Proiect Constructii Din Beton _M

PROIECT constructii De BETON armatUBM FACULTATEA : RESURSE MINERALE SI MEDIU C.C.I.A

TEMA DE PROIECTAREHala din beton armat Se cere proiectarea in toate ipotezele din gruparea fundamentala si realizarea desenelor de executie pentru urmatoarele elemente ale unei hale cu regim de inaltime P+1; planseu peste etaj(planseu terasa) ; planseu peste parter; grinda transversala de peste parter din axul 3 ; stalpul central intersectie ax B , cu ax 3 ; fundatia stalp central intersectie ax B, cu ax 3 ; Se adopta o structura din beton armat . Constructia trebuie sa se incadreze in clasa de risc la corziune XC1si va avea o rezistenta la foc de minim 60 minute. Constructia este amplasata in localitatea Baia Mare , adancimea de fundare va fi: -2,50 m , fundarea realizandu se pe stratul de pietris , bolovanis cu interspatii umplute cu argila. Incarcarea tehnologica (utila) atat la nivelul pardoselii cat si la nivelul planseului de peste etaj are valoarea de :5,5-n/10 Kn/m2 Proiectul va contine urmatoarele puncte : Partea scrisa: 1.) - Scurt memoriu tehnic ; 2.) Breviar de calcul ; Partea desenata: 1.) Plan cofraj si armare planseu peste parter ; 2.) Plan cofraj si armare planseu peste etaj ; 3.) Plan cofraj si armare grinda continua ax 3 ; 4.) Plan cofraj si armare stalp ax B3 ; 5.) Plan fundatii si detalii pentru fundatii din ax B3 ; Planul general al halei ,precum si sectiunea transversala prin hala , respectiv detaliile de calcul necesare sunt prezentate in fig 1 , fig.2

1


fig.1;plan parter hala

2


1. ALEGEREA MATERIALELOR Calitatea betonului se alege in functie de clasa de expunere a constructiei in conditiilede mediu. Constructia noastra trebuie sa se incadreze in clasa de risc la coroziune XC1. Pentru aceasta expunere clasa minima de beton este :C25/30 ( vezi tabel I.1-pag.310 Proiectarea Structurilor din beton armat, Onet si Chis). Rezistenta de calcul la compresiune a betonuluif cd f ckcc c

1,0

25 16,67 N / mm 2 1,5

relatia 2.11 / pag. 36 "P.S Onet si Chis

Unde : cc si ct , sun coeficienti care iau in considerare efectele de lunga dutata si efectele defavorabile rezultate din modul de aplicare al incarcarilor cc=0,81,0 gc- coeficient partial de siguranta pentru beton gc=1,5 pentru situatii de proiectare permanente si tranzitorii; gc=1,2 pentru situatii accidentale ; Rezistenta de calcul la intindere a betonuluif ct f ctk .0.05ct c

1,0

1,8 1,20 N / mm 2 1,5

relatia 2.12 / pag. 36 "P.S"

Rezistenta de calcul la intindere a otelului beton Am ales otelul beton marca PC-52 ,avand rezistenta specifica la intindere fyk=355 N/mm2 pentru bare cu 6 F 14f yd f yks

355 1,15

309 N /mm2

gs- coeficient partial de siguranta pentru armatura2. PREDIMENSIONAREA SECTIUNILOR DIN BETON a) Grosimea placii:- trebuie sa respecte urmatoarele conditii : Conditia de rigiditatehf l 40 4300 40 107,5 mm3


Conditii tehnologice h f 80 mm - prntru placi monolite armate pe doua directii Conditia de rezistenta la foc Pentru o rezistenta la foc de 60 minute ,(conform tabelului 6.6/pag.201-Proiectarea Structurilor din beton armat, Onet si Chis) si pentru placi armate pe doua directiilx ly 1,5 hf 100 mm

Deci putem adopta o valoare rotunjita pentru placa hf=110 mm , toate cele 3 conditii fiind indeplinite . b) Dimensiunile sectiunii transversale ale grinzii transversale ,ax 3-3 peste parter: Conditia de rigiditateh l l - pentru grinzi principale 12 15

unde :h reprezinta inaltimea grinzii ; b reprezinta latimea grinzii ;h hh b

l 12 l 15

4300 12 4300 15

358,3 mm adaptam h 286,6 mm 400 mm

1,5 2,0

bw h

h 1,5 h 2,0

400 266,67 mm 1,5 400 200 mm 2,0

adaptam b

250 mm

Conditii tehnologice h multiplu de 50 mm b 200 mm Conditia de rezistenta la foc Conform tabel 6.3/pag.199- Proiectarea Structurilor din beton armat, Onet si Chis4


Pentru R60(rezistenta la foc 60 minute) b 200 mm Deci pentru h=400 mm si b=250 mm toate cele 3 conditiisunt verificate c) Dimensiunile sectiunii transversale ale grinzii continui ,ax B-B peste parter: - Deschidere l=4000 mm Stabilim aceiasi sectiune transversala de grinda: h=400 mm, b=250 mm 3. DIMENSIONAREA PLANSEULUI DE PESTE PARTER 3.1 Evaluarea actiunilor(incarcarilor): a) Valori caracteristice Actiuni permanente (conform detaliului a-a ) - greutatea proprie a placii 0,11m x 25,0 kN/m3=2,75 kN/m2 - greutatea proprie a pardoselei 0,06 m x 21,0 kN/m3=1,26 kN/m2 - greutatea tencuelii din intradosul planseului =0,05 kN/m2 ........................................................ total gk=4,06 kN/m2 Actiuni variabile (conform temei de proiectare ) - incarcarea tehnologicaqk 5,5 n 10 5,5 3 10 5,5 0 ,3 5,2 kN/m2

- incarcarea din instalatii =0,05 kN/m2 ........................................................ total qk=5,25 kN/m2 b) Valori de calcul Starea limita ultima (SLU) gruparea fundamentalagd qdGQ

g K 1,35 4,06 5,48 kN/m2 q K 1,50 5,25 7,87 kN/m2

..........................................................5


pd

gd

qd

5,48 7,87 13,35 kN/m2

3.2 Calculul static): Stabilirea deschiderilor de calcul s-a facut in conformitate cu prevederile din anexa II leff =ln+a1+a2 ax1= ax2=min(t/2;hf/2)=min(250/2;110/2)=55mm lnx,1= lnx,2=4050 mm leffx,1 = leffx,2=4050+55+55=4160 mm lny,1= lny2=3750 mm ay,1= ay,2=55 mm leffy,1 = leffy,2=3750+55+55=3860 mm

fig.2 Vom realiza calculul placilor in domeniul elastic , pentru placile continue din panouri egale dispuse pe 4 randuri ,solicitate de actiuni permanente si variabile , uniform distribuite ,conform schemei dec incarcare . Vom considera placile simplu rezemate pe conturul exteriorp' d pd''pd

gd qd 2 gd

qd 7,87 5,48 9,42 kN/m2 2 2 7,87 3,95 kN/m2 2 q d 5,48 7,87 13,35 kN/m2

6


gd

5,48 kN/m2

Momentele incovoietoare maxime in sectiunile critice se determina cu relatiile din Anexa VIII - Proiectarea Structurilor din beton armat, Onet si Chis

Fig.3 Momentele incovoietoare si schema statica a incarcarii In campurile din coltMxMy

l x2l y24

4

Pd'Pd'1

1

Pd''Pd''4 4

ly lxMx

0,928

0,0230 0,0310

; ;

1 1

0,03130 0,04210

4,16 2 0,0230 9,42 0,03130 3,95

5,90 kN m/m7


My

3,86 2 0,0310 9,42 0,04210 3,95

6,80 kN m/m

In campurile intermediareM x l x2 M y l y2Mx My55

Pd' Pd'

11

Pd'' Pd''

;; 4

5

0,0210 0,023505,60 kN m/m 5,80 kN m/m

4,16 2 0,0210 9,42 0,03130 3,95 3,86 2 0,0235 9,42 0,04210 3,95

Pe reazemeMa 1 10 1 12 1 10 1 12 x5 Pd l x2 1 10 1 12 1 10 1 12 0,5 13,35 4,16 2 11.60 kN m/m

MbMc

x5 Pd l x2x5 Pd l y2

0,5 13,35 4,16 20,5 13,35 3,86 2

9.60 kN m/m9.90 kN m/m

Md

x5 Pd l y2

0,5 13,35 3,86 2

8,20 kN m/m

3.3 Dimensionarea armaturilor de rezistenta Stabilirea inaltimilor utile pe cele 2 directii Inaltimea utila a placii se obtine pentru bare longitudinale F10 ,respectiv pentru o clasa de expunere XC1 si o rezistenta la foc: R60 , cu ajutorul tabelelor 5,1 si 5.2 din cartea: Proiectarea Structurilor din beton armat, Onet si Chisdycnom

hfcmin .

cnomctots

s1 y

2 10 1010 mm

110 20

10 2 20 mm

85 mm

c min .

max 15 5 10 mm 10 mm

dx

hf

cnom

s1 x s1 y

2

110 20

10

10 2

75 mm

Observatie :acoperirea cu beton trebuie sa respecte conditia :cnom a

8


unde: a este distanta minima impusa de la axa armaturii la fata betonului( din considerente de rezistenta la foc tabel 6.6/pag. 201 , pentru R60 amin=10 mm Sectiunea de armatura intinsa pentru bare legate rezulta dupa cum urmeaza : In campurile din colt (camp 4): MEdx=5,90 kNm/m Valoarea relativa a momentului incovoietor de calcul :x

M Edx b d x f cd

5,90 10 6 10 3 75 2 16,67f cd f yd

0,062

lim

0,403x

rezulta o solutie de armare simpla pentru careAsxAseffx

1

1 2

x

1

1 2 0,062

0,065

b dx

0,065 10 3 7568 /m PC.52

16,67 309

263 mm2

301 mm2

MEdy=6,80 kNm/m Valoarea relativa a momentului incovoietor de calcul :M Edyy

b d y f cd

6,80 10 6 10 3 85 2 16,67f cd f yd

0,056

lim

0,403y

rezulta o solutie de armare simpla pentru careAsyAseffy

1

1 2

yx

1

1 2 0,056

0,058

b dy

0,058 10 3 8568 /m PC.52

16,67 309

266 mm2

301 mm2

In campurile intermediare (camp 5): MEdx=5,60 kNm/m Valoarea relativa a momentului incovoietor de calcul :x

M Edx b d x f cd

5,60 10 6 10 3 75 2 16,67f cd f yd

0,059

lim

0,403x

rezulta o solutie de armare simpla pentru careAsxAseffx

1

1 2

x

1

1 2 0,059

0,060

b dx

0,060 10 3 7558 /m PC.52

16,67 309

246 mm2

251 mm2

MEdy=5,80 kNm/m Valoarea relativa a momentului incovoietor de calcul :9


M Edyy

b d y f cd

5,80 10 6 10 3 85 2 16,67f cd f yd

0,048

lim

0,403y

rezulta o solutie de armare simpla pentru careAsyAseffy

1

1 2

yx

1

1 2 0,048

0,049

b dy

0,049 10 3 8558 /m PC.52

16,67 309

225 mm2

251 mm2

Pe reazeme: MEda=11,60 kNm/m ; dx=dy=85 mm Valoarea relativa a momentului incovoietor de calcul :a

M Eda b d x f cda

11,60 10 6 10 3 85 2 16,67a

0,0960,10

lim

0,403

1a

1 2b dx

1

1 2 0,0960,10 10 3 85

AsaAseff

f cd f yd

16,67 309

459 mm2

471 mm 2

610 /m PC.52

MEdb=9,60 kNm/m ; dx=dy=85 mm Valoarea relativa a momentului incovoietor de calcul :b

M Edb b d x f cdb

9,60 10 6 10 3 85 2 16,67b

0,0790,08316,67 309

lim

0,403

1b

1 2b dx

1

1 2 0,0790,083 10 3 85

AsbAseff

f cd f yd

381 mm2

392 mm2

510 /m PC.52

MEdc=9,90 kNm/m ; Valoarea relativa a momentului incovoietor de calcul :c

M Edc b d x f cdc

9,90 10 6 10 3 85 2 16,67c

0,0820,08516,67 309

lim

0,403

1c

1 2b dx

1

1 2 0,0820,085 10 3 85

Asc

f cd f yd

390 mm2

10


Aseff

392 mm2

510 /m PC.52

MEdd=8,20 kNm/m ; Valoarea relativa a momentului incovoietor de calcul :d

M Edd b d x f cdd

8,20 10 6 10 3 85 2 16,67dc

0,068

lim

0,403

1d

1 2b dx

1

1 2 0,0680,070 10 3 85

0,07016,67 309 351 mm2

AsdAseff

f cd f yd

392 mm2

510 /m PC.52

Observatie: suprafata efectiva a sectiunii armaturii longitudinale intinse trebuie sa se Incadreze in limitele :0,26 f ctm b d f yk 0,26 2,6 10 3 85 110 ,4 mm2 355

Asl , min .

max

110 ,5 mm2

0,0013 b dAsl , max 0,04 b d

0,0013 10 3 85 110 ,5 mm2

0,04 10 3 85 3400 mm 2

Asl ,min

110,50 mm2

301 mm2 ( sau 251 mm2 )

Asl ,max

3400 mm2

3.4 Dimensionarea la forta taietoare Forta taietoare se obtine in mod asemanator , considerand placile 4 si 5 individuale Pentru mijlocul laturilor simplu rezemateV4 V5 1 Pd l efy 2,76 1 Pd lefy 3,04 1 13,35 3,86 18,70 kN m/m 2,76 1 13,35 3,86 17,0 kN m/m 3,04

Pentru mijlocul laturilor simplu continueVa Va ,dr Va , st 1 Pd lefx 2,11 1 13,35 4,16 26,30 kN m/m 2,11

11


Vc

Vc ,dr

Vc , st

1 Pd ley 1,96

1 13,35 3,86 26,20 kN m/m 1,96

Verificarea la forta taietoare pentru un reazem marginal VEd=V4=18,70 kN ; VEd,red.=18,70-13,35(0,055+ 0,075)=16,95 kN - Forta taietoare capabila a elementului fara armatura transversala specifica :VRd ,c C Rd ,c k 100 f ck1 3

1

1

k1

cp

b d

in care scp =0 ; forta axiala s-a neglijatC Rd ,c 0,18c

0,18 1,5

0,12

pentru beton greu

K1=0,15 ; =1,0 - pentru beton greuk 1 200 d 1 200 85 2,53 2,0 se adopta k 2,0

1

Asi b d

0,5 301 0,0017 0,02 (pentru 68 /m la partea inf erioara a placii, ancorate cu lbd ) 10 3 851 3

V Rd ,cVRd ,c ,min

0,12 1,0 2,0 100 0,0017 253 min

0 10 3 75 33,04 kN3

b d

1 0,035 k 2 f ck / 3 b d

0,035 2 2

25 10 3 85 42,07 kN

VEd ,red

16,95 VRd ,c ,min

42,07 kN

Deoarece solicitarea de calcul este mai mica decat capacitatea portanta a placii fara armatura specifica nu este necesara armatura suplimentara pentru preluarea fortei taietoare Verificarea la forta taietoare pentru un reazem intermediar VEd=Va=26,30 kN ; VEd,red.=26,30 -13,35(0,055+ 0,085)=24,43 kN - Forta taietoare capabila a elementului fara armatura transversala specifica :

12


1

Asi b d

471 10 3 85

0,0055 0,02 (pentru 68 /m la partea sup erioara a placii, ancorate cu lbd )1 3

V Rd ,cVRd ,c ,min

0,12 1,0 2,0 100 0,0055 25min

0 10 3 850,035 23 2

48,83 kN25 10 3 85 42,07 kN

b d

0,035 k

3 2

f

1/ 3 ck

b d

VEd ,red

26,30 VRd ,c ,min

42,07 kN

3.5 Ancorarea armaturilor -Lungimea de ancorare de calcul (de proiectare) lbd =1 2 3 4 5lb,rqd lbd,min in care 1=1,0 , pentru bare drepte la capete2

1 0,15 c d15

/

1 0,15

20 8 8

0,8

3 4

1

lbd

1 0,8 1 1 1 202 165 mm

0,3 lb,qrd lbd ,min 100 mm

0,3 202 61 mm lbd ,min 100 mm

max 10 10 8 80 mm

lb ,rqd

0,25

sd

f bd

0,25 8

273 2,7

202 mm

sd

f yd

As ,nec A s ,effd z

309

266 301

273 N/mm 2

Pe reazemul marginal lungimea de ancorare se determina pentru forta de intindere:FEdFEd

VEd

1,1V Ed1,1 20,06

VEd

11,80 0.4 4.250

20,06 kN/m

1.1VEd

22,06 kN/m

13


sd

22,06 10 3 5 50,30,25sd

87,74 N/mm0,25 8 87,74 2,7 65 mm

lb ,rqd

f bd

Latimea efectiva de ancorare este lbd,ef=250-25=225 mm> 65 mm 3.7 Verificarea la lunecare La grinzile cu sectiune transversala in forma de T , suprafata de legatura a inimii cu placa transmite un efort de lunecare longitudinal vEd , dat de relatia :v Ed Fcd hf X

unde : hf- este grosimea placii in sectiunea de imbinare cu grinda DFcd - variatia fortei normale in aripa pe lungimea DX DX lungimea considerate , care se ia cel mult jumatate din distanta dintre punctul de moment nul si cel de moment maxim . -daca placa este in zona comprimata a sectiunii :Fcd 1 M beff bw 2 hf z beff 1 31 10 6 1370 250 2 110 302 1370 381,45KN

DM variatia momentului incovoietor pe lungimea DX=0,85 m DM=31 kNm-daca placa este in zona intinsa a sectiunii a sectiunii :Fcd 1 2 M Aeff z As 0,5 Aeff f yd

v Ed

Fcd hf X

381,45 0,11 0,85

4079,60 KN

Forta taietoare capabila a elementului di zdrobirea diagonalelor de betontrebuie sa respecte conditia :v Ed f cd sinf

cos

f

factorul de reducere al rezistentei

Valoarea recomandata unghiului este :45 45 f f

26,5 (1 ctg 38,6 (1,0 ctg

f f

2,0) 1,25)

pentru aripi comprimate pentru aripi int inse

v Ed

4079,60 kN 0,6 16670 sin 40 cos 40

4963 ,20 KN VERIFICA

14


4 . DIMENSIONAREA GRINZII TRANSVERSALE DE PESTE PARTER DIN AXUL 3 4.1 Evaluarea actiunilor; Placa planseului lucrand dupa doua directii (x, y) , perpendiculare pe directia grinzilor , transmite incarcarile in totalitate sub forma de sarcina uniform distribuita grinzilor . Fig.4 Suprafata de calcul pentru grrinda transversala din axul 3 este :S 2 0,3 4,30 2,0 9,20 m 2 2

a) Valori caracteristice Actiuni permanente - greutatea proprie a grinziig1 bg hg hfb

0,25 0,40 0,11 25 1,81kN / m

-incarcari transmise de placag2 gk S l 4,06 9,2 4,3 8,68 kN/m

......................................................... total gk=10,49 kN/m Actiuni variabile (conform temei de proiectare ) - incarcarea tehnologica5,25 qk kN 9,20m 2 2 m 4,30m 11,23 kN/m

........................................................ total qk=11,23 kN/m

15


Actiuni variabile (conform temei de proiectare ) - incarcarea tehnologica5,25 qk kN 9,20m 2 2 m 4,30m 11,23 kN/m

........................................................ total qk=11,23 kN/m b) Valori de calcul Starea limita ultima (SLU) gruparea fundamentalagd qdpdGQ

g K 1,35 10,49 14,16 kN/m q K 1,50 11,23 16,84 kN/mgd qd 14,16 16,84 31,0 kN/m

..........................................................

3.2 Calculul static): a.) Stabilirea deschiderilor de calcul s-a facut in conformitate cu prevederile din anexa II leff =ln+a1+a2 a1= a2=min(t/2;hg/2)=min(250/2;400/2)=125 mm ln,1= ln2=4050 mm=4,05 m leff,1 = leff,2=4050+125+125=4300 mm=4,30m Fig.5

b.) Schema statica Eforturile in sectiunile critice le vom determina in conformitate cu metoda simplificata in domeniul elastic . Grinda transversala se calculeaza ca o grinda cu doua deschideri , ale caror reazeme sunt stalpii intermediari , iar incarcarile transmise de placa au fost calculate cu incarcari uniform distribuite echivalente pe grinda16


Diagrama momentelor incovoietoare pentru cele trei ipoteze de incarcari este prezentata in figura de mai jos. Se acepta o redistribuire a momentului incovoietor maxim pe reazem cu 10 % Med,B=0,9061,32=55,18 kN/m Fig.6

Se reduce momentul la fata reazemuluiM Ed , Bred . M Ed VEd , st t 2 gK qK t2 8

G

Q

M Ed , Bred .

55,18 132,18

0,125 0,125 2 31,0 2 8

47,0 kN m17


Se verifica daca momentul din camp nu rezulta mai mare decat valoarea maxima rezultata din calculul elastic. (38,77 kNm(0.080.10)ll x ,eff 4300 150 100 4250 mm

l y ,eff

4000 150 100

3950 mm27


28


Calculul dalei a fost efectuat cu ajutorul unui program automatizat de calcul Diagramele de momente obtinute sunt prezentate in anexa urmatoare. 5.4 Dimensionarea armaturilor de rezistenta Stabilirea inaltimilor utile pe cele 2 directii Inaltimea utila a dalei pe directia transversaladxcnom

h

cnom

s1

2

h

200 mm

;sl

14 mm

;

dx

ctot 25 mm 14 200 25 168 mm 2

cmin .

;

dy

168 14 154 mm

Momentele rezultate precum si cantitatile de armature obtinute dupa erfectuarea dimensionarii sunt prezentate in tabelul de mai jos

La partea inferioara a placii ca si armatura minima de rezistenta s-a ales F 8, iar distanta dintre bare s-a considerat s=100 mm La partea superioara , peste stalpii intermediari , pe o portiune de 20,125ln=1075 mm, s-a ales o armare F12/125 ,iar pana la completarea fasiei de 0,5 ln=2150 mm ,s-au ales bare F 10/125 .Pentru ambele directii s-a ales acest mod de armare . In rest se vor aseza armaturi constructive F 8/25029


5.5 Verificarea la strapungere Stabilirea fortei de strapungere VEd Valoarea maxima se obtine pentru stalpul B2VEd Pd (0,6 l x ,eff 0,6 l x ,eff ) (0,6 l y ,eff ,1 0,5 l y ,eff , 2 ) 11,80 1.2 4,25(0,6 3,95 0,5 4,0 ) 263 KN

Perimetrul de controld 0,5(d x dy) 0,5(168 154) 161 mm

Se verifica daca cu dimensiunile stalpului de 300x300 sunt satisfacute limitele efortului unitar de strapungere :u0 2 (300 300) 1200 mm 1,15 pentru stalp int ermediar

- efortul unitar de strapungere263 10 3 VEd 1,15 1,56 N / mm 2 1200 161 25 V Rd ,max 0,5 f cd 0,5 0,6 (1 ) 16,67 4 ,376 N/mm 2 200 VEd 1,56 VRd ,max 4,376 N/mm 2 VEd u0 d

Se observa ca efortul unitar de strapungere pentru un stalp de 300x300 mm este mai mic decat capacitatea portanta maxima a dalei Perimetrul de baza de control se obtine la distanta 2d=322 mm de la fata stalpuluiu1 2 (2 300VEd

2d ) 2 (2 300

322) 3223 mm260,05 kN / m 2

VEd ,red

0,5 0,5 Pd

263 0,5 0,5 11,80

VEd ,1

VEd u1 d

260,05 10 3 1,15 3223 161

0,576 N / mm 2

Capacitatea de strapungere a dalei fara armatura specificaV Rd ,c C Rd ,c k 100 f 1 ck1 3

1

k1

cp

0,12 1 2,0 100 0,0063 25

1 3

0,601 N / mm 2

in care scp =0 ; forta axiala s-a neglijatC Rd ,c 0,18c

0,18 1,5

0,12

pentru beton greu

30


K1=0,15 ; =1,0 - pentru beton greuk 1lx

lx

200 200 1 2,11 2,0 d 161 11 113 0,0063 (250 2 3 161) 161 11 113 0,0063 (250 2 3 161) 1613 1 0,035 k 2 f ck / 2

se adopta k 2,0

l

lx

lx

0,0063 0,02

3

VRd ,c ,min

min

b d

0,035 2 2

25

0,495 N

Verificare:VEd,,1 0,576 N / mm 2 VRd,c 0,601 N / mm 2

Deoarece este satisfacuta inegalitatea nu este nevoie de armatura transversala pentru preluarea fortei de strapungere . 5.7 Ancorarea armaturilor Pe reazemul marginal lungimea de ancorare se determina pentru forta de intindere:FEdFEdsd

VEd

d z

1,1V Ed1,1 20,063

VEd

11,80 0.4 4.250

20,06 kN/m

1.1VEd

22,06 kN/m

22,06 10 5 50,30,25

87,74 N/mmsd

lb ,rqd

f bd

0,25 8

87,74 2,7

65 mm

Latimea efectiva de ancorare este lbd,ef=250-25=225 mm> 65 mm In camp la partea superioara pentruF12 si conditii bune de aderentasd

f yd0,25

As ,nec A s ,effsd

300

896 904

297,30 N/mm 2297,30 2,7 330 mm

lb ,rqd

f bd

0,25 12

1=1,0 , pentru bare drepte la capete2

1 0,15 c d

/

1 0,15

25 12 12

0,84

pentru bare 12

31

PROIECT constructii De BETON armatUBM3 4 5

FACULTATEA : RESURSE MINERALE SI MEDIU C.C.I.A

lb,d

1,0 0,84 330 280 mm

Suprapunerea armaturilor longitudinale la partea inferioara a dalei lbd =1 2 3 4 5 6lb,rqd lbd,min2

1 0,15 c d3 4

/1,0

1 0,156

1

25 10 10 1,5

0,775

pentru bare 10

sd

f yd0,25

As ,nec A s ,effsd

300

374 402

279 N/mm 2279 2,7 210 mm

lb ,rqd

f bd

0,25 8

lbd =1 2 3 4 5 6lb,rqd =0,7751,5210=250mm lbd,min=200 mm

6. DIMENSIONAREA STALPULUI DIN AXUL B3 Vom dimensiona stalpul central de la parter din axul B3 6.1 Predimensionare: Am ales ca dimensiuni ale sectiunii transversale pentru stalp , valorile bs=0,30 m ; hs=0,30 m lungimea stalpului: ls=0,30+3,40+0,40=4,10 m 6.2 Evaluarea actiunilor(incarcarilor): a) Valori caracteristice Actiuni permanente (din planseul de peste parter ) total gk=10,43 kN/m Actiuni variabile ( planseul de peste parter ) total gk=11,23 kN/m Actiuni permanente (din planseul de peste etaj ) -suprafata de planseu ce descarca pe stalpul central 4,30x4,0=17,20 m2 -greutatea planseului dala gk=6,90 kN/m232


-suprafata de planseu ce descarca pe stalpul marginal 4,30/2x4,0=8,60 m2 -incarcarea axiala din stalpii marginali si central datorata greutatii planseului NgA=8.606,90=59,35 kN ; NgB=17,206,90=118,70 kN - greutatea stalpului de la etaj 0,30x0,30x3,0 x25=6,75 kN -incarcarea axiala totala din stalpii marginali si central NgA=59,35+6,75=66,10 kN ; NgB=118,70 +6,75=125,45 kN Actiuni permanente (din planseul de peste etaj ) -incarcarea axiala din stalpii marginali si central datorata incarcarilor variabile - incarcarea variabila : qk=1,65 kN/m2 NgA=8.601,65=14,20 kN ; NgB=17,201,65=28,40 kN In urma efectuarii unui calcul static automat au rezultat urmatoarele valori de calcul ale solicitarilor (diagramele de mai jos ) , in stare limita ultima (SLU) stare limita ultima (SLU): -nodul inferior A: NEd =362,97 kN ; M0.Ed,y= 7,07 kN -nodul superior B: NEd =362,97 ; M0.Ed,y= 12,08 kN stare limita de serviciu (SLS): -nodul inferior A: M0.Eqp,y= 3,96 kN -nodul superior B: M0.Eqp,y= 7,85 kN Rotirea nodului corespunzator momentului de calcul SLU pe directia y este :y

0,35 10 3 rad

Valoarea finita a coeficientului curgerii lente pentru betonul C 25/30 ,t0=30 zile si umiditatea mediului 50 %h0 2 Ac u 2 300 300 150 mm 2(300 300)( , t0 ) 2,6

se obtine cu ajutorul figurii2.1 , pag. 38 ,;Proiectarea strucctur. de beton Onet si Chiscoeficientul

Durata de actiune a incarccarilor se poate lua in considerare pentru valoarea33


efectiva a coeficientului curgerii lente determinat cu relatia (IV.9 anexa IV )( , t0 ) M 0, Eqp, y M 0, Ed , y 2,6 7,85 1,69 12,08

eff , y

Se determina rigiditatea nominala cu ajutorul relatiei : (V.1 anexa V)Kc, y k1 k2 1eff , y

1,12 0,033 1 1,69

0,014

k1

nE cd

f ck 25 1,12 k 2 0,3 n 0,3 0,24 0,072 0,20 20 20 N Ed 362,97 10 3 0,24 Ac f cd 300 300 16,67 E cm 31000 E cd 25833 25833 N/mm2 ; E cd .eff , y 9603 N/mm 2 cE 1,2 1 eff , y 1 1,69

Se propune o armare longitudinal a din 4F 144 154 616 mm2 616 0,0068 0,002 300 300 E I y K c E cd .eff , y I c K s E s I s As

E IyE Iy

300 300 3 300 1 200000(2 154 ( 32) 2 ) 2 1,83 1012 N / mm 2 12 2 12 2 1,83 10 N / mm 0,014 9603

Determinarea lungimii de flambaj Vom determina lungimea de flambaj a stalpului raportandu-ne la rigiditatea rigleiKA KB Ecm I st / l st Ecm I b / lb

-momentul de inertie al stalpului :Is bs hs3 12bg hg3 12

300 300 3 1225 400 3 12

67500

cm4

-momentul de inertie al grinzii :Ib 133333,34 cm4

lb=4,30 m deschiderea grinzii ; lst=4,10 m lungimea stalpului ;

34


KA

l 0, y

67500 4,10 10 2 KB 0,70 133333,34 0,5 133333,34 4,30 10 2 0,75 din tabel caraccteristici ale capetelor de stalpii -' 1 cu 1' l st 0,75 4100 3075 mm 2

0,75

Stabilirea valorii limita a coeficientului de zveltete20 A B Clim

n1 1 0,2eff , y

A

1 1 0,2 1,69

0,747

By

1 2

y

1 2 0,137 1,12

As f yd

f cd by d y 7,07 C 1,7 1,10 12,0820 A B Clim

616 300 16,67 300 269

0,137

20 0,747 1,12 1.10 0,24

n

37,57

Coeficientului de zveltete este definit ca ;l0 i

unde ; l0 este lungimea de flambaj a stalpului i - este raza de giratie a sectiunii de beton nefisurataiy Ic Ac l0 yy

h 12 3075 86,60lim

300 12 35,5037,57

86,60 mm

iy35,50

y

Deoarece lim - efectul de ordinal II se poate neglija la verificarea sectiunii stalpului .Efectul imperfectiunilor se considera sub forma unei excentricitati aditionale , care se determina cu relatia simplificataey l0 y 400 3075 400 7 ,70 mm35


Momentul de calcul corectat cu excentricitatea aditionala se obtine cu relatiaM Ed , y M 0. Ed , y e y N Ed 12,08 0,0077 362,97 14,90 kN m

Cu aceasta valoare a momentului determinam coeficientii de mai josM Ed , y by hy2 f cdN Ed b y h y f cd d1 hy d2 hytot

14,90 10 6 300 300 2 16,67362,97 10 3 300 300 16,67 0,106

0,0330,24

32 300

Se obtime cu ajutorul diagramelor pentru calculul stalpilor 0 armarea este constructiva

As , min .4 14

max

0,10

N Ed f yd

0,1

362,97 10 3 300

121 mm2

180 mm2

0,002 b h 0,002 300 300 180 mm2 As,eff 4 154 616 mm2 As . min 180 mm2

Verificarea stalpului la compresiune excentricaN Rd b h f cd As ,tot f yd 300 300 16,67 616 300 1685,10 kN

N Ed N Rd

362,97 1685,10

0,22

n

1,10

Momentele incovoietoare capabile se obtin cu ajutorul relatiilor de mai jos pentru As1 = As2 si cnom,sl =25 mm ( pentru etrieriF 6 , cnom,sw=25- 6 =19 mm < cnom,dur=15 mm )c nom, sly z

2

25 7

32 mm a 10mm (pentru reziste nta la foc 60 min .)

N Ed f cd b y d yf cdy

362,97 10 3 0,8 16,67 300 (300 32)) b y d y2 As 2s2

0,338d 2 ) N Ed y s1

M Rd , ys2

(1 0,5

(d

f yd

300 N/mm 2

h 300 d1 32 150 32 118 mm 2 2 M Rd , y 0,8 16,67 0,338 (1 0,5 0,8 0,338) 300 268 2 y s1M Rd,y M Rd,z 62,90 10 6 N mm 62,90 kN m

2 154 300 (268 32) 362,97 10 3 118

36

PROIECT constructii De BETON armatUBM FACULTATEA : RESURSE MINERALE SI MEDIU C.C.I.An

M Ed , y M Rd . y

M Ed , z M Rd . z

n

2

14,90 62,90

1.10

0,41 1,0

Armatura transversala din bare F 6 se va aseza la distanta : in afara zonelor de legatura :Sd 200mm 20 14 280 mm 400 mm

- in zonele de legatura cu fundatia sau cu grinda principala :Sd 100mm 0,6 280 168 mm

7 . DIMENSIONAREA FUNDATIEI DE SUB STALPUL CENTRAL DIN AXUL B3 Pentru fundarea stalpilor centrali s-a adoptat solutia de fundatie izolata elastic tip talpa de beton armat de forma prismatica . Elementele necunoscute ale fundatiei sunt dimensiunile geometrice (L , B si H ) , precum si armaturile din talpa. Dimensionarea fundatiilor se face prin metoda presiunilor conventionale. Pentru un teren de fundare din pietris , bolovanis cu interspatii umplute cu argila , cu plasticitate medie (Ip=18% , e=0,7 , Ic=0,5 ) ,presiunea conventional este :P conv 300(I c 0,20) 300 (0,80 0,20) 300 kN/m2

7.1 Predimensionare: Predimensionarea se face pentru ipoteza de incarcare cea mai defavorabilaB L 1,50 N Ed Pconv 1,50 362,97 300 1,82 m2

Deoarece momentele incovoietoare la baza stalpului , pe cele doua directii au valori apropiate se admite raportul dintre laturi L/B=1,0 Dimensiunile rezultaL B 1,82 1,40 m H min 300 mm 0,30 m

H

L

H

0,35 1,40 0,50 m

H inaltimea fundatiei ;0,25 0,35 coeficient

37


c 0,05 0,10 m stratul de beton de egalizare

Df adancimea de fundare ; Df =0,40+0,50+0,10=1,00 m

7.2 Calculul capacitatii portante a terenului de fundare: Se calculeaza capacitatea portanta a terenului de fundare pentru Df < 2,0 m si B> 1,0 m

Pconv.

P conv C B

CD

unde: Pconv.- presiunea conventionala de calcul; CD - corecia cu adncimea de fundare; CB - corecia cu limea fundaiei.CB P conv K1 (B 1) 300 0,05(1,40 1,0) 6,0 kN/m 2

K1 - coeficient care are valoarea: = 0,10 - pentru pmnturi necoezive (cu excepia nisipurilor prfoase); = 0,05 - pentru nisipuri prfoase i pmnturi coezive.C D P conv Df 4 2 300 1,0 2,0 4 75,0 kN/m 2

Pconv.

P conv C B

CD

300 6,0 75,0 231 kN/m2

7.3 Determinarea incarcarilor de calcul: Se verifica daca dimensiunile alese pentru fundatie corespund pentru incarcarea verticala totala (suprastructura +fundatie ) .N Ed , fGf

N Ed

G

Gf

Q

Qk0,33 0.33) 0,15 25 (1,40 2 0,30 0.30) 0,25 20 45,70 kN

Greutatea fundatiei si a straturilor aflate deasupra1,40 2 (0,10 0,50) 25 (1,40 2

38


Incarcarea tehnologica care actioneaza pe pardoseala la cota +0.00QkN Ed , f

(1,40 2

0,33 0.33) 5,20 9,62 kN439 ,0 kN

362,97 1,35 45,70 1,50 9,62

P

N Ed , f B L

439,0 1,40 1,40

224,0 kN / m 2

Pconv.

231,0 kN / m 2

Determinarea momentelor incovoietoare la baza stalpului Se determina momentele incovoietoare de calcul pe cele doua directii principale , daca fortele orizontale la incastrarea stalpului in fundatii sunt : HEd,y=7,20 KN si HEd,z=3,30 KNM Ed , f M Ed , fy M Edf , z M Ed M Ed , y H Ed (h 0,10) H Ed , y ( H 0,10) 12,08 7,20(0,50 0,10 ) 16,40 kN m

6,50 kN m

Determinarea excentricitatilorey M Ed , fy N Ed , f 16,40 439,0 0,037 m

ezez L

M Ed , fz

N Ed , f e y 0,017B 1,40

7,50 439,0

0,017 m0,038 m 1 6 0,167

0,037 1,40

7.4 Calculul presiunilor pe talpa fundatiei: Pentru calculul presiunilor pe talpa fundatiei vom utiliza relatia :P1, 4P1 P2 P3 P3

N Ed , f B L224,0 1

1

6e z L

6e y B6 0,037 1,40 6 0,037 1,40 6 0,037 1,40 6 0,037 1,40 275,85 kN/m2 243,22 kN/m2 172,30 kN/m2 204,92 kN/m2

6 0,017 1,40 6 0,017 1,40 6 0,017 1,40 6 0,017 1,40

224,0 1 224,0 1 224,0 1

Se verifica presiunea maxima in combinatia fundamentala39


Pi ,max

275,85 kN/m2

1,4 Pconv

1,4 231 323,40 kN/m2

7.5 Armarea fundatiei: Pentru calculul momentelor incovoietoare in fundatie se considera sectiunile de incastrare de la baza stalpului si presiunile pe teren pe suprafata delimitata de laturile talpii si planul de incastrare considerat .

MaMaMa

a

l z2 B P0 21,40 248

( P10,55 2 2

l z2 P0 ) 3(275,85 248) 0,55 2 3

a

a

56 ,45 kN m

Mbcnomdz dYz

b

Lcmin .

P1

2 P2 l y 2 2

275,85 243,22 0,55 2 1,40 2 2

54,95 kN m

Pentru fundatie clasa de expunere este tot XC1, deci acoperirea minima cu beton va fictot 35 mm 10 500 35 460 mm 2 10 500 35 10 450 mm 2 54,95 10 6 0,012 1400 460 2 16,67

z

1z

1 2B dZ

z

1f cd f yd

AszAseffY

0,013 16,67 0,013 1400 460 309710 /m PC.52

1 2 0,012

452,0 mm 2

549 mm2

56,45 10 6 1400 450 2 16,67

0,013

Y

1

1 2

Y

1

1 2 0,013

0,014

40


AsYAseff

Y

L dY

f cd f yd

0,014 1400 450710 /m PC.52

16,67 309

476 mm2

549 mm2

7.6 Verificarea la strapungere : Verificarea la strapungere se face considerand o singura inaltime utila (valoarea medie a celor doua inaltimi utile )d seffu1

d z dy 22 d

460 450 2

455 mm

Conturul de referinta u1 se considera la distant 2d fata de aria incarcata2 455 910 mm

Dupa cum ese observa perimetrul de baza este in afara fundatiei , de aceea se aleg doua perimeter in interior la , distant 1,5d si d fata de aria incarcata (suprafata stalpului ) .u 2 2 (300 300 1,5 455) 5488 mm 5,5 m u3 2 (300 300 455) 4060 mm 4,06 m Acrt ,.2 300 300 2 682,5(300 300) 682,5 2 2,37 10 6 mmAcrt .,3 300 300 2 455(300 300) 455 2

2,37 m

1,28 10 6 mm 1,28 m

La strapungere se considera doar solicitarile de calcul (forta axiala) la nivelul incastrarii stalpului in fundatieVEd N Ed 362 ,97 kN

Valoarea de calcul a fortei de strapungere se poate reduce , in cazul fundatiilor isolate cu reactiunea solului aflata in interiorul conturului de calcul considerat Admitem o reducere cu 50% daca unghiul b este mai mic de 45PmedVEd ,red

362,97 185,20 kN / m 2 1,4 1,4 VEd Pmed 0,5 Acrt ,.2 362 ,97 185,20 0,5 2,37 143,50 kN

Deoarece reactiunea din reazem este excentrica (Ned , MEd ) , in raport cu conturul de calcul , efortul unitar maxim de strapungere se determina cu relatia :VEd VEd , red u2 d 1,15 143,50 5,5 0,455 65,95 kN / m 2

b - s-a determinat in mod simplificat dar acoperitor .Determinam capacitatea portanta la strapungere a fundatiei fara armature specifica cu relatia :

41


C Rd ,c

0,18c

0,18 1,5

0,12

pentru beton greu

K1=0,15 ; =1,0 - pentru beton greuk 1lz

200 dly

1

200 455

1,66 2,03

l

lz

549 0,86 10 1400 455 0,86 10 3 ly1 3

in care scp =0 ;(fara forte de precomprimare sau alte forte in planul fundatiei )VRd ,cVmin cVEd

C Rd ,c k 100

1

f ck

0,035 1,66 3 / 2 251 / 265,95 kN / m 2 VRd ,c

2d 0,12 1,66 (100 0,86 10 a 0,374 N / mm 2 342kN / m 2

3

25)

1 3

2 455 1,5 455

0,342 N / mm 2

342 kN / m 2

Pentru conturul u3 :VEd ,red VEd Pmed Acrt ,.3 362 ,97 185,20 1,28 125,92 kN / m 2

VEdVRd ,maxVEd ,red

VEd ,red u3 d0,5 f ck

1,15

125,92 4,06 0,455

78,38 kN / m 2

VRd ,c

342 1.5 513kN / m 24370 kN/mm2

0,5 0,6 (1

125,92 kN / m 2 VRd ,max

25 ) 16,67 4,37 N / mm 2 200 4370 kN/mm2

7.7 Ancorarea armaturilor Ancorarea armaturilor se face la o forta de intindereFs R ze zi 95,38 0,575 174,10 kN 0,7 0,45

Asy

549 mm 2

s

Fs Asy

174,10 549

317 N/ mm2

fbd=2,7 pentru C25/30 si aderenta bunalb ,rqd 0,25s

f bd

0,25 10

174,10 2,7

200 mm

lbd =1 2 3 4 5 lb,rqd lbd,min42


1=1,0 , pentru bare drepte la capete2

1 0,15 c d

/

1 0,15

35 10 10

0,7

pentru bare 10

3= 4= 5=1,0 lbd =0,7200=140 mm lbd,min=100 mm

43

Proiect Constructii Din Beton _M

Documents

Transcript of Proiect Constructii Din Beton _M