BM09_Barchessa_03_DO02_Relazione strutture

Transcript

1.2
Comune di Montebelluna - Restauro della “Grande barchessa Manin”
Progetto delle strutture
INDICE GENERALE
RELAZIONE DI CALCOLO DELLE STRUTTURE .......................................................................... 4
1
Descrizione generale dell’opera e verifiche condotte ............................................................... 4
2
Criteri di analisi e verifica ......................................................................................................... 7
3
Normativa di riferimento e riferimenti tecnici ............................................................................ 7
4
Azioni sulla costruzione ........................................................................................................... 7
4.1.
Stato di fatto: carichi permanenti strutturali ....................................................................... 7
4.2.
Stato di fatto: carichi permanenti portati.......................................................................... 11
4.3.
Stato di fatto: carichi variabili .......................................................................................... 12
4.4.
Stato di progetto: carichi permanenti strutturali ............................................................... 12
4.5.
Stato di progetto: carichi permanenti portati ................................................................... 14
4.6.
Stato di progetto: carichi variabili .................................................................................... 15
4.7.
Azione sismica ................................................................................................................ 15
5
Condizioni e combinazioni di carico ....................................................................................... 15
6
Analisi e verifiche delle strutture di copertura ......................................................................... 17
7
8
6.1.
Puntoni ........................................................................................................................... 18
6.2.
Terzere ........................................................................................................................... 23
6.3.
Travi di colmo ................................................................................................................. 26
6.4.
Bordonali ........................................................................................................................ 29
6.5.
Capriate .......................................................................................................................... 31
6.6.
Interventi di rinforzo sui collegamenti .............................................................................. 37
Analisi e verifiche dei solai ..................................................................................................... 41
8.1.
Solaio ala ovest .............................................................................................................. 41
8.2.
Porzione centrale ............................................................................................................ 43
7.2.1
Travatura campo ovest ............................................................................................ 43
7.2.2
Travatura campo centrale ........................................................................................ 45
7.2.3
Travatura campo est ................................................................................................ 47
7.2.4
Armatura superiore del solaio .................................................................................. 47
7.2.5
Travi lignee sovrapposte .......................................................................................... 47
8.3.
Solaio ala est .................................................................................................................. 52
8.4.
Solaio soppalco .............................................................................................................. 54
7.4.1
Soletta a struttura mista lamiera HI-BOND + getto di completamento ..................... 54
7.4.2
Strutture principali .................................................................................................... 56
Verifiche della nuova scala interna ........................................................................................ 60
SI GM FL/si - 5014E-RELCA-01-00
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8.5.
Rampa n. 1 ..................................................................................................................... 60
8.6.
Rampa n. 2 ..................................................................................................................... 61
9
Analisi e verifica delle strutture in elevazione ......................................................................... 63
9.1.
Analisi statica non lineare allo stato di fatto .................................................................... 63
9.2.
Analisi statica non lineare allo stato di progetto .............................................................. 63
9.3.
Valutazione dei cinematismi allo stato di progetto........................................................... 63
9.4.
Comparazione dei risultati e valutazione del miglioramento sismico ............................... 63
9.5.
Elevazioni del solaio soppalcato ..................................................................................... 63
10
Giudizio motivato di accettabilità dei risultati ...................................................................... 63
10.1.
11
Analisi statiche non lineari ........................................................................................... 63
Analisi e verifica delle strutture fondali ............................................................................... 64
RELAZIONE SUI MATERIALI IN PROGETTO ............................................................................. 65
1
Calcestruzzo per strutture fondali .......................................................................................... 65
2
Calcestruzzo per cappe strutturali .......................................................................................... 65
3
Acciaio per c.a. B450C .......................................................................................................... 66
4
Acciaio da carpenteria ........................................................................................................... 67
5
Processi di saldatura ............................................................................................................. 67
6
Bulloni e barre filettate ........................................................................................................... 68
7
Legno lamellare (LL) e massiccio (LM) .................................................................................. 68
8
Muratura nuova...................................................................................................................... 70
PIANO DI MANUTENZIONE DELLE PARTI STRUTTURALI DELL’OPERA ................................. 72
1
2
Opere in cemento armato ...................................................................................................... 72
1.1
Strutture di fondazione (travi, plinti, platee) ..................................................................... 72
1.2
Strutture in elevazione (pilastri, travi, pareti) ................................................................... 72
1.3
Strutture orizzontali (solai in latero-cemento, solette in c.a.) ........................................... 73
1.4
In generale per le strutture in c.a. ................................................................................... 73
Opere in acciaio ..................................................................................................................... 74
2.1
3
4
Strutture in elevazione (pilastri, travi) e relative giunzioni ................................................ 74
Opere in legno lamellare e massiccio .................................................................................... 74
3.1
Strutture in elevazione (pilastri, travi) .............................................................................. 74
3.2
Strutture orizzontali (solai in legno) ................................................................................. 75
Opere in muratura.................................................................................................................. 75
4.1
Strutture in elevazione (murature in blocchi) ................................................................... 75
4.2
Elementi strutturali controterra ........................................................................................ 75
RELAZIONE GEOTECNICA E SULLE FONDAZIONI ................................................................... 77
RELAZIONE SULLA MODELLAZIONE SISMICA ......................................................................... 79
5
Vita nominale – Classe d’uso – Periodo di riferimento ........................................................... 79
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6
Categoria di sottosuolo e condizioni topografiche .................................................................. 79
7
Stati limite e probabilità di superamento ................................................................................ 79
8
Parametri di pericolosità sismica di progetto .......................................................................... 79
9
Spettri di risposta elastici in accelerazione delle componenti orizzontali ................................ 80
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RELAZIONE DI CALCOLO DELLE STRUTTURE
1
Descrizione generale dell’opera e verifiche condotte
La costruzione della Barchessa risale ad un’epoca relativamente recente; il fabbricato non
compare nelle mappe storiche del Catasto Austriaco mentre risulta inserito nel Nuovo Catasto
Italiano del 1938.
L’edificio originario, a forma di “C”, era composto dai tre grandi spazi rettangolari al piano terra e al
piano primo, collegati da una scala rettilinea posizionata centralmente e da una scala a chiocciola
collocata nell’ala Ovest. Originariamente la costruzione era adibita a mere funzioni di servizio
(rimesse, magazzini, scuderie, etc..); negli anni ‘80, divenuto di proprietà comunale, fu interessato
da lavori necessari a poterlo destinare ad uffici. Per quanto è stato possibile accertare gli interventi
effettuati non sono stati invasivi e non hanno compromesso il fabbricato né dal punto di vista
tipologico né da quello del comportamento strutturale. La suddivisione degli spazi adibiti ad uffici
sono stati infatti realizzati con pareti in cartongesso sia a piano terra che a piano primo mentre la
disposizione delle aperture sulle murature portanti è rimasta sostanzialmente inalterata. Alcuni dei
grandi archi presenti sui muri perimetrali sono stati tamponati (in muratura) ricavandone porte di
accesso di dimensioni ben più contenute. Detto intervento non ha tuttavia comportato modifiche di
tipo strutturale in quanto detti tratti di muratura presentano, rispetto ai muri originari, uno spessore
più ridotto e (soprattutto) non ne sono ammorsati.
Ai fini di acquisire una conoscenza del tipo LC2 del fabbricato (così come definita nelle
NTC/2008) si è proceduto ad una minuziosa campagna di rilievo e di indagini conoscitive; l’esito di
queste ultime è riportata nel Rapporto di prova, a firma dell’Ing. Leonardo La Torre, parte
integrante del presente progetto. Le indagini conoscitive hanno previsto:
-
saggi su strutture fondali;
-
saggi sulle murature portanti;
-
saggi sulle orditure dei solai
-
indagini resistografiche sulle strutture lignee di piano;
-
indagini resistografiche sulle strutture lignee di copertura.
Il terreno di fondazione è stato oggetto di approfondite indagini geognostiche le cui risultanze
sono contenute nella Relazione geologico – geotecnica a firma del Dott. Geol. Marco Bernardi.
Il corpo di fabbrica poggia su un terreno di fondazione di tipo coesivo (argille, ghiaie in matrice
argillosa) fino alla quota di circa 2.00 m da p.c. Detto strato superficiale poggia su un terreno
ghiaioso decisamente addensato. Il livello della falda acquifera è estremamente profondo ( 69,00 m) e, quindi, assolutamente ininfluente sui parametri geotecnici da valutare nella
progettazione delle strutture fondali. Detta stratigrafia è costante su tutta la superficie del
fabbricato né sono state evidenziati fenomeni riconducibili a cedimenti fondali, nemmeno
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localizzate. I sondaggi fondali effettuati hanno evidenziato come la muratura prosegua, al di sotto
di una zoccolatura superficiale in mattoni pieni (peraltro non continua sull’intero perimetro) dello
sviluppo di cm 30, con un tratto di pietrame legato (altezza di circa 45 cm) poggiante, a sua volta,
su una base di pietrame sciolto a pezzatura grossolana (ulteriori 45 cm, circa).
Le murature portanti presentano mediamente uno spessore di poco maggiore a cm 40 (al
lordo degli intonaci e che si mantiene invariato sullo sviluppo in altezza del fabbricato) e sono
costituite, in gran parte, da pietrame e ciottoli aventi vagliatura variabile ma ben coesa. In alcuni
tratti (testate, incroci ad L ed a T, spallette, etc…) la muratura in pietrame lascia posto a tratti di
muratura in mattoni pieni. Gli ammorsamenti tra le murature perimetrali incidenti (ad L) appaiono
avere una discreta efficienza; quelli tra le murature perimetrali e quelle interne appaiono invece
poco o per nulla efficaci.
Il solaio di piano primo è in gran parte a struttura lignea; struttura sulla quale poggia un
doppio tavolato separato da un’intercapedine intermedia (altezza di circa cm 10 cm, distanziali in
legno). In corrispondenza dello spigoli Sud - Ovest dell’edificio è presente una scala in c.a.; in tale
corrispondenza, a livello di piano primo, è presente un solaio in laterocemento.
Il solaio di piano dell’ala Est del fabbricato ha invece una diversa natura: l’orditura è costituita da
profili in acciaio tipo IPE 200 nel cui spessore sono inseriti elementi in laterizio di del tipo a
volterrane la cui staticità è viene assicurata ”per forma” da elementi in laterizio (vedasi immagine
di seguito riportata).
La struttura del solaio è completata da una rasatura fino alla quota di estradosso dell’ala superiore
dei profili in acciaio. Al di sopra della porzione portante è presente una caldana di sottofondo (non
strutturale) dello spessore di circa cm 8 su cui poggia una pavimentazione in piastrelle.
La copertura è a due falde ed è caratterizzata dalle geometrie illustrate negli elaborati grafici
di progetto. La relativa orditura portante è lignea ed è costituita da una serie di puntoni
(approssimativamente equispaziati) sorretti da una articolata serie di capriate, di travi di colmo, di
terzere e di bordonali che “scaricano” sulla muratura portante i pesi dell’intera copertura. Al di
sopra dei puntoni è presente un manto di copertura poggiante su tavelle in laterizio pieno
sostenute da una fitta orditura minuta e legate (ma non rasate superiormente) a malta. Il manto in
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coppi è stato recentemente oggetto di rifacimento così come la sottostante guaina di
impermeabilizzazione. Nel corso dei succitati lavori alcuni puntoni sono stati sostituiti in quanto
interessati da infiltrazioni di acque meteoriche che ne avevano compromesso l’integrità.
Alla quota intradossale dei tiranti delle capriate è presente un controsoffitto in “cannicciato”
sostenuto in parte dai tiranti delle capriate stesse ed in parte da travature aggiuntive.
I lavori in progetto prevedono una ridistribuzione degli spazi interni sia a piano terra che a primo
piano. Nella progettazione degli interventi particolare cura è stata rivolta ad interessare le
forometrie delle murature portanti mantenendo e, ove possibile, incrementando le capacità delle
stesse sia in termine di resistenza che in termini di duttilità; si è inoltre cercato, per quanto
possibile, di allineare verticalmente le forometrie interne in modo di creare maschi murari efficaci
al trasferimento sia dei carichi verticali sia di quelli inerziali di natura sismica. Tali interventi
comporteranno, chiaramente, una diversa distribuzione dei carichi in fondazione; per questo
motivo si è ritenuto opportuno effettuare quasi esclusivamente dall’interno le strutture di
fondazione e di sottofondazione delle murature (anche perimetrali).
Analizzando le orditure portanti dei vari campi del solaio di piano si è potuto verificarne (anche
sulla scorta delle analisi resistografiche) l’inadeguatezza a sostenere i carichi previsti in progetto.
Si prevede quindi di realizzare, sia sui solai lignei che su quello ad orditura metallica, di “cappe”
collaboranti in calcestruzzo. Tale soluzione permette di innalzare significativamente le capacità
portanti dei solai e, nel contempo, di rappresentare un buon “diaframma orizzontale” esteso a tutto
l’edificio capace, in caso di sollecitazioni sismiche, di far collaborare unitariamente le murature
portanti.
A piano primo viene prevista l’eliminazione del pesante controsoffitto in cannicciato (e delle
relative orditure di sostegno) lasciando a vista l’orditura lignea di copertura. Detta orditura sarà
verificate sia dal punto di vista dell’adeguatezza delle sezioni sia da quello dei relativi collegamenti.
La cordolatura sommitale della muratura sarà realizzata, come da indicazioni della soprintendenza
e dei tecnici del Genio Civile, mediante profili metallici accoppiati interno / esterno mediante barre
filettate passanti. Il miglioramento delle strutture murarie passerà attraverso la riparazione delle
evidenti lesioni presenti (mediante tecniche di cuci/scuci e similari), il rifacimento delle spallette
ammalorate, le “cerchiature” delle aperture aventi dimensioni più significative e l’ammorsamento
reciproco tra le murature incidenti.
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2
Criteri di analisi e verifica
Per gli elementi strutturali soggetti ad azioni statiche le analisi saranno di tipo elastico lineare,
mentre le verifiche di resistenza e deformabilità saranno condotte agli stati limite. Il
comportamento globale del fabbricato sarà invece analizzato medianti analisi statiche non lineari
(c.d. “pushover”) sia nelle condizioni di stato di fatto che in quelle di progetto.
3
Normativa di riferimento e riferimenti tecnici
L’analisi e le verifiche vengono eseguite sulla base dei seguenti documenti normativi:

Legge 05.11.1971 n. 1086
“Norme per la disciplina delle opere di conglomerato cementizio armato, normale e
precompresso ed a struttura metallica”

Legge 02.02.1974 n. 64
“Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le zone sismiche”

Decreto Ministeriale 14.01.2008
“Norme tecniche per le costruzioni” (e relativi riferimenti tecnici)

Circolare C.S.LL.PP. 02.02.2009 n. 617
“Istruzioni per l’applicazione delle – Nuove norme tecniche per le costruzioni – di cui al
Decreto Ministeriale 14 gennaio 2008”
4
Azioni sulla costruzione
4.1. Stato di fatto: carichi permanenti strutturali
Ai sensi della Tab. 3.1.I di cui al § 3.1.3.1 del D.M. 14/01/08, si assumono i pesi propri dei
materiali strutturali di seguito riportati:
Calcestruzzo ordinario
: 24,0 kN/m3
Calcestruzzo armato
: 25,0 kN/m3
Acciaio
: 78,5 kN/m3
Laterizio pieno
: 18,0 kN/m
Legname (conifere)
: 4,0-6,0 kN/m
3
3
Sulla base dei valori sopra riportati si determinano i carichi permanenti strutturali. Verranno
determinati sia i carichi al metro lineare, utilizzati per le verifiche dei singoli elementi, sia i carichi
uniformemente distribuiti, ad essi equivalenti, da adottarsi nelle analisi globali.
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Murature:
I pesi propri delle murature sono computati direttamente dal programma di calcolo sulla base del
peso specifico sopra riportato.
Solaio in legno:
Peso proprio travetto
B = 0,150 m
(larghezza)
H = 0,180 m
(altezza)
 = 4,00 kN/m
3
i = 0,600 m
(densità)
0,11
kN/m
(interasse)
0,18
kN/m2
______________________________________________________________________
TOTALE
0,18
kN/m
2
Solaio ala est in acciaio:
IPE 200
Peso al metro lineare
0,02
kN/m2
0,88
kN/m
0,88
kN/m2
Riempimento intradosso volterrane 0,85
kN/m2
i = 0,900 m
Volterrane
0,018 kN/m
(interasse)
i = 0,900 m
(interasse)
______________________________________________________________________
TOTALE
1,75
kN/m
2
Copertura:
Il peso totale della copertura verrà ricondotto ad un carico uniformemente distribuito da adottarsi
per le analisi pushover. Il peso specifico adottato è pari a 6,0 kN/m3.
Capriate
Puntoni
B = 0,150 m
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(larghezza)
H = 0,200 m
(altezza)
L = 5,000 m
(lunghezza)
0,18
kN/m
0,29
kN/m
0,24
kN/m
0,18
kN/m
Peso capriata
5,70
kN
0,21
kN/m
0,37
kN/m
Tirante
B = 0,200 m
(larghezza)
H = 0,240 m
(altezza)
L = 9,000 m
(lunghezza)
Trave intermedia
B = 0,200 m
(larghezza)
H = 0,200 m
(altezza)
L = 4,400 m
(lunghezza)
Monaco
B = 0,150 m
(larghezza)
H = 0,200 m
(altezza)
L = 0,700 m
(lunghezza)
i = 3,000 m
(interasse)
Carico distribuito
Trave di colmo
B = 0,250 m
(larghezza)
H = 0,300 m
(altezza)
2
La trave viene raddoppiata in corrispondenza di ogni
capriata (il raddoppio interessa all’incirca metà della
lunghezza totale)
Carico distribuito
Terzere
Puntoni
2
0,06
kN/m
0,30
kN/m
Carico distribuito
0,07
kN/m2
B = 0,200 m
(larghezza)
H = 0,250 m
(altezza)
B = 0,120 m
(larghezza)
H = 0,160 m
(altezza)
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i = 0,650 m
0,11
kN/m
0,18
kN/m2
(interasse)
Carico distribuito
______________________________________________________________________
TOTALE
0,55
kN/m2
0,67
kN/m2
1,13
kN/m2
1,00
kN/m2
Solaio in latero-cemento H=20+4 cm, i=60 cm:
Nervatura in calcestruzzo armato
BN = 0,080 m
(larghezza)
HN = 0,200 m
(altezza)
N = 25,00 kN/m
Alleggerimento in laterizio
3
BA = 0,520 m
(larghezza)
HA = 0,200 m
A = 6,50 kN/m
Cappa in calcestruzzo armato
(densità)
(altezza)
3
(densità)
SC = 0,040 m
(spessore)
C = 25,00 kN/m2
(densità)
______________________________________________________________________
TOTALE
2
2,80
kN/m
Carico uniformemente distribuito
3,00
kN/m2
Carico in proiezione
3,45
kN/m
2,13
kN/m2
Scale in calcestruzzo armato:
Soletta in ca
Gradini
s = 0,12 m
(spessore)
P = 0,30 m
(pedata)
A = 0,17 m
(alzata)
Carico uniformemente distribuito
2
______________________________________________________________________
TOTALE
5,60
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kN/m2
4.2. Stato di fatto: carichi permanenti portati
Segue la determinazione dei carichi permanenti portati per la struttura in esame:
Solaio in legno:
Tavolato sp. 2 cm
0,05
kN/m2
Morali sez. 6 x 12 cm i = 60 cm
0,03
kN/m2
Tavolato sp. 2 cm
0,05
kN/m
2
______________________________________________
Solaio ala est (in acciaio):
TOTALE
1,00
kN/m2
Massetto
1,80
kN/m2
Pavimentazione
0,20
kN/m2
______________________________________________
2,00
kN/m2
(γ = 18 kN/m3)
0,54
kN/m2
Intelaiatura controsoffitto
0,03
kN/m2
Tavelle su listelli sp. 2,5 cm
0,50
kN/m
Membrana idrorepellente
0,10
kN/m2
Manto di copertura (coppi)
0,60
kN/m2
TOTALE
Copertura:
Controsoffitto in cannicciato
2
______________________________________________
TOTALE
1,80
kN/m2
Pareti divisorie interne:
I divisori “leggeri” in cartongesso (G2<1,00 kN/m) vengono
(su tutti i solai)
ragguagliati
ad
un
carico
permanente
uniformemente
distribuito in accordo con § 3.1.3.1 delle Norme Tecniche
_________________________________________________
Pacchetto solaio laterocemento:
TOTALE
0,80
kN/m2
Intonaco intradosso
0,50
kN/m2
Massetto
1,20
kN/m2
Piastrelle
0,20
kN/m2
______________________________________________
TOTALE
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2,00
kN/m2
Pacchetto scale:
Intonaco intradosso
0,50
kN/m2
Malta
0,25
kN/m2
Piastrelle
0,20
kN/m2
______________________________________________
TOTALE
0,95
kN/m2
3,00
kN/m
4.3. Stato di fatto: carichi variabili
Segue la determinazione dei carichi variabili per la struttura in esame:
Carico variabile Cat. C1 (Tab. 3.1.II, § 3.1.4, D.M. 14/01/08):
Carico variabile scale Cat. C2 (Tab. 3.1.II, § 3.1.4, D.M. 14/01/08):
2
4,00
kN/m2
→
Zona I – Mediterranea
as = 109 m s.l.m (< 200 m)
→
qsk = 1,50 kN/m2
0° ≤  < 30°
→
1 = 0,8
Carico variabile neve: Comune di Montebelluna (TV)
CE = Ct = 1,0
qs = 1·qsk·CE·Ct
1,20
kN/m
2
In particolare, ai sensi del § 3.4.1 del D.M. 14/01/08, si ipotizza che il carico neve agisca in
direzione verticale e lo si riferisce alla proiezione orizzontale della superficie della copertura.
4.4. Stato di progetto: carichi permanenti strutturali
Solaio in latero-cemento H=20+4 cm, i=60 cm:
Vedasi stato di fatto.
Scale in calcestruzzo armato:
Vedasi stato di fatto.
Murature:
I pesi propri delle murature sono computati direttamente dal programma di calcolo sulla base del
peso specifico sopra riportato.
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Solaio in legno (rinforzato):
Peso proprio travetto
0,18
kN/m2
Tavolato sp. 2 cm
0,01
kN/m2
Cappa collaborante in ca
1,25
kN/m2
_____________________________________________________________________
TOTALE
1,45
Soletta monolitica in calcestruzzo armato del soppalco (sp. equivalente 10 cm): 2,50
kN/m2
kN/m
2
Travi in acciaio:
Si rimanda ai paragrafi 7 e 9. I pesi propri al metro lineare sono calcolati in sede di verifica degli
elementi moltiplicando l’area delle sezioni per il peso specifico dell’acciaio (78,5 kN/m3).
Cordoli di copertura in acciaio:
UPN 240
0,332 kN/m
Piatto in acciaio sp 10 mm
0,188 kN/m
________________________________________
TOTALE
Copertura:
Vedasi analisi per lo stato di fatto.
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0,50
kN/m
4.5. Stato di progetto: carichi permanenti portati
Segue la determinazione dei carichi permanenti portati per la struttura in esame:
Impianto su soppalco:
Carico uniforme equivalente
0,38
kN/m2
Pacchetto solaio in legno:
Coibentazione
0,05
kN/m2
Pavim. con listoni in legno su OSB
0,25
kN/m
2
______________________________________________
Pacchetto solaio laterocemento:
TOTALE
0,30
kN/m2
Intonaco intradosso
0,50
kN/m2
Massetto
1,20
kN/m2
Coibentazione
0,10
kN/m2
Pavimentazione con listoni in legno
0,20
kN/m
2
______________________________________________
TOTALE
kN/m
0,00
kN/m2
Intonaco intradosso
0,50
kN/m2
Malta
0,25
kN/m2
Pavimentazione pietra
0,35
kN/m2
Pacchetto soppalco:
Pacchetto scale nuove:
2
2,00
______________________________________________
Pacchetto di copertura:
TOTALE
1,10
kN/m2
Tavelle su listelli sp. 2,5 cm
0,50
kN/m2
Membrana idrorepellente
0,20
kN/m2
Coimbentazione
0,20
kN/m2
Manto di copertura (coppi)
0,60
kN/m
2
______________________________________________
TOTALE
pag. 14 di 84
1,50
kN/m2
Pareti divisorie interne:
I divisori “leggeri” in cartongesso (G2<1,00 kN/m) vengono
(su tutti i solai)
ragguagliati
ad
un
carico
permanente
uniformemente
distribuito in accordo con § 3.1.3.1 delle Norme Tecniche
_________________________________________________
TOTALE
0,80
kN/m2
4.6. Stato di progetto: carichi variabili
Si veda il paragrafo 4.3.
4.7. Azione sismica
Per la definizione dell’azione sismica si rimanda interamente alla Relazione sulla modellazione
sismica, parte integrante del presente fascicolo ed all’Allegato di calcolo: Analisi statiche non
lineari e cinematismi di collasso.
5
Condizioni e combinazioni di carico
Ai fini delle verifiche agli stati limite ed ai sensi del § 2.5.3 del D.M. 14/01/08, le combinazioni delle
azioni vengono definite sulla base delle seguenti espressioni:
Combinazione fondamentale (SLU)
:  G1 G1   G2 G2   Q1 Q1   Q2 Q2
Combinazione caratteristica (rara)
: G1  G2  Q1  Q2
Combinazione frequente
: G1  G2   11Q1   12Q2
Combinazione quasi permanente
: G1  G2   21Q1   22Q2
Combinazione sismica
: E  G1  G2   21Q1   22Q2
I simboli sopra riportati assumono il seguente significato:

Condizione
0
1
2
1,3
/
/
/
1,0 (*)
1,5
/
/
/
Descrizione
di carico
Favorevole
Sfavorevole
1,0
G1
Carico permanente strutturale
G2
Carico permanente portato
Q1
Carico variabile Cat. A
0,0
1,5
0,7
0,5
0,3
Q2
Carico variabile neve (as ≤ 1000 m
0,0
1,5
0,5
0,2
0,0
E
s.l.m.)
Azione sismica
/
/
/
/
/
(*) : carico compiutamente definito e quindi caratterizzato da coefficienti parziali uguali a quelli del carico permanente strutturale
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Condizione
Sottocondizion
di carico
e di carico
PP
Descrizione
Peso proprio degli elementi strutturali
G1
G2
G1,SOL
Carico permanente strutturale solai
G2,SOL
Carico permanente portato solai
G2,MUR
Carico permanente portato cordoli in c.a. copertura
G2,PAR
Carico permanente portato pareti di tamponamento e divisorie
interne
Tabelle
delle condizioni di carico statiche
In particolare, ai sensi del § 3.2.4 del D.M. 14/01/08, gli effetti dell’azione sismica vengono valutati
tenendo conto delle masse associate ai seguenti carichi gravitazionali:
G1  G2   21Q1   22Q2
Le condizioni di carico sismiche sono invece definite nella tabella sottostante:
Condizione di
Descrizione
carico
SISMA X (RS)
Azione sismica in direzione globale X da analisi dinamica modale
SISMA Y (RS)
Azione sismica in direzione globale Y da analisi dinamica modale
SISMA X (ES)
SISMA Y (ES)
Momento torcente accidentale associato all’azione sismica in direzione globale X (positivo antiorario ovvero
attorno all’asse globale Z procedendo da X verso Y)
Momento torcente accidentale associato all’azione sismica in direzione globale Y (positivo antiorario ovvero
attorno all’asse globale Z procedendo da X verso Y)
Tabella delle condizioni di carico sismiche
Segue l’elenco completo delle combinazioni di carico utilizzate per le verifiche globali (per i
controlli di sicurezza locali su singoli elementi strutturali, quali ad esempio i solai, si rimanda
integralmente ai corrispondenti capitoli):
pag. 16 di 84
6
Analisi e verifiche delle strutture di copertura
Si osserva che la copertura è stata oggetto di rifacimento nell’ottobre 2014, con contestuale
sostituzione degli elementi maggiormante ammalorati. Si riverifica comunque la struttura, in
relazione all’aumento dei carichi dovuto al rifacimento dell’isolamento.
Alla luce delle indagini resistografiche e delle ispezioni “a vista”, si ritiene che il legname
dell’orditura secondaria della copertura sia di bassa qualità con caratteristiche assimilabili ad un
legno C16 (si include in questa valutazione il fattore di confidenza), così come classificato nella
UNI EN 338:2004.
Caratteristiche meccaniche del legno:
fm,k = 16 MPa
Resistenza caratteristica a flessione
ft,0,k = 10 MPa
Resistenza caratteristica a trazione parallela
fc,0,k = 17 MPa
Resistenza caratteristica a compressione parallela
fv,k = 1,8 MPa
Resistenza caratteristica a taglio
E0,mean = 8000 MPa
Modulo elastico medio parallelo alla fibratura
E0,05 = 5400 MPa
Modulo elastico caratteristico parallelo alla fibratura
γ = 3,7 kN/m
3
Peso specifico medio
fm,d = 8,53 MPa
ft,0,d = 5,33 MPa
fc,0,d = 9,06 MPa
fv,d = 0,96 MPa
Dalle stesse analisi si desume che gli elementi delle strutture principali sono assimilabili ad un
legno di classe C22.
fm,k = 22 MPa
ft,0,k = 13 MPa
fc,0,k = 20 MPa
fv,k = 2,4 MPa
E0,mean = 10000 MPa Modulo elastico medio parallelo alla fibratura
E0,05 = 6700 MPa
γ = 4,1 kN/m
3
Modulo elastico caratteristico parallelo alla fibratura
fm,d = 11,73 MPa
ft,0,d = 6,93 MPa
fc,0,d = 10,66 MPa
fv,d = 1,28 MPa
pag. 17 di 84
6.1. Puntoni
La verifica dei puntoni in condizioni ultime (SLU) e di esercizio (SLE) viene eseguita con
riferimento ad uno schema statico di trave semplicemente appoggiata. La luce libera massima è
pari a 360 cm in corrispondenza dei puntoni dei corpi est e ovest.
Dati geometrici:
B  12 cm
Larghezza della sezione trasversale resistente
H  16 cm
Altezza della sezione trasversale resistente
L  495 cm
Lunghezza della terzera
L  355 cm
Luce di calcolo netta
i  65 cm
Interasse
Carichi di progetto per unità di superficie:
G2  1,50 kN/m2
Carico permanente portato (pacchetto)
Q1  1,20 kN/m2
Carico neve (proiezione orizzontale della sup. di copertura)
Carichi di progetto per unità di lunghezza:
G1  0,11 kN/m
Carico permanente strutturale (peso proprio trave)
G2  0,98 kN/m
Q1  0,71 kN/m
Carico neve
Sollecitazioni di calcolo in condizioni ultime:
p 0,01L 
 SLU
 4,22 kNm
8
2
M Ed ,SLU
VEd ,SLU 
pSLU 0,01L 
 4,76 kN
2
Momento flettente massimo in campata
Sforzo di taglio massimo agli appoggi
Verifica di resistenza a flessione e taglio in condizioni ultime:
W
bh 2
 512cm 3
6
 m , y , d
 d
M Ed
 8,23MPa  f m,d  8,53MPa
W
3VEd
 0,36MPa  kv f v ,d  0,96MPa
2bh
pag. 18 di 84
Verifica a taglio in corrispondenza degli appoggi:
Il taglio massimo viene valutato sugli appoggi, dove l’altezza della sezione della trave è
ridotta all’incirca a due terzi (utilizzando le formule di verifica del punto 6.5.2 EC5)
 d
3VEd
 0,54MPa  kv f v ,d  0,55MPa
2bhef
kv  0.57
Verifica di resistenza a compressione perpendicolare alla fibratura agli appoggi:
L’azione è pari al taglio sugli appoggi (area contatto 12x5 cm).
 c,90,d
VEd
 0,79MPa  f c ,90,d  1,17 MPa
A
Verifica di resistenza a compressione perpendicolare alla fibratura in condizioni ultime:
  26
Angolo di inclinazione della copertura
p  6,11kN / m
Proiezione del carico lungo l’asse della trave
N Ed  30,3kN / m
Azione di compressione
 c , 0 , d
N Ed
 1,57 MPa  f c ,0,d  9,06MPa
A
La verifica ad instabilità Euleriana risulta superflua (IR = 17%).
Verifica di resistenza a pressoflessione:
  c , 0 ,d

 f
 c , 0 ,d
2
  m , y ,d
 
 0,97  1

f m , y ,d

pag. 19 di 84
Verifica di resistenza ad instabilità di trave:
Per legno di conifere a sezione rettangolare piena l’Eurocodice 5 raccomanda
0,78b 2
E0,05  115MPa
hlef
 m,crit
lef  0,9  360  324cm
f m ,k
rel 
 m,crit
Lunghezza efficace
 0,37  0,75
Snellezza relativa
kcrit  1
Essendo kcrit unitario la verifica ad instabilità si riduce alla verifica a flessione, eseguita
precedentemente.
Verifica di deformabilità:
La verifica è effettuata secondo CNR-DT 206/2007.
k def  0,6
J
u
BH 3
12
 4,1  10 7 mm4
5 pL4 1 pL2

384 EJ 8 GA / 
Momento di inerzia della sezione trasversale
Freccia massima in campata
  1,2
Deformazione ISTANTANEA dovuta ai soli carichi accidentali nella combinazione rara:
u2,in = 5,88 mm = L / 600 < L / 300
Freccia di calcolo FINALE del carico variabile:
Freccia di calcolo ISTANTANEA del carico variabile (Comb. Rara)
u2,in = 5,88 mm
Freccia di calcolo ISTANTANEA del carico variabile (Comb. Quasi Permanente)
u'2,in = 0,00 mm
u2,fin = u2,in + kdef u'2,in = 5,88 = L / 600 < L / 200
Freccia NETTA FINALE:
u1,fin = (1+kdef)u1 = (1+0,6)9,0 = 14.4 mm
Freccia dovuta ai soli permanenti
u0 = 0 mm
Controfreccia
pag. 20 di 84
unet,fin = u1,fin + u2,fin - u0 = 20,3 = L / 177 > L / 250
Si osserva che il limite dato nell’Eurocodice è riferito ai solai. La deformazione netta finale
risulta comunque accettabile per un elemento secondario di copertura.
Verifica di resistenza a flessione e taglio in condizioni ultime mensola sporto di linda:
L  65 cm
Luce di calcolo
pSLU 0,01L 
 0,56 kNm
2
2
M Ed ,SLU 
VEd ,SLU 
pSLU 0,01L 
 1,74 kN
2
bh 2
W
 512cm 3
6
 m , y , d
 d
M Ed
 1,09MPa  f m,d  8,53MPa
W
3VEd
 0,13MPa  k h f v ,d  0,55MPa
2bhef
kv  0,57
Date le sollecitazioni esigue cui è sottoposto l’elemento, si omettono le verifiche ad
instabilità ed agli SLE.
pag. 21 di 84
A causa dell’esiguo margine di sicurezza si prescrive la sostituzione di tutti gli elementi con luce
libera maggiore di 3,55 m (segnalati in rosso nella figura in calce) e di tutti gli elementi visibilmente
ammalorati.
Si prescrive l’utilizzo di travi aventi sezione 16 x 16 cm e una classe di resistenza non inferiore a
C24.
Verifica di resistenza a flessione e taglio degli elementi sostituiti :
La luce libera massima è pari a 490 cm.
pSLU 0,01L 
 8,0 kNm
8
2
M Ed ,SLU 
VEd ,SLU 
 m , y , d
pSLU 0,01L 
 6,17 kN
2
M Ed
 11,7 MPa  f m,d  12,8MPa
W
ridotta all’incirca a metà.
 d
3VEd
 0,72MPa  k h f v ,d  0,75MPa
2bhef
kv  0,57
Verifica di resistenza ad instabilità di trave degli elementi sostituiti:
pag. 22 di 84
 m,crit
0,78b 2
E0,05  43,4MPa
hlef
lef  490cm
rel 
f m ,k
 m,crit
Lunghezza efficace
 0,74  0,75
Snellezza relativa
kcrit  1
precedentemente.
6.2. Terzere
Si adotta per le verifiche uno schema di trave semplicemente appoggiata avente come luce la
distanza tra le capriate (a cui le terzere sono appoggiate).
Dati geometrici:
B  20 cm
H  25 cm
L  340 cm
s  490 / 2  245 cm
Lunghezza dell’area di influenza
Carichi di progetto per unità di lunghezza:
G1  0,72 kN/m
Carico permanente strutturale (peso proprio trave e puntoni)
G2  3,69 kN/m
Q1  2,68 kN/m
Carico neve
pSLU 0,01L 
 15,16 kNm
8
2
M Ed ,SLU 
VEd ,SLU 
pSLU 0,01L 
 24,63 kN
2
W
bh 2
 2083cm 3
6
pag. 23 di 84
M Ed
 7,27 MPa  f m,d  8,53MPa
W
 m , y , d
 d
3VEd
 0,73MPa  f v ,d  0,96MPa
2bh
Verifica a taglio in corrispondenza degli appoggi:
Si osserva che agli appoggi la trave presenta una riduzione dell’altezza della sezione
all’incirca pari alla metà dell’altezza in campata. Il taglio viene assorbito dall’appoggio sul
monaco della capriata. Dove non è presente il dente di appoggio la verifica a taglio non
risulta e si dovrà dunque inserire un collegamento metallico atto a trasferire il taglio.
 d
3VEd
 1,47 MPa  kv f v ,d  0,46MPa
2bhef
kv  0,48
Verifica nodo terzere-monaco: compressione parallela alla fibratura sul monaco
La compressione è pari al taglio della terzera. L’area di contatto è all’incirca pari a 5x15 cm
 c , 0 , d
VEd
 3,28MPa  f c ,0,d  10,6MPa
A
Verifica a compressione perpendicolare alla fibratura
La compressione è pari al taglio della terzera. L’area di contatto è di circa 12,5x15 cm
(includendo sia l’appoggio sul monaco che sul puntone della capriata)
 c,90,d
VEd
 1,36MPa  f c ,90,d  1,17 MPa
A
La verifica non risulta soddisfatta per il 16% si prescrive dunque l’utilizzo di una
connessione metallica (viti incrociate) atta a trasferire un’aliquota del taglio.
Verifica di resistenza a flessione deviata in condizioni ultime:
Alcune delle travi sono soggette ad un carico inclinato di circa
25° rispetto all’asse
verticale della sezione e perciò sono sollecitate da due momenti, rispetto a ciascuno dei
due assi principali pari a:
M Ed , y ,SLU  13,7 kNm
M Ed , z ,SLU  6,4 kNm
La verifica è effettuata secondo le prescrizioni del § 4.4.8.1.6 della Normativa.
pag. 24 di 84
 m , y ,d
f m , y ,d
km
 km
 m , y ,d

f m , y ,d
 m , z ,d
f m , z ,d
 m , z ,d
f m , z ,d
 1,08
 0,98
Si osserva che la verifica non risulta soddisfatta. Si osserva altresì che, data la variabilità
delle geometrie, della sezione e l’incertezza sui parametri di resistenza del legno, le
verifiche sono state effettuate cautelativamente utilizzando un coefficiente correttivo k mod
pari a 0,8 (che tiene in conto la media pesata delle durate dei carichi permanenti e
variabili). In riferimento al coefficiente correttivo, si osserva che la Normativa (§ 4.4.6)
indica che esso è riferito all’azione di minor durata. Pertanto, trattandosi di una verifica allo
SLU e quindi rispetto a condizioni di carico estremamente rare, è possibile adottare un
valore di kmod pari a 0,9. La verifica risulta dunque soddisfatta.
 m , y ,d
f m , y ,d
 km
 m , z ,d
f m , z ,d
 0,96
In riferimento alla verifica appena svolta, a causa del minor margine di sicurezza, si
prescrive la sostituzione dell’elemento qualora esso risulti visibilmente ammalorato.
 m,crit
0,78b 2
E0,05  220MPa
hlef
lef  0,9  360  306cm
f m ,k
rel 
 m,crit
Lunghezza efficace
 0,26  0,75
Snellezza relativa
kcrit  1
precedentemente.
k def  0,6
J
BH 3
12
 2,6  108 mm4
pag. 25 di 84
u
5 pL4 1 pL2

384 EJ 8 GA / 
  1,2
u2,in = 3,51 mm = L / 960 < L / 300
u2,in = 3,51 mm
u'2,in = 0,00 mm
u1,fin = (1+kdef)u1 = (1+0,6)5,77 = 9,23 mm Freccia dovuta ai soli permanenti
u0 = 0 mm
Controfreccia
unet,fin = u1,fin + u2,fin - u0 = 12,8 = L / 280 < L / 250
6.3. Travi di colmo
Le verifiche delle travi di colmo del corpo centrale sono da considerarsi automaticamente
soddisfatte in quanto sono soggette ai medesimi carichi delle terzere, oltre a ciò esse sono
costituite da un legno di caratteristiche meccaniche migliori (classe C22) e presentano una
sezione maggiorata rispetto a queste ultime.
Si verificherà a parte il colmo dei corpi est ed ovest (a cui ci si riferirà come campate C1 e C2),
che presenta una luce maggiore. Inoltre su di esso convergono due bordonali che generano un
carico concentrato.
pag. 26 di 84
Dati geometrici:
B  25 cm
H  30 cm
L  500 cm
Carichi di progetto:
Utilizzando le aree di influenza del carico si osserva che il carico ha una forma all’incirca
trapezoidale (larghezza di influenza massima pari a 365 cm e minima pari a 195 cm). Si
osserva inoltre che i bordonali determinano un carico concentrato corrispondente ad un
area di influenza di 575 cm2.
Il calcolo è stato effettuato attraverso il software Midas Gen 2015 versione 2.3 (Midas
Information Technology Company) utilizzando elementi “beam” su appoggi semplici.
Trave est:
pag. 27 di 84
Trave ovest:
W
bh 2
 3750cm 3
6
 m , y , d
M Ed
 12,9MPa  f m,d  11,7 MPa
W
Si osserva che la verifica non risulta soddisfatta (le tensioni sono il 10% più alte della
resistenza). Le travi di colmo risultano comunque in buone condizioni e si ritiene che, alla
luce delle incertezze sui carichi e sui materiali, il superamento del 10% sia esiguo e
dunque non sia necessaria la sostituzione.
Si evidenzia che il coefficiente correttivo kmod adottato risulta essere molto cautelativo. La
Normativa, infatti, al § 4.4.6 indica che esso debba essere riferito all’azione di minor
durata. Pertanto, trattandosi di una verifica allo SLU e quindi rispetto a condizioni di carico
estremamente rare, è possibile adottare un valore di kmod pari a 0,9. La verifica risulta
soddisfatta.
 m , y , d
 d
M Ed
 12,9MPa  f m,d  13,2MPa
W
3VEd
 0,74MPa  f v ,d  1,28MPa
2bh
 m,crit
0,78b 2
E0,05  360MPa
hlef
lef  0,9  500  450cm
rel 
f m ,k
 m,crit
Lunghezza efficace
 0,23  0,75
Snellezza relativa
kcrit  1
pag. 28 di 84
precedentemente.
Le deformazioni sono calcolate con il software Gen 2015 versione 2.3 (Midas Information
Technology Company).
u2,in = 4,4 mm = L / 1100 < L / 300
u'2,in = 0,00 mm
u2,fin = u2,in + kdef u'2,in = 4,4 mm = L / 1100 < L / 200
u1,fin = (1+kdef)u1 = (1+0,6)ˑ6,9 = 11,0 mm
Freccia dovuta ai soli permanenti
u0 = 0 mm
Controfreccia
6.4. Bordonali
Dati geometrici:
B  25 cm
H  30 cm
L  460 cm
Luce di calcolo netta massima (distanza tra gli appoggi)
L  630 cm
Lunghezza totale del bordonale
(da utilizzarsi per la verifica a compressione)
G1  0,30 kN/m
Peso proprio del bordonale
G1  0,12 kN/m2
Carico permanente strutturale (peso puntoni)
G2  1,50 kN/m2
Q1  1,20 kN/m2
pag. 29 di 84
Il carico a metro lineare è stato calcolato misurando le aree di influenza della trave. Esso
ha una forma triangolare e presenta un valore massimo pari a:
G1  1,35 kN/m
Carico permanente strutturale totale
G2  7,40 kN/m
Q1  5,35 kN/m
16 pSLU 0,01L 
 28,3 kNm
250
pSLU 0,01L 
 32,0 kN
3
2
M Ed ,SLU 
VEd ,SLU 
W
bh 2
 3750cm 3
6
 m , y , d
 d
M Ed
 7,6MPa  f m,d  11,73MPa
W
3VEd
 0,65MPa  kv f v ,d  1,28MPa
2bhef
ridotta all’incirca di un terzo (punto 6.5.2 EC5)
 d
3VEd
 0,65MPa  kv f v ,d  0,61MPa
2bhef
kv  0,48
pag. 30 di 84
La verifica risulta non soddisfatta (I.R. = 6%). Si ritiene che tale percentuale sia
trascurabile rispetto alle incertezze delle ipotesi di calcolo. Si osserva che anche qui,
utilizzando il coefficiente kmod suggerito dalla norma (e non quello cautelativamente
adottato nelle verifiche), la verifica verrebbe ampiamente soddisfatta.
  26
Angolo di inclinazione della copertura
p  9,15kN / m
Proiezione del carico lungo l’asse della trave
N Ed  57,7kN / m
Azione di compressione
 c , 0 , d
N Ed
 0,77 MPa  f c ,0,d  10,6MPa
A
La verifica ad instabilità Euleriana risulta superflua. Così come la verifica a pressoflessione.
6.5. Capriate
Si verifica una capriata tipo 1 appartenente al corpo centrale (simmetrica) ed una capriata tipo 2
appartenente ai corpi di fabbrica laterali (non simmetrica). Nell’analisi gli elementi sono stati
considerati come bielle incernierate. Il peso proprio, di entità trascurabile, non è stato considerato.
Si osserva che le verifiche risulteranno nella maggior parte dei casi ampiamente soddisfatte
poiché le capriate erano originariamente dimensionate per sostenere il pesante controsoffitto in
cannicciato, che verrà rimosso.
I carichi concentrati sulla capriata tipo 1 sono calcolati utilizzando le aree di influenza. Essi
risultano uguali in modulo e sono applicati come carichi concentrati in corrispondenza della
trave di colmo e delle terzere:
G1  2,4 kN
G2  11,9 kN
Q1  8,5 kN
I carichi concentrati sulla capriata tipo 2 sono applicati all’appoggio in sommità alla capriata
(punto A) del colmo della copertura del corpo centrale e dell’appoggio in corrispondenza
del puntone (punto B) del colmo della copertura del corpo laterale.
G1, A  1,5 kN
G2, A  11,6 kN
Q1, A  8,4 kN
pag. 31 di 84
G1,B  2,9 kN
G2,B  18,6 kN
Q1,B  13,5 kN
Per quanto riguarda la capriata tipo A, il calcolo è stato effettuato a mano utilizzando uno
schema reticolare (N = 33,65kN, qui è posto pari all’unità):
Dato l’ampio margine con cui le verifiche sono soddisfatte (si vedano le verifiche in calce)
non si ritiene necessario effettuare le verifiche per diverse condizioni di carico.
Il calcolo della capriata asimmetrica è stato effettuato attraverso il software Midas Gen
2015 versione 2.3 (Midas Information Technology Company) utilizzando elementi “beam”
su appoggi semplici in modo da poter considerare gli effetti dell’asimmetria del carico
dovuta alle diverse combinazioni.
Nella modellazione il monaco è stato incernierato al tirante. Esso dovrà perciò essere
collegato a quest’ultimo (vedasi verifica giunzione).
Si riporta il grafico delle azioni assiali:
pag. 32 di 84
Le azioni flessionali e taglianti sono trascurabili, eccezion fatta per il monaco:
M Ed ,SLU  7,6 kNm
Momento flettente massimo
VEd ,SLU  21,7 kN
Sforzo di taglio massimo
N Ed  116,3kN
 c , 0 , d
Azione massima di compressione puntoni (tipo 1)
N Ed
 4,0MPa  f c ,0,d  10,1MPa
A
N Ed  72,4kN
Azione massima di
compressione trave intermedia
(tipo 1)
 c , 0 , d
N Ed
 1,8MPa  f c ,0,d  10,1MPa
A
N Ed  91,9kN
 c , 0 , d
N Ed
 3,05MPa  f c ,0,d  10,1MPa
A
N Ed  48,2kN
 c , 0 , d
Azione massima di compressione puntoni (tipo 2)
Azione massima di compressione saette (tipo 2)
N Ed
 2,2MPa  f c ,0,d  10,1MPa
A
La verifica ad instabilità Euleriana risulta superflua.
Verifica di resistenza a trazione perpendicolare alla fibratura in condizioni ultime:
N Ed  108kN
 c , 0 , d
N Ed
 2,25MPa  f c ,0,d  6,4MPa
A
N Ed  85,2kN
 c , 0 , d
Azione massima di trazione tirante (tipo 1)
Azione massima di trazione tirante (tipo 2)
N Ed
 1,80MPa  f c ,0,d  6,4MPa
A
pag. 33 di 84
N Ed  42,3kN
Azione massima di trazione monaco (tipo 2)
Per la verifica del monaco si considera una sezione resistente ridotta di 15x12 cm in
corrispondenza degli intagli su cui poggiano le saette.
 c , 0 , d
N Ed
 3,25MPa  f c ,0,d  6,4MPa
A
Verifica di resistenza a flessione e taglio del monaco (tipo 2) in condizioni ultime:
bh 2
W
 1000cm 3
6
 m , y , d
M Ed
 7,6MPa  f m,d  11,73MPa
W
Il taglio massimo viene valutato in corrispondenza delle saette. In tale punto l’altezza della
sezione del monaco è ridotta a 12 cm a causa della presenza degli intagli (circa 4 cm) su
cui sono ammorsate le saette (punto 6.5.2 EC5)
 d
3VEd
 1,20MPa  kv f v ,d  1,28MPa
2bhef
Verifica nodo puntone-monaco (tipo 1 e 2): schiacciamento
La verifica sul monaco della capriata di tipo 1 è effettuata sul monaco secondario dove
l’azione di compressione C è maggiore. In tale nodo la forza di compressione è distribuita
su una superficie di circa 15x30cm.
N Ed  Csen  109kN
Azione max dovuta ai puntoni (Tipo 1)
 =70°
 c,90,d
lef
N Ed
 2,4MPa 
f c ,90,d  1,28MPa
A
l
Si assume, in questa e nelle successive verifiche, lef/l (definito nella UNI EN 1995-1-1:
2005 punto 6.1.5) pari a 1. La verifica risulta non soddisfatta.
pag. 34 di 84
Viceversa, sul monaco centrale la verifica è soddisfatta. L’area di contatto è pari a
15x20cm.
N Ed  36,3kN
 c,90,d
lef
N Ed
 1,2MPa 
f c ,90,d  1,28MPa
A
l
Verifica sul monaco della capriata di tipo 2:
N Ed  Csen  63kN
Qui la superficie di contatto è di circa 15x25:
 c,90,d
lef
N Ed
 1,68MPa 
f c ,90,d  1,28MPa
A
l
La verifica non risulta soddisfatta. Verranno perciò inserite delle viti al fine di sostenere la
quota di compressione eccedente la resistenza del legno.
Verifica nodo saette-monaco (tipo 2): schiacciamento
La compressione (parallela alla fibratura) sull’intaglio del monaco dovuta alle saette è di
38,5 kN. La dimensione dell’intaglio è di circa 15x3cm.
 c , 0 , d
N Ed
 8,5MPa  f c ,0,d  10,6MPa
A
La compressione (perpendicolare alla fibratura) sull’intaglio del monaco dovuta alle saette
è di 29,0 kN. La dimensione dell’area di contatto è di circa 15x15cm.
 c,90,d
lef
N Ed
 0,92MPa 
f c ,90,d  1,28MPa
A
l
Verifica nodo saette-monaco (tipo 2): scorrimento
La forza di scorrimento è pari a 38,5 kN. L’area resistente è pari a 15x25 cm.
 v , d
FEd
 1,03MPa  f v ,d  1,28MPa
A
pag. 35 di 84
Verifica nodo puntone-tirante (tipo 1 e 2): schiacciamento
L’azione di compressione massima è pari a 59,0 kN distribuita su un area di 15x35cm.
 c,90,d
lef
N Ed
 1,12MPa 
f c ,90,d  1,28MPa
A
l
pag. 36 di 84
6.6. Interventi di rinforzo sui collegamenti
In seguito verranno descritti gli interventi in progetto atti a garantire l’instaurarsi di un efficace
collegamento tra le membrature lignee. Il collegamenti sono da considerarsi dei presidi atti a
migliorare il comportamento della struttura esistente, che verrà mantenuta.
Collegamento tra le membrature: Elementi delle capriate, Terzere e Puntoni.
Si osserva che gli elementi facenti parte delle capriate sono soggetti prevalentemente a
sforzi di trazione e compressione. La configurazione geometrica è tale per cui non risultano
necessarie connessioni a taglio.
Allo stesso modo, le terzere ed i puntoni risultano soggette a sforzi di taglio che vengono
direttamente trasferiti alle capriate dalle superfici di appoggio.
Pertanto le unioni fra detti elementi sono da considerarsi
come interventi aggiuntivi
finalizzati ad ottenere un incremento del margine di sicurezza della struttura.
Il collegamento verrà realizzato per mezzo di coppie viti tipo Rothoblaas VGZ7x140 o
VGZ7x180 (a seconda delle dimensioni degli elementi da collegare) o prodotti equivalenti
disposte secondo una configurazione incrociata al fine di ottenere una maggiore resistenza
a taglio-scorrimento grazie all’instaurarsi di un sistema tirante-puntone.
Si riporta lo schema della disposizione reperito nella documentazione tecnica fornita da
Rothoblaas.
Collegamento tra le membrature: Bordonali/colmo
Il collegamento dei bordonali è garantito interamente dalle superfici di appoggio. Verranno
comunque inserite delle viti di collegamento atte a trasferire metà del taglio di progetto
(ovvero una forza pari a 16 kN).
Si prevede di inserire 6 viti tipo Rothoblaas WRT9x250 o equivalenti inclinate di 45°. Dalle
tabelle di predimensionamento Rothoblaas (vedi sotto) le viti in progetto possono garantire
pag. 37 di 84
una resistenza a taglio pari a 25,7 kN su un legno C24. Essendo la resistenza della
connessione proporzionale alla resistenza del legno, la resistenza della connessione è di
circa 17 kN su un legno di tipo C16.
Rinforzo delle capriate: collegamento tirante/puntone
Si prevede l’aggiunta di una barra φ24 atta ad assorbire parte del taglio che si sviluppa tra
il tirante ed il puntone delle capriate. Detta barra presenterà le estremità filettate in modo
che possa accogliere i bulloni di serraggio. Il soddisfacimento della verifica a compressione
inclinata rispetto alla fibratura verrà garantita da una rondella di diametro almeno pari a 80
mm.
Rinforzo delle capriate: collegamento tirante/monaco
Il trasferimento del momento e del taglio verrà garantito da due cunei realizzati in
affiancamento al monaco e costituiti da legno adeguatamente resistente (larice). Il
collegamento di ciascun cuneo al tirante è assicurato da 2+2 viti WGZ9x280 disposte in
maniera incrociata, come da dettagli costruttivi. Le viti garantiscono una resistenza a taglio
complessiva dei due cunei pari a 31,2 kN in legno C24, ovvero 28kN in C22.
pag. 38 di 84
Rinforzo a compressione perpendicolare alle fibre. Capriata tipo 1 e 2: monaco
Il presidio è realizzato attraverso 3 viti tipo WRT9x450 che hanno il compito di assorbire
una quota della compressione sul monaco. La resistenza del singolo connettore è la
minima tra resistenza di progetto lato legno e resistenza ad instabilità dell’acciaio.
La resistenza totale della connessione è di 23 kN che andranno ad assorbire i 15 kN di
eccedenza della compressione di progetto (63kN) rispetto alla resistenza a schiacciamento
del legno (48kN).
Rinforzo a compressione perpendicolare alle fibre. Capriata tipo 2: saette
Il rinforzo consiste nell’inserimento di una vite WRT9x300 che garantirà il collegamento
della saetta ai puntoni. La connessione è progettata in modo da contribuire al trasferimento
della compressione dalla saetta ai puntoni riducendo l’entità delle tensioni perpendicolari
alla fibratura.
Interventi di rinforzo a trazione perpendicolare alle fibre
Si rileva che tale fenomeno può verificarsi in tutte le travi dove vi è una forte riduzione di
sezione all’appoggio. La verifica non risulta necessaria in quanto su tutte le travi in cui la
riduzione di sezione supera il 30% verranno inserite due viti a tutto filetto e testa cilindrica
tipo Rothoblaas VGZ 7x140 o equivalenti.
pag. 39 di 84
La verifica è effettuata utilizzando il software Rothoblaas MyProject ver. 3.5 di cui si
riportano per completezza i risultati:
pag. 40 di 84
7
Analisi e verifiche dei solai
8.1. Solaio ala ovest
Il rinforzo del solaio in legno consiste nella realizzazione di una cappa in calcestruzzo armato di
spessore 5 cm che verrà resa collaborante con quest’ultimo tramite l’inserimento di pioli in acciaio.
Lo spessore della cappa è tale da soddisfare i requisiti del §7.2.6 delle Norme Tecniche sullo
spessore minimo della soletta al fine di ottenere un orizzontamento infinitamente rigido. Si prevede
inoltre di interporre tra l’assito esistente e la cappa in calcestruzzo un isolante leggero in
polistirene dello spessore di 3 cm al fine di aumentare l’inerzia della sezione.
Per il calcolo della sezione mista legno-calcestruzzo è stato utilizzato il software Tecnaria
®
ver. 4.20. Lo schema di carico adottato è quello di una trave semplicemente appoggiata.
Dati geometrici:
Le travi in legno hanno dimensioni variabili. Per le verifiche si utilizzano le dimensioni
medie.
B = 19 cm
H = 21 cm
L = 650 cm
del solaio sia di media qualità con caratteristiche assimilabili ad un legno C20 (si include,
nella presente valutazione, il fattore di confidenza), così come classificato nella UNI EN
338:2004.
fm,k = 20 MPa
ft,0,k = 12 MPa
fv,k = 2,2 MPa
E0,mean = 9500 MPa
γ = 3,9 kN/m
3
Si prevede l’inserimento di pioli tipo Tecnaria MAXI al di sopra del tavolato con passo 10 cm ai
quarti estremi della trave e di 20 cm nella parte centrale. I pioli possono essere realizzati con una
tecnologia costruttiva equivalente, previa riverifica delle connessioni.
Riepilogo dati di input:
pag. 41 di 84
Verifica di resistenza a flessione della sezione:
pag. 42 di 84
8.2. Porzione centrale
L’intervento di rinforzo è del tutto analogo a quello previsto per il solaio ala ovest.
7.2.1
Travatura campo ovest
Dati geometrici:
medie.
B = 15 cm
H = 18 cm
L = 500 cm
Luce di calcolo netta massima
Le travi presentano le stesse caratteristiche del solaio dell’ala ovest.
Si prevede l’inserimento di pioli tipo Tecnaria MAXI al di sopra del tavolato con passo 15 cm ai
pag. 43 di 84
pag. 44 di 84
7.2.2
Travatura campo centrale
Dati geometrici:
medie.
B = 15 cm
H = 18 cm
L = 565 cm
Luce di calcolo netta massima
Le travi presentano le stesse caratteristiche del solaio dell’ala ovest.
Si prevede l’inserimento di pioli tipo Tecnaria MAXI al di sopra del tavolato con passo 7.5 cm ai
pag. 45 di 84
pag. 46 di 84
7.2.3
Travatura campo est
Si omette in quanto risulta essere equivalente nelle geometrie e nei carichi al campo ovest.
7.2.4
Armatura superiore del solaio
Nelle verifiche del solaio è stato adottato uno schema di trave semplicemente appoggiata. Se si
considera il comportamento reale dello stesso si può presumere che la cappa collaborante
garantisca una certa continuità al solaio. Pertanto all’appoggio in corrispondenza delle travi lignee
2
sovrapposte ci si aspetta un momento negativo che si stima cautelativamente pari a pl /12.
Nel calcolo si adotta, per semplicità, la luce del campo centrale (la maggiore delle tre). Si assume
inoltre l’ipotesi che la trave in legno sia completamente compressa e l’armatura (posta al centro
della soletta) interamente tesa.
Il momento agente è pari a 6,4 kNm, mentre il braccio è pari a 18/2+3+5/2=14,5 cm
(metà altezza della trave + spessore isolante + metà spessore della soletta).
2
Si ricava un’area minima di acciaio richiesta pari a 125 mm .
Si prevede l’inserimento di una rete elettrosaldata φ6/20x20cm all’interno della cappa collaborante
ed 1φ8/20 cm in corrispondenza degli appoggi.
7.2.5
Travi lignee sovrapposte
In questo paragrafo sarà verificata la capacità delle travi sovrapposte esistenti a sostenere i nuovi
carichi di progetto. Ciò è reso possibile dalla realizzazione di nuove spallette su cui poggeranno le
travi e dall’aggiunta di un pilastro in acciaio in mezzeria alla trave che funge da rompi tratta.
Lo schema statico si trasforma da modello di trave semplicemente appoggiata (luce pari a 7,4 m)
a modello di trave continua a due campate di luce L = 3,35 m.
Dati geometrici:
Ci si riferisce con il pedice 1 alla trave inferiore, con il pedice 2 alla trave superiore.
B1 = 25 cm
H1 = 25 cm
B2 = 25 cm
H2 = 30 cm
L = 335 cm
Luce di calcolo
del solaio sia di media qualità con caratteristiche assimilabili ad un legno C24, così come
classificato nella UNI EN 338:2004.
fm,k = 24 MPa
ft,0,k = 14 MPa
pag. 47 di 84
fv,k = 2,5 MPa
E0,mean = 11000 MPa Modulo elastico medio parallelo alla fibratura
Gmean = 690 MPa
γ = 4,2 kN/m3
G1  1,45 kN/m2
Carico permanente strutturale (solaio misto)
G2  1,05 kN/m2
Q1  3,00 kN/m2
Carico variabile cat. C1
G1  0,58 kN/m
Peso proprio trave
pSLU  43,33 kN/m
Carico per unità di lunghezza allo SLU (trave+solaio misto)
pR  30,00 kN/m
Carico per unità di lunghezza comb. Rara
pQP  23,58 kN/m
Carico per unità di lunghezza comb. Quasi Permanente
Le azioni massime sono determinate, a favore di sicurezza, con uno schema di trave
semplicemente appoggiata.
p 0,001L 
 SLU
 60,78 kNm
8
2
M Ed ,SLU
VEd ,SLU 
pSLU 0,001L 
 72,57 kN
2
Le travi verranno verificate come due elementi sconnessi, nonostante la presenza di
ammorsamenti (ora poco efficaci a causa delle deformazioni che hanno subito le travi) ed alcune
connessioni metalliche (anch’esse non considerate efficaci a causa del loro interasse eccessivo).
Per determinare la distribuzione del momento e del taglio tra le due travi si impongono le seguenti
equazioni di equilibrio (la somma dei momenti agenti sulle due travi dovrà essere uguale al
momento di progetto) e congruenza (si assume che esse si deformino con la stessa curvatura):
M Ed  M 1  M 2

M1
M
I
  2  M1  M 2 1
EI 1
EI 2
I2
pag. 48 di 84
Da cui si ricava:
M1 = 22,3 kN/m
M2 = 38,5 kN/m
Applicando lo stesso ragionamento, si ricava il taglio sui due elementi:
V1 = 26,6 kN/m
V2 = 46,0 kN/m
Sezione 1
SOLLECITAZIONI
Luce
3350 mm
Mmax
2,23E+07 Nmm
T max
2,66E+04 N
PROPRIETA' SEZIONE
W
2,60E+06 mm3
A
6,25E+04 mm2
I
3,26E+08 mm4
VERIFICHE SLU
σ m,d
8,56 MPa
<= f m,d
12,80 MPa
ok
τd
0,64 MPa
<= f v,d
1,33 MPa
ok
VERIFICA DI STABILITA' ELEMENTI INFLESSI
elemento trave - § 4.4.8.2.1
θ m,d
8,56 Mpa
θ m,crit
1617,36 MPa
λ rel,m
0,12
k crit,m
1,00
kh
0,90 (formula 11.7.1)
f m,d
11,56 MPa
verifica
θ m,d / k crit,m x f m,d <= 1
0,741
<= 1
ok
pag. 49 di 84
Sezione 2
SOLLECITAZIONI
Luce
3350 mm
Mmax
3,85E+07 Nmm
T max
4,60E+04 N
PROPRIETA' SEZIONE
W
3,75E+06 mm3
A
7,50E+04 mm2
I
5,63E+08 mm4
VERIFICHE SLU
σ m,d
τd
10,27 MPa
<= f m,d
12,80 MPa
ok
0,92 MPa
<= f v,d
1,33 MPa
ok
VERIFICA DI STABILITA' ELEMENTI INFLESSI
elemento trave - § 4.4.8.2.1
θ m,d
10,27 Mpa
θ m,crit
1347,80 MPa
λ rel,m
0,13
k crit,m
1,00
kh
0,87 (formula 11.7.1)
f m,d
11,14 MPa
verifica
θ m,d / k crit,m x f m,d <= 1
0,921
<= 1
ok
Verifica di deformabilità in condizioni di esercizio:
La verifica è effettuata secondo CNR-DT 206/2007. I limiti di deformabilità sono ricavati in
riferimento allo schema di trave semplicemente appoggiata.
k def  0,6
J
B1 H13 B2 H 23

 8,88 108 mm4
12
12
5 pL4 1 pL2
u

384 EJ 8 GA / 
  1,2
pag. 50 di 84
u2,in = 2,93 mm = L / 1143 < L / 300
u2,in = 2,93 mm
u'2,in = 1,76 mm
Freccia dovuta ai soli carichi permanenti
u1,fin = kdef u1 = 0,6ˑ1,61 = 0,97 mm
Controfreccia
u0 = 0 mm
pag. 51 di 84
8.3. Solaio ala est
Il solaio in acciaio dovrà essere sostituito da un solaio in legno con soletta collaborante in
calcestruzzo armato. Per il calcolo della sezione mista è stato utilizzato il software Tecnaria® ver.
4.20. Lo schema di carico adottato è quello di una trave semplicemente appoggiata.
Dati geometrici:
medie.
B = 16 cm
H = 24 cm
L = 650 cm
Le travi in progetto saranno realizzate in legno lamellare GL 24h, così come classificato
nella UNI EN 14080:2013.
fm,g,k = 24 MPa
ft,0,g,k = 16,5 MPa
fv,g,k = 2,7 MPa
E0,g,mean = 11600 MPa
γ g,k = 3,8 kN/m
3
Si prevede l’inserimento di pioli tipo Tecnaria MAXI al di sopra del tavolato con passo 17,5 cm ai
pag. 52 di 84
pag. 53 di 84
8.4. Solaio soppalco
7.4.1
Soletta a struttura mista lamiera HI-BOND + getto di completamento
Il soppalco è destinato a sostenere due apparecchiature tecnologiche e le relative canalizzazioni.
La struttura del solaio rimarrà “al grezzo” e sosterrà, perimetralmente, le pareti in cartongesso che
ne chiuderanno l’ingombro fino al raggiungimento dell’orizzontamento superiore (solaio di piano
primo). Nelle zone centrali sarà presente un foro ove sarà installata una scala retrattile. L’accesso
sarà anche garantito dallo sbarco di un ascensore.
Schema solaio ed ingombro delle apparecchiature tecnologiche
A favore di sicurezza si stima un carico permanente (G2) pari a 2.00 kN/m2 ed un carico variabile
2
(Q) pari a 0.50 kN/m . Il passo della travatura di sostegno sarà pari a circa 1.00 m.
Si opta per il solaio di seguito illustrato (scheda tecnica) in cui:
H = 100 mm
s = 0.70 mm
La luce limite, nel caso in progetto, è pari a 3.07 m per carico distribuito. Tale margine di sicurezza
consente una distribuzione di carichi, anche se concentrati, ben più gravosa di quelli in oggetto.
pag. 54 di 84
Specifiche geometriche e meccaniche del solaio collaborante
Luci massime in metri (su luce unica)
pag. 55 di 84
7.4.2
Strutture principali
L’analisi sismica del soppalco è inclusa in quella complessiva dell’edificio. Quella di seguito
proposta è quindi la sola analisi statica allo SLE ed allo SLU delle strutture del soppalco.
Il software utilizzato è Midas GEN 1015 rel.2.3.
I montanti vengono ipotizzati incastrati a terra ed incernierati in sommità. Nel graticcio piano di
travi tutte le giunzioni a momento flettente sono svincolate. Sulla struttura esistente si ipotizzano
vincoli a “cerniera”.
Luci massime in metri (su luce unica)
Carichi e sovraccarichi, distribuiti sulla struttura in ragione delle larghezze di influenza, vengono di
seguito elencati:
Peso proprio solaio (G1):
2.00 kN/m2
Carichi permanenti (G2):
2.00 kN/m2 (macchine, canalizzazioni, tamponamenti)
Carichi variabili (Q):
0.50 kN/m2 (manutenzione)
I montanti fungono anche da rompitratta per le travi lignee di piano. Dall’analisi di quest’ultimo, a
cui si rimanda, si ottengono carichi verticali (inseriti nella categoria “variabili”) stimati
cautelativamente pari a 95 kN. Detto valore deriva dalla massima reazione vincolare nella trave di
solaio (145 kN) divisa per il fattore 1.5. Conseguentemente, nella combinazione SLU, il valore
massimo delle reazioni vincolari provenienti dal solaio viene combinato con quello massimo dei
pag. 56 di 84
carichi sul soppalco. Di seguito si riporta la numerazione degli elementi “beam” seguiti dal tabulato
di verifica di ciascuno.
montanti vengono ipotizzati incastrati a terra ed incernierati in sommità. Nel graticcio piano di travi
tutte le giunzioni a momento flettente sono svincolate. Sulla struttura esistente si ipotizzano vincoli
a “cerniera”.
Numerazione elementi
*. DEFINITION OF LOAD COMBINATIONS WITH SCALING UP FACTORS.
-------------------------------------------------------------------------------------LCB
C
Loadcase Name(Factor) + Loadcase Name(Factor) + Loadcase Name(Factor)
-------------------------------------------------------------------------------------1
2
G1( 1.000) +
G2( 1.000) +
Q( 1.000)
2
1
G1( 1.300) +
G2( 1.500) +
Q( 1.500)
------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------------midas Gen - Steel Code Checking
[ Eurocode3:05 ]
Gen 2015
==========================================================================================
*.PROJECT
:
*.UNIT SYSTEM : kN, m
========================================================================================================
[ Eurocode3:05 ]
CODE CHECKING SUMMARY SHEET --- SELECTED MEMBERS IN ANALYSIS MODEL.
-------------------------------------------------------------------------------------------------------MEMB
CHK
COM
SECT Section
SHR Material
Fy
LCB
Len
Ly
Bmy
Nsd
Mbsd
Mysd
Mzsd
Def
Lu
Lz
Bmz
N_Rd
Mb_Rd
My_Rd
Mz_Rd
Defa
========================================================================================================
5
OK
0.19
1 HEA200
0.00 S275
275000
3.15000 3.15000
0.85
-201.17
0.00000 0.00000 0.00000 0.00000
2 3.15000 3.15000
0.85
1045.88
0.00000 112.619 52.8512 0.01050
pag. 57 di 84
-------------------------------------------------------------------------------------------------------6
OK
0.17
1 HEA200
0.00 S275
275000
3.15000 3.15000
0.85
-180.37
0.00000 0.00000 0.00000 0.00000
2 3.15000 3.15000
0.85
1045.88
0.00000 112.619 52.8512 0.01050
-------------------------------------------------------------------------------------------------------19
OK
0.08
2 IPE200
0.03 S275
275000
3.27000 3.27000
1.00
0.00000
4.62496 4.62496 0.00000 -0.0009
2 0.00000 3.27000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.01308
-------------------------------------------------------------------------------------------------------21
OK
0.17
2 IPE200
0.05 S275
275000
3.47000 3.47000
1.00
0.00000
9.98674 9.98674 0.00000 -0.0023
2 0.00000 3.47000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.01388
-------------------------------------------------------------------------------------------------------22
OK
0.49
2 IPE200
0.09 S275
275000
5.82000 5.82000
1.00
0.00000
28.0938 28.0938 0.00000 -0.0175
2 0.00000 5.82000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.02328
-------------------------------------------------------------------------------------------------------23
OK
0.17
2 IPE200
0.05 S275
275000
3.47000 3.47000
1.00
0.00000
9.98674 9.98674 0.00000 -0.0023
2 0.00000 3.47000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.01388
-------------------------------------------------------------------------------------------------------24
OK
0.49
2 IPE200
0.09 S275
275000
5.82000 5.82000
1.00
0.00000
28.0938 28.0938 0.00000 -0.0175
2 0.00000 5.82000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.02328
-------------------------------------------------------------------------------------------------------25
OK
0.17
2 IPE200
0.05 S275
275000
3.47000 3.47000
1.00
0.00000
9.98674 9.98674 0.00000 -0.0023
2 0.00000 3.47000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.01388
-------------------------------------------------------------------------------------------------------26
OK
0.49
2 IPE200
0.09 S275
275000
5.82000 5.82000
1.00
0.00000
28.0938 28.0938 0.00000 -0.0175
2 0.00000 5.82000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.02328
-------------------------------------------------------------------------------------------------------27
OK
0.09
2 IPE200
0.03 S275
275000
3.47000 3.47000
1.00
0.00000
5.20801 5.20801 0.00000 -0.0012
2 0.00000 3.47000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.01388
-------------------------------------------------------------------------------------------------------28
OK
0.25
2 IPE200
0.05 S275
275000
5.82000 5.82000
1.00
0.00000
14.6507 14.6507 0.00000 -0.0092
2 0.00000 5.82000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.02328
-------------------------------------------------------------------------------------------------------29
OK
0.10
1 HEA200
0.00 S275
275000
1.45000 1.45000
0.85
-143.28
0.00000 0.00000 0.00000 0.00000
2 1.45000 1.45000
0.85
1409.05
0.00000 112.619 52.8512 0.00483
-------------------------------------------------------------------------------------------------------30
OK
0.10
1 HEA200
0.00 S275
275000
1.45000 1.45000
0.85
-143.28
0.00000 0.00000 0.00000 0.00000
2 1.45000 1.45000
0.85
1409.05
0.00000 112.619 52.8512 0.00483
-------------------------------------------------------------------------------------------------------31
OK
0.85
2 IPE200
0.25 S275
275000
3.50000 3.50000
1.00
0.00000
48.8466 48.8466 0.00000 -0.0108
2 0.00000 1.00000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.01400
-------------------------------------------------------------------------------------------------------32
OK
0.53
2 IPE200
0.16 S275
275000
3.50000 3.50000
1.00
0.00000
30.7729 30.7729 0.00000 -0.0068
2 0.00000 1.00000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.01400
-------------------------------------------------------------------------------------------------------34
OK
0.22
2 IPE200
0.04 S275
275000
5.42000 5.42000
1.00
0.00000
12.7061 12.7061 0.00000 -0.0069
2 0.00000 5.42000
1.00
746.429
0.00000 57.6190 11.5067 0.02168
--------------------------------------------------------------------------------------------------------
Per una corretta interpretazione del tabulato di verifica si specifica che, ove un elemento sia
costituito da più aste “beam”, l’esecuzione della verifica (specie a deformabilità) deve essere
preceduta dalla definizione del “macroelemento” che assume il numero di uno degli elementi finiti
di estremità.
Es: le aste 28 e 38 vengono raggruppate nel “macroelemento” 28 che viene valutato sull’effettiva
lunghezza (5.82 m) della trave. L’elemento 38 scompare quindi dal tabulato di verifica. Stesso
dicasi per elementi analoghi.
pag. 58 di 84
Sollecitazioni taglianti allo SLU
Le giunzioni tra gli elementi sono sostanzialmente tutte “a taglio”. Dette giunzioni, realizzate
mediante bulloni di Classe 8.8 M12, risultano sempre estremamente più resistenti rispetto alle
sollecitazioni sopra rappresentate. Le verifiche sui bulloni e quelle, locali, sugli elementi
(rifollamenti, imbozzamenti) risultano sempre ampiamente soddisfatte. Si omette pertanto di
riportarne le risultanze.
pag. 59 di 84
8
Verifiche della nuova scala interna
La nuova scala interna avrà le geometrie illustrate negli elaborati grafici allegati.
Dal punto di vista strutturale vengono analizzate separatamente le due rampe che la compongono.
L’analisi dei carichi è la seguente:
G1 = 5.50 kN/m2
G2 = 1.80 kN/m
2
Q = 4.00 kN/m2
p.p. struttura scala
pavimentazione
carico variabile
Al fine di individuarne il comportamento flessionale vengono considerate, quali luci di calcolo, gli
effettivi sviluppi delle rampe, anche per il carico Q
8.5. Rampa n. 1
L = 3.80 m
qSLU = 1.3*G1+1.5*G2+1.5*Q = 15.85 kN/m
2
Mmax = qSLU L / 12 L = 19.07 kNm
pag. 60 di 84
8.6. Rampa n. 2
L = 4.90 m
qSLU = 1.3*G1+1.5*G2+1.5*Q = 15.85 kN/m
2
Mmax = qSLU L / 12 L = 31.71 kNm
pag. 61 di 84
pag. 62 di 84
9
Analisi e verifica delle strutture in elevazione
9.1. Analisi statica non lineare allo stato di fatto
Si rimanda ai contenuti dell’Allegato di calcolo: Analisi statiche non lineari e cinematismi di
collasso.
9.2. Analisi statica non lineare allo stato di progetto
collasso.
9.3. Valutazione dei cinematismi allo stato di progetto
collasso.
9.4. Comparazione dei risultati e valutazione del miglioramento sismico
collasso.
9.5. Elevazioni del solaio soppalcato
Si rimanda al paragrafo 7.4.2 della presente Relazione.
10 Giudizio motivato di accettabilità dei risultati
10.1.
Analisi statiche non lineari
collasso.
pag. 63 di 84
11 Analisi e verifica delle strutture fondali
Si prevede la realizzazione di una cordolatura in calcestruzzo armato posta in affiancamento alle
strutture di fondazione esistenti.
Le fondazioni esistenti sono fondazioni superficiali realizzate in muratura di spessore pari a circa
53 cm. Si evidenzia che esse, durante la loro vita utile, non sono state soggette ad alcun
fenomeno di cedimenti differenziali, né ad rilevanti fenomeni di dissesto.
I cordoli in progetto sono costituiti da due travi adeguatamente armate e collegate alle fondazioni
esistenti. Le dimensioni geometriche sono pari a 30 cm (base) per 60 cm (altezza) che
raddoppiano la dimensione della fondazione esistente.
Si osserva che i carichi della struttura sono determinati per la maggior parte dal peso dei maschi
murari e che l’aumento dei carichi dovuti alla realizzazione delle cappe armate, delle nuove scale,
del vano ascensore e del soppalco non modificano nella sostanza il valore delle pressioni in
fondazione né delle masse inerziali; questo anche in ragione del fatto che l’intervento prevede
importanti demolizioni di elementi (pavimentazione ala est, controsoffitto in cannicciato di primo
piano) dotati di notevole massa.
In relazione ai carichi di progetto, si ritiene che le nuove fondazioni, composte dalla muratura
esistente e dalle cordolature, presentino un’area di base di gran lunga superiore all’area minima
sufficiente a soddisfare le verifiche geotecniche, che dunque risultano ampiamente soddisfatte.
Si omette pertanto di riportarne le risultanze.
pag. 64 di 84
RELAZIONE SUI MATERIALI IN PROGETTO
1
Calcestruzzo per strutture fondali
Requisiti di base (calcestruzzo a prestazione garantita):
a) Conformità alla
: UNI EN 206-1 e UNI 11104
b) Classe di resistenza a compressione
: C28/35
c) Classe di esposizione
: XC2
d) Dimensione massima nominale dell’aggregato
: 30 mm
e) Classe di contenuto in cloruri
: Cl 0.20
f)
: 0,60
Massimo rapporto acqua/cemento
g) Minimo contenuto in cemento
: 300 kg/m
h) Consistenza alla consegna (slump)
: S4
3
Caratteristiche meccaniche del calcestruzzo:
2

Resistenza cilindrica caratteristica a compressione : f ck  28,0 MPa

Resistenza cilindrica media a compressione
: f cm  f ck  8  36,0 MPa

Resistenza cilindrica di calcolo a compressione
: f cd   cc f ck  C  15,87 MPa

Resistenza cilindrica media a trazione semplice
: f ctm  0,30 f ck2 / 3  2,77 MPa

Resistenza cilindrica media a trazione per flessione : f cfm  1,2 f ctm  3,32 MPa

Resistenza cilindrica caratter. a trazione semplice : f ctk  0,7 f ctm  1,94 MPa

Resistenza cilindrica di calcolo a trazione semplice : f ctd  f ctk  C  1,29 MPa

Modulo elastico istantaneo
: Ecm  22000 f cm 10

Coeff. di Poisson (calcestruzzo non fessurato)
:   0,20
0, 3
 32308 MPa
Calcestruzzo per cappe strutturali
Requisiti di base (calcestruzzo a prestazione garantita):
i)
Conformità alla
: UNI EN 206-1 e UNI 11104
j)
Classe di resistenza a compressione
: C28/35
k) Classe di esposizione
l)
: XC2
Dimensione massima nominale dell’aggregato
pag. 65 di 84
: 15 mm
m) Classe di contenuto in cloruri
: Cl 0.20
n) Massimo rapporto acqua/cemento
: 0,55
: 400 kg/m3
o) Minimo contenuto in cemento
p) Consistenza alla consegna (slump)
: S5
Caratteristiche meccaniche del calcestruzzo:
3

Resistenza cilindrica caratteristica a compressione : f ck  28,0 MPa

Resistenza cilindrica media a compressione
: f cm  f ck  8  36,0 MPa

Resistenza cilindrica di calcolo a compressione
: f cd   cc f ck  C  15,87 MPa

Resistenza cilindrica media a trazione semplice
: f ctm  0,30 f ck2 / 3  2,77 MPa

Resistenza cilindrica media a trazione per flessione : f cfm  1,2 f ctm  3,32 MPa

Resistenza cilindrica caratter. a trazione semplice : f ctk  0,7 f ctm  1,94 MPa

Resistenza cilindrica di calcolo a trazione semplice : f ctd  f ctk  C  1,29 MPa

Modulo elastico istantaneo
: Ecm  22000 f cm 10

:   0,20
0, 3
 32308 MPa
Acciaio per c.a. B450C
Valori nominali delle tensioni caratteristiche:

Tensione caratteristica nominale di snervamento
: f y ,nom  450 MPa

Tensione caratteristica nominale di rottura
: f t ,nom  540 MPa
Requisiti richiesti:

Tensione caratteristica di snervamento
: f y ,k  f y ,nom
(frattile 5.0%)

Tensione caratteristica di rottura
: f t ,k  f t ,nom
(frattile 5.0%)
1,15   f t f y k  1,35

 f f   1,25
: A   7,5 %


y
Allungamento
gt k
pag. 66 di 84
y ,nom k
(frattile 10.0%)
(frattile 10.0%)
(frattile 10.0%)
Diametro del mandrino per prove di piegamento a 90° e successivo raddrizzamento senza cricche:
4

  12 mm
: 4

12    16 mm
: 5

16    25 mm
: 8

25    40 mm
: 10
Acciaio da carpenteria
Per laminati a caldo con profili a sezione cava (UNI EN 10210-1) : S275H JR
Per laminati a caldo con profili a sezione aperta (UNI EN 10025-2) : S275H JR
Valori nominali delle tensioni caratteristiche (t ≤ 40 mm):
Tensione caratteristica di snervamento
: fyk = 275 MPa
Tensione caratteristica di rottura
: ftk = 430 MPa
5
Processi di saldatura
La saldatura degli acciai dovrà avvenire sulla base delle seguenti normative di riferimento:
UNI EN ISO 4063:2001
Saldatura, brasatura forte, brasatura dolce e saldobrasatura dei
metalli – Nomenclatura dei procedimenti e relativa codificazione
numerica per la rappresentazione simbolica sui disegni
UNI EN 1011-1:2005
Saldatura – Raccomandazioni per la saldatura dei materiali metallici
– Parte 1: Guida generale per la saldatura ad arco
UNI EN 1011-2:2005
– Parte 2: Saldatura ad arco di acciai ferritici
UNI EN 1011-3:2005
– Parte 3: Saldatura ad arco degli acciai inossidabili
UNI EN ISO 9692-1:2005
Saldatura e procedimenti connessi – Raccomandazioni per la
preparazione dei giunti – Parte 1: Saldatura ad arco con elettrodi
pag. 67 di 84
rivestiti, saldatura ad arco con elettrodo fusibile sotto protezione di
gas, saldatura TIG e saldatura mediante fascio degli acciai
Sono richieste caratteristiche di duttilità, snervamento, resistenza e tenacità in zona fusa e in zona
termica alterata non inferiori a quelle del materiale base.
6
Bulloni e barre filettate
I bulloni saranno conformi alle seguenti normative di riferimento:
UNI EN ISO 4016:2002
Viti a testa esagonale con gambo parzialmente filettato – Categoria
C
UNI 5592:1968
Dadi esagonali normali. Filettatura metrica ISO a passo grosso e a
passo fine. Categoria C
UNI EN ISO 898-1:2001
Caratteristiche meccaniche degli elementi di collegamento di acciaio
– Viti e viti prigioniere
Con riferimento a questa ultima si prescrive : Vite classe 8.8 + Dado classe 8
7
Legno lamellare (LL) e massiccio (LM)
Requisiti di base:
a) Legno lamellare classe GL28c
: UNI EN 1194
b) Legno lamellare GL24h
: UNI EN 1194
c) Legno massiccio (KVH o Bilama) classe C24
: UNI EN 338
Coefficienti di sicurezza parziali:
I coefficienti di sicurezza parziale dei suddetti materiali per le combinazioni fondamentali secondo
le NTC/2008 sono:
M =1.45
per il legno lamellare
M =1.50
per il legno massiccio
M =1.50
per le unioni reciproche
Classi di servizio e coefficienti correttivi:
pag. 68 di 84
Si considera una Classe di servizio 1 secondo le NTC/2008 perciò il coefficiente kmod che tiene
conto dell’effetto dell’umidità e della durata dei carichi vale, a favore di sicurezza:

per carichi di breve durata (neve):
kmod = 0.9
kmod = 0.9

per i carichi di media durata (accidentali solai) vale:
kmod = 0.8
kmod = 0.8

per i carichi istantanei (vento e sisma) vale:
kmod = 1.0
kmod = 1.0
Per la Classe di servizio 1, il coefficiente kdef che tiene conto della deformazione viscoelastica
secondo NTC/2008, vale:
kdef = 0.6
kdef = 0.6
Specifiche tecniche produttive:
-
Colla per legno lamellare: melaminica (UNI EN 301);
-
Trattamento superficiale: impregnante protettivo sugli elementi non rivestiti;
-
Preforature:
-
per chiodi aventi gambo > 4 mm
 foro = 0.8*gambo
per viti aventi gambo > 6 mm
 foro = 0.7*gambo
per perni e/o bulloni calibrati
 foro = gambo
Rondelle: dimensioni come indicato in UNI EN 1995-1-1:2005.
pag. 69 di 84
8
Muratura nuova
Requisiti di base:
Blocchi in laterizio semipieno:
a) Percentuale di foratura  < 45%;
b) Resistenza caratteristica a compressione: fbk > 10.0 MPa;
c) Sistema di attestazione della conformità: 4 (categoria II);
Malta:
a) Sistema di attestazione della conformità 2+;
b) Classe malta: M10;
c) Resistenza a compressione: fm = 10.0 MPa
Caratteristiche meccaniche della muratura:

Classe di esecuzione
: Classe 2

Coefficiente parziale
: 3,0

Resistenza caratteristica a compressione
: fk = 5,3 MPa

: fvk0 = 0,2 MPa

Modulo di elasticità normale secante
: E = 1000 fk = 5300 MPa

Modulo di elasticità tangenziale secante
: G = 0,4 E = 2120 MPa

:   0,40

Peso specifico
: W = 16,0 kN/m3
Udine, lì 31/03/2016
IL PROGETTISTA DELLE STRUTTURE
IL DIRETTORE DEI LAVORI
pag. 70 di 84
pag. 71 di 84
PIANO DI MANUTENZIONE DELLE PARTI STRUTTURALI DELL’OPERA
Il piano di manutenzione delle parti strutturali prescrive delle ispezioni di controllo (visivo) da
eseguire con cadenza annuale e da ripetere a seguito di ogni evento eccezionale che si possa
verificare (terremoto, urti, esplosioni, incendi, ecc.).
Tali controlli dovranno essere effettuati da personale specializzato e, qualora vengano riscontrate
delle anomalie, dovranno essere integrati da eventuali prove non distruttive.
L’esito di ogni ispezione deve formare oggetto di uno specifico rapporto da conservare insieme
alla relativa documentazione tecnica. A conclusione di ogni ispezione, inoltre, il tecnico incaricato
deve, se necessario, indicare gli eventuali interventi a carattere manutentorio da eseguire ed
esprimere un giudizio riassuntivo sullo stato d’opera.
Tutti gli elementi strutturali presenti devono garantire le specifiche prestazioni indicate nel progetto
strutturale, comunque non inferiori alle prestazioni prescritte dalle normative vigenti.
Si elencano di seguito, per i vari materiali ed elementi costruttivi presenti, le anomalie riscontrabili
e gli eventuali interventi di riparazione da effettuare.
1
Opere in cemento armato
1.1
Strutture di fondazione (travi, plinti, platee)
Anomalie riscontrabili:
-
Cedimenti differenziali con conseguenti abbassamenti del piano di imposta delle fondazioni
e perdita di perpendicolarità del fabbricato
-
Distacchi murari
-
Lesioni in elementi direttamente connessi alle strutture fondali
-
Comparsa di risalite di umidità
-
Corrosione delle armature degli elementi verticali spiccanti
1.2
Strutture in elevazione (pilastri, travi, pareti)
-
Distacchi
-
Lesioni
-
Cavillature
-
Comparsa di macchie di umidità
-
Difetti di verticalità
-
Sbandamenti fuori piano (pareti in c.a.)
pag. 72 di 84
1.3
Strutture orizzontali (solai in latero-cemento, solette in c.a.)
-
Distacchi e disgregazioni del materiale
-
Sfondellamenti
-
Fessurazioni
-
Comparsa di macchie di umidità
-
Eccessiva deformazione
-
Eccessiva vibrazione
1.4
In generale per le strutture in c.a.
Ispezione e controllo:
-
Eventuali fenomeni di deterioramento e degrado del materiale;
-
Eventuali fenomeni di dissesto delle strutture a causa di cedimenti differenziali;
-
Presenza di un quadro fessurativo che esuli dalle normali fessure da ritiro del calcestruzzo
in fase di maturazione, crepe causate da ritiro plastico per essicamento rapido, corrosione
delle armature per carbonatazione (verticale) o per cloruri (orizzontale, ritiro igrometrico,
scrostatura per azione espansiva dell'armatura ossidata, macchie per flusso di sali, polveri,
inquinanti vari;
-
Presenza di distacchi del copriferro delle opere che comporti l’esposizione all’ambiente
aggressivo / all’aria dei ferri d’armatura;
-
Presenza di fenomeni di risalita dell’umidità;
-
Eventuali avvallamenti delle strutture orizzontali che sono indice di eccessivi carichi di
esercizio e deformazioni.
Interventi di riparazione:
-
Riparazioni localizzate superficiali delle parti strutturali e sigillatura delle fessure
eventualmente presenti da effettuare con materiali adeguati;
-
Protezione dei calcestruzzi dalle azioni disgreganti (gelo, ambienti aggressivi) con
applicazione di film protettivi previo trattamento e/o sostituzione delle armature esposte;
-
In seguito alla comparsa di segni di cedimenti strutturali (lesioni, fessurazioni, rotture),
effettuare accurati accertamenti per la diagnosi e la verifica delle strutture , da parte di
tecnici qualificati, che possano individuare la causa/effetto del dissesto ed evidenziare
eventuali modificazioni strutturali tali da compromettere la stabilità delle strutture, in
particolare verificare la perpendicolarità del fabbricato. Procedere quindi al consolidamento
delle stesse a secondo del tipo di dissesti riscontrati.
Si raccomanda di contattare un tecnico abilitato ogni qualvolta:
pag. 73 di 84
-
Siano necessari interventi di ripristino per avere indicazioni riguardo i prodotti specifici e
quantitativo degli stessi da utilizzare;
-
Si manifesti un quadro fessurativo in rapida evoluzione o vengano predisposti di interventi
che vadano a variare dimensioni strutturali o carichi applicati.
2
Opere in acciaio
2.1
Strutture in elevazione (pilastri, travi) e relative giunzioni
-
Ossidazione/Corrosione degli elementi strutturali;
-
Sistemi di collegamento difettosi;
-
Difetti di verticalità / orizzontalità.
Controlli e interventi:
-
Per le strutture si prescrivono dei controlli visivi, specie nelle zone soggette a possibile
aggressione chimica, da effettuarsi con cadenza annuale, integrate da eventuali prove non
distruttive se venissero riscontrati dei difetti/anomalie;
-
Per i giunti si prescrive un controllo atto a verificare l’integrità delle giunzioni
(bullonate/saldate) con eventuale serraggio dei bulloni allentati e/o sostituzione degli
elementi ammalorati;
Si prescrive un controllo visivo delle strutture allo scopo di valutare la presenza di ruggine e/o
alterazioni
del
rivestimento
protettivo
(sfarinamenti,
screpolature,
vescicamento,
danneggiamenti…) predisponendo, eventualmente, in contradditorio con la committenza e il
progettista, un adeguato ripristino.
3
Opere in legno lamellare e massiccio
3.1
Strutture in elevazione (pilastri, travi)
-
Fenomeni di deterioramento e/o degrado del materiale;
-
Dissesto delle strutture dovuto a cedimenti differenziali;
-
Fessurazioni;
-
Lesioni;
-
Comparsa di macchie di umidità (dovuti ad infiltrazioni dalla copertura, umidità in
corrispondenza degli appoggi delle travi);
-
Difetti di verticalità e/o eccessiva deformazione delle travi (mancanza di orizzontalità);
-
Stato delle carpenterie metalliche di eventuali giunzioni tra gli elementi strutturali.
pag. 74 di 84
3.2
Strutture orizzontali (solai in legno)
-
Fessurazioni;
-
Eccessiva deformazione delle travi di orditura (mancanza di orizzontalità con frecce di
inflessione marcate);
-
Eccessiva vibrazione;
-
Danni causati dall’umidità o da attacchi di insetti (rosume, fori da sfarfallamento) per le
parti esposte agli agenti atmosferici e all’aria (specie nelle strutture di copertura).
Particolare attenzione deve essere posta per le connessioni legno-acciaio che dovranno essere
visionate da un tecnico specializzato ogni 2 anni allo scopo di accertare le condizioni di tutte le
bullonature e dei collegamenti tra le strutture orizzontali e verticali.
4
Opere in muratura
4.1
Strutture in elevazione (murature in blocchi)
-
Distacchi;
-
Fessurazioni /eccessiva deformazione;
-
Comparsa di macchie di umidità / Efflorescenze;
-
Difetti di verticalità;
-
Sbandamenti fuori piano;
-
Polverizzazione della malta.
4.2
Elementi strutturali controterra
Gli elementi strutturali controterra in ca svolgono la funzione di contenimento del terreno e di
eventuali carichi accidentali localizzati a tergo dell’opera. Le azioni permanenti sopportate sono
essenzialmente dovute al peso proprio dell’opera e alla spinta delle terre, mentre le azioni variabili
sono indotte dai carichi posti sul terrapieno sostenuto dalla struttura.
-
Assenza di drenaggio – drenaggio insufficiente e/o occlusione o malfunzionamento dei
sistemi di smaltimento o dispersione;
-
Corrosione delle armature – fenomeni dovuti al contatto diretto delle armature con
l’atmosfera esterna e/o in conseguenza di altri fenomeni di degrado a carico del cls;
-
Degrado del cemento – disgregazione delle parti e la comparsa a vista dei ferri d’armatura
per effetti ed origini diverse (ciclio gelo-disgelo, reazione alcali aggregato, attacco solfati,
carbonatazione, abrasione);
pag. 75 di 84
-
Distacco di parte del cls (copriferro) – esposizione diretta delle armature ai fenomeni di
corrosione per l’azione degli agenti atmosferici;
-
Fessurazioni /cavillature – presenza di rotture (singole, ramificate, ortogonali o parallele
alle barre) che possono interessare parte e/o l’intero spessore dell’opera;
-
Penetrazione di umidità – comparsa di macchie dovute all’assorbimento dell’acqua;
-
Fenomeni di schiacciamento e/o principi di ribaltamento/scorrimento – dovuti a seguito di
eventi straordinari quali frane e smottamenti che comportino perdita di verticalità dell’opera
o suo slittamento rispetto l’originale posizione;
-
Presenza di vegetazione – vegetazione infestante caratterizzata dal prolificare di licheni,
muschi e piante lungo la superficie.
Si riportano di seguito i controlli da eseguire con cadenza di circa 6 mesi e le operazioni da
svolgere:
-
Controllare la stabilità delle strutture e l’assenza di eventuali anomalie, in particolare la
comparsa di segni di evidenti dissesti quali fessurazioni, lesioni e principi di ribaltamento;
-
Verifica dello stato del calcestruzzo: controllo del degrado, di eventuali processi di
carbonatazione e/o corrosione, integrità del copriferro;
-
Verifica dell’efficacia dei sistemi di drenaggio e smaltimento delle acque meteoriche;
-
Rimozione della vegetazione in eccesso lungo le superfici a vista e di eventuali depositi
(terreno, fogliame) presenti lungo le linee di drenaggio.
Nei casi in cui si identifichino delle parti ammalorate si proceda con un intervento di ripristino del
calcestruzzo secondo la seguente procedura:
-
fase preliminare di preparazione del supporto: idrodemolizione ad alta pressione del cls
ammalorato, la pulizia dei ferri d’armatura esistenti e applicazione di malte anticorrosive;
-
ricostruzione e rinforzo della parte ammalorata posizionando casseri e apportando un
adeguato spessore di cls (nuovo spessore di copriferro) di adeguate proprietà meccaniche.
Udine, lì 31/03/2016
IL COMMITTENTE
pag. 76 di 84
RELAZIONE GEOTECNICA E SULLE FONDAZIONI
Per la determinazione delle caratteristiche geotecniche del terreno di fondazione si è fatto
riferimento alla Relazione geologica redatta in data marzo 2016 dal dott. Geol. Marco Bernardi.
Le caratteristiche del terreno sono state determinate alla luce delle indagini svolte in situ:
-
Rilevamento di campagna
-
Prova HVSR
-
Prova MASW
-
N. 2 prove penetro metriche dinamiche
-
N. 3 sondaggi geognostici
La stratigrafia ha rilevato la presenza di uno strato superficiale di argille bruno-rossastre di
spessore approssimativamente pari a 1 m, su cui verranno impostati i cordoli di sottofondazione
(quota -0,65 dal p.c.), caratterizzato dai seguenti valori dei parametri geotecnici:
c  1,5 kg/cm2 = 0,015 kPa
Coesione
  17 kN/m3
Peso di volume naturale
Da -1 m a -1,4 m si rileva uno strato misto argilla-ghiaia:
c  2,5 kg/cm2 = 0,025 kPa
Coesione
  17,5 kN/m3
Da -1,4 m a -2 m il terreno è costituito da ghiaia a matrice argillosa:
  40
Angolo d’attrito interno
  18,5 kN/m3
A seguire è stato rilevato uno strato di ghiaia a matrice sabbiosa densa fino alla quota a cui si
sono spinti i sondaggi.
La profondità della falda freatica risulta all’incirca pari a -69 m dal p.c. e perciò è del tutto
ininfluente sulla progettazione geotecnica delle strutture fondali.
pag. 77 di 84
La classificazione sismica del suolo è stata effettuata sulla base delle prove MASW da cui risulta
che la velocità Vs,30 delle onde di taglio media sullo strato è di 491 m/s. Il sottosuolo risulta dunque
ascrivibile alla categoria B di cui alla Tab. 3.2.II di cui al § 3.2.2 del D.M. 14/01/08 (rocce tenere e
depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fina molto consistenti).
Si rileva infine che sul sito in cui ricade la costruzione, data la composizione del suolo e l’assenza
di una falda superficiale, non sussiste alcun rischio di liquefazione.
Per quanto riguarda le verifiche di capacità portante del terreno e di resistenza delle strutture
fondali si rimanda integralmente al corrispondente capitolo della Relazione di calcolo delle
strutture.
Udine, lì 31/03/2016
pag. 78 di 84
RELAZIONE SULLA MODELLAZIONE SISMICA
5
Vita nominale – Classe d’uso – Periodo di riferimento
Tipo di costruzione
: 2 (opere ordinarie)
(Tab. 2.4.I, § 2.4.1, D.M. 14/01/08)
Vita nominale VN
: 50 anni
(Tab. 2.4.I, § 2.4.1, D.M. 14/01/08)
Classe d’uso
: II (normali affollamenti)
(§ 2.4.2, D.M. 14/01/08)
Coefficiente d’uso CU
: 1,0
(Tab. 2.4.II, § 2.4.3, D.M. 14/01/08)
Periodo di riferimento VR
: 50 anni
(§ 2.4.3, D.M. 14/01/08)
6
Categoria di sottosuolo e condizioni topografiche
Come specificato nella Relazione geotecnica e sulle fondazioni il sottosuolo risulta ascrivibile alla
categoria B di cui alla Tab. 3.2.II, § 3.2.2 del D.M. 14/01/08.
Ai sensi della Tab. 3.2.IV di cui al § 3.2.2 del D.M. 14/01/08, la categoria topografica di riferimento
è la T1 (superficie pianeggiante).
7
Stati limite e probabilità di superamento
Ai sensi del § 7.1 del D.M. 14/01/08, vengono presi in considerazione gli effetti dei seguenti stati
limite sismici:
Stati Limite di Esercizio:
Stato Limite di Danno (SLD)
→
PVR  63 %
→
PVR  10 %
Stati Limite Ultimi:
Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV)
dove PVR rappresenta la probabilità di superamento nel periodo di riferimento VR come da Tab.
3.2.I di cui al § 3.2.1 del D.M. 14/01/08.
8
Parametri di pericolosità sismica di progetto
Per la definizione dell’azione sismica si fa riferimento alla zonizzazione di cui al D.M. 14/01/08. In
particolare il sito e le strutture in esame sono caratterizzati dai seguenti parametri di pericolosità
sismica di progetto:
pag. 79 di 84
Latitudine
: 45,775770 °N
Longitudine
: 12,047892 °E
TC*
Stato
TR
ag
Limite
[anni]
[g]
SLO
30
0,054
2,469
0,236
SLD
50
0,072
2,459
0,251
SLV
475
0,212
2,400
0,319
SLC
975
0,287
2,429
0,339
F0
[s]
Parametri di pericolosità sismica di progetto
9
Spettri di risposta elastici in accelerazione delle componenti orizzontali
Sulla base delle informazioni riportate in precedenza ed ai sensi del § 3.2.3.2.1 del D.M. 14/01/08,
si determinano i seguenti parametri degli spettri di risposta elastici in accelerazione delle
componenti orizzontali allo SLD ed allo SLV:
Coefficiente di amplificazione stratigrafica SS:
1,00  1,40  0,40 F0
ag
g
 1,20
pag. 80 di 84
S S  1,200
(SLD)
S S  1,196
(SLV)
Coefficiente di amplificazione topografica ST:
ST  1,000
(SLD e SLV)
S  1,200
(SLD)
S  1,196
(SLV)
CC  1,450
(SLD)
CC  1,382
(SLV)
Coefficiente di amplificazione S:
S  S S ST
Coefficiente CC:
 
CC  1,10  TC*
0, 20
Periodo corrispondente all’inizio del tratto a velocità costante dello spettro TC:
TC  0,364 s (SLD)
TC  CC TC*
TC  0,441 s (SLV)
Periodo corrispondente all’inizio del tratto ad accelerazione costante dello spettro TB:
TB 
TC
3
TB  0,121 s (SLD)
TB  0,147 s (SLV)
Periodo corrispondente all’inizio del tratto a spostamento costante dello spettro TD:
TD  4,0
ag
g
 1,6
TD  1,889 s (SLD)
TD  2,449 s (SLV)
pag. 81 di 84
Spettro di risposta elastico in accelerazione delle componenti orizzontali allo SLD
pag. 82 di 84
Spettro di risposta elastico in accelerazione delle componenti orizzontali allo SLV
pag. 83 di 84
Spettri di risposta elastici in accelerazione delle componenti orizzontali allo SLD ed allo SLV
Udine, lì 31/03/2016
ALLEGATI DI CALCOLO
Allegato di calcolo: Analisi statiche non lineari e cinematismi di collasso
pag. 84 di 84
Comune di Montebelluna – Restauro della “Grande Barchessa Manin”
ALLEGATO
Analisi statiche non lineari
e cinematismi di collasso
SI GM FL/si - 5014E-RELCA-01-00.DOC pag.
pag. 1 di 77
pag. 2 di 77
INDICE GENERALE
VALUTAZIONE DEL MIGLIORAMENTO SISMICO ........................................................................ 5
1
MODELLO STATO DI FATTO ................................................................................................. 5
1.1
1.1.1
Ribaltamento facciata Sud ......................................................................................... 8
1.1.2
Ribaltamento facciata Nord ..................................................................................... 11
1.1.3
Ribaltamento facciata Est ........................................................................................ 13
1.1.4
Sintesi risultati analisi cinematica............................................................................. 14
1.2
2
Risultati analisi cinematica ................................................................................................ 8
Risultati analisi pushover ................................................................................................ 16
1.2.1
Analisi pushover Direzione X ................................................................................... 16
1.2.2
Analisi pushover Direzione Y ................................................................................... 30
1.2.3
Sintesi risultati analisi pushover Stato di Fatto ......................................................... 42
MODELLO STATO DI PROGETTO ....................................................................................... 44
2.1
Risultati analisi pushover ................................................................................................ 47
2.1.1
Analisi pushover Direzione X ................................................................................... 47
2.1.2
Analisi pushover direzione Y .................................................................................... 61
2.1.3
Riepilogo e confronto ............................................................................................... 73
2.2
Giudizio motivato di accettabilità dei risultati ................................................................... 77
pag. 3 di 77
pag. 4 di 77
VALUTAZIONE DEL MIGLIORAMENTO SISMICO
Per la determinazione del miglioramento sismico viene condotta una analisi statica di tipo non
lineare nelle condizioni pre e post intervento utilizzando il programma PC.M 2015 della AEDES. Di
seguito si riportano i principali dati di input dei modelli strutturali considerati ed i risultati delle
analisi.
1
MODELLO STATO DI FATTO
Modello di calcolo stato di fatto
L’edificio oggetto d’esame presenta una pianta regolare inscrivibile in un rettangolo 30.3x13.6 m;
L’elevazione consta di due piani fuoriterra in muratura di altezza 5.05 m il piano terra e ≈4.0 m il
piano primo, entrambi privi di cordolature; le murature presentano mediamente uno spessore di
40-43 cm su tutta l’altezza del fabbricato e sono costituite da pietrame e ciottoli aventi vagliatura
variabile ma ben coesa. Dai saggi effettuati in prossimità dei principali incroci murari si osserva
che gli ammorsamenti tra le murature perimetrali incidenti appaiono avere una discreta efficienza,
viceversa quelli tra le murature perimetrali e le murature di spina interne appaiono poco o per nulla
efficaci; in fase di modellazione ciò è stato recepito mediante svincolamenti totali o parziali a
seconda del grado di ammorsamento rilevato.
pag. 5 di 77
L’impalcato del primo piano è in gran parte in struttura lignea con un doppio tavolato separato da
un intercapedine intermedia di 10 cm. Fanno eccezione il vano scale in corrispondenza allo
spigolo Sud-Ovest in c.a. e l’ala Est il cui impalcato è costituita da profili in acciaio tipo IPE 200 nel
cui spessore sono inseriti elementi in laterizio di del tipo a volterrane la cui staticità è viene
assicurata ”per forma”; la struttura di quest’ultimo è completata da una rasatura fino alla quota di
estradosso dell’ala superiore. In fase di modellazione nessuno dei suddetti impalcati è statao
considerato non idoneo a costituire un efficace impalcato rigido.
La copertura lignea a due falde è costituita da una serie di puntoni (approssimativamente
equispaziati) sorretti da una articolata serie di capriate, di travi di colmo, di terzere e di bordonali.
Alla quota intradossale dei tiranti delle capriate è presente un controsoffitto in “cannicciato”. Data
l’assenza di cordolature o elementi in grado di ripartire il carico ai singoli maschi nel modello è
stato ritenuto opportuno riprodurre l’ossatura principale della copertura.
Le forometrie sui paramenti murari sono sempre allineate tra piano terra e piano primo (eccezzion
fatta per il paramento interno che divide l’ala Est dal corpo centrale dell’edificio) e definiscono una
distribuzione di maschi murari in pianta che rivela le seguenti caratteristiche:
- in direzione parallela al lato maggiore (d’ora in avanti chiamata direzione X), data l’ampiezza
delle aperture delle pareti Nord, si rileva uno squilibrio tra le rigidezze dei principali paramenti;
- in direzione ortogonale al lato maggiore viceversa la distribuzione delle rigidezze è pressochè
simmetrica. La criticità in questa direzione è rappresentata dall’assenza di pareti di spina in zona
centrale.
Di seguito si riporta il telaio equivalente al modello precedentemente descritto:
Telaio equivalente
pag. 6 di 77
Nella figura seguente è riportata la tipologia dei materiali costituenti gli elementi strutturali:
Modello di calcolo stato di fatto
Caratteristiche meccaniche dei materiali:
Tipologia di muratura
τ0
fcm
Colore
Muratura in pietrame
2
E
2
G
2
[N/mm ]
w
2
[N/mm ]
3
[N/cm ]
[N/cm ]
[kN/m ]
1.26
0.023
783
261
19
3.20
0.076
1500
500
18
misto*
Muratura in mattoni pieni
e malta di calce*
*I valori riportati, relativi alle murature esistenti, vanno ridotti in funzione del fattore di confidenza FC = 1.20.
In accordo con quanto stabilito dalle NTC 2008 per un livello di conoscenza LC2 i parametri
meccanici da considerare sono i valori medi della tabella C8A.2.1. Per la muratura in pietrame
misto si è tenuto conto di un coefficiente peggiorativo di 0.9 (nucleo scadente).
pag. 7 di 77
1.1
Risultati analisi cinematica
L’assenza di impalcati rigidi e cordolature sia a livello di impalcato che sommitali unite allo scarso
ammorsamento riscontrato tra i muri di spina centrale e le murature perimetrali suggeriscono lo
studio, preventivo ad un’analisi globale, dei possibili cinematismi locali innescabili.
1.1.1
Ribaltamento facciata Sud
Dati generali
|
V
|
H
|
Z
|
(m^3)
|
(m)
|
(m)
|
T1
|
γ
| (sec) |
|
FC
| SLD |
|
|
|
|---------------------------------------------------------|
|
48.422 |
9.140 |
0.000 | 0.263 | 1.200 | 1.000 |
|
----------------------------------------------------------V
= volume dei corpi partecipanti al meccanismo
H
= altezza della struttura rispetto alla fondazione
Z
= altezza rispetto alla fondazione del baricentro delle linee di vincolo
T1
= primo periodo di vibrazione
γ
= Coefficiente di partecipazione modale
FC
= fattore di confidenza
tra i corpi del meccanismo ed il resto della struttura
SLD = X indica che è richiesta la verifica di sicurezza per SLD
Asse di rotazione
| Coord. punto iniziale (m)|
|
X
|
Y
|
Z
|
Coord. punto finale (m) | Arretr.|
X
|
Y
|
Z
|
(m)
k
|
|
|
N
(kN)
|
fd
|
| (N/mm^2)|
a
|
(m)
|
|-----------------------------------------------------------------------------------------------|
|
11.531|
2.954|
0.000|
23.651|
2.954|
0.000|
0.080|0.500| 1011.80|
0.525 | 12.120|
------------------------------------------------------------------------------------------------n. = numero consecutivo dell'asse di rotazione
X,Y,Z
=
coordinate
dei
punti
iniziale
e
finale
arretramento)
Carichi
pag. 8 di 77
dell'asse
di
rotazione
(considerando
l'eventuale
|n.|
|
tipologia | Punto di applicazione (m)| Carico permanente G (kN) | Carico variabile Q (kN)
|
|
X
|
Y
|
Z
|
GX
|
GY
|
GZ
|
QX
|
QY
|
QZ
|
ψ2
|
|
|
|-------------------------------------------------------------------------------------------------------|
| 1|peso proprio|
17.605|
3.092|
2.602|
0.00|
0.00| -446.17|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 2| da solaio
12.245|
3.305|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|
0.00|
| 3| da solaio
|
16.265|
3.305|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
| 4| da solaio
|
19.065|
3.305|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
| 5| da solaio
0.00| 0.60 |
|
23.115|
3.305|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
| 6|peso proprio|
10.509|
3.090|
9.096|
0.00|
0.00|
-1.35|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 7| da solaio
|
10.636|
3.305|
8.922|
0.00|
0.00|
-8.22|
0.00|
0.00|
-3.77| 0.00 |
| 8|peso proprio|
11.937|
3.090|
9.094|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 9| da solaio
11.937|
3.305|
8.922|
0.00|
0.00|
-7.03|
0.00|
0.00|
-3.23| 0.00 |
|
|10|peso proprio|
14.784|
3.090|
9.095|
0.00|
0.00|
-3.67|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|11| da solaio
|
14.784|
3.305|
8.922|
0.00|
0.00|
-26.33|
0.00|
0.00|
-12.08| 0.00 |
|12|peso proprio|
17.630|
3.090|
9.094|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|13| da solaio
|
17.630|
3.305|
8.922|
0.00|
0.00|
-7.03|
0.00|
0.00|
-3.23| 0.00 |
|14|peso proprio|
20.476|
3.090|
9.095|
0.00|
0.00|
-3.67|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|15| da solaio
|
20.476|
3.305|
8.922|
0.00|
0.00|
-26.33|
0.00|
0.00|
-12.08| 0.00 |
|16|peso proprio|
24.925|
3.090|
9.096|
0.00|
0.00|
-1.64|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|17| da solaio
|
24.624|
3.305|
8.922|
0.00|
0.00|
-8.22|
0.00|
0.00|
-3.77| 0.00 |
|18|peso proprio|
23.322|
3.090|
9.094|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|19| da solaio
|
23.322|
3.305|
8.922|
0.00|
0.00|
-7.03|
0.00|
0.00|
-3.23| 0.00 |
|20|peso proprio|
17.725|
3.092|
7.164|
0.00|
0.00| -426.83|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|21|peso proprio|
14.805|
3.259|
2.525|
0.00|
0.00|
-16.07|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|22| da solaio
|
14.555|
3.365|
4.750|
0.00|
0.00|
-0.56|
0.00|
0.00|
-0.85| 0.60 |
|23| da solaio
|
14.605|
3.425|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|24| da solaio
|
15.005|
3.425|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|25| da solaio
|
15.055|
3.365|
4.750|
0.00|
0.00|
-0.30|
0.00|
0.00|
-0.45| 0.60 |
|26|peso proprio|
20.630|
3.259|
2.525|
0.00|
0.00|
-17.68|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|27| da solaio
|
20.355|
3.365|
4.750|
0.00|
0.00|
-0.32|
0.00|
0.00|
-0.48| 0.60 |
|28| da solaio
|
20.417|
3.425|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|29| da solaio
|
20.842|
3.425|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|30| da solaio
|
20.905|
3.365|
4.750|
0.00|
0.00|
-0.54|
0.00|
0.00|
-0.81| 0.60 |
--------------------------------------------------------------------------------------------------------n. = numero consecutivo del carico
tipologia: peso proprio, da solaio, catena o generico
X,Y,Z = coordinate del punto di applicazione del carico nel sistema di riferimento globale XYZ
GX,GY,GZ, QX,QY,QZ = componenti del carico nel sistema XYZ
ψ2 = coefficiente di combinazione per il carico variabile (Tab.2.5.I), il valore di ψ2
(per carichi da solaio con più variabili aventi diversi coefficienti di combinazione,
mostrato in tabella è pari alla media pesata: P=G+ψ2*Q, con G e Q carichi totali del solaio)
Forze, spostamenti, lavoro
|n.| Carico totale G+ψ2*Q (kN)| Forza inerziale(kN) | Spostamenti virtuali (mm)|Lavoro virtuale (kN*mm)|
|
|
PX
|
PY
|
PZ
|
EX
|
EY
|
δX
|
δY
|
δZ
|
L1
|
L2
|
|------------------------------------------------------------------------------------------------------|
| 1|
0.00|
0.00| -446.17|
0.00 |
-446.17 |
0.000|
-2.602|
0.136|
-60.831|
1161.040|
| 2|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
-4.750|
0.348|
0.000|
0.000|
| 3|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
-4.750|
0.348|
0.000|
0.000|
| 4|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
-4.750|
0.348|
0.000|
0.000|
| 5|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
-4.750|
0.348|
0.000|
0.000|
| 6|
0.00|
0.00|
-1.35|
0.00 |
-1.35 |
0.000|
-9.096|
0.131|
-0.177|
12.317|
| 7|
0.00|
0.00|
-8.22|
0.00 |
-8.22 |
0.000|
-8.922|
0.346|
-2.845|
73.355|
| 8|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00 |
-0.41 |
0.000|
-9.095|
0.131|
-0.054|
3.754|
| 9|
0.00|
0.00|
-7.03|
0.00 |
-7.03 |
0.000|
-8.922|
0.346|
-2.434|
62.764|
|10|
0.00|
0.00|
-3.67|
0.00 |
-3.67 |
0.000|
-9.096|
0.131|
-0.481|
33.384|
|11|
0.00|
0.00|
-26.33|
0.00 |
-26.33 |
0.000|
-8.922|
0.346|
-9.113|
234.972|
|12|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00 |
-0.41 |
0.000|
-9.095|
0.131|
-0.054|
3.754|
|13|
0.00|
0.00|
-7.03|
0.00 |
-7.03 |
0.000|
-8.922|
0.346|
-2.434|
62.764|
|14|
0.00|
0.00|
-3.67|
0.00 |
-3.67 |
0.000|
-9.096|
0.131|
-0.481|
33.384|
|15|
0.00|
0.00|
-26.33|
0.00 |
-26.33 |
0.000|
-8.922|
0.346|
-9.113|
234.972|
|16|
0.00|
0.00|
-1.64|
0.00 |
-1.64 |
0.000|
-9.096|
0.131|
-0.214|
14.898|
|17|
0.00|
0.00|
-8.22|
0.00 |
-8.22 |
0.000|
-8.922|
0.346|
-2.845|
73.355|
pag. 9 di 77
|18|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00 |
-0.41 |
0.000|
-9.095|
0.131|
-0.054|
3.754|
|19|
0.00|
0.00|
-7.03|
0.00 |
-7.03 |
0.000|
-8.922|
0.346|
-2.434|
62.764|
|20|
0.00|
0.00| -426.83|
0.00 |
-426.83 |
0.000|
-7.164|
0.134|
-57.220|
3057.871|
|21|
0.00|
0.00|
-16.07|
0.00 |
-16.07 |
0.000|
-2.525|
0.303|
-4.876|
40.583|
|22|
0.00|
0.00|
-1.07|
0.00 |
-1.07 |
0.000|
-4.750|
0.408|
-0.435|
5.066|
|23|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
-4.750|
0.468|
0.000|
0.000|
|24|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
-4.750|
0.468|
0.000|
0.000|
|25|
0.00|
0.00|
-0.57|
0.00 |
-0.57 |
0.000|
-4.750|
0.408|
-0.231|
2.690|
|26|
0.00|
0.00|
-17.68|
0.00 |
-17.68 |
0.000|
-2.525|
0.303|
-5.364|
44.642|
|27|
0.00|
0.00|
-0.61|
0.00 |
-0.61 |
0.000|
-4.750|
0.408|
-0.248|
2.885|
|28|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
-4.750|
0.468|
0.000|
0.000|
|29|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
-4.750|
0.468|
0.000|
0.000|
|30|
0.00|
0.00|
-1.03|
0.00 |
-1.03 |
0.000|
-4.750|
0.408|
-0.419|
4.872|
-------------------------------------------------------------------------------------------------------n. = numero consecutivo del carico
PX,PY,PZ = componenti del carico totale G+ψ2*Q nel sistema XYZ
EX,EY
= componenti orizzontali della forza inerziale corrispondente al carico
δX,δY,δZ = spostamenti virtuali del punto di applicazione del carico nel sistema XYZ
(angolo di rotazione virtuale intorno all'asse di rotazione pari a 1 mrad)
L1 = lavoro virtuale delle forze statiche. Da (C8A.4.1): L1=Σ(1,...,n)[Pi*δYi]+Σ(1,...,o)[Fh*δh]
L2
=
lavoro
virtuale
delle
forze
inerziali
(sismiche).
Da
(C8A.4.1):
L2=Σ(1,...,n)[Pi*δXi]+Σ(n+1,...,n+m)[Pj*δXj]
Moltiplicatore di collasso, Massa partecipante, Accelerazione di attivazione del meccanismo
|
α0
|
|
|
M*
|
(kgm)
e*
|
|
a0*
|
|
(g)
|
|------------------------------------|
|
0.031 |
83613| 1.000 | 0.031 |
-------------------------------------α0
= moltiplicatore di collasso
M*
= massa partecipante (C8A.4.3)
e*
= frazione di massa partecipante
a0* = accelerazione spettrale di attivazione del meccanismo (C8A.4.4)
SLV: Verifiche di sicurezza
|
a1* |
a2* |
a*
|
PGA
| TR
| VN
| PGA,CLV
|
(g) |
(g) |
(g)
|
CLV
| CLV
| CLV
| /PGA,DLV | /TR,DLV |
| TR,CLV
|
|------------------------------------------------------------------|
| 0.126 | 0.000 | 0.126 | 0.062 |
28 |
3 |
0.245
|
0.059 |
-------------------------------------------------------------------a1* = accelerazione spettrale richiesta su sistema rigido (C8A.4.9)
a2* = accelerazione spettrale richiesta su sistema deformabile (C8A.4.10)
PGA,CLV = capacità in termini di PGA per SLV
TR,CLV
= capacità in termini di periodo di ritorno TR per SLV
VN,CLV
= capacità in termini di Vita Nominale per SLV
PGA,CLV / PGA,DLV = I.R.S.PGA = indicatore di Rischio Sismico in termini di PGA per SLV
TR,CLV / TR,DLV
= I.R.S. TR = indicatore di Rischio Sismico in termini di periodo di ritorno TR per SLV
pag. 10 di 77
1.1.2
Ribaltamento facciata Nord
Dati generali [2) Ribaltamento Facciata Nord]
|
V
|
H
|
Z
|
T1 |
γ
| FC
| SLD |
| (m^3) |
(m) | (m)
| (sec) |
|
|
|
|---------------------------------------------------------|
| 31.040 | 9.140 | 0.000 | 0.263 | 1.200 | 1.000 |
|
----------------------------------------------------------V
H
Z
T1 = primo periodo di vibrazione
γ
FC = fattore di confidenza
Asse di rotazione [2) Ribaltamento Facciata Nord]
| Coord. punto iniziale (m)| Coord. punto finale (m) | Arretr.| k |
N
|
fd
|
a
|
|
X
|
Y
|
Z
|
X
|
Y
|
Z
|
(m) |
| (kN) | (N/mm^2)| (m) |
|-----------------------------------------------------------------------------------------------|
| 21.625| 12.520|
0.000| 13.635| 12.520|
0.000|
0.104|0.667| 657.51|
0.525 | 7.990|
X,Y,Z
= coordinate dei punti iniziale e finale dell'asse di rotazione (considerando l'eventuale
arretramento)
Carichi [2) Ribaltamento Facciata Nord]
|n.| tipologia | Punto di applicazione (m)| Carico permanente G (kN) | Carico variabile Q (kN) | ψ2 |
| |
|
X
|
Y
|
Z
|
GX
| GY
| GZ
|
QX
| QY
| QZ
|
|
|-------------------------------------------------------------------------------------------------------|
| 1|peso proprio| 17.628| 12.412|
7.079|
0.00|
0.00| -306.51|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 2|peso proprio| 20.425| 12.410|
9.096|
0.00|
0.00|
-3.60|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 3| da solaio | 20.425| 12.195|
8.922|
0.00|
0.00| -24.47|
0.00|
0.00| -11.22| 0.00 |
| 4|peso proprio| 17.625| 12.410|
9.094|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 5| da solaio | 17.625| 12.195|
8.922|
0.00|
0.00|
-6.67|
0.00|
0.00|
-3.06| 0.00 |
| 6|peso proprio| 14.830| 12.410|
9.096|
0.00|
0.00|
-3.59|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 7| da solaio | 14.830| 12.195|
8.922|
0.00|
0.00| -24.41|
0.00|
0.00| -11.19| 0.00 |
| 8|peso proprio| 20.630| 12.249|
2.525|
0.00|
0.00| -17.15|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 9| da solaio | 20.355| 12.140|
4.750|
0.00|
0.00|
-0.29|
0.00|
0.00|
-0.44| 0.60 |
|10| da solaio | 20.905| 12.140|
4.750|
0.00|
0.00|
-0.49|
0.00|
0.00|
-0.75| 0.60 |
|11|peso proprio| 17.630| 12.412|
2.812|
0.00|
0.00| -230.50|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|12| da solaio | 13.821| 12.195|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|13| da solaio | 16.265| 12.195|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|14| da solaio | 19.065| 12.195|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|15| da solaio | 21.532| 12.195|
4.750|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00| 0.60 |
|16|peso proprio| 14.807| 12.169|
2.933|
0.00|
0.00| -21.20|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|17| da solaio | 14.555| 11.960|
4.750|
0.00|
0.00|
-2.18|
0.00|
0.00|
-3.31| 0.60 |
|18| da solaio | 15.055| 11.960|
4.750|
0.00|
0.00|
-1.16|
0.00|
0.00|
-1.76| 0.60 |
|19|peso proprio| 20.630| 11.953|
4.062|
0.00|
0.00|
-6.23|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
pag. 11 di 77
|20| da solaio | 20.355| 11.905|
4.750|
0.00|
0.00|
-0.95|
0.00|
0.00|
-1.44| 0.60 |
|21| da solaio | 20.905| 11.905|
4.750|
0.00|
0.00|
-1.61|
0.00|
0.00|
-2.44| 0.60 |
--------------------------------------------------------------------------------------------------------n. = numero consecutivo del carico
Forze, spostamenti, lavoro [2) Ribaltamento Facciata Nord]
| |
PX
| PY
| PZ
|
EX
|
EY
|
δX
|
δY
|
δZ
|
L1
|
L2
|
|------------------------------------------------------------------------------------------------------|
| 1|
0.00|
0.00| -306.51|
0.00 |
306.51 |
0.000|
7.079|
0.105|
-32.127|
2169.826|
| 2|
0.00|
0.00|
-3.60|
0.00 |
3.60 |
0.000|
9.096|
0.106|
-0.381|
32.697|
| 3|
0.00|
0.00| -24.47|
0.00 |
24.47 |
0.000|
8.922|
0.321|
-7.855|
218.319|
| 4|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00 |
0.41 |
0.000|
9.095|
0.106|
-0.044|
3.754|
| 5|
0.00|
0.00|
-6.67|
0.00 |
6.67 |
0.000|
8.922|
0.321|
-2.142|
59.542|
| 6|
0.00|
0.00|
-3.59|
0.00 |
3.59 |
0.000|
9.096|
0.106|
-0.380|
32.622|
| 7|
0.00|
0.00| -24.41|
0.00 |
24.41 |
0.000|
8.922|
0.321|
-7.838|
217.823|
| 8|
0.00|
0.00| -17.15|
0.00 |
17.15 |
0.000|
2.525|
0.270|
-4.633|
43.309|
| 9|
0.00|
0.00|
-0.56|
0.00 |
0.56 |
0.000|
4.750|
0.378|
-0.210|
2.644|
|10|
0.00|
0.00|
-0.94|
0.00 |
0.94 |
0.000|
4.750|
0.378|
-0.356|
4.466|
|11|
0.00|
0.00| -230.50|
0.00 |
230.50 |
0.000|
2.813|
0.107|
-24.651|
648.296|
|12|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
4.750|
0.323|
0.000|
0.000|
|13|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
4.750|
0.323|
0.000|
0.000|
|14|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
4.750|
0.323|
0.000|
0.000|
|15|
0.00|
0.00|
0.00|
0.00 |
0.00 |
0.000|
4.750|
0.323|
0.000|
0.000|
|16|
0.00|
0.00| -21.20|
0.00 |
21.20 |
0.000|
2.933|
0.350|
-7.414|
62.167|
|17|
0.00|
0.00|
-4.17|
0.00 |
4.17 |
0.000|
4.750|
0.558|
-2.326|
19.813|
|18|
0.00|
0.00|
-2.21|
0.00 |
2.21 |
0.000|
4.750|
0.558|
-1.235|
10.522|
|19|
0.00|
0.00|
-6.23|
0.00 |
6.23 |
0.000|
4.062|
0.565|
-3.521|
25.295|
|20|
0.00|
0.00|
-1.82|
0.00 |
1.82 |
0.000|
4.750|
0.613|
-1.114|
8.638|
|21|
0.00|
0.00|
-3.07|
0.00 |
3.07 |
0.000|
4.750|
0.613|
-1.882|
14.590|
EX,EY
L2 = lavoro virtuale delle forze inerziali (sismiche). Da (C8A.4.1):
Moltiplicatore di collasso, Massa partecipante, Accelerazione di attivazione del meccanismo [2) Ribaltamento
Facciata Nord]
|
α0
|
M*
|
e* | a0* |
|
|
(kgm) |
| (g) |
|------------------------------------|
|
0.027 |
56846| 1.000 | 0.027 |
-------------------------------------α0 = moltiplicatore di collasso
M* = massa partecipante (C8A.4.3)
e* = frazione di massa partecipante
SLV: Verifiche di sicurezza [2) Ribaltamento Facciata Nord]
|
a1* |
a2* |
a* | PGA | TR
| VN
| PGA,CLV | TR,CLV |
|
(g) |
(g) | (g) | CLV | CLV | CLV | /PGA,DLV | /TR,DLV |
|------------------------------------------------------------------|
| 0.126 | 0.000 | 0.126 | 0.054 |
22 |
2 |
0.214 |
0.046 |
TR,CLV = capacità in termini di periodo di ritorno TR per SLV
VN,CLV = capacità in termini di Vita Nominale per SLV
TR,CLV / TR,DLV
pag. 12 di 77
1.1.3
Ribaltamento facciata Est
Dati generali [3) Ribaltamento Facciata Est]
|
V
|
H
|
Z
|
T1 |
γ
| FC
| SLD |
| (m^3) |
(m) | (m)
| (sec) |
|
|
|
|---------------------------------------------------------|
| 42.214 | 9.000 | 0.000 | 0.260 | 1.200 | 1.000 |
|
----------------------------------------------------------V
H
Z
T1 = primo periodo di vibrazione
γ
FC = fattore di confidenza
Asse di rotazione [3) Ribaltamento Facciata Est]
| Coord. punto iniziale (m)| Coord. punto finale (m) | Arretr.| k |
N
|
fd
|
a
|
|
X
|
Y
|
Z
|
X
|
Y
|
Z
|
(m) |
| (kN) | (N/mm^2)| (m) |
|-----------------------------------------------------------------------------------------------|
| 32.705|
2.875|
0.000| 32.705| 16.365|
0.000|
0.000|0.667|
0.00|
0.525 | 13.490|
X,Y,Z
= coordinate dei punti iniziale e finale dell'asse di rotazione (considerando l'eventuale
arretramento)
Carichi [3) Ribaltamento Facciata Est]
|n.| tipologia | Punto di applicazione (m)| Carico permanente G (kN) | Carico variabile Q (kN) | ψ2 |
| |
|
X
|
Y
|
Z
|
GX
| GY
| GZ
|
QX
| QY
| QZ
|
|
|-------------------------------------------------------------------------------------------------------|
| 1|peso proprio| 32.495|
9.637|
2.684|
0.00|
0.00| -424.65|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 2| da solaio | 32.275|
9.620|
4.750|
0.00|
0.00| -187.34|
0.00|
0.00| -123.52| 0.60 |
9.630|
7.129|
0.00|
0.00| -366.75|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
3.837|
9.096|
0.00|
0.00|
-1.23|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 5| da solaio | 32.275|
4.038|
8.922|
0.00|
0.00|
-3.42|
0.00|
0.00|
-1.57| 0.00 |
5.195|
9.094|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 7| da solaio | 32.275|
5.195|
8.922|
0.00|
0.00|
-3.69|
0.00|
0.00|
-1.69| 0.00 |
7.375|
9.096|
0.00|
0.00|
-2.58|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
| 9| da solaio | 32.275|
7.375|
8.922|
0.00|
0.00|
-9.72|
0.00|
0.00|
-4.46| 0.00 |
|10|peso proprio| 32.490|
9.555|
9.094|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|11| da solaio | 32.275|
9.555|
8.922|
0.00|
0.00|
-3.69|
0.00|
0.00|
-1.69| 0.00 |
|12|peso proprio| 32.490| 11.740|
9.096|
0.00|
0.00|
-2.59|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|13| da solaio | 32.275| 11.740|
8.922|
0.00|
0.00|
-9.75|
0.00|
0.00|
-4.47| 0.00 |
|14|peso proprio| 32.490| 13.925|
9.094|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|15| da solaio | 32.275| 13.925|
8.922|
0.00|
0.00|
-3.69|
0.00|
0.00|
-1.69| 0.00 |
|16|peso proprio| 32.499| 15.342|
9.096|
0.00|
0.00|
-1.33|
0.00|
0.00|
0.00| 0.30 |
|17| da solaio | 32.275| 15.153|
8.922|
0.00|
0.00|
-3.87|
0.00|
0.00|
-1.77| 0.00 |
---------------------------------------------------------------------------------------------------------
pag. 13 di 77
n. = numero consecutivo del carico
Forze, spostamenti, lavoro [3) Ribaltamento Facciata Est]
| |
PX
| PY
| PZ
|
EX
|
EY
|
δX
|
δY
|
δZ
|
L1
|
L2
|
|------------------------------------------------------------------------------------------------------|
| 1|
0.00|
0.00| -424.65|
424.65 |
0.00 |
2.684|
0.000|
0.105|
-44.589|
1139.590|
| 2|
0.00|
0.00| -261.45|
261.45 |
0.00 |
4.750|
0.000|
0.324|
-84.740|
1241.947|
| 3|
0.00|
0.00| -366.75|
366.75 |
0.00 |
7.129|
0.000|
0.103|
-37.787|
2614.495|
| 4|
0.00|
0.00|
-1.23|
1.23 |
0.00 |
9.096|
0.000|
0.097|
-0.119|
11.184|
| 5|
0.00|
0.00|
-3.42|
3.42 |
0.00 |
8.922|
0.000|
0.322|
-1.102|
30.538|
| 6|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.41 |
0.00 |
9.095|
0.000|
0.107|
-0.044|
3.754|
| 7|
0.00|
0.00|
-3.69|
3.69 |
0.00 |
8.922|
0.000|
0.322|
-1.188|
32.929|
| 8|
0.00|
0.00|
-2.58|
2.58 |
0.00 |
9.096|
0.000|
0.107|
-0.276|
23.482|
| 9|
0.00|
0.00|
-9.72|
9.72 |
0.00 |
8.922|
0.000|
0.322|
-3.130|
86.712|
|10|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.41 |
0.00 |
9.095|
0.000|
0.107|
-0.044|
3.754|
|11|
0.00|
0.00|
-3.69|
3.69 |
0.00 |
8.922|
0.000|
0.322|
-1.188|
32.929|
|12|
0.00|
0.00|
-2.59|
2.59 |
0.00 |
9.096|
0.000|
0.107|
-0.277|
23.556|
|13|
0.00|
0.00|
-9.75|
9.75 |
0.00 |
8.922|
0.000|
0.322|
-3.139|
86.986|
|14|
0.00|
0.00|
-0.41|
0.41 |
0.00 |
9.095|
0.000|
0.107|
-0.044|
3.754|
|15|
0.00|
0.00|
-3.69|
3.69 |
0.00 |
8.922|
0.000|
0.322|
-1.188|
32.929|
|16|
0.00|
0.00|
-1.33|
1.33 |
0.00 |
9.096|
0.000|
0.097|
-0.129|
12.075|
|17|
0.00|
0.00|
-3.87|
3.87 |
0.00 |
8.922|
0.000|
0.322|
-1.245|
34.482|
EX,EY
L2 = lavoro virtuale delle forze inerziali (sismiche). Da (C8A.4.1):
Moltiplicatore di collasso, Massa partecipante, Accelerazione di attivazione del meccanismo [3) Ribaltamento
Facciata Est]
|
α0
|
M*
|
e* | a0* |
|
|
(kgm) |
| (g) |
|------------------------------------|
|
0.033 |
95382| 1.000 | 0.033 |
-------------------------------------α0 = moltiplicatore di collasso
M* = massa partecipante (C8A.4.3)
e* = frazione di massa partecipante
SLV: Verifiche di sicurezza [3) Ribaltamento Facciata Est]
|
a1* |
a2* |
a* | PGA | TR
| VN
| PGA,CLV | TR,CLV |
|
(g) |
(g) | (g) | CLV | CLV | CLV | /PGA,DLV | /TR,DLV |
|------------------------------------------------------------------|
| 0.126 | 0.000 | 0.126 | 0.066 |
31 |
3 |
0.261 |
0.065 |
TR,CLV = capacità in termini di periodo di ritorno TR per SLV
VN,CLV = capacità in termini di Vita Nominale per SLV
TR,CLV / TR,DLV
1.1.4
Sintesi risultati analisi cinematica
Di seguito si riporta una sintesi dei risultati ottenuti dalle analisi cinematiche lineari. Si osserva che
i coefficienti di sicurezza in termini di accelerazione (PGA) nei confronti del ribaltamento fuoripiano
delle facciate considerate presentano coefficienti di sicurezza molto esigui e tutti compresi tra lo
0.206 e lo 0.261. Risulta pertanto prioritario un intervento nei confronti di questi ultimi.
pag. 14 di 77
| n. | α0
|PGA,CLD | TR,CLD |(TR,CLD
|PGA,CLV | TR,CLV |(TR,CLV
|
|
|
|/PGA,DLD| /TR,DLD| /TR,DLD)^0.41|/PGA,DLV| /TR,DLV| /TR,DLV)^0.41|
|------------------------------------------------------------------------------|
| 1 | 0.026 | 0.301 | 0.120 |
0.419
| 0.206 | 0.044 |
0.278
|
| 2 | 0.027 | 0.313 | 0.120 |
0.419
| 0.214 | 0.046 |
0.283
|
| 3 | 0.033 | 0.382 | 0.180 |
0.495
| 0.261 | 0.065 |
0.326
|
-------------------------------------------------------------------------------n. = numero consecutivo del cinematismo
α0 = moltiplicatore di collasso
PGA,CLD / PGA,DLD
= I.R.S.PGA = indicatore di Rischio Sismico in termini di
TR,CLD / TR,DLD
= I.R.S. TR = indicatore di Rischio Sismico in termini di
(TR,CLD/TR,DLD)^0.41 = indicatore di Rischio Sismico in termini di TR per SLD,
PGA,CLV / PGA,DLV
= I.R.S.PGA = indicatore di Rischio Sismico in termini di
TR,CLV / TR,DLV
= I.R.S. TR = indicatore di Rischio Sismico in termini di
(TR,CLV/TR,DLV)^0.41 = indicatore di Rischio Sismico in termini di TR per SLV,
PGA per SLD
periodo di ritorno
su scala comparata
PGA per SLV
periodo di ritorno
su scala comparata
TR per SLD
a PGA
TR per SLV
a PGA
Secondo All.A al D.M.14.1.2008, si considerano valori di TR compresi nell'intervallo [30,2475] anni.
Se TR>2475 si pone TR=2475. Se TR<30, con riferimento al Programma di ricerca DPC-ReLUIS (Unità di Ricerca CNRITC)
si adotta un'estrapolazione mediante una regressione sui tre valori di hazard ag(30), ag(50) e ag(75),
effettuata con la funzione di potenza: ag(TR)=k*TR^α.
Per il sito in esame risulta: k = 0.007790586, α = 0.566335086
Per l'Indicatore di Rischio Sismico in termini di TR si ha quindi un limite massimo pari a:
SLD: (2475/TR,DLD)=49.500
SLV: (2475/TR,DLV)=5.211
pag. 15 di 77
1.2
Risultati analisi pushover
L’analisi statica non lineare è stata eseguita considerando due differenti distribuzioni di forze
applicate a livello dei solai:
A-
Lineare: proporzionale alle forze statiche;
E-
Uniforme: proporzionale alle masse;
Di seguito sono riportate le curve di capacità ed i tabulati delle singole analisi statiche non lineari,
nelle direzioni considerate.
1.2.1
Analisi pushover Direzione X
Struttura:
Vita Nominale VN (anni) =
50
Classe d'uso: II
Coefficiente d'uso CU =
1
Periodo di riferimento per l'azione sismica VR=VN*CU (anni) =
50
Pericolosita':
Ubicazione del sito:
Longitudine ED50 (gradi sessadecimali) =
12.047878
- Latitudine ED50 (gradi sessadecimali) =
45.775775
Tipo di interpolazione: superficie rigata [§CA]
Valori dei parametri ag, Fo, TC* per i periodi di ritorno TR di riferimento
(dagli Studi di pericolosità sismica del sito di ubicazione dell'edificio [cfr.Tab.1 All.B al D.M.14.1.2008]):
|
TR
|
a,g
|(anni)|
|
Fo
(*g) |
|
TC*
|
| (sec) |
|------------------------------|
|
30 | 0.053 | 2.470 | 0.239 |
|
50 | 0.072 | 2.457 | 0.250 |
|
72 | 0.088 | 2.431 | 0.260 |
|
101 | 0.105 | 2.401 | 0.270 |
|
140 | 0.123 | 2.399 | 0.280 |
|
201 | 0.146 | 2.390 | 0.290 |
|
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 |
|
975 | 0.285 | 2.430 | 0.340 |
| 2475 | 0.415 | 2.412 | 0.368 |
-------------------------------Per periodi di ritorno TR<30 anni [cfr. DPC-Reluis, CNR-ITC]:
ag(TR) = k * TR^α, dove:
k = 0.007790586, α = 0.566335086
Stati Limite:
PVR (%) Probabilita' di superamento nel periodo di riferimento VR per ciascun Stato Limite (Tab.3.2.I)
SLE: SLO
81
SLE: SLD
63
SLU: SLV
10
SLU: SLC
5
ag(g) Fo Tc*(sec) e altri parametri di spettro per i periodi di ritorno TR associati a ciascun Stato Limite
[§3.2.3]
| Stato
|
TR
|
| limite |(anni)|
a,g
|
(*g) |
Fo
|
TC*
|
| (sec) |
S
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
|-----------------------------------------------------------------------|
|
SLO
|
|
SLD
|
30 | 0.053 | 2.470 | 0.239 | 1.200 | 0.117 | 0.350 | 1.812 |
50 | 0.072 | 2.457 | 0.250 | 1.200 | 0.121 | 0.363 | 1.888 |
|
SLV
|
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 |
|
SLC
|
975 | 0.285 | 2.430 | 0.340 | 1.123 | 0.155 | 0.464 | 2.740 |
pag. 16 di 77
------------------------------------------------------------------------Suolo:
Categoria di sottosuolo e Condizioni topografiche:
Categoria di sottosuolo: B
Categoria topografica: T1
Rapporto quota sito / altezza rilievo topografico =
Coefficiente di amplificazione topografica ST =
0
1
PGA:
Definizione di PGA: Accelerazione al suolo (analoga ad: ag*S, dove: S=SS*ST)
Microzonazione:
Fattore di suolo SS da microzonazione sismica:
no
Componenti:
Spettro di risposta: componente orizzontale:
SLE: Smorzamento viscoso (ξ) (%) =
5
η=[10/(5+ξ)]= 1
SLU: Rapporto αu/α1 =
Regolarità in altezza:
1.5
sì
SLU: Fattore di struttura =
3
=> η=1/q= 0.333
Spettro di risposta: componente verticale:
SS=1.000, S=1.000, TB=0.050 sec, TC=0.150 sec, TD=1.000 sec, ξ=5% (η=1.000), q=1.500 (η=1/q=0.667)
pag. 17 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (A) - DIREZIONE: +X
Sistema reale M-GDL (a più gradi di libertà):
Rigidezza iniziale (elastica) (kN/m) = 146599.80
Resistenza massima (taglio alla base): F,Max,M-GDL (kN) = 1018.36
Peso sismico totale W (kN) = 8499.78
Massa sismica totale M (k*kgm) = 866.736
Rapporto forza/peso (F,Max,M-GDL / W) = 0.12
Resistenza a SLV (Stato limite ultimo): F,SLV,M-GDL (kN) = 814.69
Punto di controllo ubicato al 3° piano. Spostamento orizzontale: dc (mm):
- iniziale = 0.00
- al limite ultimo: dc,SLV,M-GDL = 15.14, di cui dovuto alle forze orizzontali = 15.14
Sistema equivalente 1-GDL (a 1 grado di libertà):
Calcolo della Massa m* e del Fattore di partecipazione modale Γ (§C7.3.4.1):
è stato scelto il calcolo con le sole masse traslazionali nella direzione di analisi;
per ogni piano, risultano i seguenti parametri (elencati nel seguito):
- completamente rigido: è tale un piano rigido (quindi con relazione master-slave)
al quale non appartenga nessuna massa non riferita al nodo master. In tal caso,
la massa di piano coincide con la massa concentrata nel nodo master
e lo spostamento di piano è esattamente lo spostamento del nodo master;
- masse di piano m,i traslazionali;
- corrispondenti spostamenti modali φ,i secondo il modo principale
nella direzione di analisi (X): dall'analisi modale, il modo principale è il modo 2
con massa modale efficace (in direzione X) pari a: 46.8%
(i risultati dell'analisi modale sono riferiti alle rigidezze utilizzate in analisi pushover,
che possono differire dalle rigidezze considerate in analisi modale. In Analisi Modale
le rigidezze considerate corrispondono al parametro %K,elast dei dati Aste e tengono quindi
pag. 18 di 77
conto dell'eventuale rigidezza fessurata (%K,elast < 100%); in Analisi Pushover al tipo di
comportamento scelto per i maschi murari corrispondono rigidezze iniziali elastiche,
ignorando quindi le rigidezze fessurate cioè assumendo %K,elast=100% per tutte le aste);
- piano del Punto di Controllo (scelto a priori)
- spostamenti normalizzati rispetto allo spostamento del punto di controllo
(nel caso di piano deformabile, la massa di piano coincide con la somma delle masse di piano
e lo spostamento del baricentro è dato dalla distanza fra il baricentro delle masse spostate
-secondo la forma modale- ed il baricentro delle masse nella configurazione indeformata):
|Piano|Compl.|
|
|rigido|
Massa
|
(k*kgm)
|
Spostamento
(mm)
|Punto di controllo|
Spostamento
|
normalizzato |
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------|
|
1
|
|
544.61
|
22.38
|
|
0.860
|
|
2
|
|
239.88
|
24.25
|
|
0.932
|
|
3
|
|
82.25
|
26.03
|
|
1.000
|
X
----------------------------------------------------------------------------------Dai parametri precedenti risulta:
Massa m* = Σ(m,i*φ,i) (k*kgm) = 774.10
Coefficiente di partecipazione Γ = Σ(m,i*φ,i)/Σ(m,i*φ,i^2) = 1.117
Resistenza massima (taglio alla base): F,Max,1-GDL = (F,Max,M-GDL / Γ) (kN) = 912.01
Resistenza a SLV (Stato limite ultimo): F,SLV,1-GDL = (F,SLV,M-GDL / Γ) (kN) = 729.61
Spostamento a SLV (Stato limite ultimo): d,SLV,1-GDL = (d,SLV,M-GDL / Γ) (mm) = 13.56
Sistema bi-lineare equivalente 1-GDL (a 1 grado di libertà):
70% della Resistenza massima del sistema 1-GDL = 70% F,Max,1-GDL (kN) = 638.41
Rigidezza elastica: k* (kN/m) = 115904.80 (=79.062% della rigidezza elastica del sistema M-GDL)
Periodo elastico: T* = 2(m*/k*) (sec) = 0.513
Punto di snervamento: spostamento dy* (mm) = 7.14
forza
Fy* (kN) = 827.69
Stato Limite SLV e relativa probabilità di superamento (§3.2.1):
PVR: Probabilità di superamento nel periodo di riferimento V,R = 10 %
Da PVR e V,R, per SLV risulta definito il valore di T,R (§ All. A)
attraverso la relazione: T,R = - V,R / [1 - ln(1 - PVR)]
Valori dei parametri ag, Fo, TC* per i periodi di ritorno TR associati allo Stato Limite SLV
e: SS, CC, S, TB, TC, TD, Fv [§3.2.3], dove:
ag = accelerazione orizzontale massima al sito,
Fo = valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale,
TC* = periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale,
SS = coefficiente di sottosuolo;
CC
= coefficiente per TC dipendente dal sottosuolo;
S = coefficiente che tiene conto della categoria di sottosuolo e delle condizioni topografiche;
TB, TC, TD = periodi di spettro;
Fv = fattore di amplificazione spettrale massima per spettro in accelerazione verticale:
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
|
S
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
----------------------------------------------------------------------------------------------------Risposta massima in spostamento del sistema equivalente:
Risposta del sistema elastico di pari periodo:
- in accelerazione: S,e(T*) = 0.522 g
- in spostamento: d*,e,max = S,De(T*) (mm) = 34.17
- forza di risposta elastica = S,e(T*) m* (kN) = 3960.95
(taglio totale agente sulla base del sistema equivalente 1-GDL calcolato dallo spettro di risposta elastico);
- forza di snervamento Fy* (kN) = 827.69
(taglio alla base resistente del sistema equivalente 1-GDL ottenuto dall'analisi non lineare)
pag. 19 di 77
Rapporto tra forza di risposta elastica e forza di snervamento: q* = 4.786
Controllo su q* secondo §7.8.1.6:
risulta: q* > 3: la verifica di sicurezza deve ritenersi NON soddisfatta.
Risposta in spostamento del sistema anelastico: d*,max (mm) = 34.17
Conversione della risposta equivalente in quella effettiva dell'edificio:
Spostamento effettivo di risposta del punto di controllo: Γ d*,max (mm) = 38.16
Verifica di sicurezza (§7.3.4.1 - §7.8.1.5.4 - §C7.3.4.1 - §C7.8.1.5.4):
Domanda sismica in spostamento: (mm) = 38.16
Capacità di spostamento a SLV: (mm) = 15.14
Rapporto: Capacità/Domanda = 0.397: Capacità < Domanda
Verifiche per edifici strategici o importanti:
SLV: Capacità in termini di PGA (PGA,CLV) = 0.116 g
corrispondente, per il sito di ubicazione dell'edificio, al periodo di ritorno TR,CLV = 86 anni.
Tale accelerazione, nel periodo di riferimento VR = 50 anni,
ha la probabilità di essere superata pari a: PVR = 44.105 %
(rispetto ai valori di progetto per SLV - sopra riportati - deve risultare:
in caso di verifica di sicurezza non soddisfatta, PGA,CLV e TR,CLV minori,
e PVR,CLV maggiore; per verifica soddisfatta, PGA,CLV e TR,CLV maggiori, e PVR,CLV minore).
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
86
|
0.116
|
44.1
|
-----------------------------------------
Verifiche di vulnerabilità - Indicatore di Rischio Sismico:
- secondo PGA: α,V = PGA,CLV / PGA,DLV(=PGA in input per SLV) = 0.116/0.253 = 0.458
- secondo TR: α,V = TR,CLV / TR,DLV(=TR in input per SLV) = 86/475 = 0.181
Indicatore di Rischio Sismico: Rapporto fra Capacità e Domanda in termini di PGA:
- α,V = PGA,CLV / PGA,DLV(=PGA in input per SLV) = 0.116/0.253 = 0.458
- periodi di ritorno: TR,CLV = 86; TR,DLV = 475
(i risultati dell'analisi statica non lineare forniscono il valore dell'Indicatore di Rischio Sismico
per la Resistenza e la Deformazione nel piano; per le altre verifiche di sicurezza:
- Resistenza fuori piano e Capacità limite del terreno: occorre eseguire un'analisi lineare
dove si può utilizzare il fattore di struttura 'q' calcolato in pushover; in essa si prenderanno
in considerazione le verifiche a pressoflessione ortogonale e gli stati limite ultimi di tipo geotecnico;
- Cinematismo: occorre studiare i meccanismi di collasso (Analisi Cinematica), cfr. §C8A.4).
Calcolo del Fattore di Struttura 'q' (§7.8.1.3 - §C8.7.1.2):
Taglio di prima plasticizzazione (kN) = 530.47
90% del Taglio massimo (kN) = 916.52
Rapporto α,u/α,1 = 1.728
Edificio regolare in altezza: q = 3.456
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (A) - DIREZIONE: -X
pag. 20 di 77
Resistenza massima (taglio alla base): F,Max,M-GDL (kN) = -999.22
Resistenza a SLV (Stato limite ultimo): F,SLV,M-GDL (kN) = -892.19
- iniziale = 0.00
- al limite ultimo: dc,SLV,M-GDL = -14.85, di cui dovuto alle forze orizzontali = -14.85
pag. 21 di 77
|Piano|Compl.|
|
|rigido|
Massa
|
(k*kgm)
|
Spostamento
(mm)
Spostamento
|
normalizzato |
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------|
|
1
|
|
544.61
|
22.38
|
|
0.860
|
|
2
|
|
239.88
|
24.25
|
|
0.932
|
|
3
|
|
82.25
|
26.03
|
|
1.000
|
X
Resistenza massima (taglio alla base): F,Max,1-GDL = (F,Max,M-GDL / Γ) (kN) = -894.87
Resistenza a SLV (Stato limite ultimo): F,SLV,1-GDL = (F,SLV,M-GDL / Γ) (kN) = -799.01
Spostamento a SLV (Stato limite ultimo): d,SLV,1-GDL = (d,SLV,M-GDL / Γ) (mm) = -13.30
70% della Resistenza massima del sistema 1-GDL = 70% F,Max,1-GDL (kN) = -626.41
Punto di snervamento: spostamento dy* (mm) = -6.93
forza
Fy* (kN) = -808.10
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
- in spostamento: d*,e,max = S,De(T*) (mm) = -34.07
- forza di snervamento Fy* (kN) = -808.10
Risposta in spostamento del sistema anelastico: d*,max (mm) = -34.07
pag. 22 di 77
Spostamento effettivo di risposta del punto di controllo: Γ d*,max (mm) = -38.05
Domanda sismica in spostamento: (mm) = -38.05
Capacità di spostamento a SLV: (mm) = -14.85
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
84
|
0.114
|
44.9
|
-----------------------------------------
Taglio di prima plasticizzazione (kN) = -438.67
90% del Taglio massimo (kN) = -899.30
pag. 23 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (E) - DIREZIONE: +X
- iniziale = 0.00
è stata scelta l'opzione Γ=1.000 per la distribuzione di forze (E).
La massa m* è pari alla somma delle masse traslazionali nella direzione di analisi (X):
Massa m* = Σ(m,i) (k*kgm) = 866.74
Coefficiente di partecipazione Γ = 1.000
forza
Fy* (kN) = 949.52
pag. 24 di 77
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
95
|
0.121
|
41.0
|
-----------------------------------------
pag. 25 di 77
pag. 26 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (E) - DIREZIONE: -X
- iniziale = 0.00
Massa m* = Σ(m,i) (k*kgm) = 866.74
forza
Fy* (kN) = -932.48
pag. 27 di 77
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
93
|
0.121
|
41.6
|
-----------------------------------------
pag. 28 di 77
pag. 29 di 77
1.2.2
Analisi pushover Direzione Y
Struttura:
50
Classe d'uso: II
1
50
Pericolosita':
12.047878
45.775775
|
TR
|
a,g
|(anni)|
|
Fo
(*g) |
|
TC*
|
| (sec) |
|------------------------------|
|
30 | 0.053 | 2.470 | 0.239 |
|
50 | 0.072 | 2.457 | 0.250 |
|
72 | 0.088 | 2.431 | 0.260 |
|
101 | 0.105 | 2.401 | 0.270 |
|
140 | 0.123 | 2.399 | 0.280 |
|
201 | 0.146 | 2.390 | 0.290 |
|
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 |
|
975 | 0.285 | 2.430 | 0.340 |
| 2475 | 0.415 | 2.412 | 0.368 |
k = 0.007790586, α = 0.566335086
Stati Limite:
SLE: SLO
81
SLE: SLD
63
SLU: SLV
10
SLU: SLC
5
[§3.2.3]
| Stato
|
TR
|
| limite |(anni)|
a,g
|
(*g) |
Fo
|
TC*
|
S
| (sec) |
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
|-----------------------------------------------------------------------|
|
SLO
|
|
SLD
|
30 | 0.053 | 2.470 | 0.239 | 1.200 | 0.117 | 0.350 | 1.812 |
50 | 0.072 | 2.457 | 0.250 | 1.200 | 0.121 | 0.363 | 1.888 |
|
SLV
|
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 |
|
SLC
|
975 | 0.285 | 2.430 | 0.340 | 1.123 | 0.155 | 0.464 | 2.740 |
------------------------------------------------------------------------Suolo:
0
1
PGA:
Microzonazione:
no
Componenti:
5
pag. 30 di 77
η=[10/(5+ξ)]= 1
1.5
sì
3
=> η=1/q= 0.333
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (A) - DIREZIONE: +Y
- iniziale = -0.18
pag. 31 di 77
nella direzione di analisi (Y): dall'analisi modale, il modo principale è il modo 1
con massa modale efficace (in direzione Y) pari a: 36.8%
|Piano|Compl.|
|
|rigido|
Massa
|
(k*kgm)
|
Spostamento
(mm)
Spostamento
|
normalizzato |
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------|
|
1
|
|
544.61
|
17.80
|
|
0.705
|
|
2
|
|
239.88
|
25.36
|
|
1.004
|
|
3
|
|
82.25
|
25.26
|
|
1.000
|
X
forza
Fy* (kN) = 818.07
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
| (sec) |
SS
|
CC
|
|
|
S
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
pag. 32 di 77
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
58
|
0.094
|
57.5
|
-----------------------------------------
Rapporto α,u/α,1 calcolato = 3.125
Rapporto α,u/α,1 effettivo = 2.500
pag. 33 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (A) - DIREZIONE: -Y
- iniziale = -0.18
pag. 34 di 77
|Piano|Compl.|
|
|rigido|
Massa
|
(k*kgm)
|
Spostamento
(mm)
Spostamento
|
normalizzato |
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------|
|
1
|
|
544.61
|
17.80
|
|
0.705
|
|
2
|
|
239.88
|
25.36
|
|
1.004
|
|
3
|
|
82.25
|
25.26
|
|
1.000
|
X
forza
Fy* (kN) = -659.19
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
|
S
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
pag. 35 di 77
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
95
|
0.121
|
41.0
|
-----------------------------------------
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (E) - DIREZIONE: +Y
pag. 36 di 77
- iniziale = -0.18
La massa m* è pari alla somma delle masse traslazionali nella direzione di analisi (Y):
Massa m* = Σ(m,i) (k*kgm) = 866.74
forza
Fy* (kN) = 993.72
pag. 37 di 77
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
(*g) |
|
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
66
|
0.101
|
53.2
|
-----------------------------------------
pag. 38 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (E) - DIREZIONE: -Y
pag. 39 di 77
- iniziale = -0.22
Massa m* = Σ(m,i) (k*kgm) = 1630.99
forza
Fy* (kN) = -343.87
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
712 | 0.170 | 2.518 | 0.348 | 0.000 | 0.000 | 1.443 | 0.173 | 0.518 | 2.280 | 1.402 |
pag. 40 di 77
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
712
|
0.245
|
10.0
|
| Risultati |
15
|
0.045
|
99.3
|
-----------------------------------------
Edificio non regolare in altezza: q = 3.750
pag. 41 di 77
1.2.3
Sintesi risultati analisi pushover Stato di Fatto
Nella tabella seguente sono sintetizzati i risultati delle singole analisi riportate in precedenza:
I risultati ottenuti in termini di rapporto tra domanda e capacità in accelerazione attestano una
simmetria tra le due direzioni considerate fornendo in entrambi i casi coefficienti di sicurezza
prossimi allo 0.40 - 0.45. Tali valori non rappresentano tuttavia il reale coefficiente di sicurezza
dell’edificio allo stato di fatto; come evidenziano i risultati dell’analisi cinematica, infatti, il livello di
sicurezza nei confronti dei cinematismi locali è dell’ordine dello 0.2. I risultati dell’analisi globale di
seguito analizzati rappresentano pertanto la resistenza dell’edificio nei confronti dell’azione
sismica nell’ipotesi di comportamento globale ideale (ovvero i valori che si otterrebbero innalzando
i livelli di sicurezza nei confronti dei cinematismi locali).
Dall’osservazione delle configurazioni di collasso è possibile individuare le principali carenze
dell’edificio nei confronti della resistenza alle azioni orizzontali; in direzione X, si riscontra, nella
totalità dei casi considerati, che il collasso dell’edificio sopraggiunga a causa del raggiungimento
della capacità ultima della parete Nord; quest’ultima è infatti caratterizzata da una foratura a piano
terra molto superiore a quella della parete Sud. A titolo di esempio si riporta la configurazione di
collasso con una distribuzione A in direzione +X; si osserva che quando il paramento Nord giunge
a collasso la maggior parte degli elementi della parete Sud sono ancora in fase elastica (elementi
in verde).
pag. 42 di 77
Osservando il comportamento in direzione Y si riscontra invece che la principale deficitarietà
dell’edificio sia rappresentata dall’assenza di elementi di controvento efficaci nella porzione
centrale. Il che si traduce, localmente, nell’innesco di cinematismi di ribaltamento fuoripiano già
analizzati in precedenza, globalmente, in un aggravio delle masse sismiche portate dai paramenti
in zona centrale e conseguentemente in un loro prematuro collasso. A titolo di esempio, nella
figura seguente si riporta la modalità di collasso dell’edificio con distribuzione A in direzione + Y
nella quale si può osservare anche una maggior deformabilità della porzione Est dell’edificio.
pag. 43 di 77
2
MODELLO STATO DI PROGETTO
Il progetto di miglioramento sismico del corpo di fabbrica centrale si concretizza nei seguenti
interventi:
- Affiancamento delle fondazioni esistenti mediante una doppia cordolatura in c.a. rese solidali
mediante tasche passanti;
- Irrigidimento dei solai del primo piano mediante una cappa collaborante di 5 cm di spessore. Tale
soluzione oltre ad innalzare le capacità portanti dei solai, costituisce un idoneo “diaframma
orizzontale” esteso a tutto l’edificio capace, in caso di sollecitazioni sismiche, di far collaborare
unitariamente le murature portanti.
- Eliminazione del pesante controsoffitto in cannicciato al piano primo (e delle relative orditure di
sostegno) lasciando a vista l’orditura lignea di copertura.
- Realizzazione di una cordolatura sommitale della muratura mediante profili metallici accoppiati
interno / esterno mediante barre filettate passanti.
- Miglioramento delle strutture murarie attraverso la riparazione delle evidenti lesioni presenti
(mediante tecniche di cuci/scuci e similari), il rifacimento delle spallette ammalorate, le
“cerchiature” delle aperture aventi dimensioni più significative.
pag. 44 di 77
- Ripristino dell’ammorsamento reciproco tra le murature incidenti;
- Regolarizzazione delle forometrie dei paramenti interni (cercando, per quanto possibile, di
allineare verticalmente le forometrie) e, ove possibile, incremento della capacità delle stesse sia in
termine di resistenza che in termini di duttilità;
- Chiusura delle aperture presenti nei contrafforti esistenti in zona centrale della parete Nord (a
piano terra) e successiva applicazione di una rete betoncino bifacciale;
- Allungamento a piano terra dei contrafforti presenti in zona centrale della parete Sud;
- Creazione di un nuovo vano ascensore – vano tecnico in muratura.
Di seguito si riporta il telaio equivalente al modello precedentemente descritto:
Telaio equivalente
Nella figura seguente è riportata la tipologia dei materiali costituenti gli elementi strutturali:
pag. 45 di 77
Modello di calcolo stato di progetto
Caratteristiche meccaniche dei materiali:
Tipologia di muratura
fcm o fk
Colore
2
τ0 o fvk0
2
E
G
2
[N/mm ]
w
2
[N/mm ]
3
[N/cm ]
[N/cm ]
[kN/m ]
2.10
0.039
870
290
19
2.80
0.052
1305
435
19
5.30
0.200
5300
2120
16
5.30
0.200
2650
1060
16
misto*
misto migliorata*
Muratura nuova in
mattoni semipieni
Muratura nuova in
mattoni semipieni (vano
ascensore)
*I valori riportati, relativi alle murature esistenti, vanno ridotti in funzione del fattore di confidenza FC = 1.20.
Nella tabella soprastante sono stati distinte due tipologie di muratura esistente e due tipologie di
muratura nuova; la muratura esistente è stata globalmente migliorata attraverso le riparazioni
locali con la tecnica del cuci scuci e con l’inserimento ove non presenti di elementi di connessione
pag. 46 di 77
trasversale integrativi. Nei paramenti in verde è previsto un ulteriore intervento finalizzato a
migliorarne la qualità del legante ove ammalorato.
Per tener conto dell’ingente foratura dovuta al passaggio degli impianti, infine, i moduli elastici
della muratura nuova del vano ascensore (in giallo), sono stati abbattuti del 50%.
2.1
Risultati analisi pushover
L’analisi statica non lineare è stata eseguita considerando due differenti distribuzioni di forze
applicate a livello dei solai:
A-
Lineare: proporzionale alle forze statiche;
E-
Uniforme: proporzionale alle masse;
Di seguito sono riportate le curve di capacità ed i tabulati delle singole analisi statiche non lineari,
nelle direzioni considerate.
2.1.1
Analisi pushover Direzione X
Struttura:
50
Classe d'uso: II
1
50
Pericolosita':
12.047878
45.775775
|
TR
|
a,g
|(anni)|
|
Fo
(*g) |
|
TC*
|
| (sec) |
|------------------------------|
|
30 | 0.053 | 2.470 | 0.239 |
|
50 | 0.072 | 2.457 | 0.250 |
|
72 | 0.088 | 2.431 | 0.260 |
|
101 | 0.105 | 2.401 | 0.270 |
|
140 | 0.123 | 2.399 | 0.280 |
|
201 | 0.146 | 2.390 | 0.290 |
|
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 |
|
975 | 0.285 | 2.430 | 0.340 |
| 2475 | 0.415 | 2.412 | 0.368 |
k = 0.007790586, α = 0.566335086
Stati Limite:
SLE: SLO
81
SLE: SLD
63
SLU: SLV
10
SLU: SLC
5
[§3.2.3]
| Stato
|
TR
|
| limite |(anni)|
a,g
|
(*g) |
Fo
|
TC*
|
| (sec) |
S
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
pag. 47 di 77
|-----------------------------------------------------------------------|
|
SLO
|
|
SLD
|
30 | 0.053 | 2.470 | 0.239 | 1.200 | 0.117 | 0.350 | 1.812 |
50 | 0.072 | 2.457 | 0.250 | 1.200 | 0.121 | 0.363 | 1.888 |
|
SLV
|
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 |
|
SLC
|
975 | 0.285 | 2.430 | 0.340 | 1.123 | 0.155 | 0.464 | 2.740 |
------------------------------------------------------------------------Suolo:
0
1
PGA:
Microzonazione:
no
Componenti:
5
η=[10/(5+ξ)]= 1
1.5
sì
3
=> η=1/q= 0.333
pag. 48 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (A) - DIREZIONE: +X
- iniziale = 0.00
pag. 49 di 77
|Piano|Compl.|
|
|rigido|
Massa
|
(k*kgm)
|
Spostamento
(mm)
Spostamento
|
normalizzato |
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------|
|
1
|
|
550.25
|
19.11
|
|
0.704
|
|
2
|
|
237.89
|
25.91
|
|
0.955
|
|
3
|
|
75.61
|
27.14
|
|
1.000
|
X
forza
Fy* (kN) = 1228.82
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
|
S
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
pag. 50 di 77
Rapporto: Capacità/Domanda = 1.069: Capacità > Domanda
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
370
|
0.227
|
12.7
|
-----------------------------------------
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (A) - DIREZIONE: -X
pag. 51 di 77
- iniziale = 0.00
pag. 52 di 77
|Piano|Compl.|
|
|rigido|
Massa
|
(k*kgm)
|
Spostamento
(mm)
Spostamento
|
normalizzato |
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------|
|
1
|
|
550.25
|
19.11
|
|
0.704
|
|
2
|
|
237.89
|
25.91
|
|
0.955
|
|
3
|
|
75.61
|
27.14
|
|
1.000
|
X
forza
Fy* (kN) = -1222.36
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
pag. 53 di 77
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
365
|
0.226
|
12.8
|
-----------------------------------------
pag. 54 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (E) - DIREZIONE: +X
- iniziale = 0.00
Massa m* = Σ(m,i) (k*kgm) = 863.75
forza
Fy* (kN) = 1558.23
pag. 55 di 77
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
379
|
0.230
|
12.4
|
-----------------------------------------
pag. 56 di 77
pag. 57 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (E) - DIREZIONE: -X
- iniziale = 0.00
Massa m* = Σ(m,i) (k*kgm) = 863.75
forza
Fy* (kN) = -1498.64
pag. 58 di 77
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
347
|
0.221
|
13.4
|
-----------------------------------------
pag. 59 di 77
pag. 60 di 77
2.1.2
Analisi pushover direzione Y
Struttura:
50
Classe d'uso: II
1
50
Pericolosita':
12.047878
45.775775
|
TR
|
a,g
|(anni)|
|
Fo
(*g) |
|
TC*
|
| (sec) |
|------------------------------|
|
30 | 0.053 | 2.470 | 0.239 |
|
50 | 0.072 | 2.457 | 0.250 |
|
72 | 0.088 | 2.431 | 0.260 |
|
101 | 0.105 | 2.401 | 0.270 |
|
140 | 0.123 | 2.399 | 0.280 |
|
201 | 0.146 | 2.390 | 0.290 |
|
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 |
|
975 | 0.285 | 2.430 | 0.340 |
| 2475 | 0.415 | 2.412 | 0.368 |
k = 0.007790586, α = 0.566335086
Stati Limite:
SLE: SLO
81
SLE: SLD
63
SLU: SLV
10
SLU: SLC
5
[§3.2.3]
| Stato
|
TR
|
| limite |(anni)|
a,g
|
(*g) |
Fo
|
TC*
|
S
| (sec) |
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
|-----------------------------------------------------------------------|
|
SLO
|
|
SLD
|
30 | 0.053 | 2.470 | 0.239 | 1.200 | 0.117 | 0.350 | 1.812 |
50 | 0.072 | 2.457 | 0.250 | 1.200 | 0.121 | 0.363 | 1.888 |
|
SLV
|
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 |
|
SLC
|
975 | 0.285 | 2.430 | 0.340 | 1.123 | 0.155 | 0.464 | 2.740 |
------------------------------------------------------------------------Suolo:
0
1
PGA:
Microzonazione:
no
Componenti:
5
pag. 61 di 77
η=[10/(5+ξ)]= 1
1.5
sì
3
=> η=1/q= 0.333
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (A) - DIREZIONE: +Y
- iniziale = -0.03
pag. 62 di 77
|Piano|Compl.|
|
|rigido|
Massa
|
(k*kgm)
|
Spostamento
(mm)
Spostamento
|
normalizzato |
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------|
|
1
|
|
550.25
|
27.31
|
|
0.977
|
|
2
|
|
237.89
|
27.90
|
|
0.998
|
|
3
|
|
75.61
|
27.96
|
|
1.000
|
X
forza
Fy* (kN) = 999.33
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
| (sec) |
SS
|
CC
|
|
|
S
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
pag. 63 di 77
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
151
|
0.152
|
28.2
|
-----------------------------------------
pag. 64 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (A) - DIREZIONE: -Y
- iniziale = -0.03
pag. 65 di 77
|Piano|Compl.|
|
|rigido|
Massa
|
(k*kgm)
|
Spostamento
(mm)
Spostamento
|
normalizzato |
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------|
|
1
|
|
550.25
|
27.31
|
|
0.977
|
|
2
|
|
237.89
|
27.90
|
|
0.998
|
|
3
|
|
75.61
|
27.96
|
|
1.000
|
X
forza
Fy* (kN) = -1035.26
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
|
S
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
pag. 66 di 77
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
177
|
0.166
|
24.6
|
-----------------------------------------
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (E) - DIREZIONE: +Y
pag. 67 di 77
- iniziale = -0.03
Massa m* = Σ(m,i) (k*kgm) = 863.75
forza
Fy* (kN) = 1158.13
pag. 68 di 77
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
197
|
0.173
|
22.4
|
-----------------------------------------
pag. 69 di 77
SLU DI SALVAGUARDIA DELLA VITA (SLV) - DISTR.FORZE (E) - DIREZIONE: -Y
pag. 70 di 77
- iniziale = -0.03
Massa m* = Σ(m,i) (k*kgm) = 863.75
forza
Fy* (kN) = -1109.67
CC
|Stato Limite|
|
TR
|
|(anni)|
a,g
|
Fo
|
(*g) |
TC*
|
SS
| (sec) |
|
CC
|
|
S
|
|
TB
|
TC
|
TD
|
| (sec) | (sec) | (sec) |
Fv
|
|
|---------------------------------------------------------------------------------------------------|
|
SLU - SLV |
475 | 0.211 | 2.398 | 0.320 | 0.000 | 0.000 | 1.198 | 0.147 | 0.442 | 2.444 | 1.487 |
pag. 71 di 77
Riepilogo per SLV
|
|
|
| (anni) |
TR
|
PGA
|
(*g)
|
PVR
(%)
|
|
|---------------------------------------|
| Dati
|
475
|
0.253
|
10.0
|
| Risultati |
183
|
0.167
|
24.0
|
-----------------------------------------
pag. 72 di 77
2.1.3
Riepilogo e confronto
Nella tabella seguente sono riportati i risultati delle singole analisi riportate in precedenza:
Risultati stato di fatto
Risultati stato di progetto
A seguito dell’intervento si registra un sostanziale miglioramento della capacità sismica
dell’edificio. Il miglioramento principale si riscontra in direzione X in cui il rapporto tra domanda e
capacità in termini di accelerazione raggiunge valori prossimi allo 0.900. In direzione Y il
miglioramento, pur consistente, porta ad un livello di sicurezza medio dell’ordine dello 0.650.
Nella figura seguente si riporta la configurazione di collasso ottenuta con una distribuzione A in
direzione +X. Si osserva che in questo caso il collasso sopraggiunge a seguito della formazione di
un piano soffice a piano terra.
pag. 73 di 77
In direzione Y il collasso avviene invece a causa del collasso dei maschi murari dell’ala sinistra,
meno rigida, e nella maggior parte dei casi considerati avviene al primo piano.
pag. 74 di 77
Si riportano infine gli indicatori di rischio sismico in termini di accelerazione e tempo di ritorno
ottenuti allo stato di fatto ed allo stato di progetto relativi all’SLV.
Indicatori di rischio sismico stato di fatto: Rapporto fra capacità e domanda:
- in termini di PGA
V = 0.206 = (PGACLV / PGADLV)
- in termini di TR: (TRC / TRD)
a
> con a=1:
V = 0.044 = (TRCLV / TRDLV)
> con a=0.41:
V = 0.278 = (TRCLV / TRDLV)
0.41
Indicatori di rischio sismico stato di progetto: Rapporto fra capacità e domanda:
- in termini di PGA
V = 0.601 = (PGACLV / PGADLV)
- in termini di TR: (TRC / TRD)
+157%
a
> con a=1:
V = 0.318 = (TRCLV / TRDLV)
+623%
> con a=0.41:
V = 0.625 = (TRCLV / TRDLV)
0.41
+125%
pag. 75 di 77
pag. 76 di 77
2.2
Giudizio motivato di accettabilità dei risultati
Per convalidare i risultati dell’analisi pushover si è proceduto ad effettuare una stima della
tagliante resistente alla base dell’edificio; tale stima viene effettuata come somma delle resistenze
a taglio dei singoli maschi murari del piano terra soggetti ai carichi verticali agenti in fase sismica
nella direzione considerata.
Il valore del taglio così ottenuto rappresenta una stima dall’alto del taglio resistente; la capacità in
termini di taglio ottenuta dalle analisi pushover sarà tanto più prossima a tale valore quanto più il
collasso della struttura avvenga a seguito della plasticizzazione del maggior numero di elementi
murari del piano terra possibile. Nel caso in esame, pertanto, a causa del comportamento rilevato
in direzione Y che porta al collasso la struttura con la plasticizzazione dei soli maschi della
porzione destra del piano terra, la validazione del modello viene effettuata secondo la direzione X;
in tale direzione il collasso sopraggiunge a seguito della formazione di un piano soffice a piano
terra pertanto è possibile un confronto:
Taglio resistente stimato:
VRdmax = 1665.93 kN;
Dalle curve di capacità in direzione X riportate di seguito si rileva una tagliante massima resistente
pari a:
VRd = 1662.11 kN;
Data la differenza percentuale minima inferiore all’1%; i risultati ottenuti si ritengono validati.
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BM09_Barchessa_03_DO02_Relazione strutture

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