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RISULTATI DI PROVA
PSEUDODINAMICA
SU PROTOTIPO DI TELAIO
PREFABBRICATO IN C.A.

 

FABIO BIONDINI, Politecnico di Milano
LIBERATO FERRARA, Politecnico di Milano
PAOLO NEGRO, Centro Comune di Ricerca
GIANDOMENICO TONIOLO, Polit. di Milano


 

SUMMARY

      On July 2001 the reseacrh project "Seismic behaviour of r.c. industriai buildings" has been approved within the Ecoleader Programme, which is reserved to the European Consortium of Laboratories for Earthquake and Dynamic Experimental Research (JRC- Contract n° HPRI- CT-1999-000S9). The programme provides for European funding of the testing activity, to be made with the large scale facilities of the JRC, Joint Reseacrh Centre, ELSA European Laboratory for Structural Assessment of Ispra. The cost of the prototypes and of the other research activities are supported by a consortium of three national precast concrete associations (ANDECE for Spain, ANIPC for Portugal and ASSOBETON for Italy) and of Progetto ULISSE (pool of AITEC, ASSOBETON and A TECAP) for Italy again. Two high educational institutions, Politecnico di Milano and University of Ljubljana, participate to the research.
      The objective of the project is to provide specific experimental evidence about seismic behaviour of precast one-storey frames for industriai buildings as compared with cast-in-situ analogous structures. The expected results are particularly important for the correct calibration of Eurocode 8 design rules. To this purpose two structural prototypes have been designed, both consisting of six columns connected by two lines of beams and an interposed slab. The connections between columns and beams are made with monolithic joints for the cast-in-situ arrangement and with hinged joints for the precast one. The 5th and 6th September 2002 the pseudodynamic test on the precast structure has been performed.
      After a general framing of the problem and a detailed description of the prototype, the paper gives a first report of the test and the related results. In particular the seismic action has been simulated by an artificial accelerogram, compatible with tne response spectrum type 1B of Eurocode 8. It has been applied three times for as many levels of peak acceleration, starting from ag = 0.36 g and attaining up to ag = 0.72 g and ag = 1.08 g. The last level corresponds to about the expected ultimate capacity at collapse limit of the structure following a calculation based on Eurocode 8 rules. The test at this upper level had to be stopped in advance because of the end of stroke of the jack pistons. This occurred at a top displacement of 400 mm, when the columns were in a yielded stage with visible damage stilI limited. The results are given in terms of the top displacement time history and of the force-displacement diagrams. Some final considerations are added about the experimental behaviour and the residual damaging of the structure.


1. INTRODUZIONE

      Al contrario di altri tipi di strutture prefabbricate (come le costruzioni a grandi pannelli) che hanno oggi una diffusione limitata, le tradizionali strutture monopiano per edifici industriali, fatte con l'assemblaggio di componenti prefabbricati, hanno una grande diffusione in tutta Europa, grazie alla loro economicità associata ad una ottima funzionalità. In Italia esse coprono la quasi totalità del mercato degli edifici industriali.
      In questa realtà produttiva sopraggiunge il nuovo Eurocodice 8 che introduce criteri scientifici aggiornati per il progetto delle strutture in zona sismica. Il suo aggiornato approccio progettuale, che è coerente con alcune normative nazionali di paesi sismici, è volto ad una valutazione molto più accurata della resistenza delle strutture contro i terremoti. Ma questa valutazione è basata su alcuni parametri (per esempio il coefficiente di struttura) che necessitano di una adeguata calibrazione con riferimento sia alle esperienze nazionali, sia ad ulteriori apposite indagini teoriche e sperimentali. Ciò tanto più in quanto le regole di calcolo dell'Eurocodice 8 non hanno avuto fino ad ora alcuna pratica applicazione progettuale.
      In quest'ottica si introduce il programma di ricerca denominato "Comportamento sismico di edifici industriali prefabbricati in cemento armato", programma approvato nel luglio 2001 per un finanziamento europeo Ecoleader che copre le  spese delle prove sperimentali della ricerca stessa. Per i due prototipi di strutture con scala "al vero" previsti in programma, uno con soluzione prefabbricata e l'altro gettato in opera, le spese esecutive sono state supportate rispettivamente da un gruppo di associazioni di categoria (ASSOBETON per l'Italia, ANDECE per la Spagna, ANIPC per il Portogallo) e dal "Progetto ULISSE' (consorzio tra AITEC, ASSOBETON e ATECAP).



Figura 1.
Piante e sezione longitudinale del prototipo di telaio prefabbricato

Partecipano alla ricerca due istituti universitari: il Politecnico di Milano e l'Università di Lubiana.
      Le prove sono in corso di esecuzione a Ispra, presso l'ELSA - Laboratorio Europeo per l'Accertamento Strutturale del JRC - Centro Comune di Ricerca della Commissione Europea. Nei gironi 5 e 6 settembre 2002 si è eseguita la prova pseudodinamica sul prototipo di struttura prefabbricata. Di tale prova si fornisce dunque un primo dettagliato resoconto, con riserva di più estese analisi da svolgersi una volta che anche il secondo prototipo sia stato sperimentato.
      L'esperienza nazionale, non solo italiana, ha mostrato "sul campo" che le strutture prefabbricate per edifici industriali monopiano hanno una intrinseca capacità potenziale di ottimo comportamento sismico, che deriva da una rigidezza traslatoria relativamente bassa e dai periodi di vibrazione propria conseguentemente lunghi. Con valori da 1 a 2 secondi di detti periodi, la risposta sismica è ridotta a circa lo 0.4 della massima risposta propria delle strutture rigide. Per sottosuoli compatti, in una zona sismica di prima categoria con un'accelerazione di picco al suolo di 0.35 g, l'Eurocodice 8 darebbe una forza statica equivalente pari appena a circa il 7% dei pesi. I limiti richiesti per lo spostamento di interpiano sono in genere più restrittivi di quello ultimo di collasso. Il risultato è che i pilastri di tali strutture hanno una grande sovrabbondanza di resistenza sismica. Ciò è vero sempre che un precoce collasso non sopraggiunga per altri motivi, come per esempio quelli derivanti da un inadeguato dimensionamento delle unioni.
      Un discorso del tutto simile può farsi per i telai monopiano gettati in opera, che hanno periodi propri di vibrazione dello stesso ordine di grandezza e, a parità di dettagli costruttivi, la stessa buona capacità di dissipare energia.
      Il tema generale del comportamento sismico dei telai in cemento armato ha una lunga tradizione di ricerca scientifica e molte indagini tecniche e sperimentali sono state condotte come indicato in bibliografia. Ma, entro i suoi vasti orizzonti, alcuni tipi di strutture sono stati trascurati. Questo vale per i telai prefabbricati con travi vincolate a cerniera sulle sommità dei pilastri. I dati sperimentali sul loro comportamento sono pochi, con la conseguenza di una certa diffidenza riservatagli dai normatori.
      La presente ricerca, che si pone come naturale sviluppo di quella svolta negli anni 1995/96 su prototipi di singoli pilastri prefabbricati [13], intende contribuire a colmare questa lacuna e dare conferma sperimentale alle recenti scelte del Comitato CEN per l'Eurocodice 8, che ha equiparato le strutture in questione, sia prefabbricate sia gettate in opera, ai sistemi a telaio con coefficiente di struttura q pari a circa 5.


2- PROGETTAZIONE DEL PROTOTIPO

      Il prototipo da sottoporre a prova pseudo - dinamica è stato progettato intendendo riprodurre delle verosimili dimensioni al vero di una struttura prefabbricata. Naturalmente, per ragioni di economia, si sono ridotte tutte le dimensioni che non influivano sensibilmente sul funzionamento strutturale sperimentato, sostituendo i pesi mancanti con apposite forze applicate per mezzo di martinetti verticali basculanti. Nonostante si intendesse sperimentare soltanto il comportamento retto monodirezionale dei telai, si è dato un assetto tridimensionale alla struttura, al fine di assicurare la necessaria stabilità trasversale, oltre che una installazione di attuatori di grande potenza che potesse essere ben centrata sull'asse principale della struttura. Per la stabilità trasversale si sono anche aggiunti appositi controventi metallici intrecciati tra i plinti di fondazione e la sommità dei pilastri.


Figura 2. Dimensioni e armature dei pilastri

      La Figura 1 riporta la pianta della copertura, la sezione longitudinale (parallela alla azione sismica applicata) e la pianta delle fondazioni. Per queste si sono realizzati sei blocchi con pozzetto, ancorati al piastrone di base dell'impianto di prova. I pilastri sono stati inseriti nei pozzetti e bloccati con malta a ritiro compensato, lasciando dei vani laterali necessari per l'inserimento della strumentazione fino al piede dei pilastri stessi. Le dimensioni complessive del prototipo sono descritte nella citata figura, mentre nelle Figure 2 e 3 sono riportati i particolari costruttivi dei pilastri, che sono armati con 8 barre f 16 e staffe f 6 a passo 50 mm nel tratto inferiore (che comprende la zone critica della resistenza flessionale) e a passo 150 mm nel tratto superiore. Nella zona critica si sono inserite trasversalmente delle barrette filettate f 10 per l'attacco degli strumenti di misura. In Figura 4 infine sono rappresentati i dettagli dell'unione travi-pilastro, che vede un cuscinetto elastomerico di 6 mm di spessore per gli appoggi e due barre sporgenti f 25 per il vincolo nei riguardi delle azioni orizzontali.


Figura 3. Sezione con staffatura dei pilastri


Figura 4. Particolare dell'unione pilastro-trave

      Le caratteristiche dell'acciaio impiegato (dichiarato di classe B500S) sono deducibili dal diagramma s-e sperimentale di Figura 5 e vedono i seguenti valori della tensione di snervamento, della resistenza a trazione e dell'allungamento uniforme:

     fy = 550 N/mm2
     ft = 657 N/mm2

      ag =10.0 %


Figura 5. Diagramma sperimentale forza- allungamento per la barra f 16

      Le prove su provini cubici di lato 150 mm del calcestruzzo dei pilastri, dichiarato di classe C40/50, eseguite il giorno di inizio della prova sul prototipo, hanno dato i seguenti risultati:

     R1 = 53.2 N/mm2
     R2 = 50.9 N/mm2

      I calcoli della teorica capacità portante ultima del prototipo verso l'azione sismica sono stati condotti assumendo le resistenze nominali dichiarate dei materiali, intendendo con questo salvare la loro sovraresistenza come forfettariamente inclusa nel fattore di struttura. Detto fattore è stato in particolare assunto pari a:
          _
     q = q (au / a1) = 4.5 3 1.1 = 4.95

come previsto nell'Eurocodice 8 (prEN 1998-1, draft May 2002) per i sistemi a telaio. Si ha dunque, con l'usuale significato dei simboli:

     fck = 40 N/mm2
     fck = fck / gc = 40/1.5 = 26.7 N/mm2
     fyk = 500 N/mm2
     fsd = fyk / gs = 500/1.15 = 435 Nlmm2

dove i coefficienti gc  e gs intendono simulare, nella condizione di carico eccezionale del sisma, il degrado ciclico delle sezioni dei pilastri.
      I carichi previsti della copertura corrispondono per ognuna delle due travate a

     p = 45 kN/m

valore che porta ai seguenti sforzi assiali rispettivamente nei pilastri laterali e centrali (con I luce delle singole travi):

     N'ad = p l/2 = 45 3 2,0 = 90 kN
     N"ad = p l = 45 3 4,0 = 180 kN

dove il valore del carico p risulta equivalente, nelle dimensioni ridotte del prototipo, ad una "reale" struttura con solaio di luce 6 m e travi di luce 12 m. Il peso totale della copertura risulta.

     W = 2 3 45 3 8,0 = 720 kN

      Con le resistenze dei materiali e gli sforzi assiali prima indicati, per la sezione di Figura 3 si ottengono i momenti resistenti:

     M'rd = 171,5 kNm
     M"rd = 187,4 kNm

rispettivamente per i pilastri laterali e centrali. Da questi si ottiene, nella condizione ultima di sezioni plasticizzate, la massima forza orizzontale che può agire al livello della copertura (senza effetti del secondo ordine):

     Erd = S Mrd /h = (4 3 171,5 + 2 3 187,4) / 5,05 = 210 kN

con h altezza di calcolo dei pilastri.
      Per il calcolo della frequenza propria di vibrazione della struttura, si valuta la sua rigidezza traslatoria kd attraverso quella flessionale kw
 delle sue sezioni critiche.

     kw = My / xy = 0,75 Mrd / xy

essendo My il momento al limite di snervamento ey dell'acciaio, forfettariamente assunto pari a 3/4 di quello resistente Mrd, e xy la corrispondente curvatura calcolata per l'eccentricità e = Mrd / Nad
nella sezione in fase elastica fessurata:

     xy = ey /(d - x)

con d altezza utile e x posizione dell'asse neutro. Per i due pilastri in questione (quello meno e quello più caricato) si ottiene rispettivamente:

     k'w = 16200 kNm2  e  k''w = 16710 kNm2

da cui si valutano le seguenti rigidezze traslatorie, comprensive del contributo del secondo ordine dei carichi verticali:

        k'w = (3 kw / h3) - (Nad / h) = 371 kN/m    (pilastri laterali)

     k'' = (3 kw / h3) - (Nad / h) = 365 kN/m  (pilastri centrali)

      La rigidezza traslatoria globale della struttura vale quindi

     kd = 4 3 371 + 2 3 365 = 2214 kN/m

e le corrisponde un periodo proprio di vibrazione:



con g costante di gravità.

      Per una classe di sottosuolo 1B, con S = 1,2 e Tc = 0,5 sec, dal modello dell'Eurocodice 8 si ottiene un coefficiente di risposta

     Sd = agS (2,5/q)(Tc/T) = 0,2682 ag

con una conseguente forza sismica pari a E = SdW. Eguagliando questa alla forza resistente Erd della struttura prima calcolata, si ottiene l'intensità

     ag = Erd / (0,2682 W) = 1 ,09

del terremoto che dovrebbe portare al collasso la struttura stessa. A questa intensità dunque è stata riferita per gradi l'azione vibratoria applicata durante la prova pseudodinamica:


3- DESCRIZIONE DELL 'IMPIANTO DI PROVA

      Le prove sono state condotte con la metodologia pseudodinamica. Le prove pseudodinamiche si basano su una tecnica che combina una parte propriamente sperimentale con l'analisi numerica al passo. In questo modo è possibile ottenere l'efficacia delle prove dinamiche senza le limitazioni di peso e dimensioni associate all'uso delle tavole vibranti.
      Nel metodo pseudodinamico l'elaboratore è programmato per risolvere al passo, tramite algoritmi di integrazione numerica, le equazioni del moto che governano la dinamica del modello di prova, acquisendo ad ogni intervallo di tempo le forze di reazione che si sviluppano nel campione. L'obiettivo è quello di realizzare in maniera quasi-statica la storia di sposta menti cui andrebbe soggetta la struttura a causa dell'azione dinamica. Il programma di controllo provvede a calcolare ad ogni passo di tempo i valori dello spostamento. Detti valori sono imposti alla struttura tramite attuatori idraulici, dopodiché le corrispondenti forze di reazione sono lette dalle celle di carico situate nello stelo degli attuatori. Le forze di reazione così misurate sono utilizzate per il calcolo degli spostamenti al passo successivo.
      Lo schema operativo così descritto corrisponderebbe ad un procedimento di prova discontinuo, in cui la struttura rimane ferma per il tempo necessario a misurare le forze di reazione, ad inviarle al computer e a calcolare la deformazione relativa per il successivo passo d'integrazione. In realtà l'implementazione del metodo pseudodinamico nel laboratorio ELSA prevede uno schema continuo, basato su un ciclo di integrazione interno al ciclo di integrazione principale. Con questa tecnica è possibile evitare interruzioni nella storia di deformazione, e la prova stessa viene notevolmente accelerata, riducendo in maniera significativa le imprecisioni e gli errori che potrebbero derivare dal rilassamento dei materiali corrispondente alla tecnica tradizionale.
      Nel caso della struttura in questione, l'equazione dinamica da integrare è espressa in funzione di un solo grado di libertà, lo spostamento orizzontale del solaio, al livello del quale si può senz'altro considerare distribuita la massa. Il valore della massa corrisponde al peso totale della struttura in combinazione sismica W precedentemente calcolato. Dal momento che le forze d'inerzia sono modellate numericamente, non vi era alcuna necessità di posizionare effettivamente una massa W sul solaio. D'altra parte, al fine di sollecitare le colonne al prescritto valore di carico assiale, si è provveduto ad applicare tramite dei pistoni idraulici verticali, collegati ad una griglia di distribuzione del carico, un sovraccarico di 600 kN al solaio. Visto che gli attuatori verticali agiscono in realtà non lungo la verticale, ma in direzione del punto di collegamento al suolo, gli effetti del secondo ordine sono stati considerati tramite la corrispondente correzione nell'equazione del moto.
      Gli attuatori principali sono stati collegati tramite giunti sferici alla soletta, in prossimità della mezzeria della trave della prima campata. I due attuatori erano comandati in tandem secondo una logica master-slave, in modo da imporre una traslazione uniforme al solaio. Gli spostamenti da imporre erano controllati tramite trasduttori digitali posizionati all'altra estremità della struttura, in modo da rendere minimi gli errori introdotti dalle deformazioni locali della struttura e del sistema di
introduzione delle forze.
      Il sistema d'acquisizione ha provveduto a registrare, per ciascun passo di integrazione, sia le grandezze attive (quelle che intervengono direttamente nell'algoritmo d'integrazione) sia le grandezze passive. Le grandezze attive corrispondono principalmente nello spostamento imposto e le corrispondenti forze di reazione, nonché i valori di accelerazione, velocità ed energie. Le grandezze passive corrispondono alla strumentazione disposta sulla struttura. Sono state posizionate file di trasduttori di spostamento alla base delle colonne al fine di misurare la distribuzione di curvatura nella zona di cerniera plastica. Inoltre sono stati posizionati inclinometri alle estremità delle colonne, per misurare le rotazioni totali, e trasduttori di spostamento tra la  sommità delle colonne e la base delle travi, per misurare le deformazioni relative degli appoggi.


Figura 6. Schema dell'assetto degli attuattori della prova pseudodinamica


Figura 7. Particolare della strumentazione dei pilastri


Figura 8. Accelerogramma utilizzato e corrispondente spettro di risposta

 

4 - RISULTATI DELLA PROVA

      L'azione sismica per la prova pseudodinamica è consistita in un accelerogramma artificiale generato automaticamente in modo tale da risultare compatibile con lo spettro di risposta previsto dall'Eurocodice 8 per un sottosuolo tipo 1B (misto ghiaioso compatto). La Figura 8 mostra detto accelerogramma affiancato dal corrispondente spettro di risposta, sovrapposto allo spettro dell'Eurocodice 8 che è stato impiegato nei calcoli del capitolo 2 per la definizione teorica della resistenza ultima del prototipo. Si nota la buona compatibilità di detti diagrammi, fatto che consente significativi confronti tra calcolo e sperimentazione. Attraverso delle analisi dinamiche non lineari preventive, fatte utilizzando un opportuno modello di rigidezza degradante dei pilastri, si era quantificato un limite teorico di collasso pari ag = 1,18 (contro un valore di ag = 1,08 ottenuto con le regole dell'Eurocodice 8).
Tenendo conto dell'atteso limite di collasso, sono state programmate tre prove rispettivamente a 1/3, 2/3 e 3/3 del limite di EC 8, e precisamente:
- 1a prova ad ag = 0,36
potrebbe costituire il limite di esercizio per la verifica dello spostamento di piano ed avrebbe dovuto lasciare la struttura in fase elastica, con modeste fessurazioni richiuse allo scarico e senza sensibili danni. (In realtà tale intensità è all'incirca quella data per la verifica del limite ultimo di collasso per una zona di prima categoria italiana);
- 2a prova ad ag = 0, 72
potrebbe costituire il limite ultimo per la verifica di resistenza della struttura ed avrebbe dovuto portare la struttura in campo plastico con notevoli fessurazioni permanenti e deformazioni residue allo scarico; questa era intesa come ultima prova significativa, visto il danneggiamento inferto, ma sufficientemente lontana dall'atteso limite di collasso del prototipo per assicurarle un completo svolgimento senza ostacoli imprevisti;
- 3a prova ad ag = 1,08
non dovrebbe costituire riferimento significativo per la verifica del comportamento sismico della struttura, a causa del danneggiamento già infertole, ma un'interessante occasione per portare il prototipo alle condizioni estreme; utili informazioni avrebbero potuto comunque venire a supporto delle successive indagini teoriche.
      Della grande messe di dati registrati durante le prove, in questa sede ci si limita a fornire le curve vibratorie rilevate a livello della copertura ed i corrispondenti diagrammi forza-spostamento (v. Figura 9). Per l'interpretazione di questi grafici occorre fornire qualche dato aggiuntivo. La forza ultima resistente, calcolata con le caratteristiche nominali dei materiali e tenendo conto del danneggiamento estremo della struttura, vale come s'è detto

      Erd = 210 kN

      Se ci si riferisce alle proprietà effettive dei materiali senza danneggiamento (gs = gc = 1 ), la resistenza sale a

      Erd  265 kN

 Se infine si tiene: conto nei calcoli dell'incrudimento dell'acciaio, così come rilevato nelle prove (v. Figura 5), si arriva a

      Erd ≈ 320 kN


Figura 9. Curve vibratorie rilevate nelle tre prove e corrispondenti cicli forza-spostamento rispettivamente per ag = 0.36, ag = 0.72 e ag = 1.08.

      Questo potrebbe essere il valore ai primi cicli della prova pseudodinamica, quando il degrado strutturale è appena agli inizi. Infine lo spostamento al limite di primo pieno snervamento dell'armatura, valutato con la rigidezza traslatoria kd al livello del momento resistente della struttura non danneggiata, vale

     d"y ≈ 110 mm

mentre le barre tese più esterne iniziano a snervarsi a

     d'y ≈ 85 mm

      I diagrammi della prima prova a livello ag = 0,36 mostrano dunque spostamenti massimi tra 90 e -100 mm, sul limite del primo snervamento. Mostrano ancora un unico ciclo di apprezzabile isteresi e un comportamento vibratorio sostanzialmente elastico, che si stabilizza sulla rigidezza ridotta dei pilastri fessurati e senza alcuna deformazione residua. Le fessure rilevate nelle fasi di maggior spostamento e misurate in termini di alcuni decimi di millimetro si sono richiuse allo scarico. Da ritenere dunque che la struttura abbia conservato la sua piena capacità resistente.
      I diagrammi della seconda prova a livello ag = 0,72 mostrano spostamenti massimi tra 180 e -220 mm, ben al di là del pieno snervamento delle armature, con diversi cicli di sensibile isteresi, forze che arrivano ai valori +300 e -320 kN corrispondenti alla resistenza ultima delle sezioni con acciaio incrudito, con fessure fino a qualche millimetro in fase di massimo carico, solo parzialmente richiuse allo scarico. Lo spostamento residuo di circa -25 mm è indice degli effetti irreversibili di un certo danneggiamento strutturale. Nel suo complesso però, salvo che per scheggiature agli spigoli di sommità dei pilastri dovute allo "impuntamento" delle travi sotto le massime inflessioni dei pilastri, la struttura non ha mostrato danni pregiudizievoli nei riguardi delle sue risorse resistenti.
      Al livello ag = 1,08 della terza prova erano attesi spostamenti teorici massimi tra i 400 ed i 450 mm ai limiti delle capacità di corsa dei martinetti. Era dunque incerta la possibilità del suo compimento. Di fatto, dopo le prime scosse violente, a causa dello spostamento iniziale residuo della precedente prova, l'ampiezza del moto ha portato a fondo corsa i martinetti e la prova ha dovuto essere arrestata. L'unica informazione che si può dedurre è che, per il massimo spostamento raggiunto pari a 400 mm, il copriferro delle zone critiche dei pilastri era ancora integro e la corrispondente forza restava al livello di 320 kN senza denunciare alcun incipiente degrado. Il limite ultimo della resistenza era ancora lontano. Questa situazione è riprodotta nell'immagine di Figura 10.


Figura 10. Immagine della struttura al termine della prova

 

5. CONCLUSIONI

In attesa delle ben più approfondite analisi che saranno condotte sui risultati della prova, anche in confronto a quelli della attesa successiva prova sul prototipo di struttura gettata in opera, si possono premettere alcune considerazioni di carattere generale. In primo luogo si rilevano le grandi risorse di resistenza che questo tipo di struttura possiede nei riguardi dell'azione sismica. Come ricordato nell'Introduzione, la sua notevole flessibilità ed i conseguentemente lunghi periodi propri di vibrazione portano ad una risposta notevolmente ridotta. Questo è previsto dalle regole dell'Eurocodice 8, ma viene anche confermato dai risultati della prova dove, per un terremoto di intensità ag = 0.36 g (accelerazione di picco al suolo), si ha una risposta elastica del prototipo senza danni di rilievo. Per tale intensità, che corrisponde all'incirca a quella delle zone di prima categoria italiane per una verifica allo stato limite ultimo di collasso, la struttura soddisfa agevolmente le condizioni di esercizio di limitazione del danno. Se si assume questa intensità quale quella del corrispondente terremoto frequente, ci troveremmo in un territorio di intensità particolarmente intensa dove il terremoto eccezionale con 500 anni di periodo di ritorno potrebbe arrivare ad ag = 0.72 g. Ebbene, anche per questa intensità la risposta sperimentale del prototipo ha mostrato un ottimo comportamento elastoplastico con modesti danni e contenute deformazioni residue, indicando una struttura ancora completamente recuperabile all'esercizio. Non ci è dato di avere con precisione la quantificazione sperimentale della capacità ultima della struttura, ma anche la porzione di prova condotta al livello ag = 1.08 g lascia supporre che le previsioni teoriche non siano lontane dal vero e cioè che la resistenza ultima sia all'incirca tre volte maggiore di quella richiesta in
Italia per zone sismiche di prima categoria. E ciò per un dimensionamento normale, con percentuali d'armatura, nelle zone critiche dei pilastri, pari a circa l'1,2%. Le condizioni non sismiche (spinta del vento, carriponte) porterebbero ad armature simili.
      Per soddisfare il limite imposto dall'Eurocodice  8 allo spostamento massimo di interpiano, che è quantificato nell'1% dell'altezza del piano stesso (50 mm nel caso in esame), l'intensità del terremoto frequente corrispondente a questa verifica risulta pari ad ag = 0.18 g e sta nel giusto rapporto di 1/2 rispetto a quello della prima prova sul prototipo.
      Si può concludere quindi che le strutture prefabbricate per edifici industriali prefabbricati, con le loro normali dimensioni dedotte dalle condizioni non sismiche, sono generalmente compatibili con una zona sismica italiana di prima categoria, rispettando il limite dello spostamento di piano sotto il terremoto frequente, comportandosi senza danni anche sotto il terremoto eccezionale, mantenendo una riserva di resistenza rispetto il collasso pari a due volte tanto.


RICONOSCIMENTI

      Le prove sono state condotte nell'ambito del Programma Ecoleader che è riservato al Consorzio Europeo di Laboratori per la Ricerca Sperimentale sui Terremoti e la Dinamica (contratto n° HPRI-CT-1999-00059 del Centro Comune di Ricerca di Ispra). Un particolare ringraziamento è rivolto ai Sigg. Georges Magonette e Javier Molina che hanno condotto i lavori di approntamento dell'impianto e le prove stesse, garantendone con la loro alta professionalità il perfetto svolgimento. Un ringraziamento ancora all'ing. Carlo Bonfanti, che ha seguito la progettazione e l'esecuzione dei prototipi, per il prezioso contributo della sua grande esperienza. La ricerca è stata diretta congiuntamente al prof. Matej Fischinger ed ai suoi collaboratori dell'Università di Lubiana.


6. BIBLIOGRAFIA

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[15] Proceedings of a workshop on "Design of  Prefabricated Concrete Buildings for Earthquake Loads", ATC, Berkeley, California (1981 ), which include works of
a- R. Park: Seismic design developments and provisions in New Zealand for prefabricated concrete buildings 23-60.
b- M. Watabe, H. Hiraishi: On the current developments in earthquake resistant design procedures for prefabricated concrete buildings in Japan, pp. 61-81.
c- G.R. Fuller, Earthquake resistance of prefabricated concrete buildings -State-of- practice in the United States, pp. 121-142.
d- R.E. Englekirk, L.G. Selna: Criteria for the design of prefabricated concrete systems, Summary paper, pp. 639-656.
e- N.M. Hawkins: Proportioning and detailing of precast concrete members for seismic forces, Summary paper, pp. 685-702.

[16] Prefabricated/lndustrialised Reinforced Concrete Building Systems (Manual), UNDP/UNIDO Project RER/79/015 "Building Construction Under Seismic Conditions in the Balkan Region", 1982.

[17] L. Tzenov, L. Sotirov, and P. Boncheva: Study of some damaged industriai buildings due to Vrancea earthquake, 6th ECEE, Dubrovnik, voi. 6, pp. 59-65.

[18] P. Fajfar. J. Banovec. and F. Saje: Behaviour of a prefabricated industriai building in Breginj during the Friuli earthquake, 6th ECEE, Dubrovnik, Voi 2. pp. 493-500.

[19] M. N. Fardis: SOA lecture: Lessons learnt in past earthquakes. Proceedings of the 10th European Conference on Earthquake Engineering; Vienna, Austria, Balkema, Rotterdam, voi. 1, pp 779-788,1995.

 

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