peso proprio della copertura per unità di lunghezza
Pc:= pc Ls⋅ Pc 1.232kN
= m
peso permanente Gk Pt Pc:= + Gk 2.734kN
= m
Sovraccarichi variabili
categoria 7: coperture non accessibili qk 0.5 kN
m2
⋅
:= Qk qk Ls:= ⋅ Qk 2.8kN
= m sovraccarico variabile
Carico neve
Toscana zona II, as 2m= qsk 1.15kN m2
:= altitudine as 200m≤
Analisi dei carichi Trave lamellare
Carichi permanenti
peso proprio strutturale
γ
legno 550⋅g kg m3:=
γ
legno 5.394kNm3
=
Lt 17m:=
ht.m 0.928m:=
bt 0.3m:=
At ht.m bt:= ⋅ At 0.278 m= 2 Pt:= At⋅
γ
legno Pt 1.502 kN= m peso proprio della trave per unità di lunghezza peso permanente portato
pc (0.12+ 0.1) kN m2
⋅
:= pc 0.22kN
m2
=
Ls 5.6m:=
coefficiente di forma
Ce z( ) =2.469 Ce z( ) kt2⋅Ct ln z
zo
⎛ ⎜
⎝
⎞ ⎟
⋅
⎠
7 Ct ln z zo⎛ ⎜
⎝
⎞ ⎟
⋅
⎠
⎛
+⎜ ⎝
⎞ ⎟
⋅
⎠
:=
z≥zmin
altezza della copertura della tribuna z:= 12m
coefficiente di topografia Ct 1:=
zona pianeggiante
zmin 4m:=
zo 0.05m:=
kt 0.19:=
categoria di esposizione II
classe di rugosità del terreno D: Aree prive di ostacoli o con al più rari ostacoli isolati (aperta campagna, aeroporti, aree agricole, pascoli, zone paludose o sabbiose, superfici innevate o ghiacciate, mare, laghi, ...)
qref 0.456 kN m2
=
si considera la copertura piana
μ
1:= 0.8tre condizioni di carico qsk1 qsk:= ⋅
μ
1 qsk1 0.92kN m2=
qsk2 qsk 0.5:= ⋅ ⋅
μ
1 qsk2 0.46kN m2= QN qsk1 Ls:= ⋅
QN 5.152 kN
= m
Azione del vento
Toscana zona 3 vref.o 27m := s ao 500m:=
ka 0.030s:= −1
essendo as 2m= cioè as ao< vref := vref.o qref
vref s
⋅m
⎛ ⎜
⎝
⎞ ⎟
⎠
2
1.6
N m2
⋅ :=
vi qref Ce z:= ⋅ ( )⋅Cpi
pressione tangente vtg qref Ce z:= ⋅ ( )⋅Cf
Combinazioni di carico sulla trave lamellare
γ
g:= 1.4ψ
0:= 0.7γ
q:= 1.5Azione principale: carico neve
FdN1:=
γ
g Gk⋅ +γ
q QN⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅(
Qk QV+)
FdN1 10.526kN= m
FdN2:=
γ
g Gk⋅ +γ
q QN⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅Qk FdN2 14.495kN= m
FdN3:=
γ
g Gk⋅ +γ
q QN⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅QV FdN3 7.586 kN= m
FdN4:=
γ
g Gk⋅ +γ
q QN⋅ FdN4 11.555kN= m Azione principale: carico vento
costruzione non stagna (pensilina)
Cp1 0.8:= parete sopravvento
Cp2:= −0.4 elementi sopravvento con inclinazione sull'orizzontale minore di 20° e per elementi sottovento
Cpi 0.2:= per la valutazione della pressione interna si prende il valore positivo o negativo secondo la combinazione più sfavorevole
il coefficiente dinamico Cd si sceglie in via cautelativa pari a 1 coefficiente di attrito Cf 0.01:= superficie liscia pressione del vento ortogonale
pareti sopravvento v1 qref Ce z:= ⋅ ( )⋅Cp1 pareti sottovento e elementi orizzontali v2 qref Ce z:= ⋅ ( )⋅Cp2 pressione interna
predimensionamento del solaio
Hs Ls
≥ 25 Ls
25 =22.4cm
s≥4⋅cm altezza soletta
i≤15⋅s interasse travetto
b 1 8⋅i
≥ b≥8⋅cm larghezza travetto
bp 52 cm≤ ⋅ dimensione maggiore
della pignatta Si ipotizza un solaio 24+4, con travetti prefabbricati ed elementi in laterizio, completato all'estradosso con una soletta in c.a., con la funzione di ripartizione dei carichi fra le diverse nervature.
Hs 28cm:=
ps 399 g⋅ kg m2
⋅ ⋅ m1
:= ps 3.913kN
= m peso proprio del solaio FdV1:=
γ
g Gk⋅ +γ
q QV⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅(
Qk QN+)
FdV1 6.506kN= m
FdV2:=
γ
g Gk⋅ +γ
q QV⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅Qk FdV2 1.097kN= m
FdV3:=
γ
g Gk⋅ +γ
q QV⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅QN FdV3 3.566kN= m
FdV4:=
γ
g Gk⋅ +γ
q QV⋅ FdV4 −1.843kN= m Azione principale: sovraccarico variabile
Fdk1:=
γ
g Gk⋅ +γ
q Qk⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅(
QV QN+)
Fdk1 9.467 kN= m
Fdk2:=
γ
g Gk⋅ +γ
q Qk⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅QV Fdk2 4.058kN= m
Fdk3:=
γ
g Gk⋅ +γ
q Qk⋅ +γ
q⋅ψ
0⋅QN Fdk3 13.437kN= m
Fdk4:=
γ
g Gk⋅ +γ
q Qk⋅ Fdk4 8.027kN= m
Solaio passerella
sovraccarico variabile Qks 28kN
= m Qks qks Ls:= ⋅
qks 5 kN m2
⋅ :=
categoria 4: grandissimo affollamento
Sovraccarico variabile
Gks 18.663kN
= m Gks ps ppp:= + + Pt
ppp 10 kN
⋅ m :=
peso permanente portato
peso proprio della trave in c.a. per unità di lunghezza Pt 4.75kN
= m Pt:= Acls⋅
γ
clsarea della sezione in cls Acls 1900 cm= 2
Acls b Htr S:= ⋅
(
−)
+B S⋅peso al metro cubo di calcestruzzo
γ
cls 25 kN m3⋅ :=
h=47cm h:= Htr c−
c:= 3⋅cm S:= 20⋅cm b:= 30⋅cm B:= 50⋅cm Htr 50 cm:= ⋅
Htr 45.833 cm= Htr L1
:= 12 L1 5.5m:=
Trave c.a.
502030 50
10 30 10
Combinazioni di carico sul solaio
Fds:=
γ
g Gks⋅ +γ
q Qks⋅ Fds 68.128kN= m
Combinazioni di carico sulla passerella
Fdp:=
γ
g ps⋅(
+Pt)
+γ
q Qks⋅Fdp 54.128kN
= m
17
11,5
4
5,5 2,5
12,5 4,5
68 kN/m
54 kN/m 14,5 kN/m
2,545°
5
196 kN 37 kN
866 kN
13 kN 24 kN
307 kN
725 kNm
1238 kNm
148 kNm
134 kNm
98 kNm
71 51 kNm
kNm 258 kNm
kNm211
246 kN
196 kN
37 kN 18 kN
64 kN 866 kN
489 kN 531 kN
42 kN 42 kN
60 kN
145 kN
37 kN
18 kN 177 kN
223 kN 243kN
308 kN
196 kN
64 kN
13 kN 187 kN
42 kN
199 kN
Legno
Moduli di elasticità e scorrimento con
u≤20%Si considera una classe del lamellare BS 16 Epar 12000 N
mm2
⋅
:= trazione/compressione
parallela
trazione/compressione perpendicolare
Eper 450 N mm2 :=
G 840 N mm2
:= taglio
Tensioni ammissibili
coefficiente di sicurezza del materiale (con acciaio nei collegamenti) e fattore di modifica dipendente dal tempo di esposizione del carico (temporanea) e dall'umidità relativa (u≥20%)γ
m:= 1.1Kmod 0.9:=
fc.d.per 4500kN m2 fc.d.per fc.k.per =
γ
m ⋅Kmod fc.k.per 5.5 N :=mm2
⋅ :=
fc.d.par 24136.364kN m2 fc.d.par fc.k.par =
γ
m ⋅Kmod fc.k.par 29.5 N :=mm2
⋅ :=
ft.d.per 368.182 kN m2 ft.d.per ft.k.per =
γ
m ⋅Kmod ft.k.per 0.45 N :=mm2
⋅ :=
ft.d.par 13909.091kN m2 ft.d.par ft.k.par =
γ
m ⋅Kmod ft.k.par 17 N :=mm2
⋅ :=
fm.d 26181.818 kN m2 fm.d fm.k =
γ
m ⋅Kmod fm.k 32 N :=mm2
⋅ :=
Il termine Kmod, fattore di modifica, tiene conto dell’effetto riduttivo che ha sulla resistenza del legno ed i suoi compositi la durata del carico e la
percentuale u di umidità interna della struttura in opera. Kmod si può
considerare funzione della lunghezza di esposizione alla deformazione (LED – Lunghezza di Esposizione al carico o Durata del carico) e della classe di utilizzo (NKL – Numero di classe, KL, di utilizzo). Le EC5 puntualizzano che se una combinazione di carichi consiste in azioni appartenenti a classi diverse di applicazione di carico è consentito scegliere il valore di Kmod corrispondente alla reazione di durata minore.
In questo caso sulla copertura si sono considerati il peso proprio e peso permanente portato più sovraccarico accidentale e carichi climatici (carichi temporanei).
Km
σ
M.a⋅ fm.d ≤1 Km
σ
M.a⋅ fm.d = 0.662
fm.d 26181.818 kN m2
σ
M.a 24760kN =m2
σ
M.a Ma =:= Wa
Ma 1238 kN:= ⋅ ⋅m
Wa 50000 cm= 3 Wa Ja
ha 2 :=
Ja 2500000 cm= 4 Ja 1
12⋅bt⋅ha3 :=
bt 0.3m= ha 1.0 m:= ⋅
Sezione a
per sezioni rettangolari Km 0.7:=
Flessione
fv.d 2209.091kN m2 fv.d fv.k =
γ
m ⋅Kmod fv.k 2.7 N :=mm2
⋅ :=
fct 0.7
γ
c⋅0.273 ( )35 2
⋅ N
mm2
⋅
:= fct 1.264 N
mm2
= resistenza di
progetto a trazione
Ec 5700 35⋅ N mm2
⋅
:= Ec 33721.655 N
mm2
= modulo elastico
ε
cy:= 0.0025 deformazione massima elasticaε
cu:= 0.0035 deformazione ultimaarmature in acciaio Fe B 44k fsy.k 430 N
mm2
⋅
:= tensione caratteristica
di snervamento fsy.d fsy.k
γ
m:= fsy.d 374 N
mm2
= tensione caratteristica di progetto
Es 2.05 10⋅ 5 N mm2
⋅
:= modulo di elasticità
normale
Trave c.a.
Materiali
γ
c:= 1.6 coefficiente di sicurezza (cemento armato)γ
m:= 1.15 coefficiente di sicurezza (armature)calcestruzzo Rck 35 N
mm2
⋅
:= resistenza
caratteristica cubica fc 0.83 Rck:= ⋅ fc 29.050 N
mm2
= resistenza cilindrica
a compressione fcd
0.83⋅Rck
γ
c:= fcd 18.156 N
mm2
= resistenza
caratteristica cilindrica a compressione fcd.p 0.85 fcd:= ⋅ fcd.p 15.433 N
mm2
= resistenza di
progetto a compressione
VA 196 kN:= ⋅ NA:= −37⋅kN
MA:= −148⋅kN⋅m Sezione A
A B C
1
5,5 2,5
2,6 1,7
148
134
98 258
71
Per quanto riguarda i nodi intermedi trave-pilastro, si disponga (secondo quanto prescritto dall’Eurocodice 2) un quantitativo di armatura inferiore non inferiore a Ainf 0.25 Asup≥ ⋅
Alle estremità delle travi (intese come nodi perimetrali e non intermedi di trave-pilastro) deve essere disposta un’armatura inferiore,
convenientemente ancorata, in grado di assorbire allo stato limite ultimo uno sforzo di trazione pari al taglio Amin Vd
fsy.d
=
Amin.tesa 2.85 cm:= ⋅ 2 0.15⋅Acls
100 =2.85cm2
La percentuale di armatura, in zona tesa deve rispettare il seguente minimo per barre ad aderenza migliorata: As.min 0.15% Acls= ⋅
Predimensionamento delle armature longitudinali
deformazione ultima dell'acciaio
ε
su:= 0.1deformazione massima elastica
ε
sy.d= 0.00182ε
sy.d fsy.d:= Es
Amin.B MB 0.9⋅ fsy.dh⋅
( )
:= Amin.B 16.312 cm= 2 AB.sup:= A
φ
14 2⋅ + Aφ
18 4⋅Amin.infB VB fsy.d
:= Amin.infB 5.322 cm= 2 AB.inf := A
φ
18 4⋅Sezione C
MC 71 kN:= ⋅ ⋅m NC 18 kN:= ⋅ VC 64 kN:= ⋅ AC.sup:= A
φ
14 2⋅Amin.infC MC 0.9⋅ fsy.dh⋅
( )
:= Amin.infC 4.489 cm= 2 AC.inf := A
φ
18 4⋅Sostegni acciaio
E 20600 kN cm2
⋅ :=
γ
m:= 1Amin.A MA
0.9⋅ fsy.dh⋅
( )
:= Amin.A 9.357 cm= 2 AA.sup:= A
φ
14 2⋅Amin.infA VA fsy.d
:= Amin.infA 5.242 cm= 2 AA.inf:= A
φ
18 2⋅Sezione 1
M1 134 kN:= ⋅ ⋅m N1:= −37⋅kN V1 0 kN:= ⋅ A1.sup:= A
φ
14 2⋅Amin.1 M1
0.9⋅ fsy.dh⋅
( )
:= Amin.1 8.472 cm= 2 A1.inf := A
φ
18 4⋅ Sezione BMB:= −258⋅kN⋅m NB:= −37⋅kN VB 199 kN:= ⋅
Tirante
σ
zz.l 23873.241kN m2σ
zz.l Nl =:= As Nl 60 kN:= ⋅
elemento diagonale teso
verifica di instabilità per carico di punta
σ
c 272548.861kNm2
σ
cω
Nv =⋅ As :=
prospetto 7-IIIb C.N.R. 10011
ω
:= 1.29λ
=62.5λ
Lo:= i
lunghezza libera di inflessione (vincoli alle estremità: cerniere)
Lo 2.5 m:= ⋅
i= 4cm
i JG
:= As
σ
zz.v −211278.187kN m2σ
zz.v Nv =:= As
verifica di resistenza Nv:= −531⋅kN
elemento verticale compresso
JG 402.124 cm= 4 JG As r:= ⋅ 2
As 25.133 cm= 2 As 2:= ⋅ r
π
⋅ s⋅s:= 1⋅cm r:= 4⋅cm sezione tubolare
fd fy
γ
m :=fy 275000 kN m2
⋅ :=
λ
p ≤50λ
p1= 14.142λ
p1 Hp1 := ipi pilastri sono
"tozzi" quindi non si esegue la verifica di instabilità passo≤24⋅cm
15⋅
φ
l= 24cm passo≤15⋅φ
lArmatura trasversale (staffe)
0.3%<
ρ
<6%ρ
1= 0.003ρ
1 As.lap2 :=
φ
l.min:= 12⋅mm As.l 4 A:= ⋅φ
16φ
l:= 16⋅mm Armatura longitudinale: quantitativi minimiNp1 489 kN:= ⋅ Hp1 5 m:= ⋅
ip 35.355 cm= ip ap
2 :=
ap 50 cm:= ⋅
Pilastri c.a.
σ
zz.tir 271889.694kN m2σ
zz.tir Ntir =:= Atir Ntir 246 kN:= ⋅ Atir 2:= ⋅ rtir
π
⋅ 2rtir 1.2 cm:= ⋅