Paweł Gałuszka
WBL sem.VI KBI
OBLICZENIA STATYCZNE HALI PRZEMYSŁOWEJ Z USTROJEM NOŚNYM ŻELBETOWYM MONOLITYCZNYM
1.0 PŁYTA
1.1 - ZEBRANIE OBCIĄŻEŃ:
- Posadzka betonowa 0.05 x 21 x 1.3 = 1.365kN/m2
- Płyta żelbetowa 0.08 x 24 x 1.1 = 2.112 kN/m2
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 1.3 = 0.371 kN/m2
Razem: g = 3.848 kN/m2
OBCIĄŻENIE ZMIENNE
Obciążenie użytkowe 5.00 x 1.3 = 6.5 kN/m2
Razem: p= 6.50 kN/m2
- SCHEMAT STATYCZNY
Przyjęto schemat belki trójprzęsłowej.
1.3 - OBLICZENIA STATYCZNE BELKI TRÓJPRZĘSŁOWEJ
SCHEMAT I SCHEMAT II SCHEMAT III SCHEMAT IV SCHEMAT V
p=6.5 kN/m2 g= 3.848kN/m2 l0=2.6m b=0.2m
1.4 - WYMIAROWANIE
Przyjęto B-30
Stal klasy A I
Minimalna ilość zbrojenia
x 100%
Wartości minimalne - 0.1 %
Wartości optymalne 0.8 - 1.5 %
Przekrój |
b [m] |
h0 [m] |
M [kNm] |
Sb |
Ksi |
Dzeta |
Fa obl [m2] |
Przyjęto średnica ilość Fa [mm] prętów/m [m2] |
||
12 dołem |
1 |
0.065 |
6.519 |
0.09023 |
0.09472 |
0.95264 |
0.00050 |
12 |
8 |
0.00090 |
22 dołem |
1 |
0.065 |
3.940 |
0.05453 |
0.05611 |
0.97195 |
0.00030 |
12 |
8 |
0.00090 |
12 górą |
1 |
0.065 |
0.709 |
0.00981 |
0.00986 |
0.99507 |
0.00005 |
8 |
- --> [Author:(null)] * |
- |
22 górą |
1 |
0.065 |
1.908 |
0.02641 |
0.02677 |
0.98662 |
0.00014 |
8 |
4 |
0.00020 |
2 |
0.20 |
0.098 |
7.742 |
0.23571 |
0.27296 |
0.86352 |
0.00026 |
12 |
4 |
0.00045 |
[2] |
0.20 |
0.065 |
6.308 |
0.43655 |
0.64378 |
0.67811 |
0.00041 |
12 |
4 |
0.00045 |
*) uśredniony moment w przęśle M12 < 0.292⋅bh02⋅Rbbz = 1.419 kNm
Zbrojenie rozdzielcze - przyjęto 3 pręty φ8 na 1 m płyty
STANY GRANICZNE UŻYTKOWANIA
- UGIĘCIA
Dla betonu B30 i stali AI, przyjęto schemat wolnopodparty jako bardziej niekorzystny.
Przęsło 12
Ugięcia dopuszczalne są przekroczone - należy zwiększyć grubość płyty do 10 cm
Przęsło 22
Ugięcia dopuszczalne są przekroczone - należy zwiększyć grubość płyty do 10 cm
- ZARYSOWANIA
Dla betonu B30 i stali AI oraz dopuszczalnego rozwarcia rys 0.3 mm.
Przęsło 12
φ = 12 mm <φdop = 32 mm
Dopuszczalne szerokości rozwarcia rys nie są przekroczone
Przęsło 22
φ = 12 mm <φdop = 32 mm
Dopuszczalne szerokości rozwarcia rys nie są przekroczone
2.0 ŻEBRO
2.1 - ZEBRANIE OBCIĄŻEŃ:
- Posadzka betonowa 0.05 x 21 x 2.6 x 1.3 = 3.549kN/m
- Płyta żelbetowa 0.10 x 24 x 2.6 x 1.1 = 5.491kN/m
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 2.6 x 1.3 = 0.965kN/m
- Ciężar własny żebra 0.20 x (0.40-0.10) x 24 x 1.1=1.690kN/m
Razem: g = 11.695kN/m
OBCIĄŻENIE ZMIENNE
Obciążenie użytkowe 5.00 x 2.6 x 1.3 = 16.9kN/m
Razem: p= 16.900kN/m
2.2- SCHEMAT STATYCZNY
Przyjęto schemat belki pięcioprzęsłowej.
2.3-OBLICZENIA STATYCZNE BELKI PIĘCIOPRZĘSŁOWEJ
p=16.900 kN/m2 g= 11.695kN/m2 l0=6.2m br=0.4m
SCHEMAT I SCHEMAT II SCHEMAT III SCHEMAT IV SCHEMAT V
- WYMIAROWANIE ZE WZGLĘDU NA ZGINANIE
Ze względu na powyższe warunki uwzględniam udział płyty w przenoszeniu obciążeń.
Wyznaczenie szerokości płyty współpracującej z żebrem:
półka w strefie ściskanej
- dla przęsła skrajnego
Przy obustronnym wysięgu żebra:
- dla przęsła wewnętrznego
Przy obustronnym wysięgu żebra:
Ostateczna szerokość przekroju teowego
półka w strefie rozciąganej
Wyznaczenie momentów przenoszonych przez beton
dla momentów ściskających półkę (+)
b) dla momentów rozciągających półkę (-)
Ponieważ momenty przenoszone przez beton są znacznie mniejsze niż momenty rzeczywiste występujące w przekroju niezbędne jest jego zazbrojenie.
ho=38cm
Dla momentów krawędziowych ( dwa rzędy prętów)
ho=36cm
Dla momentów podporowych
ho=44cm
Moment płytowy
Ponieważ moment płytowy jest większy niż max moment w każdym z przęseł, więc oś obojętna przechodzi przez półkę, czyli żebro pracuje jako przekrój pozornie teowy.
W tym przypadku przekrój oblicza się jako belkę o wymiarach b't ho.
Minimalny stopień zbrojenia:
Przekrój |
b [m] |
h0 [m] |
M [kNm] |
Sb |
Ksi |
Dzeta |
Fa obl [m2] |
Przyjęto średnica ilość Fa [mm] prętów/m [m2] |
||
12 dołem |
1.32 |
0.36 |
100.074 |
0.03421 |
0.03482 |
0.98259 |
0.00081 |
16 |
5 |
0.00101 |
23 dołem |
1.32 |
0.36 |
66.007 |
0.02256 |
0.02282 |
0.98859 |
0.00053 |
16 |
3 |
0.00060 |
33 dołem |
1.32 |
0.36 |
76.313 |
0.02609 |
0.02644 |
0.98678 |
0.00061 |
16 |
4 |
0.00080 |
12 górą |
0.20 |
0.38 |
-11.396 |
0.02308 |
0.02335 |
0.98833 |
0.00009 |
8 |
2 |
0.00020 |
23 górą |
0.20 |
0.38 |
-43.318 |
0.08772 |
0.09194 |
0.95402 |
0.00034 |
16 |
2 |
0.00040 |
33 górą |
0.20 |
0.38 |
-28.305 |
0.05732 |
0.05906 |
0.97047 |
0.00022 |
12 |
2 |
0.00023 |
2 |
0.20 |
0.44 |
-124.510 |
0.18805 |
0.21013 |
0.89494 |
0.00090 |
16 |
5 |
0.00101 |
[2] |
0.20 |
0.36 |
-104.922 |
0.23672 |
0.27436 |
0.86282 |
0.00097 |
16 |
5 |
0.00101 |
3 |
0.20 |
0.44 |
-107.625 |
0.16255 |
0.17847 |
0.91076 |
0.00077 |
16 |
4 |
0.00080 |
[3] |
0.20 |
0.36 |
-88.561 |
0.19981 |
0.22515 |
0.88742 |
0.00079 |
16 |
4 |
0.00080 |
2.5- WYMIAROWANIE ZE WZGLĘDU NA ŚCINANIE
Siła dopuszczalna
Siła nieprzekraczalna
a) przy podporze 1
przy podporze 2
przy podporze 3
Wyznaczenie sił miarodajnych do wymiarowania na ścinanie
Ri - siła ścinająca z lewej lub prawej strony przekroju
g+p. - całkowite obciążenie
br - szerokość rygla
Ponieważ , więc w każdym przekroju konieczne jest zbrojenie na ścinanie.
Ponieważ w każdym przekroju przypodporowym znajdują się dwa pręty odgięte 16 obliczam wartość siły TO przenoszonej przez te pręty
Przy podporze 1:
Wynika stąd , że pręty odgięte w zupełności wystarczą do przeniesienia sił tnących. Jednak zgodnie z warunkiem normowym minimum 1/3 siły tnącej musi zostać przeniesiona przez strzemiona i beton.
Przyjęto 2 strzemiona 8 ze stali A0 w rozstawie co 13 cm
Przy podporze 2 z lewej:
Na odcinku c1 znajdują się pręty odgięte, a więc:
Ze względów konstrukcyjnych przyjęto 5 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 13 cm
Na odcinku c2
Przyjęto 5 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 13 cm
Przy podporze 2 z prawej:
Na odcinku c0 znajdują się pręty odgięte, a więc:
Ze względów konstrukcyjnych przyjęto 8 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 13 cm
Przy podporze 3 z lewej:
Na odcinku c0 znajdują się pręty odgięte, a więc:
Ze względów konstrukcyjnych przyjęto 7 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 13 cm
Przy podporze 3 z prawej:
Na odcinku c0 znajdują się pręty odgięte, a więc:
Ze względów przyjęto 8 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 13 cm
Na pozostałych odcinkach przyjęto zbrojenie konstrukcyjne strzemionami 8 ze stali A0 co 25 cm
STANY GRANICZNE UŻYTKOWANIA
- UGIĘCIA
Sprawdzenie ugięć przeprowadzono w przęśle skrajnym
Wartości charakterystyczne obciążeń:
- Posadzka betonowa 0.05 x 21 x 2.6 = 2.730kN/m
- Płyta żelbetowa 0.10 x 24 x 2.6 = 4.992kN/m
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 2.6 = 0.741kN/m
- Ciężar własny żebra 0.20 x (0.40-0.10) x 24=1.536kN/m
Razem: gk = 9.999kN/m
OBCIĄŻENIE ZMIENNE
Obciążenie użytkowe 5.00 x 2.6 = 13.000kN/m
Razem: pk= 13.000kN/m
Od obciążeń długotrwałych:
gk=9.999kN/m Ea=210000 MPa
pk=13.000=13.000 x 0.8=10.400kN/m Eb=32400 MPa
Określenie fazy pracy elementu:
Wartość momentu rysującego Mfp:
dla betonu B30 Rbkz=1.73MPa
Wyznaczenie wartości współczynnika - zależnego od stopnia zbrojenia przekroju
Ponieważ Mprz=79.991 kNm ( jest to moment ekstremalny ) jest większy niż Mfp=37.022 kNm, więc skrajne przęsło żebra pracuje w fazie II, jako element zarysowany
Ugięcie w fazie II:
fk(k+d) - ugięcie początkowe od obciążenia całkowitego
fk(d) - ugięcie początkowe od obciążenia długotrwałego
fd(d) - ugięcie długotrwałe od obciążenia długotrwałego
Wartość fk(k+d) :
Sztywność elementu w fazie II:
Ponieważ więc wartości obliczam powtórnie dla przekroju prostokątnego o szerokości
b) Wartość fd(d) :
Ponieważ więc wartości obliczam powtórnie dla przekroju prostokątnego o szerokości
c) Wartość fk(d) :
Ponieważ więc wartości obliczam powtórnie dla przekroju prostokątnego o szerokości
Ostateczna wartość ugięcia f:
f=0.009-0.007+0.010=0.012m
fdop=0.025m>0.012m
Ugięcie dopuszczalne nie jest przekroczone.
- ZARYSOWANIA
Dopuszczalne rozwarcie rys nie jest przekroczone.
RAMA
3.1 SCHEMATY OBCIĄŻEŃ
ZEBRANIE OBCIĄŻEŃ NA 1 m2 STROPODACHU
- Papa 0.18 x 1.2 = 0.216 kN/m2
- Warstwa wyrównawcza 0.03 x 23 x 1.2 = 0.828 kN/m2
- Styropian 0.15 x 0.45 x 1.2 = 0.081 kN/m2
- Płyta żelbetowa 0.10 x 24 x 1.1 = 2.772 kN/m2
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 1.3 = 0.371 kN/m2
Razem: g = 4.268 kN/m2
ZEBRANIE OBCIĄŻEŃ WYPADAJĄCYCH NA JEDNO ŻEBRO STROPODACHU
a) pośrednie
- obciążenie równomiernie rozłożone 4.268 x 2.6 = 11.097 kN/m
- żebro 1.1 x 24 x 0.20 x 0.295 = 1.558 kN/m
= 12.655 kN/m
skrajne
- obciążenie równomiernie rozłożone 4.268 x 1.4 = 5.975 kN/m
- żebro 1.1 x 24 x 0.20 x 0.295 = 1.558 kN/m
Σ = 7.533 kN/m
OBCIĄŻENIE ŚNIEGIEM NA 1 m2 STROPODACHU
OBCIĄŻENIE ŚNIEGIEM PRZYPADAJĄCE NA JEDNO ŻEBRO
pośrednie S1 = 0.784 x 2.6 = 2.038 kN/m
skrajne S2 = 0.784 x 1.4 = 1.098 kN/m
ZEBRANIE OBCIĄŻEŃ DLA STROPU MIĘDZYPIĘTROWEGO
żebro pośrednie wg pozycji 2.1
- Posadzka betonowa 0.05 x 21 x 2.6 x 1.3 = 3.549kN/m
- Płyta żelbetowa 0.10 x 24 x 2.6 x 1.1 = 5.491kN/m
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 2.6 x 1.3 = 0.965kN/m
- Ciężar własny żebra 0.20 x (0.40-0.10) x 24 x 1.1=1.690kN/m
Razem: g = 11.695kN/m
OBCIĄŻENIE ZMIENNE
Obciążenie użytkowe 5.00 x 2.6 x 1.3 = 16.9kN/m
Razem: p= 16.900kN/m
żebro skrajne
- Ściana z pustaka MAX 0.19 x 3.4 x 14.5 x 1.1 = 10.304 kN/m
- Gzyms 0.42 x 0.10 x 24 1.3 = 1.310 kN/m
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 7.8 x 1.3 = 2.890kN/m
- Posadzka betonowa 0.05 x 21 x 1.4 x 1.3 = 1.911kN/m
- Płyta żelbetowa 0.10 x 24 x 1.4 x 1.1 = 3.881kN/m
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 1.4 x 1.3 = 0.519kN/m
- Ciężar własny żebra 0.20 x (0.40-0.10) x 24 x 1.1=1.558kN/m
Razem: g = 22.373kN/m
OBCIĄŻENIE ZMIENNE
Obciążenie użytkowe 5.00 x 1.4 x 1.3 = 9.100kN/m
Razem: p= 9.100kN/m
WYZNACZENIE MAKSYMALNYCH REAKCJI
Do obliczeń przyjęto drugą ramę licząc od skraju hali. Zadecydowała o tym maksymalna wartośc reakcji na drugiej od skraju podporze belki ciągłej - żebra.
Reakcje ze stropodachu
- żebro pośrednie
ciężar własny g = 12.655 kN/m R1 = 1.132 x 12.655 x 6.2 = 88.818 kN
śnieg p = 2.038 kN/m R2 = 1.218 x 2.038 x 6.2 = 15.390 kN
- żebro skrajne
ciężar własny g = 7.533 kN/m R1 = 1.132 x 7.533 x 6.2 = 52.870 kN
śnieg p = 1.098 kN/m R2 = 1.218 x 1.098 x 6.2 = 8.292 kN
Reakcje ze stropu międzypiętrowego
- żebro pośrednie
ciężar własny g = 11.695 kN/m R1 = 1.132 x 11.695 x 6.2 = 82.080 kN
użytkowe p = 16.900 kN/m R2 = 1.218 x 16.900 x 6.2 = 127.622 kN
- żebro skrajne
ciężar własny g = 22.373 kN/m R1 = 1.132 x 22.373 x 6.2 = 157.023 kN
użytkowe p = 9.100 kN/m R2 = 1.218 x 9.100 x 6.2 = 68.720 kN
CIĘŻAR WŁASNY 1 mb RYGLA
W celu uproszczenia obliczeń przyjęto na całej długości stałą wysokość rygla równą 0.7m
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 1.8 x 1.3 = 0.667kN/m
- Ciężar własny rygla 0.40 x (0.70-0.10) x 24 x 1.1=6.283kN/m
Razem: g = 6.950 kN/m
CIĘŻAR WŁASNY 1 mb SŁUPA
- Tynk cem - wap 0.015 x 19 x 1.8 x 1.3 = 0.667kN/m
- Ciężar własny słupa 0.40 x 0.50 x 24 x 1.1 = 5.280kN/m
Razem: g = 5.947 kN/m
CIĘŻAR WŁASNY 1 mb ŚCIANY OSŁONOWEJ I BELKI PODWALINOWEJ
- Ściana osłonowa z cegły dziurawki 7.80 x 14.5 x 0.12 x 1.1 = 14.929 kN/m
- Styropian 7.80 x 0.45 x 0.05 x 1.2 = 0.211 kN/m
- Ściana nośna z pustaka MAX 4.00 x 14.5 x 0.19 x 1.1 = 12.122 kN/m
- Tynk cem - wap 7.80 x 19 x 0.015 x 1.3 = 2.890 kN/m
- Belka podwalinowa (1.30 x 0 .30 + 0.1 x 0.05) x 24 x 1.1=10.428 kN/m
Razem: g = 40.580 kN/m
SIŁA PRZYPADAJĄCA NA JEDNĄ STOPĘ
PSC = 6.2 x 40.580 = 251.596 kN
OBCIĄŻENIE WIATREM
qk - charakterystyczne ciśnienie prędkości wiatru w strefie II równe 350
Ce - dla terenu otwartego A i wysokości H ≤ 10.0 m równy 1
C - współczynnik aerodynamiczny
Dla H = 8.75 m C = -0.4 dla ssania
B = 8.24 m
L = 31.50 m C = 0.7 dla parcia
β - współczynnik działania porywów wiatru równy 1.8
χf - współczynnik obliczeniowy równy 1.3
- parcie
- ssanie
Przyjęto, że obciążenie wiatrem przenosi się poprzez ścianę wypełniającą na ramę
DZIAŁANIE WIATRU NA 1 mb DŁUGOŚCI SŁUPA
SCHEMATY OBCIĄŻEŃ
Przyjęto 5 schematów obciążeń:
I - obciążenie stałe
B - obciążenie wiatrem z lewej strony
C - obciążenie wiatrem z prawej strony
D - obciążenie śniegiem
E - obciążenie użytkowe
WYMIAROWANIE RYGLA NA ZGINANIE
Na podstawie uzyskanych wyników otrzymano najniekorzystniejsze wartości momentów zginających dla rygla dolnego.
a) przekrój przy słupie
M= -345.31kNm ( kombinacja CDEI )
Ponieważ górne włókna są rozciągane przekrój liczymy jako prostokątny. Założono wstępnie ułożenie zbrojenia w dwóch rzędach, więc wysokość obliczeniowa przekroju jest liczona do środka ciężkości wkładek z uwzględnieniem skosu rygla.
b) przekrój w środku rygla
M=305.00kNm ( kombinacja BEI )
Ponieważ grubość płyty t'=0.105 m jest większa od 0.05 h=0.05 x 0.7=0.035 m i jest większa od 30 mm więc w obliczeniach uwzględniono współpracę płyty z ryglem ramy w przenoszeniu obciąźeń. Przekrój jest liczony jako przekrój teowy.
Ustalenie szerokości współpracującej
Wartość ld przyjęto jako:
Jednostronny wysięg płyty współpracującej bp':
Wartość momentu płytowego Mpł
Ponieważ M = 305.00 kNm < Mpł = 1656.124 kNm, więc przekrój jest pozornie teowy.
Na całej długości rygla przyjęto 5 prętów φ 14 górą jako zbrojenie konstrukcyjne
a WYMIAROWANIE RYGLA GÓRNEGO NA ZGINANIE
Na podstawie uzyskanych wyników otrzymano najniekorzystniejsze wartości momentów zginających dla rygla górnego.
a) przekrój przy słupie
M= -175.83kNm ( kombinacja CDEI )
Ponieważ górne włókna są rozciągane przekrój liczymy jako prostokątny. Założono wstępnie ułożenie zbrojenia w dwóch rzędach, więc wysokość obliczeniowa przekroju jest liczona do środka ciężkości wkładek z uwzględnieniem skosu rygla.
b) przekrój w środku rygla
M=177.63kNm ( kombinacja BDI )
Ponieważ grubość płyty t'=0.105 m jest większa od 0.05 h=0.05 x 0.7=0.035 m i jest większa od 30 mm więc w obliczeniach uwzględniono współpracę płyty z ryglem ramy w przenoszeniu obciąźeń. Przekrój jest liczony jako przekrój teowy.
Ustalenie szerokości współpracującej
Wartość ld przyjęto jako:
Jednostronny wysięg płyty współpracującej bp':
Wartość momentu płytowego Mpł
Ponieważ M = 177.63 kNm < Mpł = 1656.124 kNm, więc przekrój jest pozornie teowy.
Na całej długości rygla przyjęto 4 prętów φ 14 górą jako zbrojenie konstrukcyjne
WYMIAROWANIE RYGLA NA ŚCINANIE
Wartość siły dopuszczalnej
Wartość siły nieprzekraczalnej
a)
R=247.52 kN c0=2.6m ( od kombinacji obciążeń CDEI )
Ponieważ R=247.52 kN > Qd = 220.800 kN więc konieczne jest wymiarowanie rygla na ścinanie.
Ponieważ w każdym przekroju przypodporowym znajdują się 3 pręty odgięte 14 obliczam wartość siły TO przenoszonej przez te pręty
Siła rozwarstwiająca:
Przyjęto 20 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 13 cm
b)
R = 19.75 kN c0 = 2.6 m ( od kombinacji obciążeń CDEI )
Ponieważ R=19.75 kN < Qd = 220.800 kN więc nie konieczne jest wymiarowanie rygla na ścinanie.
Ze względów konstrukcyjnych przyjęto 5 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 50 cm
a WYMIAROWANIE RYGLA GÓRNEGO NA ŚCINANIE
Wartość siły dopuszczalnej
Wartość siły nieprzekraczalnej
a)
R=133.76 kN c0=2.6m ( od kombinacji obciążeń CDEI )
Ponieważ R=133.76 kN < Qd = 220.800 kN więc nie jest konieczne wymiarowanie rygla na ścinanie.
Ze względów konstrukcyjnych przyjęto 12 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 23 cm
b)
R = 11.48 kN c0 = 2.6 m ( od kombinacji obciążeń CDEI )
Ponieważ R=11.48 kN < Qd = 220.800 kN więc nie konieczne jest wymiarowanie rygla na ścinanie.
Ze względów konstrukcyjnych przyjęto 5 strzemion 8 ze stali A0 w rozstawie co 50 cm
ZBROJENIE PODCIĄGU
Maksymalna reakcja przekazywana z żebra na ramę
Ponieważ Rmax = 225.743 kN < Q = 588.800 kN więc dodatkowo przyjęto oprócz zbrojenia na ścinanie dwa strzemiona 8 ze stali A0 z każdej strony - pierwsze w odległości 2 cm, drugie 7 cm od krawędzi żebra.
STAN GRANICZNY UŻYTKOWANIA RYGLA
Maksymalna średnica prętów, przy której nie są przekroczone dopuszczalne szerokości rozwarcia rys dla stali AIII, adop = 0.3 mm i
wynosi φmax = 14. Wobec zastosowania właśnie takich prętów warunek ten jest spełniony.
Maksymalna wartość stosunku rozpiętości obliczeniowej do wysokości obliczeniowej , przy której nie są przekroczone ugięcia dopuszczalne wynosi dla stali AIII, =0.5 % i schematu belki zamocowanej
Dla rygla - ugięcia dopuszczalne nie są przekroczone.
SŁUP DOLNY
Wyznaczenie długości obliczeniowej słupa l0
słup górny
słup dolny
rygiel
Wartość mimośrodu niezamierzonego en
Wartości sił wewnętrznych:
Przekrój górny:
M = -99.65 kNm N = 674.06 kN Nd = 454 + 0.8 x 196.34 = 611.072 kN
Przekrój dolny
M = 44.12 kNm N = 707.96 kN Nd = 487.93 + 0.8 x 196.34 = 645.050 kN
PRZEKRÓJ GÓRNY
M = -137.29 kNm N = 687.21 kN Nd = 454 + 0.8 x 196.34 = 611.072 kN
Wartość mimośrodu statycznego es:
Wartość mimośrodu początkowego e0:
PIERWSZA ITERACJA
Uwzględniono smukłość elementów żelbetowych.
Przyjęto η = 1.1 e=ηe0 =0.24m
Wstępnie zakładamy duży mimośród
Minimalna ilość zbrojenia Fac zależna od smukłości elementu:
Przyjęto Fac = min Fac = 4 cm2
Ponieważ
Ponieważ Fa < 0 wiec założenie początkowe o dużym mimośrodzie było błędne.
Przyjmuję mały mimośród, zakładam, że Fa = 0
Obliczanie wysokości strefy ściskania x
Ponieważ x < h, więc założenie, że Fa = 0 było słuszne, ale ponieważ x < xgr, więc przyjęto x = xgr
- 1.02 = 0.08 > δ = 0.05
DRUGA ITERACJA
Uwzględniono smukłość elementów żelbetowych.
Przyjęto η = 1.06 e=ηe0 =0.23m
Wstępnie zakładamy duży mimośród
Minimalna ilość zbrojenia Fac zależna od smukłości elementu:
Przyjęto Fac = min Fac = 4 cm2
Ponieważ
Ponieważ Fa < 0 wiec założenie początkowe o dużym mimośrodzie było błędne.
Przyjmuję mały mimośród, zakładam, że Fa = 0
Obliczanie wysokości strefy ściskania x
Ponieważ x < h, więc założenie, że Fa = 0 było słuszne, ale ponieważ x < xgr, więc przyjęto x = xgr
1.02- 1.02 = 0 < δ = 0.05
Koniec iteracji
PRZYJĘTE ZBROJENIE
Fa
Ze względów konstrukcyjnych Fa = 4 cm 2 Przyjęto 4 pręty φ 14 o faobl = 8.04 cm2
Fac
Ze względów konstrukcyjnych Fac = 4 cm 2 Przyjęto 4 pręty φ 14 o faobl = 8.04 cm2
3.5.2 PRZEKRÓJ DOLNY
Przypadek I) M = 106.71 kNm N =721.11 kN Nd = 487.93 + 0.8 x 196.34 = 645.002 kN
Wartość mimośrodu statycznego es:
Wartość mimośrodu początkowego e0:
PIERWSZA ITERACJA
Uwzględniono smukłość elementów żelbetowych.
Przyjęto η = 1.1 e=ηe0 =0.19m
Wstępnie zakładamy duży mimośród
Minimalna ilość zbrojenia Fac zależna od smukłości elementu:
Przyjęto Fac = min Fac = 4 cm2
Ponieważ
Ponieważ Fa < 0 wiec założenie początkowe o dużym mimośrodzie było błędne.
Przyjmuję mały mimośród, zakładam, że Fa = 0
Obliczanie wysokości strefy ściskania x
Ponieważ x < h, więc założenie, że Fa = 0 było słuszne, ale ponieważ x < xgr więc przyjęto x = xgr
- 1.01 = 0.09 > δ = 0.05
DRUGA ITERACJA
Uwzględniono smukłość elementów żelbetowych.
Przyjęto η = 1.06 e=ηe0 =0.18m
Wstępnie zakładamy duży mimośród
Minimalna ilość zbrojenia Fac zależna od smukłości elementu:
Przyjęto Fac = min Fac = 4 cm2
Ponieważ
Ponieważ Fa < 0 wiec założenie początkowe o dużym mimośrodzie było błędne.
Przyjmuję mały mimośród, zakładam, że Fa = 0
Obliczanie wysokości strefy ściskania x
Ponieważ x < h, więc założenie, że Fa = 0 było słuszne, ale ponieważ x < xgr, więc przyjęto x = xgr
1.01- 1.01 = 0 < δ =0.05
Koniec iteracji.
Przypadek II) M = -44.80 kNm N =721.11 kN Nd = 487.93 + 0.8 x 196.34 = 645.002 kN
Wartość mimośrodu statycznego es:
Wartość mimośrodu początkowego e0:
PIERWSZA ITERACJA
Uwzględniono smukłość elementów żelbetowych.
Przyjęto η = 1.1 e=ηe0 =0.09m
Wstępnie zakładamy duży mimośród
Minimalna ilość zbrojenia Fac zależna od smukłości elementu:
Przyjęto Fac = min Fac = 4 cm2
Ponieważ
Ponieważ Fa < 0 wiec założenie początkowe o dużym mimośrodzie było błędne.
Przyjmuję mały mimośród, zakładam, że Fa = 0
Obliczanie wysokości strefy ściskania x
Ponieważ x < h, więc założenie, że Fa = 0 było słuszne, ale ponieważ x < xgr więc przyjęto x = xgr
- 1.01 = 0.09 > δ = 0.05
DRUGA ITERACJA
Uwzględniono smukłość elementów żelbetowych.
Przyjęto η = 1.06 e=ηe0 =0.08m
Wstępnie zakładamy duży mimośród
Minimalna ilość zbrojenia Fac zależna od smukłości elementu:
Przyjęto Fac = min Fac = 4 cm2
Ponieważ
Ponieważ Fa < 0 wiec założenie początkowe o dużym mimośrodzie było błędne.
Przyjmuję mały mimośród, zakładam, że Fa = 0
Obliczanie wysokości strefy ściskania x
Ponieważ x < h, więc założenie, że Fa = 0 było słuszne, ale ponieważ x < xgr, więc przyjęto x = xgr
1.01- 1.01 = 0 < δ =0.05
Koniec iteracji.
PRZYJĘTE ZBROJENIE
Fa
Ze względów konstrukcyjnych Fa = 4 cm 2 Przyjęto 4 pręty φ 14 o faobl = 8.04 cm2
Fac
Ze względów konstrukcyjnych Fac = 4 cm 2 Przyjęto 4 pręty φ 14 o faobl = 8.04 cm2
WYMIAROWANIE NA ŚCINANIE
Siła dopuszczalna
Maksymalna siła tnąca T = 29.56 kN
Wobec nieprzekroczenia siły dopuszczalnej przyjęto ze względów konstrukcyjnych 29 strzemion φ 8 ze stali A0 w rozstawie co 20 cm w słupie dolnym i 17 strzemion φ 8 ze stali A0 w rozstawie co 20 cm w słupie górnym..
STOPA FUNDAMENTOWA
Przypadek I)
Siły działające na stopę:
M = 106.71 kNm N = 721.11 kN T = - 48.59 kN
h0 = 0.75 m
Stopę wykonano z betonu B15 Rb = 8.7 MPa Rbz = 0.75 MPa
Naprężenia pod stopą od obciążeń zewnętrznych
Naprężenia od ciężaru gruntu na odsadzkach i ciężaru stopy
Naprężenia całkowite
Sprawdzenie warunku nośności:
Warunek jest spełniony
Warunek na przebicie
Warunek jest spełniony
Przypadek II)
Siły działające na stopę:
M = -44.80 kNm N = 721.11 kN T = - 48.59 kN
h0 = 0.75 m
Stopę wykonano z betonu B15 Rb = 8.7 MPa Rbz = 0.75 MPa
Naprężenia pod stopą od obciążeń zewnętrznych
Naprężenia od ciężaru gruntu na odsadzkach i ciężaru stopy
Naprężenia całkowite
Sprawdzenie warunku nośności:
Warunek jest spełniony
Warunek na przebicie
Warunek jest spełniony
Momenty zginające stopę
Ze względu na symetrię stopy obliczam moment tylko dla jednego kierunku
Wartości momentów zginających obliczono metodą trapezów
a) Momenty zginające w kierunku podłużnym
Potrzebne zbrojenie ( stal AII Ra =310MPa )
Przyjęto 10 prętów φ 10 w rozstawie 0.24 m
b) Momenty zginające i przyjęte zbrojenie w kierunku poprzecznym jak dla kierunku podłużnego.