Upload
alina-maria-ionescu
View
190
Download
18
Embed Size (px)
Citation preview
Elemente generale de alcatuire a structurii, predimensionari si determinarea caracteristicilor geometrice sectionale.
1. ELEMENTE GENERALE DE ALCATUIRE A STRUCTURII, PREDIMENSIONAREA ARCULUI SI TIRANTULUI SI DETERMINAREA CARACTERISTICILOR GEOMETRICE ALE SECTIUNII TIRANTULUI. VERIFICARI PRELIMINARE.
Nota
Se alege nr. montantilor astfel incat distanta intre tiranti d≤ 6 m
Arcul cu tirant din beton precomprimat ales face parte dintr-o structura industriala cu grad mare de repetabilitate.
Datorita valorii mari a deschiderii structurii s-a optat pentru aceasta solutie tinand cont ca dimensiunile elementelor de beton precomprimat rezulta mai mici decat cele din beton armat, la incarcari si deschideri egale, si in consecinta, greutatea acestor elemente este mai mica. Din alt punct de vedere, betonul precomprimat permite utilizarea otelului de inalta rezistenta cu economii importante de materiale si de cost.
1
tt
tt
tt
tt
tt
Hutil
Hutil
LLVerificarea la starea limita
de fisurare
intre ancoraj
e
LLVerificarea la starea limita
de fisurare
intre ancoraj
e
LVerificarea la fisurare
in planul fiecarei armatur
i
LVerificarea la fisurare
in planul fiecarei armatur
i
Elemente generale de alcatuire a structurii, predimensionari si determinarea caracteristicilor geometrice sectionale.
Stalpii sunt realizati din beton armat, prefabricati pe santier. Deasemenea fundatiile sunt prefabricate de tip pahar. Solutia de inchidere este alcatuita din elemente chesonate prefabricate (ECP) pentru acoperis si fasii din beton celular autoclavizat (bca) pentru inchiderile perimetrale
Scopul unei proiectarii si executii corecte este de a se asigura ca o constructie sa-si pastreze calitatile de exploatare pe toata durata de viata, in conditiile unui optim de economicitate. Pierderea calitatilor de exploatare a constructiilor executate cu elemente din beton precomprimat, la actiunile la care sunt supuse corespunzator specificului lor functional si constructiv, se produce prin ajungerea elementelor respective la stari limita ultime sau de exploatare normala (de serviciu). In ceea ce priveste starile limita ultime, in mod curent se poate considera starea limita de rupere sub actiunea incarcarilor statice. Specifica betonului precomprimat este si posibilitatea ca cedarea elementelor sa se produca sub actiunea precomprimarii. Ca stari limita ale exploatarii normale se considera cele de fisurare si de deformatii.
1.1. PREDIMENSIONARE
1.1. Predimensionarea arcului
3025
Larch
÷= (sectiunea arcului de beton armat)
32.5
archarcb
÷=
7
Larcf ≈ (sageata - se rotunjeste la 5 cm)
1.2. Predimensionarea armaturii active din tirant
Determinarea incarcarilor
Nr. crt.
Incarcari normate [kN/m] coeficient incarcare de lunga durata nld
coeficient incarcare de calcul nc
Incarcari la nivelul arcului
q1 zapada qz x t 0.4 1.5
q2 izolatii qiz x t 1 1.35
q3 qchesoane x t 1 1.35
q4 arc qa =barc harc γb.a 1 1.35
Incarcari la nivelul tirantului
q5 tirant btirant htirant γb.a 1 1.35
q6 instalatii suspendate qsx t 1 1.35
q7 planseu qp x t 1 1.35
Eforturi de calcul date de arc
Eforturi greutate proprie arc
c4g nqq = Ng=qgL2/8f
Eforturi de exploatare∑
=⋅=
4
1i
c
iE nqqNE=qEL2/8f
Eforturi de lunga durata∑
=⋅=
4
1i
ldild nqq
Nld=qldL2/8f
Solicitari transversale pe tirant
Eforturi greutate proprie tirant
c5g nqq =
12
dqM
2
g
g
⋅=
Eforturi de lunga durata∑=
⋅=7
5i
ld
ild nqq12
dqM
2
ldld
⋅=
2
1-1
barc
h arc
Elemente generale de alcatuire a structurii, predimensionari si determinarea caracteristicilor geometrice sectionale.
Relatia de calcul va fi: NE ≤ 0.75(ApRp + AaRa) (pct. 5.3.3.1. STAS 10107/90).
Aa se considera 4Φ10 sau 4Φ12 PC52 si este prevazuta din conditii tehnologice si de montaj.
( )p
aaE
p 0.75R
R0.75ANA
−≥ → se aleg nr. si tipul de fascicule din Anexa I STAS 10107/90.
Rezistentele de calcul ale armaturilor pretensionate se stabilesc cu relatia: p
pk
p
RR
γ= in care :
25.1=pγ pentru SBP, SBPA, TBP, LBP pγ - coeficient de siguranta al armaturii pretensionate;
20.1=pγ pentru armaturi de tip PC90;
Tipul si calitatea armaturiiDiametrul
sarmei barei sau toronului [mm]
Rezistenta caracteristica
pkR [N/mm2]
Rezistenta de calcul
pR [N/mm2]
SBP
SBP I
1.5 2110 1690
2 2010 1610
2.5 1910 1530
3 1860 1490
3.7 1770 1420
4 1720 1380
5 1670 1340
6 1620 1300
7 1570 1260
SBP II
1.5 1910 1530
2 1860 1490
2.5 1770 1420
3 1670 1340
SBPA
SBPA I
5 1670 1340
6 1620 1300
7 1570 1260
SBPA II
5 1520 1220
6 1470 1180
7 1470 1180
TBP9 1760 1410
12 1660 1330
PC90 14...28 600 500
Modulul de elasticitate al armaturii pretensionate
Tip armaturi Ep [N/mm2]
PC 210000
3
Elemente generale de alcatuire a structurii, predimensionari si determinarea caracteristicilor geometrice sectionale.
SBP si SBPA 200000
toroane si lite 180000
Caracteristici de elasticitate si rezistenta pentru beton
Clasa de beton
Bc25 Bc30 Bc35 Bc40 Bc50
Eb [N/mm2] 30000 32500 34500 36000 38000
Rc[N/mm2] 15 18 20.5 22.5 26.5
Anexa I Caracteristicile principale ale procedeelor de precomprimare cu armatura post-intinsa
Nr. crt.
CaracteristiciFascicul
12∅5[mm] 12∅7[mm] 24∅7[mm] 48∅7[mm]
1 Sectiunea, [mm2] 235 462 924 1846
2tipul de ancoraj
la capatul fixinel con sau
dorninel con sau
dorninel con sau
dorn
inel con cu caneluri sau
dorn
3 la capatul tras inel con inel con inel coninel con cu
caneluri
4
d1 diametrul interior minim al canalului in functie de modul de realizare al acestuia, [mm]
captusit cu teaca din banda de tabla sau tevi metalice
35 43 67 102
5captusit cu teaca din PVC sau polietilena
34 43 67 102
6
necaptusit, obtinut prin extragerea unor tevi metalice sau din material plastic
35 50 67 102
7 d2 grosimea minima, [mm] a stratului de acoperire cu beton, in cazul:
canal captusit 30 40 40 40
8 canal necaptusit 40 50 50 50
9 d3 distanta minima (lumina dintre canale), [mm] in cazul:
canal captusit 30 30 30 40
10 canal necaptusit 40 40 40 40
11 dimensiunile ancorajului la capatul tras, [mm]
diametrul 80 110 160 196
12 inaltimea 55 75 80 140
13 dimensiunile dornului la capatul fix [mm]
diametrul 40 50 70 100
14 lungimea 100 150 200 300
15dimensiunile minime ale placii de repartitie a0, b0[mm]
izolata 100x100x12 140x140x16 200x200x20 300x300x30
16comuna la mai multe ancoraje
(grosimea)10 14 18 30
17dimensiunile placutelor de rezemare a dornului pe placa de repartitie [mm]
35x55x12 45x65x15 60x90x15 100x120x25
4
Elemente generale de alcatuire a structurii, predimensionari si determinarea caracteristicilor geometrice sectionale.
18diametrul gaurilor in placile de repartitie la capatul cu ancoraj inel-con [mm]
∅ ext. teaca inglobata sau
extrasa + 2 mm dar
minim 40 si maxim 50
∅ ext. teaca inglobata sau
extrasa + 2 mm dar
minim 52 si maxim 65
∅ ext. teaca inglobata sau
extrasa + 2 mm dar minim 72 si maxim 80
∅ ext. teaca inglobata sau
extrasa + 2 mm dar minim 106 si maxim 115
19 dimensiunile gaurilor in placile de repartie la capatul cu ancoraj inel-con [mm]
inaltime 50...53 62...65 84...86 125...128
20 latime 34...42 42...52 84...86 91...112
21 distanta minima, [mm] intre axele a doua ancoraje invecinate pentru cazul:
pretensionare simultana a
doua fascicule230 260 260 400
22pretensionare
succesiva130 180 190 270
23un ancoraj inel-
con, sau dorn100 155 170 200
24distanta minima de la axul ancorajului la marginea sectiunii [mm]
70 90 120 160
25 lungimi suplimentare necesare pentru prinderea in prese si ancoraje [mm]
fascicul cu dorn 800 1150 1150 1500
26tragere de la
ambele extremitati
1400 2100 2100 2650
27gabaritul preselor la cursa maxima
[mm]230x230x1200 260x300x1350 260x300x1350 400x450x1350
28lungimea libera de la fata ancorajului
in prelungirea canalului necesara pentru montarea presei pe fascicul
1400 1400 1700 2000
Observatie
In limita numarului maxim de sarme prevazut in fascicule se pot folosi numai numere pare la fasciculele de tip 12∅5, 12∅7, 24∅7 si multiplu de 3 pentru fasciculele de tip 48∅7.
5
btirant
hti
ran
t
Sectiune tirant
Canal pt. armatura postintinsa
d1
d3
Canalele de beton goale se umplu cu mortar dupa transfer
Elemente generale de alcatuire a structurii, predimensionari si determinarea caracteristicilor geometrice sectionale.
1.3. Predimensionarea ariei neceare de beton a tirantului
f
LqN
R
AN
RARANN
garc
g
ppp
ppp
aac
brut
b
arc
g
8
95.0
1.1
9.0
2
max
max
=
==
+≤−
σσ
c
g nqq 4= greutate proprie arc
c
aa
arc
gbrut
b R
RANNA
−−=
9.0max
brut
bA== h b tt (modulat la 1cm) si condiţiile din tabelul de mai sus
Nota
Sectiunea tirantului se va redimensiona (modulata la 1cm) din conditiile prezentate in Anexa I.
Sectiunea arcului se va redimensiona (barc=btirant) tinandu-se cont de faptul ca arcul cu tirant se toarna pe orizontala.
1.2. CARACTERISTICILE GEOMETRICE ALE SECTIUNIInet
bA - aria neta de beton
4
2
1dcanalenrA
AAA
hbA
goluri
goluri
tirant
b
net
b
tiranttirant
tirant
b
π⋅=
−==
net
bI - moment de inertie al sectiunii nete de beton
2/
22
12
12
23
tirant
net
bnet
b
tirantgol
golgoluritiranttirantnet
b
h
IW
dd
hx
xAhb
I
=
+−=
−=
net
bW - modul de rezistenta
np= coeficient de echivalenta al armaturii active b
p
p E
En =
6
Elemente generale de alcatuire a structurii, predimensionari si determinarea caracteristicilor geometrice sectionale.
na= coeficient de echivalenta al armaturii pasive b
aa E
En =
i
bA - aria sectiunii ideale de beton ( ) aapp
net
b
i
b AnAnAA 1−++=i
bI - moment de inertie al sectiunii ideale de beton ( ) 22 1 aaagpp
net
b
i
b xAnxAnII −++=
ahx tiranta −= ; a- acoperirea cu beton =3cm
i
bW - modul de rezistenta al sectiunii ideale i
b
i
bs
tirant
i
bi
b A
Wr
h
IW == ;
2/
7
xλ
Calculul eforturilor unitare in armatura postintinsa in faza initiala.
2. CALCULUL EFORTURILOR UNITARE IN ARMATURA POSTINTINSA IN FAZA INITIALA
Pierderea de tensiune, σ∆ , reprezinta orice diminuare a efortului unitar, σpk realizat initial in armatura pretensionata de catre utilajul de pretensionare. O parte din pierderile de tensiune sunt datorate unor cauze tehnologice, ca frecari ale armaturilor pe traseu, lunecari si deformatii locale in ancoraje la blocare. O alta parte a pierderilor de tensiune cu o pondere importanta se datoreaza deformatiilor reologice. Aceste pierderi incep sa se manifeste dupa pretensionarea armaturilor (relaxarea armaturii), respectiv dupa precomprimarea betonului (curgerea lenta si contractia betonului). Pierderile de tensiune constituie un inconvenient pentru betonul precomprimat, in principal prin efectul negativ pe care il are reducerea precomprimarii, in special prin cresterea fisurabilitatii. Evaluarea cat mai corecta a pierderilor de tensiune apare ca esentiala pentru calculul elementelor si structurilor din beton precomprimat.
Pierderile de tensiune se scad din valoarea efortului unitar introdus in armatura inainte de blocare, numit efort unitar de control.
Conform STAS 10107-90 trebuie
respectata conditia: ppk R≤σ pentru
SBP, SBPA si TBP.
Pretensionarea armaturilor se realizeaza in doua etape, pentru fiecare etapa intinderea fasciculelor se face de la un singur capat. Acest lucru apare ca necesar deoarce pierderile de tensiune datorate frecarii pot capata valori importante.
In etapa I de pretensionare se întind cablurile de tip I din capatul A, la capatul B dispunandu-se un ancoraj fix.
In etapa II de pretensionare se întind cablurile de tip II din capatul B, la capatul A dispunandu-se un ancoraj fix.
Nota
Armatura pasiva se ia in considerare în calcul doar daca este > 25% decât armatura activa Aa≥0.25Ap. In cazul practic tratat Aa<0.25Ap.
Pentru ambele etape p
II
pk
I
pk R== σσ
In cazul in care s-au dispus doar doua sau trei fascicule de armatura pe sectiune, pretensionarea acestora se va efectua intr-o singura etapa.
2.1. PIERDERI DE TENSIUNE TEHNOLOGICE
1.4. Pierderi de tensiune datorate frecarilor pe traseu, fσ∆Pretensionarea unei armaturi postintinse implica o alungire a acesteia care se produce concomitent cu o deplasare in lungul canalului. Ca urmare a frecarii orice forta de contact intre armatura si canal va genera o forta care actioneaza in sens opus miscarii.
Pentru cazul general in care traseul armaturii are portiuni rectilinii si curbe:
btirant
hti
rant
Etapa I
Etapa II
xλ
8
Calculul eforturilor unitare in armatura postintinsa in faza initiala.
−=
+− ∑ r
LμkS
pkf
r
ieσΔσ 1
fσ∆ - pierderi de tensiune datorate frecarii
pkσ - efort de control
k – coeficient de frecare pentru portiuni drepte [1/m]
µ - coeficient de frecare pentru portiuni curbe
r – raza de curbura [m]
Lr – lungimea fiecarei portiuni curbe a traseului [m]
S – lungimea desfasurata a armaturii de la capatul de la care se executa intinderea pana la punctul considerat [m]
Nota
In cazul practic studiat se considera traseul rectiliniu si deci:
( )[ ]kS
pkf eσΔσi
−−= 1
fipkpi σσσ ∆−=
1.5. Pierderi de tensiune datorate lunecarilor la blocarea in ancoraje, λσ∆Ancorajele de tip inele cilindrice exterioare si piesele de blocare de tip conuri sau pene nu pot evita o anumita alunecare a armaturii care poate varia intre λ=4mm-12mm in functie de tipul ancorajului si al armaturii. In cazul armaturilor postintinse aceasta pierdere de tensiune nu se mai manifesta pe toata lungimea fasciculului, ci numai pe o zona limitata xλ, incepand de la capatul de tragere si nu este nici uniforma datorita faptului ca scurtarea armaturii, ca urmare a lunecarii in ancoraj, este contracarata progresiv de frecarea pe canal. Pierderile datorate lunecarilor din ancoraje se pot considera echivalente pierderilor din frecare. La recul frecarile sunt mai mari (k’=1.3k). Pierderea de tensiune in punctul A se calculeaza ca si cum ar fi o pierdere din frecare prin tragerea din punctul xλ.
λλλλ
λ
kx.
pk
kx.kx
pk
kx.
pxpA eσeeσeσσ 323131 −−−− ===
( )λkx.
pkpApkλ eσσσΔσ 32max 1 −−=−=
Nota
Distanta xλ se determina pe baza relatiei: ∫ =∆λ
λσλ
x
p
dxE 0
1 care exprima faptul ca scurtarea insumata
pe lungimea xλ este egala cu lunecarea in ancoraj. Se consideră că Sλ = Aria =Epλ si reprezinta lucrul mecanic al fortelor de lunecare.
Ep este modulul de elasticitate al armaturii pretensionate;
Tip canal ][, kNAN pk
III
pk σ=<650 650..1300 >1300
k/metru
tablă 0.006 0.004 0.003
PVC 0.004 0.002 0.0015
canal beton 0.004 0.002 0.0015
Δσ f
A Bi
Δσ fi
Lp=L+2x0.25
σ pk
Sλ
Δσ λm
ax
Δσ λ
σ pi (e
fort
ul in
arm
atur
a)
Δσ fλ
Pλ
σ pλ
xλ
σ pA σ p
Δ
σ f
9
Calculul eforturilor unitare in armatura postintinsa in faza initiala.
In cazuri simple se aproximeaza zona ca fiind un triunghi 2
max
λλλ
σ xS
∆= . Rezolvarea se face prin
incercari.
Se alege xλ ≈ Lp/2 , se calculează Δσλmax
, se compara Sλ cu Epλ si se ajustează pana cand marimile lor devin egale (prin incercari).
Tipul de ancoraj λ, mm
Ancoraje tip inel-con simplu
12∅5mm 4
12∅7mm24∅7mm
5
Ancoraje tip inel-con pentru fascicule 48∅7mm 7
Eforturile se calculează in functie de poziţia sectiunii fata de xλ :
-daca xi> xλ ( )ikx
pkpi eσσ −=
-daca xi< xλ ( )iλ
λ
xxk.
pxpi eσσ −−= 31unde
( )λ
λ
kx
pkpx eσσ −=
1.6. Pierderi de tensiune datorate intinderii succesive a armaturii, sσ∆La elementele din beton precomprimat cu armatura postintinsa, la precomprimare are loc o scurtare a betonului. In cazul curent al elementelor cu mai multe armaturi postintinse succesiv, scurtarea instantanee a betonului are loc pe masura pretensionarii diferitelor armaturi. Pretensionarea armaturii i provoaca scurtarea betonului in dreptul primelor i-1 armaturi pretensionate anterior si in consecinta o reducere a eforturilor unitare in aceste armaturi. Pentru cazul general, pierderea de tensiune cauzata de pretensionarea succesiva a armaturilor postintinse se determina cu formula:
∑+
=∆n
iibpp
i
S n1
,σσ
np - raportul modulelor de elasticitate = Ep/Eb
i - etapa de pretensionare
Pretensionarea din etapa II provoaca pierderi in armatura intinsa din etapa I
σbp,i = efort unitar in beton la nivelul fascicolului i sub actiunea efortului de precomprimare dat de
fiecare din fasciculele tensionate ulterior fascicolului i, precum si sub actiunea incarcarilor permanente.
Δσ fi
σ pk σ pi
(efo
rtul
in
arm
atur
a)
σ pA σ p
10
Calculul eforturilor unitare in armatura postintinsa in faza initiala.
2.2. CALCULUL EFORTURILOR IN ARMATURA IN FAZA INITIALA
In stabilirea valorilor pierderilor de tensiune datorita efectului diferitilor factori aleatori este necesar sa se tina cont de o anumita variabilitate a marimii acestora, fapt confirmat adesea de diferentele care apar intre pierderile calculate si cele reale (determinate experimental). Aceasta variabilitate se ia in considerare prin prescrierea unor valori maxime si minime ale sumei pierderilor. Variabilitatea maxima fata de o valoare medie este de ± 20%. In aceste conditii:
∑∑ ∆=∆ mediuσσ 2.1max
∑∑ ∆=∆ mediuσσ 8.0min
∑∑∑ ∆≅∆=∆ maxmaxmin 65.02.1
8.0 σσσ
Nota
De regula, valorile minime ale pierderilor de tensiune trebuie avute in vedere in verificarile in faza initiala, cand ipoteza acoperitoare este asociata cu valoarea maxima probabila a fortei de precomprimare. Valorile maxime ale pierderilor de tensiune sunt luate in considerare in verificarile in faza finala cand situatia cea mai defavorabila corespunde valorii minime a fortei de precomprimare.
( )2
min
II
p
I
s
I
p
pp
σΔσσσ
+−=
( )minmax 650 pppkpkpp σσ.σσ −−=
min
ppσ efort unitar minim in armatura la sfarsitul transferului
max
ppσ efort unitar maxim in armatura la sfarsitul transferului
Δσ fi
σ pk σ pi
(efo
rtul
in
arm
atur
a)
σ pA σ p
=∆=
=
=
=
=
=
i
Snet
b
pII
pII
bp
II
pG
II
pA
net
b
pI
pI
bp
I
pG
I
pA
A
Aσ
σ
σ
σ
A
Aσ
σ
σ
σ
σ2
2
11
Calculul eforturilor unitare in armatura postintinsa in faza initiala.
( )II
bp
I
bpbpbppppp n σσσσσσ +=+= ∑∑minmin
0
( )II
bp
I
bpbpbppppp n σσσσσσ +=+= ∑∑maxmax
0
maxmin,
0pσ - valori minime respectiv maxime ale efortului unitar in armatura cand bpσ este 0.
Observatie
Toate pierderile de tensiune şi eforturile unitare in armatura se vor calcula in urmatoarele puncte caracteristice:
A-capătul din stânga F-la distanţa xλ de capătul A
Narc
g/A
bi + =
=
N0/A
bi - Narc
g/A
bi - =
=
Faza I – se calculează eforturile in armatura cand pretensionarea se efectueaza din capatul A
Lp=L+2x0.25
A FC D
E
B
σI
pk
A C D
E
B
σII
pk
G
G
xλ
xC
xλ
+
=
A FC D
E
BG
Faza II – se calculează eforturile in armatura cand pretensionarea se efectueaza din capatul B
Lp - x
λ
faza II
xλ
faza I
12
Calculul eforturilor unitare in beton in faza initiala.
3. CALCULUL EFORTURILOR UNITARE IN BETON IN FAZA INITIALA
Calculul eforturilor unitare se abordeaza in ipoteza betonului nefisurat (stadiul I) considerandu-se sectiunea ideala (echivalenta) de beton. In faza initiala imediat dupa transfer, intr-o sectiune a elementului, actioneaza efortul de precomprimare N0 si eforturile date de greutatea proprie.
i
b
arc
g
i
b
g
i
b
b
i
b
arc
g
i
b
g
i
b
b
pp
A
N
W
M
A
N
A
N
W
M
A
N
AN
−±=
−±=
=
0inf
0sup
max
00
σ
σ
σ
i
b
arc
g
pi
b
g
i
b
bp A
Ny
I
M
A
N−±= 0σ
bpσ - efortul unitar in beton in dreptul armaturilor pretensionate;
py - distanta intre centrul de greutate al sectiunii si centrul de greutate al armaturilor pretensionate
de la partea inferioara, respectiv superioara.
Narc
g/A
bi + =
=
N0/A
bi - Narc
g/A
bi - =
=
Lp - x
λ
faza II
xλ
faza I
13
Calculul eforturilor unitare in beton in faza initiala.
Nota
In sectiunile de reazem (in dreptul montantilor de sustinere), efortul unitar provenit din momentul incovoietor datorat actiunii greutatii proprii a tirantului se va considera semnul ”+”
pentru inf
bσ respectiv ”-”
pentru sup
bσ . Se vor
determina valorile inf
bσ si sup
bσ in sectiunile din dreptul montantilor de sustinere si in punctele xλ
corespunzatoare celor doua etape de pretensionare. In punctele A si B momentele incovoietoare sunt nule. Pentru evaluarea momentului incovoietor in sectiunea xλ se va utiliza urmatoarea schema statica:
4. VERIFICAREA LA STAREA LIMITA DE REZISTENTA LA TRANSFER
4.1. VERIFICAREA LA APARITIA FISURILOR LONGITUDINALEVerificarea la aparitia fisurilor longitudinale paralele cu directia compresiunilor maxime in beton la transfer se face prin limitarea eforturilor unitare de compresiune in beton.
0
limmax 6.0 bbb R≅≤ σσ
+ -
-
+
+ + +
Distributia de eforturi unitare in dreptul montantilor de sustinere
M
N0/A
bi - Narc
g/A
bi + M
g/W
i =
N0/A
bi - Narc
g/A
bi - M
g/W
i =
Ap/2
Ap/2
Aa/2
Aa/2
+ -
-
+
+ + +
Distributia de eforturi unitare in sectiunile de camp
M
N0/A
bi - Narc
g/A
bi - M
g/W
i =
N0/A
bi - Narc
g/A
bi + M
g/W
i =
Ap/2
Ap/2
Aa/2
Aa/2
qg
tirant
Lp - x
λ
faza II
xλ
faza I
14
Calculul eforturilor unitare in beton in faza initiala.
Clasa de beton a elementului Bc25 Bc30 Bc35 Bc40 Bc50 Bc60
Valoarea minima admisa pentru rezistenta medie la
transfer 0bR , [N/mm2]25 28 32 35 42 49
Valori limita ale eforturilor unitare de compresiune la
transfer lim
bσ [N/mm2]14 16.5 19 21 25 29
Nota
max
bσ reprezinta cea mai mare valoare dintre eforturile unitare inf
bσ si sup
bσ de compresiune in oricare
dintre sectiunile considerate. Limitarea efortului max
bσ se efectueaza pentru prevenirea strivirii betonului
sub actiunea fortelor de precomprimare si a greutatilor proprii.
4.2. VERIFICAREA LA DESCHIDEREA FISURILOR NORMALEVerificarea la deschiderea fisurilor normale in zonele in care nu exista armaturi pretensionate se face de regula prin limitarea deschiderii fisurilor ca pentru elemente de beton armat solicitate la compresiune excentrica, efortul de precomprimare fiind considerat ca o solicitare exterioara. Aceasta verificare nu este necesara daca eforturile unitare de intindere, calculate considerand sectiunea nefisurata nu depasesc valoarea 1.5Rtk.
tkb R5.1min ≤σ
Clasa de beton a elementului Bc25 Bc30 Bc35 Bc40 Bc50 Bc60
Rezistenta caracteristica la
intindere tkR , [N/mm2]1.65 1.86 2.03 2.20 2.51 2.78
Nota
min
bσ reprezinta cea mai mare valoare dintre eforturile unitare inf
bσ si s u pbσ de intindere in oricare dintre
sectiunile considerate. Limitarea efortului min
bσ se efectueaza pentru prevenirea aparitiei fisurilor normale
in beton sub actiunea fortelor de precomprimare si a greutatilor proprii.
Daca min
bσ este de compresiune (≥ 0) verificarea nu are sens.
15
Calculul si distributia fortelor seismice
5. ELEMENTE GENERALE DE ALCATUIRE A STRUCTURII SI PREDIMENSIONARI
Constructia analizata face parte din categoria constructilor tip hala integral prefabricata. Din aceasta categorie fac parte halele industriale obisnuite cu un singur nivel precum si salile de sport, expozitii etc. dezvoltate preponderent pe orizontala (avand un singur nivel), cu deschideri relativ mari si cu incarcari relativ reduse.
Pentru acest tip de constructii, betonul armat prefabricat reprezinta solutia utlizata in mod curent in cazul halelor industriale cu deschideri de pana la 30m si travei mai mici de 12m.
Nota
La constructiile industriale de tip curent utilizarea betonului armat prefabricat la retelele de stalpi peste 24x12m este limitata de o serie de performante ale utilajelor de transport si montaj precum si de faptul ca deschiderile mai mari de 24m nu au inca o frecventa care sa justifice o prefabricare de serie. Se subliniaza faptul ca avantajele cele mai mari in raport cu metalul se obtin pentru stalpi, a caror solicitare dominanta de compresiune pune mai bine in valoare calitatile betonului. De aceea la hale cu deschideri peste 24m, structurile mixte (sarpanta metalica pe stalpi din beton armat) sunt competitive.
Folosirea acestui tip de structuri este deosebit de avantajoasa la halele industriale cu procese tehnologice ce dezvolta umiditati interioare ridicate (industria alimentara si textila) sau cu pericol de incendiu (industria lemnului). In cazul halelor industriale cu conditii tehnologice grele din industria siderurgica (poduri rulante cu regim greu de functionare, temperaturi inalte sau vibratii puternice) aceasta solutie nu este recomandata.
Se mentioneaza faptul ca pentru acest tip de constructii cu deschideri mari, o solutie moderna o reprezinta turnarea elementelor de inchidere superioara la sol si ridicarea lor la cota. Avantajul urmarit este in special economia de sustineri si mutarea operatiunii de turnare a betonului de la cota la sol.
Aspectele legate de determinarea incarcarilor si de calculul elementelor de inchidere (in particular tirantul din beton precomprimat al arcelor de beton armat) au fost tratate in prima parte a aplicatiei.
6. DETERMINAREA INCARCARILOR
Determinarea incarcarilor
Nr. crt.
Incarcari normate coeficient incarcare de lunga durata nld
coeficient incarcare de calcul nc
Incarcari la nivelul arcului
q1 zapada qz 0.4 1.5
q2 izolatii qiz 1 1.35
q3 qchesoane 1 1.35
q4 arc qa =barc harc γb.a 1 1.35
Incarcari la nivelul tirantului
q5 tirant btirant htirant γb.a 1 1.35
q6 instalatii suspendate qs 1 1.35
q7 planseu qp 1 1.35
16
tt
tt
tt
tt
tt
Hutil
Hutil
LLLL
Stalp de colt
Stalp interior
Stalp marginal
Calculul si distributia fortelor seismice
6.1. STALP DE COLT
∑=
+⋅+⋅⋅+⋅⋅
+⋅⋅+⋅∑=
⋅=
7
6 2255
244
3
1
i
cstalpG
cfasieG
fasiinrpLc
nqaferentaAciniq
pLcnqaferentaA
i
ciniq
ccoltstalpN
∑
∑
=
=
+⋅+⋅⋅+⋅⋅
+⋅⋅+⋅⋅=
7
655
44
3
1
22
2
i
ld
stalp
ld
fasiefasii
pld
aferenta
ld
ii
pld
aferentai
ld
ii
ld
coltstalp
GG
nrL
nqAnq
LnqAnqN
unde:
22
tLA p
aferenta ⋅= ;
ldacbfasiefasie
ld
fasie nthbG ⋅⋅⋅⋅= ...γ ;
cacbfasiefasie
c
fasie nthbG ⋅⋅⋅⋅= ...γ ;
cabstalpstalpstalp
c
stalp nHhbG ⋅⋅⋅⋅= ..γ ;
ldabstalpstalpstalp
ld
stalp nHhbG ⋅⋅⋅⋅= ..γ ;
n -numarul de fasii din b.c.a. suspendate pe stalp;caracteristicile fasiilor se vor considera bfasie=20cm, hfasie=60cm, γ b.c.a.=800 daN/m3;
6.2. STALP DE MARGINE
∑
∑
=
=
+⋅+⋅⋅+⋅⋅
+⋅⋅+⋅⋅=
7
655
44
3
1arg
2
2
i
c
stalp
c
fasiefasii
pc
aferenta
c
ii
pc
aferentai
c
ii
c
inemdestalp
GGnrL
nqAnq
LnqAnqN
∑
∑
=
=
+⋅+⋅⋅+⋅⋅
+⋅⋅+⋅⋅=
7
655
44
3
1arg
2
2
i
ld
stalp
ld
fasiefasii
pld
aferenta
ld
ii
pld
aferentai
ld
ii
ld
inemdestalp
GGnrL
nqAnq
LnqAnqN
unde:
tL
A p
aferenta ⋅=2
;
17
Calculul si distributia fortelor seismice
6.3. STALP INTERIOR
∑∑==
+⋅⋅+⋅⋅+⋅⋅+⋅⋅=7
65544
3
1int
i
c
stalpp
c
aferenta
c
iip
c
aferentai
c
ii
c
eriorstalp GLnqAnqLnqAnqN
∑∑==
+⋅⋅+⋅⋅+⋅⋅+⋅⋅=7
65544
3
1int
i
ld
stalpp
ld
aferenta
ld
iip
ld
aferentai
ld
ii
ld
eriorstalp GLnqAnqLnqAnqN
unde:
tLA paferenta ⋅= ;
Nota
Pentru estimarea greutatilor proprii ale stalpilor se vor considera sectiuni egale de stalpi (50x50 cm) atat pentru stalpii de colt cat si pentru cei marginali si sectiuni de 60x60 cm pentru stalpii interiori.
In general, la structurile simetrice cu mai multe deschideri alungirile riglelor din variatii de temperatura se cumuleaza de la axul de simetrie spre exterior . In aceste conditii, stalpii cei mai solicitati sunt cei marginali. Eforturile axiale in rigle se cumuleaza in sens invers, de la capete spre axul de simetrie, fiind maxime in ax. Astfel se recomanda aplicarea principiului concentrarii elementelor verticale mai rigide spre mijlocul constructiei si prevederea stalpilor dinspre capete mai flexibili pentru reducerea solicitarilor din actiunea variatiilor de temperatura.
Fortele axiale pe stalpi se vor determina atat cu intensitati de lunga durata (corespunzatoare gruparii speciale) cat si cu intensitati de calcul (corespunzatoare gruparii fundamentale).
18
Calculul si distributia fortelor seismice
7. PREDIMENSIONAREA STALPILOR
7.1. ASIGURAREA CONDITIILOR DE DUCTILITATEIn scopul minimalizarii avariilor si asigurarii structurii in cazul unui cutremur sever este necesar ca elementele structurale sa poata dezvolta rezistente chiar si pentru deformatii mari. Aceste deformatii pot depasi limita comportarii elastice. Capacitatea elementelor structurale de a prelua deformatii postelastice fara scaderi importante de rezistenta se cuantifica in termeni de ductilitate. Ductilitatea include atat capacitatea elementelor de a prelua deformatii imortante cat si capacitatea lor de a absorbi energie prin comportare histeretica. Prezenta fortelor axiale de compresiune poate reduce ductilitatea sectionala si din aceasta cauza se limiteaza nivelul eforturilor medii de compresiune pe stalpi:
Stalpi marginali 25.0arg
arg ≤=co
inalmstalp
inalmstalp Rbh
Nn
Stalpi centrali 30.0≤=co
centralstalp
centralstalp Rbh
Nn
Stalpi de colt 20.0≤=co
coltstalp
coltstalp Rbh
Nn
7.2. ASIGURAREA RIGIDITATII STALPILORIn cazul structurilor de tip hala parter alcatuite din mai multi stalpi legati la extremitatile superioare prin rigle articulate, rigiditatea totala K la o deplasare laterala ∆ la nivelul riglelor, se defineste ca
fiind forta orizontala H necesara pentru a produce structurii o deplasare egala cu unitatea. Rigiditatea structurala este egala cu suma rigiditatilor stalpilor la deplasare laterala. Rigiditatea astfel calculata serveste la calculul perioadei proprii de vibratie a structurii.
Se evalueaza perioada proprie pentru modul fundamental de vibratie cu relatia:
8.020.0 ≤= nT δ sec
nδ - sageata orizontala (cm) a stalpilor la nivelul
acoperisului, din incarcarea gravitationala G, considerata aplicata orizontal
∑=
=n
istalp
totaln
k
G
1
δ
∑= ld
stalptotal NG
3
3
H
IEk bb
stalp =
Nota
Sageata calculata cu relatiile de mai sus constituie un parametru de calcul care foloseste doar pentru determinarea perioadei proprii de vibratii, si nu trebuie confundata cu sagetile orizontale reale.
19
H
G
δn
Calculul si distributia fortelor seismice
Perioada proprie de vibratie pentru tipul de structura si amplasamentul considerat se limiteaza la valoarea de 0.8sec.
8. CALCULUL FORTELOR SEISMICE
Masa supusă acţiunii seismice
• greutatea acoperişului
• greutatea zăpezii
• greutatea proprie a arcului cu tirant
• aria acoperişului Aacop
• greutatea totală supusă acţiunii seismice
Forţa seismică pentru întreaga clădire
• coeficient de importanţă γ I = 1.00
• acceleraţia seismică ag = 0.xx g
• coeficient de amplificare dinamică βmax = 2.75
• coeficient de comportare q = 5.0
• forţa seismică pentru întrega clădire (sistem cu un singur grad de libertate)
Gq
aS
gI maxβγ=
Forţe seismice aferente stâlpilor
• număr total de stâlpi
• forţa aferentă unui stâlp
Moment încovoietor în stâlpi din acţiunea cutremurului
Mo = S0H
Forţa axială în stâlpi la cutremur N0 = G : nstâlpi
20
Calculul fundatiilor
9. CALCULUL STALPILOR
Stalpii se vor dimensiona tinand seama de cele trei ipoteze de calcul anti-seismic. In ipoteza I solicitarea maxima este pe directia x dimensionandu-se astfel armatura care preia momentul incovoietor pe directia x de solicitare. In ipoteza II se dimensioneaza armatura care preia momentul incovoietor pe directia y de solicitare. Solicitarile rezultate din ipoteza III se folosesc pentru verificarea sectiunii stalpului la compresiune excentrica oblica. Calculele se vor efectua cu luarea in considerare a efectelor de ordinul II.
Momentele incovoietare se calculeaza ca suma momentelor incovoietoare rezultate din ipotezele de calcul antiseismic, momentele datorate efectului de ordin II si surplusului de momente datorate aplicarii excentrice a fortelor axiale.
9.1. DIMENSIONAREA ARMATURII LONGITUDINALE LA COMPRESIUNE EXCENTRICA
( )( )
+
−=+
−+=
aaaca
aaaac
hRAx
hbxRNh
M
RARAbxRN
'
0
'
222
1
Dimensionare:
−=→≤
−−+
==→≤<=⇒=
aa
a
a
aa
ca
aab
c
aa
hR
hNM
Aax
Rh
xhbxR
NhM
AAxxa
bR
NxAA
2'2
22'2
0'
'
Ipoteza III
calculxM
calculyM
N
Ipoteza I
calculxM
N
Ipoteza II
calculyM
N
21
Calculul fundatiilor
Verificare:
+=→≤
−+
−=→≤<
=
2'2
22'2 '
0
aaaacap
aaaaccapb
cNh
hRAMax
hNhRA
xhbxRMxxa
bR
Nx
1.7. Conditii constructive pentru stalpi la armarea longitudinala
Diametre minime – 12 mm pentru bare PC60 sau PC52 sau 14 mm pentru bare OB37;Diametre maxime recomandate - 28 mm;Distanta minima intre bare 50 mm;Distanta maxima intre axele barelor 250 mm Se admite armarea cu numai 4 bare dispuse la colturile sectiunii la stalpi avand laturile sectiunii ≤ 350 mm in cazul stalpilor din clasa A si ≤ 400 mm in cazul celor din clasele B si C;
%100bh
Ap
totala
atotal = ;
%100bh
Ap
latura
alatura = ;
procentul de armare trebuie sa nu fie, de regula, mai mare de 2.5%;procentul minim de armare pe fiecare latura a sectiunii 0.20%;
Felul stalpului
Grupa de stalp
A B C
Armatura longitudinala din otel tip
PC60 PC52 OB37 PC60, PC52 OB37 PC60, PC52 OB37
Procent total de armare minim p%
interior 0.5 0.6 0.8 0.5 0.6
0.4 0.5marginal 0.6 0.7 0.9 0.6 0.7
de colt 0.7 0.8 1.0 0.7 0.8
≤ 250mm
Aa A’ a
Mx
N
Aa
A’a
My
N
Armatura de la colturi rezultata din dimensionarea anterioara
22
Calculul fundatiilor
9.2. VERIFICAREA LA COMPRESIUNE EXCENTRICA OBLICAPentru curba de variatie a momentului capabil M in functie de inclinarea α a planului sau de actiune in raport cu axa OX a sectiunii transversale, cand N este dat, se adopta forma de elipsa de gradul β.
100
≤
+
ββ
y
y
x
x
M
M
M
M unde:
xM - momentul efectiv rezultat din ipoteza III pe directia x;
yM - momentul efectiv rezultat din ipoteza III pe directia y;
0xM - momentul capabil al sectiunii la compresiune excentrica dreapta pe directia x;
0yM - momentul capabil al sectiunii la compresiune excentrica dreapta pe directia y;
cbhR
Nn =
Modul de dispunere a barelor de armatura
Patru bare dispuse la colturi
Mai mult de patru
bare ayax AA ≅Mai mult de patru
bare
( ) ayax AA 25.1 ÷≅
Coeficientul β
0.1 1.60 1.70 1.75
0.2 1.35 1.60 1.50
0.3 1.25 1.55 1.40
0.4 1.20 1.50 1.35
0.5 1.20 1.45 1.35
0.6 1.35 1.45 1.40
0.7 1.55 1.50 1.50
0.8 1.75 1.60 1.60
23
Calculul fundatiilor
10. DIMENSIONAREA FUNDATIILOR
=÷=÷=
hc
cmb
cma
6.0
138
64
Daca cmd 15≤ atunci forma fundatiei pahar va fi fara umarul blocului de fundatie.
10.1.REDUCEREA SOLICITARILOR LA TALPA FUNDATIEIDimensiunile fundatiei se vor calcula folosind urmatoarele conditii:
cmh f 25= ;
+≥=
5
2.1
ap
p
lH
hH se rotunjeste la multiplu de 5cm ( φ35=al );
fbff VNN γ⋅+= (3/8.1 mtffb =γ );
HQMM xxxf += ;
HQMM yyyf +=
In cazurile curente de hale parter cu noduri articulate la capetele superioare, forta taietoare maxima
se determina cu relatia eH
capMQ =max .
10.2.DIMENSIONAREA FUNDATIEI IN PLANDimensionarea fundatiei va tine cont de cele doua grupari de incarcari (gruparea fundamentala si gruparea speciala).
Starea de eforturi pe talpa fundatiei in gruparea fundamentala:
conv
f
fmedie p
A
Np <= = (
2BA f = );
conv
f
FG
f
f pW
M
A
Np 2.1
.
max <+= (6
3BWWW fyfxf === );
Starea de eforturi pe talpa fundatiei in gruparea speciala:
BH
ph f
5cm a
min
10
Mortar poza 2cm
Beton de matare
Beton de egalizare 5cm
d c b h
H
N
Mx
My
Qx
Qy
x
y
Nf
Qfx
Qfy
Mfx
Mfy
24
Calculul fundatiilor
conv
fy
fy
fx
fx
f
f pW
M
W
M
A
Np 6.1max ≤++= ;
0min ≥−−=fy
fy
fx
fx
f
f
W
M
W
M
A
Np
10.3.VERIFICAREA PAHARULUI LA STRAPUNGERECalculele se efectueaza cu valoarea cea mai mare a momentului incovoietor redus la talpa fundatiei din cele 3 ipoteze, dupa care se determina presiunea medie pe talpa de fundatie.
Forta axiala din stalp se transmite talpii fundatiei fiind impartita in presiune pe capatul stalpului (rezultanta N2) si forfecari pe cele 4 fete ale paharului (rezultanta N1/4 pe fiecarea fata).
pmax
pmin
Nf
Mfx
Mfy
pmax
pmin
Nf
Mfx
Mfy
hstalp
+2hf
N2
N1/4
N=N1+N
2
25
Calculul fundatiilor
10.4.VERIFICAREA PAHARULUI IN PLAN ORIZONTAL
M
N
Q
P
P Hp/6
l b
P’/2
P’/2
P’
Mr
Mc
Def
orm
ata
la
inco
voie
re
26