risanamento strutturale con interventi locali direlazione... · e della vulnerabilità sismica...

Merola

Timbro

Merola

Casella di testo

RISANAMENTO STRUTTURALE CON INTERVENTI LOCALI DI

CONSOLIDAMENTO STATICO DELL’EDIFICIO SCOLASTICO

“ISTITUTO TECNICO PER GEOMETRI M. BUONARROTI” DI CASERTA

RELAZIONE GENERALE E RELAZIONE DI CALCOLO

Risanamento strutturale con interventi locali di cons. statico dell’edificio scol. M. Buonarroti di Caserta Pag. 2 di 78

Sommario 1. Premessa ....................................................................................................................................................... 4

2. Normativa di riferimento ............................................................................................................................... 9

3. Descrizione della struttura .......................................................................................................................... 11

4. Analisi dello stato di degrado e di dissesto ................................................................................................. 14

5. Sulle indagini svolte ..................................................................................................................................... 17

5.1 Indagini preesistenti .............................................................................................................................. 17

5.2 Le nuove indagini effettuate ................................................................................................................. 20

6. Azioni di calcolo ........................................................................................................................................... 23

6.1 Carichi statici ................................................................................................................................... 23

6.2 Carichi sismici .................................................................................................................................. 24

6.3 Combinazioni di carico..................................................................................................................... 26

7. Analisi strutturale ........................................................................................................................................ 27

7.1 Premessa ............................................................................................................................................... 27

7.2 Criticità strutturali e principali elementi di vulnerabilità sismica .................................................... 27

8. Sintesi dei risultati dello studio di vulnerabilità sismica .............................................................................. 29

9. Analisi sismica dello stato di fatto: modelli numerici .................................................................................. 30

10. Verifiche di sicurezza: stato di fatto .......................................................................................................... 33

10.1 Modello globale ............................................................................................................................... 33

10.2 Criteri per le verifiche di sicurezza .................................................................................................. 37

10.3 Pilastri circolari φ 40 ........................................................................................................................ 39

10.4 Pilastri a T e pilastri rettangolari...................................................................................................... 43

10.5 Travi di piano 30x60 (corpo aule e palestra) ................................................................................... 48

10.6 Travi 60x80 del Corpo Aule (travi di appoggio dei tegoloni di copertura) ...................................... 52

10.7 Travi 60x80 del Corpo Palestra ........................................................................................................ 57

10.8 Verifica dei nodi trave-pilastro ........................................................................................................ 58

10.9 Travi di copertura ............................................................................................................................ 60

10.10 Sintesi delle verifiche di sicurezza eseguite ................................................................................. 61

11. Dimensionamento degli interventi ............................................................................................................ 63

11.1 Generalità ........................................................................................................................................ 63

11.2 Calcolo e verifica della cerchiatura dei pilastri circolari .................................................................. 64

11.3 Calcolo e verifica dell’incamiciatura in acciaio delle travi 30x60 .................................................... 70

11.4 Incamiciatura in acciaio dei pannelli di nodo .................................................................................. 73

11.5 Risanamento degli elementi strutturali esterni .............................................................................. 75


12. Conclusioni ................................................................................................................................................ 76

13. Elenco degli allegati ................................................................................................................................... 77


1. Premessa

Oggetto della presente relazione è l’analisi del comportamento strutturale dell’edificio ospitante l’Istituto

Tecnico per Geometri “M. Buonarroti” sito in Caserta con relativa individuazione degli interventi di

rafforzamento strutturale apportati (Fig. 1). Lo studio condotto è consequenziale all’analisi della

vulnerabilità sismica del fabbricato condotta nell’anno 2010 e finalizzato alla verifica della sicurezza statica

e della vulnerabilità sismica dell’edificio sede del Michelangelo Buonarroti in Caserta a firma del Prof. Ing.

Gianfranco De Matteis.

L’intervento in oggetto persegue due obiettivi fondamentali:

1. Il risanamento ed il ripristino della piena funzionalità statica degli elementi strutturali oggetto di

gravi forme di degrado e dissesti che interessano le parti strutturali;

2. La risoluzione delle prime criticità strutturali dell’edificio in condizioni sismiche, attraverso la

realizzazione di rinforzi localizzati, che comunque non alterano in alcun modo il comportamento

globale.

L’attività condotta rappresenta la fase operativa intermedia rispetto ad un intervento definitivo di

miglioramento/adeguamento sismico e mira perciò alla risoluzione delle prime criticità strutturali

attraverso interventi locali (ai sensi del p. 8.43 DM 14/01/2008).

L’intervento locale ipotizzato è stato concepito, infatti, anche nell’ottica di un miglioramento sismico

futuro, utilizzando tecniche di rafforzamento reversibili, ed eseguendo lavorazioni idonee ad essere

utilizzate anche in un più ampio intervento di tipo globale.

Si presentano quindi anche alcune linee metodologiche di intervento per la finalizzazione della fase

terminale di azione, ossia per la predisposizione di un intervento di miglioramento/adeguamento sismico

globale dell’intero edificio.

Per la definizione degli interventi progettuali sono state assunte le ipotesi già adottate per lo studio di

vulnerabilità sismica ed in particolare della significativa campagna di indagini diagnostiche già eseguita per

la caratterizzazione delle strutture esistenti. Pertanto, i risultati delle indagini effettuate sono stati assunti

come base del presente studio. In particolare, ai fini della definizione delle strutture esistenti, sono stati

analizzati i seguenti documenti, comprendenti gli elaborati grafici del progetto originario dell’opera:

• Rapporto finale della “Verifica della Sicurezza Statica dell’edificio sede del Michelangelo Buonarroti

In Caserta”, con relativi allegati ed in particolare:

− Allegato C: Rilievi grafici strutturali


− Allegato D: Indagini strutturali nell’edificio sede dell’Istituto Tecnico per

Geometri M. Buonarroti di Caserta a firma dell’ Ing. Maurizio Catanese

. Fase I indagini preliminari

. Fase II indagini aggiuntive

− Allegato F: Elaborati progettuali originari

In particolare, con riferimento agli elaborati progettuali originari della scuola, sono state rinvenute

esclusivamente le seguenti poche tavole (n. 21, 22, 23, 24, 25, 30) , con parziale indicazione degli elementi

strutturali.


Dai summenzionati documenti si sono assunte informazioni riguardanti:

- schema geometrico strutturale;

- resistenza meccaniche dei materiali come da indagini eseguite;

- analisi delle azioni;

- dettagli costruttivi (percentuali di armatura presente negli elementi);

Le informazioni già in possesso sono state integrate e completate con ulteriori saggi illustrati nella relazione

“Saggi diagnostici ed ispettivi (integrazione delle indagini preesistenti)”, allegato del presente progetto.


2. Normativa di riferimento

Le verifiche di sicurezza sono condotte in accordo con le Norme Tecniche delle Costruzioni, di cui al Decr.

Min. 14/01/2008 (GU n. 29, 04/02/2008 - Suppl. Ordinario n. 30), coerentemente con le quali si adotta il

metodo semiprobabilistico agli stati limite. A completamento di quanto riportato nel suddetto Decreto

Ministeriale, si fa riferimento anche alla Circ. Min. 02/02/2009 n. 617 (GU n. 47 del 26/02/2009 - Suppl.

Ordinario n. 27).

Gli altri dispositivi legislativi assunti a riferimento del calcolo e della verifica delle opere oggetto di

attenzione risultano:

- Legge 05/11/1971: “Norme per la disciplina delle opere in c.c.a., normale e precompresso, ed a

struttura metallica”.

- D.M. 16/01/1996: Norme tecniche relative ai “Criteri di sicurezza delle costruzioni e dei carichi e

sovraccarichi”.

- Circ. Min. LL.PP. 04/07/1996 n° 156/AA.GG./STC.: Istruzioni per l’applicazione delle “Norme tecniche

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

cui al D.M. 16/01/96.

- Legge. n 23 del 11/01/1996: “Norme per l’edilizia scolastica”.

- O.P.C.M. N°3274 del 20/03/2003: “Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione

sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica”.

- D.P.C.M. 21/10/2003: “Disposizioni attuative dell’ art.2, commi 2, 3 e 4, della Ordinanza del

Presidente del Consiglio dei Ministri n°3274 del 20 marzo 2003, recante “Primi elementi in materia

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

costruzioni in zona sismica”.

- O.P.C.M. N°3362 del 08/07/2004:“Modalità di attivazione del Fondo per interventi straordinari della

Presidenza del Consiglio dei Ministri, istituito ai sensi dell'art. 32-bis del decreto-legge 30 settembre

2003, n. 269, convertito, con modificazioni, dalla legge 24 novembre2003, n. 326. (Ordinanza n.

3362)”.

- O.P.C.M. N°3431 del 05/05/2005: Ulteriori modifiche ed integrazioni dell’ Ordinanza del Presidente

del Consiglio dei Ministri del 20 Marzo 2003, recante “Primi elementi in materia di criteri generali

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

zona sismica”.


- O.P.C.M. N°3519 del 01/04/2006:“Criteri generali per l’individuazione delle zone sismiche e per la

formazione e l’aggiornamento degli elenchi delle medesime zone”.

Oltre ai suddetti riferimenti normativi, l’attività è stata svolta prendendo a riferimento le “Linee Guida per

l’attuazione dell’O.P.C.M. 3362/2004” redatte dal CTS della Regione Campania.


3. Descrizione della struttura

L’edificio scolastico è composto da due corpi funzionalmente distinti (Fig. 1), collegati strutturalmente da

un ampio corridoio ad un unico piano. Nel primo corpo (corpo aule) sono ubicate le aule e gli uffici; nel

secondo è situata la palestra ed i relativi spogliatoi (corpo palestra).

Figura 1 Pianta dell’Istituto Tecnico per Geometri “M. Buonarroti” di Caserta.

Il corpo aule è costituito da una struttura a pianta rettangolare, con un ampio cortile coperto all’interno.

Esso presenta una struttura di tipo “anulare” ed è composto da tre livelli calpestabili (piani terra, primo e

secondo) e dalla copertura. Le aule sono collocate lungo tutto il perimetro del corpo, seguendo quindi una

forma anulare, con collegamenti realizzati attraverso grossi ballatoi continui. Al piano terra l’atrio è

sottoposto rispetto la quota del primo solaio. Esiste piano interrato solo parzialmente ispezionabile.

Lo stato di fatto rilevato è stato rappresentato negli elaborati grafici allegati.


Figura 2. Vista del cortile interno del corpo aule, con l’atrio a quota inferiore adibito ad esposizione.

Il corpo aule ha dimensioni planimetriche pari a circa 55x66 m ed presenta altezza massima di circa 13 m

dalla quota stradale. L’interpiano è di 3.20 m, la struttura portante è tutta in cemento armato gettato in

opera, tranne che per la copertura, dove tegoloni in precompresso scaricano su una travatura sempre in

precompresso di notevole luce (pari a circa 30.0m). I travoni poggiano su una trave anulare di sezione

60x80 che poggia sui pilastri circolari interni dell’atrio. Sono presenti n. 4 impalcati in latero cemento,

quello del piano terra poggia su pareti in c.a. che arrivano fino a livello delle fondazioni (Fig. 3).

Figura 3. Solaio a livello terra.


La palestra è composta da una parte centrale adibita alle attività ginniche e da una parte circostante,

disposta su tre dei quattro lati, occupata da spogliatoi e/o magazzini. La parte centrale del corpo palestra,

quella destinata alle attività ginniche, presenta un’altezza massima di circa 11.00 m ed è circondata da un

volume strutturale molto più basso dove sono ospitati magazzini, spogliatoi, etc.. La copertura della

palestra è simile a quella del cortile interno del corpo aule, essendo composta da tegoloni in cemento

armato prefabbricato di luce pari a quella del corpo aule.

In base a quanto indicato sugli elaborati progettuali disponibili e confermato dai rilievi eseguiti, le travi

hanno tutte sezione 30x60, ad eccezione di quelle disposte in testa ai pilastri circolati, a sostegno delle travi

in cemento armato precompresso, che hanno sezione 60x80. Le travi in c.a.p. hanno sezione a doppio T,

con altezza 160 cm, larghezza delle ali 50 cm, spessore delle ali 15 cm e spessore dell’anima 10 cm.

I pilastri disposti sul perimetro esterno e su quello interno del corpo aule, tutti ad interasse 3.00 m, hanno

sezione a T, con base 60 cm, riseghe di 15 cm ed altezza di 60 cm. Inoltre, sono presenti pilastri a sezione

rettangolare 30x60, in corrispondenza del confine fra le aule disposte in direzione trasversale e quelle

disposte in direzione longitudinale. Infine, i pilastri centrali, ad interasse 6.0 m, hanno sezione circolare con

diametro 40 cm.

I solai hanno spessore strutturale di 30 cm per il latero-cemento e 20 cm nei tratti in soletta piena in

corrispondenza dei ballatoi dei piani primo e secondo.


4. Analisi dello stato di degrado e di dissesto

Si è provveduto ad eseguire il rilievo e la caratterizzazione del degrado e dei dissesti presenti, producendo

uno specifico rapporto sintetico allegato al presente progetto.

Ponendo l’attenzione principalmente sugli elementi strutturali, come già rilevato nel precedente studio

sulla vulnerabilità sismica, sono stati rilevati estesi fenomeni fessurativi alla base delle colonne circolari

interne della costruzione in corrispondenza del corpo aule. Un elevato numero di tali elementi presentano

lesioni alla base per espulsione del copriferro e ossidazione delle barre di armatura. I saggi eseguiti hanno

messo in evidenza che le lesioni riguardano principalmente la zona corticale di calcestruzzo e sono

imputabili alla corrosione delle barre di armatura (Fig. 4).

Figura 4. Saggi eseguiti alla base dei pilastri circolari (atrio) per verifica fessurazioni.

Come illustrato nei paragrafi seguenti si è verificata l’entità dello stato tensionale su tali piastri, al fine di

verificare la compatibilità della domanda di sollecitazione con le resistenze. Le valutazioni operate hanno

messo in luce che la fessurazione risulta ascrivibile a problematiche di natura tecnologica (degrado per

scarso copriferro, risalita di umidità, etc.) e non statiche.


Altre lesioni sono state individuate in altri elementi trave e pilastri, ed in ogni caso si è ipotizzato che il

quadro fessurativo presente sia imputabile a fenomeni corrosivi molto spesso provocati da infiltrazioni di

acqua meteorica.

Di particolare rilevanza è la condizione degli elementi in cemento armato sulle facciate esterne ed in

particolare delle pilastrate che evidenziano una sistematica espulsione del copriferro delle modanature. Tali

elementi, come visibile dagli elaborati forniti, presentano una particolare sezione trasversale sagomata con

due modanature esterne facenti parte della sezione propriamente “strutturale”. Nelle modanature è

alloggiata parte dell’armatura longitudinale della pilastrata, che in molti casa si presenta ossidata e priva di

copriferro. In alcuni casi, il distacco di calcestruzzo è così consistente che investe per intero le modanature.

Si illustrano alcune immagini con rappresentazione dei summenzionati dissesti, rimandando all’allegato

rapporto fotografico per gli ulteriori dettagli.

Figura 5. Saggi eseguiti su un pilastro a piano terra (zona uffici di presidenza) per verifica fessurazioni.

Come evidente dalle foto successive, la particolare forma della sezione strutturale delle pilastrate, ha reso

tali elementi molto sensibili alle azioni delle acque meteoriche e dell’umidità.


Figura 6. Espulsione del copriferro nei pilastri esterni.

Le modanature in calcestruzzo sono state in molto casi completamente disgregate dall’ossidazione dei ferri,

pertanto sono presenti interi tratti di pilastrate in cui l’armatura longitudinale è completamente visibile e

scollegata dalla sezione di calcestruzzo. In corrispondenza dei nodi non sono state rilevate staffe trasversali,

elemento che ha contribuito all’evoluzione del dissesto. Anche in questo caso, il quadro fessurativo è stato

riferito ad un degrado tecnologico e non a eccessivi stati tensionali.

Non sono stati riscontrati quadri fessurativi riconducibili a dissesti statici, né a cedimenti fondali.


5. Sulle indagini svolte

5.1 Indagini preesistenti 5.1.1 Generalità

La campagna di indagine principale, svolta per l’analisi di vulnerabilità sismica eseguita in passato, è stata

curata dalla S.T.C. “Studi Topografici e Controlli” dell’Ing. Catanese Maurizio. Di tali operazioni si sono

visonate le relazioni finali in deposito presso l’Amministrazione.

Nel corso di tali operazioni sono stati eseguiti diversi saggi volti alla identificazione di tutti i principali

elementi strutturali (solai, travi, pilastri, etc.) sulla base delle indicazione fornite dalle NTC 2008. Le

proprietà meccaniche dei materiali strutturali sono state dedotte dalle indagini in sito. In base al

quantitativo ed alle modalità di indagine, il livello di conoscenza della costruzione può essere considerato

adeguato (LC2), secondo le definizioni di cui al D.M. 14/01/2008 ed alla relativa C.M. 617/2009.

Complessivamente, in base alla documentazione presente, sono state eseguite le seguenti prove:

- n. 29 carotaggi di calcestruzzo per prove di schiacciamento in laboratorio;

- n. 39 Sonreb per la valutazione della resistenza cubica media tramite prove non distruttive;

- n. 3 prove di trazione in laboratorio su tondi estratti dai pilastri della struttura.

I dettagli costruttivi sono stati approfonditi con n. 40 prove pacometriche per la determinazione delle

armature presenti nelle membrature principali. Gli elementi selezionati risultano rappresentativi dell’intero

edificio stante le caratteristiche di ripetitività della struttura.

In accordo con la Tabella C8A.1.2 della C.M. 02/02/2009, è possibile considerare un fattore di confidenza

(FC) pari a 1,20.

5.1.2 Armature e dettagli costruttivi del CORPO AULE

Di seguito si riportano i valori delle percentuali di armatura rilevate per i vari elementi strutturali, ed assunte nei calcoli effettuati.

Pilastri circolari:

Armatura longitudinale: n. 12 ferri φ 22 (posti ad interasse costante lungo il perimetro);

Armatura trasversale: spirali φ 8 (passo 20 cm, senza infittimento nelle zone nodali);

Pilastri a T:

Armatura longitudinale: n. 10 ferri φ 12;


Armatura trasversale: staffe φ 8 (passo 20 cm, senza infittimento nelle zone nodali);

Travi 30x60:

Armatura longitudinale:

Sezione di mezzeria:

lembo inferiore: n. 3φ14 + n. 2φ16 lembo superiore: n. 2 φ 14.

Sezioni di estremità:

lembo inferiore: n. 3φ14 lembo superiore: n. 2φ14 + n. 2φ16

Armatura trasversale: staffe φ 8 (passo 24 cm).

5.1.3 Armature e dettagli costruttivi del CORPO PALESTRA

Di seguito si riportano i valori delle percentuali di armatura rilevate per i vari elementi strutturali, ed assunte nei calcoli effettuati.

Travi 30x60



lembo inferiore: n. 3φ14 + n. 2φ16 lembo superiore: n. 2φ14


lembo inferiore: n. 3φ14 lembo superiore: n. 2φ14 + n. 2φ16

Armatura trasversale: staffe φ 8 (passo 24 cm)

Pilastri a T:

Armatura longitudinale: n. 10 ferri φ 12.

Armatura trasversale: staffe φ 8 (passo 20 cm senza, infittimento nelle zone nodali)

5.1.4 Proprietà meccaniche delle armature

Sulla base dei rilievi effettuati, l’acciaio presente nella costruzione corrisponde all’FeB32k. Sulla scorta dei

valori medi rilevati dalle prove di trazione in laboratorio dei provini di armatura estratti e tenuto altresì

conto dei valori minimi di resistenza presenti in letteratura per il tipo di acciaio in essere, corrispondente

alla classe Aq. 60 (fy > 31 kg/mm2), si sono assunti i seguenti valori di resistenza:

− resistenza di snervamento media: fymed = 350 N/mm2


− resistenza di rottura media: ftmed = 555 N/mm2

Trattandosi di un edificio esistente, per le verifiche di sicurezza, le resistenze di calcolo sono desunte in

funzione del meccanismo di rottura (duttile o fragile)

fyd, duttile = 𝑓𝑦𝑚𝐹𝐶

fyd, fragile = 𝑓𝑦𝑚1,2 ∗ ɣ acciaio

− meccanismi duttili fyd = 291 N/mmq;

− meccanismi fragili fyd = 253 N/mmq;

5.1.5 Proprietà meccaniche del calcestruzzo

In base alle proprietà del calcestruzzo rilevate si opera il seguente raggruppamento delle membrature

presenti nella costruzione, e la rispettiva resistenza cubica a compressione (Rm) :

− Pilastri corpo aule Rm = 16,79 N/mm2

− Travi corpo aule (30x60) Rm = 14,40 N/mm2

− Travi copertura corpo aule Rm = 29,71 N/mm2

− Pilastri palestra Rm = 16,20 N/mm2

− Travi palestra (30x60) Rm = 12,81 N/mm2

− Travi copertura palestra Rm = 20,33 N/mm2

I valori di resistenza cilindrica si ottengono da quelli indicati, moltiplicando per un fattore pari a 0,83,

mentre a quelli di progetto si ottengono dividendo i valori di resistenza cilindrica per il fattore di confidenza

FC = 1,2 per i meccanismi duttili, ed anche per il fattore parziale di sicurezza γm per meccanismi fragili.

fcd, duttile = 0,83∗𝑅𝑚

1,2 fcd, fragile =

0,83∗𝑅𝑚1,2 ∗ ɣ cls

Calcestruzzo corpo aule Duttile Fragile

− Pilastri corpo aule fcd= 11,61 N/mmq fcd= 7,74 N/mmq

− Travi aule 30x60 fcd = 9,96 N/mmq fcd = 6,64 N/mmq

− Travi copertura aule fcd = 20,55 N/mmq fcd = 13,70 N/mmq

Calcestruzzo palestra

− Pilastri palestra fcd = 11,21 N/mmq fcd = 7,47 N/mmq

− Travi palestra 30x60 fcd = 8,86 N/mmq fcd = 5,91 N/mmq

− Travi copertura palestra fcd = 14,06 N/mmq fcd = 9,37 N/mmq


Si deve osservare che sono state rilevate resistenze del calcestruzzo nei due diversi corpi strutturali

decisamente modesti per i pilastri ed ancora di più per le travi di livello intermedio; mentre sono stati

rilevati valori accettabili per le travi di copertura.In molti casi (travi intermedie e pilastri) i valori di

resistenza del calcestruzzo risultano decisamente modesti, finanche inferiori al limite fornito dalle attuali

normative per calcestruzzi strutturali.

5.2 Le nuove indagini effettuate La campagna di indagine già disponibile ed illustrata sinteticamente nel precedente paragrafo è stata

integrata con ulteriori saggi in situ, come indicato nell’allegato rapporto “Saggi diagnostici ed ispettivi

(integrazione delle indagini preesistenti)”, allegato al presente progetto.

Rispetto alle indagini già effettuate, sono state verificate le geometrie degli elementi strutturali (sezione,

luci, etc.) riscontrandosi una buona corrispondenza con quanto in precedenza rilevato. In aggiunta sono

state eseguite le seguenti indagini:

- n.4 saggi ispettivi per il rilievo delle armature;

- n. 12 pacometrie;

I saggi ispettivi hanno avuto l’obiettivo di verificare le armature presenti. Sono stati effettuati n. 3 saggi

ispettivi al piano terra (SN1, SN2 e SN3), dai quali è stato possibile verificare l’assenza di staffe nelle zone

nodali trave-pilastro dei telai esterni e la configurazione delle staffe all’interno della sezione trasversale. Di

seguito, si mostrano le immagini salienti.

SN1 SN2 SN3

Figura 7. Saggi ispettivi sui pilastri esterni del corpo aule.


Il saggio SN4 ha avuto l’obiettivo di verificare il diametro delle barre di armatura delle travi in copertura

60x80, trascurate nelle indagini precedenti.

Figura 8. Saggio ispettivo SN4 sulla trave 60x80 in copertura (corpo aule).

Sono state rilevate le seguenti armature

Travi 60x80 con carico di copertura (corpo aule)



lembo inferiore: n. 6φ20 lembo superiore: non rilevata




Travi 60x80 senza carico di copertura (corpo aule)



lembo inferiore: n. 4 barre (φ20 in analogia alle travi caricate)

lembo superiore: non rilevata


lembo inferiore: . 4 barre (φ20 in analogia alle travi caricate)



Pilastri 30x60 corpo aule:

Armatura longitudinale: n. 8 ferri (il cui diametro è stato ipotizzato φ 12 per similitudine)

Armatura trasversale: staffe a passo medio 25 cm (il cui diametro è stato ipotizzato φ 8 per similitudine)

Non sono stati rilevati infittimenti delle staffe in zona nodale.

Pilastri L corpo aule:

Armatura longitudinale: n. 8 ferri rilevati su solo due lati (il cui diametro è stato ipotizzato φ 12 per

similitudine)


Non sono stati rilevati infittimenti delle staffe in zona nodale.

Pilastri T corpo aule:

Armatura conforme a quella già rilevata, ma è stata verificata l’assenza di staffe in corrispondenza del

pannello di nodo dal lato interno.

Pilastri L corpo palestra:

Armatura longitudinale: n. 4 ferri rilevati su un solo lato (il cui diametro è stato ipotizzato φ 12 per

similitudine)

Armatura trasversale: staffe a passo medio 20cm (il cui diametro è stato ipotizzato φ 8 per similitudine)

Pilastri T corpo palestra:

Armatura longitudinale: n. 4 ferri rilevati su un solo lato (il cui diametro è stato ipotizzato φ 12 per

similitudine)


Nucleo c.a. ascensore

Armatura longitudinale: Rete maglia 20x20


6. Azioni di calcolo

6.1 Carichi statici

6.1.1 Generalità

I carichi di tipo statico considerati agenti sulla struttura sono di seguito elencati:

• Carichi permanenti;

• Sovraccarichi accidentali;

6.1.2 Carichi permanenti

Copertura:

Tegoloni di copertura: Gteg,k = 25 x 0,06 = 1,5 kN/m2 (carico permanente strutturale)

Massetto delle pendenze: Gmas,k = 20 x 0,10 = 2 kN/m2 (carico permanente portato)

Manto impermeabilizzante: Gimp,k = 0,10 kN/m2 (carico permanente portato)

Travi di copertura in c.a.p.: gtrcap,k = 25 x 0,26 = 6,5 kN/m (carico permanente strutturale)

Solai di piano laterocemento (H=30+7)

G1,sol,k = 1.75+2.10+2.38= 6.23 kN/m2 (carico permanente strutturale)

G2,sol,k = 10.30+1.60 = 1.90 kN/m2 (carico permanente portato)

per un totale di carico permanente: Gsol,au,k = 8,15 kN/m2.

Solai di copertura spogliatoi palestra (H=20+4)

G1,sol,k = 1.00+0.80+1.40= 3.20 kN/m2 (carico permanente strutturale)

G2,sol,k = 0.30+0.40+0.10 = 0.80 kN/m2 (carico permanente portato)

per un totale di carico permanente:

Gsol,au,k = 4,00 kN/m2

Tamponature

Corpo aule gtamp,au,k = 3 kN/m.

Corpo palestra gtamp,pal,k = 16,8 kN/m.


6.1.3 Sovraccarichi accidentali

I sovraccarichi accidentali si differenziano a seconda della destinazione d’uso dei locali presenti nella

costruzione, secondo quanto segue (in accordo con le categorie definite al D.M. 14/01/2008):

− Aule Categoria C1 Qau,k = 3,00 kN/m2

− Ballatoi e scale Categoria C2 Qbal,k = 4,00 kN/m2

− Biblioteca Categoria E1 Qbibl,k = 6,00 kN/m2

− Copertura Categoria H1 Qcop,k = 0,50 kN/m2

− Neve Qneve,k = 0,48 kN/m2

6.2 Carichi sismici La determinazione dei parametri utili per l’analisi sismica è eseguita considerando che la costruzione ricade,

nel reticolo in cui è suddivisa la superficie del territorio nazionale, tra le coordinate 31869, 31870, 32091,

32092.

Per la costruzione si assume una vita nominale VN = 50 anni ed un coefficiente d’uso CU = 1,5 (considerando

una Classe d’uso III, visto il tipo di affollamento che si verifica nella costruzione). Tanto premesso, il periodo

di riferimento per l’azione sismica è:

VR = VN CU = 75 anni.

Per tale periodo di riferimento, si hanno i parametri di azione sismica riportati nella seguente figura.

Figura 9. Tabella parametri azione sismica.

Per quanto riguarda la categoria di sottosuolo, si considera la presenza di deposito di terreno a grana

grossa mediamente addensato, con spessore superiore a 30 m e con miglioramento delle proprietà

meccaniche con la profondità, per cui si assume una categoria di sottosuolo C.

Per quanto riguarda la categoria topografica, trattandosi di un’area pianeggiante, si considera la categoria

T1.


Spettro SLV

La verifica allo SLU corrispondente alla salvaguardia della vita umana (SLV) è quella prescritta dalla norma in

caso di costruzioni esistenti. Tale verifica si esegue svolgendo un’analisi modale con spettro di risposta. Lo

spettro di progetto è determinato considerando un fattore di struttura q = 2,25 (valore medio tra quelli

suggeriti). Avendo la struttura campi con luce di 30 m (cortile interno), si considera, nel calcolo, anche la

componente verticale del sisma, per la quale si considera un fattore di struttura q = 1,50 (Fig. 10). Per

l’analisi, al fine di comprendere l’effetto della maggior parte delle masse partecipanti, si considerano i primi

120 modi di vibrare della struttura.

Figura 10. Spettri di risposta SLV (componenti orizzontale e verticale).

Spettro SLD

La verifica allo SLD non è obbligatoria in caso di costruzioni esistenti. In questa sede, si considera come

fonte aggiuntiva di informazioni sul comportamento della struttura. L’analisi modale per tale verifica è

eseguita considerando lo spettro di risposta elastico, tenendo conto sia delle componenti orizzontali sia di

quella verticale dell’azione sismica (Fig. 11).


Figura 11.. Spettri di risposta SLD (componenti orizzontale e verticale).

6.3 Combinazioni di carico Le combinazioni di carico considerate per le verifiche di sicurezza sono ottenute in accordo con le prescrizioni del D.M. 14/01/2008. In particolare, per le verifiche in presenza di soli carichi verticali, si considera l’espressione seguente, corrispondente alla combinazione fondamentale delle azioni:

mentre nel caso sismico si considera la combinazione:

Il significato dei simboli è noto, e per esso si rimanda alle citate norme tecniche. Le diverse combinazioni di carico si ottengono mediante i coefficienti di combinazione ψ, anch’essi indicati nelle norme tecniche e qui riportati per comodità di lettura.

Figura 12. Tabella dei coefficienti di combinazione delle azioni (ex D.M. 14/01/2008).


7. Analisi strutturale

7.1 Premessa Sulla base del livello di conoscenza assunto (LC2), tenendo conto delle indicazioni della C.M. 02/02/2009, è

possibile utilizzare qualsiasi tipo di analisi per la determinazione delle caratteristiche della sollecitazione

interna e degli spostamenti nella struttura.

E’ stata eseguita una verifica statica globale dello stato di fatto (condizione ante-operam) mediante

un’analisi elastica lineare, per la quale valgono le seguenti ipotesi:

− il comportamento dei materiali, ai fini della determinazione delle caratteristiche della sollecitazione

interna e del campo di spostamenti, è elastico lineare;

− gli spostamenti sono tali da non indurre effetti del secondo ordine, i quali richiederebbero di tenere

conto della struttura deformata per l’analisi strutturale;

− vale il principio di sovrapposizione degli effetti;

− l’applicazione dei carichi di progetto avviene in maniera graduale, senza l’insorgere di effetti

cinetici.

Le analisi condotte hanno avuto l’obiettivo di confermare i risultati ottenuti nell’analisi di vulnerabilità

sismica già condotta ed individuare i meccanismi di rottura critici della costruzione e quindi gli elementi

maggiormente vulnerabili.

7.2 Criticità strutturali e principali elementi di vulnerabilità sismica In relazione alla geometria ed alla configurazione degli elementi strutturali, appare alquanto evidente che

l’organismo strutturale non sia stato originariamente progettato con una concezione di tipo antisismico;

esso, invece, è stato concepito per l’assorbimento dei carichi gravitazionali. In termini generali, le principali

criticità strutturali individuate risultano le seguenti:

- assenza di uno schema tridimensionale di telai: la struttura è organizzata secondo telai piani nelle

direzioni principali che si incontrano solo nelle porzioni d’angolo, che, evidentemente,

rappresentano zone di concentrazione delle sollecitazioni;

- configurazione in pianta irregolare e non compatta: il collegamento tra due corpi strutturali

principali rappresenta una forte irregolarità per la risposta dinamica. La presenza di un vuoto

(l’atrio) nel corpo aula, non consente di poter affidare agli impalcati un effetto diaframma pieno. La

scala d’emergenza in cemento armato del corpo aule (nel cortile frontistante la palestra) si

configura come un ulteriore elemento di irregolarità planimetrica, aggravata per la presenza di un

nodo trave-trave molto vulnerabile;


- presenza di una copertura pesante in entrambi i corpi principali. La notevole massa fornisce carichi

gravitazionali molto elevati in taluni elementi e genera azioni inerziali molto elevati;

- dettagli costruttivi carenti e percentuali di armatura insufficienti ad assicurare elevati livelli di

duttilità (nodi trave-pilastro privi di staffe);

- errati interventi precedenti, come rilevato in corrispondenza dell’uscita di sicurezza del corpo scala

sul prospetto Est, dove è stata interrotta la continuità del traverso del telaio, andando a tagliare la

trave per la realizzazione dell’uscita di sicurezza.

Figura 13. Trave longitudinale interrotta per la realizzazione dell’uscita di sicurezza.


8. Sintesi dei risultati dello studio di vulnerabilità sismica

L’analisi sismica già condotta sull’edificio ha evidenziato importanti carenze della struttura all’assorbimento

delle azioni sismiche di norma. Come indicato nel rapporto finale di tale studio, la struttura presenta

coefficienti di sicurezza accettabili sotto le azioni statiche, mentre esse risulta totalmente deficitaria per

azioni sismiche.

Si riporta uno stralcio del rapporto finale:

In assenza di sisma, infatti, le verifiche di resistenza risultano soddisfatte, generalmente con

margini di sicurezza accettabili. Solo nel caso delle travi della palestra, la verifica, pur soddisfatta, si

presenta al limite in diversi casi. Si deve ribadire comunque che tale esito è stato determinato in

relazione ai valori di resistenza medi dei materiali costitutivi impiegati. La deficienza del calcestruzzo

messo in opera, così come riscontrato dalle indagini eseguite, pone in evidenza chiari problemi di

affidabilità del materiale. Sotto tale aspetto si ritiene assolutamente necessario procedere ad

un’ulteriore estensione delle indagini eseguite al fine di avere conferma sui valori medi di resistenza

su un campione di dati più ampio dal punto di vista statistico.

In presenza di sisma, invece, la struttura manifesta tutta la propria vulnerabilità, sia nei pilastri sia

nelle travi, queste ultime dimostrando una palese insufficienza anche nei confronti delle azioni di

taglio. I risultati ottenuti in termini di resistenza sono confermati anche dai risultati delle verifiche

eseguite considerando la domanda di spostamenti in caso di sisma frequente e di sisma severo. In tal

senso, a parere dello scrivente, è necessario intraprendere celermente opportuni ed idonei interventi

di rinforzo strutturali volti a migliorare la risposta della costruzioni sotto carichi orizzontali, al fine di

mitigare la vulnerabilità sismica della costruzione che, attualmente, risulta elevata e non accettabile

ai sensi di norma.

E’ chiaro che in tali condizioni un intervento di adeguamento sismico della struttura dovrebbe

necessariamente risultare di tipo globale, con interventi diffusi su praticamente tutti gli elementi strutturali,

ovvero mediante l’inserimento di nuovi sistemi sismo-resistenti in grado di far divergere le sollecitazioni

sismiche dagli attuali elementi strutturali principali. In entrambi i casi, si configurerebbe un intervento con

notevole impatto sia dal punto di vista economico che della organizzazione del sistema edilizio, che

necessita d opportuna programmazione. Nelle condizioni attuali, si procederà con l’attuazione di un primo

intervento mirato al risanamento ed al rafforzamento locale degli elementi strutturali che presentano un

maggior livello di degrado, di dissesto o, più in generale, di vulnerabilità strutturale .


9. Analisi sismica dello stato di fatto: modelli numerici

I livelli di sicurezza nei riguardi delle azioni sismiche e non sono stati valutati mediante i seguenti modelli

globali agli elementi finiti. In particolare, sono stati assemblati n.3 diversi modelli in modo da poter studiare

la risposta dinamica sia nella configurazione attuale che in una possibile configurazione futura in cui si

operino una serie di giunti strutturali tali da slegare fra loro i corpi strutturali principali.

In particolare, sono stati assemblati i seguenti modelli di calcolo:

1. modello numerico globale contenete tutti i corpi di fabbrica (configurazione attuale);

2. modello numerico del solo corpo aule considerato giuntato strutturalmente dal resto;

3. modello numerico del solo corpo palestra considerato giuntato strutturalmente dal resto;

L’analisi strutturale eseguita è stata la dinamica lineare con spettro di risposta e fattore di struttura. In tutti

i casi non sono state eseguite le verifiche in fondazione e la struttura è stata considerata incastrata al piede.

Si mostrano nelle figure seguenti il modello di calcolo tridimensionale utilizzato per l’analisi.

Figura 14. Modello di calcolo strutturale.


Figura 15. Modello strutturale: Discretizzazione FEM.

Ai fini di un intervento di adeguamento sismico, la realizzazione di un giunto sismico in grado di rendere i

due corpi principali strutturalmente indipendenti si ritiene un intervento primario ed a basso impatto

economico. Pertanto, in un’ottica futura di implementazione degli interventi locali attualmente in corso di

progettazione nell’ambito di un più ampio intervento di adeguamento sismico globale della scuola, si

verificheranno i livelli di resistenza raggiunti anche nella configurazione di edificio giuntato. Si vuole in

questo modo verificare la efficacia e la adattabilità dell’intervento locale attualmente preso in

considerazione.

Di seguito, si mostra il modello numerico dei soli corpo aule e corpo palestra.


Figura 16. Vista prospettica del modello numerico del solo corpo aule.

Figura 17. Vista prospettica del modello numerico del solo corpo palestra.


10. Verifiche di sicurezza: stato di fatto

10.1 Modello globale Il modello globale contempla entrambi i corpi di fabbrica (corpo aule e corpo palestra). L’analisi dei modi di

vibrare mostra che il primo periodo di vibrazione risulta pari a 0.55 sec. principalmente in direzione X con

un certo accoppiamento rotazionale. Si mostrano le immagini dei modi vibrare da cui è possibile verificare

che il primo modo coinvolge le masse della palestra e presenta una bassa massa partecipante (22% in

direzione X). Il secondo modo, pari invece a 0.44 sec., mostra una massa partecipante più elevata (61%)

nella direzione Y. Le modalità di vibrare sembrano congruenti e confermano la forte diversità nella risposta

dei due corpi principali. La palestra tende a vibrare prevalentemente in direzione x con periodi più alti

(struttura più deformabile), mentre il corpo aule tende a vibrare prevalentemente in direzione y, con

periodi più bassi (struttura più rigida). Tale risultato conferma la sostanziale diversità della risposta

dinamica tra i due sistemi principali e pertanto la tendenza a comportarsi indipendentemente, nonostante

risultino collegati strutturalmente in corrispondenza del tunnel/corridoio di accesso al corpo palestra.

Facendo riferimento alle indicazioni della norma, il primo periodo di vibrazione, calcolato in via

semplificata, risulterebbe pari a T1=0.05x(13.40)3/4 = 0.35 sec, valore che si avvicina a quello valutato

numericamente.

Si riporta la risposta modale del modello di calcolo.

Modo Periodo [sec] Massa X Massa Y

1 0.553653401 0.220503053 0 2 0.446660734 0 0.615454287 3 0.423741767 0.000000001 0.159509688 4 0.390043146 0 0.039584977 5 0.352212878 0.614837797 0 6 0.267793376 0 0.00884129 7 0.13761475 0.000020873 0.000097159 8 0.134489397 0.000000071 0.105868698 9 0.124698235 0.00000467 0.017050985

10 0.119726165 0.12475792 0.000000838 11 0.094243124 0.001460866 0.01628034 12 0.093484109 0.006000875 0.004186323 13 0.071954073 0.000187866 0.032704627 14 0.070774359 0.031064572 0.000167795 15 0.036678003 0.001115743 0.000000624 Tabella 1. Valori dei periodi di vibrazione e delle masse associate.

Di seguito si riportano le immagini relative al modello numerico e la descrizione dei modi principali di

vibrazione e delle rispettive caratteristiche.


modo di vibrare n.1

modo di vibrare n. 2

modo di vibrare n. 3

Figura 18. Modi di vibrare principali.

Nelle figure che seguono sono riportati gli inviluppi delle caratteristiche di sollecitazione assiale, flettente e

di taglio agenti nelle membrature della struttura, sia in assenza sia in presenza di sisma. I diagrammi

consentono di avere una visione globale della distribuzione delle sollecitazioni nell’ambito dell’organismo

strutturale.


Figura 19. Inviluppo sforzo normale in assenza di sisma.

Figura 20. Inviluppo momento flettente in assenza di sisma (travi p2).


Figura 21. Inviluppo taglio in assenza di sisma travi P2.

Figura 22. Inviluppo sforzo normale in presenza di sisma (pilastri tronco 1).


Figura 23. Momento flettente in presenza di sisma (travi p2).

Figura 24. Inviluppo taglio in presenza di sisma (travi P2 e pilastri tronco 2).

10.2 Criteri per le verifiche di sicurezza Le verifiche di sicurezza nei confronti degli SLU vengono condotte considerando separatamente ciascun

differente elemento strutturale presente nella costruzione. Sono prese in considerazione condizioni di

carico in assenza di sisma, ottenendo le sollecitazioni massime dall’inviluppo delle combinazioni di norma.

La verifica a presso-flessione delle sezioni in c.a. di travi e pilastri è eseguita secondo quanto previsto al p.

4.1.2.1.2.4 utilizzando le azioni calcolate dall’analisi strutturale e le proprietà dei materiali rilevate in sito

divise per il solo Fattore di Confidenza (FC). La verifica consiste nel rispetto della seguente relazione per il

livello di intensità sismico considerato:


Figura 25. Modello di verifica a pressoflessione della sezione in c.a.

Essendo,

− MRd= valore di calcolo del momento resistente corrispondente ad NEd;

− NEd= valore della componente assiale dell’azione;

− MEd= valore di calcolo della componente flettente dell’azione;

Secondo quanto consigliato al p. C8.7.2.5 Modelli di capacità per la valutazione di edifici in cemento

armato, la resistenza a taglio si valuta come per il caso di nuove costruzioni per situazioni non sismiche,

considerando comunque un contributo del conglomerato al massimo pari a quello relativo agli elementi

senza armature trasversali resistenti a taglio. Le resistenze dei materiali sono ottenute come media delle

prove eseguite in sito e da fonti aggiuntive di informazione, divise per il fattore di confidenza appropriato in

relazione al Livello di Conoscenza raggiunto e per il coefficiente parziale del materiale.

La verifica di resistenza (SLU) si pone con:

VRD≥VED

dove VEd è il valore di calcolo dello sforzo di taglio agente.

La resistenza a taglio VRd di elementi strutturali dotati di specifica armatura a taglio è valutata sulla base

della schematizzazione a traliccio con elementi ad inclinazione variabile p.4.1.2.1.3.2. Gli elementi resistenti

dell’ideale traliccio sono: le armature trasversali, le armature longitudinali, il corrente compresso di

calcestruzzo e i puntoni d’anima inclinati. L’inclinazione (θ) dei puntoni di calcestruzzo rispetto all’asse della

trave deve rispettare i limiti seguenti:

Con riferimento all’armatura trasversale, la resistenza di calcolo a “taglio trazione” si calcola con:


Con riferimento al calcestruzzo d’anima, la resistenza di calcolo a “taglio compressione” si calcola con

La resistenza al taglio della trave è la minore delle due sopra definite:

VRd = min (VRsd, VRcd)

Dove:

− d è l’altezza utile della sezione in mm

− bw è la larghezza minima della sezione in mm

− σcp= NEd/Ac è la tensione media di compressione nella sezione (≤ 0,2 fcd);

− Asw area dell’armatura trasversale;

− s interasse tra due armature trasversali consecutive;

− α angolo di inclinazione dell’armatura trasversale rispetto all’asse della trave;

− f 'cd resistenza a compressione ridotta del calcestruzzo d’anima ( f 'cd = 0,5× fcd );

− αc coefficiente maggiorativo pari a:

1 per membrature non compresse e pari a

1 + σcp/fcd per 0 ≤ σcp < 0,25 fcd

1,25 per 0,25 fcd < σcp ≤0,5 fcd

2,5(1 - σcp /fcd) per 0,5 fcd < σcp < fcd

10.3 Pilastri circolari φ 40 La resistenza allo SLU per tensioni normali nei pilastri circolari è valutata considerando i parametri

geometrici e di resistenza specificati in precedenza.

Caratteristiche dei pilastri:

− D = 40 cm Armatura longitudinale: 12ɸ22 Armatura trasversale: ɸ8/20 cm


Figura 26. Dettaglio costruttivo pilastro circolare.

Le verifiche di sicurezza sono svolte automaticamente sulla base dei modelli meccanici ammessi dalle

norme tecniche. Nella seguente figura, sono mostrati i risultati delle verifiche di sicurezza su tali pilastri

considerando una percentuale dell’azione sismica pari al 100% (adeguamento sismico).

Figura 27. Verifiche di sicurezza: pilastri circolari con azione sismica al 100%

I pilastri circolari segnalati in rosso nella precedente figura risultano non verificati. Approfondendo la

problematica si evidenzia che le verifiche di resistenza delle sezioni sono tutte soddisfatte sia in condizioni

sismiche che statiche, ma il livello di compressione è molto elevato, superando il valore che la norma

impone per i nuovi edifici pari al 65 % della resistenza della sezione di solo calcestruzzo (p. 7.4.4.2.2.1). Tale

condizione favorisce sicuramente lo stato di degrado e di parziale dissesto in cui attualmente si trovano i

pilastri.


Pertanto, per garantire il rispetto di tale prescrizione, è necessario prevedere un incremento della

resistenza della sezione del calcestruzzo di circa il 35% .

Si allega uno stralcio del tabulato di verifica per uno dei pilastri in esame, da cui si può evincere il livello di

sollecitazione gravante sull’elemento.

Sdw Pilastrata 113 Verifiche effettuate secondo DM 14-01-2008 Fattore di struttura per meccanismi duttili in direzione X=2.25 Fattore di struttura per meccanismi duttili in direzione Y=2.25 Fattore di struttura per meccanismi fragili 1.5 forze in kN, momenti in kN*m, tensioni in daN/cmq, apertura fessure in mm Materiali per le armature FeB32 LC2, fyk = 3500 (daN/cmq), Fattore di confidenza = 1.2 asta sap n. 1624 calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq), fattore di confidenza 1.2 sezione circolare diam. 40.0 Verifiche a pressoflessione quota Atot. cop coef Msdx Msdy Nsd Co 0.0 45.6 4.1 1.75 0 0 -1037 75 SLU *** 42.3 45.6 4.1 1.75 0 0 -1036 75 SLU *** 84.5 45.6 4.1 1.75 0 0 -1034 75 SLU *** 126.8 45.6 4.1 1.76 0 0 -1033 75 SLU *** 169.0 45.6 4.1 1.76 0 0 -1031 75 SLU *** 211.3 45.6 4.1 1.76 0 0 -1029 75 SLU *** 253.5 45.6 4.1 1.77 0 0 -1027 75 SLU *** 295.8 45.6 4.1 1.77 0 0 -1026 75 SLU *** 338.0 45.6 4.1 1.77 0 0 -1024 75 SLU *** 338.5 45.6 4.1 1.77 0 0 -1024 75 SLU *** Sezione a quota 0 Compressione massima = 673 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 42 Compressione massima = 672 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 85 Compressione massima = 671 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 127 Compressione massima = 670 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 169 Compressione massima = 668 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 211 Compressione massima = 667 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 254 Compressione massima = 665 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 296 Compressione massima = 664 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 338 Compressione massima = 663 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 339 Compressione massima = 663 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Verifiche a taglio SLU quota VEdX VEdY VEd Co N Ast VRcd VRd VRsd cotg 0.0 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 42.3 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 84.5 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 126.8 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 169.0 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 211.3 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 253.5 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 295.8 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 338.0 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 338.5 0.0 0.0 0.0 70 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 SLV quota VEdX VEdY VEd Co N Ast VRcd VRd VRsd cotg 0.0 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 42.3 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 84.5 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 126.8 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 169.0 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 211.3 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 253.5 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 295.8 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 338.0 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 338.5 3.2 -8.1 8.7 7 -1023.8 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 asta sap n. 1625 calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq), fattore di confidenza 1.2 sezione circolare diam. 40.0 Verifiche a pressoflessione quota Atot. cop coef Msdx Msdy Nsd Co 382.4 51.0 4.1 1.91 0 0 -1022 75 SLU *** 426.8 44.0 4.1 1.74 0 0 -1020 75 SLU *** 471.1 45.6 5.1 1.78 0 0 -1018 75 SLU *** 515.5 45.6 5.1 1.78 0 0 -1017 75 SLU *** 559.9 45.6 5.1 1.79 0 0 -1015 75 SLU ***


604.3 45.6 5.1 1.79 0 0 -1013 75 SLU *** 648.6 45.6 5.1 1.79 0 0 -1011 75 SLU *** 693.0 45.6 5.1 1.80 0 0 -1009 75 SLU *** 693.5 45.6 5.1 1.80 0 0 -1009 75 SLU *** Sezione a quota 382 Compressione massima = 661 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 427 Compressione massima = 660 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 471 Compressione massima = 659 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 516 Compressione massima = 657 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 560 Compressione massima = 656 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 604 Compressione massima = 654 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 649 Compressione massima = 653 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 693 Compressione massima = 652 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 694 Compressione massima = 652 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Verifiche a taglio SLU quota VEdX VEdY VEd Co N Ast VRcd VRd VRsd cotg 382.4 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 426.8 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 471.1 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 515.5 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 559.9 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 604.3 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 648.6 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 693.0 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 693.5 0.0 0.0 0.0 70 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 SLV quota VEdX VEdY VEd Co N Ast VRcd VRd VRsd cotg 382.4 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 426.8 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 471.1 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 515.5 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 559.9 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 604.3 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 648.6 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 693.0 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 693.5 3.2 -8.1 8.7 7 -1009.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 asta sap n. 1626 calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq), fattore di confidenza 1.2 sezione circolare diam. 40.0 Verifiche a pressoflessione quota Atot. cop coef Msdx Msdy Nsd Co 738.0 46.1 5.1 1.81 0 0 -1007 75 SLU *** 783.0 44.6 5.1 1.78 0 0 -1006 75 SLU *** 828.0 45.6 5.1 1.81 0 0 -1004 75 SLU *** 873.0 45.6 5.1 1.81 0 0 -1002 75 SLU *** 918.0 45.6 5.1 1.81 0 0 -1000 75 SLU *** 963.0 45.6 5.1 1.82 0 0 -998 75 SLU *** 963.5 45.6 5.1 1.82 0 0 -998 75 SLU *** Sezione a quota 738 Compressione massima = 650 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 783 Compressione massima = 649 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 828 Compressione massima = 647 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 873 Compressione massima = 646 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 918 Compressione massima = 645 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 963 Compressione massima = 643 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Sezione a quota 964 Compressione massima = 643 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Verifiche a taglio SLU quota VEdX VEdY VEd Co N Ast VRcd VRd VRsd cotg 738.0 0.0 0.0 0.0 70 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 783.0 0.0 0.0 0.0 70 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 828.0 0.0 0.0 0.0 70 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 873.0 0.0 0.0 0.0 70 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 918.0 0.0 0.0 0.0 70 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 963.0 0.0 0.0 0.0 70 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 963.5 0.0 0.0 0.0 70 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 SLV quota VEdX VEdY VEd Co N Ast VRcd VRd VRsd cotg 738.0 3.2 -8.1 8.7 7 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 783.0 3.2 -8.1 8.7 7 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 828.0 3.2 -8.1 8.7 7 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 873.0 3.2 -8.1 8.7 7 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 918.0 3.2 -8.1 8.7 7 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 963.0 3.2 -8.1 8.7 7 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 963.5 3.2 -8.1 8.7 7 -998.3 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 asta sap n. 1627 calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq), fattore di confidenza 1.2 sezione circolare diam. 40.0 Verifiche a pressoflessione quota Atot. cop coef Msdx Msdy Nsd Co 1036.0 45.6 5.1 1.82 0 0 -995 75 SLU ***


Sezione a quota 1036 Compressione massima = 641 > 628 DM 08 7.4.4.2.2.1 *** Verifiche a taglio SLU quota VEdX VEdY VEd Co N Ast VRcd VRd VRsd cotg 1036.0 0.0 0.0 0.0 70 -995.4 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 SLV quota VEdX VEdY VEd Co N Ast VRcd VRd VRsd cotg 1036.0 3.2 -8.1 8.7 7 -995.4 0.05 159.3 0.0 34.8 1.00 Moltiplicatore minimo delle condizioni sismiche per raggiungimento della rottura a taglio 3.996 Tempo di ritorno 1717 anni PGA 0,2899235 quota = 0 Tsd,x = 316.7 Tr,x = 3482.1 combinazione 7 quota = 0 Tsd,y = -812 Tr,y = 3482.1 combinazione 7 Moltiplicatore minimo delle condizioni sismiche per raggiungimento della rottura a pressoflessione 6.6875 Sezione a quota 0 Tempo di ritorno 1717 anni PGA 0,2899235 PGASLV/aggancio SLV 1,453

Alla luce di quanto esposto, si è ritenuto opportuno intervenire sui pilastri in esame mediante un

intervento teso ad aumentare la portanza e la duttilità di tali elementi su cui grava direttamente il gravoso

carico delle pesanti travi di copertura. Si osserva che la condizione di mancata verifica si riferisce ad edifici

nuovi e non è obbligatoriamente richiesta per costruzioni esistenti. D’altro canto, attesa l’importanza

dell’edificio in esame e volendo migliorare le condizioni di duttilità di tali elementi, che risultano

fortemente gravati dalla copertura pesante dell’atrio, si è ritenuto opportuno intervenire mediante

rafforzamento locale.

10.4 Pilastri a T e pilastri rettangolari Nella verifica dei pilastri a “T” e rettangolari si escludono i nodi, in quanto trattati a parte, le armature di

calcolo con le quali sono stati verificati i livelli di resistenza sono le seguenti:

− armatura longitudinale: 10ϕ12 armatura trasversale: ϕ8/20 cm

In assenza di sisma, la verifica di sicurezza nei pilastri risulta soddisfatta, come mostrato nella seguente

immagine, nella quale non si evidenziano situazioni di non verifica.


Figura 28. Verifiche di sicurezza: pilastri in assenza di sisma.

In presenza di sisma la situazione risulta decisamente più gravosa con verifiche diffusamente non

soddisfatte. Considerando l’azione sismica al 100% gli elementi non verificati sono illustrati nella seguente

figura.

Figura 29. Verifiche di sicurezza: Azione sismica al 100%.

Come visibile dai risultati, tutti i pilastri non rispettano le verifiche di sicurezza per un’azione sismica piena. I

coefficienti di sicurezza minimi per le varie modalità di rottura risultano pari a circa 0.20. Di seguito si


riporta lo stralcio della verifica del piastro d’angolo, da cui è possibile verificare il gap di resistenza

sussistente.

Pilastrata 146 forze in kN, momenti in kN*m, tensioni in daN/cmq, apertura fessure in mm Materiali per le armature FeB32 LC1, fyk = 3500 (daN/cmq) Tesa n. 1 da quota -40 a quota 350 asta sap n. 98 calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq) Fattore di confidenza 1.2 sezione:T (15+15+30)*60 Armatura coordinate rispetto al sistema di riferimento baricentrico n. pos. d X Y b/h 1 1 12 -10.3 -30.3 0.1 2 1 12 -25.3 -.3 0.1 3 1 12 -25.3 20.3 0.1 4 1 12 25.3 20.3 0.1 5 1 12 25.3 -.3 0.1 6 1 12 10.3 -30.3 0.1 7 2 12 -10.0 20.3 0.0 8 2 12 10.3 20.3 0.0 9 2 12 -4.0 -30.3 0.0 10 2 12 5.0 -30.3 0.0 Verifiche di stato limite ultimo quota c.s. M2 M3 N Co 0 0.2054 -23 277 188 6 SLV *** Verifica a taglio qi qs VEdX combin. Vrd,S,x Vrd,max,x AstX AminX bw,x VEdY combin. Vrd,S,y Vrd,max,y AstY AminY bw,y 0 350 125 14SLV 56 298 5.03 0.00 30 205 7SLV 56 307 5.03 0.00 30 *** Tesa n. 2 da quota 350 a quota 705 asta sap n. 789 calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq) Fattore di confidenza 1.2 sezione:T (15+15+30)*60 Armatura coordinate rispetto al sistema di riferimento baricentrico n. pos. d X Y b/h 1 5 12 -10.3 -30.3 0.1 2 5 12 -25.3 -.3 0.1 3 5 12 -25.3 20.3 0.1 4 5 12 25.3 20.3 0.1 5 5 12 25.3 -.3 0.1 6 5 12 10.3 -30.3 0.1 7 6 12 -8.0 20.3 0.0 8 6 12 8.0 20.3 0.0 9 6 12 -2.0 -30.3 0.0 10 6 12 6.0 -30.3 0.0 Verifiche di stato limite ultimo quota c.s. M2 M3 N Co 681 0.2777 85 -193 26 10 SLV *** Verifica a taglio qi qs VEdX combin. Vrd,S,x Vrd,max,x AstX AminX bw,x VEdY combin. Vrd,S,y Vrd,max,y AstY AminY bw,y 350 705 125 14SLV 56 277 5.03 0.00 30 165 7SLV 56 289 5.03 0.00 30 *** Tesa n. 3 da quota 705 a quota 1060 asta sap n. 790 ,791calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq) Fattore di confidenza 1.2 sezione:T (15+15+30)*60 Armatura coordinate rispetto al sistema di riferimento baricentrico n. pos. d X Y b/h 1 9 12 -10.3 -30.3 0.0 2 9 12 -10.0 20.3 0.0 3 9 12 -25.3 -.3 0.0 4 9 12 -25.3 20.3 0.0 5 9 12 25.3 20.3 0.0 6 9 12 25.3 -.3 0.0 7 9 12 10.0 20.3 0.0 8 9 12 10.3 -30.3 0.0


9 9 12 -3.0 -30.3 0.0 10 9 12 5.0 -30.3 0.0 Verifiche di stato limite ultimo quota c.s. M2 M3 N Co 1036 0.3684 72 -139 13 10 SLV *** Verifica a taglio qi qs VEdX combin. Vrd,S,x Vrd,max,x AstX AminX bw,x VEdY combin. Vrd,S,y Vrd,max,y AstY AminY bw,y 705 1060 85 14SLV 56 256 5.03 0.00 30 103 10SLV 56 246 5.03 0.00 30 ***

Ritenendo il livello del 20% del sisma di progetto un minimo livello accettabile, da garantire in questa prima

fase di intervento mediante rafforzamenti locali, si è effettuata un’analisi globale al 20% dell’adeguamento

sismico. Per tale livello di sollecitazione sismica, si evidenzia il soddisfacimento delle verifiche sia per i

pilastri rettangolari che per quelli a T, come schematicamente indicato nella seguente figura.

Figura 30. Verifiche di sicurezza dei pilastri: Azione sismica al 20%di quella di progetto.

Si deduce, pertanto, che nello stato di fatto attuale, i pilastri esistenti risultano in grado di assorbire il 20%

dell’azione sismica.

Si riporta uno stralcio della verifica al 20% dell’azione sismica di progetto, da cui è possibile verificare il

rispetto delle verifiche di sicurezza.

Si segnala che oltre tale livello di resistenza (corrispondente al 20% dell’azione sismica di progetto)

occorrerebbe procedere con interventi decisamente consistenti, tali da avere una significativa influenza sul

comportamento globale dell’edificio.


Pilastrata 156 forze in kN, momenti in kN*m, tensioni in daN/cmq, apertura fessure in mm Materiali per le armature FeB32 LC2, fyk = 3500 (daN/cmq) Tesa n. 1 da quota -40 a quota 350 asta sap n. 88 calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq) Fattore di confidenza 1.2 sezione:T (15+15+30)*60 Armatura coordinate rispetto al sistema di riferimento baricentrico n. pos. d X Y b/h 1 1 12 -10.3 -30.3 0.1 2 1 12 -25.3 -.3 0.1 3 1 12 -25.3 20.3 0.1 4 1 12 25.3 20.3 0.1 5 1 12 25.3 -.3 0.1 6 1 12 10.3 -30.3 0.1 7 2 12 -10.0 20.3 0.0 8 2 12 10.3 20.3 0.0 9 2 12 -4.0 -30.3 0.0 10 2 12 5.0 -30.3 0.0 Verifiche di stato limite ultimo quota c.s. M2 M3 N Co 0 3.0677 23 -45 -354 7 SLV Verifica a taglio qi qs VEdX combin. Vrd,S,x Vrd,max,x AstX AminX bw,x VEdY combin. Vrd,S,y Vrd,max,y AstY AminY bw,y 0 350 46 3SLV 63 292 5.03 0.00 30 30 7SLV 63 293 5.03 0.00 30 Tesa n. 2 da quota 350 a quota 705 asta sap n. 759 calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq) Fattore di confidenza 1.2 sezione:T (15+15+30)*60 Armatura coordinate rispetto al sistema di riferimento baricentrico n. pos. d X Y b/h 1 5 12 -10.3 -30.3 0.1 2 5 12 -25.3 -.3 0.1 3 5 12 -25.3 20.3 0.1 4 5 12 25.3 20.3 0.1 5 5 12 25.3 -.3 0.1 6 5 12 10.3 -30.3 0.1 7 6 12 -8.0 20.3 0.0 8 6 12 8.0 20.3 0.0 9 6 12 -2.0 -30.3 0.0 10 6 12 6.0 -30.3 0.0 Verifiche di stato limite ultimo quota c.s. M2 M3 N Co 350 1.9902 56 -22 -225 3 SLV Verifica a taglio qi qs VEdX combin. Vrd,S,x Vrd,max,x AstX AminX bw,x VEdY combin. Vrd,S,y Vrd,max,y AstY AminY bw,y 350 705 46 3SLV 63 275 5.03 0.00 30 25 11SLV 63 276 5.03 0.00 30 Tesa n. 3 da quota 705 a quota 1060 asta sap n. 760 ,761calcestruzzo Rck 167,9 (daN/cmq) Fattore di confidenza 1.2 sezione:T (15+15+30)*60 Armatura coordinate rispetto al sistema di riferimento baricentrico n. pos. d X Y b/h 1 9 12 -10.3 -30.3 0.0 2 9 12 -10.0 20.3 0.0 3 9 12 -25.3 -.3 0.0 4 9 12 -25.3 20.3 0.0 5 9 12 25.3 20.3 0.0 6 9 12 25.3 -.3 0.0 7 9 12 10.0 20.3 0.0 8 9 12 10.3 -30.3 0.0 9 9 12 -3.0 -30.3 0.0 10 9 12 5.0 -30.3 0.0 Verifiche di stato limite ultimo quota c.s. M2 M3 N Co 1036 2.0980 -21 48 -84 7 SLV Verifica a taglio qi qs VEdX combin. Vrd,S,x Vrd,max,x AstX AminX bw,x VEdY combin. Vrd,S,y Vrd,max,y AstY AminY bw,y 705 1060 31 3SLV 63 259 5.03 0.00 30 25 11SLV 63 259 5.03 0.00 30


10.5 Travi di piano 30x60 (corpo aule e palestra) La verifica allo SLU per tensioni normali delle travi viene eseguita considerando il dominio di resistenza a

presso-flessione retta di sezioni rettangolari. Ai fini delle verifiche sono state considerate le seguenti

armature:

− in mezzeria: 3φ14+2φ16 al lembo inferiore e 2φ 14 al lembo superiore

− in appoggio: 3φ14 al lembo inferiore e 2φ 14+2φ 16 al lembo superiore.

La staffatura, come dai rilievi, è stata ipotizzata 2φ 8/24”.

In assenza di sisma la struttura si dimostra nuovamente idonea all’assorbimento dei carichi, come

mostrato nella seguente immagine.

Figura 31. Verifiche di sicurezza: Travi 30x60 in assenza di sisma

Come evidente le travi 30x60 sono tutte verificate a flessione e taglio per soli carichi gravitazionali. Per

verificare il livello di azione sismica sopportabile dalle travi in esame, in questo caso è stata sviluppata

un’analisi strutturale considerando sia il 20% che il 25% dell’azione sismica di progetto, al fine di verificare

se le travi in esame risultano in grado di superare la soglia minima di resistenza sismica assunta per i pilastri

(20%). In particolare si è voluto controllare se l’incremento di tale soglia minima del 5% possa essere

raggiunta agevolmente, sulla scorta di interventi di rafforzamento locale non troppo estesi.

Nella seguente immagine si mostra l’esito di tale verifica, indicando con colore rosso gli elementi non

verificati e con colore verde quelli che rispettano le verifiche di sicurezza.


TRAVI LIVELLO 1

TRAVI LIVELLO 2 (CORPO AULE)

TRAVI DI COPERTURA

Figura 32. Verifiche delle travi 25 % azione sismica


TRAVI LIVELLO 1

TRAVI LIVELLO 2 (CORPO AULE)

TRAVI DI COPERTURA

Figura 33. Verifiche 20 % azione sismica


Le analisi mostrano che il raggiungimento del 20% di resistenza alle azioni sismiche di progetto risulta

conseguibile mediante interventi limitati a pochi elementi strutturali. L’incremento dell’azione sismica

dell’ulteriore 5% comporta che un numero di travi non verificate notevolmente incrementato.

Analoghe analisi sono state sviluppate su modelli strutturali dei corpi aule e palestra considerati giuntati e

quindi svincolati l’uno dall’altro. Nelle seguenti immagini vengono sintetizzati i risultati delle verifiche di

sicurezza delle travi in condizioni di azione sismica pari al 20% dell’azione sismica di progetto (ossia al 20%

della condizione di adeguamento sismico).

Azione sismica al 20% Azione sismica al 25%

Figura 34. Verifica di resistenza Travi del livello 1 (al 20% azione sismica di progetto) - corpo aule giuntato

Azione sismica al 20% Azione sismica al 25%

Figura 35. Travi del livello 1 del corpo palestra giuntato


Anche il corpo aule considerato giuntato dal resto della struttura esibisce i medesimi livelli di resistenza nei

confronti delle azioni sismiche. In questo caso però si osserva la perfetta simmetria di comportamento, in

precedenza assente a causa degli effetti indotti dal collegamento tra i due corpi. Il passaggio dal 20% al

25% dell’azione sismica di riferimento segna un elevato incremento di numero di elementi non verificati.

Come rilevabile dalla precedente figura, anche per il copro palestra, laddove ipotizzato giuntato, la soglia di

resistenza alle azioni sismiche risulta pari al 20% di quella di progetto. Si rileva che la risposta strutturale del

solo corpo palestra migliora significativamente passando dalla condizione attuale (corpi non giuntati) alla

condizione di corpi giuntati, come evidenziato dal numero di elementi non verificati in condizioni di azioni

sismiche del 25% dell’azione sismica di progetto, che risulta molto minore di quello determinato con il

modello di calcolo globale in assenza di giunto sismico.

10.6 Travi 60x80 del Corpo Aule (travi di appoggio dei tegoloni di copertura) Le armature delle travi 60x80 del corpo aule sono state controllate mediante saggi ed ispezioni integrative

all’uopo condotte. In particolare su tali elementi sono state rilevate le seguenti percentuali di acciaio:

Travi 60x80 direttamente sottoposte ai tegoloni di copertura (corpo aule - lati longitudinali)

Armatura longitudinale rilevata:

− Sezione di mezzeria:

lembo inferiore: n. 6φ20 lembo superiore: non rilevata (per impossibilità di intervento)

− Sezioni di estremità:

lembo inferiore: n. 4φ20 lembo superiore: non rilevata (per impossibilità di intervento)

Armatura trasversale rilevata: staffe φ 8 (passo 25 cm)

In corrispondenza degli appoggi è plausibile assumere la presenza di almeno n. 4φ20 superiori, ciò

trascurando la probabile sagomatura verso l’alto di 2 delle 6 barre inferiori presenti in mezzeria.

Travi 60x80 non sottoposte ai tegoloni di copertura (corpo aule - lati trasversali)



lembo inferiore: n. 4 barre (φ 20 in analogia alle travi caricate)

lembo superiore: non rilevata


lembo inferiore: 4 barre (φ 20 in analogia alle travi caricate)



Anche in tal caso, in corrispondenza degli appoggi, è plausibile assumere la presenza di almeno n. 4φ20

superiori.

le verifiche condotte sulle travi di copertura, evidenziano una criticità in condizione di semplice carico

gravitazionale. Infatti, le verifiche condotte per le travi di copertura del corpo aule con le semplici ipotesi di

armatura così come rilevata non risultano soddisfatte, evidenziando il non rispetto dei requisiti di sicurezza

richiesti dalla norma.

Nella seguente figura, si riporta l’esito delle verifiche condotte su tali travi in assenza di sisma e con

un’azione sismica scalata al 20%.

a

b

Figura 36. Verifica delle travi di copertura 60x80: a. in assenza di sisma; b. sisma al 20%

Per tutte le travi gravate dal peso della copertura, le verifiche di sicurezza segnalano anomalie. Per

approfondire la problematica, nella seguente si mostrano le verifiche a taglio e flessione in assenza di sisma

nella campata centrale della travata.


Figura 37. Verifica grafica a flessione e a taglio in assenza di sisma

Si rileva che in appoggio la trave non risulta verificata a flessione. Tale risultato rappresenta un possibile

caso di sottodimensionamento ai carichi verticali. D’altra parte però si deve osservare che, sulla base delle

analisi sviluppate, l’edificio nel suo complesso ha mostrato un soddisfacente comportamento nei confronti

dei soli carichi gravitazionali; in questo caso, invece, la trave esibisce una carenza di armatura. Si rileva però

che la percentuale di ferri in appoggio considerata nel calcolo potrebbe essere sottostimata. Infatti, è

plausibile immaginare che siano presenti altri monconi superiori provenienti dalle campate adiacenti.

Infatti, lo schema si presenta a trave continua su più appoggi, che dovrebbe comportare la presenza di

armature in sovrapposizione all’estradosso degli appoggi in numero superiore a quelli ipotizzati. Tali ferri

non sono stati rilevati in questa fase per evidenti difficoltà operative. Potrebbe invece procedersi a tanto

nel corso della esecutiva dell’intervento.

In questa fase, comunque, al fine di stimare i coefficienti di sicurezza della trave nell’ipotesi cautelativa

sulle armature anzi esposta, si riporta sinteticamente l’esito della verifica della trave in questione.


Il coefficiente di sicurezza a flessione nella sezione a filo pilastro risulta pari a:

c.s.=Med/Mrd= 401/351 = 1.14

E’ evidente che la verifica statica mostra una misura di in soddisfacimento del solo 14%. D’altra parte, si

osserva che le sollecitazioni sono state calcolate attraverso l’utilizzo dei coefficienti parziali di sicurezza per

le azioni di base riportati in Tabella 2.6.I NTC08, che per la combinazione allo stato limite ultimo valgono

rispettivamente γG1=1.3, γG2=1.5 e γQ=1.5. D’altra parte,m si segnala che per gli edifici esistenti la norma

conferisce la possibilità di correggere tali valori, infatti come riportato al p. 8.5.5 NTC08: “Per i carichi

permanenti, un accurato rilievo geometrico-strutturale e dei materiali potrà consentire di adottare

coefficienti parziali modificati, assegnando valori di γG adeguatamente motivati. Nei casi per i quali è

previsto l’adeguamento, i valori di calcolo delle altre azioni saranno quelli previsti dalla presente norma.”

Trave di "Piano 3" 113-112 x distanza da asse appoggio sinistro [cm] Asup area efficace di armatura longitudinale superiore [cm2] cs distanza tra bordo superiore e baricentro dell'armatura superiore [cm] Ainf area efficace di armatura longitudinale inferiore [cm2] ci distanza tra bordo inferiore e baricentro dell'armatura inferiore [cm] Mela momento flettente elastico [daN*cm] comb. combinazione che produce Mela MEd momento flettente di progetto [daN*cm] MRd momento ultimo [daN*cm] x/d distanza asse neutro dal bordo compresso / altezza utile Ast area delle staffe (cmq/cm) [cm2] Afp+ area di staffe equivalenti da sagomati per taglio positivo [cm2] Afp- area di staffe equivalenti da sagomati per taglio negativo [cm2] VEd taglio di progetto [daN] VRcd resistenza a taglio per rottura delle bielle compresse [daN] VRd resistenza a taglio in assenza di staffatura [daN] VRsd resistenza a taglio per la presenza di armatura [daN] teta angolo di inclinazione delle bielle compresse [rad] ver. stato di verifica (vuoto = verificato) contr.gravitaz. taglio dovuto ai carichi insistenti sulla trave [daN] VEd negativo taglio di progetto negativo [daN] contr.mom.resist. taglio dovuto ai momenti resistenti di estremità [daN] elastico taglio desunto dalla analisi [daN] VEd positivo taglio di progetto positivo [daN] Analisi di edificio esistente con fattore di struttura. Verifiche effettuate secondo DM 14-01-08 Circ. 617 C8.7.2.4 Fattore di struttura per meccanismi duttili in direzione X= 2.25 Fattore di struttura per meccanismi duttili in direzione Y= 2.25 Fattore di struttura per meccanismi fragili 1.5 CARATTERISTICHE DEI MATERIALI Acciaio FeB32 LC2 fym= 350000 fattore di confidenza 120 Calcestruzzo Rm 29.71 LC2 fcm,cub (cubica)= 29710 fcm (cilindrica)= 24659 fattore di confidenza 120 OUTPUT CAMPATE campata n. 1 tra il filo 113 e tra il filo 112; asta FEM nø 1731 sezione rettangolare H tot. 0.8 B 0.6 Cs 0.02 Ci 0.02 sovraresistenza 0% Verifiche in stato limite ultimo

x Asup cs Ainf ci Mela comb. MEd MRd x/d Ast VEd comb. VRcd VRd VRsd teta 0 0.001885 0.038 0.001257 0.038 -446.4 SLU 75 -446.4 -351.1 0.065 0.000005 479.0 SLU 67 826.13 169.14 218.57 22

0.2 0.001885 0.038 0.001257 0.038 -401.7 SLU 75 -401.7 -351.1 0.065 0.000005 447.1 SLU 67 826.13 169.14 218.57 22

2 0.001257 0.038 0.001885 0.038 144.4 SLU 67 222.0 351.1 0.065 0.000005 159.7 SLU 67 826.13 159.17 218.57 22

2 0.001257 0.038 0.001885 0.038 62.7 SLU 18 -52.8 -235.6 0.054

4 0.001257 0.038 0.001885 0.038 144.4 SLU 67 222.0 351.1 0.065 0.000005 -159.6 SLU 75 826.13 159.17 -218.57

22

4 0.001257 0.038 0.001885 0.038 62.7 SLU 18 -52.8 -235.6 0.054

5.8 0.001885 0.038 0.001257 0.038 -401.7 SLU 75 -401.7 -351.1 0.065 0.000005 -447.1 SLU 75 826.13 169.14 -218.57

22

6 0.001885 0.038 0.001257 0.038 -446.4 SLU 75 -446.4 -351.1 0.065 0 -479.0 SLU 75 826.13 169.14 0 22


Pertanto, in relazione alla accuratezza delle indagini svolte, si ritiene possibile ridurre i valori dei coefficienti

parziali di sicurezza sulle azioni, essendo i carichi strutturali e permanenti determinati con certezza a valle

del rilievo condotto; si possono considerare, pertanto, i seguenti valori dei coefficienti parziali di sicurezza

dei carichi permanenti:

γG1= γG2=1.1

La riduzione dei carichi del 18% su G1 e del 36% su G2 fornisce un valore del momento flettente agente

sulla trave compatibile con le sue risorse di resistenza nella ipotesi cautelativa di soli 4 ferri φ 20 disposti

superiormente.

Nei confronti dei carichi gravitazionali, la trave in esame può quindi considerarsi idonea all’assorbimento

dei carichi attuali, sebbene in condizioni limite di resistenza.

In condizioni sismiche, nella seguente figura, è riportato l’inviluppo delle sollecitazioni flessionali

considerando un livello dell’azione sismica pari al 20% di quello di progetto.

Figura 38. Inviluppo momento flettente SLV al 20 % sulla travata longitudinale

Si osserva che, per quasi l’intera travata, le sollecitazioni flessionali sono compatibili con le resistenze.

infatti, i momenti maggiori in valore assoluto risultano quasi sempre inferiori al momento ultimo della

sezione, valutato in 351 kNm; solo in corrispondenza del secondo e del penultimo appoggio si evidenziano

valori del momento flettente Med=-364 kNm di poco superiori, che determinano condizioni di nn

soddisfacimento delle verifiche con scostamento inferiore al 4% rispetto alle condizioni limite di resistenza

(coefficiente di sicurezza c.s. Med/Mrd= 1,037). Il valore del fattore di sicurezza rimane comunque molto

prossimo all’unità, e quindi abbondantemente ricompreso nei fattori di sicurezza considerati nel calcolo.

D’altra parte, si segnala che il valore del massimo momento flettente sopra riportato risulta calcolato in

asse al pilastro, mentre nella dovrebbe considerarsi l’effetto di spuntatura del diagramma dei momenti

presente nella realtà per effetto dell’area finita di appoggio della trave sui pilastri. Pertanto, può

considerarsi che anche queste travi in oggetto, nelle ipotesi cautelative analizzate, in condizioni sismiche

garantiscano un livello di resistenza pari al 20% delle azioni sismiche di progetto.


10.7 Travi 60x80 del Corpo Palestra Le armature delle travi di copertura del corpo palestra non sono state rilevate direttamente, la loro

posizione, infatti, ad una quota superiore ai 7.00 m, non ha consentito di poterle raggiungere con i mezzi

ordinari di cui si è avuta disponibilità per effettuare gli ulteriori rilievi integrativi alle prove già realizzate.

Per tali elementi, in analogia alle travi di copertura del corpo aule, essendo presente la stessa tipologia di

copertura, è stata ipotizzata la seguente configurazione di armatura:

Travi 60x80 (corpo aule)







Si osserva che le travi in esame risultano decisamente meno sollecitate rispetto alle analoghe travi del

corpo aule; infatti, le travi di copertura sorreggono i tegoloni, si appoggiano direttamente sulla testa dei

pilastri della palestra, lasciando alle travi 60x80 una mera funzione di collegamento. Nella seguente

immagine si riportano le verifiche di resistenza di tali elementi in presenza di un’azione sismica pari al 20%

di quella di progetto.

Figura 39. Travi di copertura 60x80 azione sismica al 20%


Di seguito si riporta anche un estratto del tabulato di calcolo, con verifiche di sicurezza condotta al 20% dell’azione sismica di progetto. Si evince il pieno soddisfacimento delle verifiche di sicurezza.

Trave a Copertura Palestra 202-204 Analisi di edificio esistente con fattore di struttura. Verifiche effettuate secondo DM 14-01-08 Circ. 617 C8.7.2.4 Fattore di struttura per meccanismi duttili in direzione X= 2.25 Fattore di struttura per meccanismi duttili in direzione Y= 2.25 Fattore di struttura per meccanismi fragili 1.5 CARATTERISTICHE DEI MATERIALI Acciaio FeB32 LC2 fym= 350000 fattore di confidenza 120 Calcestruzzo Rm20.33 LC2 fcm,cub (cubica)= 20330 fcm (cilindrica)= 16874 fattore di confidenza 120 OUTPUT CAMPATE campata n. 1 tra il filo 202 e tra il filo 204; asta FEM nø 643 sezione rettangolare H tot. 0.8 B 0.6 Cs 0.02 Ci 0.02 sovraresistenza 0% Verifiche in stato limite ultimo

x Asup cs Ainf ci Mela comb. MEd MRd x/d Ast Afp+ Afp- VEd comb. VRcd VRd VRsd teta ver. 0 0.001257 0.038 0.001257 0.038 -92.6291 SLU

67 -92.6291 -

234.1911 0.06 0 0 0 233.24 SLU

67 819.69 130.21 0 45

0.3 0.001257 0.038 0.001257 0.038 -70.1551 SLV 9

-70.1551 -234.1911

0.06 0.0000104 0 0 186.59 SLU 67

819.69 130.21 180.82 45

1 0.001257 0.038 0.001257 0.038 29.8701 SLV 8

45.2254 234.1911 0.06 0.0000104 0 0 85.63 SLV 9

819.69 130.21 180.82 45

1 0.001257 0.038 0.001257 0.038 6.7436 SLV 9

-24.9455 -234.1911

0.06

2 0.001257 0.038 0.001257 0.038 29.786 SLV 5

45.2184 234.1911 0.06 0.0000104 0 0 -85.66 SLV 8

819.69 130.21 -180.82

45

2 0.001257 0.038 0.001257 0.038 6.7976 SLV 12

-24.9 -234.1911

0.06

2.7 0.001257 0.038 0.001257 0.038 -70.1195 SLV 8

-70.1195 -234.1911

0.06 0.0000104 0 0 -186.63

SLU 67

819.69 130.21 -180.82

45

10.8 Verifica dei nodi trave-pilastro Nel presente paragrafo si riportano gli esiti delle verifiche di sicurezza condotte in corrispondenza dei nodi

trave-pilastro. Si osserva, infatti, che durante le operazioni di rilievo non sono state individuate staffature

nei pannelli nodali. I calcoli sono condotti con riferimento alla Circolare NTC 617/09.

La verifiche di resistenza dei nodi trave-pilastro per edifici esistenti secondo la Circolare 617/09 può essere

effettuata calcolando la tensione agente indotta dal meccanismo a tirante-puntone nel nodo, sia in

compressione che in trazione. Le verifiche suggerite dalla norma sono di seguito riportate (C 8.7.2.5).

COMPRESSIONE:

TRAZIONE:


Nelle precedenti formule, N indica l’azione assiale derivante dal pilastro superiore, V indica il taglio totale

agente sul nodo, considerando sia il taglio derivante dall’azione presente nel pilastro superiore, sia quello

dovuto alla sollecitazione di trazione presente nell’armatura longitudinale superiore della trave, Ag indica la

sezione orizzontale del nodo. Ag = bj*hj , (bj è pari alla larghezza effettiva del nodo assunta pari alla minore

tra la maggiore fra la larghezza della sezione del pilastro e della sezione della trave e la minore tra le

larghezze della sezione del pilastro e della sezione della trave, ambedue aumentate di metà altezza della

sezione del pilastro; hj è pari a la distanza fra le giaciture più esterne di armatura del pilastro).

Il taglio totale agente sul nodo, in questo caso esterno, è fornito dalla seguente relazione (NTC 7.4.6):

− Vjbd = γRd (As1 + As2 )fyd VC per nodi interni

− Vjbd = γRd ⋅As1 × fyd -VC per nodi esterni

in cui gRd = 1,20, As1 è l’area dell’armatura superiore della trave e VC è la forza di taglio nel pilastro al di

sopra del nodo, derivante dall’analisi in condizioni sismiche.

Data la loro configurazione tutti i nodi sono da considerarsi non interamente confinati come definiti al p.

7.4.4.3 di NTC08.

In allegato alla presente relazione sono riportate le tabelle di calcolo sviluppate per ogni specifica tipologia

di nodo. Dai calcoli sviluppati alcuni nodi risultano non verificati. In particolare risultano non verificati i nodi

trave-pilastro individuati nella seguente figura.

Si rileva che nella palestra, trattandosi di struttura monopiano, praticamente non sono presenti nodi trave-

colonna non confinati.


Figura 40. Nodi trave-pilastro che non rispettano le verifiche di sicurezza.

10.9 Travi di copertura

Per quanto concerne le possenti travi prefabbricate in cemento armato precompresso disposte in

copertura sia nel corpo aula che nel corpo palestra, in completa assenza di dati sulle stesse travi rispetto

all’originario progetto, considerato che esse svolgono quale unica funzione quella di sostegno dei carichi

verticali, al fine di accertare la assenza di importanti e pericolosi fenomeni di degrado in atto, si segnala la

necessità di eseguire opportune prove per accertare la presenza di eventuale tensocorrosione o

corrosione tipo pitting (indotta dalla carbonatazione del cls e per la possibile presenza nell’ambiente di

agenti aggressivi nell’ambiente quali solfati, cloruri e tiocianati) degli acciai armonici, ciò al fine di

scongiurare la presenza di pericolosi fenomeni di degrado in atto che potrebbero ingenerare la improvvisa

rottura delle armatura con conseguente possibile improvviso collasso delle travi, senza alcun avviso

premonitore e sotto il normale carico di esercizio.

Infatti, si osserva che nelle strutture in cemento armato precompresso, vengono normalmente utilizzati

acciai ad elevato limite elastico, prodotti tramite trafilatura a freddo, al fine di garantire alte prestazioni,

quando il calcestruzzo è soggetto a condizioni di carico severe. Questa tipologia d’acciai è tuttavia esposta

66.00

54.00

247 248 249 250 251 252 253 254 255 256 257 258 259 260 261 262 263 264 265 266 267 268 269

275 276 277 278 279 280 281 282 283 284 285 286 287 288 289 290 291 292 293 294 295

270

272

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319

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329

333

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362356 357 358 359 360 361

366 367 368 369 370 371 372 373 374 375 376 377 378 379 380 381 382 383 384 385 386387

389

391

387393 394 395 396 397 398 399 400 401 402 403 404 405 406 407 408 409 410 411 412 413

Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60

Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60

Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60

Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60 Tr 30x60

Tr 3

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Tr 3

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Tr 3

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Tr 3

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Tr 3

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Tr 3

0x60

Tr 3

0x60

Tr 3

0x60

Tr 3

0x60

Tr 3

0x60

1 1

1 1

1 1


agli stessi fenomeni corrosivi che caratterizzano le armature lente. L’attacco indotto su tali acciai ad

esempio dall’azione dei cloruri è però più rapido, poiché le armature da precompresso, nella forma di fili,

barre o trefoli, hanno sezione decisamente modesta. Inoltre tali acciai, in specifiche condizioni ambientali,

possono risultare soggetti ad un particolare attacco corrosivo, chiamato corrosione sotto sforzo

(tensocorrosione o Stress Corrosion cracking), a causa del quale si presenta una rottura di tipo fragile. A

differenza del calcestruzzo armato ordinario, dove il danneggiamento provocato dalla corrosione è

evidenziato dalla formazione di fessure sul calcestruzzo, talvolta accompagnate da macchie d’ossido, la

rottura per tensocorrosione ha luogo improvvisamente, poiché la formazione di cricche sul metallo non

richiede un intenso attacco corrosivo, che provochi forte perdita di materiale.

In passato, si sono avuti numerosi esempi di crolli di strutture dovuti allo SCC, laddove, a causa d’errori

progettuali e dell’utilizzo di calcestruzzo scadente, cavi non adeguatamente protetti si sono

improvvisamente rotti. La rottura è stata collegata al fenomeno di infragilimento da idrogeno (HISCC

Hydrogen Induced Stress Corrosion Cracking) ( “Monitoraggio della corrosione sotto sforzo di acciai trafilati

tramite emissione acustica”, di E. Proverbio, P. Longo, L. Gaillet, in La Metallurgia italiana n. 6/2006).

Si ritiene pertanto indispensabile procedere alla esecuzione di prove per la determinazione del potenziale

di corrosione di tutte le travi disposte in copertura.

10.10 Sintesi delle verifiche di sicurezza eseguite Lo studio condotto ha consentito di delineare i livelli di resistenza alle azioni statiche e sismiche della

struttura, evidenziando le principali criticità strutturali.

Sulla scorta di modelli di calcoli strutturali globali e di analisi di tipo elastico ad intensità crescente

dell’azione sismica, si è potuto constatare che la struttura risulta ben dimensionata per l’assorbimento delle

azioni statiche (carichi gravitazionali), mentre risulta praticamente priva di resistenza nei confronti delle

azioni sismiche. D’altra parte ciò risultava prevedibile in funzione dello schema strutturale originariamente

concepito.

Sulla scorta delle analisi condotte, si è appurato che attraverso i soli interventi di tipo locale, il livello di

sicurezza conseguibile in presenza di azione sismica risulta pari al 20% di quello corrispondete a piene

condizioni di adeguamento sismico. Al fine di raggiungere tale obiettivo, è necessario eseguire i seguenti

interventi.

1. Intervento sui pilastri circolari del corpo aule, al fine di migliorare la duttilità di tali elementi

strutturali. Per tali pilastri, infatti, si è verificata la presenza di elevati tassi di lavoro per sforzo

normale, compatibili sì con la domanda di resistenza, ma tali da indurre un comportamento fragile


nei confronti della presso-flessione. Tale criticità è agevolmente risolvibile mediante interventi

locali.

Si rileva, invece che i pilastri rettangolari e quelli con sezione a T presentano sufficiente resistenza ad

assicurare il minimo livello di resistenza sismica assunta (20% di quella di progetto).

2. Interventi sulle travi di piano 30x60 nelle zone d’angolo del corpo aula, che manifestano rotture a

taglio e flessione per valori dell’azione sismica pari al 20%. Anche in questo caso intervenendo

localmente su tali elementi è possibile adeguarli al superamento della soglia del 20% di resistenza,

senza alterare significativamente la rigidezza flessionale di tali elementi e quindi la distribuzione

globale delle sollecitazioni sui vari elementi strutturali, ciò come risulta desumibile dalle analisi

globali sviluppate sulla scorta dei modelli di calcolo implementati.

3. Interventi su alcuni nodi trave-colonna non confinati, che risultano inadeguatamente armati.

4. È necessario, inoltre, eseguire prove per la determinazione del potenziale di corrosione di tutte le

travi in cemento armato precompresso disposte in copertura al fine di accertare la eventuale

presenza di fenomeni corrosivi in atto delle armature metalliche.


11. Dimensionamento degli interventi

11.1 Generalità Sulla base dello studio condotto sono stati delineati i seguenti interventi strutturali per il miglioramento

della risposta locale degli elementi risultati più vulnerabili in condizioni statiche e sismiche:

1. Rifacimento del copriferro degradato dei pilastri circolari del corpo aula e cerchiatura con fasciature

metalliche degli elementi direttamente sottoposti al al carico della copertura;

2. Placcatura con piastre metalliche dei nodi non confinati per i quali le prescritte verifiche di

resistenza non risultavano soddisfatte;

3. Placcatura con piastre metalliche per il rinforzo a flessione e taglio delle travi di piano in c.a. che

risultano al di sotto del 20% dell’azione sismica di progetto;

4. Riprofilatura degli elementi strutturali di facciata degradati (rifacimento del copriferro e ripresa

delle armature degradate ed ossidate);


11.2 Calcolo e verifica della cerchiatura dei pilastri circolari

L’intervento sui pilastri circolari ha come obiettivo la eliminazione dello stato di degrado diffuso

attualmente presente e di operare un aumento della capacità di resistenza e duttilità mediante una

cerchiatura con collarini metallici esterni.

In sintesi, le fasi di intervento risultano le seguenti:

- rimozione del copriferro fino a completa messa a nudo delle armature;

- trattamento delle barre di armatura spazzolatura e pulitura delle barre ossidate e posa di malta

cementizia bicomponente anticorrosiva tissotropico;

- ricostruzione volumetrica del calcestruzzo mediante posa in opera di malta cementizia composita

colabile autolivellante, a ritiro compensato, resistente ai solfati, di elevata resistenza meccanica e

durabilità;

- rinforzo strutturale con collari semicircolari in acciaio S235 mediante incollaggio, eseguito per

spalmatura a spatola sulle due facce degli elementi da incollare, di resina epossidica bicomponente

tissotropica con normali tempi di presa;

- applicazione della messa in carico del sistema mediante pretensionamento dei bulloni;

Il calcolo dell’incremento di capacità conseguibile per mezzo dell’intervento è stato condotto assumendo le

seguenti ipotesi di partenza:

D= 40 cm - Asl = 1.256 cm2 (12ɸ22) - fcd duttile = 11,61 N/mm2 - fyd = 295 N/mm2 – staffe φ 8 / 20”

Per la valutazione dell’incremento di duttilità del calcestruzzo è stato considerato un collarino in acciaio

S235 di larghezza 200 mm ad interasse di interasse 500 mm su tutta la luce del pilastro.


S1 = 200 mm S2 = 8 mm Hs = 500 mm As = 1.600 mm2 fyk = 235 N/mm2 ftk = 360 N/mm2 gm0 =1,05 gm2 =1,25 fyd = 201 N/mm2

Figura 41. Dimensioni del collare metallico.

È stata assunta una tensione di lavoro (fyh) nel collare pari al 70% dello sforzo di snervamento, pari cioè a

0,7*fyd = 0,7*201 = 140,7 N/mm2. Sfruttando la polarsimmetria, il valore della pressione di confinamento è

pari a :

hs

spyhl sd

Aff

2=

Figura 42. Pressione di confinamento

ds = 408 distanza fra i bracci più esterni della staffa;

fyh = 140.70 MPa tensione applicata nel dispositivo di confinamento;

sh = 500 mm passo collare

pertanto:

MPaxxxfl 19.250040816001402

==

Considerando un abbattimento del 5% per le sezioni circolari, la pressione efficace vale f’eff =0.95fi= 1,95

Mpa.

400

115.

810


A questo punto si può calcolare la resistenza a compressione del calcestruzzo confinato fcc pari a (vd. E.F.

Radogna σc,ax = σc, trasv * t , dove t = 4,1 da prove sperimentali):

fcc = fcd + 4,1*feff = 11,61 + 4,1*2.08 = 20.14 Mpa

La deformazione di rottura del calcestruzzo si può stimare nel seguente modo:

%4.2024.014.20

15.0140014.04.1004.0'

4.1004.0 ==+=+=xx

ff

cc

smyhscu

ερε

Con 014.02

==hs

sps sd

Aρ

Pertanto l’intervento conferisce un elevato incremento di duttilità.

Valutazione incremento a sforzo normale

Ante-intervento:

NRD = Ares * fcd = 125.600 * 11,61 = 1.458 kN resistenza della sola sezione di calcestruzzo

NRD,65 = 65% NRD = 0,65 * 1.458 = 947,7 kN resistenza della sola sezione di calcestruzzo ridotta

Approccio semplificato in presso-flessione retta: si riduce di un ulteriore 30% (p. 7.4.4.2.2.1)

NRD,rid = 70% NRD = 0,70 * 947,7 = 663 kN NED = 1037 kN > 663 kN non verificata

Post-intervento:

NRD = Ares * fcd = 125.600 * 20,14 = 2.529 kN resistenza della sola sezione di calcestruzzo

NRD,65 = 65% NRD = 0,65 * 2.529 = 1.643 kN resistenza della sola sezione di calcestruzzo ridotta

Approccio semplificato in presso-flessione retta: si riduce di un ulteriore 30% (p. 7.4.4.2.2.1)

NRD,rid = 70% NRD = 0,70 * 1.599 = 1.150 kN NED = 1037 kN < 1.150 kN verificata

Valutazione incremento resistenza a taglio

Resistenza a taglio dovuta alla presenza di armature trasversali

La si modifica introducendo un fattore moltiplicativo 0,5 secondo le prescrizioni al paragrafo C8A.7.2.1


Dove tj = h collare

Vj = 0,9* 365 *200∗8500

* (0,5*201)/1000 = + 105 kN (incremento di resistenza)

Ed essendo la resistenza a taglio senza collare pari a circa 121 kn, si è ottenuto un incremento di circa l’86%

di capacità essendo la resistenza a taglio finale pari a:

Vrd tot = 110 + 105 = 215 kN

Si effettua il calcolo del collarino:

− tensione di lavoro del collare: 0,7*fyd = 0,7*201 = 140 N/mm2

− sforzo agente nel collare: T=140 N/mm2 X 1.600 mm2 = 225.120 N = 225 kN

− n. bulloni: n. 4;

− sforzo di progetto del bullone: Tb=225/4= 56 kN

Si utilizzano bulloni M14 si classe 8.8 dalle seguenti caratteristiche:

− resistenza a trazione: fub = 800 N/mm2;

− resistenza a taglio: fyb = 640 N/mm2;

− diametro: D = 14 mm;

− area resistente: Ares = 115 mm2;

− serraggio 144 N*m

Resistenza a trazione bulloni

Ft,Rd = 0,9*fub*Ares /γm2 (4.2.62) NTC

Ft,Rd = 0,9*800*115 /1,25 = 66,24 kN (cadauno) > 56 kN coeff. sic. = 1,18

Resistenza a punzonamento piastra collare

Bp,Rd = 0,6* π* dm* tp* ftk / γm2 (4.2.64) NTC

dove:

− dm minimo tra il diametro del dado e il diametro medio della testa del bullone;

− tp spessore del piatto;


− ftk tensione di rottura dell’acciaio del piatto;

Bp,Rd = 0,6* π * (8+8)* 14* 360 / 1,25 = 121 kN > 56 kN coeff. sic. = 2,16

Sarà prevista una costola in acciaio di rinforzo alle ali della cerchiatura. L’irrigidimento è calcolato

immaginando uno schema a mensola dell’ala, sottoposta ad un’azione concentrata rappresentata

dall’azione di calcolo del bullone;

− Ares = 1.280 mm2

− F = 2 x 56 kN = 112 kN

− Bmensola = 19,25 mm

− s= 8 mm

− I = 767.272 mm4 − W = 45.870,34 mm3

Le sollecitazioni sulla sezione resistente della mensola sono:

T = 112 kN M = 2,15 kN*m

σ = 𝑀𝑊

= 2.156.00045.870,34

= 47,00 N/mm2 < 201 N/mm2 coeff. sic.= 4,27

τ = 𝑇𝐴

= 112.0001.280

= 87,50 N/mm2 < 201 N/mm2 coeff. sic.=2,30

σid = √𝜎2 + 3𝜏2 = �472 + 3 ∗ 87,502 = 158,69 N/mm2 < 201 N/mm2 coeff. sic.=1,27

Le verifiche di sicurezza sugli elementi metallici sono tutte verificate.

Fasi dell’intervento

Fase 1:

- Rimozione del copriferro fino alla completa messa a nudo delle armature;

- Trattamento delle barre di armatura spazzolatura e pulitura delle barre ossidate e posa di malta

cementizia bicomponente anticorrosiva tissotropico (tipo MAPEFER 1K o simili);

Fase 2:


- Ricostruzione volumetrica del calcestruzzo mediante posa in opera di malta cementizia composita

colabile autolivellante, a ritiro compensato, resistente ai solfati, di elevata resistenza meccanica e

durabilità (tipo EMACO S150 CFR o simili);

Fase 3:

- Fornitura e posa di promotore di adesione, circa trenta minuti prima della rasatura, impiegare a

pennello, rullo o spruzzo; miscelare con acqua pulita e applicare con spatola in acciaio inox;

- Fornitura e posa di rasante anticarbonatazione mediante malta tixotropica a presa normale,

formulata con cementi ad alta resistenza e specifici additivi antiritiro;

- Rinforzo strutturale con collari in acciaio S235 pressopiegato mediante incollaggio, eseguito per

spalmatura a spatola sulle due facce degli elementi da incollare, di resina epossidica bicomponente

tissotropica con normali tempi di presa (tipo adesive mapei o simili). Messa in tiro mediante unioni

bullonate.


11.3 Calcolo e verifica dell’incamiciatura in acciaio delle travi 30x60 Per ripristinare la resistenza degli elementi strutturali orizzontali (travi 30x60) si è scelto di intervenire con

la tecnica del placcaggio mediante piastre di acciaio incollate con resina epossidica ed ancorati alle travi

esistenti con bulloni di acciaio. Importanti raccomandazioni tecniche per il calcolo cella capacità sono

contenute nella Circolare Min. n. 617/09 cap C8.A.7, che suggerisce anche i modelli di calcolo utilizzabili e

seguiti nel seguito.

L’intervento consiste nel rivestimento della parte bassa della trave e delle sue facce laterali con piatti in

acciaio S235 spessore 5 mm, saldati tra loro, ed ancorati al supporto di calcestruzzo mediante un ancorante

chimico (resina epossidica). Sono inserite anche tassellature meccaniche con barre pretese di diametro

M14 classe 8.8.

Nella seguente figura è mostrato lo schema dell’intervento.

Figura 43. Schema intervento di placcatura delle travi

L’intervento ipotizzato comporta i seguenti benefici strutturali:

− Incremento della resistenza a taglio;

− Incremento della resistenza flessione inferiormente;

− Incremento della capacità deformativa;

Incremento della resistenza a taglio

L’incremento della resistenza tagliante può essere considerata aggiuntiva alla resistente purché la camicia

in acciaio si mantenga in campo elastico. Tale incremento è fornito dalla seguente relazione:

(C8A.7.5)

SOLAIOSOLAIO

piatto indtradosso

piatto laterale

piatto indtradosso

piatto laterale


Date le incertezze presenti nella formula (C8A.7.5), per valutare l’incremento di resistenza a taglio offerto

dall’intervento di incamiciatura in acciaio, si considera la formula che la normativa riporta per la valutazione

della resistenza al taglio dovuta alla presenza di armatura trasversale:

Si modifica la stessa per tener conto delle prescrizioni della circolare 617_09 C8A.7.2.1, moltiplicando per

fattore 0,5, ottenendo:

Nella precedente relazione, tj, b, s, sono rispettivamente lo spessore, la larghezza e l’interasse delle barre

(b/s=1 per camicia continua) fyw è la resistenza di calcolo allo snervamento dell’acciaio, d è l’altezza utile

della trave (nel caso in esame, essendo il rinforzo applicato nella parte intradossata della trave, verrà

utilizzata un’altezza utile pari all’altezza della trave detratta dell’altezza del solaio e dei fori).

Quale materiale si considera un Acciaio S235 con spessori tj < 40 mm, con le seguenti caratteristiche:

− fyk = 235 N/mm2 - ftk = 360 N/mm2 - gm0 =1,05 - gm2 =1,25

− fyd = 201 N/mm2

− tj = 5 mm

− d = h utile trave - h solaio – d foro = 600 - 300 - 15 = 285 mm

Assumendo un’inclinazione a 45° delle bielle di calcestruzzo, l’incremento della resistenza a taglio risulta

pari a:

Vj = 0,9*285*2*5*(0,5*201) = 257.782,5 N = + 257 kN

VRd, iniziale = 134 kN VRd, finale = 134 + 257 = 391 kN (raggiunta) pari ad un incremento del 191%

Incremento resistenza a flessione per placcaggio della zona di estremità

Dati geometrici della sezione: H= 60 cm - b= 30 cm - c= 4 cm - d= 56 cm - ɛcu = 0,0035 -

ɛyd = 0,001475 - E=200.000

Armature presenti: As = 4,617 cm2 - A’s = 8,637 cm2 - Apiatto = 16,25 cm2

Resistenze fcd, duttile = 9,96 N/mm2 - fyd,Feb32k = 295 N/mm2 - fyd, S235= 201 N/mm2


Calcolo dell’asse neutro:

X = (4,617∗295)+(16,25∗201)−(8,637∗295)0,81∗30∗9,96

= 8,60 cm > 6,91 cm

Calcolo del momento resistente in estremità post intervento:

MRd = [4,617*(56-0,416*8,60)+4,617*(0,416*8,60-4)]*295*10-3+[16,25*(56-0,416*8,60)]*201*10-3 =

MRd = 241,55 kN*m (corrispondente ad un incremento del 116% della resistenza nella zona di estremità,

risultando il momento resistente in estremità pre intervento pari a MRd = 111,66 kN*m)

Fasi dell’ intervento:

- Eliminazione di pitture mediante sabbiatura delle zone oggetto di intervento;

- Preparazione del sottofondo con MAPEWRAP PRIMER 1 o simile;

- Incollaggio di sagomati a U in acciaio mediante adesivo strutturale tipo ADESILEX PG1 (prodotto a

base di resina epossidica) o conforme a normativa EN 1504-4;

- Caratteristiche e Indicazioni fisico – chimiche:

- Stagionare per un tempo di almeno 4 settimane il calcestruzzo prima di procedere alla stesura

dell’adesivo;

- Spessore fino a 1 cm;

- Prima di applicare i placcaggi in acciaio bisognerà garantire che la superficie metallica sia

ravvivata;

- Aggiunta di barre d’armatura mediante perforazione eseguita a trapano ed inserimento di tasselli

M14 classe 8.8


11.4 Incamiciatura in acciaio dei pannelli di nodo Il rinforzo dei pannelli di nodo verrà condotto realizzando l’incamiciatura con un piatto metallico apposto in

corrispondenza dell’intera zona nodale. I piatti verranno solidarizzati tra loro per mezzo di saldature ed

incollati al supporto in cemento armato mediante resine epossidiche.

Il calcolo del rinforzo è effettuato con le formule di verifica dei nodi trave-pilastro di cui al p. 7.4.4.3.1 delle

NTC08 che al fine di evitare la fessurazione diagonale nel nodo affida alle staffe orizzontali l’assorbimento

degli sforzi di trazione.

La formula di progetto degli elementi tenso-resistenti è la seguente:

− Ash fywd ≥ γRd (As1 + As2) fyd (1- 0,8νd) per nodi interni (a)

− Ash fywd ≥ γRd As2 fyd (1− 0,8νd) per nodi esterni (b)

Essendo:

− Ash = l’armatura orizzontale delle staffe;

− As1 = l’area di armatura longitudinale superiore della trave;

− As2 = l’area di armatura longitudinale inferiore della trave;

− νd = forza assiale normalizzata (sforzo normale di calcolo normalizzato alla massima resistenza a

compressione della sezione) agente al di sopra del nodo, per quelli interni ed al di sotto del nodo

per quelli esterni.

L’intervento prevede l’inserimento sull’intero pannello di nodo di un piatto metallico S235 di spessore 5

mm.

Nella seguente tabella si riportano gli esiti dei calcoli che dimostrano il soddisfacimento delle relazioni (a) e

(b).

Nodi ad angolo n.

pilastro N [kN] Apil [mmq]

fcd

duttile vd γRdAs2fyd(1-0.8vD)

Bpl

[mm] tpl [mm] Ash[mmq]

fyWd

[N/mmq] Ashfywd Ash fywd > γRdAs2fyd(1-0.8vD)

247 589.88 270000 11.61 0.19 120451 600 5 3000 201 603000 ok 269 573.01 270000 11.61 0.18 121061 600 5 3000 201 603000 ok 387 576.75 270000 11.61 0.18 120926 600 5 3000 201 603000 ok 392 603.79 270000 11.61 0.19 119948 600 5 3000 201 603000 ok 247 589.88 270000 11.61 0.19 120451 600 5 3000 201 603000 ok 269 573.01 270000 11.61 0.18 121061 600 5 3000 201 603000 ok 387 576.75 270000 11.61 0.18 120926 600 5 3000 201 603000 ok 392 603.79 270000 11.61 0.19 119948 600 5 3000 201 603000 ok


Nodi a due vie interni

n. pilastro

Nmin [kN]

Apil [mmq]

fcd

duttile vd γRd (As1+ As2)fyd(1-0.8vD)

Bpl

[mm] tpl

[mm] Ash[mmq]

fyWd

[N/mmq] Ashfywd Ash fywd >

γRd(As1+As2)fyd(1-0.8vD)

278 557 270000 11.61 0.18 308669 600 5 3000 201 603000 ok 292 555 270000 23.61 0.09 334748 600 5 3000 213 639000 ok 298 532 270000 24.61 0.08 336772 600 5 3000 214 642000 ok 354 531 270000 44.61 0.04 347097 600 5 3000 234 702000 ok 369 555 270000 46.61 0.04 347107 600 5 3000 236 708000 ok 383 555 270000 58.61 0.04 349705 600 5 3000 248 744000 ok 278 557 270000 155.61 0.01 355984 600 5 3000 345 1035000 ok 292 555 270000 167.61 0.01 356270 600 5 3000 357 1071000 ok 298 532 270000 168.61 0.01 356438 600 5 3000 358 1074000 ok 307 528 270000 169.61 0.01 356483 600 5 3000 359 1077000 ok 354 531 270000 188.61 0.01 356795 600 5 3000 378 1134000 ok 369 555 270000 190.61 0.01 356695 600 5 3000 380 1140000 ok 383 555 270000 202.61 0.01 356879 600 5 3000 392 1176000 ok

Nodi a tre vie interni

n. pilastro

Nmin [kN]

Apil [mmq] fcd duttile vd

γRd (As1+ As2)fyd(1-0.8vD)

Bpl

[mm] tpl

[mm] Ash

[mmq]

fyWd

[N/mmq] Ashfywd Ash fywd >

γRd(As1+As2)fyd(1-0.8vD)

296 549 270000 11.61 0.18 309372 600 5 3000 201 603000 ok 17842 549 270000 11.61 0.18 309348 600 5 3000 202 606000 ok

274 562 270000 11.61 0.18 308156 600 5 3000 203 609000 ok 365 587 270000 11.61 0.19 305929 600 5 3000 204 612000 ok

4850 643 270000 11.61 0.21 300760 600 5 3000 205 615000 ok 4601 643 270000 11.61 0.21 300754 600 5 3000 206 618000 ok 4666 643 270000 11.61 0.21 300719 600 5 3000 207 621000 ok 4581 644 270000 11.61 0.21 300675 600 5 3000 208 624000 ok

18928 724 270000 11.61 0.23 293357 600 5 3000 209 627000 ok 18799 752 270000 11.61 0.24 290725 600 5 3000 210 630000 ok

284 778 270000 11.61 0.25 288351 600 5 3000 211 633000 ok 375 793 270000 11.61 0.25 286984 600 5 3000 212 636000 ok

18923 800 270000 11.61 0.26 286373 600 5 3000 213 639000 ok 18802 806 270000 11.61 0.26 285807 600 5 3000 214 642000 ok

284 778 270000 11.61 0.25 288351 600 5 3000 215 645000 ok 296 549 270000 11.61 0.18 309372 600 5 3000 216 648000 ok 375 793 270000 11.61 0.25 286984 600 5 3000 217 651000 ok 365 587 270000 11.61 0.19 305929 600 5 3000 218 654000 ok

4581 644 270000 11.61 0.21 300675 600 5 3000 219 657000 ok 4601 643 270000 11.61 0.21 300754 600 5 3000 220 660000 ok 4666 643 270000 11.61 0.21 300719 600 5 3000 221 663000 ok 4850 643 270000 11.61 0.21 300760 600 5 3000 222 666000 ok 274 562 270000 11.61 0.18 308156 600 5 3000 223 669000 ok

17842 549 270000 11.61 0.18 309348 600 5 3000 224 672000 ok 18799 752 270000 11.61 0.24 290725 600 5 3000 225 675000 ok 18802 806 270000 11.61 0.26 285807 600 5 3000 226 678000 ok 18923 800 270000 11.61 0.26 286373 600 5 3000 227 681000 ok 18928 724 270000 11.61 0.23 293357 600 5 3000 228 684000 ok

284 778 270000 11.61 0.25 288351 600 5 3000 228 684000 ok


296 549 270000 12.61 0.16 313371 600 5 3000 229 687000 ok 375 793 270000 13.61 0.22 297684 600 5 3000 230 690000 ok 274 562 270000 14.61 0.14 318761 600 5 3000 231 693000 ok

4581 644 270000 15.61 0.15 315825 600 5 3000 232 696000 ok 4601 643 270000 16.61 0.14 318528 600 5 3000 233 699000 ok 4666 643 270000 17.61 0.14 320848 600 5 3000 234 702000 ok 4850 643 270000 18.61 0.13 322967 600 5 3000 235 705000 ok 365 587 270000 19.61 0.11 327905 600 5 3000 236 708000 ok

17842 549 270000 20.61 0.10 331379 600 5 3000 237 711000 ok 18799 752 270000 21.61 0.13 322689 600 5 3000 238 714000 ok 18802 806 270000 22.61 0.13 321805 600 5 3000 239 717000 ok 18923 800 270000 23.61 0.13 323692 600 5 3000 240 720000 ok 18928 724 270000 24.61 0.11 328454 600 5 3000 241 723000 ok

284 778 270000 25.61 0.11 327409 600 5 3000 242 726000 ok 296 549 270000 26.61 0.08 337798 600 5 3000 243 729000 ok 375 793 270000 27.61 0.11 329180 600 5 3000 244 732000 ok 274 562 270000 28.61 0.07 338842 600 5 3000 245 735000 ok

4581 644 270000 29.61 0.08 336616 600 5 3000 246 738000 ok 4601 643 270000 30.61 0.08 337404 600 5 3000 247 741000 ok 4666 643 270000 31.61 0.08 338099 600 5 3000 248 744000 ok 4850 643 270000 32.61 0.07 338779 600 5 3000 249 747000 ok 365 587 270000 33.61 0.06 341190 600 5 3000 250 750000 ok

17842 549 270000 34.61 0.06 342875 600 5 3000 251 753000 ok 18799 752 270000 35.61 0.08 337278 600 5 3000 252 756000 ok 18802 806 270000 36.61 0.08 336334 600 5 3000 253 759000 ok 18923 800 270000 37.61 0.08 337133 600 5 3000 254 762000 ok 18928 724 270000 38.61 0.07 339820 600 5 3000 255 765000 ok

11.5 Risanamento degli elementi strutturali esterni

Le travi ed pilastri appartenenti ai prospetti esterni presentano molte zone di distacco del copriferro che

vanno risanate mediante la ricostruzione della fascia corticale di calcestruzzo. Per i pilastri a T l’intervento

verrà eseguito attraverso la rimozione della modanatura attualmente presente fino alla completa messa a

nudo dei ferri longitudinali, la successiva sabbiatura delle armature longitudinali al fine di rimuovere residui

di ossidazione, il trattamento dell’armatura longitudinale mediante utilizzo di malta cementizia

bicomponente anticorrosiva tissotropico (tipo MAPEFER o simili). Infine si eseguirà la ricostruzione del

calcestruzzo corticale fino a nuova dimensione pilastro mediante l’utilizzo di malta speciale tissotropica con

l’aggiunta di aggregato 30% in peso (ghiaietto 6-10). Analogo intervento verrà eseguito per le travi presenti

sui prospetti esterni ed attualmente in condizioni di degrado.


12. Conclusioni

Il presente progetto mira ad incrementare le condizioni di sicurezza dell’edificio scolastico mediante

interventi di rafforzamento locale tali da non modificare sostanzialmente il comportamento strutturale

globale. L’obiettivo principale è quello di interrompere il fenomeno degradativo delle strutture attualmente

e di eliminare le principali carenze e criticità sismiche.

I calcoli strutturali eseguiti, effettuati sulla scorta di un modello di analisi globale dell’edificio, hanno

evidenziato che l’edificio in oggetto presenta sufficienti livelli di sicurezza nei confronti della condizione di

esercizio puramente statica (quindi per soli carichi gravitazionali). Nel caso sismico invece la struttura

presenta gravi carenze, tali da non renderla in grado di garantire il raggiungimento della soglia minima del

20% delle azioni sismiche di progetto in accordo con NTC2008. Si è dimostrato che il superamento di detto

limite del 20% comporta un notevole incremento del numero di elementi su cui intervenire, e che pertanto

maggiori livelli di sicurezza dovranno essere conseguiti mediante interventi globali tesi a modificare il

comportamento strutturale globale, quali ad esempio: la predisposizione di giunti sismici, la esecuzione di

opportuni ringrossi di elementi strutturali, l’inserimento di elementi di controventamento. Tali interventi

non potranno essere classificati quali interventi locali e necessiteranno altresì di interventi sulle strutture

fondazione. Essi pertanto saranno oggetto di una specifica successiva fase progettuale volta

all’adeguamento sismico dell’intero edificio.

Sulla scorta delle criticità rilevate sono stati previsti e dimensionati le seguenti tipologie di interventi.

1. Rifacimento del copriferro degradato dei pilastri circolari del corpo aula e cerchiatura con fasciature

metalliche degli elementi direttamente sottoposti al al carico della copertura;

1. Placcatura con piastre metalliche dei nodi non confinati per i quali le prescritte verifiche di

resistenza non risultavano soddisfatte;

2. Placcatura con piastre metalliche per il rinforzo a flessione e taglio delle travi di piano in c.a. che

risultano al di sotto del 20% dell’azione sismica di progetto;

3. Riprofilatura degli elementi strutturali di facciata degradati (rifacimento del copriferro e ripresa

delle armature degradate ed ossidate);

Tali interventi costituiscono semplice rafforzamento di alcuni tra gli elementi strutturali preesistenti. Essi

tra l’altro sono stati concepiti proprio per ripristinate (come nel caso degli elementi di facciate fortemente

degradati) o tutt’al più integrare (come nel caso dei pilastri circolari interni e dei nodi trave-colonna) la

originaria funzione strutturale di tali elementi. Sono stati quindi attuati mediante l’utilizzo di placcature

metalliche con lo scopo di non apportare incrementi di rigidezza che in qualche modo potessero alterare la

distribuzione delle sollecitazioni nei vari altri elementi strutturali. Pertanto, il loro dimensionamento ha


richiesto la esecuzione di calcoli di dimensionamento locale senza necessità di sviluppare un’analisi globale

post-operam.

Si segnala infine la necessità di eseguire opportune prove per accertare la presenza di eventuale

tensocorrosione o corrosione tipo pitting (indotta dalla carbonatazione del cls e per la possibile presenza

nell’ambiente di agenti aggressivi nell’ambiente quali solfati, cloruri e tiocianati) degli acciai armonici delle

possenti travi di copertura in cemento armato precompresso sia del corpo aula che della palestra, ciò al fine

di scongiurare la presenza di pericolosi fenomeni di degrado in atto che potrebbero ingenerare la

improvvisa rottura delle armatura con conseguente possibile collasso delle travi improvviso, senza alcun

avviso premonitore e sotto il normale carico di esercizio.

13. Elenco degli allegati

Costituiscono parte integrante del progetto e sono allegati alla presente relazione i seguenti ulteriori

documenti:

R1) Rapporto di prova

R2) Relazione sullo stato di degrado

R3) Rapporto fotografico

R4) Relazione sui materiali

R5) Relazione Sismica

R6) Relazione sulle fondazioni

R7) Fascicolo di calcolo dei nodi trave-pilastro: verifiche di sicurezza ante-operam

R8) Tabulato di calcolo delle verifiche ante-operam al 20% dell’azione sismica

Tavole grafiche:

TAV. 1) Stato di fatto: Prospetti

TAV. 2) Stato di fatto: Carpenterie di piano

TAV. 3) Stato di fatto: Sezioni Longitudinali e trasversali

TAV. 4) Progetto: Inquadramento degli interventi locali

TAV. 5) Progetto: Cerchiatura dei pilastri circolari


TAV. 6) Progetto: Placcaggio delle travi

TAV. 7) Progetto: Placcaggio dei nodi e rimozione delle modanature dei pilastri

Caserta, aprile 2015

risanamento strutturale con interventi locali direlazione... · e della vulnerabilità sismica...

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