Graduate School in Concrete Structures – Fratelli Pesenti Politecnico di Milano, Italy UN ESEMPIO DI VALUTAZIONE DEL DANNEGGIAMENTO E STUDIO DEL MIGLIORAMENTO SISMICO DI UN EDIFICIO STORICO DELL’AQUILA A. Franchi1 – P. Crespi2– P. Ronca1 – G. F. Ransenigo3 ABSTRACT L’articolo riassume gli studi condotti per la valutazione del danneggiamento subito in seguito al terremoto del 6 aprile 2009, dalle strutture in muratura di pietra e mattoni di “palazzo Paone” nel centro storico de L’Aquila. Gli studi hanno compreso analisi numeriche sismiche con l’implementazione di un modello dell’edificio ad elementi finiti. Le analisi condotte hanno confermato la distribuzione del danneggiamento sismico osservato in sito, e forniscono importanti considerazioni sulla valutazione della tecnica di miglioramento sismico da adottare per l’intervento sull’edificio. I risultati ottenuti dalle analisi, in termini di sforzi puntuali, sono stati valutati in relazione ai criteri di verifica di resistenza imposti dalla norme tecniche italiane e sono proposti opportuni confronti con i criteri di rottura presenti in letteratura. Con riferimento all’edificio analizzato si è elaborata una stima numerica dei parametri utili alla formulazione di tali criteri. E’ risultata una interessante proposta di verifica di resistenza. E’ emersa la necessità di perseguire lo studio attraverso l’approntamento di prove addizionali di taglio sui materiali in sito, per la valutazione sperimentale di coesione e coefficiente d’attrito della muratura. KEYWORDS: historical building, cohesion, angle of friction, Coulomb failure criterion, stone masonry 1 Full professor – Politecnico di Milano Assistan professor – Politecnico di Milano 3 MSc Civil Engineer, Brescia, Italy – Student of Master School F.lli Pesenti 2 1 1. INTRODUZIONE Lo studio ha interessato un palazzo nobiliare del XIX° secolo di carattere storico e monumentale4, situato sul perimetro del centro storico della città dell’Aquila. In seguito al sisma dell’Aquila del 6 aprile 2009 di intensità MW = 6.3 l’edificio è stato dichiarato inagibile con esito “E” (ai sensi della scheda AeDES 06/2008 contenuta nell’ordinanza O.P.C.M. n° 3753/2009). Lo studio è stato condotto durante i lavori di ristrutturazione eseguiti dalla ditta Paterlini Costruzioni di Brescia, IT. I documenti redatti dai professionisti incaricati per l’estensione delle pratiche di ristrutturazione [1], [2] sono stati presi come riferimento iniziale per i rilievi e le indagini sperimentali relative alla geotecnica ed ai materiali. 1.1 Organizzazione strutturale L’edificio ha pianta rettangolare di dimensioni massime 33,7m per 20m e altezza massima 15,2m circa, è isolato sul perimetro da quattro vie, è organizzato attorno ad una corte centrale ed al vano scale; l’edificio si sviluppa su tre piani abitabili (piano terra e primo piano presentano una altezza interna maggiore, 4.4m circa, rispetto al secondo ed ultimo piano, 3.1m circa), sormontati dal piano sottotetto, parzialmente non accessibile. Le murature sono disposte ortogonalmente secondo due direzioni principali. Si presentano arretramenti di volume sia al primo che al secondo piano, si vedano le planimetrie nella Figura 4. Nel 1930 la facciata su corso Vittorio Emanuele II è stata ricostruita su un nuovo allineamento, imposto da modifiche di viabilità del centro storico (Figura 2). Figura 1 – Fotografia relativa a rifacimento di solai in latero cemento eseguiti al secondo piano. 4 L’intero edificio nel 1986 è stato dichiarato vincolato e tutelato ai sensi della Legge n. 1089 del 1° giugno 1939. 2 1.1.1 Volte Al piano terra si trovano prevalentemente volte (gli ambienti voltati coprono circa il 70% della superficie) con valenza strutturale, le poche volte presenti ai piani superiori sono coperte da solai piani portanti (Figura 4). 1.1.2 Solai Con eccezione degli ambienti voltati del piano terra tutti gli orizzontamenti dell’edificio sono realizzati in solaio piano a putrelle e tavelloni o travetti in cemento armato e pignatte con soprastante cappa in calcestruzzo armata con rete elettrosaldata; dai rilievi eseguiti durante i lavori di ristrutturazione è stato possibile accertare che non sono stati realizzati cordoli perimetrali ai solai (Figura 1). L’edificio ha strutture di copertura non spingenti. 1.2 Murature in pietra Dai rilievi eseguiti [1] si è desunto che l’edificio è prevalentemente composto da struttura portante in muratura in pietra. La tipologia di muratura in pietra è rispondente alle caratteristiche della tipologia costruttiva locale, costituita da conci in pietra calcarea con spigoli arrotondati di pezzatura media (dimensione circa 20cm) apparecchiata su due fodere, con un nucleo interno spesso e scadente [3]. Con riferimento alle classi di muratura proposte dalla normativa italiana (Tabella C8A.2.1 della [4]) la classe che maggiormente si avvicina alle caratteristiche della muratura in esame risulta “muratura a conci sbozzati con paramento di limitato spessore e nucleo interno”, di seguito si abbrevia più semplicemente con muratura in pietra. E’ interessante osservare che le pareti portanti sono rivestite e rettificate con scaglie, tavelle o mattoncini di laterizio e malta e soprastante intonaco (con 3 strati d’intonaco) per uno spessore complessivo di circa 10cm per lato (Figura 3). Lo spessore complessivo delle pareti è variabile, al piano terra dell’edifico si trovano spessori pari a 80-90-100cm, ai piani superiori gli spessori si riducono gradualmente fino a 50-60-70cm. Il rivestimento in laterizio, oltre che a contribuire ad aumentare il volume di muratura da trattare nelle fasi di riparazione, ha subito a causa della sua maggiore fragilità un grado di danneggiamento superiore rispetto a quello della muratura sottostante. Ai sensi della norma il livello di conoscenza della struttura raggiunto per questo edificio è LC2, ovvero conoscenza adeguata. In ragione di ciò i parametri meccanici di progetto, si sono ottenuti dividendo i valori medi della tabella C8.A.2.1 della [4] f , average per il fattore di confidenza FC pari a 1.20. Si è applicato, per la muratura in pietra, il coefficiente 0.8, dedotto dalla Tabella C8A.2.2 della [4] e relativo alla presenza di nucleo ampio e scadente. 3 Per quanto riguarda i parametri di resistenza di calcolo della muratura, la normativa (si veda il paragrafo C8.7.1.5 della [4]) impone di dividere oltre che per il fattore di confidenza FC anche per il coefficiente di sicurezza del materiale . M Il metodo di consolidamento delle murature in pietra, individuato nei documenti di progetto [1], è l’iniezione di miscele leganti. In ragione di questo le proprietà meccaniche della muratura in pietra consolidata vengono migliorate tramite il fattore 1.7. Per la muratura in pietra, rispettivamente per le proprietà meccaniche e per le resistenze di calcolo si sono ottenute le relazioni, e rispettivamente per la muratura non consolidata e consolidata: fd fvd f , average C 0.8 ; f , average C 0.8 fd 1 M ; fvd f , average C 0.8 f , average C 0.8 1. 1 (1) 1. ; (2) M Per le altre murature fd fvd f , average C f , average C ; (3) 1 (4) ; M Analogamente si è diviso il coefficiente d’attrito per il coefficiente di sicurezza M e per il fattore di confidenza FC=1.2 ( si veda il paragrafo 4.1). In Tabella 1 ed in Tabella 2 si mostrano le caratteristiche meccaniche e le resistenze dei materiali utilizzati per modellare l’edificio. Figura 2 – Progetto di apertura del corso Vittorio Emanuele del 1930 con modifiche strutturali sull’edificio studiato, tratto da [5]. 4 Tabella 1 – Caratteristiche meccaniche dei materiali utilizzati nel modello, con riferimento alla norma italiana: E modulo elastico, G modulo a taglio, w peso specifico. Materiale E [MPa] Stato iniziale 820 Muratura in pietra Consolidata 1394 Muratura in mattoni pieni 1250 Muratura in mattoni semipieni 3792 Calcestruzzo 31475 0.2 0.2 0.2 0.2 0.2 w (kN/m3) 20 20 18 15 25 Tabella 2 – Resistenza a taglio media fvk,average e di progetto fvd0 della muratura, coefficienti d’attrito medi e di progetto utilizzati per le verifiche Muratura fvk, average [MPa] 0.043 Stato iniziale Muratura in pietra 0.073 Consolidata 0.076 Muratura in mattoni pieni Muratura in mattoni semipieni 0.280 0.400 0.400 0.400 0.400 fvd0 [MPa] 0.010 0.016 0.021 0.078 0.111 0.111 0.111 0.111 two facings wall whit thick inner core coated with mortar and brick plaster 10cm variable 10cm Figura 3 – Stratigrafia delle murature in pietra 1.2.1 Indagini sperimentali sulla muratura in pietra Sull’edificio sono state svolte indagini sperimentali tramite martinetti piatti singoli e doppi, per la valutazione dello stato di sollecitazione presente e del modulo elastico delle murature in vista della successiva verifica sismica della struttura [2]. 5 Sono state eseguite prove a livello del piano terra, nelle murature perimetrali interne ed esterne. Con riferimento alle Figure 4 e 5 il punto FJ.1, corrisponde alla muratura in pietra ricostruita nel 1930, mentre il punto FJ.2 corrisponde alla muratura in pietra presente sul cortile interno. Le prove sono state eseguite in accordo con [6] e [7]. Per ogni punto d’indagine, J.1 e J.2, si è valutato il modulo elastico secante medio, rispetto all’inviluppo dei diagrammi di carico e scarico; si è ottenuta una curva con un numero di tratti pari al numero di step di carico (i risultati numerici e grafici sono riportati in Tabella 3 ed in Figura 6). Le due curve sperimentali, per FJ.1 e FJ.2, sono state messe a confronto con i valori di modulo elastico proposti dalla normativa per la muratura con le caratteristiche descritte nel paragrafo 1.2. Dal confronto è emerso che i valori proposti dalla normativa risultano cautelativi rispetto ai risultati sperimentali riscontrati nei due punti d’indagine. Si è ritenuto di utilizzare nei calcoli i valori della normativa. SECOND FLOOR GARRET CORSO VITTORIO EMANUELE II CORSO VITTORIO EMANUELE II A A' EMPTY N.A. Largo Tunisia N.A. B' N VIA FILETTO 0 1 3 5 B' 10m (N.A. = NOT ACCESSIBLE) GROUND FLOOR N VIA FILETTO 0 1 3 5 10m FIRST FLOOR CORSO VITTORIO EMANUELE II CORSO VITTORIO EMANUELE II A' EMPTY LARGO TUNISIA FJ.2 A 3x A A' EMPTY CORSO GARIBALDI B FJ.1 CORSO GARIBALDI B LARGO TUNISIA CORSO GARIBALDI A' EMPTY LARGO TUNISIA A B CORSO GARIBALDI LARGO TUNISIA B soletta in c.a. 3x B' TIE ROD N VIA FILETTO 0 1 3 5 STONE MASONRY B' 10m N VIA FILETTO BRICK MASONRY Figura 4 – Floor plans of the building 6 0 1 3 5 10m HOLLOW BRICK MASONRY (a) (b) Figura 5 – Esecuzione della prova a martinetto piatto singolo: (a) posizione FJ.1, (b) posizione FJ.2 Tabella 3 – Risultati dei test condotti tramite martinetti piatti, ̅ tensione media sui sensori nel test a martinetto piatto singolo; intervallo di pressione idraulica, modulo elastico secante sull’intervallo di carico; ricavati dal test eseguito sulle medesime posizioni con martinetto piatto doppio. Test ̅ [MPa] [MPa] FJ.1 0.79Mpa 0÷0.6 0.6÷0.9 0.9÷1.2 1.2÷1.5 1.5÷1.8 1.8÷2.05 FJ.2 0.79Mpa 0÷0.5 0.5÷1 1÷1.5 1.5÷2 1.2.2 [MPa] 2650 2650 2650 2450 2070 1570 5140 4960 4680 2250 Indagini sperimentali sulla qualità della malta Sulle murature dell’edificio sono state eseguite delle prove per la valutazione della resistenza a compressione delle malte mediante metodi non distruttivi. La campagna d’indagine è stata svolta individuando n°12 paramenti murari (Tabella 4), realizzati con diverse tecniche e con diversi materiali (muratura in pietra a sacco, in mattoni e mista), sia prima che dopo l’intervento di consolidamento 7 mediante iniezione di miscele a base di leganti idraulici naturali (principalmente calce e pozzolana). I risultati delle prove sono ottenuti applicando il metodo penetrometrico di cui al [8] che consiste nell’inserimento di una punta metallica nella malta mediante le battute di un comune sclerometro per calcestruzzi (forza d’impatto nota pari a 2,2 J) opportunamente modificato. I risultati di queste prove consistono in una serie di diagrammi (Figura 8) nei quali viene riportata la profondità totale di penetrazione della sonda in funzione del numero di battute impresse con il penetrometro. 2,5 2 1,5 s[MPa] 1 0,5 0 0,00% 0,05% 0,10% 0,15% e = s/E 0,20% 0,25% 0,30% FJ.1 FJ.2 stone masonry - italian code consolidated stone masonry - italian code Figura 6 - Confronto grafico tra i moduli elastici sperimentali FJ.1 e FJ.2 con il valore fornito dalla normativa per la categoria di muratura descritta nel paragrafo 1.2. La determinazione del valore di resistenza a compressione avviene mediante una correlazione empirica tra la velocità di penetrazione (w) e la resistenza cilindrica a compressione della malta (fc) determinata dagli autori della pubblicazione. La correlazione è descritta mediante la seguente funzione: (5) √ assumendo per le costanti i valori α = 2.07 mm/battuta e fco = 1.0 MPa. 8 La tecnica di indagine scelta può essere applicata solo alle malte di resistenza non superiore a 4÷5 MPa. Tuttavia, tale limite non ha pregiudicato l’applicabilità di questo metodo alla maggior parte delle murature in questione. Tabella 4 - Individuazione dei pannelli di prova e delle relative caratteristiche della muratura e della malta. Note: (1) in prossimità della prova con doppio martinetto; (2) rinzaffo a copertura delle iniezioni (3) parete destinata a prova di compressione diagonale (4) giunti di allettamento (5) muratura di mattoni di epoca recente (6) in prossimità della volta scarica (7) elevato danneggiamento. Dislocazione Tipo di muratura Piano Posizione PATE 1 Piano terra Esterno Pietra e Mattoni PATE 2 Piano terra Scala Pietra e Mattoni PATE 3 Piano terra Cortile Pietra e Mattoni PATE 4 Secondo Esterno Mattoni PATE 5 Primo piano Interno Pietra PATE 6 Primo piano Interno Pietra PATE 7 Primo piano Interno Pietra PATE 8 Primo piano Interno Mattoni PATE 9 Primo piano Interno Mattoni PATE 10 Primo piano Interno Pietra PATE 11 Primo piano Interno Pietra PATE 12 Primo piano Interno Pietra Test Tipo di malta Note Stato esistente Stato esistente Stato esistente Stato esistente Nuova Stato esistente Nuova Nuova Stato esistente Stato esistente Stato esistente Nuova (1) (1) (1) (1) (2) (3) (4) (4) (5) (6) (7) (4) I risultati di prova sono costituiti dai valori di resistenza a compressione delle malte analizzate (Tabella 5). Tra questi è possibile notare che il paramento denominato “PATE ” non ha fornito risultati accettabili vista l’elevata presenza di pietra nella muratura la quale ha permesso la realizzazione di sole 3 prove significative con un valore praticamente allineato. Inoltre, come era lecito attendersi, la dispersione di tali valori è molto elevata, indice di una elevata disomogeneità del materiale. Figura 7 - Attrezzatura di prova 9 Figura 8 - Paramento murario sul quale sono state eseguite le prove con i relativi risultati Tabella 5 - Elaborazione dei valori derivanti dalle prove con penetrometro per malte. I valori di resistenza a compressione [MPa] riportati sono tabulati indicando per ciascun pannello la resistenza minima, media e massima oltre che la relativa deviazione standard. Risultati Minimo [MPa] Medio [MPa] Massimo [MPa] dev. std. PATE 1 0,11 1,02 3,61 1,34 PATE 2 0,11 0,42 1,05 0,26 PATE 3 P.N.D. 0,15 P.N.D. P.N.D. PATE 4 0,16 0,80 1,76 0,40 PATE 5 0,28 0,91 2,51 0,83 PATE 6 0,03 0,64 1,78 0,47 PATE 7 0,38 1,96 3,55 0,80 PATE 8 1,98 < 4,5 > 4,5 1,4 PATE 9 0,44 1,66 3,77 1,02 PATE 10 0,32 0,68 1,07 0,23 PATE 11 0,24 0,77 1,34 0,41 PATE 12 0,40 1,20 2,59 0,76 P.N.D. Parametro Non Determinabile Test Dalle prove è emerso il basso valore di resistenza a compressione della malta indagata. Si è riscontrato che il paramento “PATE 8” (post–iniezione) ha fornito i valori di resistenza della malta più alti. Anche i paramenti “PATE ” e “PATE 12” (post–iniezione) presentano valori mediamente più alti rispetto agli altri (ante– iniezione), anche se più bassi rispetto al “PATE 8”, ciò probabilmente a causa del 10 numero di vuoti nella malta iniettata ma anche di una possibile segregazione tipica di questi materiali. 2. ANALISI DEL DANNO L’edificio in oggetto non ha subito danni tali da comprometterne la stabilità, tutti gli elementi strutturali, seppur danneggiati, hanno mantenuto la capacità portante. Il danneggiamento è prevalentemente presente al piano terra ed al primo piano, e quasi assente al piano secondo ed in copertura. 2.1.1 Volte, archi e architravi Il meccanismo di ribaltamento innescato sui fronti di via Vittorio Emanuele e via Garibaldi ha causato il distacco della testata delle volte dalle facciate, (Figura 10); si è rilevata l’estensione delle giunzioni delle due catene lunghe interessate dal meccanismo (Figura 9). Ulteriori danneggiamenti localizzati si hanno in corrispondenza delle lunette. Al primo piano: la volta a crociera risulta diffusamente danneggiata, come pure le pareti su cui appoggia (Figura 12 a). Le piccole volte a sostegno delle rampe scala e in generale le volte dell’androne d’ingresso e le volte sui pianerottoli d’accesso agli appartamenti, caratterizzati dalla presenza di decori a stucco, risultano diffusamente danneggiati (Figura 12 b, c). Durante l’esecuzione dei lavori di ristrutturazione si è accertato che le lesioni sulle volte del vano scala hanno riguardato esclusivamente lo strato d’intonaco e gli stucchi, separatosi e distaccatosi dalle volte. Gli archi, di luce inferiore ai 2m, d’imposta alle volte sui pianerottoli risultano danneggiati; gli architravi sulle porte interne e sulle finestre risultano compromessi (Figura 12e). 2.1.2 Pareti Sulle facciate esterne sono visibili lesioni inclinate, al piano terra ed al piano primo. In corrispondenza delle fasce sottofinestra e dei sopraporta sono presenti lesioni causate dalla forte riduzione di spessore della muratura in questi punti (Figura 11 a, b, c; Figura 1 f). Alcune lesioni a croce sono presenti nei maschi murari, sia al piano terra che al primo piano: di queste la più rilevante si trova in corrispondenza della parete d’appoggio della volta a crociera al primo piano (Figura 12 a). Tuttavia si è notato che la maggior parte delle lesioni sulle facciate esterne hanno interessato una frazione dello spessore della muratura o solamente lo strato di rivestimento, di cui si parla al paragrafo 1.2. Si rileva una lesione verticale (Figura 11d), in corrispondenza della discontinuità muraria del fronte su via Vittorio Emanuele II (di questo si parla nel paragrafo 0). 11 Le murature interne, perpendicolari ai piani delle facciate, presentano un grado di danneggiamento molto più intenso e di maggiore approfondimento nello spessore. Queste lesioni sono localizzate, in gran parte, in corrispondenza delle discontinuità nella tessitura muraria (nicchie, vuoti della muratura, presenza di pietre di dimensioni maggiori, archi di scarico inglobati nella muratura, caminetti, canne fumarie e fori per il passaggio di impianti). Figura 9 - Estensione del giunto su una catena sollecitata dal sisma (b) (c) (a) Figura 10 - Lesioni causate dall’ innesco del meccanismo di ribaltamento della facciata su via Vittorio Emanuele II: (a) lesione verticale sul muro perpendicolare alla facciata, (b) lesione sul pavimento, (c) distacco della volta dalla facciata 12 (a) “Via Garibaldi“ vie , relief of damage (c) (b) (d) “Corso Vittorio Emanuele II“ vie , relief of damage (e) “Largo Tunisia“ vie , relief of damage Figura 11 - Relief of the damage on the building views 13 (a) “Via iletto“ vie , relief of damage (b) (c) Longitudinal section on the stairwell, relief of damage (d) (e) (f) Transverse section, relief of damage Figura 12 - Relief of the damage on the building views and sections 14 3. ANALISI NUMERICHE Lo studio del comportamento sismico dell’edificio è stato eseguito tramite un’analisi dinamica lineare basata sullo studio delle forme modali. I risultati possono essere considerati validi solo per piccole ampiezze di oscillazione, ed in assenza di fonti di non linearità quali diffusi stati di danneggiamento. 3.1 AZIONE SISMICA Si utilizza lo spettro di risposta determinato dalla normativa italiana per valutare gli effetti del terremoto sulla costruzione associati a ciascun modo di vibrare. 3.1.1 Spettro di risposta di progetto L’azione sismica viene valutata utilizzando gli spettri di risposta indicati dalla normativa italiana in relazione alla pericolosità sismica locale. Ai fini dello studio si è preso in considerazione lo stato limite di salvaguardia della vita umana, SLV, corrispondente ad una probabilità di superamento del 10% in 475 anni. In Tabella 6 sono elencati i parametri necessari alla determinazione dello spettro di risposta corrispondente ai sensi della norma italiana. Le informazioni geotecniche sono desunte dalle relazioni contenute nel progetto di ristrutturazione [1]. All’edificio si assegna una vita di riferimento pari a 50 anni. 3.1.2 Fattore di struttura Si è tenuto conto del grado di comportamento inelastico della struttura scalando lo spettro di risposta del fattore di struttura, per struttura in muratura ordinaria non armata e struttura non regolare in altezza, come specificato nel C8.7.1.3 della [4] è stato assunto il valore: q 1. u⁄ 1 (6) con u ⁄ 1 1. , ottenendo il valore indicato in Tabella 6. Mentre per la componente verticale dell’azione sismica, come indicato nel 7.3.1 della [9] è stato assunto il valore di q pari a 1.5 (Tabella 6). The maximum spectral acceleration values are 0.316g for the horizontal earthquake, and 0.283g for the vertical earthquake (Figura 13). 3.2 DESCRIZIONE DEL MODELLO La geometria tridimensionale del primo modello corrisponde allo stato originale dell’edificio precedentemente al sisma, nel secondo modello sono state inserite delle modifiche in osservanza alle istruzioni contenute nel progetto di ristrutturazione. 15 Tabella 6 - Parameters for the calculation of the response spectrum. Coordinates (ED50) Soil category Topographic category Life reference Fattore di struttura latitude longitude 42°.352877 13°.400673 B T1 50 years Horizontal earthquake Vertical earthquake 0,40 q = 2.25 q = 1.5 horizontal earthquake 0,30 vertical earthquake Sd [g] 0,20 0,10 0,00 0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 T [s] Figura 13 - Spectra design response 3.2.1 Elementi finiti Sono stati utilizzati elementi finiti bidimensionali in sforzo piano per pareti, volte e solette, con una mesh regolare formata da elementi di tre o quattro nodi, di dimensione approssimativamente pari a 50cm. Per modellare travi e pilastri in cemento armato sono stati utilizzati elementi monodimensionali tipo beam; si veda la Tabella 7 per dettagli. 3.2.2 Geometria La geometria delle volte è stata modellata lungo la linea d’asse, facendo coincidere i nodi delle volte con i nodi delle pareti adiacenti. Le solette esistenti sono modellate tramite elementi bidimensionali dello spessore della cappa in cemento armato. Non sono modellate le catene. La geometria delle pareti è stata modellata tenendo conto oltre alle forometrie delle porte e delle finestre, anche delle forti riduzioni di spessore presenti in corrispondenza dei dettagli costruttivi di nicchie e sottofinestra. 16 L’altezza dei piani è stata modellata costante ad eccezione del piano terra; l’altezza delle pareti del piano terra sono variabili insieme all’andamento altimetrico delle strade sul perimetro dell’edificio, infatti i locali al piano terra presentano altezza interna variabile da 3.3m a 4.4 m. Planimetrie e sezioni dell’edificio sono mostrate in Figura 4 e Figura 12. Tabella 7 - Finites elements of the model Type of elements Structure Plane stress Walls 3-4 nodes Vaults Slabs Columns Beams Beam 3.2.3 Material Stone masonry Brick masonry Hollow brick masonry Stone Brick Concrete Concrete Concrete Number of elements 12324 1437 421 782 4248 5362 2 317 Loads I carichi gravanti sui solai sono stati dedotti dall’analisi delle stratigrafie esistenti ed alla destinazione degli ambienti. In Tabella 8 sono riassunti i valori utilizzati. La parete al piano terra su via Filetto è sollecitata dalla spinta del terreno, la massima differenza di quota tra interno ed esterno raggiunge 1.8m all’angolo con Largo Tunisia. La spinta passiva è stata determinata con la teoria di Coulomb ( ), mentre l’incremento di spinta per effetto del sisma è stato ⁄ calcolato con riferimento alla teoria di Wood ( ). La spinta applicata in condizioni sismiche è pertanto data dalla somma: ptot p p (7) 0 Il massimo valore di applicato per hmax = 1.8m è stato 30.3kN/m2. I dati utilizzati per la quantificazione della pressione sono elencati di seguito. 16 ag g m; 0.261 ; 0 0. ; S = 1.2 17 3.2.4 Materiali I materiali strutturali utilizzati nel modello sono elencati in Tabella 1, nella Figura 14 i materiali sono distinti tramite colori diversi. Gli spessori delle murature e volte utilizzati nel modello sono riportati nella Tabella 9. 3.2.5 Vincoli I nodi alla base delle pareti sono incastrati. Nel primo modello non sono presenti piani rigidi. Solette e travi in cemento armato sono collegate in semplice appoggio alle pareti. Tabella 8 - Carichi applicati ai solai secondo la tipologia del solaio: il solaio tipo A corrisponde al solaio in travetti in c.a., pignatte e soletta collaborante, il solaio tipo B corrisponde al solaio in putrelle e tavelloni. I carichi permanenti tengono conto delle stratigrafie delle finiture e delle tramezze dove presenti; i carichi variabili sono dedotti dalla normativa [9]. Peso strutturale [daN/m2] Ambienti interni, uso residenziale Solaio tipo A Solaio tipo B Volte in mattoni Volte in pietra 350 205 1800 daN/m3 2000 daN/m3 Terrazze Solaio tipo A Solaio tipo B Volte in mattoni Solaio tipo A Solaio tipo B Struttura in legno 350 205 1800 daN/m3 350 205 60 Scale Sottotetto Copertura 3.2.6 Peso permanente [daN/m2] 350 Riempimento - modello n°1: 1500 daN/m3 - modello n°2: 700 daN/ m3 230 400 Carico variabile [daN/m2] 200 200 400 240 400 - 100 110 160 Modifiche introdotte nel secondo modello Il valore del modulo elastico della muratura in pietra è stato incrementato per risultato delle iniezioni di consolidamento come discusso nel paragrafo 1.2, i valori sono riportati nella Tabella 1. 18 Alcune aperture nelle pareti sono state spostate o eliminate a causa del riallineamento delle stesse o a causa della chiusura delle nicchie. Il peso specifico del materiale di riempimento delle volte è stato ridotto (Tabella 8). E’ stato aggiunto un piano rigido sopra il primo livello delle volte per simulare la nuova soletta in cemento armato, connessa con le pareti. Inoltre è stato aggiunto un pianio rigido a livello della copertura per effetto delle modifiche previste nel progetto di ristrutturazione (si veda la Figura 16). Tabella 9 - Spessori murature e volte Murature / Volte t [cm] Muratura in pietra 115 – 100 – 90 – 80 – 70 – 60 – 50 – 45 Muratura in mattoni pieni 45 – 25 Muratura in mattoni semipieni 25 Volte in mattoni 12.5 Volte in pietra 30 Look from the street Vittorio Emanuele Look from the street Filetto view from above Walls on the ground floor Walls on the first floor Walls on the second floor Figura 14 - Views of the calculation model, yellow walls and stone vaults; red walls and vaults in brick, masonry hollow bricks orange. 3.3 3.3.1 Risultati ell’analisi mo ale Primo modello L’analisi modale mostra che i primi cinque modi hanno una massa partecipante superiore al 60% del totale. Questi modi descrivono un comportamento accoppiato nelle due direzioni, X ed Y, del piano orizzontale, causato dalla non regolarità 19 dell’edificio. Per raggiungere l’8 % della massa partecipante, almeno in una direzione, si sono aggiunti oltre 140 modi, e per ognuno di questi la massa partecipante è inferiore all’1%. Questi modi corrispondono all’oscillazione di piccole parti della struttura in relazione al grado di discretizzazione e all’oscillazione fuori piano di singole pareti. Sono stati considerati un numero sufficiente di modi pari a 150. La Tabella 8 mostra i risultati dell’analisi modale. In Figura 17 sono mostrate le forme modali dei primi quattro modi. Initial state - first model State of the project - second model Figura 15 - Esempio di modifica delle aperture Il primo modo di vibrare risulta avere un periodo pari a 0.343s, valore simile al periodo fondamentale calcolato con un modello a telaio equivalente, pari a 0.391s, dal progettista dell’intervento di ristrutturazione [1]. Figura 16 - Piani rigidi inseriti nel secondo modello 3.3.2 Secondo modello on essendo intervenute modifiche sostanziali dell’organismo strutturale, si è verificato che la risposta globale dell’edificio non è stata modificata significativamente, per cui valgono le medesime considerazioni fatte per l’edificio in condizioni iniziali. Si riduce il periodo fondamentale di vibrazione passando da 0,343s a 0,245s, per effetto sia dell’irrigidimento causato dalla modifica del modulo elastico della muratura in pietra (che costituisce la quasi totalità delle murature) sia per l’inserimento dei nuovi piani rigidi. In questo caso la diminuzione del periodo fondamentale non ha comportato un incremento della massima accelerazione spettrale. La Tabella 8 mostra i risultati dell’analisi modale. 20 Tabella 10 - Frequenze e masse modali Sum (%) Tran-Z Mass (%) Sum (%) Tran-Y Mass (%) Sum (%) Tran-X Mass (%) Period (sec) (cycle/ sec) (rad/ sec) Mode Frequency First model 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 ... 150 18.341 2.919 21.596 3.437 23.520 3.743 26.639 4.240 27.906 4.441 30.639 4.876 31.147 4.957 33.054 5.261 35.023 5.574 36.325 5.781 38.211 6.082 38.627 6.148 38.627 6.148 ... ... 88.092 14.020 0.343 8.019 8.019 32.101 32.101 0.004 0.004 0.291 22.743 30.763 30.934 63.034 0.007 0.011 0.267 0.009 30.771 0.054 63.088 0.022 0.033 0.236 30.519 61.291 3.555 66.643 0.000 0.033 0.225 3.472 64.763 0.076 66.720 0.000 0.033 0.205 0.024 64.787 0.000 66.720 0.001 0.034 0.202 0.000 64.787 0.069 66.788 0.004 0.038 0.190 0.001 64.789 0.006 66.794 0.007 0.045 0.179 0.000 64.789 0.011 66.805 0.001 0.046 0.173 0.011 64.800 0.004 66.808 0.003 0.049 0.164 0.001 64.801 0.002 66.810 0.000 0.049 0.163 0.000 64.801 0.000 66.810 0.000 0.049 0.163 0.000 64.801 0.000 66.810 0.000 0.049 ... ... ... ... ... ... ... 0.071 0.016 83.419 0.041 87.544 0.012 68.130 Second model 1 25.668 4.085 2 30.039 4.781 3 32.241 5.131 4 36.516 5.812 5 38.717 6.162 6 42.463 6.758 7 45.830 7.294 8 46.700 7.433 9 48.155 7.664 10 48.490 7.717 11 48.651 7.743 12 49.398 7.862 13 52.189 8.306 ... ... ... 150 120.719 19.213 0.245 7.302 7.302 34.685 34.685 0.005 0.005 0.209 22.262 29.564 29.195 63.880 0.009 0.014 0.195 0.002 29.566 0.016 63.896 0.008 0.022 0.172 33.873 63.439 2.723 66.619 0.000 0.022 0.162 0.114 63.553 0.000 66.619 0.000 0.022 0.148 0.002 63.555 0.011 66.630 0.059 0.080 0.137 0.117 63.671 0.002 66.632 0.001 0.081 0.135 0.003 63.675 0.003 66.635 0.037 0.119 0.131 0.000 63.675 0.232 66.867 0.000 0.119 0.130 0.023 63.698 0.000 66.867 0.643 0.761 0.129 0.009 63.707 0.000 66.867 0.072 0.833 0.127 0.001 63.708 0.010 66.878 0.038 0.871 0.120 0.084 63.792 0.000 66.878 0.000 0.872 ... ... ... ... ... ... ... 0.052 0.001 83.556 0.000 89.294 0.000 70.881 21 Primo modello T = 0.343s Primo modello T = 0.291s Primo modello T = 0.267s Primo modello T = 0.236s Secondo modello T = 0.245s Secondo modello T = 0.209s Secondo modello T = 0.195s Secondo modello T = 0.172s Figura 17 - Forme modali 22 4. METODO DI VERIFICA Il proposito di questo studio è verificare lo stato di sollecitazione della muratura utilizzando un criterio di rottura classico proveniente dalla letteratura scientifica: il criterio di rottura di Coulomb. L’equazione del criterio di Coulomb può essere scritta: | | tan (ftu ) (8) con sforzo di taglio, angolo di attrito interno, resistenza a trazione (come di seguito specificata) e lo sforzo di compressione o trazione. Cosicché il prodotto: tan ftu (9) è la coesione del materiale. Per confronto la normativa italiana [9] propone per la muratura una verifica di resistenza a taglio interpretando il comportamento attritivo della muratura tramite le equazioni che seguono (per approfondimenti si vedano i paragrafi 4.5.6.1 e 11.10.3.3 delle norme tecniche [9] e il paragrafo 8.7.1.5 della [4] ): fv fvd fv 0 | n| 0. fv C M (10) | fv 0 | (11) C M dove è la resistenza caratteristica a taglio, è la coesione, n è lo sforzo di compressione o trazione, fvd è la resistenza di progetto a taglio, C è il fattore di confidenza e è il coefficiente parziale di sicurezza del materiale. L’equazione (10) rappresenta il risultato di numerose esperienze sperimentali condotte in condizioni limite di scorrimento lungo i corsi orizzontali di muratura (si veda come riferimento la UNI EN 1052-3:2003). E’ importante inoltre sottolineare che questo criterio di verifica è limitato alla valutazione dell’evenienza di lesioni per taglio nel piano orizzontale, mentre per effetto del sisma le lesioni per taglio si manifestano in direzioni genericamente inclinate. Un criterio di rottura fornisce invece una valutazione dello sforzo per ogni direzione di verifica. Nonostante la somiglianza tra l’equazione (8) e l’equazione (10) sarebbe sbagliato paragonarle perché l’equazione (8) descrive il tensore di sforzo in un punto mentre l’equazione (10) descrive lo stato di sforzo nel piano orizzontale. Volendo imporre una analogia tra le equazioni si può scrivere: tan ftu fv 0 ⁄ fv (12) 0 23 In questo lavoro, come si dimostra di seguito, si è verificata l’ipotesi di non adeguatezza, allo scopo preposto, dei parametri d’attrito e di resistenza a trazione derivanti dalla (12), e si è utilizzata la massa di risultati numerici del modello di calcolo descritto per tentare di identificare analiticamente nuovi valori dei parametri , ftu utili a definire il criterio di rottura di Coulomb (8) per la muratura in pietra. 4.1 Adeguatezza dei parametri Dal modello tridimensionale, calcolato in condizioni statiche di esercizio, SLE, si è estratto lo stato di sforzo di un punto (si veda la Figura 19 per la localizzazione nel modello), si è scelto un punto prevalentemente soggetto a compressione e sottoposto a stato di sforzo modesto caratterizzato da massima compressione inferiore a 0.3MPa. Si è rappresentato nel piano di Mohr , (Figura 20) attraverso i cerchi di Mohr lo stato di sforzo del punto campione. La muratura è in sforzo piano, per cui un cerchio di Mohr interseca sempre l’origine degli assi. Cosicché esiste sempre una tensione principale nulla. Dal programma di calcolo si sono estratte le due tensioni principali non nulle, indicate con le abbreviazioni Sig-Max e Sig-Min. Nello stesso disegno (Figura 20) si è disegnato il dominio di rottura come se fosse valida l’analogia tra la (8) e la (10) data dalle relazioni (12), le linee continue rappresentano i parametri medi, mentre le linee tratteggiate rappresentano i parametri di progetto. A riguardo si veda il paragrafo 1.2 e la Tabella 2, a riguardo della muratura in pietra non consolidata. Nel piano di Mohr (Figura 20) la verifica di resistenza a taglio, nel piano di scorrimento orizzontale, equazioni (10) e (11), per il punto campione, corrisponde ad una coppia di coordinate (nella Figura 20, è stata indicata una croce color magenta). E’ risultato che la verifica di limite di scorrimento sul piano orizzontale, è soddisfatta, in quanto la coppia di coordinate rientra all’interno del dominio di verifica dato dalle rette di equazione (11). D’altra parte il dominio di verifica dato dalle (10) o (11) non soddisfa l’equazione (8) in quanto interseca i cerchi di Mohr. In considerazione di questo motivo e anche del fatto che lo stato di sollecitazione preso ad esempio è molto modesto, è risultato evidente che i parametri dedotti dalla normativa validi per le equazioni (10) e (11) non risultano adeguati a formulare un criterio di rottura (8) per cui le relazioni (12) non sono corrette. 4.2 Ricerca di nuovi parametri L’obiettivo è stato ricercare nuovi parametri per definire il criterio di Coulomb per la muratura in pietra. In letteratura non sono disponibili studi adatti allo scopo. Per questo motivo si è ipotizzato di determinare analiticamente quei valori dei parametri, d’attrito e resistenza a trazione o coesione, che potessero soddisfare la verifica condotta tramite il criterio di Coulomb per una condizione di carico in esercizio in combinazione rara (Tabella 11), per la quale l’edificio in oggetto fosse 24 risultato interamente verificato, quindi in condizioni perfettamente integre, come risultava immediatamente precedente al sisma. Per le verifiche seguenti è stato considerato il gruppo di elementi costituenti le murature in pietra nella direzione corta dell’edificio; questo gruppo di verifica contiene 5429 elementi (Figura 1). La scelta è stata motivata dal fatto che su queste murature sono appoggiati i solai, orditi principalmente nella direzione longitudinale, e dal fatto che per effetto dell’azione sismica queste murature hanno subito un grado di danneggiamento molto alto. Si è predisposto un foglio di calcolo con le formule necessarie a descrivere il soddisfacimento della condizione geometrica di tangenza tra il cerchio fondamentale dello stato di sforzo e il dominio di verifica dato dal criterio di Coulomb in relazione alla variabilità dei parametri , ftu. Sono stati rappresentati graficamente nel piano di Mohr (Figura 21) alcuni stati di sforzo, particolarmente gravosi, relativi al gruppo di verifica, unitamente ad alcune coppie di parametri che hanno soddisfatto la condizione (8). Sono stati considerati angoli d’attrito interno pari a: 30°, 45° e 60°; e rispettivi valori di : 0,11MPa, 0,2MPa e 0,5MPa. In relazione a quanto è emerso dalle verifiche è stata scelta, con il soddisfacimento del 99% delle verifiche, la coppia di parametri: ftu 0,2 MPa (12) Figura 18 - Gruppo di verifica Tabella 11 - SLE rare coefficienti parziali NAME ACTIVE TYPE P.P. STRATIGRAFIE ACCIDENTALI NEVE SLE1 Active Add 1 1 1 0.7 25 Element n° 8444 Figura 19 - Position of the element used in the example MPa] tg 0.4 +0.142 +0.1 tg 0.1 0.043 +0.2 +0.1 -0.1 -0.2 -0.4 -0.3 0.010 sMPa] -0.1 Elem Load Node Part 8444 pp Cent Top Bot 8444 pp Cent Top Bot Sig-xx [MPa] -0.0534 -0.0459 Sig-Min [MPa] -0.2840 -0.2370 -0.090 -0.108 -0.284 -0.052 -0.2 Sig-yy [MPa] -0.2820 -0.2350 Angle ([deg]) 4.7953 5.4675 Sig-xy [MPa] 0.0193 0.0183 Sig-EFF [MPa] 0.2620 0.2180 Sig-Max [MPa] -0.0518 -0.0441 Max-Shear [MPa] 0.1420 0.1180 Figura 20 - State of stress for the sample point taken and laws of sliding surfaces. 26 MPa] +0.4 +0.3 +0.2 +0.5 +0.4 +0.3 -0.1 +0.2 +0.1 -0.1 -0.2 -0.3 -0.4 -0.5 -0.6 -0.7 -0.8 +0.1 sMPa] -0.2 -0.3 -0.4 Figura 21 - Rappresentazione di cerchi fondamentali sullo stato di sforzo nel piano di Mohr e di probabili coppie di parametri per il criterio di rottura di Coulomb 5. VERIFICHE SISMICHE CON IL CRITERIO DI COULOMB Sono state eseguite le verifiche in condizioni sismiche di carico agli stati limite per la salvaguardia della vita umana, SLV, per il terremoto di progetto sia per il primo modello (stato esistente) sia per il secondo modello (stato di progetto), utilizzando il criterio di rottura di Coulomb con i parametri identificati in precedenza (12). Le verifiche sono state svolte sul gruppo di verifica utilizzato per la scelta dei parametri. Il gruppo di verifica con 5429 elementi ha portato a verificare 260529 righe di verifica; il numero è determinato dall’aver condotto le verifiche sulle due facce dell’elemento per ciascuna delle 2 combinazioni di carico sismiche. Pertanto sono state utilizzate funzioni statistiche automatiche per determinare il grado di verifica. Il grado di verifica ottenuto nei due modelli rispetto all’azione sismica è riporato in tabella: Tabella 12 – Verifiche sismiche con il criterio di rottura di Coulomb n° verifiche totali N° verifiche soddisfatte % di verifica Primo modello 260592 243755 93,5% Secondo modello 264192 252051 95,4% 27 (a) (b) (c) Figura 22 - Tensioni principali di trazione superiori alla soglia 0.05MPa, (a) primo modello condizione di carico SLE rare; (b) primo modello condizione di carico SLV con sisma; (c) secondo modello condizione di carico SLV con sisma 28 Il diverso numero di verifiche eseguite dipende dal fatto che il secondo modello contiene più elementi, inseriti per la chiusura delle nicchie. 5.1 Considerazioni sulle tensioni principali Un ulteriore approfondimento dello studio è stato analizzare la distribuzione delle tensioni principali di trazione superiori ad una certa soglia, scelta pari a 0.05MPa. Nella Figura 22a è mostrata la sollecitazione descritta per la condizione di carico statica utilizzata per la taratura dei parametri. Si nota come le tensioni principali di trazione (in giallo e verde) interessano maggiormente punti particolari del modello, come i lati di appoggio dei solai, gli appoggi delle travi, architravi e soglie; queste zone portano a verifiche di sforzo localmente svantaggiose da tenere relativamente in conto, in quanto riguardano zone in cui nella struttura reale sono presenti dettagli costruttivi preposti ad assolvere una funzione strutturale specifica, non presenti invece nel modello di calcolo. Per confronto nella Figura 22b e 22c è mostrato la stessa soglia della tensione principale di trazione superiore a 0.05MPa nei due modelli calcolati per la combinazione di carico sismica. E’ evidente come in condizioni sismiche quasi l’intera superficie sia interessata da tensioni principali di trazione e non più solo in punti particolari. Questa osservazione mette in evidenza che la scelta del parametro influenza fortemente il risultato delle verifiche sismiche, in considerazione del fatto che in condizioni simiche la muratura presenta tensioni principali di trazione molto diffuse. 6. CONCLUSIONI L’analisi globale effettuata tramite il metodo degli elementi finiti con un’analisi modale lineare a spettro di risposta ha fornito una buona corrispondenza tra il modello numerico e le osservazioni sul comportamento globale della struttura in riferimento al danno subito dall’edificio. Gli interventi previsti nel progetto di ristrutturazione non hanno alterato il comportamento globale dell’edificio, se non nel conferimento di maggior rigidezza data dal miglioramento dei materiali e dalla presenza dei piani rigidi. E’ stato utilizzato il criterio di rottura di Coulomb per condurre verifiche sismiche sulla muratura in pietra dell’edificio. I parametri di attrito interno e resistenza a trazione sono stati determinati in questo stesso studio per via analitica. Con riferimento al grado di soddisfacimento delle verifiche raggiunto sia per il primo che per il secondo modello (Tabella 12) e con riguardo alle considerazioni fatte sulla criticità del parametro (si veda la sezione 5.1) si è concluso che il criterio di rottura di Coulomb (8) può portare a verifiche per stati di sforzo in trazione in maniera non conservativa, per questa ragione può essere interessante il troncamento del criterio di Coulomb che escluda di verificare con successo stati di sforzo con tensioni principali di trazione troppo elevate. D’altra parte, per raggiungere questo obiettivo è opportuno incrementare gli esperimenti volti a 29 determinare coefficiente d’attrito e coesione (9) della muratura (anziché utilizzando test di compressione diagonale [10]. ) anche 7. RINGRAZIAMENTI Si ringraziano l’impresa di costruzioni Paterlini Costruzioni, Brescia (IT) per il puntuale supporto tecnico e operativo fornito in cantiere e la famiglia Paone per aver reso disponibile l’edificio per le prove non distruttive in situ e per il consenso alla pubblicazione di questo studio. 8. BIBLIOGRAFIA [1] R. Scimia e P. Terenzi, «Relazioni e grafici allegati al progetto,» 2011. [2] F. Casarin, «Relazione sulle indagini sperimentali eseguite su Palazzo Paone con test di martinetto piatto singolo e doppio,» Mestre Venezia, 2010. [3] S. Cattari, «Prova a taglio su un pannello: determinazione dei parametri meccanici,» in LE MURATURE E IL RISCHIO SISMICO: SPERIMENTAZIONI A CONFRONTO - DICEMBRE 2011, L'Aquila, 2011. [4] «Circolare 2 febbraio 2009 n°617/C.S.LL.PP. recante "Istruzioni per l'applicazione delle Norme tecniche per le costruzioni" di cui al D.M. 14 gennaio 2008». [5] G. 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