Tensione massima iniziale σapi kg/cm

2

13200 Tensione massima finale σapf kg/cm2 11320

26 q20 60kg m2 := 0.75⋅_q20 45kg m2 =

2.6.2. Analisi dei carichi

L’analisi dei vari sistemi che costituiscono il progetto sono riassunti secondo le varie categorie nelle tabelle seguenti:

Solaio di copertura (non praticabile)

Carichi permanenti spes. (cm) ρ (kN/m3) q (kN/m2)

cls armato 8 25 2

permanenti portati 0,5 78,5 0,38

G1 2,39 kN/m2

Carichi accidentali spes. (cm) ρ (kN/m3) q (kN/m2)

coperture per sola manutenzione / / 0,5

Qese 2,39 kN/m2

Carico neve

Carico vento

L’espressione che determina la pressione del vento secondo le normative del periodo è: p = c * K * q

• pressione cinetica di riferimento "q"

zona I :entroterra della regione B a quote minori di 300m

Per gli edifici con altezza massima < 10m si deve adottare una pressione cinetica uniforme sull'altezza pari a :

Zona I (EMILIA)

Per località di altitudine non maggiore di 300m: QNEVE =0,9  

27 H b < 6 kN m2 kN m2 • coefficiente di snellezza "k" K=1 per

• coefficiente di esposizione e di forma “c” cpi = +\- 0,2

cpe = +0,8 per pareti verticali sopravento  > 60°

cpe = -0,4 per pareti e falde sottovento

cpe = -0,4 per falde sopravento con 0 <  > 20°

cpSOPRAVENTO = 1

cpSOTTOVENTO =-0,6

QSOPRAVENTO = 0,441 ∙ 1 ∙ 1 = 0,441

QSOTTOVENTO = 0,441 ∙ 1 ∙ -0,6 = -0,265

Condizioni di carico

Con il metodo di calcolo alle tensioni ammissibili TA ( metodo non probabilistico) si ha una combinazione di carico che cumula nel modo più sfavorevole le azioni permanenti ed accidentali, considerandone i valori nominali.

condizione I (carico neve principale): Ppp Pneve+ +Pacc

condizione II (carico vento principale): Ppp Pvento+

Il coefficiente di pressione interna si considera con il segno che dà luogo alla combinazione più sfavorevole e quindi sommato ai coefficienti di pressione esterna:

28

2.6.3. Verifica della trave reticolare

b = 30 cm h = 30 cm

Schema statico:

Per dimensionare gli elementi della trave reticolare si sono usate le sollecitazioni derivanti dalla condizione più gravosa di carico e in particolare quelle del singolo elemento più sollecitato.

CORRENTE SUPERIORE: DATI

Caratteristiche geometriche della sezione:

area sezione di cls

co = 4 cm copriferro

d= h - co =26 cm altezza utile della sezione

n=10 coefficiente di omogenizzazione

Tensioni massime nel cls armato

Dall' art.18 del R.D.2229/69

Per sezioni semplicemente compresse:

per cls con Rck > 160

Tensioni massime nelle armature metalliche Dall' art.19 del R.D.2229/69

Ac = b * h = 900 cm 2 Rck 500daN cm2 := σ_c.amm 45daN cm2 := σ_s.amm 1900daN mm2 :=

29

<

VERIFICHE DI RESISTENZA

Verifica del PUNTONE 10 per la condizione di carico I: sforzo normale: N10 = -401 kN

ASmin =max ( ASmin1 ; ASmin2) = 5,4 cm 2

ASmax = 0,06AC = 54 cm 2

5,4 cm2 < AS< 54 cm 2

Scelta dei ferri

Si adottano 2ϕ20 sia in zona tesa che in zona compressa. AS = 12,52 cm 2

1 ) Verifica a compressione

La verifica della sezione compressa col metodo delle T.A. consiste semplicemente nel determinare la tensione nel cls e confrontare tale valore con il limite prescritto in normativa.

< ₁₅ verificato Determinazione del quantitativo minimo di armatura

Si ipotizza un'area di acciaio pari a quella minima richiesta dalla normativa, ovvero pari allo 0,6% dell'area di calcestruzzo.

ASmin1 = 0,0006 AC = 5,4 cm 2

ASmin2 = 0,0003 AC = 2,7 cm 2

Quando la lunghezza libera di flessione di una membratura supera 15 volte la dimensione minima della sua sezione trasversale, occorre verificarne la stabilità al carico di punta.

VERIFICHE DI STABILITA'

lo = 1.5 m

a = 0.3 m lunghezza libera di inflessione

dimensione minima sezione trasversale

l0 a =5 σ_c.amm 45 daN cm2 ⋅ = Ac.id :=Ac + n As⋅ =1.025×103⋅cm2 σ_c N10 Ac.id −39.114 daN cm2 ⋅ = :=

30

CORRENTE INFERIORE: DATI

Caratteristiche geometriche della sezione:

area sezione di cls

altezza utile della sezione coefficiente di omogenizzazione Tensioni massime nel cls armato

Dall' art.18 del R.D.2229/69

Per sezioni semplicemente compresse:

per cls con Rck > 160

Tensioni massime nelle armature metalliche Dall' art.19 del R.D.2229/69

VERIFICHE DI RESISTENZA

Verifica del TIRANTE 5 per la condizione di carico I: sforzo normale: N5 = 431 kN

Determinazione del quantitativo minimo di armatura

Si ipotizza un'area di acciaio pari a quella minima richiesta dalla normativa, ovvero pari allo 0,6% dell'area di calcestruzzo. b:= 30cm h:= 30cm Ac:= b h⋅ =900 cm⋅ 2 c0:= 4cm copriferro d:= h −_c0 =26 cm⋅ n:= 10 Rck 500daN cm2 := σ_c.amm 45daN cm2 := σ_s.amm 1900 daN mm2 := As.min.1:= 0.006 Ac⋅ = 5.4 cm⋅ 2 As.min.2:= 0.003 Ac⋅ = 2.7 cm⋅ 2

31 Scelta dei ferri

Si adottano 2φ20 sia in zona tesa che in zona compressa. 1 ) Verifica a trazione

Poiché si è superata la resistenza a trazione del cls, questo è fessurato ed occorre fare riferimento alle sole armature.

< Verificato

DIAGONALI: DATI

Caratteristiche geometriche della sezione:

area sezione di cls

altezza utile della sezione coefficiente di omogenizzazione Tensioni massime nel cls armato

Dall' art.18 del R.D.2229/69

Per sezioni semplicemente compresse:

per cls con Rck > 160 As.max:= 0.06 Ac⋅ =54 cm⋅ 2 As:= 12.52cm2 σ_s N5 As 34.425 daN mm2 ⋅ = := 1900 daN mm2 As.min:= max As.min.1 As.min.2

(

)

σ_c := 0 5.4cm2 < _As< 54cm2 b:= 25cm h:= 25cm Ac:= b h⋅ =625 cm⋅ 2 c0:= 2cm copriferro d:= h− _c0 = 23 cm⋅ n:= 10 Rck 500daN cm2 := σ_c.amm 45daN cm2 :=

32 As.min.1:= 0.006 Ac⋅ = 3.75 cm⋅ 2

As.min.2:= 0.003 Ac⋅ = 1.875 cm⋅ 2

Tensioni massime nelle armature metalliche Dall' art.19 del R.D.2229/69

VERIFICHE DI RESISTENZA

Verifica del PUNTONE 10 per la condizione di carico I: sforzo normale:

Determinazione del quantitativo minimo di armatura

Si ipotizza un'area di acciaio pari a quella minima richiesta dalla normativa, ovvero pari allo 0,6% dell'area di calcestruzzo.

Scelta dei ferri

Si adottano 2Ф20 sia in zona tesa che in zona compressa.

1 ) Verifica a compressione

La verifica della sezione compressa col metodo delle T.A. consiste semplicemente nel determinare la tensione nel cls e confrontare tale valore con il limite prescritto in normativa.

<

σ_s.amm 1900 daN mm2 :=

N10:= −303kN

As.min:= max As.min.1 As.min.2

(

)

33

2.6.4. Verifica dei pilastri

VERIFICHE DI STABILITA'

Quando la lunghezza libera di flessione di una membratura supera 15 volte la dimensione minima della sua sezione trasversale, occorre verificarne la stabilità al carico di punta. lunghezza libera di inflessione

dimensione minima sezione trasversale

< Verificato

Caratteristiche geometriche della sezione:

area sezione di cls copriferro

altezza utile della sezione coefficiente di omogenizzazione

Tensioni massime nel cls armato Dall' art.18 del R.D.2229/69

Per sezioni semplicemente compresse:

per cls con Rck > 160

Per sezioni inflesse:

l0:= 1.5m a:= 0.3m l0 a =5 15 b:= 40cm h:= 40cm Ac:= b h⋅ = 1.6×103⋅cm2 c0:= 4cm d:= h−_c0 = 36 cm⋅ n:= 10 σ_c.amm 45daN cm2 := σ_c.amm.1 75 (500−25) 9 + =127.778 := σ_c.amm.f 128daN cm2 :=

34 Tensioni di sicurezza al taglio:

L' armatura prevista è costante per tutta l'altezza del pilastro. Scelta dei ferri

limitazioni di normativa: ( almeno 4φ12-14 )

Si adottano 2φ20 sia in zona tesa che in zona compressa.

VERIFICHE DI RESISTENZA

Si considerano rispettivamente la sezione di testa e di piede del pilastro accompagnate dai relativi valori di sforzo normale e momento flettente.

SEZIONE DI TESTA: SEZ. A-A sforzo normale momento flettente

SEZIONE DI PIEDE: SEZ. B-B sforzo normale momento flettente

Tensioni massime nelle armature metalliche Dall' art.19 del R.D.2229/69

τ_co 0.4 (40 −15) 75 + =0.733 := τ_min 7.33daN cm2 := τ_max 16daN cm2 < 0.008Ac = 12.8 cm⋅ 2 Ast:= 6.28cm2 Asc:= 6.28cm2 Na:= −838kN Ma:= 3.30kN m⋅ Nb:= −838kN Mb:= −2.23kN m⋅ σ_s.amm 1900 daN mm2 :=

35

1 ) Verifica a pressoflessione

Facendo riferimento alla sezione omogeneizzata, si calcola l'area ed il momento statico rispetto al bordo superiore, e quindi la posizione del baricentro ed il momento d'inerzia baricentrico.

area sezione omogeneizzata

momento statico della sezione omogeneizzata rispetto al lembo compresso

distanza asse baricentrico dal lembo compresso

Costruzione del nocciolo d'inerzia:

area ideale della sezione:

momento statico rispetto lembo compresso:

Posizione baricentro Gi sezione ideale

Posizione baricentro Gi sezione ideale coincide col centro geometrico O della sezione essendo l'armatura simmetrica.

momento d'inerzia baricentrico:

Aid:= b h⋅ +_{n Ast Asc}⋅

(

)

Si b h 2 2













(

)

( )





































(

)

(

)









































+ +_{n Asc Ygsup c0}⋅



_

(

)

(

)

_



36 La distanza degli estremi del nocciolo dal baricentro Gi si ottiene utilizzando le espressioni:

estremo superiore del nocciolo

estremo inferiore del nocciolo

e= eccentricità del centro di sollecitazione C rispetto ad O (centro geometrico) Poichè Gi=O l'eccentricità originaria e di C (centro di sollecitazione) rispetto al centro geometrico O della sezione coincide con l'eccentricità ey di C rispetto a Gi.

-Se e è minore degli estremi e1 ed e2 allora C è interno al nocciolo e la sezione sarà tutta compressa. In tal caso le tensioni nel cls e nelle armature sono fornite dalle espressioni binomie: σc=(N/Ai)*((Nxe)/Jyi)*Ygsup (tensione nel cls lembo superiore)

σc=(N/Ai)*((Nxe)/Jyi)*Yginf (tensione nel cls lembo inferiore)

-Se e è maggiore la sezione sarà parzializzata. In tal caso si valuta la posizione dell'asse neutro imponendo l'equilibrio alla rotazione rispetto a C (centro di sollecitazione) dello sforzo normale, avendo tradotto la pressoflessione in uno sforzo normale applicato esterno al

nocciolo. Una volta calcolato l'asse neutro si calcolano le tensioni nel cls e nell'armatura con le formule di Navier.

VERIFICA SEZIONE DI TESTA: SEZ. A-A

eccentricità rispetto a O (centro geometrico della sezione)

<

C interno al nocciolo, sezione interamente compressa. La verifica si conduce come una normale verifica a compressione semplice.

< e1 Jyi Aid Yginf⋅ = 7.113 cm⋅ := e2 Jyi Aid Ygsup⋅ =7.113 cm⋅ := ea Ma Na =0.394 cm⋅ := ea =0.394 cm⋅ _e1 = 7.113 cm⋅ σ_c.sup Na Aid













(

)













37 VERIFICA SEZIONE DI PIEDE: SEZ. B-B

eccentricità rispetto a O (centro geometrico della sezione)

<

C interno al nocciolo, sezione interamente compressa. La verifica si conduce come una normale verifica a compressione semplice.

<

2 ) Verifica a taglio Taglio :

Formula approssimata per sezione rettangolare:

vuol dire che le tensioni vengono già assorbite dal solo cls e allora basta disporre l'armatura minima tecnologica imposta dalla normativa.

dimensionamento armatura a taglio:

La sollecitazione di taglio era sopportata, secondo quanto previsto dalla normativa, da armature disposte in ferri piegati e staffe. Non sono presenti indicazioni sull'eventuale infittimento delle staffe nelle zone di estremità e sulla presenza di staffe all'interno dei nodi.

diametro staffe

area armatura trasversale

passo eb Mb Nb =0.266 cm⋅ := eb = 0.266 cm⋅ _e1 = 7.113 cm⋅ σ_c.sup.b Nb Aid













(

)













































38

2.6.5. Verifica delle fondazioni

VERIFICHE DI STABILITA'

Quando la lunghezza libera di flessione di una membratura supera 15 volte la dimensione minima della sua sezione trasversale, occorre verificarne la stabilità al carico di punta. lunghezza libera di inflessione

dimensione minima sezione trasversale

< Verificato

Sulla base della documentazione a disposizione è possibile ipotizzare che la tipologia di fondazioni adottata è quella di plinti isolati.

Dati di progetto Sezione del pilastro:

sforzo normale momento flettente taglio

eccentricità Sollecitazioni:

Tensioni massime nel cls compresso

per cls con Rck > 160 l0:= 5m a:= 0.4m l0 a = 12.5 15 bp:= 40cm _hp:= 40cm Ap:= bp hp⋅ = 0.16 m2 Nmax := −838kN Mmax:= 17kN m⋅ Vmax:= 11kN e1 Mmax Nmax = 2.029 cm⋅ := σ_c.amm 45daN cm2 :=

39 Tensioni massime nelle armature metalliche

Dall' art.19 del R.D.2229/69

Tensioni di sicurezza al taglio:

Dimensionamento del plinto

tensione ammissibile del terreno ipotizzato sabbioso

si assume un plinto di base quadrata:

L' altezza del plinto si può determinare con la condizione che sia stabile al taglio la sezione costituita dallo sviluppo della superficie di prolungamento del pilastro entro il plinto. In tali condizioni si ammette che il carico N si diffonda a 45° attraverso il plinto stesso.

si assume Hb = 40 cm σ_s.amm 1900daN cm2 := τ_c0 6daN cm2 := τ_c1 16daN cm2 := σ_amm 2daN cm2 := Area Nmax σ_amm −4.19 10 4 × ⋅cm2 = := Bb:= 220cm _Lb:= 220cm

40

1) Verifica delle tensioni sul terreno

<

Il centro di pressione cada all'interno del nocciolo d'inerzia quindi la distribuzione delle pressioni sul terreno sarà di tipo trapezoidale con valori massimi e minimi pari a:

< verificato

< verificato

2) Verifica a flessione

modello di mensola a carico uniformemente distribuito

e1 = 0.02 m Lb 6 =0.367 m σ_max Nmax Ab













( )

























( )













(

)









41

2.6.7. Verifica degli elementi dell’ ampliamento

Si utilizzano 10ϕ16

Si assume la stessa armatura per le due direzioni

I tondini dell'armatura vengono piegati a staffone 10 + 10 staffe Ф16 passo < 35

3) Verifica a punzonamento

La verifica a punzonamento è in genere più restrittiva della verifica a taglio e generalmente la sostituisce

perimetro critico si considera la sezione interamente reagente

è necessario disporre un armatura a punzonamento

Per questa parte dell'edificio il reperimento della documentazione è stato un passo fondamentale in quanto è stato possibile ricavare le dimensioni delle sezioni di travi e pilastri e dell’ armatura presente.

Per il corpo di fabbrica originario invece la documentazione è solo di carattere architettonico e non strutturale, a causa della totale mancanza di informazioni, è stato quindi necessario effettuare una progettazione simulata.

Descrizione generale

TRAVE DI COPERTURA IN C.A.P.

Dalla documentazione parziale in possesso è stato possibile ricavare la geometria della sezione della trave perimetrale e la relativa armatura. La trave è una trave prefabbricata di gronda in cemento armato precompresso con sezione ad H, lunga 15 m e alta 90 cm.

d16:= 201mm2 _Af:= _{10 d16}⋅ =2.01×103⋅mm2 u:= _{2 bp hp}⋅

(

)

























(

)

42 Particolare del collegamento dei tegoli alle travi:

Caratteristiche della sezione in cls: area della sezione

raggi di nocciolo

Armatura longitudinale:

zona compressa: 8Ф20

zona tesa: 14Ф12,7

area totale armatura

momento d'inerzia delle armature

raggi di nocciolo delle sole armature momento d'inerzia Ac:= 2494cm2 ys:= 43.17cm yi:= 46.83cm Jc:= 1627103cm4 Af:= 17.03cm2 Jf := 12404cm4 yif := 23.86cm ysf := 66.14cm

43 Armatura trasversale:

nelle testate

/m _{lungo la trave}

PILASTRI PRINCIPALI

Caratteristiche geometriche della sezione:

area sezione di cls

L' armatura è simmetrica e presenta 5ϕ16 sia in zona tesa che in zona compressa:

area armatura

staffe Ф_6/20

FONDAZIONI

La tipologia di fondazioni adottata è quella di plinti a bicchiere, molto diffusa nell'edilizia prefabbricata e per i capannoni in particolare. Per il calcolo e il dimensionamento si procede come per i plinti isolati; ciò che va dimensionato e verificato è il prisma a sezione cava o bicchiere il cui unico scopo è quello di rendere solidale il plinto e il pilastro realizzando un vincolo di incastro. 8stφ8 +3stφ12 3stφ6 b:= 40cm h:= 50cm Ap:= b h⋅ =2×103⋅cm2 Ast:= 10.5cm2 Asc:= 10.5cm2 Lp:= 80cm d1:= 10cm t := 25cm Lp t bp Hb Bb d'

44

2.7

Definizione dell’azione sismica

Le azioni sismiche su ciascuna costruzione vengono valutate in relazione ad un periodo di riferimento VR che si ricava moltiplicando la vita nominale VN per il coefficiente d’uso CU funzione

della classe d’uso.

Periodo di riferimento

VN 50 vita nominale per opere ordinarie

Classe II costruzioni che prevedono normali affollamenti CU 1 coefficiente d’uso

VR 50 periodo di riferimento

Periodo di ritorno

Stato limite di danno (SLD)

PVR 63 % probabilità di superamento

TR 50 anni periodo di ritorno

Stato limite di salvaguardia della vita (SLV)

PVR 10 % probabilità di superamento

TR 475 anni periodo di ritorno

Noto il periodo di riferimento dell'azione sismica,nella Tabella 1 dell'allegato B della normativa vengono forniti, per 10751 punti del reticolo di riferimento e per 9 valori del periodo di ritorno TR (30 anni, 50 anni, 72 anni, 101 anni, 140 anni, 201 anni, 475 anni, 975 anni, 2475 anni), i valori dei parametri ag, F0, T*C da utilizzare per definire l’azione sismica nei modi previsti dalle NTC.

I punti del reticolo di riferimento sono definiti in termini di Latitudine e Longitudine.

Comune di Coreggio (RE)

Categoria di sottosuolo C Depositi di terreno a grana grossa mediamente addensati Condizioni topografiche T1 Zona pianeggiante

Zona sismica 3

Latitudine 10.7810 Longitudine 44.7730

ag (g) F0 Tc * (s)

SLV 0,153 g 2,54 0,274 SLD 0,055 g 2,502 0,265

Una volta ricavati questi valori posso calcolare lo spettro di risposta normalizzato fornito dalla normativa che di fatto è il modello di riferimento per la descrizione del moto sismico in

della superficie del suolo. Il sisma agisce secondo tre direzioni : due orizzontali e una verticale. Le due componenti orizzontali sono caratterizzate dallo stesso spettro di risposta mentre la componente verticale ha uno spettro differente e vien

particolari elencati in normativa (cap 7).In questo caso non viene preso in considerazione.

Figura 30 :

Figura 31 :

* (s) SS ST CC q S η TB

0,274 1,467 1 1,610 1,5 1,467 0,667 0,147s

0,265 1,5 1 1,628 1,5 1,5 0,667 0,144s 0,431s 1,819s

Una volta ricavati questi valori posso calcolare lo spettro di risposta normalizzato fornito dalla normativa che di fatto è il modello di riferimento per la descrizione del moto sismico in

della superficie del suolo. Il sisma agisce secondo tre direzioni : due orizzontali e una verticale. Le due componenti orizzontali sono caratterizzate dallo stesso spettro di risposta mentre la componente verticale ha uno spettro differente e viene preso in considerazione solo in casi particolari elencati in normativa (cap 7).In questo caso non viene preso in considerazione.

: Spettro di progetto per componente orizzontale (SLD)

: Spettro di progetto per componente orizzontale (SLV)

45

B TC TD

0,147s 0,441s 2,212s 1,5 0,667 0,144s 0,431s 1,819s

Una volta ricavati questi valori posso calcolare lo spettro di risposta normalizzato fornito dalla normativa che di fatto è il modello di riferimento per la descrizione del moto sismico in un punto della superficie del suolo. Il sisma agisce secondo tre direzioni : due orizzontali e una verticale. Le due componenti orizzontali sono caratterizzate dallo stesso spettro di risposta mentre la e preso in considerazione solo in casi particolari elencati in normativa (cap 7).In questo caso non viene preso in considerazione.

Spettro di progetto per componente orizzontale (SLD)

46

2.8

Modellazione strutturale

Utilizzando un programma di analisi strutturale (Sap2000), si è proceduto schematizzando la struttura con la migliore accuratezza possibile. In accordo alle prescrizioni del punto 7.2.6 – NTC08 il modello della struttura è tridimensionale. A ciascun elemento sono state assegnate le caratteristiche del materiale e della sezione da rappresentare.

Pannelli di tamponamento

I pannelli di tamponamento sono stati presi in considerazione solo come masse partecipanti all’evento sismico. All’interno del modello sono stati inseriti come carico lineare sulle travi calcolato per metà delle altezze di interpiano.

Pilastri

Alla sezione dei pilastri è stata assegnata metà della rigidezza effettiva del calcestruzzo dimezzando semplicemente il modulo elastico. Tale valore è legato alla possibilità che la struttura, soggetta ad un sisma, si fessuri e quindi perda rigidezza.

Tegoli di copertura

Il collegamento dei tegoli alle travi è assicurato da elementi metallici che uniscono le nervature del tegolo all’estradosso della trave reticolare : per ciascun tegolo vi sono due connessioni per ciascuna estremità, per un totale di quattro punti di collegamento. Il collegamento trave-tegolo è stato dunque schematizzato come cerniera sul piano verticale e come incastro sul piano orizzontale.

Collegamento trave reticolare-pilastro

Il collegamento trave reticolare-pilastro è stato schematizzato come cerniera ma il comportamento reale è di fatto più vicino all’incastro.

Collegamento pilastro-fondazione

47 Figura 32 : vista tridimensionale del modello del capannone

48

2.9

Analisi dinamica modale

Ai fini di un corretto svolgimento dell’analisi modale è fondamentale che le masse strutturali inserite nel modello di calcolo siano rappresentative dell’effettiva distribuzione di massa sulla struttura. Sono state considerate le masse associate ai seguenti carichi:

- Carichi permanenti : Gk,j ( si considerano tutti i pesi propri ed i carichi permanenti)

- Carichi variabili: Σ ψE,i Qk,i

In accordo al prospetto 2.5.I delle NTC08 per gli edifici a quota inferiore ai 1000 metri s.l.m. con carichi da neve, si ottiene : ψ2i=0 . Analogamente anche per i carichi da vento, si ottiene ψ2i=0.

Il calcolo dei pesi sismici è riassunto negli schemi che seguono:

Peso specifico Area Peso Lunghezza Totale

kN/m3 m2 kN/m m kN Pannello 25 0,213 5,325 8 42,6 di copertura Tegolo TT30 _{25 0,195 4,875 8 39} Trave di gronda _{25 0,2381 5,952 7,5 44,64} Pilastri _{25 0,16 4 2,5 10} Pilastri ampliam. _{25 0,2 5 2,5 12,5} Corrente superiore _{25 0,09 2,25 15 33,75} Corrente inferiore 25 0,09 2,25 15 33,75 Montanti 25 0,09 2,25 2,5 5,625 Diagonali 25 0,0625 1,562 2,9 4,531 Trave reticolare = 33,75+ 33,75 + 2*5,625 + 10* 4,531 = 124,06 kN

Peso specifico h Peso Lunghezza Totale

kN/m3 m kN/m m kN

49

PESO SISMICO TOTALE

Peso (kN) num elementi Tot (kN)

Pannelli di copertura 42,6 180 7668 Tegoli 39 30 1170 Trave di gronda 44,64 10 446,4 Pilastri 10 42 420 Pilastri ampliamento 12,5 11 137,5 Trave reticolare 124,06 35 4342 Tamponamenti 2550 Wtot 16734 kN

Una volta completato il modello con la definizione della geometria, della sezione, dei materiali e delle masse, sono stati individuati i modi di vibrare dell’intera struttura. Nel complesso si sono analizzati 12 modi di vibrare che hanno consentito di ottenere una massa partecipante totale maggiore dell’85%, come richiesto dalla normativa. Dalla tabella riportata di seguito è possibile notare che sarebbe bastata l’analisi delle prime tre forme modali per superare la soglia dell’85% della massa attivata. Particolarmente significativo è lo studio della prima e della terza forma modale che attivano rispettivamente il 79% e il 99% della massa nelle due direzioni x e y.

Tab.1 : modi di vibrare della struttura

Modo di Period UX UY UZ SumUX SumUY SumUZ

vibrare Sec Unitless Unitless Unitless Unitless Unitless Unitless

1 0,812162 3,755E-18 0,79767 5,527E-07 3,755E-18 0,79767 5,527E-07 2 0,729692 0,06321 3,334E-19 2,702E-17 0,06321 0,79767 5,527E-07 3 0,658364 0,92948 9,246E-19 2,694E-18 0,99268 0,79767 5,527E-07 4 0,65649 6,323E-17 0,19212 8,339E-07 0,99268 0,98979 0,000001387 5 0,622589 0,00262 9,3E-19 4,782E-17 0,99531 0,98979 0,000001387 6 0,508073 2,79E-16 0,00145 9,343E-09 0,99531 0,99124 0,000001396 7 0,494074 0,00144 8,304E-18 8,216E-16 0,99674 0,99124 0,000001396 8 0,464054 9,451E-19 0,00034 5,776E-08 0,99674 0,99158 0,000001454 9 0,429796 0,00171 1,665E-16 1,904E-15 0,99846 0,99158 0,000001454 10 0,401925 6,37E-18 0,00181 5,72E-08 0,99846 0,99339 0,000001511 11 0,389831 0,00034 4,598E-16 7,361E-16 0,9988 0,99339 0,000001511 12 0,384907 4,097E-17 0,00156 9,995E-08 0,9988 0,99495 0,000001611

50 Di seguito si riportano le deformate dei primi quattro modi di vibrare.

Modo 1 – periodo 0,812 s (M%X = 0,00% ; M%Y = 79%)

51 Modo 3 – periodo 0,658 s (M%X = 92% ; M%Y = 0,00%)

52 Per la combinazione degli effetti relativi ai singoli modi di vibrare si utilizza la combinazione quadratica completa ( come indicato al §7.3.3.1 delle NTC08 ):

E = ∑ ∑  ·  · _ Ei , Ej sono le risposte modali i-esima e j-esima;

ρi,j è un coefficiente di correlazione tra il modo i e il modo j definito dalla seguente espressione:

ρij =

_! "# $!"#%/

 !_"#_$ __{!"#  !} "#$

' smorzamento viscoso dei modi i e j;

βij è il rapporto tra l’inverso dei periodi di ciascuna coppia i-j di modi (βij = Tj / Ti );

2.6.1 Effetti dell’eccentricità accidentale

L’attuale normativa sismica afferma che il modello della struttura deve tenere in conto l'eccentricità fra centro di massa e centro di rigidezza. Il codice di calcolo del programma Sap2000, tiene conto automaticamente, piano per piano, delle eccentricità effettive date dalla non coincidenza dei baricentri delle masse e delle rigidezze. La Normativa però prescrive (punto 7.6) che in aggiunta alle eccentricità effettive, dovranno essere considerate delle eccentricità accidentali ei , spostando il centro di massa di ogni piano, in ogni direzione considerata (nel nostro caso x e y), di una distanza pari a +\- 5% della dimensione massima del piano in direzione perpendicolare all’ azione sismica.

Le dimensioni massime in pianta della struttura sono le seguenti:

- Lx = 75 m (lunghezza massima in direzione x)

- Ly = 52,5 m (lunghezza massima in direzione y)

Le eccentricità calcolate sono le seguenti: - +\-ex = 0,05*75 = 3,75m

53 Gli effetti torsionali accidentali possono essere tenuti in conto applicando ad ogni piano la forza sismica Fi con eccentricità ei (ciò significherebbe lanciare 4 analisi differenti), o in modo equivalente, sovrapponendo agli effetti delle forze statiche quelli dovuti ai momenti

M_i = F_i*e_i . Quindi nella pratica del modello si applicano ai centri di massa di ogni piano delle coppie torcenti accidentali Mti.

Considerato che il progetto presenta un solo piano , questo possiede una sola massa ( il peso totale della costruzione ) ed una sola quota, pertanto nello specifico risulta:

Fi = Fh

E quindi la forza sismica da applicare è:

Fh = Sd(T1) ∙ Wtot ∙ ( )

Dove:

- λ è un fattore di correzione,che nel caso in esame è assunto pari a 1 (la costruzione non ha tre orizzontamenti)

- Wtot è il peso totale dell’edificio

- Sd(T1) è l’ordinata dello spettro di progetto per il periodo T1

- T1 è il periodo proprio, derivante dall’analisi dinamica modale, relativo al modo di vibrare

traslatorio considerato.

I periodi propri relativi ai modi di vibrare nelle due direzioni x e y, sono i seguenti (da Tab.1): • T1 (x) = 0,729s

• T1 (y) = 0,812s

Si calcolano quindi per ciascuna direzione, le forze di taglio alla base :

- Fhx = 3849 kN

- Fhy = 3447 kN

e I rispettivi momenti torcenti: - Mtx = Fhx ∙ ey = 10103 kNm

- Mty = Fhy ∙ ex = 12927 kNm

Dopo aver determinato il momento torcente per ciascuna delle due componenti orizzontali dell’azione sismica, si procede con la determinazione di un sistema di forze equivalente perché il piano non è rigido e quindi il momento torcente non può essere applicato come carico puntuale. Le forze equivalenti sono state determinate in base alla distanza dei pilastri dal centro geometrico

54 degli stessi, assegnando a ciascun pilastro un peso unitario : le forze sono applicate su ciascun pilastro, alla quota superiore delle travi reticolari. Le formule utilizzate sono:

Hjx = Mtx ∙ *" ∑ *_" " Hjy = Mty ∙ +# ∑ +" _"

L’andamento qualitativo delle forze equivalenti è del tipo “a farfalla” : nelle tabelle seguenti si riportano i dati necessari per la loro determinazione.

Tab.2: dati necessari per la determinazione delle forze equivalenti

Pilastro xi yi xi 2 yi 2 19 -37,5 3,75 1406,25 14,0625 20 -22,5 3,75 506,25 14,0625 21 -7,5 3,75 56,25 14,0625 22 7,5 3,75 56,25 14,0625 23 22,5 3,75 506,25 14,0625 24 37,5 3,75 1406,25 14,0625 4 7,5 26,25 56,25 689,0625 10 7,5 18,75 56,25 351,5625 16 7,5 11,25 56,25 126,5625 22 7,5 3,75 56,25 14,0625 28 7,5 -3,75 56,25 14,0625 34 7,5 -11,25 56,25 126,5625 40 7,5 -18,75 56,25 351,5625 46 7,5 -26,25 56,25 689,0625 totale 4387,5 2446,875

55 I valori delle forze equivalenti ai momenti torcenti sono riassunti,per ciascuna direzione,nella tabella seguente:

Tab.3: Sistema di forze equivalenti agli effetti dell’eccentricità accidentale

Hx Hy 15,48352 -110,487 15,48352 -66,2923 Mtx= 10103 15,48352 -22,0974 Mty= 12927 15,48352 22,09744 15,48352 66,29231 15,48352 110,4872 108,3847 22,09744 77,41762 22,09744 46,45057 22,09744 15,48352 22,09744 -15,4835 22,09744 -46,4506 22,09744 -77,4176 22,09744 -108,385 22,09744

Una volta applicate le forze equivalenti al modello, sono stati combinati gli effetti dei momenti torcenti con gli effetti Ei derivanti dall'analisi modale secondo le combinazioni lineari seguenti: - EiX + = Eix + E (Mix + ) - EiX = Eix + E (Mix -) - Eiy = Eiy + E (Miy + ) - EiX = Eiy + E (Miy -)

Per quanto concerne la combinazione delle componenti dell'azione sismica, i valori massimi della risposta ottenuti da ciascuna delle due azioni orizzontali applicate separatamente sono stati combinati sommando ai massimi ottenuti per l'azione applicata in una direzione il 30% dei massimi ottenuti per l'azione applicata nell'altra direzione, applicando la seguente espressione:

1,00∙Ex + 0,30∙Ey

con rotazione dei coefficienti moltiplicativi e conseguente individuazione degli effetti più gravosi. A ciascuna combinazione vanno poi sommati i valori degli effetti dovuti ai carichi verticali valutati nella combinazione sismica. Le verifiche allo stato limite ultimo (SLV) devono pertanto essere effettuate considerando 16 diverse combinazioni del tipo:

56

2.10

Verifiche di sicurezza

Una volta note le sollecitazioni dei singoli elementi costituenti il modello si è proceduto alle verifiche degli stessi. Le verifiche affrontate in questo lavoro fanno riferimento allo stato limite di salvaguardia della vita, ai fini delle stesse sono stati considerati “duttili” i meccanismi di resistenza allo sforzo assiale delle travi reticolari e i meccanismi di resistenza a flessione della trave di gronda mentre sono stati considerati “fragili” i meccanismi di resistenza a taglio dei pilastri e della trave di gronda e i meccanismi di resistenza a pressoflessione deviata dei pilastri. Questi meccanismi sono stati verificati controllando che la loro risposta alle azioni sismiche, ricavata dall’analisi, risultasse inferiore alla corrispondente capacità in termini di resistenza. Per il calcolo della capacità di resistenza dei meccanismi duttili si sono impiegate le proprietà dei materiali esistenti divise per il fattore di confidenza . Per il calcolo della capacità di resistenza degli elementi fragili invece le resistenze dei materiali sono state divise per i corrispondenti coefficienti parziali e per il fattore di confidenza.

Laddove le verifiche non sono risultate positive si è eseguito nuovamente il calcolo per una percentuale ridotta del sisma fino ad ottenere la verifica soddisfatta. Si riportano tutti i risultati con l’indicazione delle percentuali di sisma a cui la struttura è in grado di resistere. Per un’interpretazione più chiara dei risultati si riporta di seguito la legenda a cui fanno riferimento tutti i layout delle verifiche:

Tab.4 : Legenda - Verifiche sismiche

verifica al 100% dell'azione sismica verifica al 90% dell'azione sismica verifica al 80% dell'azione sismica verifica al 60% dell'azione sismica verifica al 50% dell'azione sismica verifica al 40% dell'azione sismica verifica al 30% dell'azione sismica verifica al 20% dell'azione sismica verifica al 10% dell'azione sismica verifica al 70% dell'azione sismica

verifica solo ai carichi verticali

non verifica ai carichi verticali

Gli elementi delle travi reticolari e la trave di gronda sono risultate verificate al 100% dell’azione sismica. Si riporta di seguito lo schema delle verifiche dei pilastri e dei plinti di fondazione.

57

Pilastri: verifica a pressoflessione deviata

58

Plinti: verifica a flessione

59

Plinti: verifica del bicchiere

60 Gran parte delle verifiche hanno avuto esito negativo per cui il livello di sicurezza della costruzione è ritenuto insufficiente, in quanto, dall’analisi effettuata, risulta che la struttura è in grado di resistere al solo 10% dell’azione sismica. Gli elementi di criticità della struttura sono essenzialmente concentrati nei pilastri e nel terreno. Nei pilastri sono state riscontrate criticità principalmente nella sezione di base, in corrispondenza delle quali si hanno valori di sollecitazione di momento e taglio molto elevate. C’è da sottolineare che le verifiche sono state influenzate dalla carenza di informazioni riguardanti le armature effettive dei pilastri che sono state ricavate,nell’ambito di questa analisi, tramite progetto simulato. Per quanto riguarda il terreno le verifiche sono state effettuate con un valore della pressione ammissibile pari a 0,8 Kg/cmq ,basandosi sulla relazione geologica risalente all’Aprile del 2004. Altre carenze strutturali sono state riscontrate nei bicchieri delle fondazioni dell’ampliamento a causa della inadeguata quantità di armatura trasversale presente.