Sopraelevazione in Acciaio

RELAZIONE TECNICA STRUTTURALE.doc

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UNIVERSITA’ DEGLI STUDI DELLA BASILICATARealizzazione delle attività di Ateneo presso il Campus Universitario di Matera

PROGETTO ESECUTIVORELAZIONE TECNICA STRUTTURALE

RELAZIONE TECNICA STRUTTURALE 2

1. PREMESSA 2

2. DESCRIZIONE DELLO STATO DI FATTO 3

3. NORME DI RIFERIMENTO 4

4. VERIFICA CON D.M. 14.01.2008 6

5. CARATTERISTICHE DEI MATERIALI 8

5.1. EDIFICIO ESISTENTE 8

5.2. EDIFICIO NUOVO (Corpo N) 10

6. CARATTERISTICHE DEI TERRENI DI FONDAZIONE 11

7. CONDIZIONI DI CARICO 13

7.1. CARICHI PERMANENTI E VARIABILI 13

7.2. AZIONE SISMICA 14

8. COMBINAZIONI DI CARICO 16

9. ANALISI STATO DI FATTO 17

9.1. VERIFICHE LINEARI 20

9.1.1. Verifica strutture in elevazione 21

9.1.2. Verifica solai 25

9.1.3. Verifica sopraelevazione acciaio 30

10. ADEGUAMENTO STATICO E SISMICO 36

10.1. INTERVENTI IN FONDAZIONE 37

10.2. INTERVENTI SUI SETTI MURARI 42

10.3. INTERVENTI SUI SOLAI 44

11. ANALISI STATO DI PROGETTO 48

11.1. VERIFICHE LINEARI (Corpo N) 52

11.2. VERIFICHE NON LINEARI (Corpi A e B) 54

11.2.1. Pushover Corpo A 55

11.2.2. Pushover Corpo B 60

11.3. PENSILINA D’INGRESSO IN ACCIAIO 65

11.4. LABORATORIO ESTERNO 71


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RELAZIONE TECNICA STRUTTURALE

1. PREMESSA

La presente relazione descrive la verifica della vulnerabilità sismica e i relativi

interventi di adeguamento dell’ex Ospedale Civile di Matera destinato ad ospitare la

nuova sede Universitaria di Matera.

Sulla struttura oggetto di verifica è stata eseguita una campagna di indagini

finalizzata alla determinazione delle caratteristiche fisiche e meccaniche degli elementi

che la costituiscono. Sono state eseguiti due scavi per l’individuazione delle dimensioni e

della quota di imposta delle fondazioni, operazioni di spicconatura di alcune pareti e solai,

al fine di individuarne dimensione, tipologia e grado di ammorsamento, e prove sui

materiali. In particolare sono state effettuate prove penetrometriche sulle malte, prove

con doppi martinetti piatti, finalizzati all’individuazione dello stato tensionale esistente e

delle caratteristiche di deformabilità, prove distruttive (carotaggi sui setti murari e sugli

elementi in c.a., prelievo di barre di armatura), prove non distruttive (sclerometriche e

ultrasoniche su elementi in c.a., e di durezza “Brinell sulle barre di acciaio).

Dalle analisi elastiche lineari condotte, risulta che la struttura presenta una

elevata vulnerabilità sia per carichi statici che sismici, pertanto è necessario prevedere la

sostituzione di alcuni solai e il consolidamento di alcuni setti murari e delle corrispondenti

fondazioni. Tali interventi sono descritti nei capitoli successivi e riportati negli elaborati

grafici relativi ai particolari costruttivi.

Si osserva infine che per esigenze architettoniche è prevista la demolizione della

parte centrale dell’edificio e la realizzazione di una nuova struttura in c.a., da adibire ad

aula magna e biblioteca, opportunamente giuntata all’edificio esistente. Pertanto la

struttura nello stato di progetto viene sostanzialmente divisa in tre corpi distinti (A, B e

N). Separata dai corpi descritti, è prevista la realizzazione di una nuova struttura in c.a.,

parzialmente interrata e ad un solo livello, da adibire a locale server.

Su tutti gli edifici sono state condotte analisi dinamiche lineari e statiche non

lineari che hanno permesso di validare gli interventi previsti.


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2. DESCRIZIONE DELLO STATO DI FATTO

L’edificio oggetto di verifica è stato completato agli inizi degli anni ’60, la struttura

portante è costituita da setti in muratura di tufo “giallo” di spessore variabile da 65 a 90

cm realizzati con blocchi di dimensioni 25x50. I solai sono del tipo latero-cementizio e

presentano un’altezza variabile da 30 a 45 cm. La configurazione risulta irregolare in

pianta e simmetrica rispetto all’asse verticale, con dimensioni massime di circa 140 x 60

m. L’edificio non risulta regolare in altezza in quanto il corpo centrale è costituito da sei

livelli, mentre le parti laterali da tre.

Da un’analisi storica, condotta al fine di ottenere il maggior numero possibile di

informazioni e notizie sul progetto, risulta che l’edificio ha subito negli anni alcune

trasformazioni che hanno modificato la struttura rispetto alla configurazione originaria.

Infatti i due corpi laterali e posteriori sono stati costruiti in una fase successiva. Tale

situazione si riflette sulle strutture di fondazione, realizzate con un graticcio di travi in

pietrame, che presentano due diverse dimensioni: le fondazioni del corpo originario

hanno dimensioni 2.00 x 2.30 m, quelle del corpo d’ampliamento 1.30x1.90.

In corrispondenza dei suddetti corpi laterali negli anni ’80 sono state eseguite

due sopraelevazioni, entrambe ad un solo livello, con struttura portante in acciaio

costituite da travi e colonne HEB300 e copertura in lamiera grecata. I dettagli di tali

elementi in acciaio sono descritti nella “Relazione indagini eseguite”, le relative verifiche

risultano soddisfatte e sono riportate nel “Tabulato di calcolo-Stato di fatto”.

È previsto inoltre il riutilizzo di un locale ad un solo livello (ex falegnameria) da

adibire a nuovo laboratorio esterno . Le verifiche condotte su tale edificio risultano

soddisfatte e sono riportate nel “Tabulato di calcolo-Stato di Progetto”.


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Figura 1 : Ospedale di Matera

3. NORME DI RIFERIMENTO

• Decreto del Ministero dei Lavori Pubblici 20 novembre 1987.

“Norme tecniche per la progettazione, esecuzione e il collaudo degli edifici in

muratura e per il loro consolidamento”

• CIRCOLARE Ministero dei Lavori Pubblici 4 gennaio 1989, n.30787. “Istruzioni in

merito alle norme tecniche per la progettazione, esecuzione e il collaudo degli

edifici in muratura e per il loro consolidamento”

• LEGGE 2 febbraio 1974, n.64 “Provvedimenti per le costruzioni con particolari

prescrizioni per le zone sismiche”

• Legge 5 novembre 1971, n°1086 “Norme per la disciplina delle opere di

conglomerato cementizio armato normale e precompresso ed a struttura metallica”

• D.M. LL.PP. 11 marzo 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 e il collaudo delle opere di sostegno

delle terre e delle opere di fondazione”

• Circolare del Ministero dei Lavori Pubblici 24 settembre 1988, n.30483. Legge 2

febbraio 1974 n.64, art.1 – D.M. 11 marzo 1988 “Norme tecniche riguardanti le


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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 e il collaudo delle

opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione. Istruzioni per

l’applicazione”

• D.M. LL.PP. 9 gennaio 1996 “Norme tecniche per il calcolo, l'esecuzione ed il

collaudo delle strutture in cemento armato, normale e precompresso, e per le

strutture metalliche”

• Circolare del Ministero dei Lavori Pubblici 15 ottobre 1996 n.252 AA.GG/STC

“Istruzioni per l’applicazione delle “Norme tecniche per il calcolo, l’esecuzione ed il

collaudo delle opere in cemento normale e precompresso e per le strutture

metalliche” di cui al decreto ministeriale 9 gennaio 1996”

• Decreto del Ministero dei Lavori Pubblici del 9 Gennaio 1996 “ “Norme tecniche

relative ai criteri generali per la verifica di sicurezza delle costruzioni e dei carichi e

sovraccarichi”

• Circolare del Ministero dei Lavori Pubblici 4 luglio 1996 n.156 AA.GG/STC.

“Istruzioni per l’applicazione delle “Norme tecniche relative ai criteri generali per la

verifica di sicurezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi” di cui al decreto

ministeriale 16 gennaio 1996 (Supp. Ord. Alla G.U. n.217 del 16.09.1996 n.151)”

• Ord. P.C.M. n°3274 del 20/03/2003 “Primi elementi in materia di criteri generali

per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le

costruzioni in zona sismica” e s.m.i.

• Ord. P.C.M. n°3431 del 03/05/2005 “Ulteriori modifiche ed integrazioni

all’Ordinanza del Presidente del Consiglio n°3274 del 20/03/2003”

• DPCM del 21/10/2003 Presidenza del Consiglio dei Ministri - Dipartimento della

protezione civile “Disposizioni attuative dell'art. 2, commi 2, 3 e 4, dell'ordinanza

del Presidente del Consiglio dei Ministri n. 3274 del 20 marzo 2003, recante "Primi

elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio

nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica"

• Decreto del Ministero dei Lavori Pubblici del 14 Settembre 2005 “Norme tecniche

per le costruzioni” e s.m.i.


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4. VERIFICA CON D.M. 14.01.2008

L’analisi e le verifiche della struttura in oggetto sono state condotte in fase

definitiva ed esecutiva in accordo con le “Norme Tecniche per le Costruzioni (D.M.

14.09.2005).

Con il D.M. 14.01.2008 sono state emanate le “Nuove Norme Tecniche per le

Costruzioni” che consentono l’impiego delle norme emanate con il D.M. 14.09.2005 fino

al 30.06.2009. Il D.L. 28.02.2008 (Decreto “Milleproroghe”) indica comunque che: “per le

costruzioni e le opere infrastrutturali iniziate, nonché per quelle per le quali le

amministrazioni aggiudicatrici abbiano affidato lavori o avviato progetti definitivi o

esecutivi prima dell’entrata in vigore del D.M. 14.01.2008, continua ad applicarsi la

normativa tecnica utilizzata per la redazione dei progetti, fino all’ultimazione dei

lavori e all’eventuale collaudo.”.

Pertanto per la verifica in fase esecutiva della struttura in oggetto, si è continuato

ad utilizzare la norma adottata nella fase progettuale definitiva. Si è comunque eseguito

un opportuno confronto e verifica delle azioni agenti previste con il D.M. 14.01.2008, di

seguito illustrata.

- D.M. 14.01.2008

Con l’entrata in vigore della nuova norma tecnica, l’azione sismica è valutata in

relazione ad un periodo di riferimento VR, funzione della vita nominale della costruzione

(VN), della classe d’uso e del coefficiente d’uso CU:

VR = VN � CU = 50 � 1.5 = 75 anni

dove

VN = 50 anni (per la costruzione in esame)

CU = 1.5 (per edifici di Classe III, costruzioni con affollamenti significativi)

In funzione del periodo di riferimento VR, per ciascun stato limite si fissa il periodo di

ritorno e la probabilità di eccedenza dell’azione sismica.

Si riporta nel seguito i parametri sismici previsti per la struttura in oggetto:

Tr = periodo di ritorno

ag = accelerazione massima al sito

F0 = valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro delle acceleraz. orizz.


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T*c = periodo d’inizio del tratto a velocità costante

STATO LIMITE Tr ag Fo T*c

Operativitá (SLO) 45 0.047 2.507 0.297

Danno (SLD) 75 0.061 2.541 0.32

Salvag. Vita (SLV) 712 0.160 2.521 0.346

Collasso (SLC) 1462 0.202 2.558 0.35

- D.M. 14.09.2005

L’edificio ricade in Zona III, la categoria di suolo assunta è di tipo C, il coefficiente

di amplificazione topografico ST è assunto pari a 1.0. In considerazione della destinazione

d’uso, è necessario adottare un fattore di importanza γγγγI = 1,2.

In definitiva il calcolo delle azioni sismiche è condotto adottando i seguenti parametri:

Zona Sismica III ag = 0,15g

Categoria di Suolo C S = 1,25

Fattore di importanza γγγγI = 1.2

- CONCLUSIONI

Dal confronto delle due norme risulta che l’azione sismica attesa al suolo secondo il D.M.

14.01.2008 (0.16g) è inferiore a quella prevista dal D.M. 14.09.2005 (0.18g comprensiva

del coefficiente d’importanza 1.2). Pertanto dal confronto delle azioni di base, risulta che

le verifiche condotte con il D.M. 14.09.2005, e di seguito riportate, sono a favore di

sicurezza e soddisfano anche le prescrizioni riportate nel D.M. 14.01.2008.


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5. CARATTERISTICHE DEI MATERIALI

5.1. EDIFICIO ESISTENTE

Ai fini della caratterizzazione meccanica dei materiali sono state eseguite prove

penetrometriche sulle malte, prove con doppi martinetti piatti, finalizzati all’individuazione

dello stato tensionale esistente e delle caratteristiche di deformabilità, prove distruttive

(carotaggi sui setti murari e sugli elementi in c.a., prelievo di barre di armatura), prove

non distruttive (sclerometriche e ultrasoniche su elementi in c.a., e di durezza “Brinell

sulle barre di acciaio).

Dalle prove a compressione su carote di calcestruzzo, prelevati in corrispondenza

di pilastri da demolire, è risultata una resistenza media a rottura piuttosto bassa e pari a

pari a RPOT = 16.7 MPa. Tali valori sono molto simili a quelli calcolati con il metodo

Sonreb.

Dalle prove di trazione a rottura eseguite sugli “spezzoni” di barre di armatura

prelevate, risulta una tensione media di snervamento pari a fy = 333.9 MPa. Tali valori

sono assimilabili alle caratteristiche proprie dell’acciaio FeB 32K a barre liscie.

Le prove sugli elementi in muratura sono state invece già eseguite nel corso della

redazione del progetto Definitivo, e la loro descrizione è riportata nella relativa relazione

strutturale a cui si rimanda per gli approfondimenti. In particolare, le prove a

compressione sulle carote sono state eseguite dal Laboratorio di Strutture dell’Università

della Basilicata, mentre le prove con i martinetti piatti sono state eseguite dalla società

C.N.D.. I risultati delle prove eseguite dalla società “C.N.D.” sono nuovamente riportati

per maggiore comprensione negli allegati A della “Relazione Indagini Eseguite”.

Dalle prove effettuate risulta una resistenza media a rottura dei blocchi in tufo pari a fbm

= 2.9 N/mm², da cui si ottiene una resistenza caratteristica a compressione pari a fbk =

0.75 fbm = 2.17 N/mm². Dalla tabella 11.9.VII riportata nelle “Norme Tecniche per le

costruzioni “ (D.M. 14/09/12005), considerando una malta tipo M10 come risulta dalle

prove penetrometriche, e interpolando linearmente, si ottiene una resistenza

caratteristica a compressione del pannello murario pari a fk = 1.2 N/mm². Inoltre poiché i

setti murari della struttura in oggetto sono costituiti da un unico paramento si considera

un incremento del 50% della resistenza a rottura secondo quanto previsto dall’O.P.C.M.


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n°3274/2003 e s.m.i in presenza di connessioni trasversali. Pertanto la resistenza

caratteristica a compressione del pannello murario è pari a:

fk = 1.2 x 1.5 = 1.8 N/mm²

Tale valore di resistenza a rottura è congruente con quello ottenuto dalle prove con

martinetti piatti doppi eseguiti dal Laboratorio di Strutture dell’Università della Basilicata.

Dal valore della resistenza a rottura si ottiene il valore della resistenza di calcolo:

fd = fk/γ = 1.8/3 = 0.6 N/mm²

dove γ è il coefficiente di sicurezza adottato. Tale coefficiente, secondo quanto previsto

dal D.M. 14/09/2005 (e anche dal D.M. 20/11/1987) è pari a:

γ = γm � γRd = 3

γm= 2.5 per murature in elementi naturali

γR,d = 1.2 per verifiche agli S.L.U.

La norma n° 3431/2005 prescrive i parametri di resistenza da adottare per le diverse

tipologie di muratura in funzione del livello di conoscenza raggiunto dalle indagini sui

materiali. Per la struttura in esame si ritiene raggiunto un livello di conoscenza pari a LC2

a cui corrisponde un Fattore di Confidenza (FC) pari a 1.2. Considerando il minimo valore

delle resistenze riportate nelle tabelle dell’O.P.C.M. invece del valore medio previsto dalle

stesse norme per il livello di conoscenza LC2, si ottiene un valore della resistenza a

compressione congruente con quanto assunto (fk = 1.8 MPa).

In definitiva, per la verifica della struttura esistente si sono considerati i seguenti valori

delle resistenze dei materiali:

Setti in Muratura

Resistenza caratteristica a compressione fkm = 1.8 N/mm2

Resistenza di calcolo fdm = 0.6 N/mm2


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Calcestruzzo armato

Resistenza media Rck = 16 N/mm2

Resistenza di calcolo fcd = 8.3 N/mm2

Acciaio

FeB 32K fyk > 315 N/mm2

fd= 273.9 N/mm2

Acciaio per carpenteria metallica

tipo Fe 360

tensione di rottura a trazione ft > 360 N/mm2

tensione di snervamento fy >235 N/mm2

5.2. EDIFICIO NUOVO (CORPO N)

Calcestruzzo per fondazioni e elevazioni

Resistenza caratteristica Rck = 30 N/mm2

Acciaio di armatura (FeB 44K)

tensione caratteristica di rottura ftk = 540 N/mm2

tensione caratteristica di snervamento fyk = 430 N/mm2

Acciaio per carpenteria metallica

tipo Fe 430

tensione di rottura a trazione ft > 430 N/mm2

tensione di snervamento fy > 275 N/mm2

Connessioni carpenteria metallica

saldature 1° classe

bulloni classe 8.8


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6. CARATTERISTICHE DEI TERRENI DI FONDAZIONE

Dalle indagini e rilevamenti geologici condotti, risulta che la successione

stratigrafica dell’area in oggetto è costituita essenzialmente da formazioni sabbiose di

colore rossastro.

I terreni di fondazione risultano assimilabili alla categoria di suolo tipo C così come

descritta al punto 3.1 dell’All.2 dell’Ord. 3431/05. Il coefficiente di amplificazione

stratigrafica S è pari a 1.25, mentre quello di amplificazione topografica ST è pari a 1,0.

Dal punto di vista sismico, il comune di Matera ricade in zona sismica di III categoria,

pertanto la massima accelerazione al suolo (PGA), tenendo conto del coefficiente di

importanza (γI), è pari a ag = 0.18g.

Le caratteristiche meccaniche e le proprietà geotecniche dei terreni sono:

Sabbie medio fine di colore rossastro-marroncino (fino a 6.0 m dal p.c.)

- Peso di volume naturale 2.03 t/m³

- Angolo di resistenza a taglio 32°

- Coesione 0.0 kg/cm²

- Modulo elastico 356.89 kg/cm²

- Modulo edometrico 78.82 kg/cm²

- coefficiente di Poisson 0.31

Sabbie debolmente limose di colore nocciola (fino a 12.0 m dal p.c.)




- Modulo elastico 524.53 kg/cm²




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Limi argillosi di colore grigio azzurro (fino a 30.0 m dal p.c.)




- Coesione non drenata 2.16 kg7cm²

- Modulo elastico 400 kg/cm²




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7. CONDIZIONI DI CARICO

Sono state considerate le seguenti condizioni di carico:

� Carichi permanenti, G, che comprendono i pesi propri ed i sovraccarichi

permanenti non rimovibili durante il normale esercizio della costruzione, come

pavimenti, tramezzi divisori, controsoffittature, ecc…;

� Sovraccarichi variabili, Q, che comprendono le azioni variabili legate alla

destinazione d’uso del locale ed i sovraccarichi da neve calcolati secondo le

norme vigenti;

� Azione sismica, E, definita in base alle norme tecniche allegate all’Ordinanza

3431/2005.

7.1. CARICHI PERMANENTI E VARIABILI

Si sono assunti i seguenti valori dei carichi permanenti e accidentali in accordo a

quanto previsto dalle norme vigenti.

- EDIFICIO ESISTENTE

Solai correnti Copertura

G = 5.00 kN/m2 G = 4.00 kN/m2

Q = 3.00 kN/m2 Qc = 2.00 kN/m2

Sbalzi Scale

G = 4.00 kN/m2 G = 4.50 kN/m2

Q = 4.00 kN/m2 Qsc= 4.00 kN/m2

- EDIFICIO NUOVO (Corpo N)

Aula Magna Biblioteca Copertura

G = 10.0 kN/m2 G = 10.0 kN/m2 G = 10.0 kN/m2

Q = 4.0 kN/m2 Q = 6.0 kN/m2 Q = 2.0 kN/m2


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7.2. AZIONE SISMICA

Le azioni sismiche considerate ai fini delle verifiche sono descritte dagli spettri di

risposta elastici rappresentativi di eventi sismici caratterizzati da un periodo di ritorno pari

a 475 anni così come descritti nelle norme tecniche allegate all’Ordinanza 3431/05.

Lo spettro di risposta elastico della componente orizzontale è descritto dalle

seguenti espressioni:

L’edificio ricade in Zona III. la categoria di suolo assunta è di tipo C, il coefficiente

di amplificazione topografico ST è assunto pari a 1.0. In considerazione della destinazione

d’uso, è necessario adottare un fattore di importanza γγγγI = 1,2.

In definitiva il calcolo delle azioni sismiche è condotto adottando i seguenti

parametri:

Zona Sismica III ag

0,15g

Categoria di Suolo C S

1,25

Fattore di Importanza 1,2


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Le masse considerate per calcolare le azioni sismiche sono quelle associate ai

carichi gravitazionali secondo la relazione: ∑ ⋅+=i

eiQGW ψ

dove W rappresenta il peso sismico proporzionale all’azione sismica globale, G i carichi

permanenti, Q quelli accidentali. ψei è il coefficiente di combinazione delle azioni variabili,

ottenuto come il prodotto del coefficiente ψ 2i, che varia in funzione della destinazione

d’uso e del coefficiente f, che tiene conto della correlazione tra i sovraccarichi variabili

che interessano la struttura. Ai fini delle analisi il coefficiente ψ 2i è stato assunto pari a

0,6 ed il coefficiente f pari a 1 per la copertura, e 0,5 per gli altri livelli.

La verifica dello Stato Limite Ultimo è condotta mediante l’uso dello spettro di

progetto ottenuto da quello elastico scalandolo del coefficiente di struttura q. Tale

coefficiente è pari a qesis. = 3 per la verifica della struttura in muratura esistente, e pari a

qnuovo = 4.10 per la nuova struttura in c.a. da realizzare (corpo N).

Per quanto attiene invece la verifica dello Stato Limite di Danno si fa riferimento ad

eventi frequenti il cui spettro è ottenuto scalando lo spetto elastico del fattore 2,5.

Figura 2 : Spettro di Progetto per SLU e SLD


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8. COMBINAZIONI DI CARICO

Per il calcolo degli effetti indotti dai carichi statici e sismici si sono considerate le

seguenti espressioni:

Carichi verticali: ( )QGF QGd ⋅+⋅= ψγγ

Carichi verticali + sisma: ∑ ⋅++⋅=i

iiIdQGEF

2ψγ

Il numero delle combinazioni e i coefficienti adottati per ciascuna di esse sono riportati

nella tabella che segue:

1 2 3 4 5 6 7 6 7

G 1.4 1 1 1 1 1 1 1 1

Q 1.5 0.6 0.6 0.6 0.6 0.6 0.6 0.6 0.6

Qc e Qsc 1.5 0.2 0.2 0.2 0.2 0.2 0.2 0.2 0.2

Ex 0 1.20 1.20 -1.20 -1.20 0.36 -0.36 0.36 -0.36

Ey 0 0.36 -0.36 0.36 -0.36 1.20 1.20 -1.20 -1.20


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9. ANALISI STATO DI FATTO

Allo scopo di valutare gli effetti indotti dai carichi agenti si è considerato un

modello tridimensionale rappresentativo del comportamento strutturale dell’edificio

oggetto di verifica. La struttura è stata discretizzata in elementi finiti tipo “frame”, per la

valutazione delle sollecitazioni sulle travi di fondazione, e in elementi “shell” per la

valutazione del comportamento dei setti murari. Per i solai si è considerato un vincolo

tipo “diaframma” per tener conto del comportamento infinitamente rigido dell’impalcato

nel proprio piano. Per la modellazione del terreno di fondazione si sono assunte le ipotesi

alla base della teoria di Winkler, schematizzando il suolo con un letto di molle di rigidezza

rappresentativa dei terreni in sito. È stata eseguita un’analisi elastica lineare dell’intero

edificio finalizzata alla valutazione dello stato tensionale in ciascun elemento strutturale,

facendo riferimento alla struttura nella sua globalità, e schematizzandola con un modello

rappresentativo del suo reale comportamento.

Figura 3 : Modello numerico – Stato di Fatto


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Per il calcolo degli effetti indotti dalle azioni sismiche è stata eseguita un’analisi

dinamica lineare con spettro di risposta assegnato (secondo quanto previsto dall’O.P.C.M.

n° 3274/2003 e s.m.i.), sono stati valutati i periodi di vibrazione e calcolati i contributi

alla risposta delle singole forme modali eseguendo una somma in quadratura degli effetti

(SRSS).

Figura 4 : 1° Forma modale – T = 0.67 s



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9.1. VERIFICHE LINEARI

L’edificio è stato verificato sia per le situazioni di carico ordinario, ovvero in assenza

di sisma, secondo le indicazioni del D.M. LL.PP. del 20/11/1987, che in presenza

dell’azione sismica combinata con le azioni ordinarie così come richiesto dall’O.P.C.M.

3431/2005.

In particolare, rispetto alle situazioni di carico ordinario, in accordo al D.M. LL.PP.

del 20/11/1987, sono state condotte verifiche allo SLU (Stato Limite Ultimo) nelle diverse

combinazioni di carico. Le verifiche sismiche sono, invece, state condotte in accordo alle

norme tecniche allegate all’Ordinanza 3431/05 rispetto ai seguenti due stati limite:

� Stato limite di danno severo, SL-DS: la struttura presenta danni

importanti, con significative riduzioni di resistenza e rigidezza laterali. Gli

elementi non strutturali sono danneggiati ma senza espulsione di

tramezzi e tamponature. Data la presenza di deformazioni residue la

riparazione dell’edificio risulta in genere economicamente non

conveniente;

� Stato limite di danno limitato, SL-DL: i danni alla struttura sono di

modesta entità senza significative escursioni in campo plastico.

Resistenza e rigidezza degli elementi portanti non sono compromesse e

non sono necessarie riparazioni. Gli elementi non strutturali presentano

fessurazioni diffuse suscettibili di riparazioni di modesto impegno

economico. Le deformazioni residue sono trascurabili.

In particolare, i paramenti murari sono stati verificati sia rispetto alle azioni

sismiche fuori dal proprio piano, che rispetto a quelle contenute nel piano, che inducono

sollecitazioni flettenti e taglianti.


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9.1.1. Verifica strutture in elevazione

Dalle analisi condotte, e descritte nei tabulati di calcolo relativi allo stato di fatto, si

evince che la struttura non risulta verificata né per i carichi gravitazionali né per quelli

sismici. Dalle verifiche risulta quindi una elevata vulnerabilità della struttura che comporta

il superamento dei limite di resistenza di molti setti murari, che pertanto non risultano

idonei a sostenere le sollecitazioni di progetto. L’elevata vulnerabilità sismica è legata da

un lato, all’eccessiva distanza tra alcuni maschi murari, che comporta una limitata

rigidezza in direzione trasversale, dall’altro all’elevata presenza di fori all’interno del

singolo paramento murario che comporta una riduzione della effettiva sezione resistente

del maschio stesso. Infatti per azioni complanari alla parete il rapporto tra il momento

flettente e lo sforzo normale agente è tale che il centro di pressione è fuori dalla sezione

resistente compresa tra due fori successivi. Pertanto la verifica dei singoli pannelli non

risulta soddisfatta neanche per azioni agenti nella direzione di massima rigidezza della

parete. Nella figure seguenti si riportano l’indicazione delle massime tensioni al piede dei

setti indotte dai carichi gravitazionali e le snellezze dei paramenti, sono evidenziati inoltre

con il colore verde i setti murari la cui verifica non risulta soddisfatta, e con il colore rosa i

pannelli risultati idonei.

Figura 7 : Massime tensioni al piede dei setti per carichi gravitazionali


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Figura 8 : Snellezza setti murari

Come descritto in precedenza la verifica della struttura per i carichi gravitazionali e sismici

non risultano soddisfatte. I coefficienti di sicurezza della maggior parte dei setti per azioni

orizzontali sono pari a circa 0.6.

Figura 9 : Verifiche combinazione carichi gravitazionali - Stato di fatto


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Figura 10 : Verifiche combinazione sismica - Stato di fatto

Figura 11 : Coefficienti di sicurezza sismica - Stato di fatto


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Come si evidenzia chiaramente dalla figura seguente il collasso della maggior parte dei

pannelli murari è dovuto ad azioni flettenti nel piano della parete.

Le verifiche fuori dal piano del singolo pannello risultano invece soddisfatte.

Figura 12 : Verifiche fuori dal piano dei pannelli murari - Stato di fatto


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9.1.2. Verifica solai

Dai risultati delle indagini condotte, si evince che i solai presentano una varietà

sia in termini di tipologia costruttiva che di quantitativo di armatura. In molti campi di

solai le barre risultano ossidate, prive di aderenza al calcestruzzo, ed il loro numero e

diametro sono del tutto insufficienti rispetto ai carichi previsti per la struttura in oggetto.

Si osserva che le indagini sono state condotte all’intradosso dei solai del piano primo,

secondo, terzo e quarto (in corrispondenza delle sopraelevazioni in acciaio). Pertanto

considerando la simmetria della struttura rispetto all’asse verticale, e supponendo un

uguaglianza dei solai ai diversi livelli, è possibile avere un quadro abbastanza attendibile

delle caratteristiche complessive dei solai. Pertanto in considerazione della vita utile da

garantire a tale edificio, della nuova destinazione d’uso della struttura, dello stato di

conservazione delle barre di armatura, si prevede il rinforzo di un numero consistente di

solai, e in pochi casi la demolizione e successiva ricostruzione di alcuni campi si solai, Si

osserva, tuttavia, che alcuni solai si presentano in discrete condizioni sia per il

calcestruzzo che per le armature, e pertanto non saranno oggetto di alcun intervento.

Si riporta, nel seguito, la verifica di tutti i solai oggetto di indagine, anche di quelli che,

indipendentemente dal risultato della verifica, verranno demoliti per motivi architettonici.

Sono state inoltre verificate le rampe delle scale, le relative travi in cui queste sono

ancorate, e gli sbalzi.

Si precisa che la verifica è stata condotta con il metodo semplificato “tabellare”,

adottando la formula AS = Md/ζhfsd.


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KN/m² KN/m² Nmm² cm cm cm cm² KNm cm²

G Q fsd L h Inter. Arm As,eff. Md ζ ζ ζ ζ As,min. Verif.

5,00 3,00 273,9 720 30 50 2,51 24,84 0,88 3,44 no



5,00 3,00 274 720 30 40 1,57 19,87 0,88 2,75 no



5,00 3,00 274 800 30 70 2,14 42,93 0,88 5,94 no



5,00 3,00 274 640 30 30 1,01 11,78 0,88 1,63 no



5,00 3,00 274 740 30 65 5,09 34,11 0,88 4,72 ok



5,00 3,00 274 1035 30 65 6,28 66,73 0,88 9,23 no



5,00 3,00 274 730 30 70 5,09 35,75 0,88 4,94 ok



5,00 3,00 274 680 30 40 1,92 17,73 0,88 2,45 no

VERIFICA INTRADOSSO SOLAIO PIANO PRIMO

SPICCON. S.S.2

corpo "d'ampl."

SPICCON. S.S.4

in campata

SOLAIO S.1 in

campata

SPICCON. S.2

in campata

SPICCON. S.6

in campata

SPICCON. S.3

in campata

SPICCON. S.4

in campata

SPICCON. S.S.2

corpo "origin."


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5,00 3,00 274 525 30 35 1,01 9,24 0,88 1,28 no


G Q fsd Lrampa h Larg. Ramp As,eff. Md Mu Verif.

5,00 4,00 274 460 18 150 9,05 34,39 34,50 ok.



5,00 4,00 274 385 18 150 6,28 24,09 24,60 ok


G Q fsd Lrampa h L trave As,eff. Md Mu Verif.

5,00 4,00 274 475 30 680 26,14 156,54 175,40 ok



5,00 3,00 274 685 30 65 5,09 29,23 0,88 4,04 ok



5,00 4,00 274 440 18 150 9,05 31,46 34,00 ok


G Q fsd Lrampa h L trave As,eff. Md Mu Verif.

5,00 4,00 274 440 30 510 13,85 83,12 93,80 ok



5,00 4,00 274 470 18 150 10,21 35,90 37,90 ok



5,00 3,00 274 420 30 20 0,57 3,38 0,88 0,47 ok



5,00 3,00 274 550 30 20 0,57 5,80 0,88 0,80 no

SPICCON. S.7

in campata

SPICCON. S.27

in campata

SPICCON. S.28

in campata

SPICCON. S.23

rampa scale

longitudinale

SPICCON. S.23

rampa scale

trasversale

SPICCON. S.23

trave porta scale

130x30

SPICCON. S.24

in campata

SPICCON. S.25

rampa scale

longitudinale

SPICCON. S.26

rampa scale

longitudinale

SPICCON. S.25

trave porta scale

100x30


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5,00 3,00 273,9 725 30 40 1,57 20,15 0,88 2,79 no



5,00 3,00 274 720 30 65 6,28 32,29 0,88 4,47 ok



5,00 3,00 274 660 30 20 1,01 8,35 0,88 1,15 no



5,00 3,00 274 410 40 25 1,01 4,03 0,88 0,42 ok



5,00 3,00 274 790 40 70 5,09 41,87 0,88 4,34 ok



5,00 3,00 274 900 45 70 8,04 54,34 0,88 5,01 ok



5,00 3,00 274 590 30 20 0,57 6,67 0,88 0,92 no



5,00 3,00 274 525 30 20 0,57 5,28 0,88 0,73 no



5,00 3,00 274 525 30 20 0,57 5,28 0,88 0,73 no



5,00 3,00 274 845 35 50 6,03 34,21 0,88 4,06 ok



5,00 3,00 274 880 30 40 2,67 29,69 0,88 4,11 no



5,00 3,00 274 315 30 25 0,50 2,38 0,88 0,33 ok

SPICCON. S.17

in campata

SPICCON. S.18

in campata

SPICCON. S.19

in campata

SPICCON. S.10

in campata

SPICCON. S.11

in campata

SPICCON. S.12

in campata

SPICCON. S.13

in campata

SPICCON. S.14

in campata

SPICCON. S.15

in campata

VERIFICA INTRADOSSO SOLAIO PIANO SECONDO

SPICCON. S.8

in campata

SPICCON. S.9

in campata

SPICCON. S.16

in campata


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5,00 3,00 274 270 30 25 1,57 1,75 0,88 0,24 ok



5,00 3,00 274 460 30 20 0,57 4,06 0,88 0,56 ok



5,00 3,00 274 680 30 40 1,92 17,73 0,88 2,45 no


G Q fsd L h Inter. Arm As,eff. Md Mu Verif.

5,00 4,00 274 200 20 40 3,30 10,40 13,80 ok


G Q fsd L h Inter. Arm As,eff. Md Mu Verif.

5,00 4,00 274 200 20 25 1,54 6,50 6,60 ok

KN/m² KN/m² Nmm² m² cm cm cm² KNm cm²

G Q fsd Area b dG As,eff. Md Mu Verif.

5,00 4,00 274 6 85 160 32,33 124,80 126,50 ok

KN/m² KN/m² Nmm² m² cm cm cm² KNm cm²

G Q fsd Area h dG As,eff. Md Mu Verif.

5,00 4,00 274 4 20 140 20,01 72,80 78,10 ok

SPICCON. S.sb.1

sbalzo

SPICCON. S.20

in campata

SPICCON. S.21

in campata

SPICCON. S.22

in campata

SPICCON. S.sb.2

sbalzo

SPICCON. S.sb.3

sbalzo angolo

SPICCON. S.sb.4

sbalzo angolo


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9.1.3. Verifica sopraelevazione acciaio

Negli anni ’80, in corrispondenza delle zone laterali sono state realizzate due

sopraelevazioni con elementi in carpenteria metallica con colonne e travi costituiti da

profili HEB 300. L’orditura secondaria è costituita da arcarecci costituiti da profili IPE 220

collegati alle travi principali mediante squadrette d’anima bullonate (nodo cerniera).

Come si evince dal rilievo fotografico riportato nella “relazione indagini eseguite”, tutte le

travi principali trasversali e quelle di bordo longitudinali sono collegate alle colonne

mediante piastre saldate al di sopra di queste (nodo incastro). Le travi principali interne

longitudinali sono invece collegate alle travi trasversali mediante squadrette saldate agli

irrigidenti trasversali delle suddette travi. Le travi interne longitudinali sono poi collegate

a tali squadrette attraverso 6 bulloni suddivisi in due file (nodo cerniera).

Figura 13 : Sopraelevazione in acciaio – Modello solido


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Ai fini dell’analisi si è considerato un modello agli elementi finiti discretizzando la

struttura in elementi tipo “frame” per la valutazione del comportamento delle colonne e

delle travi. Tale modello è stato direttamente applicato alla struttura portante in muratura

in modo da poter valutare le accelerazioni di piano effettivamente presenti in

corrispondenza del 3° livello. Per il calcolo degli effetti indotti dalle azioni sismiche è stata

eseguita un’analisi dinamica lineare con spettro di risposta assegnato, sono stati valutati i

periodi di vibrazione e calcolati i contributi alla risposta delle singole forme modali

eseguendo una somma in quadratura degli effetti (SRSS). Le verifiche delle strutture

metalliche sono riportate in dettaglio nel Tabulato di calcolo di verifica dello Stato di

Fatto.

Si riporta nel seguito la discretizzazione della struttura con l’indicazione del numero dei

nodi, degli elementi.

Figura 14 : Sopraelevazione in acciaio – Discretizzazione con numerazione dei nodi


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Figura 15 : Sopraelevazione in acciaio – Discretizzazione con numerazione delle travi

Si riportano nel seguito i diagrammi dei momenti flettenti per la combinazione statica e

sismica.

Figura 16 : Sopraelevazione in acciaio – Combinazione statica


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Figura 17 : Sopraelevazione in acciaio – Combinazione sisma x

Figura 18 : Sopraelevazione in acciaio – Combinazione sisma y


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Figura 19 : Sopraelevazione in acciaio – Colormap verifica a pressoflessione

Figura 20 : Sopraelevazione in acciaio – Colormap verifica a pressoflessione con instabilità


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Figura 21 : Sopraelevazione in acciaio – Colormap verifica ad instabilità flessotorsionale


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10. ADEGUAMENTO STATICO E SISMICO

Come descritto nei capitoli precedenti, la struttura presenta una elevata

vulnerabilità sia per carichi statici che sismici, pertanto è necessario prevedere un

intervento di consolidamento di alcuni setti murari e di conseguenza di alcune parti delle

fondazioni.

Si osserva che per motivi architettonici è prevista la demolizione dei setti e solai della

fascia centrale dell’edificio e la sostituzione con una struttura intelaiata in c.a.,

opportunamente collegata ai setti murari esistenti. Inoltre sempre per motivi

architettonici, è prevista la demolizione di una parte della struttura, attualmente adibita a

locali tecnici, e della passerella di collegamento, e la realizzazione di una nuova struttura

in c.a. da adibire ad aula magna e biblioteca, opportunamente giuntata all’edificio

esistente. Pertanto la struttura viene complessivamente divisa in tre corpi distinti: corpo A

e B, che rappresentano l’edificio esistente e sono oggetto di intervento di

consolidamento, e il corpo N che è l’edificio di nuova costruzione.

A

B BN

Figura 22 : Schema planimetrico stato di progetto

Si osserva infine che è prevista la realizzazione di una struttura in c.a. , separata dai corpi

precedentemente descritti, da adibire a locale server. Tale struttura è parzialmente

interrata ed è ad un solo livello, è costituita da una struttura intelaiata in c.a. con pilastri

di dimensioni 30x50 e travi di dimensione 60x22. I calcoli e le verifiche di tale corpo

sono riportate alla fine dell’allegato al tabulato di calcolo del corpo N.


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In merito all’adeguamento statico dei corpi A e B, è prevista la demolizione e successiva

ricostruzione di alcuni campi di solai. Inoltre per ridurre la vulnerabilità sismica del corpo

A, è prevista la realizzazione di nuovi setti in c.a. dello spessore di 20 cm, al fine di

conferire sufficiente rigidezza nella direzione trasversale. Tali setti non interferiscono con

il progetto architettonico in quanto sono collocati o in corrispondenza delle tramezzature

o dei vani scala e ascensore. È previsto inoltre il consolidamento di alcuni setti murari sia

della zona centrale che laterale mediante paretine in c.a. di spessore variabile da 5-7.5

cm, in adiacenza ai setti esistenti e opportunamente collegati agli stessi mediante barre

inghisate.

Gli interventi di consolidamento sono più chiaramente spiegati nei capitoli successivi,

descritti negli elaborati grafici dei particolari costruttivi, e verificati nei tabulati di calcolo

allegati.

10.1. INTERVENTI IN FONDAZIONE

Dalle indagini effettuate si osserva che l’area non presenta segni di dissesti

superficiali e si presenta nel complesso, per quanto rilevabile, stabile, che le fondazioni

appaiono generalmente in buone condizioni e non si riscontrano segni di cedimenti.

Tuttavia, la demolizione di alcuni maschi murari e la sostituzione con pilastri in c.a.

comporta un trasferimento di carichi concentrati, e non più distribuiti, sul piano fondale.

Pertanto è necessario prevedere, in corrispondenza dei setti da demolire o rinforzare,

opportuni interventi di consolidamento delle fondazioni del corpo A, che sono

generalmente di due tipi e sono dettagliatamente descritti nel seguito.

Si osserva che in questa fase progettuale, avendo a disposizione le caratteristiche fisiche

e meccaniche dei terreni derivanti dalle indagini geognostiche, è stata possibile eseguire

una analisi più precisa dei carichi agenti in fondazioni, che ha consentito di realizzare

fondazioni di tipo diretto in luogo di quelle profonde previste nel progetto Definitivo.

Infine per quanto riguarda le fondazioni del corpo N, di nuova costruzione, anche queste

saranno di tipo diretto e di dimensioni 1.60x1.80.


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- Intervento in fondazione - tipo 1

L’intervento in fondazione tipo 1 è eseguito in corrispondenza dei setti che vengono

interamente demoliti e sostituiti con telai in c.a.. L’intervento prevede la demolizione

parziale delle fondazioni esistenti in corrispondenza dei pilastri, e la realizzazione di una

nuova fondazione in c.a. di larghezza pari a 2.00 m e altezza pari a 2.20. Tali fondazioni

sono poste alla stessa quota delle fondazioni esistenti e opportunamente collegati ad esse

mediante barre inghisate.

Conseguentemente alla demolizione totale dei setti e dei sovrastanti solai, alla fondazione

così realizzata è affidato l’intero valore del carico permanente ed accidentale.

Gli elaborati grafici dell’intervento sono riportati nella tavola relativa all’armatura delle

fondazioni.

Figura 23 : Intervento fondazione tipo 1 - carpenteria


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Figura 24 : Intervento fondazione tipo 1 - sezione


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- Intervento in fondazione - tipo 2

L’intervento in fondazione tipo 2 è eseguito in corrispondenza dei setti che vengono

rinforzati mediante paretine in c.a. dello spessore variabile da 5 a 7.5 cm. Il

consolidamento è realizzato mediante sottofondazioni costituite da cordoli in c.a.,

aderenti alla fondazione esistente in muratura, di dimensioni pari a circa 60x250 per la

tipologia di fondazione esistente tipo 1 (edificio esistente), e 60x210 per la tipologia di

fondazione esistente tipo 2 (corpo esistente “d’ampliamento”). Tali travi sono collegate

alla fondazione esistente mediante barre in acciaio ad aderenza migliorata φ12 disposte

ad un interasse longitudinale di circa 80-100 cm, e solidarizzate alla fondazione mediante

iniezioni di malta espansiva all’interno dei fori. I dettagli dei consolidamenti in fondazione

sono riportati nella tavola dei rinforzo delle fondazioni.

La riduzione del carico sulla superficie di terreno sotto le vecchie strutture fondali si

ha soltanto quando “entrerà in forza” l’opera di allargamento, ovvero quando tutto il

complesso strutturale subirà un aumento dei carichi. Tale intervento di rinforzo è dunque

di tipo “passivo”, la fondazione esistente, infatti, agisce su un terreno già costipato

mentre le opere di allargamento poggiano su superfici dello stesso terreno non ancora

influenzate dal carico. Pertanto, in corrispondenza dei solai non demoliti e non oggetto di

alcun intervento, alla sezione di fondazione rinforzata verrà affidato l’intero valore dei

carichi accidentali, il peso proprio delle paretine di rinforzo, e i sovraccarichi permanenti

(massetto, pavimentazione, etc…) che verranno rimossi e successivamente realizzati.

Mentre in corrispondenza dei solai demoliti e ricostruiti, alla fondazione esistente verrà

affidato il solo peso proprio dei setti murari, in quanto anche il peso proprio del solaio

graverà sulla sezione di fondazione rinforzata.


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Figura 25 : Consolidamento fondazione tipologia 1 e 2


PG093 S.RL.01 Rev. 01 Pag. 42 di 71



10.2. INTERVENTI SUI SETTI MURARI

L’intervento previsto per il rinforzo dei setti murari consiste nell’inserimento di alcune

paretine in c.a. in adiacenza ai setti murari. In particolare, per il consolidamento per

carichi verticali è previsto l’inserimento di alcune paretine dello spessore di 5 e 7.5 cm in

corrispondenza di alcuni setti dei primi due livelli, mentre per il consolidamento per

carichi sismici sono previste per tutti i livelli del corpo centrale alcune paretine in c.a.

dello spessore di 7.5 cm. Tutte le paretine saranno armate con una doppia rete

φ12/20x20 opportunamente collegata ai maschi esistenti con barre di armatura φ12

inghisate disposte ad un interasse di 40 cm. L’applicazione del calcestruzzo delle paretine

è previsto mediante la tecnica dello “spritz beton”.

Così come previsto dal O.P.C.M. n° 3431/2005, la sezione muraria così rinforzata

presenta una resistenza pari al doppio di quella non rinforzata. Pertanto ai fini della

verifica si considera per la sezione rinforzata una tensione massima di progetto pari a fd

= 1.2 MPa.

In corrispondenza delle paretine in c.a., come precedentemente descritto, è previsto un

rinforzo delle fondazioni esistenti. I dettagli dei consolidamenti dei setti in elevazione

sono riportati nella corrispondente tavola dei rinforzi dei setti murari.

Si osserva che in corrispondenza dei solai da demolire e ricostruire, l’inserimento

delle pareti in c.a. comporta un notevole beneficio dei setti in muratura in quanto è

possibile assegnare alla sezione composta maschio murario+paretine in c.a. l’intero

valore dei carichi permanenti e accidentali. Invece in corrispondenza dei solai rinforza e

non demoliti, alla sezione composta maschio murario+paretine è possibile assegnare

l’intero valore dei carichi accidentali e dei sovraccarichi permanenti (massetto,

pavimentazioni, etc, che verranno rimossi e successivamente posti in opera) ed anche

una piccola aliquota del peso proprio del solaio esistente. Tale aliquota è ottenuta

“scaricando” opportunamente i setti murari ad esempio mediante ponteggi diffusi, in

modo da “mettere in forza” le paretine in c.a. realizzate.


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Figura 26 : Rinforzo con paretine in c.a.

Per ridurre la vulnerabilità sismica, è prevista la realizzazione di nuovi setti in c.a.

dello spessore di 20 cm, al fine di conferire sufficiente rigidezza nella direzione

trasversale.

Figura 27 : Inserimento setti in c.a.


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10.3. INTERVENTI SUI SOLAI

Considerando i risultati delle operazioni di spicconatura condotte sui solai

(esiguità del diametro, mancanza di aderenza dell’armatura con il calcestruzzo,

ossidazione delle barre), e le relative verifiche, si è deciso di prevedere un intervento

diffuso di molti campi di solai. L’intervento consiste nella realizzazione di alcune travi

principali a spessore parallele all’orditura del solaio e di larghezza variabile da 40 a 65

cm. Tali travi sono inserite al’interno del solaio esistente in sostituzione di una fascia dei

laterizi presenti, dopo aver eseguito una opportuna demolizione degli stessi.

Ortogonalmente alle travi principali è prevista la realizzazione di uno o due allineamenti di

travi “rompitratta” a spessore e di larghezza pari a 25 cm.

Per la realizzazione dei rinforzi suddetti, è prevista una preliminare puntellatura

degli orizzontamenti, pertanto ai solai rinforzati verrà affidato l’intero valore dei carichi

accidentali e dei sovraccarichi permanenti (massetto, pavimentazione) che verranno

demoliti e successivamente ricostruiti. Pertanto all’armatura dei solai esistenti verrà

affidato solo il carico legato al peso proprio dei solai stessi.

In alcuni campi di solai in cui l’armatura è completamente ossidata o non

aderente al calcestruzzo, è prevista la completa demolizione e ricostruzione con un solaio

del tipo latero-cementizio gettato in opera e di altezza pari a H = 20+5. Tale tipologia di

solai è adottata anche nella zona centrale dell’edificio che viene demolita e ricostruita per

motivi architettonici. Si precisa che i campi di solai la cui verifica risulta soddisfatta, e lo

stato di conservazione del calcestruzzo e delle barre di armatura risulta idoneo, non sono

oggetto di alcun intervento di rinforzo.

Considerando il basso valore della tensione di rottura del materiale costituente la

muratura, l’’intervento di sostituzione dei solai consente una riduzione delle tensioni

agenti sui setti murari, in quanto il carico dovuto ai nuovi solai (permanente e

accidentale) graverà interamente sulla sezione rinforzata costituita dal setto murario e

dalle due pareti di rinforzo in c.a..

Nelle tabelle seguenti si riporta la verifica degli interventi di rinforzo e la specifica

degli interventi previsti su ciascun solaio spicconato e verificato, maggiori informazioni

possono essere dedotte dagli elaborati grafici relativi allo Stato di Progetto. Si osserva

che alcuni solai della zona centrale dell’edificio verranno demoliti per motivi architettonici,

indipendentemente dal risultato della verifica.


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Figura 28 : Esempio di rinforzo dei solai.


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SPICCON. S. 26

in campataNessun intervento

SPICCON. S. 27

in campataRinforzo con rompitratta

SPICCON. S. 28


SPICCON. S. 23


SPICCON. S. 24


SPICCON. S. 25


INTERVENTI PREVISTI PER I SOLAI INDAGATI AL PIANO 1°

SPICCON. S.S.2

corpo "origin."Rinforzo con rompitratta

SPICCON. S.S.2

corpo "d'ampl."Rinforzo con rompitratta

SPICCON. S.S.4

in campataDa demolire per motivi architettonici

SOLAIO S.1


SPICCON. S.2


SPICCON. S.3


SPICCON. S.4


SPICCON. S.6


SPICCON. S.7



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SPICCON. S.sb.3 Nessun intervento


SPICCON. S.22




INTERVENTI PREVISTI PER I SOLAI INDAGATI AL PIANO 2°

SPICCON. S.8


SPICCON. S.9


SPICCON. S.10

in campataDemolizione e ricostruzione solaio in c.a.

SPICCON. S.11


SPICCON. S.12


SPICCON. S.13


SPICCON. S.14


SPICCON. S.15


SPICCON. S.16


SPICCON. S.20


SPICCON. S.21


SPICCON. S.17


SPICCON. S.18


SPICCON. S.19



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11. ANALISI STATO DI PROGETTO

- CORPO A

Il corpo A comprende quasi tutto l’edificio esistente in muratura, a meno della

parte posteriore attualmente adibita a locali tecnici. Come descritto in precedenza in

sostituzione di alcuni setti murari, è prevista la realizzazione di una struttura intelaiata

con travi e pilastri in c.a.. Nella parte centrale, per esigenze architettoniche, è prevista la

demolizione dei setti murari e dei relativi solai. Questi saranno sostituiti per i livelli

intermedi, con un nuovo con solaio latero-cementizio completamente gettato in opera di

altezza h = (20+5) con travetti posti ad un interasse di 50 cm.

Allo scopo di valutare gli effetti indotti dai carichi agenti si è considerato un

modello tridimensionale rappresentativo del comportamento strutturale dell’edificio

oggetto di verifica. La struttura è stata discretizzata in elementi finiti tipo “frame”, per la

valutazione delle sollecitazioni sulle travi e pilastri in c.a., e in elementi “shell” per la

valutazione del comportamento dei maschi murari e dei nuovi setti di rinforzo in c.a..

Figura 29 : Modello numerico – Corpo A


PG093 S.RL.01 Rev. 01 Pag. 49 di 71



- CORPO B Il corpo B è costituito dai due corpi dell’edificio esistente risultanti dal taglio del

corpo originario necessario per la realizzazione del nuovo edificio in c.a. da adibire ad

aula magna e biblioteca (corpo N). I due corpi B sono opportunamente separati in

elevazione dal corpo N mediante un giunto di 10 cm. La struttura portante dei due corpi

oggetto di verifica è costituita al piano terra da setti in calcestruzzo semplice non armato,

e al piano primo e secondo da paramenti in muratura di tufo. Per conferire una adeguata

rigidezza trasversale, che risulta molto ridotta dal taglio eseguito nella struttura

originaria, è prevista la realizzazione di un telaio costituito da travi e pilastri in c.a.. Nel

corpo di sinistra, rappresentato in figura, è prevista anche la realizzazione di un vano

ascensore realizzato con setti in c.a. dello spessore di 20 cm.

Ai fini dell’analisi si è considerato un modello agli elementi finiti, discretizzando la

struttura in elementi tipo “frame”, per la valutazione delle sollecitazioni sul telaio

trasversale in c.a., e in elementi “shell” per la valutazione del comportamento dei setti.

Per i solai si è considerato un vincolo tipo “diaframma” per tener conto del

comportamento infinitamente rigido dell’impalcato nel proprio piano. Per il calcolo degli

effetti indotti dalle azioni sismiche è stata eseguita un’analisi statica non lineare. La

descrizione delle forze orizzontali considerate ed i risultati ottenuti sono riportati

rispettivamente nei capitoli successivi e nei relativi tabulati di calcolo

Figura 30 : Modello numerico – Corpo B di sinistra


PG093 S.RL.01 Rev. 01 Pag. 50 di 71



- CORPO N

Il corpo N è costituito dall’ edificio di nuova costruzione da adibire ad aula magna

e biblioteca. La struttura portante è costituita da una struttura intelaiata con travi e

pilastri in c.a.. Gli orizzontamenti sono costituiti da una piastra in c.a. di altezza pari a 40

cm alleggerita con elementi in polistirolo. Tale piastra è inclinata al piano primo e

secondo, mentre è completamente piana in copertura. Le fondazioni sono costituite da un

reticolo di travi rovesce 160x180. L’edificio è opportunamente separato dai A mediante

un giunto di 15 cm, e dai corpi B mediante un giunto di 10 cm.


struttura in elementi tipo “frame” per la valutazione del comportamento dei pilastri e

delle travi, e in elementi tipo “shell” per la valutazione del comportamento dei solai. Per i

solai si è considerato un vincolo tipo “diaframma” per tener conto del comportamento

infinitamente rigido dell’impalcato nel proprio piano. Per il calcolo degli effetti indotti dalle

azioni sismiche è stata eseguita un’analisi dinamica lineare con spettro di risposta

assegnato, sono stati valutati i periodi di vibrazione e calcolati i contributi alla risposta

delle singole forme modali eseguendo una somma in quadratura degli effetti (SRSS).


nodi, degli elementi, ed il modello solido.

Figura 31 : Discretizzazione con numeraz. nodi – Corpo N


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Figura 32 : Discretizzazione con numeraz. elementi – Corpo N

Figura 33 : Modello solido – Corpo N


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11.1. VERIFICHE LINEARI (CORPO N)

Sono state condotte verifiche agli stati limite, confrontando le sollecitazioni di

calcolo con le resistenze di progetto. Il dettaglio dei risultati ottenuti è riportato nel

relativo tabulato di calcolo.


sismica

Figura 34 : Momenti flettenti – combinazione statica


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Figura 35 : Momenti flettenti – combinazione sisma lungo x

Figura 36 : Momenti flettenti – combinazione sisma lungo y


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11.2. VERIFICHE NON LINEARI (CORPI A E B)

Per i corpi esistenti A e B, si è eseguita un’analisi statica non lineare che consiste

nell’applicare alla struttura i carichi gravitazionali ed un sistema di forze orizzontali

monotonamente crescenti fino al raggiungimento delle condizioni ultime. Per la struttura

in esame è stata applicata, sia in direzione x che y, una distribuzione di forze

proporzionali alle masse di piano, e una triangolare proporzionale al prodotto delle masse

per la deformata corrispondente al primo modo di vibrare. Con la procedura step by step

si segue la storia di formazione delle cerniere sulla struttura e si ottiene la curva di

capacità, che mette in relazione il taglio alla base con lo spostamento del baricentro

dell’ultimo impalcato, con la conseguente definizione dei due livelli di accelerazione al

suolo, corrispondenti ai due stati limite definiti dalla Norma, e dei loro rapporti con le

accelerazioni attese con probabilità 10% e 50 % in 50 anni. Nel caso di analisi statica non

lineare, per gli edifici in muratura, è previsto solo una verifica globale in spostamento, e

non le verifiche dei singoli elementi. I pannelli murari sono caratterizzati da un

comportamento bilineare elastico perfettamente plastico, con resistenza equivalente al

limite elastico e spostamenti al limite elastico e ultimo definiti per mezzo della risposta

flessionale o a taglio. In particolare lo spostamento ultimo per azioni nel piano di ciascun

pannello è assunto pari a 0.4% dell'altezza del pannello nel caso di rottura per taglio, e

pari a 0.6% nel caso di rottura per pressoflessione. La capacità di spostamento relativa

allo stato limite di danno limitato è individuata sulla curva di capacità espressa in termini

di forza-spostamento effettiva dell’edificio in corrispondenza dello spostamento minore

tra quello corrispondente al raggiungimento della massima forza e quello per il quale lo

spostamento relativo fra due punti sulla stessa verticale appartenenti a piani consecutivi

eccede il valore dello 0.3% dell’altezza di interpiano. La capacità di spostamento relativa

allo stato limite di danno severo verrà individuata sulla curva di capacità espressa in

termini di forza-spostamento in corrispondenza di una riduzione della forza resistente non

superiore al 20% del massimo valore.

La verifica di sicurezza consiste nel confronto tra la capacità di spostamento

ultimo dell’edificio e la domanda di spostamento. In generale si determina la capacità di

spostamento rispetto ad uno stato limite e da essa si ricava l’accelerazione al suolo

(domanda) che porta ad eguagliare tale capacità (PGADS, PGADL).


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11.2.1. Pushover Corpo A

Si riporta il confronto tra le accelerazioni attese corrispondenti ad una probabilità

di eccedenza del 10% e 50% in 50 anni (considerando il coefficiente di importanza), e

quelle per le quali si ottiene il raggiungimento dei diversi stati limite. Si osserva che la

struttura in esame presenta dei coefficienti di sicurezza compresi nell’intervallo

PGADL /PGA50% = 4.44-5.83 rispetto alla verifica allo stato limite di danno limitato, e

PGADS /PGA10% = 1.06-1.38 rispetto alla verifica allo stato limite di danno severo.

Pertanto la struttura così adeguata risulta verificata.

Tipo Direz.

sisma S.L. PGA10%-50% PGADL-DS

PGADL-DS /

PGA10%-50%

Prop. 1°

MODO X

Danno limitato 0,072 g 0,32 g 4.44

Danno severo 0,18 g 0,19 1.06

Prop. 1°

MODO Y

Danno limitato 0,072 g 0,33 4.58


Tabella: Verifica non lineare Pushover - 1° modo

Tipo

Direz.


PGADL-DS /

PGA10%-50%

Prop.

MASSE X


Danno severo 0,18 g 0,25 g 1.38

Prop.

MASSE Y



Tabella: Verifica non lineare Pushover -Masse

Nel seguito si riportano le curve di capacità, gli spettri ADSR con l’indicazione degli

spostamenti e delle corrispondenti accelerazioni per ciascun stato limite, e l’individuazione


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del pannello murario che per primo raggiunge lo stato limite considerato. Si osserva che

il massimo taglio alla base sopportabile è pari a T = 6570 t, a cui corrisponde uno

spostamento del baricentro della copertura pari a dc = 7.13 cm.

- PUSHOVER IN DIREZIONE X – PROP. 1° MODO

Figura 37 : Curva di capacità e spettro ADSR – Pushover dir. X – Prop. 1° Modo


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- PUSHOVER IN DIREZIONE X – PROP. MASSE

Figura 38 : Curva di capacità e spettro ADSR – Pushover dir. X – Prop. Masse


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- PUSHOVER IN DIREZIONE Y – PROP. 1° MODO

Figura 39 : Curva di capacità e spettro ADSR – Pushover dir. Y – Prop. 1° Modo


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- PUSHOVER IN DIREZIONE Y – PROP. MASSE

Figura 40 : Curva di capacità e spettro ADSR – Pushover dir. Y – Prop. Masse


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11.2.2. Pushover Corpo B

Si riporta il confronto tra le accelerazioni attese corrispondenti ad una probabilità di

eccedenza del 10% e 50% in 50 anni (considerando il coefficiente di importanza), e

quelle per le quali si ottiene il raggiungimento dei diversi stati limite. Si osserva che la

struttura in esame presenta dei coefficienti di sicurezza compresi nell’intervallo

PGADL /PGA50% = 3.33-4.72 rispetto alla verifica allo stato limite di danno limitato, e

PGADS /PGA10% = 1.005-1.33 rispetto allo stato limite di danno severo. Pertanto la

struttura risulta verificata.

Tipo Direz.


PGADL-DS /

PGA10%-50%

Prop. 1°

MODO X



Prop. 1°

MODO Y

Danno limitato 0,072 g 0,24 3.33

Danno severo 0,18 g 0,181 1.005

Tabella: Verifica non lineare Pushover - 1° modo

Tipo

Direz.


PGADL-DS /

PGA10%-50%

Prop.

MASSE X



Prop.

MASSE Y



Tabella: Verifica non lineare Pushover -Masse

Nel seguito si riportano le curve di capacità, gli spettri ADSR con l’indicazione degli

spostamenti e delle corrispondenti accelerazioni per ciascun stato limite, e l’individuazione


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del pannello murario che per primo raggiunge lo stato limite considerato. Si osserva che

il massimo taglio alla base sopportabile è pari a T = 270 t, a cui corrisponde uno

spostamento del baricentro della copertura pari a dc = 4.1 cm.

- PUSHOVER IN DIREZIONE X – PROP. 1° MODO

- Figura 41 : Curva di capacità e spettro ADSR – Pushover dir. X – Prop. 1° Modo


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- PUSHOVER IN DIREZIONE X – PROP. MASSE

- Figura 42 : Curva di capacità e spettro ADSR – Pushover dir. X – Prop. Masse


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- PUSHOVER IN DIREZIONE Y – PROP. 1° MODO

- Figura 43 : Curva di capacità e spettro ADSR – Pushover dir. Y – Prop. 1° Modo


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- PUSHOVER IN DIREZIONE Y – PROP. MASSE

- Figura 44 : Curva di capacità e spettro ADSR – Pushover dir. Y – Prop. Masse


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11.3. PENSILINA D’INGRESSO IN ACCIAIO

All’ingresso dell’edificio è prevista la realizzazione di una pensilina in acciaio. Le

colonne di acciaio sono realizzate con profili tubolari cavi 400x80, le travi principali sono

costituite da profili HEB 300. L’orditura secondaria è costituita profili scatolari 250x100x80

posti ad un interasse di 40 cm. Gli sbalzi della pensilina sono costituiti da profili a “T”

inversa a sezione variabile posti ad un interasse di 80 cm. Le travi principali sono

collegate alla colonna mediante saldatura, mentre i profili scatolari e a “T” inverso” sono

collegati alle travi principali mediante bulloni e squadrette d’anima. Le colonne sono

collegate al plinto inferiore mediante piastra saldata e tirafondi.

Figura 45 : Pensilina in acciaio – Modello solido


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struttura in elementi tipo “frame” per la valutazione del comportamento delle colonne e

delle travi. Per il calcolo degli effetti indotti dalle azioni sismiche è stata eseguita

un’analisi dinamica lineare con spettro di risposta assegnato, sono stati valutati i periodi

di vibrazione e calcolati i contributi alla risposta delle singole forme modali eseguendo

una somma in quadratura degli effetti (SRSS). Le verifiche delle strutture metalliche sono

riportate in dettaglio nel Tabulato di calcolo di verifica dello Stato di Progetto.


nodi, degli elementi.

Figura 46 : Pensilina in acciaio – Discretizzazione con numerazione dei nodi


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Figura 47 : Pensilina in acciaio – Discretizzazione con numerazione delle travi


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sismica.

Figura 48 : Pensilina in acciaio – Combinazione statica

Figura 49 : Pensilina in acciaio – Combinazione sisma x


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Figura 50 : Pensilina in acciaio – Combinazione sisma y

Figura 51 : Sopraelevazione in acciaio – Colormap verifica a pressoflessione


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Figura 52 : Sopraelevazione in acciaio – Colormap verifica a pressoflessione con instabilità


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11.4. LABORATORIO ESTERNO

Il corpo da adibire a nuovo Laboratorio esterno, è costituito da un solo livello e

presenta una struttura portante in tufo. I setti di bordo presentano uno spessore di 50

cm, mentre quelli interni sono da 30 cm. Nello stato di progetto è prevista la demolizione

di due setti interni trasversali

Ai fini dell’analisi si è considerato un modello agli elementi finiti, discretizzando la

struttura in elementi “shell” per la valutazione del comportamento dei setti murari.

Per i solai si è considerato un vincolo tipo “diaframma” per tener conto del

comportamento infinitamente rigido dell’impalcato nel proprio piano.

Per il calcolo degli effetti indotti dalle azioni sismiche è stata eseguita un’analisi dinamica

lineare.

Figura 53 : Modello numerico – Laboratorio esterno

Dalle analisi e verifiche condotte, e descritte nei relativi tabulati di calcolo, si evince

che la struttura risulta verificata.

Sopraelevazione in Acciaio

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