RELAZIONE DI CALCOLO STRUTTURALE - Comune di Venezia · CLD.PES.GEN.STR.PR.CT.20010.0 2 RELAZONE DI...

Progetto esecutivo per la riqualificazione della stazione di interscambio di piazzale Ciadini – Mestre Venezia pagina 1 di 45

CLD.PES.GEN.STR.PR.CT.20010.00 RELAZIONE DI CALCOLO STRUTTURALE

RELAZIONE DI CALCOLO STRUTTURALE



Indice 1. PREMESSA ....................................................................................................................... 4

2. CRITERI DI CALCOLO E PRINCIPALE NORMATIVA DI RIFERIMENTO ......................... 8

2.1 Programmi di calcolo ................................................................................................... 8

3. MATERIALI ......................................................................................................................... 9

3.1 Acciaio da carpenteria ................................................................................................. 9

3.2 Giunti bullonati ............................................................................................................. 9

4. AZIONI DI PROGETTO .................................................................................................... 10

4.1 Vita nominale, classi d’uso e periodo di riferimento ................................................... 10

4.2 Criteri per la valutazione delle azioni sulle strutture ................................................... 10

4.3 Elenco delle condizioni elementari di carico .............................................................. 11

4.4 Azioni impalcati di piano ............................................................................................ 11

4.5 Azione neve e vento .................................................................................................. 12

4.6 Azione sismica ........................................................................................................... 13

4.7 Combinazioni di carico ............................................................................................... 14

5. Corpo uffici – bar – pensilina alta ..................................................................................... 15

5.1 Descrizione del modello ............................................................................................. 15

5.2 Analisi dinamica lineare ............................................................................................. 16

5.3 Verifica principali elementi strutturali .......................................................................... 17

5.3.1 Travi HEB 240 graticcio di base ............................................................................. 17

5.3.2 Travi HEB 120 graticcio di base edifici uffici e bar .................................................. 19

5.3.3 Travi IPE 200 impalcato di copertura edifici uffici e bar .......................................... 21

5.3.4 Travi copertura pensilina alta .................................................................................. 23

5.3.5 Travi IPE 160 – UNP 160 sbalzo copertura ............................................................ 25

5.3.6 Pilastri blocco uffici e bar ........................................................................................ 28

5.3.7 Pilastri pensilina – tubolare φ193.7x10mm ............................................................. 31

5.3.8 Principali nodi di collegamento ............................................................................... 33

5.4 Verifica appoggio nuove strutture metalliche su soletta in c.a. esistente ................... 37

6. Tettoia attesa tram ............................................................................................................ 38

6.1 Descrizione del modello ............................................................................................. 38

6.2 Analisi dinamica lineare ............................................................................................. 39



6.3 Verifica principali elementi strutturali .......................................................................... 40

6.3.1 Pilastri - tubolare φ193.7x10mm ............................................................................. 40

6.3.2 Trave di spina principale – TQ 200x200x10 mm..................................................... 42

6.3.3 Travi secondarie – TQ 100x100x10 mm ................................................................. 44

Progetto definitivo/esecutivo per la riqualificazione della stazione di interscambio di piazzale Cialdini – Mestre Venezia pagina 4 di 45

CLD.PES.GEN.STR.PR.CT.20010.02 RELAZONE DI CALCOLO STRUTTURALE

PREMESSA Piazzale Cialdini è costituito da una parte alberata e da una zona attualmente adibita a parcheggio, realizzata su un garage

interrato di proprietà del Condominio Colombo.

La prevista realizzazione delle costruzioni biglietteria ACTV e bar, e della pensilina di copertura di una porzione del piazzale

insistono sull’area garage interrato.

Si è pertanto proceduto ad una valutazione dello stato delle strutture dell’autorimessa in relazione alle condizioni attuali, alle

previsioni di normativa, ed alle conseguenze di eventuali eventi di incendio. La disamina non porta a conclusioni definitive, ed

un approfondimento in sede di approvazione del progetto relativamente alla resistenza al fuoco delle strutture dell’autorimessa

appare necessaria.

Struttura del garage interrato

E’ realizzata in calcestruzzo armato, con muratura perimetrale di sostegno delle terre, pilastri, travi di collegamento dei pilastri,

soletta in calcestruzzo armati.

Datata 1968 dalla relazione di collaudo, i disegni di progetto non sono risultati reperibili; le prove di carico eseguite, descritte

nella relazione di collaudo, hanno permesso di verificare attraverso una analisi strutturale un carico distribuito equivalente

ammissibile dell’ordine di circa 800 kg/mq, sostanzialmente corrispondente ai carichi permanenti ed accidentali dello stato

attuale.

All’ispezione visiva le strutture del garage sono risultate in discrete condizioni, con pilastri generalmente intonacati e travi e

soletta in calcestruzzo a vista; rilevabile in alcune zone soprattutto delle travi l’affioramento delle staffe, ed individuabili in altre

zone da cavillature della superficie del calcestruzzo, ad evidenza di ridotto copriferro e di un deterioramento delle caratteristiche

di protezione delle armature.

Le prove condotte dalla ditta 4emme di Padova su incarico di PMV, hanno permesso di verificare:

- resistenza del calcestruzzo prossima o superiore a 40 N/mm2, in linea con quanto assunto in progetto originale;

- profondità di carbonatazione del materiale variabile da 1,5 a 6 cm;

- copriferro di travi e soletta variabile, con porzioni delle strutture aventi meno di 1 cm di spessore.

Le valutazioni di resistenza, per quanto possibili in assenza delle armature all’estradosso di travi e solette, permettono di

attribuire ai pilastri margini di resistenza relativamente elevati, a differenza delle solette e travi che appaiono potenzialmente con

meno riserve di resistenza.

Valutazione dell’idoneità delle strutture dell’autorimessa interrata



Le strutture previste dal progetto sono previste fondate sulle strutture della autorimessa interrata sottostante.

Analisi strutturali a riprodurre le azioni di caricamento in corso di collaudo hanno permesso di confermare le capacità della

struttura di resistere ai carichi previsti dalla costruzione delle opere soprastanti previste a progetto. Non è stato invece possibile

effettuare una riverifica delle strutture, in quanto non rilevabili allo stato attuale le armature superiori di travi e solette per la

presenza della pavimentazione attuale del parcheggio.

In relazione ai rischi specifici dell’attività della sottostante autorimessa, sono poi state valutate le ipotizzabili conseguenze di un

eventuale incendio nell’autorimessa stessa, se tale da determinare il cedimento locale delle strutture. Esse sono:

• il danneggiamento delle opere sopra realizzate, ove il cedimento si verifichi in corrispondenza a queste;

• un effetto locale di deformazione fino all’estremo di un possibile crollo localizzato delle pavimentazioni del piazzale

ove il cedimento si verifichi nelle parti sopra libere.

Fermo restando che i carichi applicati sono ricondotti a valori ammissibili per la struttura di copertura dell’autorimessa, con

travi metalliche poste all’estradosso che portano il carico direttamente sui pilastri dell’autorimessa, sono state valutate:

• lo stato attuale delle strutture del’autorimessa;

• le previsioni di norma relativamente alla legislazione di prevenzione incendi.

Le principali conclusioni della disamina sono riassunte nel seguito. Da esse si evincono alcuni problemi interpretativi

dell’applicazione della normativa antincendio:

• quanto allo stato attuale dell’autorimessa;

• quanto al requisito delle strutture dell’autorimessa a seguito della realizzazione delle opere soprastanti previste dal

progetto;

per cui se ne ritiene opportuno l’approfondimento in sede di approvazione del progetto.

La normativa di sicurezza antincendio

L’autorimessa è stata realizzata in epoca precedente alle normative cogenti, e non appare presentare una resistenza al fuoco

elevata, in ragione di copriferro delle armature di travi e soletta con spessore limitato.

Cita la normativa vigente (DM 1 febbraio 1986):

Le presenti norme si applicano alle autorimesse ed alle attività indicate al precedente punto 1.0 di nuova istituzione o in caso

di modifiche che comportino variazioni di classificazio-ne e di superficie, in più o in meno, superiori al 20% della superficie in

pianta o comunque eccedente i 180 m2.

Per le autorimesse esistenti o in corso di esecuzione possono essere applicate le disposizioni in vigore alla data del

provvedimento amministrativo comunale di autorizzazione a costruire.

Facendo riferimento alle norme attuali sulle autorimesse (DM 1 febbraio 1986) l’autorimessa in questione appare come una



autorimessa isolata rispetto ad altri edifici, interrata, a box. Con riferimento alle aree delle superfici a cielo aperto essa risulta

chiusa; non è sorvegliata.

La presenza di un parcheggio soprastante non apparirebbe rilevante; la stessa normativa, per parcheggi su terrazze e quindi

assimilabile al contesto solo in senso conservativo, prescrive solo misure di distanza da edifici e da aperture, vie di fuga,

sistemi di raccolta dei fluidi sversati.

Interpretazioni più restrittive potrebbero tuttavia concludere che con la presenza del parcheggio l’autorimessa possa essere

classificata di tipo misto, con immediate conseguenze sui requisiti strutturali.

Quanto a definizione, la normativa cita infatti:

(autorimesse) isolate: situate in edifici esclusivamente destinati a tale uso ed eventualmente adiacenti ad edifici destinati ad

altri usi, strutturalmente e funzionalmente separati da questi.

Essa prescrive quindi:

I locali destinati ad autorimessa devono essere realizzati con strutture non separanti non combustibili di tipo R 90. Le strutture

di separazione con altre parti dello stesso edificio devono essere di tipo non

inferiore a REI 90...(omissis)

..........

Per le autorimesse di tipo isolato e gli autosilo le strutture orizzontali e verticali non di separazione

possono essere non combustibili.

Dalle verifiche effettuate non vi è dubbio che le strutture in calcestruzzo debbano essere considerate non combustibili; non si

può affermare peraltro che la resistenza al fuoco delle strutture allo stato attuale sia classificabile R90, in ragione del limitato

copriferro riscontrato e in assenza di una migliore conoscenza delle armature del solaio di copertura che ne consentano

l’analisi in condizioni di danneggiamento.

La realizzazione di una struttura soprastante, per quanto completamente indipendente, potrebbe determinare la variazione della

classificazione, rendendola soggetta, con il cambiamento di classifica, alla normativa cogente citata.

Struttura degli edifici in superficie

In considerazione delle condizioni delle strutture del garage, e dei limitati carichi disponibili, la struttura delle opere soprastanti

è stata impostata con i seguenti criteri:

- formazione di una griglia di travi di acciaio di base, atte a condurre i carichi sui pilastri del garage;

- intestazione su tale griglia dei pilastri della pensilina, in modo da assicurare il trasferimento dei carichi sui punti di



resistenza della copertura del garage;

- realizzazione di una griglia di travi in acciaio secondaria, in appoggio sulla griglia delle travi primarie, per il supporto

della copertura degli edifici biglietteria e bar;

- il supporto delle coperture degli edifici è dato da pilastrini tubolari in acciaio, di sezione quadrata; il supporto della

pensilina di copertura è realizzato con pilastri in acciaio a sezione circolare;

- le orditure primarie della copertura sono realizzate con profilati in acciaio.

La copertura degli edifici è basata su pannelli in lamierino grecato coibentati.

La copertura della pensilina è basata su una lamiera grecata, che sostiene traversi di lamierino formato a freddo per il

sostegno delle pannellature metalliche di copertura e del rivestimento dell’intradosso.



CRITERI DI CALCOLO E PRINCIPALE NORMATIVA DI RIFERIMENTO

Le verifiche di sicurezza sono state eseguite con il metodo semiprobabilistico agli stati limite, nell’ipotesi di comportamento

elastico lineare delle strutture.

La valutazione dei valori massimi e minimi dei parametri di sollecitazione è stata eseguita considerando le combinazioni più

sfavorevoli delle singole azioni.

Di seguito si riporta l’elenco delle principali normative utilizzate nelle verifiche:

• DM 14.01.08 - Norme Tecniche per le Costruzioni;

• CRN UNI 10011

Programmi di calcolo

Il calcolo delle strutture è stato eseguito con il programma di calcolo ad elementi finiti 2Si ProSAP.

Le verifiche di resistenza a pressoflessione delle sezioni in c.a. è stata eseguita mediante il programma di calcolo VCASLU.

I software di calcolo utilizzati sono provvisti di documentazione che ne attesta l’affidabilità in accordo con quanto previsto dalla

normativa vigente



MATERIALI

Acciaio da carpenteria

Tipo di acciaio S275 J0 (membrature metalliche in generale)

Tensione caratteristica di rottura (t < 40mm) ftk 430.00 MPa

Tensione caratteristica di rottura (t > 40mm) ftk 410.00 MPa

Tensione caratteristica di snervamento (t < 40mm), fyk 275.00 MPa

Tensione caratteristica di snervamento (t > 40mm), fyk 255.00 MPa

Resilienza KV > 27 J

Allungamento percentuale a rottura Et > 20%

Modulo elastico Es 210000 MPa

Coefficiente di contrazione trasversale ν 0.3

Modulo di elasticità tagliante G 80769 MPa

Coefficiente di espansione termica lineare α 12.00 E-06 C-1

Densità ρ 7850 kg/m3

Stato limite ultimo elastico (S.L.U.)

Coefficiente di sicurezza per la resistenza γM0 1.05

Resistenza di progetto per tensioni normali fd 262.00 MPa

Resistenza di progetto per tensioni tangenziali v,d 151.20 MPa

Giunti bullonati

Bulloni classe 8.8

Resistenza a rottura per trazione ft 800 MPa

Resistenza allo snervamento fy 800 MPa

Coefficiente di sicurezza per la resistenza dei bulloni γM2 1.25

Resistenza di progetto per tensioni normali fd,N = 0.9 ft / γM2 = 576 MPa

Resistenza di progetto per tensioni tangenziali fd,V = 0.6 ft / γM2 = 384 MPa



AZIONI DI PROGETTO

Vita nominale, classi d’uso e periodo di riferimen to

Vita nominale

La vita nominale di un'opera strutturale VN è intesa come il numero di anni nel quale la struttura, purché soggetta alla

manutenzione ordinaria, deve potere essere usata per lo scopo al quale è destinata.

La vita nominale dei diversi tipi di opere è quella riportata nella Tab. 2.4.1 del D.M. 14/01/2008, per le strutture in esame si fa

riferimento alla categoria 2.

Opere ordinarie, ponti, opere infrastrutturali e dighe di dimensioni contenute o di importanza normale per cui viene fissato

VN > 50 anni.

Classi d’uso

In presenza di azioni sismiche, con riferimento alle conseguenze di una interruzione di operatività o di un eventuale collasso, le

costruzioni sono suddivise quattro classi d'uso a seconda dell'importanza dell'opera.

Le strutture in esame viene classificata come di classe III.

Costruzioni il cui uso preveda affollamenti significativi. Industrie con attività pericolose per l’ambiente. Reti viarie extraurbane

non ricadenti in Classe d’uso IV. Ponti e reti ferroviarie la cui interruzione provochi situazioni di emergenza. Dighe rilevanti per

le conseguenze di un loro eventuale collasso.

Periodo di riferimento dell’azione sismica

Le azioni sismiche su ciascuna costruzione vengono valutate in relazione ad un periodo di riferimento VR che si ricava, per

ciascun tipo di costruzione, moltiplicandone la vita nominale VN per il coefficiente d'uso Cu:

VR = VN Cu = 50 anni • 1,5 = 75 anni

Criteri per la valutazione delle azioni sulle stru tture

Carichi permanenti

I carichi permanenti sono costituiti dai pesi propri delle strutture portanti e delle sovrastrutture. Essi sono valutati moltiplicando

il volume calcolato geometricamente per i pesi specifici dei materiali.

Carichi accidentali

I carichi di esercizio dell'edificio sono valutati in accordo alle NTC2008.



Azioni sismiche

Si considerano presenti le masse relative ai carichi permanenti e ad un'aliquota dei carichi accidentali. L'entità dell'azione

sismica è determinata in accordo alle NTC2008.

Elenco delle condizioni elementari di carico

Si calcola l'opera sottoposta alle azioni indotte da:

G1 peso proprio delle strutture;

G2 carichi permanenti portati;

Q carico accidentale;

Qn carico da neve sulle coperture;

Qv carico da vento;

E azioni sismiche.

Tali azioni saranno combinate secondo le prescrizioni delle normative vigenti in funzione delle particolari strutture dell'opera in

esame.

Azioni impalcati di piano

Impalcato di copertura edificio uffici e bar

Azioni permanenti Gk = 50 kN/m2

Impalcato di copertura pensilina principale


Impalcato di copertura pensilina tram




Azione neve e vento

NEVE

Zona Neve = II

Ce (coeff. di esposizione al vento) = 1,00

Valore caratteristico del carico al suolo (qsk Ce) = 100 daN/mq

Copertura ad una falda:

Angolo di inclinazione della falda = 0,0°

µ1 = 0,80 => Q = 80 daN/mq

VENTO

Zona vento = 1

( Vb.o = 25 m/s; Ao = 1000 m; Ka = 0.010 1/s )

Classe di rugosità del terreno: A

[Aree urbane con almeno il 15% della superficie coperta da edifici la cui altezza media superi 15 m]

Categoria esposizione: tipo IV

( Kr = 0.22; Zo = 0.30 m; Zmin = 8 m )

Velocità di riferimento = 25.00 m/s

Pressione cinetica di riferimento (qb) = 39 daN/mq

Coefficiente di forma (Cp) = 1.00

Coefficiente dinamico (Cd) = 1.00

Coefficiente di esposizione (Ce) = 1.63

Coefficiente di esposizione topografica (Ct) = 1.00

Altezza dell'edificio = 5.00 m

Pressione del vento ( p = qb Ce Cp Cd ) = 64 daN/mq



Azione sismica

Categoria di sottosuolo

Per la definizione dell'azione sismica si può fare riferimento a un approccio semplificato, che si basa sull'individuazione di

categorie di sottosuolo di riferimento. Per le strutture oggetto di questa relazione di calcolo si è assunto un suolo di categoria C

Rocce tenere e depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fina molto consistenti con spessori superiori

a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di Vs,30 compresi

tra 360 m/s e 800 m/s (ovvero NSPT,30 > 50 nei terreni a grana grossa e cu,30 > 250 kPa nei terreni a grana fina).

Masse sismiche

Per valutare gli effetti dell'azione sismica è necessario tenere in conto le masse associate ai carichi gravitazionali.

L'espressione per ricavare le masse è riportata di seguito:

Gk +Σi ψ2i Qki

Il sovraccarichi accidentali che possono agire sull'edificio sono:

carico per coperture non accessibili ψ2i = 0,00

neve ψ2i = 0,00

vento ψ2i = 0,00

Fattore di struttura

Si è deciso di progettare le nuove opere considerando le strutture come non dissipative assumendo pertanto come unitario il

fattore di struttura q = 1.



Combinazioni di carico

Combinazioni di carico statiche

Le combinazioni di carico agli stati limite ultimi e agli stati limite di esercizio vengono riportate di seguito:

Stati limite ultimi Fd = γG Gk + γQ1 Qk1 + γQ2 Qk2

Stati limite di esercizio Fd = Gk + Qk1 + Qk2

Combinazioni di carico sismiche

La combinazione di carico per le verifiche allo Stato Limite Ultimo e Stato Limite di Danno, ha la seguente espressione:

FE = E + Gk +Σi (ψ2,i Qki )

dove:

E è l'azione sismica per lo stato limite in esame;

Gk è il valore caratteristico dei carichi permanenti;

ψ2,i è il coefficiente di combinazione che fornisce il valore quasi permanente dell'azione variabile Qi;

Qki è il valore caratteristico dell'azione variabile Qi.

Di conseguenza le combinazioni di carico agli Stati Limite Ultimi e di Danno sismiche assumono le seguenti espressioni:

FE1 = G1 + G2 + ψ2 Q1 ± Ex ± 0.3 Ey

FE2 = G1 + G2 + ψ2 Q1 ± 0.3 Ex ± Ey



Corpo uffici – bar – pensilina alta

Descrizione del modello

Gli elementi strutturali mono-dimensionali quali travi e pilastri sono stati schematizzati nel modello numerico come elementi

trave (elemento finito dotato di rigidezza assiale, flessionale e torsionale) e asta (elemento finito dotato di sola rigidezza assiale),

assegnando all'elemento le caratteristiche geometriche e meccaniche reali e posizionandoli nell'asse baricentrico delle travi e

delle colonne schematizzati.

Tutti i collegamenti fra gli elementi monodimensionali sono modellati di volta in volta, rilasciando i gradi di libertà necessari ad

ottenere una modellazione rappresentativa del reale comportamento del nodo in esame.

Si riportano nelle figure seguenti alcune viste tridimensionali del modello di calcolo implementato.

Viste assonometriche modello di calcolo FEM



Analisi dinamica lineare

L'analisi dinamica lineare consiste:

1. nella determinazione dei modi di vibrare della costruzione (analisi frequenziale);

2. nel calcolo degli effetti dell'azione sismica, rappresentata dallo spettro di risposta di progetto, per ciascuno dei modi

di vibrare individuati;

3. nella combinazione di questi effetti.

Il modello della struttura su cui verrà effettuata l'analisi rappresenta in modo adeguato la distribuzione di massa e rigidezza

effettiva.

È stata condotta un'analisi in frequenza della struttura per determinare le principali forme modali, i relativi periodi e fattori di

partecipazione di massa.

Come previsto dalla norma sono stati considerati gli effetti dovuti all’eccentricità accidentale imponendo al centro di massa i

relativi spostamenti di norma assunti pari al 5% della dimensione massima dell’edificio nella direzione perpendicolare all’azione

sismica.

I risultati delle analisi modali sono riassunti nel prospetto seguente.

modo freq periodo % X % Y

[Hz] [s] 1 0.72 1.39 12 19 2 1.23 0.81 29 17 3 1.69 0.59 9 2 4 1.91 0.52 5 11 5 1.98 0.51 0 26 6 2.01 0.5 7 2 7 2.34 0.43 11 4 8 2.6 0.38 12 5 9 3.22 0.31 5 5 90 91



Verifica principali elementi strutturali

5.2.1 Travi HEB 240 graticcio di base

Diagramma azione flettente di progetto

Diagramma azione tagliante di progetto



Caratterisitche del profilo HEB 240

A 106 cm2

Jx 11260 cm4

Jy 3923 cm4

Wx 938 cm3

Wy 327 cm3

Ax 20.6 cm2

Ay 81.6 cm2

ix 10.3 cm

iy 6.08 cm

Lx 790 cm

Ly 790 cm

b 240 mm

h 240 mmtw 10 mm

tf 17 mm

Es 2.10E+05 MPafy 275 MPa

gs 1.05fyd 262 MPa

Parametri di sollecitazione

N kNMx 150 kNm

My kNm

Vx 100 kN

Vy kN

Verifica di resistenza

σ = N/A + Mx/Wx 159.9 Mpa

τali = Vx/Ax 48.5

τanima = Vy/Ay

σid,max =√(σ2+3τ2) 180.7 MPa ≤ 262 Mpa

tasso di lavoro 69% ≤ 1

Verifica all'instabilità

ω1=fy·h·Lx/(0.585·E·b·tf) 1.04

lx 76.70

ly 129.93

ω 3.17

σcr,x 352 Mpa

σcr,y 123 MPa

Ncr,x 3735 kN

Ncr,y 1301 kN

Meq = Mmax 150

σ1 = ω ·N/A MPa

σ 2 = ω1 Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 166 MPa

σ 3 = My / [Wy·(1-N/Ncr,y)] MPa

σ id = σ 1+ σ 2+ σ 3 166 MPa ≤ 262 Mpa


area

momento inerzia asse forte

momento inerzia asse debole

modulo resistenza asse forte

raggio inerzia asse debole

lunghezza libera di inflessione


larghezza sezione

modulo resistenza asse debole

area taglio anima

area taglio ali

raggio inerzia asse forte

tensione di snervamento

fattore di sicurezza

tensione di progetto

fattore di svergolamento

altezza sezione

spessore anima

spessore ali

modulo elastico acciaio

tensione critica elureriana asse debole

carico critico asse forte

carico critico asse debole

snellezza lungo asse forte

snellezza lungo asse debole

fattore instabilità assiale

tensione critica elureriana asse forte



5.2.2 Travi HEB 120 graticcio di base edifici uff ici e bar





Caratterisitche del profilo HEB 120

A 34 cm2

Jx 864 cm4

Jy 318 cm4

Wx 144 cm3

Wy 52.9 cm3

Ax 6.37 cm2

Ay 26.4 cm2

ix 5.04 cm

iy 3.06 cm

Lx 520 cm

Ly 520 cm

b 120 mm

h 120 mmtw 6.5 mm

tf 11 mm


gs 1.05fyd 262 MPa


N kNMx 23.5 kNm

My kNm

Vx 36.2 kN

Vy kN



τali = Vx/Ax 56.8

τanima = Vy/Ay

σid,max =√(σ2+3τ2) 190.6 MPa ≤ 262 Mpa



ω1=fy·h·Lx/(0.585·E·b·tf) 1.06

lx 103.17

ly 169.93

ω 4.91

σcr,x 195 Mpa

σcr,y 72 MPa

Ncr,x 662 kN

Ncr,y 244 kN

Meq = Mmax 24

σ1 = ω ·N/A MPa

σ 2 = ω1 Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 173 MPa


σ id = σ 1+ σ 2+ σ 3 173 MPa ≤ 262 Mpa











altezza sezione

spessore anima

spessore ali




area taglio ali





larghezza sezione

area





area taglio anima



5.2.3 Travi IPE 200 impalcato di copertura edific i uffici e bar





Caratterisitche del profilo IPE 200

A 28.5 cm2

Jx 1943 cm4

Jy 142 cm4

Wx 194 cm3

Wy 28.5 cm3

Ax 10.248 cm2

Ay 17 cm2

ix 8.26 cm

iy 2.24 cm

Lx 260 cm

Ly 260 cm

b 100 mm

h 200 mmtw 5.6 mm

tf 8.5 mm


gs 1.05fyd 262 MPa


N kNMx 16.5 kNm

My kNm

Vx 23.1 kN

Vy kN



τali = Vx/Ax 22.5

τanima = Vy/Ay

σid,max =√(σ2+3τ2) 93.6 MPa ≤ 262 Mpa



ω1=fy·h·Lx/(0.585·E·b·tf) 1.37

lx 31.48

ly 116.07

ω 2.68

σcr,x 2092 Mpa

σcr,y 154 MPa

Ncr,x 5962 kN

Ncr,y 438 kN

Meq = Mmax 17

σ1 = ω ·N/A MPa

σ 2 = ω1 Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 116 MPa


σ id = σ 1+ σ 2+ σ 3 116 MPa ≤ 262 Mpa











altezza sezione

spessore anima

spessore ali




area taglio ali





larghezza sezione

area





area taglio anima



5.2.4 Travi copertura pensilina alta






A 84.5 cm2

Jx 23130 cm4

Jy 1318 cm4

Wx 1156 cm3

Wy 146 cm3

Ax 32.078 cm2

Ay 48.6 cm2

ix 16.5 cm

iy 3.95 cm

Lx 260 cm

Ly 260 cm

b 180 mm

h 400 mmtw 8.6 mm

tf 13.5 mm


gs 1.05fyd 262 MPa


N kNMx 131 kNm

My kNm

Vx 65 kN

Vy kN



τali = Vx/Ax 20.3

τanima = Vy/Ay

σid,max =√(σ2+3τ2) 118.6 MPa ≤ 262 Mpa



ω1=fy·h·Lx/(0.585·E·b·tf) 1.00

lx 15.76

ly 65.82

ω 1.45

σcr,x 8347 Mpa

σcr,y 478 MPa

Ncr,x 70534 kN

Ncr,y 4042 kN

Meq = Mmax 131

σ1 = ω ·N/A MPa

σ 2 = ω1 Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 113 MPa


σ id = σ 1+ σ 2+ σ 3 113 MPa ≤ 262 Mpa











altezza sezione

spessore anima

spessore ali




area taglio ali





larghezza sezione

area





area taglio anima



5.2.5 Travi IPE 160 – UNP 160 sbalzo copertura






A 20.1 cm2

Jx 869 cm4

Jy 68.3 cm4

Wx 109 cm3

Wy 16.7 cm3

Ax 7.26 cm2

Ay 12.136 cm2

ix 6.58 cm

iy 1.84 cm

Lx 170 cm

Ly 170 cm

b 82 mm

h 160 mmtw 5 mm

tf 7.4 mm


gs 1.05fyd 262 MPa


N kNMx 19.4 kNm

My kNm

Vx 16.4 kN

Vy kN



τali = Vx/Ax 22.6

τanima = Vy/Ay

σid,max =√(σ2+3τ2) 182.2 MPa ≤ 262 Mpa



ω1=fy·h·Lx/(0.585·E·b·tf) 1.00

lx 25.84

ly 92.39

ω 1.99

σcr,x 3105 Mpa

σcr,y 243 MPa

Ncr,x 6241 kN

Ncr,y 488 kN

Meq = Mmax 19

σ1 = ω ·N/A MPa

σ 2 = ω1 Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 179 MPa


σ id = σ 1+ σ 2+ σ 3 179 MPa ≤ 262 Mpa











altezza sezione

spessore anima

spessore ali




area taglio ali





larghezza sezione

area





area taglio anima



Caratterisitche del profilo UPN 160

A 24 cm2

Jx 925 cm4

Jy 85.1 cm4

Wx 116 cm3

Wy 18.3 cm3

Ax 10.425 cm2

Ay 13.65 cm2

ix 6.21 cm

iy 1.88 cm

Lx 170 cm

Ly 170 cm

b 65 mm

h 160 mmtw 7.5 mm

tf 10.5 mm


gs 1.05fyd 262 MPa


N kNMx 2.1 kNm

My kNm

Vx 4.5 kN

Vy kN



τali = Vx/Ax 4.3

τanima = Vy/Ay

σid,max =√(σ2+3τ2) 19.6 MPa ≤ 262 Mpa



ω1=fy·h·Lx/(0.585·E·b·tf) 1.00

lx 27.38

ly 90.43

ω 1.94

σcr,x 2766 Mpa

σcr,y 253 MPa

Ncr,x 6638 kN

Ncr,y 608 kN

Meq = Mmax 2

σ1 = ω ·N/A MPa

σ 2 = ω1 Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 18 MPa


σ id = σ 1+ σ 2+ σ 3 18 MPa ≤ 262 Mpa











altezza sezione

spessore anima

spessore ali




area taglio ali





larghezza sezione

area





area taglio anima



5.2.6 Pilastri blocco uffici e bar

Diagramma azione normale di progetto

Diagramma azione flettente di progetto Mx

Diagramma azione flettente di progetto My



Caratterisitche del profilo TQ 100 x 8 mm

A 29.44 cm2

Jx 418.44053 cm4

Jy 418.44053 cm4

Wx 83.688107 cm3

Wy 83.688107 cm3

Ax 29.44 cm2

Ay 29.44 cm2

ix 3.7700575 cm

iy 3.7700575 cm

Lx 350 cm

Ly 350 cm


gs 1.05

fyd 262 MPa


N 76.4 kNMx 9.8 kNm

My 8.5 kNm

Vx 4.35 kN

Vy 5.4 kN



τali = Vx/Ax 1.5

τanima = Vy/Ay 1.8

σid,max =√(σ2+3τ2) 244.7 MPa ≤ 262 Mpa



λx 92.84

λy 92.84

ω 2.00

σcr,x 240 Mpa

σcr,y 240 MPa

Ncr,x 708 kN

Ncr,y 708 kN

Meq,X = 0.6 * Mmax 6

Meq,Y = 0.6 * Mmax 5

σ1 = ω ·N/A 52 MPa

σ 2 = Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 79 MPa

σ 3 = My / [Wy·(1-N/Ncr,y)] 68 MPa

σ id = σ 1+ σ 2+ σ 3 199 MPa ≤ 262 Mpa













area taglio ali





area





area taglio anima



Caratterisitche del profilo φ 102 x 8 mm

A 23.6 cm2

Jx 263 cm4

Jy 263 cm4

Wx,pl 70 cm3

Wy,pl 70 cm3

Ax 23.6 cm2

Ay 23.6 cm2

ix 3.34 cm

iy 3.34 cm

Lx 350 cm

Ly 350 cm


gs 1.05fyd 262 MPa


N 153 kNMx 5.6 kNm (Mx

2+My2)0,5 7.4 kNm

My 4.85 kNm

Vx 2.65 kN (Vx2+Vy

2)0,5 4.1 kN

Vy 3.15 kN



τali = Vx/Ax 1.7

σid,max =√(σ2+3τ2) 171.1 MPa ≤ 262 Mpa



λx 104.93

λy 104.93

ω 2.33

σcr,x 188 Mpa

σcr,y 188 MPa

Ncr,x 444 kN

Ncr,y 444 kN

Meq = 0.6 Mmax 4 kNm

σ1 = ω ·N/A 151 MPa

σ 2 = Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 97 MPa

σ id = σ 1+ σ 2 248 MPa ≤ 262 Mpa












area taglio ali






area





area taglio anima



5.2.7 Pilastri pensilina – tubolare φφφφ193.7x10mm






Caratterisitche del profilo φ 193.7 x 10 mm

A 57.7 cm2

Jx 2440 cm4

Jy 2440 cm4

Wx,pl 276 cm3

Wy,pl 27 cm3

Ax 57.7 cm2

Ay 57.7 cm2

ix 6.50 cm

iy 6.50 cm

Lx 970 cm

Ly 970 cm


gs 1.05fyd 262 MPa



2+My2)0,5 50.0 kNm

My 41 kNm

Vx 15.2 kN (Vx2+Vy

2)0,5 17.7 kN

Vy 9 kN



τali = Vx/Ax 3.1

σid,max =√(σ2+3τ2) 202.2 MPa ≤ 262 Mpa



λx 149.13

λy 149.13

ω 3.95

σcr,x 93 Mpa

σcr,y 93 MPa

Ncr,x 538 kN

Ncr,y 538 kN


σ1 = ω ·N/A 83 MPa

σ 2 = Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 140 MPa

σ id = σ 1+ σ 2 223 MPa ≤ 262 Mpa













area taglio ali





area





area taglio anima



5.2.8 Principali nodi di collegamento

Nodo di continuità travi di base HEB 240

Trattasi di un nodo a continuità flessionale realizzato mediante flangia 240x240x30mm saldata alle travi HEB 240 e 12 M20.

Le sollecitazioni di progetto sono:

MSd = 100 kNm

VSd = 100 kN

a) Verifica di resistenza dei bulloni

FSd,N = MSd * yi,max / Σyi2 = 385 kN / 4 = 96 kN

yi,max = 181 mm

Σyi2 = 47097 mm2

FSd,V = VSd / 12 = 8,33 kN

FRd,N = fd,N * Ares M20 = 141 kN

FRd,V = fd,V * Ares M20 =94 kN

FSd,N / 1.4 FRd,N + FSd,V / FRd,V = 0,58 < 1 Verificato

b) Verifica di punzonamento della piastra

La resistenza a punzonamento di una piastra vale:

Bp,Rd = 0,6 π dm tp ftk / γM2 = 427 kN >> FSd,N = 96 kN

dm = 22 mm

tp = 30 mm

ftk = 430 MPa



γM2 = 1,25

Nodo di continuità travi di base HEB 120

Trattasi di un nodo a continuità flessionale realizzato mediante flangia 200x120x20mm saldata alle travi HEB 120 e 8 M16.


MSd = 17 kNm

VSd = 36 kN



yi,max = 80 mm

Σyi2 = 7300 mm2

FSd,V = VSd / 8 = 4,50 kN

FRd,N = fd,N * Ares M16 = 90,4 kN

FRd,V = fd,V * Ares M16 =60,3 kN





dm = 18 mm

tp = 20 mm

ftk = 430 MPa

γM2 = 1,25



Nodo di continuità travi di copertura IPE 200

Trattasi di un nodo a continuità flessionale realizzato mediante flangia 100x200x20mm saldata alle travi IPE200 e 4 M16.


MSd = 17 kNm

VSd = 23 kN


FSd,N = MSd * yi,max / Σyi2 = 103 kN / 2 = 51,5 kN

yi,max = 160 mm

Σyi2 = 26500 mm2

FSd,V = VSd / 4 = 5,75 kN

FRd,N = fd,N * Ares M16 = 90,4 kN

FRd,V = fd,V * Ares M16 =60,3 kN





dm = 18 mm

tp = 20 mm

ftk = 430 MPa

γM2 = 1,25



Nodo di continuità travi di copertura IPE 400

Trattasi di un nodo a continuità flessionale realizzato mediante flangia 200x400x30mm saldata alle travi IPE400 e 8 M20.


MSd = 130 kNm

VSd = 65 kN



yi,max = 353 mm

Σyi2 = 212996 mm2

FSd,V = VSd / 8 = 8,13 kN

FRd,N = fd,N * Ares M20 = 141 kN

FRd,V = fd,V * Ares M20 =94 kN





dm = 22 mm

tp = 30 mm

ftk = 430 MPa

γM2 = 1,25



Verifica appoggio nuove strutture metalliche su so letta in c.a. esistente

Il graticcio di base, realizzato con travi HEB 240, ha lo scopo di consentire il trasferimento dei carichi derivanti dalle opere in

elevazione ai pilastri di sostegno della copertura del garage.

Dalla relazione di collaudo emerge che la massima tensione di calcolo che impegna i pilastri in c.a. vale σmax ~ 60 daN/cm2.

Si riporta nella figura seguente la distribuzione delle reazioni vincolari verticali trasmesse dalle nuove strutture metalliche alle

opere in c.a. esistenti.

L’azione massima verticale trasmessa alle opere in c.a. vale:

NSd = 175 kN

L’incremento di tensione sui pilastri esistenti dovuto alle opere di nuova realizzazione vale:

∆σ = NSd / Ap = 15 daN/cm2

La tensione agente sui pilastri esistenti riuslta pertanto

σ + ∆σ = 75 daN/cm2 < σamm = 120 daN /cm2



Tettoia attesa tram

Descrizione del modello

Gli elementi strutturali mono-dimensionali quali travi e pilastri sono stati schematizzati nel modello numerico come elementi

trave (elemento finito dotato di rigidezza assiale, flessionale e torsionale) e asta (elemento finito dotato di sola rigidezza assiale),

assegnando all'elemento le caratteristiche geometriche e meccaniche reali e posizionandoli nell'asse baricentrico delle travi e

delle colonne schematizzati.

Tutti i collegamenti fra gli elementi monodimensionali sono modellati di volta in volta, rilasciando i gradi di libertà necessari ad

ottenere una modellazione rappresentativa del reale comportamento del nodo in esame.

Si riportano nelle figure seguenti alcune viste tridimensionali del modello di calcolo implementato.

Viste assonometriche modello di calcolo FEM



Analisi dinamica lineare

L'analisi dinamica lineare consiste:

1. nella determinazione dei modi di vibrare della costruzione (analisi frequenziale);

2. nel calcolo degli effetti dell'azione sismica, rappresentata dallo spettro di risposta di progetto, per ciascuno dei modi

di vibrare individuati;

3. nella combinazione di questi effetti.

Il modello della struttura su cui verrà effettuata l'analisi rappresenta in modo adeguato la distribuzione di massa e rigidezza

effettiva.

È stata condotta un'analisi in frequenza della struttura per determinare le principali forme modali, i relativi periodi e fattori di

partecipazione di massa.

Come previsto dalla norma sono stati considerati gli effetti dovuti all’eccentricità accidentale imponendo al centro di massa i

relativi spostamenti di norma assunti pari al 5% della dimensione massima dell’edificio nella direzione perpendicolare all’azione

sismica.

I risultati delle analisi modali sono riassunti nel prospetto seguente.

modo freq periodo % X % Y

[Hz] [s] 1 2.16 0.46 99 0 2 2.25 0.44 0 77 3 2.75 0.36 0 3 4 3.18 0.31 0 4 5 4.01 0.25 0 0 6 4.98 0.2 0 0 7 6.46 0.15 0 0 8 7.29 0.14 0 0 9 7.95 0.13 0 6 99 90



Verifica principali elementi strutturali

6.2.1 Pilastri - tubolare φφφφ193.7x10mm






Caratterisitche del profilo φ 193.7 x 10 mm

A 57.7 cm2

Jx 2440 cm4

Jy 2440 cm4

Wx,pl 276 cm3

Wy,pl 27 cm3

Ax 57.7 cm2

Ay 57.7 cm2

ix 6.50 cm

iy 6.50 cm

Lx 700 cm

Ly 700 cm


gs 1.05fyd 262 MPa



2+My2)0,5 29.8 kNm

My 21.6 kNm

Vx 6 kN (Vx2+Vy

2)0,5 8.5 kN

Vy 6 kN



τali = Vx/Ax 1.5

σid,max =√(σ2+3τ2) 122.9 MPa ≤ 262 Mpa



λx 107.62

λy 107.62

ω 2.41

σcr,x 179 Mpa

σcr,y 179 MPa

Ncr,x 1032 kN

Ncr,y 1032 kN


σ1 = ω ·N/A 35 MPa

σ 2 = Mx / [Wx·(1-N/Ncr,x)] 71 MPa

σ id = σ 1+ σ 2 106 MPa ≤ 262 Mpa












area taglio ali






area





area taglio anima



6.2.2 Trave di spina principale – TQ 200x200x10 m m






A 76 cm2

Jx 4585 cm4

Jy 4585 cm4

Wx 459 cm3

Wy 459 cm3

Ax 76 cm2

Ay 76 cm2

ix 7.7674535 cm

iy 7.7674535 cm

Lx 800 cm

Ly 800 cm


gs 1.05fyd 262 MPa


N kNMx 56 kNm

My 5 kNm

Vx kN

Vy kN



τali = Vx/Ax

τanima = Vy/Ay

σid,max =√(σ2+3τ2) 133.0 MPa ≤ 262 Mpa





area taglio ali






area





area taglio anima



6.2.3 Travi secondarie – TQ 100x100x10 mm






A 36 cm2

Jx 492 cm4

Jy 492 cm4

Wx 98.4 cm3

Wy 98.4 cm3

Ax 36 cm2

Ay 36 cm2

ix 3.70 cm

iy 3.70 cm

Lx 280 cm

Ly 280 cm


gs 1.05fyd 262 MPa


N kNMx 7.5 kNm

My kNm

Vx 10 kN

Vy kN



τali = Vx/Ax 2.8

τanima = Vy/Ay

σid,max =√(σ2+3τ2) 76.4 MPa ≤ 262 Mpa





area taglio ali






area





area taglio anima

RELAZIONE DI CALCOLO STRUTTURALE - Comune di Venezia · CLD.PES.GEN.STR.PR.CT.20010.0 2 RELAZONE DI...

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