Proiectarea structurii în cadre de beton armat

1. Datele de proiectare:

În prezenta lucrare se realizează calculul şi dimensionarea unei structuri etajate S+P+6E cu structura în cadre din beton armat. Clădirea are funcţiunea de bloc de locuinţe si este amplasată în localitatea Constanţa. În cele ce urmează se face o scurtă prezentare a principalelor caracteristici ale clădirii.

a. Funcţiunile clădirii:• Etaje curente: un apartament 3 camere şi un apartament 4 camere;• Parter: două spaţii comerciale;• Subsol: tehnic;• Terasa: necirculabilă.

b. Datele generale de conformare a clădirii:• Structura de rezistenţă:

1. Suprastructura: de tip cadre din beton armat monolit;2. Infrastructura: fundaţii continue elastice sub stâlpi şi pereţi

exteriori subsol din beton armat monolit;• Închideri şi compartimentări:

- pereţi exteriori din blocuri POROTHERM 25, având dimensiunile 375x250x238 mm, termoizolaţi cu polistiren expandat 5 cm;

- pereţi interiori din blocuri POROTHERM 25, având dimensiunile 375x250x238 mm, respectiv POROTHERM 11,5 N+F, având dimensiunile 500x115x238;• Mod realizare a clădirii: din beton armat monolit (inclusiv planşee).Traficul in clădire:• Scara în două rampe;• Lift de capacitate de 250 kg.Datele amplasamentului clădirii:• Localitatea: Constanţa

• Clasa de importanţă şi de expunere III, γ1=1.0• Condiţii seismice:o ag - acceleratia terenului – 0.16go TB = 0.07 so TC = 0.7 so Clasa de ductilitate H (determinata de conditiile seismice)• Zona de zăpadă: C, s0,k = 2.0 kN/m2;Terenul de fundareCaracteristicile terenului de fundare• pconv = 350 kPa.

• ks=50000 kN/m³.

Dimensiuni clădire:• 2 deschideri de 6.00 m;• 2 travee de 5.0 m, 2 travee de 3.5 m, o travee de 4.5 m;• Înălţimea de nivel: 2.80 m;• Înălţime parter: 3.20 m;• Înălţime subsol: 2.40 m;• Gabarit clădire: 12.25 m x 21.75 m.Caracteristicile de rezistenţă ale materialelor• beton C 30/37a. pentru plăci şi grinzi: fcd = Rc = 25 N/mm² fctd = Rt = 1.35 N/mm²b. pentru stâlpi fcd = mbc * Rc = 0.85*25 = 20.5 N/mm² fctd = mbt * Rt = 0.85*1.35 = 1.15 N/mm²• otel: Pc52 (armături longitudinale ) - fyd = Ra = 300 N/mm²• OB37 (etrieri) - fyd = Ra = 210 N/mm²Principalele reglementări tehnice avute în vedere sunt:[1] Cod de proiectare a construcţiior cu pereţi structurali de beton armat - indicativ CR 2-1-1.1;[2] Cod de proiectare seismică P100/2004;[3] STAS 10107/0-90 Calculul şi alcătuirea elementelor structurale din beton, beton armat şi betonprecomprimat;[4] CR0-2005 Cod de proiectare. Bazele proiectării structurilor în construcţii.

2. Evaluarea incarcarilor gravitationale

• Calculul greutăţii proprii - placă: hpl* γba = 0.14*25 = 3.75kN/m²;

• Calculul încărcării din pardoseală: hp* γp = 0.05*22 = 1.10kN/m²;

• Calculul încărcării din atic: ha*ba* γzidărie=0.5*0.25*10= 1.5kN/m;• Calculul încărcării din tencuială: 0.03*(2.80-0.14)*19*0.5= 0.76kN/ml;• Calculul încărcării din închideri: 0.25*(2.80-0.14)*10*0.5= 3.325kN/ml;hpl = înălţimea plăcii γba = greutatea specifică a betonului armat; hp = grosimea pardoselii; γp = greutatea specifică pardoseală; ha = înălţime atic, ba = lăţime atic; γzidărie = greutate specifică zidărie.

TIP INCARCARENOTAŢIE

VALOARENORMATĂ

ΨGS

VALOAREDE

ΨGF

VALOAREDE

(KN/m²)CALCUL(KN/m²)

CALCUL

(KN/m²)

LA N

IVE

LUL

TE

RA

SE

I

PE

RM

.

GREUTATE PROPRIE

PLACĂgpl 3.75 1 3.75

1.35

5.0625

BETON DE PANTĂ gp 1.5 1 1.5

1.35

2.025

IZOLAŢII gt 0.5 1 0.51.35

0.675

TE

MP

. ÎNCĂRCAREADIN

ZĂPADĂqz 2.0 0.4 0.8 1.5 3.0

qn =7.75 qEd =6,55 qEd =10.76

LA N

IVE

LUL

ET

AJU

LUI

PE

RM

.

GREUTATEPROPRIE

PLACĂgpl 3.75 1 3.75

1.35

5.0625

GREUTATEPROPRIE

PARDOSEALĂgp 1.1 1 1.1

1.35

1.485

GREUTATEPEREŢI

INTERIORIgi 1 1 1

1.35

1.35

TE

MP

.

ÎNCĂRCAREAUTILĂ qz 2 0.4 0.8 1.5 3

qn =7.85 qEd =6,65 qEd =10.90

TIP ÎNCĂRCARE NOTAŢIEVALOARENORMATĂ(KN/ml)

ΨGS

VALOARECALCUL(KN/ml)

ΨGF

VALOARECALCUL(KN/ml)

TE

RA

SA

PE

RM

. ÎNCĂRCAREADIN

ATICga 1.25 1 1.25

1.35

1.69

qn =1.25 qEd =1.25 qEd =1.69

ET

AJ

PE

RM

.

ÎNCĂRCAREADIN

ÎNCHIDERIgînc 3.325 1 3.325

1.35

4.49

ÎNCĂRCAREADIN

TENCUIELIgtenc 0.76 1 0.76

1.35

1.03

qn =4.09 qEd =4,09 qEd =5.52

Tabel incărcări gravitaţionale.

3. Predimensionarea elementelor structurale

3.1. Predimensionarea plăcii:

Predimensionarea se face pe baza criteriilor de rigiditate si izolare fonică.

L = 6,0 mt = 5,0 mP =2 ( L + t ) = 2*(6,0 + 5,0) = 22,00 mhpl = P/180 + 1...2 cm = 22,00*10²/180 + 1...2 cm = 12,22 + 1...2 cm = 14 cmhpl ≥ 13 cm → 14 ≥ 13, se verifică.

Se alege hpl = 14 cm.

3.2. Predimensionarea grinzilor:

În cazul grinzilor, dimensiunile acestora au fost stabilite preliminar considerând criterii derigiditate si arhitecturale.

3.2.1. Grinda longitudinală:

hgl = t/(8÷10) = 5/10 = 0,5 mbgl = hgl/(2÷3) = 0,5/2 = 0,25 m

→ GL 25x50

3.2.2. Grinda transversală:

hgl = L/(8÷10) = 6/10 = 0,6 mbgl = hgl/(2÷3) = 0,6/2,4 = 0,25 m

→ GT 25x60

3.3. Predimensionarea stâlpilor:

În cazul stâlpilor, criteriul de predimensionare predominant este cel legat de asigurarea ductilităţii locale a stâlpilor prin limitarea efortului mediu de compresiune. Nu se propune schimbarea secţiunii stâlpilor pe înălţimea clădirilor, pentru a evita variaţia rigidităţii etajelor, al cărei efect defavorabil a fost pus in evidenţă prin calcule dinamice şi prin degradările suferite de acest tip de clădiri la cutremurele din trecut.

3.3.1. Stâlp marginal (Sm)

3.3.1.1. Încărcări din terasă:

• zăpadă: 0,8*2.0*(6*5)/2 = 24 kN• izolaţie: 0,5*15 = 7.5 kN• gr. pr. placă: 0,14*15*25 = 52.5 kN• beton de pantă: 1,5*15 = 22.5 kN• atic: 0,25*0,5*6*10 = 7.5 kN• gr. pr. grindă: (6*0,25*(0,60-0,14)+5/2*0,25*(0,5-0,14))*25 =22,88

kN• tencuială placă: 0.015*15*19 = 4,28 kN

→ NSm terasă = 141,16 kN

3.3.1.2. Încărcări din etaj curent:

• utilă: 2*15 = 30 kN• pardoseală: 1,1*15 = 16,5kN• pereţi despărţitori: 1*15+0.03*15*19 = 23.55 kN• gr. pr. placă: 52,5 kN• tencuială: 4,28 kN• gr. pr. grindă: 22,88 kN• gr. perete închidere: 6*0.25*(2,80-0,14)*10+6*0.03*2.66*19 = 49

kN

→ NSm etaj = 198,71kN

3.3.1.3 Forţa axială la baza stâlpului:

Aleg bst = hst = 0,55 m

NSm=NSm terasa+6*NSm etaj + bst*hst*(6*He+Hp)*25 = 141,16+6*198,71+0,55*0,55*(6*2,8+3,2)*25 = 141,16+1343,51+151,25 = 1635,92 KN

Pentru a ţine seama de efectul indirect produs de către acţiunea seismică valoarea admisibilă a forţei axiale adimensionalizate n se alege 0.4 (valoarea este orientativă).

n = NSm/b*ho*Rc = 0,4

bst = hst = 446,657 mm

x =446,657 mm→ Se propune hsm*bsm = 0.50m*0.50m.

3.3.2. Stâlp central (Sc)

3.3.2.1. Încărcări din terasă:

• zapadă: 0,8*2,0*4,25*6 = 40,8 kN• hidroizolaţie: 0,5*25,5 = 12.75 kN• gr. placă: 0,14*25,5*25 = 89.25 kN• beton de pantă: 1,5*25,5 = 38,25 kN• gr. pr. grindă: (6*0,25*(0,6-0,14)+4,25*0,25*0,36)*25 = 26,81 kN• tencuială placă: 0,015*25,5*19 = 7,26 kN

→ Nsc terasă = 215,12 kN

3.3.2.2. Încărcări din etaj curent:

• utilă: 2*25,5 = 51 kN• pardoseală: 1,1*25,5 = 25,5 kN• pereti despărţitori: 1*25,5+0,03*25,5*19 = 40,04kN• gr. pr. placă: 89,25 kN• tencuială: 7,26 kN• gr. pr. grindă: 26,81 kN

→ Nsc etaj = 239,86 kN

3.3.2.3. Forţa axială la baza stâlpului:

Aleg bsc= hsc = 0,55 m

Nsc = Nsc terasă+6*Nsc etaj +bst*hst*(6*He+Hp)*25 = 215,12+6*239,86+0.55*0.55*20*25 = 1805,53 kN

n =

bst = hst = 469,24 mm

x =469,24 mm

→ Se propune hsc*bsc = 0.50m*0.50m.

4. Evaluarea încărcărilor seismice

Acţiunea seismică a fost modelată în cel mai simplu mod, folosind metoda forţelor seismice statice echivalente. Acţiunea forţelor laterale a fost considerată separat pe direcţiile principale de rezistenţă ale clădirii. Modurile proprii fundamentale de translaţie pe cele două direcţii principale au contribuţia predominantă la raspunsul seismic total, efectul modurilor proprii superioare de vibraţie fiind neglijat.

Forţa taietoare de baza corespunzatoare modului propriu fundamental pentru fiecare directie principala, se determina dupa cum urmeaza (relatia 4.4 paragraful 4.4.5.2.2. – codul P100-2005):

Fb =γ1*Sd (T1)*m*λ unde :

Sd (T1) - ordonata spectrului de răspuns de proiectare corespunzătoare perioadei fundamentale T1.

T1 - perioada proprie fundamentală de vibraţie a clădirii în planul ce conţine direcţia orizontală considerată.

Sd (T1) = ag*β(T1)/q = 0.16*9.81*2.75/6.75 = 0.64 m/s², pentru Tb < T1 < Tc (relatia 3.18 paragraful 3.2 P100-2004).

Pentru Constanţa:q - este factorul de comportare al structurii cu valori în funcţie de

tipul structurii şi capacitatea acesteia de disipare a energiei. Pentru o construcţie în cadre de beton armat, fără neregularităţi în plan sau pe verticală, pentru clasa de ductilitate H, factorul de ductilitate are valoarea (paragraful 5.2.2.2. codul P100-2005):

q = 5*αu/α1 = 5*1.35 = 6.75

αu/α1 - introduce influenţa unora dintre factorii cărora li se datorează suprarezistenţa structurii, în special a redundanţei construcţiei, pentru clădiri în cadre cu mai multe niveluri şi mai multe deschideri:

αu/α1 = 1.35m- masa totală a clădirii calculată ca suma maselor de nivel mi

γ1 = 1 - este factorul de importanţă - expunere al construcţiei.

λ = 0.85 - factor de corecţie care ţine seama de contribuţia modului propriu fundamental prin masa modală efectivă asociată acestuia.

G – greutatea totala a structurii:

G =

Calculul greutatii totale a clădirii G:A – suprafaţă nivel – 12*21,5 = 258 mp

Gt,t = A*(qz+gt+gp+gpl+gtenc)+ ga*2*(12+21,5)+ γba*((bgrl*(hgrl-hpl)*3*21,5)+bgrt*(hgrt-hpl)*6*12)

= 258*(2+0,5+1,5+3,75+0,285)+1,25*2*33,5++25*((0,25*0,36*64,5)+(0,25*0,46*72))=1611,86+83,75+352,125 = 2047,735 kN

Gt,e = A*( qu+gi+gp+gpl+gtenc)+ (gînc+ gtenc)*2*(12+21,5)+ +γba*((bgrl*(hgrl-hpl)*3*21,5)+bgrt*(hgrt-hpl)*6*12)

= 258*(2+1+1,1+3,75+0,285)+(3,325+0,76)*2*(12+21,5)++25*((0,25*0,36*64,5)+(0,25*0,46*72))

= 2098,83+273,7+352,125 = 2724,65 kN

G = Gt,t+6*Gt,e+18*bst*hst*(6*(2,8-0,14)+3,2-0,14)*25 ==2047,74+6*2724,65+2139,75 = 2053,5,4 kN

Fb = c*G

c = γ1* *λ = 1*2,75/6,75*0,16*0,85 = 0,0554

5. Model de calcul la forţe laterale şi verticale. Ipoteze de bază

Calculul structurii la acţiunea forţelor laterale şi verticale a fost efectuat folosind programul ETABS. Modelul de calcul al suprastructurii este cel spaţial considerat încastrat la baza primului nivel, diferenţa de

rigiditate între infrastructură (cu pereţi de beton armat pe contur) şi suprastructură permiţând asumarea acestei ipoteze simplificatoare.

Planşeul de beton armat poate prelua eforturile produse de forţele laterale, datorită regularităţii şi omogenităţii structurii şi a fost considerat ca indeformabil in planul său. Elementele structurale ale suprastructurii, stâlpi şi grinzi, au fost modelate folosind elemente finite de tip bară. Nodurile dintre stâlpi şi grinzi au fost considerate indeformabile. În cazul grinzilor, zona de placă activă ce conlucreaza cu grinda la preluarea momentelor încovoietoare a fost evaluata la 3 hp (hp – înălţimea planşeului) de o parte şi de alta a grinzii.

Ipotezele privind rigiditatea elementelor structurale în stadiul de exploatare (domeniul fisurat de comportare) diferă funcţie de verificările efectuate şi vor fi descrise separat in cadrul paragrafelor respective.

6. Proiectarea rigiditatii la forte laterale

Se are în vedere verificarea la două stări limită, respectiv starea limita de serviciu (SLS) şi starea limită ultima (ULS) (Anexa E – cod P100-2005).

6.1.Verificarea la starea ultima de serviciu (SLS)

Verificarea la starea limită de serviciu are drept scop menţinerea funcţiunii principale a clădirii în urma unor cutremure, ce pot apărea de mai multe ori în viaţa construcţiei, prin evitarea degradărilor elementelor nestructurale şi a componentelor instalaţiilor aferente construcţiei. Cutremurul asociat acestei stări limită este un cutremur moderat ca intensitate, având o probabilitate de apariţie mai mare decat cel asociat stării limită ultime (perioada medie de revenire 50 ani). Verificarea la deplasare se face pe baza expresiei (relatia E.1 – anexa E, Codul P100-2005):

- deplasarea relativă de nivel sub acţiunea seismică asociată SLS. - factor de reducere care ţine seama de perioada de revenire mai

mică a cutremurului asociat SLS. Valoarea factorului este: 0,5 pentru clădirile încadrate in clasele III si IV de importanţă.q - factorul de comportare specific tipului de structură.dr - deplasarea relativă a aceluiaşi nivel, determinată prin calcul static elastic sub încărcări seismice de proiectare.

- valoarea admisibilă a deplasării relative de nivel.Valorile deplasărilor dr se calculeaza folosind ipoteze ale rigidităţii elementelor structurale conforme cu gradul de interacţiune între

elementele structurale şi cele nestructurale (compartimentări şi închideri). La acţiunea unui cutremur modest ca intensitate este de presupus că legăturile între elementele de închidere şi compartimentare ţi stâlpi şi grinzi să nu fie compromise, iar degradările elementelor nestructurale în discuţie să fie nesemnificative. În aceste condiţii, este justificată considerarea aportului elementelor nestructurale la rigiditatea globală a structurii. Întrucât nu se pot construi modele riguroase dar suficient de simple ale conlucrării structură – elemente de compartimentare pentru practica proiectării, se permite, în mod simplificat, evaluarea globală a rigidităţii structurii prin considerarea proprietăţilor de deformatie a secţiunilor nefisurate (stadiul I de comportare) a elementelor structurale şi neglijarea în compensaţie, aaportului elementelor nestructurale. În cazul în care elementele nestructurale nu se deformează solidar cu structura, rigiditatea structurii se evaluează considerând proprietăţile de deformaţie a elementelorstructurale in stadiul fisurat.

Aşadar, în cazul de faţă valorile dr se estimează in ipoteza rigidităţii secţionale a elementelor structurale în stadiul nefisurat:

(EI)conv = Ec*Ic , unde:Ec - Modulul de elasticitate al betonuluiIc - Momentul de inerţie al secţiunii brute de betonPerioadele corespunzătoare modurilor fundamentale pe cele două

direcţii principale sunt:• Tx = 0.605 s• Ty = 0.587 sValorile admisibile ale deplasării relative de nivel pentru cazul în

care elementele nestructurale (cu cedare fragilă) sunt ataşate structurii: 0,004h (h – inaltimea etajului).Dupa cum se poate observa din tabelul 3, structura cu dimensiunile elementelor obtinute dinpredimensionare respecta verificarea la deplasare laterala corespunzatoare SLS.

Verificarea deplasării relative SLS

SLSetaj drx/h dry/h v*q*drx/h v*q*dry/h7 0,00016 0,00019 0,00053 0,000656 0,00027 0,00032 0,0009 0,001085 0,00037 0,00043 0,00124 0,001464 0,00045 0,00052 0,00151 0,001773 0,0005 0,00059 0,0017 0,001992 0,00053 0,00062 0,0018 0,002091 0,00043 0,00049 0,00145 0,00166

dra = 0,004

6.2. Verificarea la starea limita ultima (ULS)

Verificarea de deplasare la starea limită ultimă are drept scop principal prevenirea prabuşirii închiderilor şi compartimentărilor, limitarea degradărilor structurale şi a efectelor de ordinul II. Cutremurul asociatacestei stări limită este cutremurul considerat pentru calculul rezistenţei la forţe laterale a structurii – cutremurul de cod.

Verificarea la deplasare se face pe baza expresiei E.2, Anexa E, Cod P100-2005:

- deplasarea relativă de nivel sub acţiunea seismică asociată ULSq - factorul de comportare specific tipului de structurădr - deplasarea relativă a aceluiaşi nivel, determinată prin calcul static elastic sub încărcările seismice de proiectarec - coeficient de amplificare al deplasărilor, care ţine seama că pentru T < Tc deplasările seismice calculate în domeniul inelastic sunt mai mari decât cele corespunzătoare răspunsului seismic elastic.

-valoarea admisibilă a deplasării relative de nivel, egala cu 0,02*He. În cazul acţiunii unui cutremur puternic, rar, ce va produce degradări semnificative ale elementelor de compartimentare şi închidere este de presupus ca legaturile dintre acestea şi elementele structurale vor fi compromise în cazul în care nu se iau măsuri speciale. Prin urmare, aportul elementelor nestructurale la rigiditatea globală a structurii, poate fi neglijată, iar valorile dr vor trebui calculate in ipoteza rigidităţii corespunzătoare stadiului fisurat a elementelor structurale. În lipsa unui abordări mai complexe, se admite a se evalua rigiditatea structurii folosind jumătate din proprietăţile de deformatie a elementelor structurale în stadiul nefisurat. Aceasta abordare are avantajul simplităţii, prin evitarea unui calcul structural suplimentar, relaţiile de echivalenţă fiind următoarele:

• dr ( in ipoteza 0,5 EcIc) = 2 dr ( in ipoteza EcIc)• T ( in ipoteza 0,5 EcIc ) = T ( in ipoteza EcIc)În aceste condiţii, perioadele corespunzătoare modurilor

fundamentale pe cele doua direcţii principale sunt:• Tx = 0,85 s (c = 1)• Ty = 0,83 s (c = 1)

Verificarea deplasarii relative ULS

SLUEtaj drx/h dry/h c*q*drx/h c*q*dry/h

7 0,000158 0,000194 0,0010665 0,00130956 0,000267 0,000319 0,0018023 0,002153255 0,000366 0,000433 0,0024705 0,002922754 0,000446 0,000524 0,0030105 0,0035373 0,000503 0,000589 0,0033953 0,003975752 0,000532 0,000619 0,003591 0,004178251 0,000431 0,000492 0,0029093 0,003321

dra= 0,02

7. Dimensionarea elementelor plane:

7.1.Dimensionarea armăturii longitudinale a plăcilor

Calculul plăcilor se face prin metoda echilibrului limită, conform STAS 10107-2/1992. Planşeul aferent etajului se descompune in 3 ochiuri de placă rezemată pe tot conturul. Podestele scării precum ţi plăcile balcoanelor se calculează separat.

5 3,5 4,5 3,5 5

5 3,5 4,5 3,5 5

7.1.1 Calculul plăcii peste parter

Încărcarea de calcul qSL=g+p.qSL= 1,5*qu+1,35*(gi+gp+gpl+gtenc) = 1,5*2+1,35*(1+1,1+3,75+0,285) = 3+8,28 = 11,28 kN/m²

Ochiul 1:

Ochiul 1

Ochiul 1

Ochiul 1

Ochiul 1

Ochiul 3

Och

iul

2O

chiu

l 2

Och

iul

2O

chiu

l 2

Ochiul 366

66

kNm

Ochiul 2 :

M2”

M2’

M2’

M1 M1”M1’

5.75

3,25

M2”

M2’

M2’

M1 M1”M1’

5.75

4.75

kNm

Ochiul 3:

M2”

M2’

M2’

M1 M1”M1’

5.75

4.25

kNm

7.1.2 Calculul plăcii peste ultimul etaj

Încărcarea de calcul qSL=g+p.qSL= 1,5*qz+1,35*(gt+gp+gpl+gtenc) = 1,5*2+1,35*(0,5+1,5+3,75+0,285) = 3+8,28 = 11,14 kN/m²

Încărcarea aferenta plăcii peste ultimul etaj este aproximativ egală cu cea aferentă plăcii peste parter, aşadar nu este necesar calculul separat al acesteia.

7.2 Calculul scării.

Calculul este cel aferent unei scări fără grinzi de podest, având dimensiunile podestului a=1,675 m, b=4,25 m, lungimea rampei 2,78 m şi proiecţia în plan orizontal a lungimii rampei L= 2,4 m. Unghiul de pantă al rampei este α=30,25°.

7.2.1. Ipoteze de calcul.

Sarcina pe podest se consideră uniform distribuită pe orizontală. Reazemele podestelor se consideră fixe, asigurând încastrarea la torsiune.

7.2.2 Evaluarea încărcărilor.

Pentru podest:

TIP ÎNCĂRCAREVALOAREA NORMATĂ

[kN/m²]

COEFICIENT DE INCĂRCARE

VALOAREA DE CALCUL[kN/m²]

PERM.

GREUTATE PROPRIE

PLACA3,75 1,1 4,125

ÎNCĂRCARE DIN

PARDOSEALĂ1,1 1,1 1,21

TENCUIALĂ 0,285 1,1 0,314TEMP. UTILĂ 3 1,3 3,9

q2= 9,55

Pentru rampă:• Încărcarea din gr. pr. rampă: 0,14*2,78*25/2,4=4,06 kN/m²• Încărcarea din gr. pr. trepte: 8*0,175*0,3/2*25/2,4=2,18 kN/m²• Încărcarea din tencuială: 0,015*2,8*19/2,4= 0,333 kN/m²

TIP ÎNCĂRCAREVALOAREA NORMATĂ

[kN/m²]

COEFICIENT DE INCĂRCARE

VALOAREA DE CALCUL[kN/m²]

PERM.

GREUTATE PROPRIE RAMPA ŞI TREPTE

6,24 1,1 6,86

ÎNCĂRCARE DIN

PARDOSEALĂ1,1 1,1 1,21

TENCUIALĂ 0,333 1,1 0,367TEMP. UTILĂ 3 1,3 3,9

q1= 12,34

7.2.2. Elemente geometrice.

7.2.2. Calculul eforturilor.

1,50

4,25

1,67

52,

401,

675

q1

q2q2

Eforturile secţionale în plăcile rampei şi ale podestelor sunt determinate printr-un calcul static în domeniul elastic.

Calcul armatură longitudinală rampă:

M=8,23kNmb=1,35mh0=125Rc=25N/mm²

Calculul podestelor:

tt

Cazul T de încărcare:

Cazul B de încărcare:

T B

Prin suprapunere de efecte:

Dimensionarea armăturii longitudinale:

8.1.Dimensionarea armăturii longitudinale a grinzilor

7.2.3. Grinzi longitudinale.

MEd = momentul efectiv din înfăşurătoare.h = 0,5m = înălţime grindă;bw = 0.25 m = lăţime grindă;beff = bc + 4bf = 0,5 + 4*0,14 = 1,06 m – lăţimea zonei aferente de placă pentru grinzile corespunzătoare stâlpilor marginalibeff = bc + 6bf = 0,5 + 6*0,14 = 1,34 m pentru pentru grinzile ce se intersectează în stâlpii interioribc - lăţimea stalpuluibf – înălţimea plăciiRc - 25 N/mm²;fyd – 300 N/mm²

Algoritm de calcul - armare la moment pozitiv- sectiune T dublu armată