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Relazione di calcolo 
INDICE
DICHIARAZIONI .............................................................................................................................. 4
1.1 Dichiarazione conformità alle Norme approvate con D.M.14.01.2008 ...................................... 4
1.2 Asseverazione ............................................................................................................................ 6
2 RELAZIONE SULLE CARATTERISTICHE DEI MATERIALI IMPIEGATI ....................................... 8
2.1 Acciaio per cemento armato ordinario ....................................................................................... 8
2.1.1
Caratteristiche meccaniche ............................................................................................... 8
2.1.2
Peculiarità di impiego......................................................................................................... 8
2.1.3
Reti e tralicci elettrosaldati ................................................................................................. 9
2.2 Acciai per strutture metalliche e strutture composte .................................................................. 9
2.2.1
Caratteristiche meccaniche profilati................................................................................... 9
2.2.2
Caratteristiche meccaniche bulloneria............................................................................. 10
2.2.3
Caratteristiche meccaniche saldature e processo ........................................................... 10
2.3 Conglomerato cementizio......................................................................................................... 11
2.3.1
Conglomerato per getti armati ......................................................................................... 11
2.3.2
Classe di consistenza (lavorabilità al getto) .................................................................... 12
2.3.3
Conglomerato per getti non armati .................................................................................. 12
2.3.4
Copriferro nominale ......................................................................................................... 12
2.3.5
Diametro massimo degli aggregati .................................................................................. 13
2.4 Ulteriori note e prescrizioni ....................................................................................................... 13
2.4.1
Distanziatori per le casserature ....................................................................................... 13
2.4.2
Acqua di impasto ............................................................................................................. 13
2.4.3
Sabbia e ghiaia per gli impasti ......................................................................................... 13
3 RELAZIONE GEOTECNICA SULLE FONDAZIONI ...................................................................... 15
4 ELABORATO DEI CALCOLI DELLE STRUTTURE ...................................................................... 17
4.1 Premessa ................................................................................................................................. 17
4.2 Tipo di progettazione seguita ................................................................................................... 17
4.3 Software di calcolo utilizzati ..................................................................................................... 17
4.4 Analisi dei carichi e schemi di carico ........................................................................................ 19
4.4.1
Pesi propri e permanenti portati ...................................................................................... 19
4.4.2
Sovraccarichi variabili per neve ....................................................................................... 19
4.4.3
Sovraccarico variabile per vento ..................................................................................... 20
4.4.4
Sollecitazioni equivalenti orizzontali per imperfezioni ..................................................... 21
4.4.5
Carichi carroponte (portata nominale 10 t) ...................................................................... 22
4.5 Indici di pericolosità sismica di base ........................................................................................ 26
4.6 Schematizzazione analisi sismica ............................................................................................ 30
4.7 Ipotesi assunte per la costruzione del modello agli elementi finiti ........................................... 31
4.8 Input carichi e azioni sismiche su modelli 2D ........................................................................... 32
4.8.1
Schemi di carico sul portale tipo ...................................................................................... 32
4.8.2
Schemi di carico su telaio tipo longitudinale .................................................................... 34
4.9 Famiglie e combinazioni di carico ............................................................................................ 37
4.9.1
Combinazioni di carico non sismiche .............................................................................. 37
4.9.2
Azioni e combinazioni di carico sismiche ........................................................................ 38
4.9.3
Schemi di vincolo adottati per i modelli FEM 2D ............................................................. 40
4.10
Dati modello elementi finiti ................................................................................................... 42
4.11
Analisi delle frequenze ......................................................................................................... 43
4.11.1 Frequenze oscillazioni libere del portale tipo .................................................................. 43
4.11.2 Frequenze libere di oscillazione controvento di parete tipo ............................................ 46
4.12
Analisi delle sollecitazioni sismiche (SLV) ........................................................................... 48
4.12.1 Massime sollecitazioni sismiche sul portale tipo (sisma nel piano del portale) ............... 48
4.12.2 Massime sollecitazioni sismiche sul controvento di piano tipo (sisma longitudinale) ..... 49
4.13
Analisi stato limite del danno (SLD) ..................................................................................... 52
4.14
Verifiche stato limite di esercizio (SLU) ............................................................................... 53
4.14.1 Verifiche SLE secondo E.C.3 #4.2.2 ............................................................................... 53
1
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Relazione di calcolo 
4.14.2 Verifica SLE per corretto funzionamento gru a ponte (UNI EN 1993-6:2007) ................ 54
4.15
Analisi stato limite ultimo (SLU) ........................................................................................... 55
4.15.1 Analisi dello stato tensionale ........................................................................................... 55
4.15.2 Massime sollecitazioni (ultime) normali e flettenti (portale tipo) ...................................... 56
4.15.3 Massime sollecitazioni taglianti (portale tipo) .................................................................. 57
4.15.4 Riepilogo massime sollecitazioni allo SLU su portale tipo (Comb. 4) ............................. 58
4.16
Analisi di instabilità lineare di buckling sulle colonne........................................................... 59
4.17
Verifiche elementi strutturali portanti ................................................................................... 60
4.18
Verifica traverso e controventi di falda ................................................................................. 69
4.19
Verifica strutture carroponte................................................................................................. 75
4.20
Verifica arcarecci.................................................................................................................. 81
4.21
Verifiche giunzioni metalliche............................................................................................... 85
4.21.1 Attacco traverso IPE330 a colonna HEA320 ................................................................... 85
4.21.2 Giunto di testa IPE330 al colmo ...................................................................................... 90
4.21.3 Collegamento colonne HEA320 – fondazione ................................................................. 94
4.21.4 Verifica collegamenti diagonali dei controventi longitudinali di parete .......................... 100
4.22
Massime pressioni scaricate in fondazione ....................................................................... 101
4.23
Verifica armature plinti di fondazione ................................................................................. 101
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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1
DICHIARAZIONI
1.1
Dichiarazione conformità alle Norme approvate con D.M.14.01.2008
CLASSIFICAZIONE CATEGORIA
Il sottoscritto ??
DICHIARA

che la progettazione è stata eseguita nel rispetto della Legge Regionale 11.08.2009, N.16 e
nel rispetto delle norme riguardanti il primo comma – lettere c), d) ed e) – dell’art. 84 del D.P.R
n. 380 del 06.06.2001;

di aver applicato le Norme Tecniche per le Costruzioni approvate con Decreto del Ministero
delle Infrastrutture e dei Trasporti in data 14.01.2008;

che le costruzioni appartiengono alla categoria delle opere soggette a verifica tecnica ai sensi
dell’art. 1 del D.P.G.R. 05.04.1989 n. 0164/Pres.
IL DIRETTORE DEI LAVORI
________________________
IL PROGETTISTA DELLE STRUTTURE
??
______________________
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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1.2
Asseverazione
REGIONE AUTONOMA FRIULI VENEZIA GIULIA
COMUNE DI TOLMEZZO
PROVINCIA DI UDINE
Il sottoscritto ??
DICHIARA
che, nell’esecuzione dei calcoli delle opere strutturali sono state osservate le seguenti disposizioni:

Legge Regionale N. 16 – 11 agosto 2009;

Ordinanza della Presidenza del Consiglio dei Ministri N. 3274 del 20.03.2003

Decreto del Ministro delle Infrastrutture e dei Trasporti 14.01.2008, Norme Tecniche per le
Costruzioni;

Legge N. 1086 del 05.11.1971. Norme per la disciplina delle opere di conglomerato
cementizio armato normale e precompresso ed a struttura metallica;

Circolare LLPP N. 6090 – 11.08.1969. Norme per la progettazione, il calcolo, l’esecuzione e il
collaudo di costruzioni con strutture prefabbricate in zone sismiche e asismiche;

Legge N. 64 del 02.02.1974. Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le
zone sismiche;

D.P.G. 05.04.1989 N. 0164/Pres. Regolamento di esecuzione della Legge Regionale N. 27
del 09.05.1988. Norme sull’osservanza delle disposizioni sismiche ed attuazione dell’art. 20
della Legge N. 741 del 10.12.1981
IL DIRETTORE DEI LAVORI
________________________
IL PROGETTISTA DELLE STRUTTURE
??
______________________
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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2
Relazione di calcolo 
RELAZIONE SULLE CARATTERISTICHE DEI MATERIALI IMPIEGATI
La presente relazione contiene le disposizioni riguardo le caratteristiche dei materiali, la loro
confezione ed il loro impiego nell’esecuzione delle strutture in calcestruzzo semplice ed armato, in
acciaio e legno, desumendo i dati esposti dal loro progetto e dalla relativa relazione di calcolo che si
allegano al presente scritto.
2.1
2.1.1
Acciaio per cemento armato ordinario
Caratteristiche meccaniche
Acciaio saldabile per cemento armato B450C con i seguenti valori nominali delle tensioni:
2
fy nom = 450 N/mm ;
2
ft nom = 540 N/mm
Modulo elastico acciaio armatura lenta:
Tensione di progetto (§4.1.2.1.1 – D.M.14.01.2008):
2.1.2
2
E = 210000 N/mm
2
fyd = fyk/γM = 391 N/mm
Peculiarità di impiego
Tutti gli acciai per cemento armato devono essere ad aderenza migliorata, aventi cioè una superficie
dotata di nervature o indentature trasversali, uniformemente distribuite sull’intera lunghezza, atte ad
aumentarene l’aderenza al conglomerato cementizio.
Gli acciai B450C possono essere impiegati in barre di diametro ∅ delle barre compreso tra 6 e 40
mm. L’uso di acciai B450C in rotoli è ammesso, senza limitazioni, per diametri fino a ∅ < 16 mm.
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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2.1.3
Reti e tralicci elettrosaldati
Gli acciai delle reti e tralicci elettrosaldati devono essere saldabili. L’interasse delle barre non deve
superare i 330 mm. Per le reti e i tralicci costituiti con acciaio B450C, gli elementi base devono avere
diametro ∅ che rispetta la limitazione 6 mm < ∅ < 16 mm.
Classe acciaio C reti e tralicci elettrosaldati (secondo EN 1992-1-1):
2
fy nom > 450 N/mm (frattile 5,0%);
2
ft nom > 540 N/mm (frattile 5,0%);
1,15 < ftk/fyk < 1,35 (frattile 10,0%);
(ft/fy nom)k < 1,25% (frattile 10,0%);
(Agt)k > 7,5% (frattile 10,0%);
∅min/∅max > 0,6 (rapporto dei diametri dei fili dell’ordito);
resistenza al taglio (frattile minimo): 0,3⋅A⋅fyk (con A area del filo)
I nodi delle reti devono resistere ad una forza di distacco determinata secondo quanto riportato nella
UNI EN ISO 15630-2.
2.2
2.2.1
Acciai per strutture metalliche e strutture composte
Caratteristiche meccaniche profilati
Si dovranno utilizzare acciai conformi alle norme armonizzate della serie UNI EN 10025 (per i
laminati), UNI EN 10219-1 (per i tubi saldati), recanti la Marcatura CE. Nelle calcolazioni statiche sono
stati impiegati i seguenti valori:
modulo elastico:
coefficiente di Poisson:
modulo di elasticità trasversale:
coefficiente di espansione termica lineare:
densità:
2
E = 210000 N/mm ;
ν = 0,3
2
G = E/[2(1 + ν)] = 80769 N/mm
-6
-1
α = 12⋅10 per °C (per temperature fino a 100°C)
3
ρ = 7850 kg/m .
In sede di progettazione, sono stati assunti i dati sintetizzati di seguito nelle tabelle (D.M:14.01.2008):
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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
2.2.2
Caratteristiche meccaniche bulloneria
I bulloni utilizzati nelle giunzioni devono appartenenre alle sotto indicate classi della norma UNI EN
ISO 898-1:2001, associate nel modo indicato nella tabella sottostante (D.M:14.01.2008):

2.2.3

Caratteristiche meccaniche saldature e processo
La saldatura degli acciai dovrà avvenire con uno dei procedimenti all’arco elettrico codificati secondo
la norma UNI EN ISO 4063:2001. Sono richieste caratteristiche di duttilità, snervamento, resistenza e
tenacità in zona fusa e in zona termica alterata non inferiori a quelle del materiale di base.
Nell’esecuzione delle saldature dovranno essere rispettate le norme UNI EN 1011:2005 parti 1 e 2 per
gli acciai ferritici e della parte 3 per gli acciai inossidabili. Per la preparazione dei lembi si applicherà,
salvo caso particolari, la norma UNI EN ISO 9692-1:2005.
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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2.3
Relazione di calcolo 
Conglomerato cementizio
2.3.1
Conglomerato per getti armati
Secondo il Prospetto 1 della norma UNI 11104, in relazione alle condizioni ambientali si prescrive:


Classe XC1 per le strutture in elevazione;
Classe XC2 per le strutture di fondazione.



In funzione della classe di resistenza, nelle calcolazioni, si sono adottate le seguenti tensioni di
progetto, coerentemente con quanto disposto ai §4.1.2.1.1 del D.M.14.01.2008:
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
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Classe

Rck [N/mm2] fck [N/mm2] fcd [N/mm2] fcm [N/mm2]
fctm [N/mm2]
fctk 0,05 [N/mm2] fctd [N/mm2] fbd [N/mm2]
C12/15
15
12
6,8
20
1,6
1,1
0,7
1,7
C16/20
C20/25
C25/30
C28/35
C32/40
C35/45
20
25
30
35
40
45
16
20
25
28
32
35
9,1
11,3
14,2
15,9
18,1
19,8
24
28
33
36
40
43
1,9
2,2
2,6
2,8
3,0
3,2
1,3
1,5
1,8
1,9
2,1
2,2
0,9
1,0
1,2
1,3
1,4
1,5
2,0
2,3
2,7
2,9
3,2
3,4
C40/50
50
40
22,7
48
3,5
2,5
1,6
3,7
C45/55
C50/60
55
60
45
50
25,5
28,3
53
58
3,8
4,1
2,7
2,9
1,8
1,9
4,0
4,3
2.3.2
Classe di consistenza (lavorabilità al getto)
In base ai dati di abbassamento al cono riportati nella tabella:

si prescrive:
Classe S4 per: muri contro terra, plinti di fondazione, vani ascensore e pilastri;
Classe S5 per: travi e solai;
Classe S3 per: rampe, scale e falde di copertura.
2.3.3
Conglomerato per getti non armati
2
Per il getto di pulizia si prescrive l’impiego di calcestruzzo magro a 2 kN/m con sbordo e spessore di
almeno 15 cm per tutte le strutture di fondazione.
2.3.4
Copriferro nominale
Copriferro minimo per soddisfare i requisiti di aderenza, durabilità ed eventuale resistenza al fuoco
(secondo E.C.2 – Parte 1-1 - §4.4.1):
cnom [mm] = cmin + ∆c = max(cmin,b; cmin,dur; cmin,fuoco) + 10 mm;
cmin,b = ∅⋅√nb = copriferro minimo per garantire l’aderenza, pari al diametro per il numero di barre nel
caso di eventuale gruppo di barre;
cmin,fuoco = garantisce la resistenza all’incendio (gli spessori sono riportati in EN 1992-1-2 nel D.M.
16.02.07;
cmin,dur = copriferro minimo per garantire la durabilità dell’opera, in funzione delle classi di esposizione
(vedere tabella seguente).
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Relazione di calcolo 

Per classe XC1:
cnom [mm] = cmin + ∆c = max(cmin,b; cmin,dur; cmin,fuoco) + 10 mm = 25 mm;
per classe XC2:
cnom [mm] = cmin + ∆c = max(cmin,b; cmin,dur; cmin,fuoco) + 10 mm = 35 mm;
2.3.5
Diametro massimo degli aggregati
Come diametro massimo degli aggregati negli impasti, si adotterà per i getti di:
travi, solai e solette:
Dmax < 15 mm
pilastri e setti:
Dmax < 20 mm;
plinti, travi di fondazione:
Dmax < 32 mm;
magrone:
Dmax < 30 mm
2.4
2.4.1
Ulteriori note e prescrizioni
Distanziatori per le casserature
Secondo il prEN 13670 par.6, i distanziatori in calcestruzzo devono avere almeno la stessa resistenza
del calcestruzzo delle strutture e, come minimo, garantire la stessa protezione alla corrosione.
2.4.2
Acqua di impasto
Per il confezionamento del calcestruzzo dovranno essere impiegate le acque potabili e/o quelle di
riciclo conformi alla UNI EN 1008:2003.
2.4.3
Sabbia e ghiaia per gli impasti
La sabbia e la ghiaia (granulometricamente assortite, con le dimensioni fini variabili da 0,5 a 5 mm)
necessarie per formare gli impasti di calcestruzzo potranno essere di cava o di fiume. La sabbia da
utilizzare nei calcestruzzi sarà ben assortita e non proveniente da rocce decomposte o gessose e non
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Relazione di calcolo 
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lasceranno tracce di sporco e non conterranno materiale organico. La ghiaia o pietrisco dovrà derivare
da rocce non friabili e con resistenza maggiore di quella del calcestruzzo. La proporzione fra
aggregato grosso e aggregato fine sarà conforme alle norme o al tipo di conglomerato richiesto.
L’acqua sarà limpida (non di sorgente), priva di sali e di sostanze organiche. Nella formazione degli
impasti, i vari componenti devono risultare intimamente mescolati ed uniformemente distribuiti nella
massa e, durante il getto, si dovrà procedere ad idonea azione di vibratura.
_________________________________________________________________________________
NOTA. Le barre di armature e i ferri devono essere posti in opera privi di evidenti tracce di ruggine e
praticando alle estremità gli opportuni ancoraggi. Per tutti i getti si prescrive l’uso del vibratore.
Quote e misure da controllare in cantiere.
IL DIRETTORE DEI LAVORI
IL PROGETTISTA DELLE STRUTTURE
??
________________________
______________________
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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3
RELAZIONE GEOTECNICA SULLE FONDAZIONI
Geometria fondazione e carichi
Fondazione rettangolare
Base fondazione
Lunghezza fondazione
Profondità piano di posa
Piano di posa orizzontale
Pendio orizzontale
[m]
[m]
[m]
Carichi applicati
Carico verticale
Eccentricità lungo la base
Eccentircità lungo la lunghezza
Carico orizzontale
1.80
1.80
0.70
[kg] 30000
[m]
0.00
[m]
0.00
[kg]
0
Caratteristiche di aderenza terreno-fondazione
Angolo di attrito terreno-fondazione
[°]
20
Adesione terreno-fondazione
[kg/cmq]0.02
Descrizione strati terreno e falda
Simbologia adottata
Nr.
γ
γw
φ
c
S
Nr.
1
numero d'ordine dello strato a partire dal piano campagna
peso di volume del terreno espresso in kg/mc
peso di volume saturo del terreno espresso in kg/mc
angolo d'attrito interno del terreno espresso in °
coesione del terreno espressa in kg/cmq
spessore dello strato espresso in m
Descrizione
γ
γw
φ
c
S
Terreno superficiale
1800
2000
30°
0,00
5,00
Falda considerata assente sul livello di imposta del magrone di fondazione.
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Relazione di calcolo 
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Analisi della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito col metodo di Terzaghi (essenso B < D). Inoltre, è stato
adottato il metodo di Sano per la riduzione dell’angolo di attrito in condizioni sismiche.
La relazione adottata per il calcolo della portanza è la seguente :
qu = cNcsc + qNq + 0.5BγNγsγ
dove i vari coefficienti sono stati definiti precedentemente.
Il calcolo è stato eseguito tenendo conto dei seguenti parametri :
Larghezza fondazione
Lunghezza fondazione
Larghezza ridotta
Lunghezza ridotta
Profondità piano di posa
Coefficiente di profondità (D/B)
Peso di volume
Angolo d'attrito
Coesione
Pressione geostatica sul piano di posa
Coefficiente di spinta passiva
Angolo di riduzione sismica (Sano)
Indice di rigidezza
Indice di rigidezza critico
Fattore di punzonamento
Fattore di punzonamento
Fattore di punzonamento
B = 1,80
[m]
L = 1,80
[m]
'
B = B - 2eb = 1,80
'
L = L - 2el = 1,80
D = 0,70
[m]
k = 0.39
γ = 1800
[kg/mc]
φ = 29,42
[°]
c = 0,00
[kg/cmq]
q = 0,13
[kg/cmq]
Kp = 2.93
dφ = 0,58
[°]
Ir = 4654.6
Ir,crit = 69.6
ψc = 6.96
ψq = 6.49
ψγ = 6.49
I fattori calcolati sono i seguenti :
Nc = 35.424
Nq = 20.974
sc = 1.30
sq = 1.00
[m]
[m]
Nγ = 24.781
sγ = 0.80
Pertanto il valore della capacità portante è dato da
qu = 0,00 + 2,64 + 3,21 = 5,85 kg/cmq
Applicando il coefficiente di sicurezza, η=2.30, otteniamo per la tensione ammissibile il seguente
valore
qamm = 5,85/2,30 = 2,55 kg/cmq
Inoltre i valori del carico ultimo e di quello ammissibile risultano essere rispettivamente pari a:
' '
Qu = quB L = 189684 kg
IL DIRETTORE DEI LAVORI
Qamm = Qu/η = 82471 kg
IL PROGETTISTA DELLE STRUTTURE
??
________________________
______________________
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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4
ELABORATO DEI CALCOLI DELLE STRUTTURE
4.1
Premessa
Relazione di calcolo 
Si riporta l’analisi sismica e statica di un edificio monoplano in carpenteria metallica ad una navata ad
uso industriale. L’edificio in oggetto è sito nella località Reana del Rojale in provincia di Udine. La
struttura, compresi gli elementi della baraccatura, presenta un ingombro longitudinale di circa 50 m e
un ingombro trasversale di circa 14,5 metri. In particolare, il telaio è formato da 8 portali disposti ad
interasse longitudinale di 6,66 m. La struttura del telaio è in acciaio laminato a caldo con travi tipo IPE
e colonne tipo HEA. Ogni portale è composto da due colonne HEA320 (l’altezza delle colonne
sull’asse strutturale è di 10247 mm) e da una traversa a due falde (pendenza della copertura di 5°)
composta da due profilati IPE330 giuntati in testa. La luce presentata in pianta da ciascuna traversa è
di 13740 mm (da asse colonne). In prossimità degli incastri, si è reso necessario disporre degli
opportuni rinforzi ricavati tagliando diagonalmente dei tronchi dello stesso traverso e poi saldati sulla
piattabanda inferiore del profilato IPE330 dalla parte delle lamiere dell’anima. In condizioni di stato
limite di esercizio si è così potuto beneficiare dell’effetto del rinforzo che, irrigidendo la zona nodale,
ha portato ad una riduzione degli spostamenti verticali e trasversali. Analogamente, si sono previsti
degli opportuni rinforzi anche sulla giunzione al colmo in modo da sfruttare anche il contributo di
resistenza dei cordoni di saldatura disposti longitudinalmente rispetto all’estensione della traversa. Gli
arcarecci utilizzano dei profilati “OMEGA” sagomati a freddo posti ad interasse di 1100 mm lungo il
piano della falda. Le controventature di falda hanno utilizzato dei semplici tondi φ16. Invece, le
controventature longitudinali di parete utilizzano opportuni controventi a “diagonale tesa attiva”
realizzati con piatti di sezione 20x120. L’edificio è servito da un argano di sollevamento (carroponte)
del tipo a carrello birotaia con paranco a fune con portata nominale di 10 t. Lo scartamento delle vie di
corsa è di 13000 mm. La quota del “piano ferro” è posta a + 8370 mm dall’estradosso delle strutture di
fondazione in calcestruzzo armato. Poiché il D.M:14.01.2008 non fornisce indicazioni specifiche per la
definizione dei carichi e per la valutazione della sicurezza delle vie di corsa di carroponti, si è fatto
riferimento nel presente scritto a quanto riportato nelle norme UNI EN 1991-3:2006 per la
determinazione delle azioni ed UNI EN 1993-1-5:2007, UNI EN 1993-6:2007 per la determinazione
delle sollecitazioni e le verifiche agli stati limite. Le strutture di fondazione sono di tipo superficiale in
cemento armato (travi e cordolature).
4.2
Tipo di progettazione seguita
L’edificio risulta palesemente regolare in pianta e in altezza. È stata impiegata un’analisi lineare
dinamica con incremento delle sollecitazioni per effetti torsionali. Vista la regolarità della risposta
sismica del fabbricato e considerate le condizioni allo SLU maggiormente severe, dovute all’azione di
neve e vento, unitamente alla presenza del carroponte, si è deciso di studiare nel dettaglio il portale e
le strutture di controventamento mediante modelli piani (modelli FEM 2D). Per la verifica e il
dimensionamento di tutte le parti strutturali dell’edificio, si è seguito il metodo della “snellezza
equivalente” (E.C.3 #5.2.6.2(1)), eseguendo un’analisi elastica del primo ordine e con lunghezze di
libera inflessione che hanno tenuto conto degli spostamenti laterali. Per verificare la non entrata in
instabilità delle lamiere di alcune connessioni della struttura, sono state utilizzate delle analisi statiche
non lineari in 3D, unitamente ad analisi di instabilità di buckling. Per isolare le combinazioni di carico
maggiormente gravose si sono analizzati tutti i risultati mediante mappatura delle tensioni alla Von
Mises.
Software di calcolo utilizzati
4.3
Per le modellazioni è stato utilizzato il software “Straus7” della G+D Computing. Per il calcolo degli
indicatori di rischio sismico e dei relativi spettri di risposta elastici e di progetto è stato utilizzato il
software su foglio di calcolo “Spettri-NTCver.1.0.3.xls”, al sito del Consiglio Superiore dei Lavori
Pubblici (http://www.cslp.it). Per la verifica del collegamento colonna-fondazione è stato utilizzato il
software “SteelConnections 4.3.6” della Concrete S.r.l. di Padova.
Per la verifica dei profilati metallici si è utilizzato il software “Profili” vers. 7.7 dell’Ing. Piero Gelfi
(http://dicata.ing.unibs.it/gelfi/software/Profili.htm).
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Relazione di calcolo 
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RICAVATO DA UN TRONCO DI IPE330 (della traversa)
tagliato in due: (146 cm/portale)*(8 portali) = 1168 cm
(circa 1 verga)
HEA320
La struttura è in carpenteria metallica con fondazioni superficiali in calcestruzzo armato ed è ubicata
presso la località Reana del Rojale (UD), così individuabile:
Latitudine:
Longitudine:
46,1441°
13,2475°
altezza in quota:
distanza dalla costa:
as = 150 m s.l.m. (circa) < 200 m
d > 30 km;
zona:
classe di rugosità terreno:
topografia:
I – Alpina (§3.4.2 – D.M.14.01.2008): qsk = 1,50 kN/mq
“B” (secondo tab. 3.3.III – D.M.14.01.2008)
“normale” (tab. 3.4.I – D.M.24.01.2008): CE = 1,0
tipo di copertura:
inclinazione falde:
a doppia falda, simmetrica
α = 5° < 30°
In sintesi, in base alle tab. 3.3.I, 3.3.II, 3.3.III del D.M.14.01.2008 si ha:
Zona I
1
vb,0 [m/s]
25
a0 [m]
1000
ka [1/s]
0,01
Cat. esp.
IV
kr
0,22
z0 [m]
0,30
zmin [m]
8
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4.4
4.4.1
Analisi dei carichi e schemi di carico
Pesi propri e permanenti portati
Sovraccarico permanente portato
(pacchetto copertura + arcarecci):
Pesi propri elementi strutturali:
Gk1 = 0,50 kN/m
2
valutati in automatico dal software di calcolo
3
(ρk = 7850 kg/m )
Gk
incastro
4.4.2
incastro
Sovraccarichi variabili per neve
Neve:
Copertura a:
sovraccarico variabile per neve:
proiezione carico su falde:
coefficiente termico:
libera di scivolare
2 falde simmetrica (α = 5°)
2
2
qs = µiqskCECt = 0,8·1,50 kN/m = 1,20 kN/m
proiezione verticale;
Ct = 1 (secondo 3.4.4 – D.M.14.01.2008)
caso 1
q k neve
caso 2
0,5q k neve
incastro
incastro
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Le due configurazioni di carico (“caso 1” e “caso 2”) relative alla neve sono state combinate con
l’azione del vento (in presenza e non), coerentemente con quanto riportato al §3.4.5.3 del
D.M.14.01.2008 nella fig. 3.4.3.
4.4.3
Sovraccarico variabile per vento
2
Sovraccarico vento (as <1000 m):
su pareti verticali (α = 90°):
su pareti verticali (α = 90°):
pressione di riferimento qb = 390,63 N/m
p+ = 51 daN/mq (sopravento). cp = 0,80
p– = – 26 daN/mq (sottovento). cp = – 0,40
su falde copertura (α = 5° < 30°):
p = – 26 daN/mq (sopravento/sottovento). cp = – 0,40
c p = - 0.40
c p = - 0.40
q k vento
1010 cm
c p = + 0.80
incastro
ostacolo
H = 578 cm
c p = - 0.40
1374 cm
incastro
Carichi lineari (per metro lungo la verticale sull’asse delle colonne):
interasse tra i portali:
iint = 6,65 m
Vento su colonne interne (cp = 0,80):
Vento su colonne esterne (cp = 0,80):
Vento su colonne interne (cp = – 0,40):
Vento su colonne esterne (cp = – 0,40):
(51 daN/mq)(6,65 m) = 400 daN/m
(51 daN/mq)(6,65 m)/2 = 200 daN/m
(26 daN/mq)(6,65 m) = 175 daN/m
(26 daN/mq)(6,65 m)/2 = 90 daN/m
NOTA: L’effetto della distribuzione dei venti lungo la direzione trasversale del fabbricato è stata
impiegata (parallelamente alle sollecitazioni della neve) per la verifica del portale, (colonne e trave di
falda).
L’effetto dei venti lungo la direzione di maggior sviluppo della costruzione (direzione longitudinale) è
stata considerata nel dimensionamento dei controventi di parete e nel dimensionamento delle strutture
a sostegno della baraccatura.
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4.4.4
Sollecitazioni equivalenti orizzontali per imperfezioni
Il telaio di ciascun portale è considerato non controventato: telaio a “nodi spostabili”, con membrature
soggette a forze di compressione e con collegamenti resistenti a momento. Si sono considerati quindi
gli effetti sul telaio delle imperfezioni geometriche:
φ = Ks⋅Kc⋅f0 = 1⋅1⋅φ0 = 1⋅1⋅(1/200) = 1/200
(E.C.3 #5.2.4.3)
L’effetto delle imperfezioni geometriche sono state prese in conto introducendo dalle forze orizzontali
equivalenti applicate sulla testa di ciascuna colonna:
Heq/2 = φ⋅NSd = NSd/200,
dove NSd è la reazione assiale (massima) calcolata sulla singola colonna, per ciascuna condizione
elementare di carico.
Heq / 2
1010 cm
Heq / 2
incastro
incastro
1374 cm
Considerando per NSd il massimo valore sul telaio, si è voluto tenere forfetariamente conto degli effetti
delle imperfezioni reali, incluse le sollecitazioni residue e le imperfezioni geometriche quali la
mancanza di verticalità , la mancanza di accoppiamento e le inevitabili eccentricità minori presenti nei
collegamenti reali.
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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4.4.5
Carichi carroponte (portata nominale 10 t)
Azioni indotte dal carroponte sulla costruzione valutate in base alle indicazioni dell’UNI EN 19913:2006.
837 cm
1300 cm
Portata nominale: 10 t
scartamento vie di corsa: 13 m
1374 cm
Le informazioni tecniche sul dispositivo di sollevamento, fornite dal produttore, sono riportate di
seguito in tabella:
Caratteristiche tecniche carroponte bitrave (tipo standard)
Tipologia argano di sollevamento:
carrello birotaia con paranco a fune
luce carroponte
carico nominale
corsa gancio
numero binari
numero ruote per testata
materiale ruote
13 m
10 t
6 o 10 m
2
2
ghisa sferoidale
antiusura
interasse ruote
diametro ruota
peso proprio carroponte (a vuoto)
avvicinamento massimo gancio del carrello ad una sponda
ekt
d
GG
lan2
2500 mm
160 mm
4212 kg
700 mm
Carichi massimi su singola ruota (senza coefficienti)
reazione per ruota con carrello su "lan2" con carico sollevato (ruota anteriore)
max.R22 (+GH)
5375 kg
max.R21 (+GH)
L
max Hm
min Hm
6649 kg
1,26 kN
3,87 kN
0,7 kN
reazione per ruota con carrello su "lan2" con carico sollevato (ruota posteriore)
Forza di frenamento
Reazioni sbiecamento
Forza ammortizzante (dovuta all'urto con i respingenti)
velocità di traslazione
velocità di sollevamento
larghezza testa rotaia
classe di sollevamento
(secondo DIN 15018)
classe di sollecitazione
(secondo DIN 15018)
max.PU (VKR = 60 m/min)
br
29,31 kN
1,5-30 m/min
6/1 m/min
50 mm
HC4
B3
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Lo schema statico di calcolo utilizzato per la verifica di resistenza e di deformabilità delle vie di corsa
del carroponte è riportato nello schema immediatamente sottostante. Si considerano tre forze vettoriali
applicate nel punto di contatto delle due ruote con il piano ferro del carroponte:
CARRELLO IN "LAN2"
ϕ (max Hm + max Hs)
ϕL
ϕ max Hm
ϕL
ϕ max.R21 (+GH)
ϕ max.R22 (+GH)
Per la verifica di deformabilità allo sbiecamento lungo il piano orizzontale si utilizzerà per sicurezza il
seguente schema di carico:
CARRELLO IN "LAN2"
ϕ (max Hm + max Hs)
ϕ (max Hm + max Hs)
ϕL
ϕL
ϕ max.R21 (+GH)
ϕ max.R22 (+GH)
Coefficienti dinamici considerati:
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ϕ1 = 1,0 ± a (0 < a < 0,1)  ϕ1 = 1,1
ϕ2 = ϕ2, min + β2·vh = 1,2 + 0,68·(0,10m/s) = 1,268
(per classe dispositivo di carico: HC4).
ϕ3 = 1,5
ϕ4 = 1,5.
Vibrazioni sul peso proprio gru:
effetti dinamici nel sollevamento:
Effetti per avanzamento su rotaia:
Fattore di raffica (per vento):
Scema di vincolo adottato per la travi via di corsa
La trave, per sicurezza, si considera semplicemente appoggiata alle estremità sia per quanto riguarda
la flessione verticale che per quella nel piano orizzontale dovuta allo sbiecamento.
Forze caratteristiche applicate e comprensive di effetto dinamico
NOTA: per sicurezza e semplicità, nel trasformare i carichi da kg a kN, si è considerata la seguente
equivalenza: 1 kg = 10 N. Il codice di calcolo utilizzato combina automaticamente le varie forze
concentrate applicando i necessari coefficienti parziali in funzione dello stato limite considerato nella
verifica, rispettando quanto disposto al §2.5.3 del D.M.14.01.2008.
Forze (caratteristiche) con coefficienti (carrello in "Lan2")
Pant =
ϕ2 max.R22 (+GH)
=
1,268
Ppost =
ϕ2 max.R21 (+GH)
=
1,268
F3 =
ϕ3 L
=
1,5
S4 =
ϕ4 max Hm
=
1,5
⋅
⋅
⋅
⋅
53,7 kN =
68,09 kN/ruota
66,5 kN =
84,32 kN/ruota
1,26 kN =
1,89 kN/ruota
3,87 kN =
5,81 kN/ruota
Forze (caratteristiche) con coefficienti (carrello in "Lan1")
Pant =
ϕ2 max.R12 (+GH)
=
1,268
Ppost =
ϕ2 max.R11 (+GH)
=
1,268
F3 =
ϕ3 L
=
1,5
S4 =
ϕ4 min Hm
=
1,5
⋅
⋅
⋅
⋅
11,0 kN =
13,95 kN/ruota
10,9 kN =
13,82 kN/ruota
1,26 kN =
1,89 kN/ruota
0,7 kN =
1,05 kN/ruota
Schemi di carico adottati (valori caratteristici):
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S4 + HM1
F3
S4 + HM1
F3
Ppost
Pant
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4.5
Indici di pericolosità sismica di base
Per le strutture analizzate sono stati fissati i seguenti dati di progetto:
•
•
•
Comune di ubicazione:
Latitudine:
Longitudine:
Udine (Reana del Rojale);
46,1441 deg;
13,2475 deg
•
•
•
•
•
Zona sismica (Ord. del P.C.M. n. 3274/03):
Tipo di costruzione:
Classe d’uso (tab. 2.4.II D.M.14.012008):
Vita nominale della costruzione:
Classe di duttilità:
2;
2 (importanza normale);
II (normali affollamenti);
50 anni;
“B”;
•
•
•
•
•
Tipologia strutturale assunta:
in acciaio;
(struttura a controventi concentrici a diagonale tesa attiva).
4,0·(per CD “B”)
Fattore struttura q0 (7.5.2.2 D.M.14.01.2008):
Struttura considerata regolare in pianta:
SI;
Struttura considerata regolare in elevazione:
SI;
Fattore di struttura (progetto) per sisma X e Y:
4,0 (taglianti orizzontali);
q = KR· q0 =
•
•
•
•
•
Necessità di prevedere anche sisma verticale:
Fattore di struttura per sisma Z (verticale):
Tipo di analisi sismica effettuata:
Smorzamento viscoso:
Limite spostamenti interpiano imposto:
NO (7.2.1 D.M.14.01.2008)
non presente;
lineare dinamica;
ν = 5% ;
α A ⋅ 0,005;
•
Valore di α A nel caso di SLO e SLD (rispettiv.):
2/3 e 1 (7.3.7.2 D.M.2008);
•
•
•
Categoria sismica suolo:
Categoria topografica:
Coefficiente di amplificazione topografica:
C (Tab. 3.3.II D.M.2008);
T1;
St = 1,0 ;
•
•
•
Altezza massima della costruzione (al colmo):
Fattore C1 (7.3.3.2):
Sisma orizzontale (7.3.3.2):
1010 cm;
0,005;
•
Sisma verticale (7.3.3.2):
0,850;
λ=
λ=
λ=
SLO
SLD
SLV
λVERT (non considerato);
•
•
•
•
•
Numero di frequenze libere considerate:
Metodo estrazione autovalori analisi dinamica:
Massa partecipante in condizioni sisma Z (SLV):
Coefficiente di sicurezza portanza fondazioni:
Coefficiente di sovraresistenza SLV fondazioni:
15;
Ritz;
nulla;
2,30 (6.4.2.1 D.M.2008);
γ Rd = 1,1 (CD “B”);
___________________________________________________________________________
NOTA: Impalcati (solaio di copertura) schematizzati come impalcati non rigidi (copertura metallica)
Approccio seguito per la progettazione: APPROCCIO 2 (D.M. 14.01.2008 - §2.6.1)
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Parametri di pericolosità sismica
In base alle coordinate geografiche del sito, si ha (allegati A e B D.M.14.01.2008):
Stato limite
Danno
Salvaguardia vita
Pvr
TR
ag / g
F0
TC*
[%]
63
10
[anni]
50
475
adimensionale
adimensionale
0,0851
0,2414
2,474
2,418
[s]
0,262
0,330
Si sono calcolati (secondo D.M.14.01.2008) i/il:
Ss =
Valori del coefficiente di aplificazione stratigrafica:
1,50 (SLD);
1,35 (SLV);
Tc = CC ⋅ TC* =
Periodo inizio tratto velocità costante:
0,426 s (SLD);
0,500 s (SLV);
Periodo inizio tratto accelerazione costante:=
TB T=
C /3
0,142 s (SLD);
0,167 s (SLV);
Periodo inizio tratto spostamento costante: TD =4 ⋅
ag
g
+ 1,6 =
1,941 s (SLD);
2,566 s (SLV);
Intensità (normalizzata su g = 9,81 m/s ) degli spettri di progetto per TB ≤ T < TC :
2
•
spettro orizzontale SLD:
•
spettro orizzontale SLV:
1
⋅ F0 = 0,3159
q
1
Sd (T ) = ag ⋅ S ⋅ ⋅ F0 = 0,3940
q
Sd (T ) = ag ⋅ S ⋅
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Andamenti spettri di progetto calcolati:
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Accelerazioni sismiche adottate
Accelerazione sismica i-esimo modo di vibrare (valutata in automatico dal software di calcolo):
ai ,max =
φi ⋅ Sd (Ti ) ⋅ pi ;
dove:
•
φi è la forma modale dell’i-esimo modo di vibrare;
•
•
pi è il fattore di partecipazione (normalizzato sulle masse);
Sd (Ti ) è il valore dello spettro di risposta (di progetto) per l’i-esimo modo di vibrare.
Tipo di approccio di progettazione adottato
Secondo il §2.6.1 del D.M.14.01.2008, si è adottato l’Approccio 2 impiegando un’unica combinazione
dei gruppi di coefficienti parziali definiti per le azioni (A), per la resistenza dei materiali (M) e per la
resistenza globale R. L’approccio utilizzato ha preso in considerazione i coefficienti γR riportati nella
colonna A1 della tabella 2.6.I del D.M.14.01.2008.
Analogamente, i dati di progetto desunti dalla relazione geologica-tecnica allegata sono stati quelli
inerenti all’Approccio 2.
Masse sismiche inerziali (da analisi dei carichi)
La massa del singolo impalcato o del singolo nodo strutturale è ottenuta utilizzando la seguente
espressione (computata in automatico dal software utilizzato):
Wki = Gki + ψ 2 j ⋅ Qki ,
∑
∑
dove:
•
Wki è la massa inerziale dell’impalcato o del nodo;
•
∑G
•
Qki è il valore caratteristico delle masse imputate ai sovraccarichi di esercizio;
•
ψ 2 j è il valore del coefficiente riportato nella tabella 2.5.I del D.M. 14.01.2008.
ki
è il valore caratteristico delle masse dei pesi propri e permanenti portati;
In particolare, (vedere analisi dei carichi), in termini di kN:
COPERTURA (pesi sismici per metro quadro di falda):
Wki = ∑ Gki + ∑ψ 2 j ⋅ Qki
ψ 2 j = 0 (neve a quota < 1000 m s.l.m.).
Dati geotecnici ulteriori assunti per l’interazione elastica tra struttura e fondazione
Terreno schematizzato alla:
Winkler (letto di molle elastico);
range di valori assunti per kw:
3
3÷6 daN/cm ;
___________________________________________________________________________
NOTA: eseguendo varie simulazioni, si è riscontrato che i risultati in termini di cimento statico degli
elementi strutturali non appaiono sensibili alla variazione del kw nel range scelto. Pertanto, nei risultati
3
dell’analisi sismica riportata in questa relazione, si è utilizzato il valore numerico kw = 3 daN/cm .
Per la verifica statica degli elementi strutturali in acciaio è stato considerato il vincolo di incastro al
piede di tutte le colonne.
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4.6
Schematizzazione analisi sismica
La struttura è stata verificata alle sollecitazioni sismiche impiegando l’analisi dinamica modale,
secondo quanto prescritto dal D.M. 14.01.2008, su modelli piani bidimensionali. Gli effetti torsionali
sono stati considerati amplificando gli effetti sismici del fattore δ:
δ = 1 + 0,6⋅x/L
essendo x la distanza del portale analizzato dal baricentro geometrico dell’edificio
(perpendicolarmente alla direzione dell’azione sismica considerata ed L la distanza tra i due portali
resistenti più lontani, misurata come in precedenza.
REQUISITI
NECESSARI:
Nessuno (applicabile a qualsiasi tipo di struttura)
TERMINI NOTI:
a) massa inerziale
b) altezza struttura
c) geometria struttura
Regolare solo in
pianta:
2 modelli piani separati,
uno per ciascuna
direzione principale
Irregolare in pianta e in
altezza:
Modello tridimensionale
Struttura:
MODELLAZIONE:
Elementi
strutturali:
Rigidezza (flessionale o a taglio) può essere
dimezzata in considerazione alla fessurazione
STATO LIMITE ULTIMO (SLU)
1
2
ANALISI DELLE FREQUENZE LIBERE
+
ANALISI MODALE
CONSIDERAZIONE DEI MODI:
numero di modi con massa partecipante > 85%
DEFINIZIONE DEGLI SPETTRI DI PROGETTO in funzione della:
1) pericolosità sismica di base del sito ( ag / g ; F0 ; TC* )
3
2) categoria di sottosuolo (tab. 3.2.II – D.M.14.01.2008)
3) categoria topografica (tab. 3.2.IV – D.M.14.01.2008)
4) probabilità di superamento PVR (%) al variare dello SL considerato
5) fattore di struttura q
= q0 ⋅ K R (7.3.1 – D.M.14.01.2008)
4
5
6
DETERMINAZIONE DELLA RISPOSTA Sd (Ti )
PER OGNI MODO DI VIBRAZIONE CONSIDERATO
PASSAGGIO ALLE ACCELERAZIONI NODALI:
ai ,max =
φi ⋅ Sd (Ti ) ⋅ pi
COMBINAZIONE MODALE:
SRSS per Ti > 1,1 ⋅ Ti −1
CQC per Ti senza limitazioni
7
VALUTAZIONE SPOSTAMENTI
7
VALUTAZIONE SOLLECITAZIONI
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La struttura si approssima sempre in campo elastico
4.7
Ipotesi assunte per la costruzione del modello agli elementi finiti
La struttura è costituita da 8 portali di luce 13,74 m (asse-asse colonne) posti ad interasse di 6,66 m.
La traversa è una trave a doppio T del tipo IPE330 con delle lamiere e delle piattabande di rinforzo
opportunamente sagomate in corrispondenza del colmo e delle sezioni terminali di incastro. Le
colonne sono profilati del tipo HEA320. Le controventature di parete (riconducibili a controventi
concentrici a “V”) sono state realizzate mediante piatti di opportuno spessore e con travi orizzontali.
La struttura è attrezzata per l’esercizio di un carroponte con portata nominale di 10 t e con
scartamento delle vie di corsa di circa 13 m. La distanza tra asse della ruota motrice e della ruota folle
del carrello è di 2500 mm.
Tutti i profilati e le piastre/fazzoletti sono di acciaio da carpenteria del tipo S235J0. Il pacchetto di
copertura è sorretto da opportuni arcarecci (OMEGA150*80*5*50). Il peso complessivo del pacchetto
e degli arcarecci ammonta a circa 50 daN/mq. Le controventature di falda sono state realizzate
semplicemente mediante dei tondi φ12. Maggiori dettagli nelle tavole di carpenteria esecutiva allegate.
La traversa dei portali è stata schematizzata perfettamente incastrata alle estremità sulle piattabande
delle colonne. In particolare, i ringrossi di rinforzo al colmo e agli incastri con le colonne sono state
schematizzate utilizzando dei profili equivalenti opportunamente maggiorati (IPE600/550/450/400).
Nell’analisi sismica dinamica lineare, ovviamente, sono stati eliminati tutti gli elementi tirante. Sono
stati poi comparati gli effetti in assenza di sisma dovuti invece all’azione di neve e vento e degli effetti
sulle vie di corsa in condizioni di esercizio con vento soffiante. Nelle verifiche vengono riportati gli
elementi strutturali maggiormente cimentati in funzione del tipo di sollecitazione individuata (statica o
sismica).
Per la verifica delle strutture del carroponte, si è assunta la configurazione maggiormente gravosa di
carrello in posizione prossima all’asse delle colonne (“lan2”). In particolare, la trave via di corsa è stata
considerata per semplicità e sicurezza (sia nei confronti dello stato limite di esercizio, soprattutto di
deformazione, che dello stato limite di resistenza) semplicemente appoggiata ai suoi estremi,
indipendentemente da come realmente verrà ancorata alle strutture portanti. La verifica di resistenza e
soprattutto quella allo stato limite di deformazione delle vie di corsa sono state condotte portando
l’asse del carrello del carroponte allineato con la mezzeria della trave e con carrello in posizione
“lan2”.
Le mensole di appoggio (HEA400) delle vie di corsa sono state verificate con carrello in posizione
“lan2” e con l’asse della ruota motrice allineata rispetto allo sviluppo dell’asse della mensola,
imponendo in particolare l’effetto di sbieco in modo da portare in compressione la mensola,
parallelamente alle sollecitazioni di flessione.
Nel considerare la massa sismica del carroponte, si è considerato l’intero peso (a pieno carico) del
carroponte (carroponte in funzione) imponendo un ψ02 = 0,3.
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4.8
4.8.1
Input carichi e azioni sismiche su modelli 2D
Schemi di carico sul portale tipo
A1 - Stesa di carico pesi permanenti portati (solo pacchetto di copertura), travi vie di corsa,
imperfezioni
(valori nominali in kN/mm e kN)
0,225 kN
0,225 kN
3,33 kN/m
1010 cm
8,165 kN
8,165 kN
incastro
incastro
1374 cm
Pacchetto di copertura (compresi arcarecci)
2
Gk⋅iint = 333 daN/m = (50 daN/m )⋅(6,65 m) = 3,33 kN/m
Incidenza trave via di corsa HEA400:
(125 kg/m)⋅(6,66 m) = 832,5 kg = 8,165 kN
A2 - Stesa di carico variabile neve e imperfezioni: caso peggiore
(valori nominali in kN/m e kN)
0,2686 kN
0,2686 kN
1010 cm
7,95 kN/m
incastro
incastro
1374 cm
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Qk neve⋅iint = 795 daN/m = (120 daN/m )⋅(6,65 m)⋅cosα = (120 daN/m )⋅(6,65 m)⋅cos(5°).
2
2
Nota: il “cosα” è stato introdotto per immettere in input il carico della neve (imposto dalle norme in
termini di peso per metro quadro di proiezione in pianta) in modo analogo al carico dei permanenti
portati (in termini di metro quadro effettivo di falda di copertura).
A3- Stesa di carico variabile vento (depressione su falda e parete dx pressione su parete verticale sx)
e imperfezioni (valori nominali in kN/m e kN)
1,73 kN/m
4,00 kN/m
0,1164 kN
0,1164 kN
ostacolo
H = 578 cm
1010 cm
1,73 kN/m
incastro
incastro
1374 cm
Vento (depressione su falde di copertura):
2
Qk vento⋅iint = – 173 daN/m = (– 26 daN/m )⋅(6,65 m)⋅= – 1,73 kN/m
Vento (pressione sopravento su pareti verticali Cp = + 0,80):
Qk vento⋅iint = (51 daN/mq)(6,65 m) = 400 daN/m = 4,0 kN/m
Vento (depressione sottovento su pareti verticali Cp = – 0,40):
Qk vento⋅iint = (– 26 daN/mq)(6,65 m) = –175 daN/m = –1,75 kN/m
A4 - Carichi gru di sollevamento per verifica portale: imperfezioni e carrello carroponte su “lan2”:
(valori nominali in kN)
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0,400 kN
0,400 kN
25
25
2,10 kN
837 cm
1010 cm
11,62 kN
27,77 kN
152,41 kN
incastro
incastro
1374 cm
Carrello su “lan2”:
Pant + Ppost = 68,09 kN/ruota + 84,32 kN/ruota = 152,41 kN (complessivi)
2S4 = 2⋅(5,81 kN/ruota) = 11,62 kN (complessivi)
Carrello su “lan1”:
Pant + Ppost = 13,95 kN/ruota + 13,82 kN/ruota = 27,77 kN (complessivi)
2S4 = 2⋅(1,05 kN/ruota) = 2,10 kN (complessivi).
Distanza tra ruota folle e ruota motrice: 2,50 m lungo l’asse della trave via di corsa HEA400.
4.8.2
Schemi di carico su telaio tipo longitudinale
B1 – Pesi propri e permanenti portati (pacchetto di copertura)
(valori nominali in kN)
1,72 kN
cerniera
1010 cm
813 cm
3,44 kN
666
Colonna d’angolo (asta dx):
(0,50 kN/m)⋅0,5⋅(13,74 m)/2 = 1,72 kN
Colonna interna (asta sx):
(0,50 kN/m)⋅(13,74 m)/2 = 3,44 kN
Pesi propri degli elementi strutturali valutati in automatico dal software.
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B2 – Sovraccarico per neve
(valori nominali in kN)
23,31 kN
1010 cm
813 cm
54,62 kN
cerniera
666
Colonna d’angolo (asta dx):
(7,95 kN/m)⋅0,5⋅(13,74 m)/2 = 23,31 kN
Colonna interna (asta sx):
(0,50 kN/m)⋅(13,74 m)/2 = 54,62 kN
B3 – Pressioni/depressioni del vento agenti longitudinalmente allo sviluppo del fabbricato
(valori nominali in kN)
Vento (pressione sopravento su pareti verticali Cp = + 0,80) su 1 dei 4 controventi di parete:
Qk vento⋅Avento = (51 daN/mq)⋅[0,5⋅(11,10 m)⋅(14,57 m)]/4 = 1031 daN = 10,31 kN
Vento (depressione sottovento su pareti verticali Cp = – 0,40) su 1 dei 4 controventi di parete:
Qk vento⋅iint = (– 26 daN/mq)⋅[0,5⋅(11,10 m)⋅(14,57 m)]/4= – 526 daN = – 5,26 kN.
Singolo controvento costituito da traliccio reticolare che si sviluppa su due livelli:
F1 = F2 = (10,31 kN)/2 = 5,16 kN (sopravento);
F3 = F4 = (– 5,26 kN)/2 = 2,63 kN (sottovento);
F2
F4
1010 cm
F3
837 cm
F1
cerniera
666
666
Modello di calcolo adottato per il controvento longitudinale di piano:
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2,63 kN + 5,16 kN
5,16 kN
1010 cm
837 cm
2,63 kN
cerniera
666
Nota: cerniere applicate all’estremità di ogni asta. Considerate reagenti le sole diagonali tese
(diagonali in compressione, segnate con tratteggio, escluse dall’equilibrio), come indicato al §7.5.5 del
D.M.14.01.2008. Modello isostatico con elementi resistenti solo a compressione o a trazione (tutti
elementi “TRUSS”).
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B4 – Carroponte: carichi verticali e frenatura/accelerazione
(valori nominali in kN)
1010 cm
813 cm
3,78 kN
152,41 kN
cerniera
666
Carrello su “lan2”:
carichi verticli: Pant + Ppost = 68,09 kN/ruota + 84,32 kN/ruota = 152,41 kN (complessivi)
frenatura/accelerazione: 2L = 2⋅(1,89 kN/ruota) = 3,78 kN (complessivi)
4.9
4.9.1
Famiglie e combinazioni di carico
Combinazioni di carico non sismiche
Le singole famiglie di carico (caratteristiche), introdotte precedentemente, considerate nel modello
FEM (e comprendenti gli effetti delle imperfezioni del telaio) sono:
A1:
A2:
A3:
A4:
Gk1 + Gk2 (Pesi + P. portati)
Qk1 Neve (qs = 1,20 kN/mq)
Qk2 Vento (qb = 390,63 N/mq)
Qk3 Carroponte (birotaia da 10 t)
Nel combinare le singole famiglie di carico, si è seguito quanto disposto nel D.M.14.01.2008 #2.5.3. In
particolare, si sono scelti i seguenti valori (tab. 2.5.I – D.M.14.01.2008):
Azione
Categoria A – Ambienti ad uso residenziale
Categoria B –Uffici
Categoria C –Ambienti suscettibili di affollamento
Categoria D –Ambienti ad uso commerciale
Categoria E – Biblioteche, archivi,magazzini e ambienti ad uso
industriale
Categoria F – Rimesse e parcheggi (autoveicoli di peso < 30 kN
Categoria G – Rimesse e parcheggi (autoveicoli di peso > 30 kN
Categoria H - coperture
Vento
Neve (a quota < 1000 m s.l.m.)
Neve (a quota > 1000 m s.l.m.)
Variazioni termiche
ψ0,i
ψ1,i
ψ2,i
0,7
0,7
0,7
0,7
0,5
0,5
0,7
0,7
0,3
0,3
0,6
0,6
1,0
0,9
0,8
0,7
0,7
0,0
0,6
0,5
0,7
0,6
0,7
0,5
0,0
0,2
0,2
0,5
0,5
0,6
0,3
0,0
0,0
0,0
0,2
0,0
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Nota: per le azioni del carroponte, non essendo indicato nulla di preciso a proposito nel
D.M:14.01.2008, si è deciso di fissare la categoria A.
I pesi propri dei profilati metallici che compongono la struttura sono computati automaticamente dal
software di calcolo utilizzato.
_________________________________________________________________________________
Le combinazioni di carico allo SLU (numerate 1, 2, 3, 4) che hanno presentato il massimo cimento
statico per la struttura in condizioni non sismiche sono:
COMB. SLU
Gk1 + Gk2
Qk1
Qk2
Qk3
1
1,3(Gk1 + Gk2) + 0,75Qk1 + 1,5Qk2 + 1,05Qk3
1,30
0,75
1,50
1,05
2
1,3(Gk1 + Gk2) + 0,75Qk1 + 0Qk2 + 1,50Qk3
1,30
0,75
0
1,50
3
1,3(Gk1 + Gk2) + 1,50Qk1 + 0,9Qk2 + 0Qk3
1,30
1,50
0,90
0
4
1,3(Gk1 + Gk2) + 1,50Qk1 + 0Qk2 + 1,05Qk3
1,30
1,50
0
1,05
In particolare:
Comb. SLU 1:
Comb. SLU 2:
Comb. SLU 3:
Comb. SLU 4:
verifica instabilità colonne
verifica resistenza strutture carroponte (mensola HEA400)
verifica incastro IPE330 (connessione su colonne)
verifica resistenza IPE330 (connessione sul colmo).
Le combinazioni di carico SLE (rare) su cui si sono studiate le massime deformazioni sulle strutture
sono:
COMB. SLE
Gk1 + Gk2
Qk1
Qk2
Qk3
1
1,0(Gk1 + Gk2) + 0Qk1 + 1,0Qk2 + 0Qk3
1,00
0
1,00
0
2
1,0(Gk1 + Gk2) + 1,0Qk1 + 0Qk2 + 0Qk3
1,00
1,00
0
0
3
1,0(Gk1 + Gk2) + 0Qk1 + 0Qk2 + 1,0Qk3
1,00
0
0
1,00
4
1,0(Gk1 + Gk2) + 0,5Qk1 + 0Qk2 + 1,0Qk3
1,00
0,50
0
1,00
In particolare:
Comb. SLE 1:
Comb. SLE 2:
Comb. SLE 3:
Comb. SLE 4:
4.9.2
verifica spostamenti orizzontali testa colonne (massime raffiche di vento)
verifica deformabilità traversa IPE330 (sovraccarico massimo neve)
verifica deformabilità travi vie di corsa (carrello in mezzeria)
verifica (corretto funzionamento) carroponte
Azioni e combinazioni di carico sismiche
Masse sismiche associate ai carichi gravitazionali (eq. 3.2.17 – D.M.14.01.2008):
Msisma = Gk1 + Gk2 + Σψ2j⋅Qkj
Gk1 = carico gravitazionale dovuto al peso proprio dei profilati metallici;
Gk2 = carico gravitazionale dovuto al peso proprio del pacchetto di copertura (compresi arcarecci);
Qkj = sovraccarico per neve/vento
ψ2j = coefficiente di partecipazione (pari a 0 per vento e per neve a quote inferiori ai 1000 m s.l.m.).
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Per ciascuno dei due lati del portale competono le masse inerziali:
colonna HEA320:
(97,6 kg/m)⋅0,5⋅(10,10 m)/2 = 247 kg
trave IPE330:
(49,1 kg/m)⋅(13,45 m)/2 = 330 kg
2
pacchetto di copertura:
(51 kg/m )⋅(6,66 m)/2 = 170 kg
________________________________________________________________
Sommano:
747 kg
piatti, controventi e bulloneria:
10% del carico totale: (0,10⋅747 kg = 75 kg)
Totale (per colonna):
Msisma = (747 + 75) kg = 822 kg
Per sicurezza e semplicità verrà considerato il portale più esterno, caricato però come uno dei portali
interni (area d’influenza pari all’interasse dei portali). Ciò per tenere conto forfetariamente di due
aspetti:
• le colonne d’angolo del fabbricato sono soggette a sollecitazioni di pressoflessione deviata
lungo le due dimensioni in pianta del fabbricato e assorbono le reazioni dei controventi di
parete longitudinali e di falda;
• condizioni dinamiche con spostamenti ciclici sulla testa delle colonne (cicli con effetti del II°
ordine);
Inoltre, verrà tenuto conto degli effetti torcenti, incrementando le accelerazioni sismiche:
• trasversalmente (dimensionamento portale) di:
δ = 1 + 0,6⋅(3,33 m)/(46,92 m) = 1,30
•
longitudinalmente (dimensionamento controventi a “X”) di:
δ = 1 + 0,6⋅(6,87 m)/(13,74 m) = 1,30
Si ha, quindi, trasversalmente (sul portale tipo):
nodi sopra le colonne:
M = 822 kg
nodi altezza rotaia carroponte:
m1 = ψ2⋅(15541 kg) = 0,3⋅(15541 kg) = 4662 kg
m2 = ψ2⋅(2832 kg) = 0,3⋅(2832 kg) = 850 kg
travi vie di corsa (HEA400):
m3 = (125 kg/m)⋅(6,66 m) = 833 kg
Si ha longitudinalmente (su 1 dei 4 controventi di parete tipo):
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mL1 = [(822 kg/ 1 lato portale)]⋅(7 portali)/(2 controventi lato) = 2877 kg
mL2 = [(833 kg/1 lato portale)]⋅(7 portali)/(2 controventi lato) = 2916 kg
m1 = ψ2⋅(15541 kg) = 0,3⋅(15541 kg) = 4662 kg
Sui nodi si hanno le masse inerziali concentrate:
M1 = (2877 kg)/2 = 1439 kg
M2 = (2916 kg)/2 = 1458 kg
m1 = 4662 kg (carroponte a pieno carico in condizioni sismiche).
Modello di calcolo sismico:
In funzione degli assi cartesiani fissati (asse Y entrante nel piano del foglio e in direzione dello
sviluppo longitudinale del fabbricato), le combinazioni sismiche SLV e SLD considerate sono:
COMB.
SLV/SLD
(verifica portale)
Gk1 + Gk2
Qk1
Qk2
Qk3
Sisma X
Sisma Y
1
1,0(Gk1 + Gk2) + 0Qk1 + 0Qk2 + 0,3Qk3 + 1,3SismaX +/-0,39SismaY
1,00
0
0
0,30
1,30
+/- 0,39
2
1,0(Gk1 + Gk2) + 0Qk1 + 0Qk2 + 0,3Qk3 - 1,3SismaX +/- 0,3SismaY
1,00
0
0
0,30
-1,30
+/- 0,39
Gk1 + Gk2
Qk1
Qk2
Qk3
Sisma X
Sisma Y
COMB.
SLV/SLD
(verifiche controventature longitudinali di parete)
3
1,0(Gk1 + Gk2) + 0Qk1 + 0Qk2 + 0,3Qk3 + 1,3SismaY +/-0,39SismaX
1,00
0
0
0,30
+/- 0,39
1,30
4
1,0(Gk1 + Gk2) + 0Qk1 + 0Qk2 + 0,3Qk3 - 1,3SismaY +/- 0,39SismaX
1,00
0
0
0,30
+/- 0,39
-1,30
Nota: per tenere conto degli effetti torsionali accidentali (§7.3.3.2 – D.M.14.01.2008), i coefficienti
moltiplicatori relativi alle azioni sismiche sono stati moltiplicati direttamente per δ = 1,30.
4.9.3
Schemi di vincolo adottati per i modelli FEM 2D
Nel calcolo delle frequenze di oscillazione e delle sollecitazioni sulle aste, si sono adottati i seguenti
schemi strutturali di vincolo:
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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•
•
•
Relazione di calcolo 
portale tipo: incastro al piede dei due montanti (traverso a ginocchio incastrato alle estremità);
elementi di controvento di parete: cerniere su tutti i nodi (aste sollecitate solo da forze assiali:
TRUSS).
elementi di controvento di falda: cerniere su tutti i nodi (aste sollecitate solo da forze assiali:
TRUSS).
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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4.10
Relazione di calcolo 
Dati modello elementi finiti
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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4.11
Relazione di calcolo 
Analisi delle frequenze
4.11.1 Frequenze oscillazioni libere del portale tipo
Si riporta il risultato dell’analisi delle frequenze per il portale tipo:
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
L’elevato valore di massa partecipante (94,3%) associata al primo modo di vibrare fa sì che il
contributo del modo secondario risulti praticamente trascurabile.
Periodo proprio di oscillazione del portale lungo il suo piano (asse x):
T01 = 1/f01 = 1/(1,450 Hz) = 0,69 s.
Valore dello spettro di progetto SLV:
SS = 1,35
ST = 1,00
S = SS⋅ST = 1,35
TC = 0,500 s < T01 < TD = 2,566 s
Eq. 3.2.4 – D.M.14.01.2008:
Sd SLV(T01) = ag⋅S⋅η⋅F0⋅(TC/T01) = 0,2414⋅(1,35)⋅(1/4,00)⋅2,418⋅(0,50/0,69) = 0,143
Valore dello spettro di progetto SLD:
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
SS = 1,50
ST = 1,00
S = SS⋅ST = 1,50
TC = 0,426 s < T01 < TD = 1,941 s
q=1
Eq. 3.2.4 – D.M.14.01.2008:
Sd SLD(T01) = ag⋅S⋅η⋅F0⋅(TC/T01) = 0,0851⋅(1,50)⋅(1)⋅2,474⋅(0,426/0,69) = 0,195.
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
4.11.2 Frequenze libere di oscillazione controvento di parete tipo
Periodo proprio di oscillazione del portale lungo il suo piano (asse y):
T01 = 1/f01 = 1/(5,874 Hz) = 0,171 s.
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
Valore dello spettro di progetto SLV:
SS = 1,35
ST = 1,00
S = SS⋅ST = 1,35
TB = 0,167 s < T01 < TC = 0,500 s
Eq. 3.2.4 – D.M.14.01.2008:
Sd SLV(T01) = ag⋅S⋅η⋅F0 = 0,2414⋅(1,35)⋅(1/4,00)⋅2,418 = 0,197
Valore dello spettro di progetto SLD:
SS = 1,50
ST = 1,00
S = SS⋅ST = 1,50
TB = 0,167 s < T01 < TC = 0,500 s
❐ Progetto strutturale:
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Relazione di calcolo 
q=1
Eq. 3.2.4 – D.M.14.01.2008:
Sd SLD(T01) = 0,0851⋅(1,50)⋅(1/1)⋅2,474 = 0,316
4.12
Analisi delle sollecitazioni sismiche (SLV)
4.12.1 Massime sollecitazioni sismiche sul portale tipo (sisma nel piano del portale)
Si riporta il diagramma delle sollecitazioni flettenti in combinazione sismica SLV: il tagliante sismico
deve intendersi diretto secondo il piano che contiene il portale (asse X).
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
4.12.2 Massime sollecitazioni sismiche sul controvento di piano tipo (sisma longitudinale)
Massime sollecitazioni flettenti e assiali (SLV) sul telaio di controvento in direzione dello sviluppo
longitudinale del fabbricato: tagliante sismico da intendersi diretto lungo la direzione del piano dei
controventi di parete longitudinali (indicato qui con l’asse x). Considerate le colonne non come
elementi “TRUSS” ma come elementi “BEAM” per considerare l’entità delle sollecitazioni flettenti
longitudinalmente sulle le colonne.
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
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Riepilogo massime sollecitazioni sulle colonne in condizioni di sisma SLV
CONVENZIONE SEGNO MOMENTI
CONVENZIONE SEGNO TAGLI
COLONNA DX (piede)
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
Sisma X
55
max Sisma Y
62
30% Sisma Y
18,6
Sisma X + 0,3SismaY
73,6
48487
711
213,3
48700,3
12
1
0,3
12,3
Sisma X
48
max Sisma Y
62
30% Sisma Y
18,6
Sisma X + 0,3SismaY
66,6
62319
711
213,3
62532,3
12
1
0,3
12,3
Sisma X
89
max Sisma Y
62
30% Sisma Y
18,6
Sisma X + 0,3SismaY
107,6
14941
711
213,3
15154,3
7
1
0,3
7,3
Sisma X
62
max Sisma Y
62
30% Sisma Y
18,6
Sisma X + 0,3SismaY
80,6
39356
711
213,3
39569,3
11
1
0,3
11,3
VSd [kN]
COLONNA DX (testa)
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
COLONNA SX (piede)
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
COLONNA SX (testa)
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
NOTA: le sollecitazioni in condizioni sismiche risultano nettamente inferiori alle sollecitazioni allo SLU
per neve, vento e carroponte in funzione. Per le verifiche statiche degli elementi strutturali si farà
riferimento agli stati limite ultimi.
Massime sollecitazioni sul traverso a ginocchio in condizioni di sisma SLV
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
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TRAVERSO A GINOCCHIO
Sisma X
13,5
max Sisma Y
0
30% Sisma Y
0
Sisma X + 0,3SismaY
13,5
MSd,y/z [kNmm] (estremi)
58374
0
0
58374
MSd,y/z [kNmm] (mezzeria)
34868
0
0
34868
27
0
0
27
NSd [kN]
VSd [kN] (estremi)
4.13
Analisi stato limite del danno (SLD)
I massimi spostamenti di interpiano si sono registrati lungo la direzione del piano del portale tipo, nella
direzione di minore rigidezza del fabbricato.
Verifica stato limite del danno (#7.3.7.2 – D.M.14.01.2008)
Altezza colonna h = 10100 mm
dr = 12 mm < 0,005⋅h = 0,005⋅(10100 mm) = 50 mm (soddisfacente).
NOTA: risultando (12 mm)/(50 mm) = 0,24 << 1 (si ritiene lecito trascurare il contributo del 30% del
sisma lungo la direzione longitudinale di maggiore rigidezza).
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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4.14
Relazione di calcolo 
Verifiche stato limite di esercizio (SLU)
Si riportano le verifiche di deformabilità allo stato limite di esercizio nella direzione di minore rigidezza
del fabbricato: piano del portale tipo.
4.14.1 Verifiche SLE secondo E.C.3 #4.2.2
Limite per edificio monoplano con carroponte: h/300
Altezza colonna (dallo spiccato fondazioni alla testa): h = 10100 mm circa
∆δ = 34,2 mm ≈ (10100 mm)/300 = 34 mm (accettabile)
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
4.14.2 Verifica SLE per corretto funzionamento gru a ponte (UNI EN 1993-6:2007)
Si assume l’ipotesi che il produttore del macchinario non indichi esplicitamente tolleranze differenti. Si
riporta lo spostamento in condizioni di stato limite di esercizio (combinazione rara) della quota del
“piano ferro” indotto dall’azione del solo carroponte.
Limite su quota piano ferro carroponte: H/400
Quota piano ferro carroponte H = 8370 mm (dallo spiccato fondazioni)
∆δ = 20 mm < (8370 mm)/400 = 21,7 mm (accettabile)
NOTA: si tralascia la rimanente verifica dello spostamento orizzontale relativo a due colonne
adiacenti, alla quota della via di corsa, indotto dall’azione del solo carroponte in virtù della presenza
delle controventature longitudinali di falda che rendono praticamente trascurabili le deformabilità
relative tra colonne di portali adiacenti.
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Relazione di calcolo 
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4.15
Analisi stato limite ultimo (SLU)
4.15.1 Analisi dello stato tensionale
Risultati in termini di tensioni alla Von Mises della peggiore combinazione di carico allo SLU:
1,3⋅(Gk1 + Gk2) + 1,50⋅Qk1 + 0,0⋅Qk2 + 1,05⋅Qk3
(pesi propri e permanenti portati + neve + carroponte)
In termini di tensioni principali:
σmax id = [0,5((σ1 – σ2) + (σ2 – σ3) + (σ3 – σ1) )]
2
2
2 1/2
= 214 MPa ≈ fyk/γM0 = (235 MPa)/1,1 = 214 MPa
(accettabile).
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
NOTA: in base a questa peggiore combinazione di carico vengono riferite le verifiche di dettaglio degli
elementi strutturali del portale.
4.15.2 Massime sollecitazioni (ultime) normali e flettenti (portale tipo)
Si riportano le sollecitazioni di progetto allo SLU che determinano il massimo cimento statico delle
strutture del portale.
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Relazione di calcolo 
4.15.3 Massime sollecitazioni taglianti (portale tipo)
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Relazione di calcolo 
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4.15.4 Riepilogo massime sollecitazioni allo SLU su portale tipo (Comb. 4)
Massime sollecitazioni tensionali (Von Mises) nella seguente combinazione di carico:
1,3⋅(Gk1 + Gk2) + 1,50⋅Qk1 + 0,0⋅Qk2 + 1,05⋅Qk3
(pesi propri e permanenti portati + neve + carroponte)
Massime sollecitazioni per la verifica di resistenza e instabilità dei profilati:
COLONNA DX (piede)
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
TRAVERSO INCASTRO
SLU (comb. 4)
174
190350
47
COLONNA DX (testa)
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
SLU (comb. 4)
55
246892
116
TRAVERSO MEZZERIA
SLU (comb. 4)
165
263829
45
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
SLU (comb. 4)
45
151661
0
COLONNA SX (testa)
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
SLU (comb. 4)
284
184371
43
COLONNA SX (piede)
NSd [kN]
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
SLU (comb. 4)
293
74420
31
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
(http://engineering-services.jimdo.com/)
4.16
Analisi di instabilità lineare di buckling sulle colonne
Metodo della “snellezza equivalente” E.C.3 #5.2.6.2.1(1). Si esegue un’analisi elastica del I° ordine
con lunghezza libera di inflessione che tenga conto degli spostamenti laterali del portale tipo.
Analisi di buckling eseguita per le 4 combinazioni allo SLU e per la combinazione di carico sismica
(SLV) con tagliante sismico lungo il piano del portale. Si riportano i risultati dei valori dei minori carichi
critici euleriani (NCR), in funzione delle massime forze assiali sulle colonne (NSd (MAX)):
COMB. 1
π=
(SLU)
2
210000 N/mm
4
229280000 mm
NSd (MAX) =
h=
L0 =
π=
E=
J=
NSd (MAX) =
λbuckl =
NCR =
h=
L0 =
β=
210000
J=
229280000
(SLU)
COMB. 5
π=
3,141592654
2
210000 N/mm
4
229280000 mm
293000 N
14
4102000 N
7730 mm
10763 mm
1,39
β=
J=
229280000
NSd (MAX) =
NCR =
h=
L0 =
N/mm2
mm4
134000 N
λbuckl =
24
3216000 N
7730 mm
12156 mm
β=
1,33
1,57
(SLV)
3,141592654
229280000
h=
L0 =
mm4
7730 mm
J=
NCR =
210000
10315 mm
210000
λbuckl =
E=
4466000 N
E=
NSd (MAX) =
3,141592654
N/mm2
14
β=
1,36
(SLU)
π=
319000 N
h=
L0 =
7730 mm
10497 mm
β=
E=
NCR =
4313000 N
COMB. 3
3,141592654
λbuckl =
19
NCR =
(SLU)
NSd (MAX) =
227000 N
λbuckl =
COMB. 4
π=
3,141592654
E=
J=
COMB. 2
N/mm2
mm4
89000 N
49
4361000 N
7730 mm
10439 mm
1,35
Il valore del moltiplicatore critico di instabilità λbuckl relativo alla combinazione allo SLU n. 3:
1,3⋅(Gk1 + Gk2) + 1,50⋅Qk1 + 0,9⋅Qk2 + 0⋅Qk3
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
Nome file : Rel Calcolo Capannone.doc
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Relazione di calcolo 
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(pesi propri e permanenti portati + neve + vento).
determina il minimo valore del carico critico euleriano, pur avendo un moltiplicatore relativamente
maggiore (λbuckl) di quello calcolato nelle rimanenti combinazioni di carico. La lunghezza libera
d’inflessione risulta:
L0 = 12156 mm = 12, 20 m
(riferita alla lunghezza di colonna dallo spiccato alla quota delle vie di corsa).
4.17
Verifiche elementi strutturali portanti
Verifica instabilità colonne
profilato:
acciaio:
sezione di:
HEA320
S235JR EN 10025/2002 (ex UNI 7070/82)
Classe 1 - E.C.3 #5.3.2
Sollecitazioni di progetto:
assiale (compressione):
flettente:
lunghezza libera inflessione:
snellezza (lungo asse forte: y-y):
snellezza adimensionale: (asse y-y):
curva di instabilità:
coefficiente di imperfezione:
(SLU comb. 4)
NSd = 165 kN
MSd = 264 kNm
L0y = 12,20 m (lungo l’asse forte y-y)
λ = 89,84
λ = λ / λ1 ⋅ β A0,5 = 0,9567
b
α = 0,34 (prospetto 5.5.1 – E.C.3 #5.5.1.2.(2))
γM1 = 1,10 (norma di calcolo: E.C.3)
βA = 1,0 (sezione di classe 1)
ε = 1,0 (acciaio S235)
λ1 = 92,2⋅ε = 93,3
φ = 0,5 ⋅ 1 + α ⋅ (λ − 0,2) + λ 2  = 1,0863
χ = 1/[φ + φ 2 − λ 2 ] = 0,6247 < 1
Resistenza di progetto inst. assiale:
1660 kN
=
Nb,Rd χβ
=
A Afyk / γ M 1
Coefficiente di momento equivalente:
βM = 1,8
W − Wel ,z 
=
=
µ y λz (2β Mz − 4) +  pl ,z

 Wel ,z

- 0,282 < 0,9
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Pag. 60 di 104
Relazione di calcolo 
(http://engineering-services.jimdo.com/)
µ NSd
1,025 < 1,5
=
χ y Afyk
ky =
1− y
Momento resistente di progetto:
=
Mc ,Rd W
=
pl ,z fyk / γ M 0
347, 8 kNm
Verifica flessione e compressione assiale (sez. Classe 1 – E.C.3 #5.5.4.(1)):
k ⋅ MSd ,y
NSd
165 kN 1,025 ⋅ (264 kNm )
+ y
=
+
= 0,88 < 1 (soddisfacente).
Nb,Rd ,min
Mc ,Rd ,y
1660 kN
347 kNm
Verifica gerarchia delle resistenze per plasticizzazione diagonali di controvento
Controventi longitudinali di parete:
Reazione di plasticizzazione:
Portale di riferimento:
Colonna d’angolo:
Sollecitazione flettente di progetto:
Azione assiale:
Incremento azione assiale colonna:
inclinazione controvento:
piatti 120x20 (S235)
2
(120 mm)(20 mm)(235 N/mm )/1000 = 564 kN
esterno
superficie di influenza carichi dimezzata
MSd = (264 kN)/2 = 132 kNm
mantenuta per sicurezza invariata (carroponte)
∆NSd = (564 kN)cos45° = 399 kN
(∆NSd > NSd max = 230 kN su telaio resistente longitudinale)
45° rispetto asse colonne.
Verifica flessione e compressione assiale (sez. Classe 1 – E.C.3 #5.5.4.(1)):
NSd + ∆NSd k y ⋅ MSd ,y
564 kN 1,025 ⋅ (132 kNm )
+
=
+
= 0,73 < 1 (soddisfacente).
Nb,Rd ,min
Mc ,Rd ,y
1660 kN
347 kNm
Nota: verifica di resistenza soddisfatta avendo adottato sulle aste, per la verifica d’instabilità, le
sollecitazioni di progetto maggiori.
Verifica al taglio colonne
Massima sollecitazione tagliante:
sulla colonna HEA320
area resistente al taglio
(profilati laminati ad I e H):
VSd = 49 kN
At = A – 2b⋅tf + (tw + 2r)⋅tf = 41 cm - E.C.3 #5.4.6(2)
2
Resistenza di taglio plastica di progetto:
2
fyk / 3
2 (23,50 kN / cm ) / 3
Vpl ,Rd A=
(41
cm
)
=
=
τ
1,1
γ M0
1517 kN.
VSd = 49 kN < 0,5⋅Vpl,Rd = 758 kN (soddisfacente)
non risulta necessaria una riduzione del momento resistente di progetto (E.C.3 #5.4.7.(3)).
Verifica resistenza colonne
Tronco di colonna DX (da incastro traverso a quota via di corsa)
Sollecitazioni di progetto:
assiale (compressione):
flettente:
(comb. 4)
NSd = 165 kN
MSd = 264 kNm
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
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α=2
profilati ad I e H:
Resistenza della sezione a flessione e forza assiale (E.C.3 #6.2.9):
α
 M y ,Sd 
 (264 kNm ) 
0,58 < 1 (soddisfacente).
=


=

 MNy ,Rd 
 (348 kNm ) 
2
Verifica traverso a ginocchio (tronco IPE330)
Si prescinde dal contributo stabilizzante degli arcarecci del pacchetto di copertura all’instabilità
flessotorsionale, ma si considera il contributo dato dai controventi di falda laterali.
profilato:
acciaio:
sezione di:
IPE330
S235JR EN 10025/2002 (ex UNI 7070/82)
Classe 2 (pressoflessione) - E.C.3 #5.3.2
Sollecitazioni di progetto:
assiale (compressione):
flettente:
tagliante:
distanza ritegni torsionali:
(SLU comb. 4)
NSd = 53 kN
MSd = 147,4 kNm
VSd = 94 kN
L0z = 4,15 m (distanza tra gli irrigidimenti)
❐ Progetto strutturale:
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Relazione di calcolo 
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Verifica al taglio traverso
Massima sollecitazione tagliante:
VSd = 94 kN
area resistente al taglio
(profilati laminati ad I e H):
At = A – 2b⋅tf + (tw + 2r)⋅tf = 37 cm - E.C.3 #5.4.6(2)
Resistenza di taglio plastica di progetto:
fyk / 3
(23,50 kN / cm 2 ) / 3
Vpl ,Rd A=
(36 cm 2 )
=
=
τ
1,1
γ M0
2
444 kN.
VSd = 94 kN < 0,5⋅Vpl,Rd = 222 kN (soddisfacente)
non risulta necessaria una riduzione del momento resistente di progetto (E.C.3 #5.4.7.(3)).
❐ Progetto strutturale:
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Verifica instabilità flessotorsionale
Sollecitazioni di progetto:
assiale (compressione):
flettente:
luce trave tra vincoli laterali:
vincolo flessionale:
vincolo torsionale:
rapporto momenti agli estremi:
resistenza plastica a flessione:
(SLU comb. 4)
NSd = 53 kN
MSd = 147,4 kNm
L0z = 4,20 m
k = 0,7 (incastro-appoggio)
kW = 0,7 (incastro-appoggio)
ψM1/M1 = (93,3 kNm)/(23,6 kNm) = 3,95 ≈ 4  C1 = 1,563
171,8 kNm
=
=
Mc ,Rd W
pl ,y fyk / γ M 1
βw = 1
ε = 1,0 (acciaio S235)
λ1 = 92,2⋅ε = 93,3
α LT = 0,21 (sezioni laminate)
Momento critico elastico (flessotors.): MCR = 570,4 kNm
Resistenza di progetto all’instabilità:
Nbz,Rd = 1338 kN
βw ⋅ Wpl ,y ⋅ fyk
0,576 > 0,4 (E.C.3 #5.5.2.(7))
snellezza adimensionale:
=
λLT =
MCR
sezioni di classe 2:
φLT = 0,5 ⋅ 1 + α LT ⋅ (λLT − 0,2) + λLT2  = 0,705
2
χ LT = 1/[φLT + φLT
− λLT2 ] = 0,899 < 1
χ y = 0,7019
λz = 0,9477
=
µLT 0,15λz β M .LT −=
0,15
kLT = 1 −
– 0,292 < 0,90
µLT ⋅ NSd
> 1  kLT = 1 (limite) (E.C.3 #5.5.4.(2))
χ y ⋅ A ⋅ fyk
Momento resistente di progetto
inst.:
Mb,Rd χ=
=
LT βwWpl ,y fyk / γ M 1
154,5 kNm (E.C.3 #5.5.2.(1))
Verifica instabilità flesso-torsionale (E.C.3 #5.5.4.(2)):
k ⋅ MSd ,y
NSd
53 kN
1,0 ⋅ (147,4 kNm )
+ LT
=
+
=0,994 < 1 (accettabile).
Nbz,Rd
Mb,Rd
1338 kN
154,5 kNm
Nota: per i tronchi di traverso con rinforzi, si considera positiva la verifica all’instabilità, stante sia la
verifica positiva sul tronco IPE330 (senza rinforzi e prescindendo dalla presenza degli arcarecci) e sia
la presenza dei controventi di falda che vincolano i tronchi rinforzati con una lunghezza tra i ritegni
torsionali di circa 150 cm. Per le rimanenti verifiche di resistenza, si rimanda alla mappatura delle
tensioni alla Von Mises, per la peggiore combinazione di carico SLU.
❐ Progetto strutturale:
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Verifica controventature di parete longitudinali
Massime sollecitazioni assiali (schema di vincolo TRUSS: aste incernierate ai nodi e sistema
resistente isostatico). Massime sollecitazioni di trazione per i controventi e massime sollecitazioni di
compressione per le colonne:
1,3⋅(Gk1 + Gk2) + 0,75⋅Qk1 + 1,50⋅Qk2 + 1,05⋅Qk3
(pesi propri e permanenti portati + neve + vento + carroponte)
Diagrammi di sollecitazione di trazione/compressione per azioni contenute nel piano dei controventi:
Verifica trazione su controvento
Sezione:
piatto 120 mm x 20 mm
❐ Progetto strutturale:
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2
Connessioni piatti:
Massima forza assiale (SLU):
A = (120 mm)(20 mm) = 2400 m
tramite saldatura (assenza di fori per bullonature)
NSd = 45 kN
NSd
45000 N
=
= 0,1 < 1 (soddisfacente).
2
A ⋅ fyk / γ M 0 (2400 mm ) ⋅ (235 N / mm 2 ) /1,1
Nota: sezione scelta esuberante volutamente per contrastare gli inevitabili effetti di dilatazione termica
conseguenti alla forte iperstaticità dovuta alla presenza di quattro controventi longitudinali di parete
disposti ai due estremi del fabbricato, necessari per contenere i movimenti e le vibrazioni indotte
dall’esercizio del carroponte a pieno carico.
Sezione dei controventi idonea per il rispetto della gerarchia delle resistenze sull’instabilità e
resistenza delle colonne d’angolo (vedere calcoli statici su colonna HEA320).
Verifica a compressione sulla colonna per effetto di raffiche di vento longitudinali
profilato:
acciaio:
sezione di:
HEA320
S235JR EN 10025/2002 (ex UNI 7070/82)
Classe 1 - E.C.3 #5.3.2
Sollecitazioni di progetto:
assiale (compressione):
instabilità:
altezza libera inflessione colonna:
(SLU comb. 1)
NSd = 230 kN
lungo l’asse debole z-z
L0z = 10,10 m (cerniere agli estremi: TRUSS)
snellezza (lungo asse debole: z-z):
snellezza adimensionale: (asse z-z):
curva di instabilità:
coefficiente di imperfezione:
λ = 134,85 < 200 (D.M.14.01.2008 §4.2.4.1.3)
λ = λ / λ1 ⋅ β A0,5 = 1,4361
c
α = 0,49 (prospetto 5.5.1 – E.C.3 #5.5.1.2.(2))
γM1 = 1,10 (norma di calcolo: E.C.3)
βA = 1,0 (sezione di classe 1)
ε = 1,0 (acciaio S235)
λ1 = 92,2⋅ε = 93,3
φ = 0,5 ⋅ 1 + α ⋅ (λ − 0,2) + λ 2  = 1,834
χ = 1/[φ + φ 2 − λ 2 ] = 0,3362 < 1
Resistenza di progetto inst. assiale:=
893 kN
Nbz,Rd χβ
=
A Afyk / γ M 1
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Compressione assiale – E.C.3 #5.5.4.(1):
NSd/Nbz,Rd = (230 kN)/(893 kN) = 0,26 < (soddisfacente).
Verifica su controvento orizzontale calastrellato
Si dimensiona il controvento orizzontale (costituito da due profilati accoppiati UPN 140 calastrellati)
nell’ipotesi di sbandamento fuori dal piano dei rimanenti controventi (nei primi portali più esterni), e per
permettere una sufficiente controventatura longitudinale tra i portali più interni.
Profilato singolo:
Peso proprio UPN140:
Peso calastrelli e bullonature:
Schema di calcolo:
Lunghezza libera inflessione:
UPN140
16 kg/m
0,1⋅(16 kg/m)
asta incernierata agli estremi: compressa
L = L0z = L0y = 6,66 m (uguali nei due piani perpendicolari)
Giacitura asta:
Curvatura iniziale:
Raggio di inerzia minimo:
Interasse coppie di calastrelli (min):
Numero calastrellature:
Dimensioni piatti calastrelli:
orizzontale
per inflessione al proprio peso
imin = 1,75 cm
Int = 70⋅imin = 122,5 cm  110 cm (E.C.3 #5.9.5.P(2))
N = (666 cm)/(110 cm) – 1 = 5
290x120x7 (bullonati)
Carico trasversale per peso:
gk = 1,1⋅(16 kg/m)(6,66 m) = 117 kg/m = 1,17 kN/m
Massima eccentricità in mezzeria:
Eccentricità iniziale imposta:
Schema di vincolo e carico:
e0 = 14 mm (valutata per solo peso proprio: valore nominale)
eo in = L/300 = 22 mm > 14 mm (per verifica instabilità)
asta caricata di punta con eccentricità iniziale e0 in = 22 mm
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Relazione di calcolo 
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(valori nominali)
7,56 kN
(carroponte)
15,58 kN
(vento)
Rigid Link
22 mm
Incastro
Rigid Link
asse trave callastrelata
124 kN
6660 mm
(coazioni termiche)
Analisi effetti delle azioni termiche
Coefficiente di dilatazione termica:
Incremento termico:
αT = 12⋅10 /°C (D.M.14.01.2008 - §3.5.7)
∆Tu = 25 °C (strutture acciaio esposte)
(D.M.14.01.2008 - §3.5.5 – tab. 3.5.II)
Carichi termici imposti:
Analisi eseguita:
Schema di vincolo agli estremi:
baricentri geometrici tronchi tra calastrelli (+ 25°C)
analisi termica stazionaria.
asta incastrata: allungamenti assiali impediti per ∆T > 0.
Massima reazione assiale calcolata:
NSd TERM = 124 kN (compressione)
–6
Combinazione di carico SLU (vento Qk2 + carroponte Qk3 + coazioni termiche Qk∆T):
NSd = 1,5⋅Qk2 + 1,5⋅Qk3 + 1,5⋅Qk∆T = 1,5⋅(15,58 kN) + 1,5⋅(7,56 kN) + 1,5⋅(124 kN) = 221 kN
Risultato analisi d’instabilità lineare:
eccentricità carichi assiali imposta:
Vincolo trave calastrellata imposto:
λbuckl MIN = 2,79 > 1 (soddisfacente)
e0 MIN = 22 mm
cerniere alle estremità
Visualizzata mappatura:
spostamenti della I° forma modale normalizzata
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Relazione di calcolo 
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NCR = λbuckl MIN⋅NSd = 2,79⋅(221 kN) = 600 kN circa.
Carico critico Euleriano:
4.18
Verifica traverso e controventi di falda
Schema di calcolo:
traversi IPE330: aste continue (BEAM)
Aste di controvento: solo forze assiali
(tondi con cerniere agli estremi)
deformazioni solo nel piano delle falde
traverso IPE330
Ipotesi di cinematismo:
Elemento a verifica:
F
F
F
F/2
F/2
Ø1
2
Ø12
Ø12
2UPN140
Omega 150x80x5x50
2
Ø1
Omega 150x80x5x50
Omega 150x80x5x50
2UPN140
666 cm
traverso (continuo)
traverso (continuo)
1374 cm
Schema di carico con valori nominali delle forze:
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Relazione di calcolo 
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Vento (pressione sopravento su pareti verticali frontali Cp = + 0,80):
Qk vento⋅Avento = (51 daN/mq)⋅[(11,10 m)⋅(14,57 m)] = 8248 daN = 82,48 kN
Vento (depressione sottovento su pareti verticali frontali Cp = – 0,40):
Qk vento⋅iint = (– 26 daN/mq)⋅[(11,10 m)⋅(14,57 m)]= – 4205 daN = – 42,05 kN.
Numero fasce di falda controventate:
2 (ciascuna posta agli estremi del fabbricato)
Forza complessiva (singola fascia):
Risulta (valori caratteristici):
4F = (82,48 kN + 42,05 kN) = 125 kN (valore nominale)
F = 31,25 kN/nodo interno
F/2 = 15,63 kN/nodo esterno.
Combinazione di carico (SLU) che cimenta maggiormente il traverso IPE330:
comb. SLU 4
1,3(Gk1 + Gk2) + 1,50Qk1 + 0,9Qk2 + 0Qk3
(pesi propri e permanenti portati + neve + vento)
Riepilogo risultati ottenuti per comb. SLU 4
❐ Progetto strutturale:
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Relazione di calcolo 
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TRAVERSO INCASTRO
NSd [kN]
SLU (comb. 4)
55
MSd,y/z [kNmm]
246892
VSd [kN]
116
TRAVERSO MEZZERIA
NSd [kN]
SLU (comb. 4)
45
MSd,y/z [kNmm]
VSd [kN]
Verifica fascia di controvento con:
151661
0
γq⋅ψ = 0,9 (moltiplicatore dei carichi F e F/2)
Risultati massime sollecitazioni su tronchi IPE330 senza rinforzi (vento sui controventi di falda):
Risultati massime sollecitazioni su tronchi IPE330 senza rinforzi (comb. 4 SLU):
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Verifica resistenza sezione IPE330 (comb. SLU 4 con incremento per controventamento):
NSd = 45 kN (comb. 4 SLU) + 7 kN (controventamento) = 52 kN
MSd,y = 147,4 kNm (comb. 4 SLU)
MSd,z = 9,2 kNm (controventamento)
Resistenza della sezione a flessione e forza assiale (E.C.3 #6.2.9):
α
β
 M y ,Sd 
 M z,Sd 
 (147,7 kNm )   (9,2 kNm ) 
=
=

 +


 +

 MNz,Rd 
 MNy ,Rd 
 (172 kNm )   (32,8 kNm ) 
profilati ad I e H:
α=2
2
1
≈1
accettabile, avendo considerato anche l’effetto del carroponte a pieno carico.
Nota: non si esegue la verifica all’instabilità flessotorsionale del traverso, in quanto la reale lunghezza
di sbandamento laterale è assicurata dalla presenza degli arcarecci (con interasse di circa 120 cm).
Verifica resistenza tondi φ16:
Schema di calcolo adottato:
Aste IPE330:
Aste calastrellate UPN140:
Aste a verifica:
reticolare isostatica: aste con cerniere agli estremi
elementi TRUSS
elementi TRUSS
Tondi φ16: elementi TRUSS
❐ Progetto strutturale:
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Relazione di calcolo 
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Sezione:
Massima forza assiale (SLU):
tondo φ16
2
A = 200 m
NSd = 44,5 kN
NSd
44400 N
=
≈ 1 (accettabile).
A ⋅ fyk / γ M 0 (201 mm 2 ) ⋅ (235 N / mm 2 ) /1,1
❐ Progetto strutturale:
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Relazione di calcolo 
Carpenteria con schema delle controventature di falda.
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Relazione di calcolo 
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4.19
Verifica strutture carroponte
Argano di sollevamento:
Portata nominale carroponte:
Trave via di corsa:
Luce via di corsa:
Mensole vie di corsa carroponte:
Luce mensola HEA320:
Distanza asse rotaia:
carroponte bitrave con paranco a fune
10 t
HEA400
L = 6660 mm
HEA320
L = 400 mm
dm = 250 mm (da superficie piattabanda colonna)
Schemi di vincolo e calcolo
♦ Mensole appoggio vie di corsa
equilibrio a pressoflessione:
equilibrio al taglio:
equilibrio traslazione orizzontale:
equilibrio alla rotazione (torsione):
Distanza piano ferro da asse trave:
affidato alle due piattabande
affidato all’anima
affidato alla sola flessione della piattabanda superiore della
mensola HEA320
affidato ad una coppia di forze (orizzontali) che inflettono le
due piattabande della mensola HEA320
δ = 0,5⋅(310 mm) + 55 mm = 210 mm
♦ Travi vie di corsa
schema di calcolo vie di corsa:
torsione su vie di corsa:
trave via di corsa non interessata da:
trave semplicemente appoggiata (per flessioni sul piano
verticale e sul piano orizzontale)
collegamenti di estremità con rotazioni impedite.
Permesso l’ingobbamento delle sezioni
azioni del vento
Verifica mensola HEA320
Massime sollecitazione in comb. 2 SLU:
1,3(Gk1 + Gk2) + 0,75Qk1 + 0Qk2 + 1,50Qk3
(pesi propri e permanenti portati + neve + carroponte).
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
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NSd = 17,5 kN (compressione)
MSd,y = 70,2 kNm (flessione nel piano verticale)
MSd,z = δ⋅2⋅(F3) = (0,210 m)⋅[(2 ruote)⋅(1,89 kN/ruota)] = 0,8 kNm (flessione nel piano orizzontale)
VSd = 240 kN (verticale, lungo l’anima).
Verifica resistenza al taglio (intera sezione)
Area resistente al taglio:
2
(profilati laminati ad I e H):
At = A – 2b⋅tf + (tw + 2r)⋅tf = 41 cm - E.C.3 #5.4.6(2)
Resistenza di taglio plastica di progetto:
2
fyk / 3
2 (23,50 kN / cm ) / 3
Vpl ,Rd A=
(41
cm
)
=
=
τ
1,1
γ M0
507,7 kN.
VSd = 240 kN < 0,5⋅Vpl,Rd = 253 kN (soddisfacente)
non risulta necessaria una riduzione del momento resistente di progetto (E.C.3 #5.4.7.(3)).
Verifica resistenza a pressoflessione (intera sezione)
Resistenza della sezione a flessione e forza assiale (E.C.3 #6.2.9):
α
β
 M y ,Sd 
 M z,Sd 
 (70,2 kNm )   (0,8 kNm ) 
=
=

 +


 +

 MNz,Rd 
 MNy ,Rd 
 (348 kNm )   (152 kNm ) 
(sezione di Classe 1, profilati ad I e H: α = 2)
2
1
0,05 < 1 (soddisfacente)
Verifica resistenza (locale) metodo post-critico semplificato (E.C.3 #5.6.3)
Verifica instabilità per taglio:
Mensola dotata di:
Fattore di imbozzamento per taglio:
Altezza netta anima:
Rapporto instabilità:
mensola HEA320 (h = 310 mm)
irrigidimenti trasversali (appoggio via di corsa)
kτ = 5,34 (irrigidimenti trasversali solo agli appoggi)
d = h – 2(tf + r) = 225 mm
d/tw = (225 mm)/(9 mm) = 25 < 69ε
d / tw
(225 mm ) /(9 mm )
Snellezza anima profilato HEA320:
λw =
=
= 0,29 < 0,8
37,4ε kτ
37,4 ⋅ 1⋅ 5,34
(E.C.3 #5.6.3.P(2))
fyk
=
3
Resistenza post-critica a taglio:
τ=
ba
Resistenza di progetto all’instabilità:
Vba.Rd = d ⋅ tw ⋅
135 N/mm
2
τ ba
= 273 kN > VSd = 240 kN (soddisfacente)
γ M1
Nota: verifica instabilità locale per imbozzamento dell’anima del profilato della via di corsa, garantita
perché di sezione HEA400. Irrigidimenti previsti anche sulla via di corsa, sull’appoggio delle mensole
HEA320.
❐ Progetto strutturale:
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Relazione di calcolo 
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Verifica vie di corsa HEA400
Massime sollecitazione in comb. SLU (carrello in “Lan2”, carroponte e pieno carico):
1,3Gk + 1,5[(Pant + Ppost) + F3 + S4)]
(pesi propri + carroponte).
Modello di calcolo adottato:
unico vincolo di rotazione imposto:
carroponte:
verifiche di deformabilità:
verifica resistenza a taglio:
eccentricità carichi verticali su rotaia:
(UNI EN 1991-3:2006)
asta nello spazio con cerniere alle estremità
attorno all’asse della trave via di corsa
con testata a 2 ruote ad interasse 2500 mm
carrello con baricentro in asse alla mezzeria della trave
prima ruota carrello in asse mensola (appoggio)
ev = br/4 = (50 mm)/4 = 12,5 mm
(eccentricità del carico verticale trasferito dalle ruote)
Nota: si è supposto una larghezza del binario di br = 50 mm.
Mappatura delle tensioni alla Von Mises: a sinistra, carrello in mezzeria; a destra, ruota anteriore
carrello in asse con appoggio su mensola (σid max = 125 Mpa < fyk/γM0).
Mappatura delle deformazioni verticali allo SLE (carrello in “Lan2” in asse alla mezzeria della via di
corsa):
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Massima freccia (verticale):
δy = min{25 mm; L/600} = (6660 mm)/600 = 11 mm
δy, max = 8,9 mm (verticale) < 11 mm (soddisfacente).
Mappatura delle deformazioni orizzontali allo SLE (carrello in “Lan2” in asse alla mezzeria della via di
corsa):
δz, max (LAN2) = 3,3 mm (orizzontale) < L/1600 = 4 mm (soddisfacente).
Mappatura delle deformazioni orizzontali allo SLE (carrello in “Lan1” in asse alla mezzeria della via di
corsa):
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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δz, max (LAN1) = 0,6 mm (orizzontale)
Tolleranza spaziatura assi rotaie:
∆s = δz, max (LAN2) + δz, max (LAN1) =
= 3,3 mm + 0,6 mm ≈ 4 mm < 10 mm (soddisfacente).
Nota: si ritiene non rilevante il contributo delle deformazioni per variazioni termiche tenuto anche
conto del fatto che le travi sono in ambiente termicamente protetto.
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Verifica resistenza al taglio (intera sezione)
Area resistente al taglio:
2
(profilati laminati ad I e H):
At = A – 2b⋅tf + (tw + 2r)⋅tf = 57,35 cm - E.C.3 #5.4.6(2)
τ t ,Ed = 42 N/mm2 (torsione uniforme)
Massima tensione di torsione:
Resistenza (ridotta) di taglio plastica di progetto (D.M.14.01.2008 – eq. 4.2.25):
f / 3
τ t ,Ed
Vc=
Aτ yk
⋅ 1−
= (707 kN ) ⋅ 0,72 = 514 kN.
,Rd ,red
γ M0
1,25 ⋅ fyk /(γ M 0 3)
VSd = 197 kN < 0,5⋅Vc,Rd,rid = 514 kN (soddisfacente)
non risulta necessaria una riduzione del momento resistente di progetto (E.C.3 #5.4.7.(3)).
Verifica resistenza a pressoflessione (intera sezione)
Resistenza della sezione a flessione e forza assiale (E.C.3 #6.2.9):
α
β
 M y ,Sd 
 M z,Sd 
 (255 kNm )   (18 kNm ) 
0,32 < 1 (soddisfacente)
=

 +

 (547 kNm )  +  (186 kNm )=

M
M
 Nz,Rd 

 

 Ny ,Rd 
(sezione di Classe 1, profilati ad I e H: α = 2 con NSd = 3,0 kN)
2
1
Verifica instabilità flessotorsionale
Assiale (compressione):
NSd = 3,0 kN
Flettente (asse forte):
MSd,y = 255 kNm
Flettente (asse debole):
MSd,z = 18 kNm
luce trave tra vincoli laterali:
L0z = 6,66 m
vincolo flessionale:
k = 1,0 (appoggio-appoggio)
vincolo torsionale:
kW = 1,0 (appoggio-appoggio)
rapporto momenti agli estremi:
ψM1/M1 = + 1 (adottato per sicurezza)  C1 = 1,0
547 kNm
resistenza plastica a flessione:
=
Mc ,Rd W
=
pl ,y fyk / γ M 1
❐ Progetto strutturale:
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βw = 1
ε = 1,0 (acciaio S235)
λ1 = 92,2⋅ε = 93,3
α LT = 0,21 (sezioni laminate)
Momento critico elastico (flessotors.): MCR = 1077 kNm
Resistenza di progetto all’instabilità:
Nbz,Rd = 2100 kN (asse debole)
βw ⋅ Wpl ,y ⋅ fyk
0,748 > 0,4 (E.C.3 #5.5.2.(7))
snellezza adimensionale:
=
λLT =
MCR
sezioni di classe 1:
φLT = 0,5 ⋅ 1 + α LT ⋅ (λLT − 0,2) + λLT2  = 0,837
2
χ LT = 1/[φLT + φLT
− λLT2 ] = 0,824 < 1
χ y = 0,9471
χ z = 1 (limite) (E.C.3 #5.5.1.(2))
λz = 0,9663
µLT 0,15λz β M .LT −=
=
0,15
kLT = 1 −
kz = 1 −
– 0,005 < 0,90
µLT ⋅ NSd
> 1  kLT = 1 (limite) (E.C.3 #5.5.4.(2))
χ y ⋅ A ⋅ fyk
µz ⋅ NSd
= 1 circa
χ z ⋅ A ⋅ fyk
Momento resistente di progetto
inst.:
=
Mb,Rd χ=
LT βwWpl ,y fyk / γ M 1
451 kNm (E.C.3 #5.5.2.(1))
Verifica instabilità flesso-torsionale (E.C.3 #5.5.4.(2)):
k ⋅ MSd ,y k z ⋅ MSd ,z
NSd
3,0 kN
1,0 ⋅ (255 kNm ) 1,0 ⋅ (18 kNm )
+ LT
+
=
+
+
= 0,7 < 1 (soddisfacente).
Nbz,Rd
Mb,Rd
Mcz,Rd 1
2100 kN
451 kNm
186 kNm
Verifica resistenza (locale) metodo post-critico semplificato (E.C.3 #5.6.3)
Via di corsa dotata di:
Fattore di imbozzamento per taglio:
irrigidimenti trasversali (su appoggi mensole HEA320)
kτ = 5,34 (irrigidimenti trasversali solo agli appoggi)
Resistenza post-critica a taglio:
τ=
ba
Resistenza di progetto all’instabilità:
Vba.Rd = d ⋅ tw ⋅
4.20
fyk
=
3
135 N/mm
2
τ ba
= 442 kN > VSd = 197 kN (soddisfacente)
γ M1
Verifica arcarecci
Profilo utilizzato:
Spessore lamiere:
Ingombro altezza verticale:
Raggi curvatura:
Ingombro orizzontale singola ala:
Larghezza dorso superiore:
Profilo di:
OMEGA 150x80x5x50 (profilato piegato a freddo)
t = 5,0 mm
h = 150,0 mm
r = 0; r1 = 0
c = 50,0 mm
b = 80,0 mm
classe 4
Interasse arcarecci:
Luce di calcolo:
i = 120 cm
L = 666 cm
❐ Progetto strutturale:
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Schema di vincolo:
semplice appoggio (cerniere agli estremi)
Modellazione 3D:
elementi “PLATE” isoparametrici a 4 nodi
in campo elastico
Verifiche eseguite:
resistenza; instabilità per imbozzamento delle lamiere
(analisi lineare di buckling)
Analisi dei carichi (nominali) arcareccio
Pacchetto di copertura:
Incidenza arcareccio:
sovraccarico neve:
depressione vento (verso l’alto):
2
gk1 = 0,20 kN/m (pannelli coibentati di copertura)
2
gk2 = 0,16 kN/m (valutato in automatico)
2
qsk = 1,20 kN/m (µ1 = 0,8)
2
p-k = 0,26 kN/m (µ1 = – 0,4)
Combinazioni di carico considerate
COMB. SLU
gk1 + gk2
qsk
p-k
1
1,3(Gk1 + Gk2) + 0Qk1 + 1,5Qk2
1,30
0
1,50
2
1,3(Gk1 + Gk2) + 1,50Qk1 + 0Qk2
1,30
1,50
0
COMB. SLE
gk1 + gk2
qsk
p-k
1
(Gk1 + Gk2) + Qk1 + 0Qk2
1,00
1,00
0
2
(Gk1 + Gk2) + 0Qk1 + Qk2
1,00
0
1,00
Nota: di seguito vengono riportati i risultati delle sole combinazioni di carico maggiormente gravose, in
termini di resistenza, instabilità e deformazione.
Resistenza delle lamiere: analisi statica lineare
Arcareccio ipotizzato in semplice appoggio su entrambe le estremità sopra l’estradosso del traverso.
Comb. 2 SLU:
1,3(Gk1 + Gk2) + 1,50Qk1 + 0Qk2
Peso profilato + pacchetto di copertura + neve
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σid, max = 160 mm < fyd (soddisfacente)
2
Verifica freccia: analisi statica lineare
Deformazioni per comb. 1 SLE
1,3(Gk1 + Gk2) + 1,50Qk1 + 0Qk2
Peso profilato + pacchetto di copertura + neve
δz = 31 mm < L/200 = (6660 mm)/200 = 33 mm (soddisfacente)
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Verifica imbozzamento lamiere: analisi lineare di buckling
Analisi di stabilità lineare di buckling eseguita sui risultati di una precedente analisi statica non lineare
necessaria per modellare la condizione di appoggio tra le superfici di contatto delle ali inferiori
dell’arcareccio con la piattabanda superiore del traverso. Tramite l’introduzione di elementi di tipo
“point contact”, reagenti solo a compressione, si è potuto tenere conto che le superfici in contatto non
possono compenetrarsi ma possono in parte allontanarsi durante le deformazioni.
In particolare, si è considerato che l’arcareccio venga opportunamente fissato alla piattabanda
superiore del traverso, in modo da non presentare spostamenti orizzontali rispetto alle superfici di
appoggio.
Mappatura degli spostamenti della prima forma modale:
Analisi lineare di buckling per instabilità flesso-torsionale eseguita per la combinazione di carico:
Comb. 2 SLU:
1,3(Gk1 + Gk2) + 1,50Qk1 + 0Qk2
Peso profilato + pacchetto di copertura + neve
Minimo moltiplicatore critico:
λbuckl = 1,15 > 1
Nota: l’arcareccio, stante le ipotesi di vincolo fissate, non risulta suscettibile di instabilità
flessotorsionale, anche se al limite. Il risultato si considera pienamente soddisfacente a patto che il
manto di copertura sia fissato in modo sufficientemente robusto proprio per contrastare lo
sbandamento laterale e quindi l’imbozzamento delle lamiere a contatto.
Progetto strutturale:
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4.21
Verifiche giunzioni metalliche
4.21.1 Attacco traverso IPE330 a colonna HEA320
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
Bulloni:
Area resistente bullone:
Classe resistenza:
Diametro fori alloggiamento bulloni:
Procedimento saldature:
Acciai profilati e lamiere
Flangia di ancoraggio:
Costole di irrigidimento:
Spessore piattabanda HEA320
M18 (viti secondo UNI 5712)
2
Ares = 192 mm /bullone (sezione resistente su filettatura)
8.8 alta resistenza (UNI 3740)
d0 = 20 mm
ad arco con elettrodi rivestiti (UNI EN 22553)
S235JR EN 10025/2002 (ex UNI 7070/82)
20 mm di spessore (ipotesi di flangia rigida)
12 mm di spessore
tf = 15,5 mm (spessore minimo lamiere profilati)
Rispetto limiti forature (E.C.3 #6.51)
e1 > 1,2d0 = 24 mm
e2 > 1,5d0 = 30 mm
e1-2 (max) = 40 mm + 4tmin = 40 mm + 4(15,5 mm) = 102 mm
p1 > 2,2d0 = 44 mm
p2 > 3,0d0 = 60 mm
numero file orizzontali bulloni:
numero file verticali:
numero bulloni:
5
2
nb = 10
Coordinate asse fori bullonature (dai bordi estremi della flangia di attacco):
y1 = 85 mm;
y2 = 175 mm;
y3 = 508 mm;
y4 = 598 mm;
y5 = 688 mm;
x1 = 60 mm;
x2 = 240 mm;
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Sollecitazioni di calcolo SLU (Massimo cimento statico) trasmessa dal traverso:
Azione assiale (compress./trazione):
NSd = 56 kN
Sollecitazione flettente (asse forte):
MSd,y = 247 kNm (comb. 4 SLU)
Sollecitazione flettente (asse debole): MSd,z = 9,2 kNm (per controventamento)
Azione tagliante (lungo l’anima):
VSd,z = 116 kN
Azione tagliante (⊥ all’anima):
VSd,y = 26 kN (per controventamento)
Nota: sollecitazioni sismiche SLV minori rispetto alle sollecitazioni allo SLU.
Risultante vettoriale taglio di progetto:
Vd =
Incremento taglio per effetti torcenti:
Forza tagliante singolo bullone:
+ 40%
Fv,Ed = 1,4⋅Vd/nb = 16,7 kN/bullone
M
y
F1bx = nf −x dx × max = 75,4 kN/bullone
n
∑ y i2 f −y
Tiro nel singolo bullone per MSd,x:
Vdx2 + Vdy2 =
119 kN
i =2
F1by =
Tiro nel singolo bullone per MSd,z:
Mdy
×
nf − y
∑x
i =1
2
i
xmax
= 15,7 kN/bullone
nf − x
Tiro nel singolo bullone per NSd:
N1b = NSd/nb = 5,6 kN/bullone
Tiro complessivo bullone:
Ft,Ed = 96,7 kN/bullone
Resistenze di progetto bulloni
Resistenza a taglio bullone:
Resistenza a trazione bullone:
=
Fv ,Rd
αV ⋅ ftb Ares
2
= 0,6(800 MPa)(192 mm )/1,25 =
γ M2
= 73,7 kN/bullone
0,9 ⋅ ftb Ares
2
=
Ft ,Rd
= 0,9(800 MPa)(192 mm )/1,25 =
γ M2
= 110,5 kN/bullone
Verifica bullonatura (azioni combinate)
Fv ,Ed
Ft ,Ed
16,7
96,7
0,85 < 1 (soddisfacente)
+
= +
=
Fv ,Rd 1,4 ⋅ Ft ,Rd 73,7 1,4 ⋅ (110,5)
Verifica a punzonamento lamiere
ftk = 360 MPa (resistenza a rottura dell’acciaio della flangia S235)
tp = 20 mm (spessore piatto ancoraggio)
dm = 18 mm
0,6π ⋅ d m t p ftk
resistenza a punzonamento lamiere:
Bp,Rd
=
= 0,6⋅(3,14)⋅(18)(20)(360)/1,25 =
γ M2
= 195 kN > Ft,Ed = 96,7 kN/bullone (soddisfacente).
110,5 kN/bullone (soddisfacente)
Bp,Rd > Ft ,Rd =
Verifica a rifollamento lamiere
e1 = 65 mm
e2 = 60 mm
d0 = 20 mm (diametro foro alloggiamento bullone)
p1 = 90 mm
p2 = 180 mm
k = min{2,8(e2/d0) – 1,7; 2,5} = min{6,7; 2,5} = 2,5
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
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α = min{e1/(3d0); ftb/ftk; 1)} = min{1,08; 2,22; 1)} = 1
Resistenza di calcolo a rifollamento:
=
Fb,Rd
k ⋅ α ⋅ ftk d ⋅ t
=
γ M2
2,5⋅(1)(360)(18)(15,5)/1,25 =
= 200 kN > Fv,Ed = 16,7 kN/bullone (soddisfacente)
Verifica giunto saldato
Lato cordoni saldature:
Sezione di gola:
Spessore minore laminati saldati:
b = 7 mm (su anima IPE330)
aA = 0,7b = 4,9 mm
t2 = 7,5 mm (anima IPE330)
Lato cordoni saldature:
Sezione di gola:
Spessore minore laminati saldati:
b = 11 mm (su piattabande IPE330)
aP = 0,7b = 7,7 mm
t2 = 11,5 mm (piattabande IPE330)
Rispetto limiti CNR 10011-97
0,5⋅t2 < b < t2
Caratteristiche geometriche e di resistenza delle saldature (asse y-y orizzontale baricentrale; asse z-z
verticale in asse all’anima), calcolate in funzione delle sezioni di gola:
Rispetto agli assi locali baricentrali di inerzia:
6
3
W el,y = 2,01⋅10 mm
5
3
W el,z = 1,96⋅10 mm
4
2
Asald = 1,17⋅10 mm
3
NSd = 56⋅10 N
❐ Progetto strutturale:
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Relazione di calcolo 
6
MSd,z = 9,2⋅10 Nmm
6
MSd,y = 247⋅10 Nmm
Tensioni di progetto sulle saldature:
• normale al piano della flangia:
M
M
N
56
10 ⋅ 9,2 247
2
+
+
= 175 N/mm
σ ⊥ = Sd + Sd ,z + Sd ,y =
Asald Wel ,z Wel ,y 10 ⋅ 1,17
1,96
2,01
•
•
Parallele all’anima:
3
2
2
τ// = (116⋅10 N)/{2⋅(4,9) [(262) + (325)] mm } = 21 N/mm
Parallele alle piattabande:
3
2
τ⊥ = (26⋅10 N)/{[2(159) + 4(58)]⋅7,7} = 6 N/mm
Verifiche di resistenza (acciai S235):
2
2
177 N/mm < β1⋅fyk = 0,85⋅fyk = 199 N/mm (soddisfacente)
σ ⊥2 + τ ⊥2 + τ //2 =
2
2
181 N/mm < β2⋅fyk = 1⋅fyk = 235 N/mm (soddisfacente)
σ⊥ + τ⊥ =
Verifica imbozzamento lamiere irrigidimento
Per indagare lo stato tensionale in punti delle lamiere non deducibili da sole semplici analisi con
elementi BEAM, si sono analizzate nel dettaglio le tensioni su un modello tridimensionale
sufficientemente particolareggiato, imponendo sulle superfici e i bordi delle lamiere le tensioni
calcolate tramite l’analisi del portale con elementi asta (BEAM), tenendo anche conto degli incrementi
tensionali dovuti all’effetto del controventamento delle falde di copertura.
Le tensioni alla Von Mises, relative alla comb. 4 SLU sono state indagate sul modello 3D mediante
un’analisi statica non lineare, in cui si è potuto tenere conto anche degli effetti del II° ordine, per
deformazione delle lamiere. I “Load-Step” di carico fissati sono 10.
Dall’analisi statica non lineare risulta una tensione massima nelle lamiere di:
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σid max = 219,7 N/mm
2
concentrata in punti sulla piattabanda inferiore a contatto con la piastra di irrigidimento verticale di sp.
12 mm.
Considerando come coefficiente di sicurezza sulle tensioni la media tra il valore indicato dall’E.C.3 (γM0
= 1,1) e il valore indicato dal D.M.14.01.2008 (γM0 = 1,05), si ha:
σid max = 219,7 N/mm ≈ fyk/γM0 = (235 N/mm )/1,075 = 218,6 N/mm
2
2
2
Si ritiene quindi importante valutare anche il coeffciente di sicurezza sul carico critico di imbozzamento
delle lamiere, analizzando i risultati di un’analisi lineare di buckling, eseguita sulle deformazioni
dell’ultimo “load-step” (10° incremento) dell’analisi statica non lineare.
Mappatura degli spostamenti della prima forma modale normalizzata (soluzione degli autovalori):
Il moltiplicatore critico di instabilità risulta (per comb. 4 SLU):
λbuckl (MIN) = 3,1 > 1 (soddisfacente).
Dalla mappa delle deformazioni, si evince che l’instabilità si manifesta come tendenza allo
svergolamento del profilato IPE330 nell’intorno della sezione subito a valle del piatto verticale di
irrigidimento.
Stante il valore sufficientemente cautelativo di λbuckl (MIN) = 3,1, si ritiene accettabile la punta di tensione
(in condizioni di SLU) in corrispondenza dell’intersenzione tra l’irrigidimento e la piattabanda inferiore
del traverso.
In tal caso, come ci si poteva aspettare, risulta individuata la zona in cui possono estrinsecarsi le
cerniere plastiche sulla struttura del traverso così rinforzato.
❐ Progetto strutturale:
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4.21.2 Giunto di testa IPE330 al colmo
Massime sollecitazioni (comb. 4 SLU) nella sezione al colmo:
In corrispondenza della sezione al colmo:
NSd = 44 kN (compressione comb. 4 SLU)
MSd,y = 152 kNm (comb. 4 SLU)
MSd,z = 3,6 kNm (per controventamento di falda)
VSd,y = 10 kN (comb. 4 SLU)
VSd,z = 5 kN (per controventamento di falda)
Bulloni:
Area resistente bullone:
Classe resistenza:
Diametro fori alloggiamento bulloni:
Procedimento saldature:
Acciai profilati e lamiere
Flangie di ancoraggio:
Spessore piattabanda IPE300
M18 (viti secondo UNI 5712)
2
Ares = 192 mm /bullone (sezione resistente su filettatura)
8.8 alta resistenza (UNI 3740)
d0 = 20 mm
ad arco con elettrodi rivestiti (UNI EN 22553)
S235JR EN 10025/2002 (ex UNI 7070/82)
15 mm di spessore (ipotesi di flangia rigida)
tf = 10,7 mm (spessore minimo lamiere profilati)
Rispetto limiti forature (E.C.3 #6.51)
e1 > 1,2d0 = 24 mm
e2 > 1,5d0 = 30 mm
e1-2 (max) = 40 mm + 4tmin = 40 mm + 4(10,7 mm) = 82,8 mm
p1 > 2,2d0 = 44 mm
p2 > 3,0d0 = 60 mm
numero file orizzontali bulloni:
numero file verticali:
numero bulloni:
4
2
nb = 8
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
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8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
8.8
Coordinate asse fori bullonature (dai bordi estremi della flangia di attacco):
y1 = 65 mm;
y2 = 309 mm;
y3 = 380 mm;
y4 = 451 mm;
x1 = 40 mm;
x2 = 260 mm;
Risultante vettoriale taglio di progetto:
Vd =
Incremento taglio per effetti torcenti:
Forza tagliante singolo bullone:
+ 40%
Fv,Ed = 1,4⋅Vd/nb = 8,9 kN/bullone
M
y
F1bx = nf −x dx × max = 76,6 kN/bullone
n
∑ y i2 f −y
Tiro nel singolo bullone per MSd,x:
Vdx2 + Vdy2 =
51 kN
i =2
F1by =
Tiro nel singolo bullone per MSd,z:
Mdy
×
nf − y
∑x
i =1
2
i
xmax
= 3,4 kN/bullone
nf − x
Tiro nel singolo bullone per NSd:
N1b = NSd/nb = 5,5 kN/bullone
Tiro complessivo bullone:
Ft,Ed = 85,5 kN/bullone
Resistenze di progetto bulloni
Resistenza a taglio bullone:
Resistenza a trazione bullone:
=
Fv ,Rd
αV ⋅ ftb Ares
2
= 0,6(800 MPa)(192 mm )/1,25 =
γ M2
= 73,7 kN/bullone
0,9 ⋅ ftb Ares
2
=
Ft ,Rd
= 0,9(800 MPa)(192 mm )/1,25 =
γ M2
= 110,5 kN/bullone
❐ Progetto strutturale:
Lavori di ampliamento del reparto sbaveria – Fonderie Acciaierie XXX
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Relazione di calcolo 
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Verifica bullonatura (azioni combinate)
Fv ,Ed
Ft ,Ed
8,9
85,5
0,70 < 1 (soddisfacente)
+
= +
=
Fv ,Rd 1,4 ⋅ Ft ,Rd 73,7 1,4 ⋅ (110,5)
Verifica a punzonamento lamiere
ftk = 360 MPa (resistenza a rottura dell’acciaio della flangia S235)
tp = 15,5 mm (spessore piatto ancoraggio)
dm = 18 mm
0,6π ⋅ d m t p ftk
resistenza a punzonamento lamiere:
Bp,Rd
=
= 0,6⋅(3,14)⋅(18)(15)(360)/1,25 =
γ M2
= 146 kN > Ft,Ed = 85,5 kN/bullone (soddisfacente).
110,5 kN/bullone (soddisfacente)
Bp,Rd > Ft ,Rd =
Verifica a rifollamento lamiere
e1 = 65 mm
e2 = 40 mm
d0 = 20 mm (diametro foro alloggiamento bullone)
p1 = 71 mm (valore minore adottato)
p2 = 220 mm
k = min{2,8(e2/d0) – 1,7; 2,5} = min{3,9; 2,5} = 2,5
α = min{e1/(3d0); ftb/ftk; 1)} = min{1,08; 2,22; 1)} = 1
Resistenza di calcolo a rifollamento:
=
Fb,Rd
k ⋅ α ⋅ ftk d ⋅ t
=
γ M2
2,5⋅(1)(360)(18)(15,5)/1,25 =
= 200 kN > Fv,Ed = 8,9 kN/bullone (soddisfacente)
Verifica giunto saldato
Lato cordoni saldature:
Sezione di gola:
Spessore minore laminati saldati:
b = 7 mm (su anima IPE330 e IPE300)
aA = 0,7b = 4,9 mm
t2 = 7,1 mm (anima IPE300)
Lato cordoni saldature:
Sezione di gola:
Spessore minore laminati saldati:
b = 9 mm (su piattabande IPE330 e IPE300)
aP = 0,7b = 6,3 mm
t2 = 10,7 mm (piattabande IPE300)
Rispetto limiti CNR 10011-97
0,5⋅t2 < b < t2
Caratteristiche geometriche e di resistenza delle saldature (asse y-y orizzontale baricentrale; asse z-z
verticale in asse all’anima), calcolate in funzione delle sezioni di gola:
Rispetto agli assi locali baricentrali di inerzia:
6
3
W el,y = 1,07⋅10 mm
5
3
W el,z = 9,88⋅10 mm
4
2
Asald = 0,855⋅10 mm
3
NSd = 44⋅10 N
6
MSd,z = 3,6⋅10 Nmm
6
MSd,y = 152⋅10 Nmm
Progetto strutturale:
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Tensioni di progetto sulle saldature:
• normale al piano della flangia:
M
M
N
44
10 ⋅ 3,6 152
2
+
+
= 151 N/mm
σ ⊥ = Sd + Sd ,z + Sd ,y =
Asald Wel ,z Wel ,y 10 ⋅ 0,855
9,88
1,07
•
Parallele all’anima:
3
2
2
τ// = (10⋅10 N)/{2⋅(4,9) [(271) + (104)] mm } = 3 N/mm
•
Parallele alle piattabande:
3
2
τ⊥ = (5⋅10 N)/{[2(150) + 4(56)]⋅6,3} = 2 N/mm
Verifiche di resistenza (acciai S235):
2
2
151 N/mm < β1⋅fyk = 0,85⋅fyk = 199 N/mm (soddisfacente)
σ ⊥2 + τ ⊥2 + τ //2 =
2
2
153 N/mm < β2⋅fyk = 1⋅fyk = 235 N/mm (soddisfacente)
σ⊥ + τ⊥ =
❐ Progetto strutturale:
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4.21.3 Collegamento colonne HEA320 – fondazione
Massime sollecitazioni al piede delle colonne del portale interno (comb. 1 SLU):
1,3(Gk1 + Gk2) + 0,75Qk1 + 1,5Qk2 + 1,05Qk3
(pesi propri e permanenti portati + neve + vento + carroponte).
Massime sollecitazioni al piede sulle colonne d’angolo (schema di calcolo di colonna incastrata agli
estremi) per reazioni di controventamento longitudinale di parete:
1,3(Gk1 + Gk2) + 0,75Qk1 + 1,5Qk2 + 1,05Qk3
(pesi propri e permanenti portati + neve + vento + carroponte).
Progetto strutturale:
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Per sicurezza e semplicità, si dimensionerà il giunto di connessione considerando due gruppi di
famiglie di carico in cui verranno cumulati gli effetti per sollecitazioni flettenti al piede (pressoflessione
deviata):
COLONNA DX (piede)
NSd [kN]
SLU (comb. 1)
228
MSd,y [kNm]
167
VSd,z [kN]
41
MSd,z [kNm]
3
VSd,y [kN]
1
COLONNA DX (testa)
NSd [kN]
SLU (comb. 1)
125
MSd,y [kNm]
245
VSd,z [kN]
50
MSd,z [kNm]
3
VSd,y [kN]
1
Nota:
Per il calcolo della giunzione si è utilizzato il software “Steel Connections 4.3” della Concrete. Le
sollecitazioni agenti sul giunto rispetteranno la seguente convenzione sul sistema di assi locali della
sezione del profilato della colonna:
Asse Z positivo uscente ortogonalmente alla figura
Mx > 0 se provoca compressione nel semipiano Y > 0
My > 0 se provoca compressione nel semipiano X < 0
Tx > 0 se diretto secondo l’asse X > 0
Ty > 0 se diretto secondo l’asse Y > 0
N > 0 se diretto secondo Z > 0 (trazioni positive)
Le misure sono in cm e mm. Le sollecitazioni agenti sono espresse in daN e daNcm. I risultati delle
2
tensioni di progetto e di calcolo di resistenza dei materiali sono espressi in daN/cm .
❐ Progetto strutturale:
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Le sollecitazioni delle due combinazioni di carico, rapportate al nuovo sistema di riferimento sono:
COLONNA DX (piede)
NSd [daN]
Mx [daNcm]
SLU (comb. 1)
-22.800
1.670.000
Ty [daN]
4.100
My [daNcm]
30.000
Tx [daN]
100
COLONNA DX (testa)
NSd [daN]
Mx [daNcm]
SLU (comb. 1)
-12.500
2.450.000
Ty [daN]
5.000
My [daNcm]
30.000
Tx [daN]
100
Profilato colonna:
acciaio:
sezione di:
HEA320
S235JR EN 10025/2002 (ex UNI 7070/82)
Classe 1 - E.C.3 #5.3.2
Classe calcestruzzo di fondazione:
Bulloni:
Area resistente bullone:
Classe resistenza:
Diametro fori alloggiamento bulloni:
Procedimento saldature:
Acciai profilati e lamiere
Piastra di ancoraggio:
Dimensioni in pianta piastra
C20/25 (minimo)
M24 (viti secondo UNI 5712)
2
Ares = 353 mm /bullone (sezione resistente su filettatura)
8.8 alta resistenza (UNI 3740)
d0 = 26 mm
ad arco con elettrodi rivestiti (UNI EN 22553)
S235JR EN 10025/2002 (ex UNI 7070/82)
30 mm di spessore (ipotesi di flangia rigida)
620 mm x 620 mm.
Rispetto limiti forature (E.C.3 #6.51)
e1 > 1,2d0 = 31,2 mm
e2 > 1,5d0 = 39 mm
e1-2 (max) = 40 mm + 4tmin = 40 mm + 4(25 mm) = 140 mm
Progetto strutturale:
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p1 > 2,2d0 = 57,2 mm
p2 > 3,0d0 = 78 mm
Lato cordoni saldature:
b = 15 mm (su anima HEA320)
Lato cordoni saldature:
b = 15 mm (su piattabande HEA320)
Lato cordone irrigidimenti:
b = 12 mm (su piatti di irrigidimento)
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Relazione di calcolo 
Normativa di calcolo: Eurocodice 3
Colonna: HEA320 materiale S235
Materiale piastra S235
Tirafondi sollecitati nelle sezioni filettate. Tirafondi non resistenti a compressione
Tirafondi diametro nominale 24 mm materiale Fe360; non resistenti a compressione
Diametro dei fori sulla piastra 26.0 mm
Cordoni di saldatura sulle ali della colonna lato 15.0 mm
Cordoni di saldatura sull'anima della colonna lato 15.0 mm
Cordoni di saldatura per gli irrigidimenti superiori lato 12.0 mm
Tipo di ancoraggio: aderenza semplice
Legenda dei simboli utilizzati:
Asse X
asse locale baricentrico dell'asta portata parallelo alle ali del profilo
Asse Y
asse locale baricentrico dell'asta portata parallelo all'anima del profilo
N
sforzo normale
Tx
taglio secondo l'asse X
Ty
taglio secondo l'asse Y
Mx
momento flettente attorno all'asse X
My
momento flettente attorno all'asse Y
Mt
momento torcente
Fvsd
taglio massimo per i tirafondi
Fvrd
resistenza di calcolo di taglio per i tirafondi
ftsd
trazione massima per i tirafondi
ftrd
resistenza di calcolo a trazione per i tirafondi
MjEd
momento flettente agente
NjEd
sforzo normale agente
MjRd
momento resitente del giunto
NjRd
sforzo normale resitente del giunto
fad.max
tansione di aderenza massima
fbd
tensione ultima di aderenza
Ftsd
tensione massima sul calcestruzzo
Ftrd
resistenza a compressione del calcestruzzo
R
rapporto di verifica tra azione agente e azione resistente
Vsd
taglio massimo sui profili
Vrd
resistenza a taglio dei profili
Msd
momento massimo sui profili
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Mrd
resistenza flessionale dei profili
Fw.sd
forza di progetto per unità di lunghezza della saldatura
Fw.Rd
resistenza di progetto per unità di lunghezza della saldatura
fris
resistenza di progetto per unità di lunghezza della saldatura
sigma ort tensione resitente della saldatura
fu
resistenza a rottura per trazione della saldatura
betaw
coefficiente di correlazione
gammaMw
coefficiente parziale di sicureza per collegamenti saldati
Sollecitazioni agenti (daN, cm)
Combinazione
N
1 Famiglia unica
-2.280E+04
2 Famiglia unica
-1.250E+05
Tx
Ty
1.0000E+02 4.
1000E+03
1.0000E+02
5.0000E+03
Mx
1.6700E+06
2.4500E+06
My
3.0000E+04
3.0000E+04
Verifica dei tirafondi
trazione:
ftsd = 7390.5 daN < ftrd = 12214.5 daN (soddisfacente)
comb. 1 N -2.280E+04 daN Tx 1.0000E+02 daN Ty 4.1000E+03 daN Mx 1.6700E+06 daN*cm My 3.0000E+04
daN*cm Mt 0.0000E+00 daN*cm
Taglio assorbito dall'attrito fondazione-piastra (soddisfacente)
Verifica di resistenza della piastra
taglio:
Rapporto = 0.762 < 1 (soddisfacente)
comb. 2 N -1.250E+05 daN Ty 5.0000E+03 daN
flessione:
R = 0.595 < 1 (soddisfacente)
comb. 2 fam. SLU N -1.250E+05 daN Mx 2.4500E+06 daN*cm Ty 5.0000E+03 daN
Verifica di resistenza del giunto
coeff = 0.97 < 1 Mjrdx =1730212.0 daN*cm Msdx =1670000.0 daN*cm (soddisfacente)
comb. 1 N -2.280E+04 daN Tx 1.0000E+02 daN Ty 4.1000E+03 daN Mx 1.6700E+06 daN*cm My 3.0000E+04
daN*cm Mt 0.0000E+00 daN*cm
Verifica dell'ancoraggio: aderenza semplice
fad.max = 10.00 daN/cmq < fbd = 10.25 daN/cmq (soddisfacente)
comb. 1 N -2.280E+04 daN Tx 1.0000E+02 daN Ty 4.1000E+03 daN Mx 1.6700E+06 daN*cm My 3.0000E+04
daN*cm Mt 0.0000E+00 daN*cm
profondita' d'infissione dei tirafondi sufficiente
Verifica della pressione di contatto fra piastra e calcestruzzo:
sc.max compressione = 105.34 daN/cmq < fcd = 110.23 daN/cmq (soddisfacente)
comb. 2 N -1.250E+05 daN Tx 1.0000E+02 daN Ty 5.0000E+03 daN Mx 2.4500E+06 daN*cm My 3.0000E+04
daN*cm Mt 0.0000E+00 daN*cm
Verifica di resistenza delle saldature sulla piastra
a cordoni d'angolo:
fris = 1423.2 daN/cmq < fu / (betaw * gammaMw) = 3750.0 daN/cmq (soddisfacente)
comb. 2 N -1.250E+05 daN Tx 1.0000E+02 daN Ty 5.0000E+03 daN Mx 2.4500E+06 daN*cm My 3.0000E+04
daN*cm Mt 0.0000E+00 daN*cm
a cordoni d'angolo:
sigma ort = 298.6 daN/cmq < fu / gammaMw = 3000.0 daN/cmq (soddisfacente)
comb. 1 N -2.280E+04 daN Tx 1.0000E+02 daN Ty 4.1000E+03 daN Mx 1.6700E+06 daN*cm My 3.0000E+04
daN*cm Mt 0.0000E+00 daN*cm
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Verifica di resistenza delle saldature degli irrigidimenti sulla colonna
a cordoni d'angolo:
Fw.sd = 2583.8 daN/cm < Fw.Rd = 2598.1 daN/cm (soddisfacente)
comb. 2 N -1.250E+05 daN Ty 5.0000E+03 daN
4.21.4 Verifica collegamenti diagonali dei controventi longitudinali di parete
Sezione:
Acciaio:
Connessioni piatti:
piatto 120 mm x 20 mm
2
A = (120 mm)(20 mm) = 2400 m
S235JR EN 10025/2002 (ex UNI 7070/82)
tramite saldatura (assenza di fori per bullonature)
Collegamento in zone:
dissipative (D.M.14.01.2008 - §7.5.3.3)
Saldature:
Resistenza plastica del tirante:
Coefficiente di sovraresistenza:
Sovraresistenza di progetto:
Altezza delle saldature:
a cordoni d’angolo
Rpl,Rd = (120 mm)(20 mm)(235 MPa)/1,1 = 513 kN
γRd = 1,20 (S235 – D.M.14.01.2008 - §7.5.1)
RU,Rd = γRd⋅1,1⋅Rpl,Rd = (1,2)(1,1)(513 kN) = 677 kN
b = 8 mm
Resistenza delle saldature a cordoni d’angolo (E.C.3 #6.6.5.3) per unità di lunghezza:
ftk
360 MPa
=
=
FW ,Rd =
b⋅
b⋅
b ⋅ 207 = 1,65 kN/mm
0,8 ⋅ 1,25 ⋅ 3
βγ M 2 3
Lunghezza totale di saldatura:
(677 kN)/(1,65 kN/mm) = 410 mm
=
Lw R=
U ,Rd / FW ,Rd
Si rendono necessari 4 cordoni di larghezza 8 mm e di lunghezza almeno lw = 120 mm ciascuno.
Schema indicativo su come realizzare le saldature della connessione dei nodi delle controventature
longitudinali di parete.
❐ Progetto strutturale:
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Relazione di calcolo 
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4.22
Massime pressioni scaricate in fondazione
Si riporta la mappatura delle tensioni scaricate dal plinto maggiormente cimentato e dalle relative
cordolature che lo legano alle strutture di fondazione adiacenti.
Mappatura inviluppo delle più gravose combinazioni di carico (comb. SLU con permanenti +
sovraccarico neve e vento + esercizio carroponte) in termini di pressioni scaricate nel terreno:
Massima tensione di compressione:
σmax = 1 daN/cm < σadm = 2,55 daN/cm (soddisfacente)
2
2
Vedere calcolo capacità portante nella relazione allegata sulle fondazioni.
4.23
Verifica armature plinti di fondazione
Si calcolano le armature del plinto seguendo una procedura semplice e in sicurezza. Si schematizza il
plinto come una piastra incastrata su un solo lato e soggetta sull’estradosso dalla tensione
ammissibile σadm del terreno. La sezione di incastro viene considerata a partire dal filo della piastra di
fondazione della colonna più eccentrica rispetto all’impronta del plinto.
Tensione ammissibile del terreno:
σadm = 2,55 daN/cm ≈ 0,026 kN/cm
Rispetto vincolo strutture di fondazione: σadm/σmax = 2,55 > γR = 1,1 (“CD B” - §7.2.5 – D.M.14.01.2008)
2
Dimensioni in pianta plinto tipo:
Altezza plinto:
Massima distanza filo piastra di base:
Schema di calcolo:
Stesa di carico ipotizzata:
Diametro massimo armature:
Copriferro nominale:
Distanza (massima) baricentro ferri:
Altezza utile sezione resistente:
2
180 cm x 180 cm
H = 60 cm
 = 130 cm (da bordo più lontano casserato)
mensola incastrata, caricata delle tensioni ultime del terreno
uniforme e pari al valore massimo qu
16 mm (ipotizzato)
cnom = 40 mm
h ′ = h″ = cnom + (∅ferri X) + (∅ferri Y/2) =
= (4,0 cm) + (1,6 cm) + (1,6 cm)/2 = 6,5 cm
h = H – h″ = (60 cm) – (6,5 cm) ≈ 53 cm
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
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Sollecitazioni di progetto (b = 100 cm) lungo la direzione maggiore Y-Y:
2
2
Flettente:
MSd Y-Y = 0,5⋅ σadm b⋅ Y2 −Y = 0,5(0,026 kN/cm )(100 cm/m)(130 cm) =
= 21970 kNcm/m
2
tagliante:
VSd = ⋅σadm b⋅ Y −Y = (0,026 kN/cm )(100 cm/m)(130 cm) ≈ 340 kN/m
assiale colonna:
NSd = 228 kN (comb. 1 SLU)
Plinto tipo
σadm
Schema di calcolo
Verifica armature a flessione
mSd
MSd Y −Y
(21970 kNcm / m )
=

b ⋅ h 2 ⋅ fcd (100 cm ) ⋅ (53 cm )2 ⋅ (1,13 kN / cm 2 )
0,070 < 0,180 (sufficiente semplice armatura)
Quantitativo armatura in zona tesa:
MSd Y −Y
(21970 kNcm / m )
2
=
=
= 11,8 cm /m
Ff
0,9 ⋅ h ⋅ fyd 0,9 ⋅ (53 cm ) ⋅ (39,1 kN / cm 2 )
Trovandoci in zona sismica e per motivi tecnologici, si adotta un’armatura simmetrica (in entrambe le
direzioni rispetto alla pianta del plinto).
Armatura complessiva necessaria lungo la dimensione maggiore Y-Y del plinto:
2
2
(11,8 cm /m)(1,80 m) = 21 cm
Risultano sufficienti:
• Armatura diffusa (staffe):
2
1∅12/20 = 9∅12/180 cm = 10,18 cm (armatura diffusa)
• Molle integrative (addensate e distribuite sotto la colonna):
2
6∅16 = 12,06 cm (distribuite simmetricamente sotto l’asse della colonna con passo 20 cm)
2
2
2
2
Ff Y-Y = 10,18 cm (armatura diffusa) + 12,06 cm (integrative) = 22,24 cm > 21 cm (soddisfacente).
Progetto strutturale:
Capannone in carpenteria metallica con carroponte da 10 t (secondo D.M.14.01.2008 – E.C.3)
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Relazione di calcolo 
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Sollecitazioni di progetto (b = 100 cm) lungo la rimanente direzione X-X:
2
2
Flettente:
MSd X-X = 0,5⋅ σadm b⋅  2X − X = 0,5(0,026 kN/cm )(100 cm/m)(85 cm) =
= 9393 kNcm/m
Quantitativo armatura in zona tesa:
MSd X − X
(9393 kNcm / m )
2
=
=
= 5,1 cm /m
Ff
0,9 ⋅ h ⋅ fyd 0,9 ⋅ (53 cm ) ⋅ (39,1 kN / cm 2 )
Risulta sufficiente la sola armatura diffusa:
2
2
1∅12/20 = 5∅12/100 cm = 5,66 cm /m > 5,1 cm /m (soddisfacente).
Verifica al taglio
(verifica eseguita per metro di profondità del plinto)
§4.1.2.1.3.2 - D.M.14.01.2008
fck =
25 MPa
fyd =
391 Mpa
fcd =
14,2 MPa
f ′cd = 0,5fcd =
H=
bw =
d=
NEd =
VEd =
cotgθ =
7,1 MPa
600 mm
1000 mm
530 mm
0 N (compr)
340.000 N
∈ [1; 2,5]
(per VRds e VRcd)
2,50 (accettabile)
2
(cotgθ) =
6,25
staffe φ =
12 mm
numero bracci resistenti sezione
passo "s" =
2
20 cm
2
11,31 cm /m
As/s =
α=
AC = bwH =
90 °
=
1,5708 rad
600.000 mmq
σcp = NEd/Ac =
0,000 Mpa
αC =
1,00
VRsd =
(eq. 6.13 - E.C.2)
527.336 N =
527,34 kN
VRcd =
(eq. 6.14 - E.C.2)
1.165.086 N =
1165,09 kN
VEd lim = 0,5 bwd 0,6(1 – fck/250)fcd =
2.027.250 N =
2027,25 kN
(eq. 6.5 - E.C.2)
VEd =
340,00 kN
<
VRds =
527,34 kN
(soddisfacente)
VEd =
340,00 kN
<
VRdc =
1165,09 kN
(soddisfacente)
VEd =
340,00 kN
<
VEd lim =
2027,25 kN
(soddisfacente)
Progetto strutturale:
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Verifica punzonamento
Trattandosi di un plinto di volume relativamente contenuto e sicuramente non suscettibile di
punzonamento, si seguirà ugualmente la verifica adottando però una formulazione spedita e
semplificata in sicurezza.
Carico di progetto punzonante:
γR⋅NSd = 1,1⋅(228 kN) = 251 kN (D.M.14.01.2008 - §7.2.5)
2
a = 62 cm; b = 62 cm (A = 3844 cm )
H = 60 cm
2
Acrit = (a + H)(b + H) = 14884 cm
umin = b = 180 cm (colonna eccentrica)
2
Fu = 0,5⋅umin⋅H⋅fctd = 0,5⋅(180 cm)⋅(60 cm)⋅(10 daN/cm ) =
= 540 kN
P = γR⋅NSd = 251 kN
Esito verifica:
P = 251 kN < Fu = 540 kN (soddisfacente).
Carico assiale di progetto:
Impronta piastra colonna HEA320:
Altezza plinto:
Area critica di punzonamento:
Perimetro critico (minino):
Forza ultima di punzonamento:
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