Halli konstruktiivne skeem

Väljavõte

1 Kert Välman RAUDBETOONKARKASSIGA KAHEKORDSE HOONE JA HALLI KOOSTÖÖ LÕPUTÖÖ Ehitusteaduskond Hoonete ehituse eriala Tallinn 2016

2 Mina, Kert Välman, tõendan, et lõputöö on minu kirjutatud. Töö koostamisel kasutatud teiste autorite, sh juhendaja teostele on viidatud õiguspäraselt. Kõik isiklikud ja varalised autoriõigused käesoleva lõputöö osas kuuluvad autorile ainuisikuliselt ning need on kaitstud autoriõiguse seadusega. Lõputöö autor Kert Välman Nimi, allkiri ja allkirjastamise kuupäev Üliõpilase kood e09089 Õpperühm HE 85 Lõputöö vastab sellele püstitatud kehtivatele nõuetele ja tingimustele. Juhendajad Peeter Paane Nimi, allkiri ja allkirjastamise kuupäev Kaitsmisele lubatud..20.a. Ehitusteaduskonna dekaan... Teaduskonna nimetus Nimi ja allkiri

3 Ehitusteaduskond LÕPUTÖÖ ÜLESANNE Lõpetaja: Kert Välman Üliõpilase kood: e09089 Õpperühm: HE 85 Eriala: Hoonete ehitus Lõputöö teema: RAUDBETOONKARKASSIGA KAHEKORDSE HOONE JA HALLI KOOSTÖÖ Lähteandmed töö koostamiseks: - hoone arhitektuurne eskiis; - hoonealuse pinnase parameetrid. Töö sisu, ülesehitus ja lahendamisele kuuluvate küsimuste loetelu: - hoone konstruktiivse skeemi kujundamine; - hoone põhiliste kandekonstruktsioonide mõõtude ja armeeringu määramine kahes olukorras: kui hoone kahte mahtu vaadeldakse sõltumatuna ja kui nad on ühendatud; - hoone üldstabiilsuse kindlustamine ja selleks vajalike sidemete lahendamine kahes olukorras: kui hoone kahte mahtu vaadeldakse sõltumatuna ja kui nad on ühendatud. Seletuskirja ning graafilise materjali sisu ja maht: - konstruktiivsed arvutused, kaalutlused ja selgitused lk. - töö käiku ja tulemusi presenteerivad joonised ja skeemid Lõputöö konsultandid: Konsultandi nimi Valdkond Allkiri Kuupäev Lõputöö juhendaja: Lõpetaja: Kinnitaja: Peeter Paane (nimi) (allkiri) (kuupäev) Kert Välman (nimi) (allkiri) (kuupäev) Martti Kiisa Ehitusteaduskonna dekaan (allkiri) (kuupäev) Lõputöö ülesanne antud: a. Lõputöö esitamise tähtaeg: a.

4 SISUKORD SISSEJUHATUS KOORMUSED Omakaalud Katuse konstruktsioonid Halli katus Betoonosa katus Betoonosa vahelae omakaal Tuulekoormus Tuulekoormus halli seinale Tuulekoormus halli katusele Tuulekoormus halli parapetile Tuulekoormus betoonosa seinale Tuulekoormus betoonosa katusele Tuulekoormus betoonosa parapetile Lumekoormus Koormuskombinatsioon PROFIILIDE VALIK Terasprofiili valik Abifermi valik Abifermi käsikontroll arvutus Peaferm PIR paneeli hinnang POSTIDE ARVUTUS Post Koormuskombinatsioonid postile Mõjuvad koormused Katuselt tulev omakaal Koormuskombinatsioonid

5 3.1.5 Posti kandevõime kontroll Ekstsentrilisus Kandevõime kontroll Põikjõu kontroll Teised postid HALLI TUULEDIAGONAALIDE ARVUTUS Diagonaalidele tulev koormus Varda arvutused Surutud varras Tõmbevarras OTSASEINA SERVAVARRAS Koormused Kandevõime kontroll RAUDBETOONLAGI HORISONTAALKOORMUSES Ringarmatuur Pikijõu kontroll BETOONOSA TALAD Ristkülik ristlõikega tala Ristkülik ristlõikega talale mõjuv koormus Kandevõime kontroll Põikjõu kontroll Lõugtala Lõugtalale mõjuv koormus Kandevõime kontroll Tala osa paindekandevõime Tala osa põikjõu kandevõime Konsooli osa painde- ja põikjõukandevõime Konsooli riputusarmatuur Komposiittala Mõjuvad koormused Kandevõime kontroll Tala osa paindekandevõime Tala osa põikjõu kandevõime Konsooli osa betooni põikjõu kandeõime

6 Konsooli riputusarmatuur Konsooli tõmbearmatuur Tala nihkekandevõime Alumine talaosa eraldi VUNDAMENDID Vundament 1 ja Koormused Kandepiirseisund Läbisurumine Paindearmatuur Vundemendid TREPIKODA Trepikoja sein Koormused Kandevõime kontroll Trepikoja vundament Mõjuv koormus Kandevõime kontroll ÜHISHOONE Katuseplekk Jäigastus diagonaalid Abisõrestik Trepikoda Koormused Trepikoda ise Vundament Raudbetoonlagi horisontaalkoormuses Ühispost Ühisvundament KOKKUVÕTE SUMMARY VIIDATUD ALLIKATE LOETELU LISAD Lisa 1. Poimu tulemused

7 Lisa 2. Abifermi põikjõu epüür Lisa 3. Abifermi paindemomendi epüür Lisa 4. Abifermi varraste ristlõiked Lisa 5. Varras Lisa 6. Varras Lisa 7. Varras Lisa 8. Varras Lisa 9. Peafermi põikjõu epüür Lisa 10. Peafermi paindemomendi epüür Lisa 11. Peafermi varraaste ristlõiked Lisa 12. Vello Otsmaa exceli tabel Lisa 13. Ekstsentriliselt surutud vundamendid Lisa 14. Tsentriliselt surutud vundamendid GRAAFILINE OSA Joonis 1. Halli konstruktiivne skeem Joonis 2. Betoonosa konstruktiivne skeem Joonis 3. Ühishoone konstruktivne skeem Joonis 4. Hoone lõige A-A Joonis 5. Hoone lõige B-B Joonis 6. Hoone lõige C-C Joonis 7. Lõiked Joonis 8. Halli tuulekoormuse skeemid Joonis 9. Arvutusskeemid Joonis 10. Vundamentide ja trepikodade arvutusskeemid Joonis 11. Jäigastussidemed Joonis 12. Postide ristlõiked Joonis 13. Talade ristlõiked Joonis 14. Vundamentide ristlõiked Joonis 15. Sõlmede lahendused Joonis 16. Vahelae paneelide plaan

8 SISSEJUHATUS Käesolevas töös on lahendatud spordihoone põhilised kandekonstruktsioonid. Kuna hoone koosneb kahest suurest mahust: ühekordsest hallist ja kahekordsest raudbetoonkarkassiga osast, siis on täiendava ülesandena hinnatud olukorda, kus suur osa hallist on üldstabiilsuse mõttes toetatud raudbetoonkarkassiga hooneosa poolt. Spordifunktsiooniga hoone koosneb suurest hallist gabariitmõõtudega 70*140m, kõrgusega 13,7m ja kahekorruselisest raudbetoonkarkassiga osast plaaniliste mõõtudega 24*70m ning kõrgusega 10,4m. Mõlemas hooneosas on ette nähtud ruumid füüsilise tegevuse tarvis ning sellega seonduvad abiruumid. Samas ei oma hoone funktsioon käesoleva töö kontekstis muud tähtsust kui, et selle järgi on määratud vahelae kasuskoormused. Ühekordse hooneosa kandekarkass koosneb kohtvundamendile toetuvatest raudbetoonpostidest ja katust hoidvatest terassõrestikest. Seinad tekitatakse allosas kolmekihilistest raudbetoonpaneelidest ja kõrgemal metallkattega kergpaneelidest. Katuse kandev pind moodustatakse profiilpelkist, millele toetuvad soojustus- ja hüdroisolatsioonikihid. Hoone stabiilsus tagatakse vertikaalpinnas paiknevate diagonaalsidemete ja katuse kandepleki koostöös. Kahekordne hooneosa koosneb raudbetoonpostidest, mis kannavad vahe- ja katuslaetalasid, millele omakorda toetuvad õõnespaneelid. Talad on lahendatud lagede erinevates kohtades erinevalt: lihtsa ristkülikulise ristlõikega, lõugtalana ja raudbetoonist komposiittalana. Postide alused vundamendid on kujundatud lihtsate betoonplaatidena. Välisseinad on sarnase konstruktsiooniga kui halli puhul kasutatud, samuti katuse ülemised kihid. Töös määratakse arvutusega mõlema hooneosa konstruktsioonielementide mõõdud, raudbetooni puhul ka põhiarmeering. Konstruktsioonide käitumise hindamisel on tehtud rida tavapärase projekteerimispraktikas kasutatavaid lihtsustusi. Hoone mõõdud on sellised, et ta on võimalik kujundada üheks temperatuuriplokiks ja loobuda deformatioonivuukidest. See tähendab, et koos toimivad ka kahekordne raudbetoonkarkassiga osa ja ühekordne hall. Konstruktiivsest olemusest lähtuvalt võiks lugeda raudbetoonkarkassi, mida jäigastavad kaks mooliitbetoonist trepikoda jäigemaks kui kergkonstruktsioonis halli. Siit küsimus: Kui palju mõjutab raudbetoonkarkassi lahendusi eeldus, et nad loetakse kerghalli stabiliseerivaks konstruktsiooniks? Sellele küsimusele 8

9 vastuse otsimiseks on eelnevalt vaja arvutada mõlemad hooneosad sõltumatuna hindamaks nende võimalikku lahendust, kui nad töötaks omaette temperatuuriplokkidena. Seejärel ühendatakse kaks hooneosa staatilise töö ja reaalse konstruktiivse lahenduse mõttes ning hinnatakse selles seisus jäikussidemete olukorda ning muid konstruktsioonielemente, mis sellest ühendamisest mõjutatud saavad. Nii hoone eskiislahendus kui eelnimetatud uurimisprobleem pärinevad reaalsest projekteeritavast hoonest. Võimalikult selge tulemuse saavutamiseks on reaalne hoone muudetud plaanilahenduselt lihtsamaks: hooneosad paiknevad samal sümmeetriateljel ja kõik teljevahed on võrdsed. Samuti vaadeldakse tuulekoormusena vaid ühe suuna tuule mõju. Arvutuste tegemiseks kasutatakse tänapäevast professionaalset tarkvara. Lisaks on tehtud käsitsi arvutusi, et põhjalikumalt mõista arvutuse olemust ja hinnata programmikäsitlemise oskust. Katusepleki olukorda hinnatakse plekitootja Ruukki poolt pakutava programmiga Poimu, teraskonstruktsioone lahendatakse programmiga ARSA (Robot), raudbetoonist survevarraste tugevusarvutuses on kasutatud betoonkonstruktsioonide õpikule lisatud arvutustabelit [1]. Lihtsamate konstruktsiooniosade staatikaja tugevusarvutused on tehtud üksnes käsitsi. 9

10 1. KOORMUSED 1.1 Omakaalud Katuse konstruktsioonid Halli katus Halli katuse (KL-1) konstruktsiooni omakaalu arvutus. Joonisel (Joonis 7. Lõiked) saab täpsemalt näha katuslae lahendust. Halli katuse omakaal (gk) [kn/m 2 ] on esitatud all olevas tabelis (Tabel 1). Tabel 1 Halli katusekonstruktsiooni omakaalud [2, p. 184] Jrk nr Kihi nimetus Paksus [mm] Omkaal [kn/m 2 ] 1 Kahekordne SBS kate 0,1 2 Mineraalvill 50 0,1 3 Mineraalvill 200 0,4 4 Aurutõke 0,04 5 Mineraalvill 50 0,1 6 Riputus 0,4 7 Terasprofiil 130 0,13 8 Abiferm 160 0,13 9 Peaferm 220 0,04 Kokku 1,44 Koormus terasprofiilile, ilma omakaaluta: gk,1= 1,14 kn/m 2. Koormus abifermile, ilma omakaaluta: gk,2= 1,27 kn/m 2. Koormus peafermile, ilma omakaaluta: gk,3= 1,40 kn/m 2. Koormus keskmisele postile, ilma omakaaluta: gk,4= 1,44 kn/m 2. 10

11 Betoonosa katus Betoonosa katusekonstruktsiooni (KL-2) ülemine osa on sama mis halli katusel. Ainuke erinevus on selles, et soojustus toetub vahelaepaneelile. Õõnespaneelid on valitud E-Betoonelemndi tabelite järgi, kus on arvestatud pealetulevat koormust ning lubatavat sillet. Mõõtmeid on näha jooniselt (Joonis 7. Lõiked). Omakaal (gk) on esitatud all olevas tabelis (Tabel 2). [3] Tabel 2 Betoonosa katusekonstruktsiooni omakaalud [2], [4] Jrk nr Kihi nimetus Paksus [mm] Omakaal [kn/m 2 ] 1 Kahekordne SBS kate 0,1 2 Mineraalvill 50 0,1 3 Mineraalvill 200 0,4 4 Mineraalvill 50 0,1 5 Aurutõke 0,04 6 Õõnespaneel 320 4,05 7 Riputus 0,4 Kokku 5, Betoonosa vahelae omakaal Vahelae (VL-1) lõike leiab jooniselt (Joonis 7. Lõiked). Omakaal (gk) on esitatud all olevas tabelis (Tabel 3). Tabel 3 Betoonosa vahelae omakaalud [4] [5] Jrk nr Kihi nimetus Paksus [mm] Omakaal [kn/m 2 ] 1 PVC kate 0,03 2 Betoon Vill 50 0,1 4 Õõnespaneel 400 4,65 5 Ripplagi 0,4 6 Vaheseinad 1 Kokku 8,18 11

12 1.3 Tuulekoormus Tuulekoormus halli seinale Hoone kõrgus on võetud maapinnast kuni parapeti ülemise otsani. Arvutatud on tuulekoormus nii seinale kui ka katusele. Tuulkekoormuse määramisel leitakse tuulerõhk we [kn/m 2 ], milleks on kasutatud valemit (1) [2, p. 192]: w e = q p (z e ) c pe, (1) kus qp(ze) - kiirusrõhk kn/m 2 ; ze - arvutuskõrgus m; cpe - välisrõhutegur. Arvutuskõrgus ze leitakse seosest, kus h = 13,75 m < b =139,9 m [2, p. 195]. Tegemist on teise tüübi maastikuga, ning kiirusrõhk qp [kn/m 2 ] leitakse valemiga (2) [2, p. 193]: q p = 9,96 ln 2 z 0, ,75ln z 0,05, (2) qp=9,96ln 2 (13,75/0,05)+69,75ln(13,75/0,05) = 705,97 N/m 2 = 0,706 kn/m 2. Vastavalt hoone kõrguse ja otsaseina pikkuse suhtele saame Ehituskonstruktori käsiraamatust (EKK) tabelist cpe väärtused [2, p. 196]. h/d=13,75/70,3=0,196<0,25, millest järeldame tabelist tuulerõhu tegurid. Tsoonide pikuste e leidmiseks kasutatakse e=b või 2h, olenevalt kumb väiksem. Antud juhul b=139,9m ja 2h=2*13,75= 27,5m. Siit järeldame, et 2h on väiksem ning võrdub e-ga. e=27,5m<d=70,3m, siis siit saame vastavad skeemid. Seinale mõjuvad tuulekoormused leiab tabelist (Tabel 4), ning tsoonide pikkused on näha jooniselt (Joonis 8. Halli tuulekoormuse skeemid). [2] Tabel 4 Tuulekoormus halli seinale [2, p. 196] Tsoon cpe Koormus tsoonis (kn/m 2 ) A -1,2-0,847 B -0,8-0,565 C -0,5-0,353 D 0,7 0,494 E -0,3-0,212 12

13 1.3.2 Tuulekoormus halli katusele Esialgu leitakse tuulerõhk valemist (1). Katuse korral on kasutatud teise maastikutüübi valemit (2) kiirusrõhu leidmiseks. Katuse tuulerõhuteguri e tsooni kaugus on sama, mis seina korral. Tuulerõhutegurid cpe väärtused leiab Tabelist (Tabel 5). Tuulerõhu teguri cpe väärtused on leitud seose hp/h põhjal, kus hp on parapeti kõrgus ja h katuse kõrgus maapinnast. hp/h=0,735/13,015=0,056= 0,05, millest järeldame cpe väärtused. Katuse puhul tsooni pikkus e on võrdne seinapikkuse e-ga. Katusele mõjuvat tuulekoormuse tsoone on näha jooniselt (Joonis 8. Halli tuulekoormuse skeemid). [2] Tabel 5 Tuulekoormus halli katusele [2, p. 197] Koormus Tsoon cpe tsoonis (kn/m 2 ) F -1,4-0,988 G -0,9-0,635 H -0,7-0,4942 I -0,2-0,141 I 0,2 0,141 Keskendutakse katuse suurematele osadele H ja I ning nede järgi on arvutatud teised vajalikud koormused Tuulekoormus halli parapetile Leitakse parapetile mõjuvad rõhutegurid cp,net tsoonide kaupa. Sobivad tegurid leitakse suhtest l/h, kus l on hoone laius ning h parepeti kõrgus. 70,3/1 =70,3 > 10 ning sellest lähtuvalt saame sobivad rõhtegurid, mis on esitatud tabelis (Tabel 6). [6] 13

14 Tabel 6 Halli parapeti tuulekoormus [7] Koormus Tsoon cp,net tsoonis (kn/m 2 ) A 3,4 2,400 B 2,1 1,483 C 1,7 1,200 D 1,2 0, Tuulekoormus betoonosa seinale Arvutua toimub samasuguselt nagu halli osale. Esimesna leitakse kiirusrõhk valemiga (2) [2, p. 193] qp=9,96ln 2 (10,48/0,05)+69,75ln(10,48/0,05) = 657,39 N/m 2 = 0,657 kn/m 2. Seejärel leitakse cpe väärtused sarnaselt eelpoolt leituna ning on esitatud tabelis (Tabel 7). Tabel 7 Betoonosa seina tuulekoormus [2, p. 196] Koormus Tsoon cpe tsoonis (kn/m 2 ) A -1,2-0,788 B -0,8-0,526 C -0,5-0,329 D 0,8 0,526 E -0,5-0, Tuulekoormus betoonosa katusele Tuulekoormus betoonosa katusele on leitud sarnaselt nagu halli tuulekoormus katusele ning on esitatud tabelis (Tabel 8) 14

15 Tabel 8 Betoonosa katuse tuulekoormus [2, p. 197] Koormus Tsoon cpe tsoonis (kn/m 2 ) F -1,6-1,051 G -1,1-0,723 H -0,7-0,460 I 0,2 0,131 I -0,2-0, Tuulekoormus betoonosa parapetile Leitakse parapetile mõjuvad rõhutegurid cp,net tsoonide kaupa. Sobivad tegurid leitakse suhtest l/h, kus l on hoone laius ning h parepeti kõrgus. 24/0,3 = 80 > 10 ning sellest lähtuvalt saame sobivad rõhtegurid, mis on esitatud tabelis (Tabel 9). [7] Tabel 9 Betoonosa parapeti tuulekoormus [7] Koormus Tsoon cp,net tsoonis (kn/m 2 ) A 3,4 2,234 B 2,1 1,380 C 1,7 1,117 D 1,2 0, Lumekoormus Halli ja betoonosa lumekoormus sk [kn/m 2 ] on sama ja leitud valemiga (3) [2, p. 189]: s k = μ i s k, (3) kus μ i - lumekoormuse kujutegur; 15

16 s k - lumekoormuse normsuurus maapinnal kn/m 2. Katuse kalle on 1/40-le, mis teeb nurgaks 1,43 0. Kujutegurid μ2 on leitud vastavalt EKK tabelist [2, p. 189] ning kasutatud valemit (4) [2, p. 189]: μ 2 = 0,8 + 0,8 α/30, (4) kus α - katusekalle C 0. μ2=0,8+0,8*1,43/30=0,838. Lumekoormus katusele: sk=0,84*1,5=1,26 kn/m Koormuskombinatsioon Koormuskombinatsioone kasutatakse erinevate elementide koormuste leidmiseks. Vastavalt iga elemendi juures on see erinev. Siin on ära toodud üldvalem, millest lähtutakse koormuste arvutamisel. Kasutatakse koormuskombinatsiooni üldvalemit (5) [2, p. 181]: γ g g k + γ q q k + γ q ψ 0 q ki, (5) kus γ - koormuse osavarutegur; ψ - muu muutuvkoormuse osavarutegur nr; gk - omakaal kn/m 2 ; qk - domineeriv muutuvkoormus kn/m 2 ; qki - muu muutuvkoormus kn/m 2. Kasutatakse järgnevaid koormuskombinatsioonide tähiseid : A: Tuul + lumi + omakaal (Tuul domineeriv); B: Tuul + lumi + omakaal (Lumi domineeriv); C: Tuul + omakaal (Tuul domineeriv, ilma lumeta); D: Tuul + lumi + kasuskoormus + omakaal (Lumi ja kasuskorrmus domineeriv). Kui teatud elemndi arvutusel on teada, milline koormuskombinatsioon määravaks saab, siis ei ole eraldi teisi välja arvutatud. 16

17 2. PROFIILIDE VALIK 2.1 Terasprofiili valik Terasprofiili leidmiseks on kasutatud Ruukki programmi Poimu. Tulemused on esitatud lisas (Lisa 1. Poimu tulemused). Terasprofiili omakaal: gk = 12,48 kg/m 2 = 0,13 kn/m Abifermi valik Abifermi arvutamiseks on kasutatud programmi Robot Structural. Kontrolli mõttes on teostatud ka lihtsad käsiarvutused. Programmis Robot Structural on esmalt sisestatud katuselt tulevadkoormused ning kaks koormuskombinatsiooni olukorda. Valitud on ohtlikum olukord. Fermile on sisestatud toed. Varrasteks on valitud vastavad ristlõikega terasprofiilid. Arvutatud on fermi sisejõud ning teostatud ristlõike kandevõime kontroll. Abifermi kuju ja varraste nummerdust ning põikjõu epüüre on näha lisast (Lisa 2. Abifermi põikjõu epüür). Fermi paindemomendi epüür asub lisas (Lisa 3. Abifermi paindemomendi epüür). Varraste ristlõiked on ära toodud lisas (Lisa 4. Abifermi varraste ristlõiked). Abifermi omkaal: gk = 25,96 kn = 0,13 kn/m Abifermi käsikontroll arvutus Kasutatav teras on tugevusega 355 MPa, vardad kuuluvad 1. ristlõikeklassi. Surutud varda arvutuslik kandevõime NRd [kn] leitakase üldvalemist (6) [2, p. 434]: N Rd = χa f yd γ M1, (6) kus χ - nõtketegur; A - ristlõikepindala mm 2 ; γm1 - tegur. 17

18 Varras 17. Survele ristlõikega 120x120x6, NEd = 370,34 kn. Varda saledus λ [arv] leitakse valemi (7) järgi [2, p. 434]: kus l0 - arvutuspikkus l0 = l*0,9 m; i - ristlõike inertsiraadius mm. Arvutuspikkus: l0 = 4,37*0,9 = 3,93 mm. Varda saledus: λ=l0/i = 3,93/0,0461 = 85,3. λ = l 0 i, (7) Varda tingsaledus λ [arv] leitakse üldvalemiga (8) [2, p. 434]: λ = λ π f y E, (8) kus fy - terase tugevus MPa; E - terase elastsusmoodul MPa. Tingsaledus: λ = λ π f y E = 85,3 π = 1,14. Abisuurus Φ [arv] leitakse üldvalemi (9) järgi [2, p. 434]: Ф = 0,5 [1 + α(λ 0,2) + λ 2 ]. (9) Abisuurus Φ: Ф = 0,5 [1 + α(λ 0,2) + λ 2 ] = 0,5 [1 + 0,49(1,14 0,2) + 1,14 2 ] = 1,38. Nõtketegur χ [arv] leitakse valemiga (10) [2, p. 434]: χ = 1. Ф + Ф 2 λ 2 (10) 18

19 Nõtketegur χ: Kandevõime leitakse valemiga (6): 1 1 χ = = Ф + Ф 2 λ 2 1,38 + 1,38 2 1,14 = 0,46. 2 N Rd = 0, ,0 = N = 431,6 kn > N Ed = 370,34 kn. Robot Structural arvutustulemused on esitatud lisas (Lisa 5. Varras 17). Varras 18 Tõmbele ristlõikega, 100x100x5, NEd = 474,25 kn. Tõmbele töötava varda kandevõime leitakse valemiga (11) [2, p. 432]: N Rd = A f yd γ M1. (11) Varda tõmbekandevõime leitakse valemiga (11): N Rd = A f yd γ M1 = ,0 = N = 651,43 kn > N Ed = 474,25 kn. Robot Structural arvutustulemused on esitatud lisas (Lisa 6. Varras 18). Varras 33. Tõmbele ristlõikega 120x120x7,1, NEd = 938,39 kn. Varda tõmbekandevõime leitakse valemiga (11): N Rd = A f yd γ M1 = ,0 = N = 1076,715 kn > N Ed = 938,39 kn. Robot Structural arvutustulemused on esitatud lisas (Lisa 7. Varras 33). Varras 24. Painutatud ja surutud ristlõikega 160x160x7,1, NEd = 931 kn, My,Ed = 13 knm. Painutatud ja surutud varda kandevõime leitakse üldstabiilsuse valemi järgi (12) [2, p. 441]: N Ed N by,rd + k yy M y,ed M b,rd 1, (12) 19

20 kus kyy - koosmõjutegur nr; Mb,Rd - Varda paindekandevõime knm. Saledus: λ=l0/i = 2,9*0,9/0,0617 = 42. Tingsaledus λ : λ = λ π f y E = 42 π = 0,56. Abisuurus Ф: Ф = 0,5 [1 + α(λ 0,2) + λ 2 ] = 0,5 [1 + 0,49(0,56 0,2) + 0,56 2 ] = 0,75. Nõtketegur χ: 1 1 χ = = Ф + Ф 2 λ 2 0,75 + 0,75 2 0,56 = 0,8. 2 Surutud varda kandevõime leitakse valemiga (6): N rd = 0, ,0 = N = 1184 kn > N ed = 931 kn. Varda paindekandevõime leiame valmi järgi (13) [2, p. 435]: M b,rd = χw y f yd γ M0, (13) kus Wy - 1. ja 2. ristlõikeklassis W = Wpl rislõike plastne vastupanumoment mm 3. M b,rd = χw y f yd γ M0 = 0, , = 66,8 knm > M y,ed = 13 knm. Paindemomendi teguri Cmy leidmine EKK järgi [2, p. 442]. Mh = 13 knm, Ms = 10,1 knm, ψ Mh = 12,5 knm. millest saame αs = Ms/Mh = 10,1/13 = 0,78 ja ψ = 12,5/13 = 0,96. Sellest järeldame, et Cmy = 0,2+0,8αs 0,4 = 0,2+0,8*0,78 = 0,82. Koosmõjutegur leitakse valemi järgi (14) [2, p. 443]: 20

21 N Ed N Ed k yy = C my [1 + (λ y 0,2) ] C χ y N my (1 + 0,8 ) ; Rd χ y N Rd (14) k yy = 0,82 [1 + (0,56 0,2) ] = 1,05 < 0,82 (1 + 0, ) = 1,34. Painutatud ja surutud varda kandevõime leitakse valemiga (12): N Ed M y,ed + k N yy = ,05 = 0,99 < 1. by,rd M b,rd Robot Structural arvutustulemused on esitatud lisas (Lisa 8. Varras 24). 2.3 Peaferm Koormus on arvutatu olukorras, kus lumi on domineeriv. Ei ole arvestatud fermi omakaaluga, kuna Robot Structural võtab selle ise. Kasutatud on koormuskombinatsiooni üldvalemit (5): ned=( gk)*1,2+qklumi*1,5+qktuul*0,6*1,5= =(1,42)*1,2+1,26*1,5+0,14*0.6*1,5=3,72 kn/m 2. Arvutuslik koormus: NEd = 35,1*5,8*3,72 = 757,32 kn. Peafermi omakaal: gk = 23,17 kn :34,8:17,4 = 0,04 kn/m 2. Peafermi põikjõu epüüri leiab lisast (Lisa 9. Peafermi põikjõu epüür) ja paindemomendi (Lisa 10. Peafermi paindemomendi epüür) ning ristlõiked (Lisa 11. Peafermi varraaste ristlõiked). 2.4 PIR paneeli hinnang Hoone välisviimistluseks on valitud PIR paneel. Kergpaneel katab hoone terves ulatuses. Paksuse hinnangus on arvestatud tuulekoormusega. Paneel peab suutma vastu võtta tuulekoormuse. Arvestatud on suuremate pindadega ehk suuremate tsoonidega. Hinnangul on arvestatud nii E-tsooni imeva tuulekoormusega, kui ka D-tsooni puhuva koormusega. Hallile mõjuvad tuulekoormused leiab tabelist (Tabel 6) ja betoonosa tabelist (Tabel 9). Tuulekoormuste skeemid asuvad joonisel (Joonis 8. Halli tuulekoormuse skeemid). Sobivaks paneeli paksuseks on 200 mm. [8], [9] 21

22 3. POSTIDE ARVUTUS 3.1 Post Koormuskombinatsioonid postile Koostatakse kaks erinevat koormuskombinatsiooni ning otsustatakse, milline on neist kõige ohtlikum. Kasutatakse koormuskombinatsiooni üldvalemit (5) [2, p. 181]. Posti ristlõiget on näha jooniselt (Joonis 12. Postide ristlõiked) ja arvutusskeemi (Joonis 9. Arvutusskeemid). Posti asukohta on näha jooniselt (Joonis 1. Halli konstruktiivne skeem). Postide arvutamisel kasutatakse kahte koormuskombinatsiooni, mis on arvutatud valemiga (5): A: Omakaal + lumi + tuul (tuul domineeriv); B: Omakaal + tuul + lumi (lumi domineeriv) Mõjuvad koormused Posti omakaal: Gk,1 = 25*0,5*0,5*13,28 = 83 kn. PIR paneeli omakaal: gk,2 = 11,7 kg/m 2 ehk 0,12 kn/m 2. Paneelide kogukoormus postile: Gk,2=0,117*5,8*11,7=7,94 kn Katuselt tulev omakaal Fermi oletatav omakaal gk,3 = 15 kg/m 2 ehk 0,15 kn/m 2. Katuse kogukoormus postile, kus on ligikaudne terasprofiili omakaal (0,19 kn/m 2 ): Gk3= =(1,33+0,15)*5,8*34,8/2 =149,36 kn. Tuulekoormus I-tsoonis allasuruvalt Qktuul =qkt*l1*l2/2 = 0,14*5,8*34,8/2 = 14,13 kn. Lumekoormus Qklumi = qkl*l1*l2/2 = 1,26*5,8*34,8/2 = 127,16 kn. 22

23 3.1.4 Koormuskombinatsioonid Koormuskombinatsioon A: tuul domineeriv (ainult katusel tulev): NEd1 = =(Gk1+Gk2+Gk3)*1,2+Qklumi*1,5*0,5+Qktuul*1,5=(149,36+7,94+83)*1,2+127,16*1,5*0,5+14,13*1,5 =404,93 kn Külgtuul postile (D-tsoonis) qdtuul = qkt*l1*γ =0,49*5,8*1,5 = 4,26 kn/m. Paindemoment postile: MEd,1 = qdtuul*l 2 /8 = 4,26*13,28 2 /8= 93,91 knm. Koormuskombinatsioon B: lumi domineeriv: NEd,2=( Gk1+Gk2+Gk3)*1,2+Qklumi*1,5+Qktuul*0,6*1,5= =(149,36+7,94+83)*1,2+127,16 *1,5+14,13*0,6*1,5=491,82 kn. Külgtuul postile: qdt = qkt*l1*γ*ψ =0,49*5,8*1,5*0,6=2,56 kn/m. Paindemoment postile: MEd,2=qdtuul*l 2 /8=2,56*13,28 2 /8=56,44 knm. Arvutusskeemi on näha jooniselt (Joonis 9. Arvutusskeemid) Posti kandevõime kontroll Post on tähistatud skeemil Post 1, mida on näha jooniselt (Joonis 1. Halli konstruktiivne skeem) Materjalid Kasutatakse betooni C30/37, mille survetugevus on fcd = 20 MPa. Armatuur on B500B, survetugevusega fyd = 435 MPa. Pikkiarmatuuri läbimõõt on 20 mm, põikarmatuuri läbimõõt on 8 mm. Posti ja vundamendi keskonna klass on XC2. Vastavalt sellele leiame nimikaitsekihi Cnom = Δcdev + Cmin = 15+10=25 mm [2, p. 276]. Ristlõiget on näha jooniselt (Joonis 12. Postide ristlõiked) ja arvutusskeemi on näha jooniselt (Joonis 9. Arvutusskeemid). Armatuuri kaugus posti servast: d2= /2 = 43 mm. Kasulik kõrgus: d1=500-43=457 mm Ekstsentrilisus Kogu ekstsentrilisuse etot [m] leidmiseks on kasutatud valemit (15) [2, pp ]: 23

24 e tot = e 10 + e i + e 2, (15) kus e10 - esimest järku ekstsentrilisus ilma konstruktsioonihälvete mõjuta e10 = MEd/NEd m; ei - teist järku ekstsentrilisus m ; e2 - teist järku ekstsentrilisus m. Arvutuspikkus: l0=0,8*l=0,8*13,28=10,62m. Esimest järku ekstsentrilisus: e10,1=md1/nd1=93,91/404,93=0,232 m; e10,2=md2/nd2=56,44/491,82=0,115 m. Ekstsentrilisus konstruktsioonihälbest: ei = θi*l0/2 = 1/200*10,62/2=0,027 m Teist järku ekstsentrilisuse leidmisel on kasutatud järgmisi lihtsustusi: 1) normaaljõu parandustegur: Kr=1; 2) roome mõju arvestav tegur: Kφ=1; 3) kus postisaledus: λ=l0/i = 10620/0,289*500 = 73,49 < 75; 4) kõveruse jaotusest olenev tegur: c=10; 5) sümeetrilise ristlõike korral kõverus: 1/r=1/r0. [2, pp ] Teist järku ekstsentrilisus e2 [m] leitakse valemiga (16) [2, p. 308]: e 2 = 1 r l 0 2 c. (16) Elemendi telje kõverus kriitilises lõikes 1/r0 [arv] leitakse valemiga (17) [2, p. 309]: 1 = ε yd r 0 0,45d, (17) kus εyd - armatuurterase arvutuslikule voolavus- ja survetugevusele vastav derformatsioon; d - kasukõrgus mm. Armatuurterase arvutuslikule voolavus- ja survetugevusele vastav derformatsioon εyd leitakse valemiga (18) [2, p. 309]: 24

25 ε yd = f yd E s, (18) kus Es - armatuurterase arvutuslik elastsusmoodul MPa; fyd - armatuurterase arvutusvoolavustugevus MPa. Armatuurterase arvutuslikule voolavus- ja survetugevusele vastav derformatsioon εyd leitakse valemiga (18) [2, p. 309]: εyd=fyd/es=435/200000=0, Elemendi telje kõverus kriitilises lõikes leitakse valemiga (17): 1/r0=(εyd/0,45d) = 0,002175/0,45*0,457=0,011. Teist järku ekstsentrilisus e2 leitakse valemiga (16): e2=0,011*10,62 2 /10=0,124m=124mm. Kahe ekstsentrilisuse etot, leidmiseks on kasutatud valemit (15): etot,1=0,232+0,027+0,124= 0,383 m; etot,2=0,115+0,027+0,124= 0,266 m. Leitakse kaugus tõmbearmatuurist kuni mõjuva jõuni, kus b [m] on posti laius: e1=b/2-d2+etot1=0,5/2-0,043+0,383=0,59 m: e2 =b/2-d2+etot2=0,5/2-0,043+0,266=0,473 m. Leitakse arvutuslik koormus: (N*e)Ed,1=NEd,1*e1=404,93*0,59=238,9 knm; (N*e)Ed,2=NEd,2*e2=484,62*0,473=229,225 knm Kandevõime kontroll Leitakse esialgne survetsooni x [mm] kõrgus valemist (19) [2, p. 321]: 25

26 x = f yda s1 f ycd A s2 + N ed, 0,8f cd b (19) kus Ned - pikijõud N; fyd - armatuuri survetugevus MPa; As1 - tõmbearmatuuri ristlõikepindala mm 2 ; fycd - armatuuri arvutustugevus MPa; As2 - survearmatuur ristlõikepindala mm 2 ; fcd b - betooni survetugevus MPa; - laius mm. Esialgselt tõmbearmatuur ja survearmatuur on sama ning sellest tlenevalt saab üldvalemit (19) lihtsustada. Leitakse esialgsed survetsooni kõrgused: x1 = NEd,1/(0,8*fcd*b)= /(0,8*20*500)=51mm; x2= NEd,2/(0,8*fcd*b)= /(0,8*20*500) = 62mm. Deformatsioon ζc2*d2=2,639*43 = 113mm > x= 51 mm ja 62 mm, siit järeldus, et survearmatuuri pinge σs2 on väiksem kui armatuuri arvutustugevus fycd. Leiame survetsooni täpsustatud kõrguse x = ξd1 ja tugevustingimus σs2=σsc,u(1-d2/x). Tegurid η = 1,0 ja εcu3 = 0,0035 Valemid ja tegurid on EKK raamatust [2, pp ]. Esmalt leitakse täpsustatud survetsooni kõrgus, kui algne survetsoon oli 51 mm. Leitakse survetsooni suhteline kõrgus ristlõike kasuskõrguse suhtes ξ [arv] valemiga (20) [2, p. 321]: ξ = λ 1 + λ λ 2, (20) kus λ1, λ2 - tegur survetsooni suhtelise kõrguse arvutamiseks. Tegur λ1 leitakse valemiga (21) [2, p. 321]: λ 1 = 0,625 (α n + α s1 α s2c,u ), (21) kus αn - paindemomendi ja normaaljõi intensiivsus; αs1, αs2c,u - tegurid survetsooni suhtelise kõrguse määramiseks. Tegur αn leitakse valemiga (22) [2, p. 313]: 26

27 α n = N Ed ηf cd b w d 1, (22) kus η - survetugevuse efektiivsuse tegur. Tegur αs1 leidmiseks, kasutatakse valemit (23) [2, p. 313]: α s1 = f yd ρ 1 ηf cd, (23) kus ρ1 - armeerimistegur. Armeerimistegur ρ1 leitakse valemi järgi (24) [2, p. 313]: ρ 1 = A s1 ηf cd. (24) Tegur αs2c,u leidmiseks, kasutatakse valemit (25) [2, p. 313]: α s2c,u = σ sc,u ρ 2 ηf cd, (25) kus ρ1 = ρ2; σsc,u = 700 MPa. Tegur λ2 leitakse valemiga (26) [2, p. 321]: λ 2 = 1,25α s2c,u δ d, (26) kus δd = d2/d1. Tegur λ1 leitakse valemiga (21): λ1=0,625 (αn+αs1-αs2c,u) = 0,625 ( 0, , ,09618) = 0,0326. Tegur αn leitakse valemiga (22): αn= NEd1/ηfcdbd1 = /1*20*500*457=0,0886. Teguri αs1 kasutatakse valemit (23): αs1 = fydρ1/ηfcd = 435*0,002748/1*20 = 0,

28 Armeerimistegur ρ1 leitakse valemi järgi (24): ρ1 = ρ1= As1/bd1 = 628/500*457 = 0, Tegur αs2c,u leidmiseks, kasutatakse valemit (25): αs2c,u = σsc,u ρ2/ηfcd = 700*0,002748/1*20 = 0, Tegur λ2 leitakse valemiga (26): λ2=1,25αs2c,u δd = 1,25 *0,09618*0,094 = 0,0113; δd = d2/d1 = 43/457 = 0,094. Leitakse suhte ξ valemiga (20): ξ = 0, , ,0113 = 0, Leitakse survetsooni täpsustatud kõrgus: x = ξd1 = 0,143788*457 = 65,71 = 66 mm > 51 mm. Armatuuri tegelik pinge: σs2=σsc,u(1-d2/x) = 700 (1-43/66) = 243,939 = 244 MPa < 435 MPa. Leitakse täpsustatud survetsoon x ja survearmatuuri pinge, kus algne survetsoon oli 62 mm valemite (20) (21) (22) (23) (24) (25) (26) järgi: αn= NEd,2/ηfcdbd1 = /1*20*500*457=0,1076; λ1=0,625 (αn+αs1-αs2c,u) = 0,625 ( 0, , ,09618) = 0,0445; ξ = 0, , ,0113 = 0,15974; x= ξd1 = 0,15974*457 = 73mm > 62 mm. Leitakse survearmatuuri täpsustatud pinge: σs2=σsc,u(1-d2/x) = 700 (1-43/73) = 287,67 = 288 MPa < 435 MPa. Arvutuslik kandevõime (N*e)Rd [Nmm] on leitud üldvalemiga (27) [2, p. 321]: 28

29 (N e) Ed (N e) Rd = f cd by(d 1 0,5y) + σ s2 A s2 (d 1 d 2 ), (27) kus y - survetsooni arvutuskõrgus mm; d1 σs2 d2 - ristlõike kasuskõrgus mm; - armatuuri As2 pinge kandepiirseisundis MPa; - armatuuri As2 raskuskeskme kaugus ristlõike enamsurutud servast mm. Leitakse arvutskõrgused : y1=0,8x=66*0,8=53 mm; y2=0,8x=73*0,8=58mm. Leitakse kandevõime valemi (27) järgi: (N*e)Rd,1=20*500*53(457-0,5*53)+244*628 (457-43)= = =291,16 knm > (N*e)Ed1 = 238,9kNm; (N*e)Rd,2=20*500*58(457-0,5*58)+288*628 (457-43)= = =323,118 knm > (N*e)Ed2 = 229,225 knm. Kandevõime kontroll, kus moment on võetud keskteljest ning kontrollitud Otsmaa exceli tabeliga. Tabeli tulemusi saab vaadata lisast (Lisa 12. Vello Otsmaa exceli tabel). Kogu ekstsentrilisus: etot,1=0,232+0,027+0,124= 0,383 m; etot,2=0,115+0,027+0,124= 0,266 m. Mõjuva koormus: (N*e)Ed,1=NEd,1* etot,1=404,93*0,383 = 155,1 knm; (N*e)Ed,2=NEd,2* etot,2=484,62*0,266 = 128,9 knm. Kandevõime on leitud valemi järgi (27): (N*e)Rd,1=20*500*53(250-0,5*53)+244*628 (250-43)+435*628 (250-43)*10-6 = 29

30 = 207 knm > (N*e)Ed,1 = 155,1 knm; (N*e)Rd,2 = 20*500*58(250-0,5*58)+288*628 (250-43)+435*628 (250-43)*10-6 =222 knm > (N*e)Ed,2 = 155,1 knm Põikjõu kontroll Vundamendile mõjuv põikjõud; VEd=5/8*qkt*l1*l2*1,5 =5/8*0,49*5,8*13,28 = 23,59kN. Põikarmatuurita elemendi arvutuslik põikjõu kandevõime leitakse üldvalemiga (28) [2, pp ]: V Rd,c = [C Rd,c k(100ρ 1 f ck ) 1 3] b w d, (28) kus tegur CRd,c = 0,18/γc = 0,18/1,5 = 0,12. Tegur k: k = = 1,66 2, Armeerimistegur: ρ1 = As1/(b*d) = 628/(500*457) = 0, Põikarmatuurita elemendi arvutuslik põikjõu kandevõime leitakse valemiga (28): V Rd,c = [0,12 1,66(100 0, ) 1 3] = N = = 92 kn > 23,59 kn. Leitakse minimaalne põikjõu kandevõime: VRd,c,min = νmin bwd = 0,4*500*457 = 91400N=91,4 kn > Ved1=23,59 kn. 3.2 Teised postid Teised postid on arvutatud samamoodi nagu post 1. Teiste postide ristlõikeid on näha jooniselt (Joonis 12. Postide ristlõiked) ja arvutusskeeme (Joonis 9. Arvutusskeemid). Postide paiknemisis on näha joonistelt (Joonis 1. Halli konstruktiivne skeem, Joonis 2. Betoonosa konstruktiivne skeem, Joonis 3. 30

31 Ühishoone konstruktivne skeem). Postide ristlõike kontrolliks on kasutatud Vello Otsmaa tabelit [1]. Tulemused on esitatud tabelis (Tabel 10). Tabel 10 Postide kandevõime [1], [2] Koormus Posti nr olukord NEd MEd [kn] [knm] etot [m] (N*e)Ed (N*e)Rd [knm] [knm] 1 A 404,9 94 0, ,1 207 Koormus Posti nr olukord NEd MEd [kn] [knm] etot [m] (N*e)Ed (N*e)Rd [knm] [knm] B 491,8 56,4 0, , B ,6 0, B , , A 370,2 152,7 0, ,3 199 B 391,8 145,6 0, , A 716,5 24,7 0,125 89, D , , C 448, , ,

32 4. HALLI TUULEDIAGONAALIDE ARVUTUS 4.1 Diagonaalidele tulev koormus Arvutusskeemi on näha jooniselt (Joonis 11. Jäigastussidemed). Mõjuv külgtuule koormus: qk = 3/8*13,28*(0,494+0,212) + 1*(0,847+0,847) = 5,21 kn/m. Mõjuv kogu arvutuslik koormus: PEd = 5,21*1,5*139,9/2 = 546,659 kn. Mõjuv koormus ühele vardale: PEd/2 = 546,659/2 = 273,33 kn. Mõjuv koormus ühele vardale: NEd = PEd/2/cos α =273,33/cos 44,4 0 = 382,56 kn. Kasutatakse 1 ristlõikeklassiga terast, mõõtudega: 150x150x8 mm. 4.2 Varda arvutused Surutud varras Varraste skeemi leiab jooniselt (Joonis 11. Jäigastussidemed). Arvutuslik survetugevus NRd [N/mm 2 ] leitakase üldvalemist (6) [2, p. 434]. Varda saledus: λ = l0/i = (0,9*7,5)/0,0571 = 118. Varda tingsaledus: λ = 118 π = 1,58. Nõtkekõvera c puhul α = 0,49, abisuurus: Ф = 0,5 [1 + α(λ 0,2) + λ 2 ] = 0,5 [1 + 0,49(1,58 0,2) + 1,58 2 ] = 2,1. Nõtketegur: 32

33 1 1 χ = = Ф + Ф 2 λ 2 2,1 + 2,1 2 1,58 = 0,29. 2 Varda kandevõime: NRd = 0,29*4324*355/1,0 = N = 445,2 kn > Ned = 382,56 kn Tõmbevarras Tõmmatud varda kandevõime: NRd = A*fyd/γM0 = 4324*355/1 = N = 1535 kn > Ned = 396,348 kn. 33

34 5. OTSASEINA SERVAVARRAS 5.1 Koormused Tala oletatav omakaal, ristlõike korral 200x200x10, gk = 57 kg/m = 0,57 kn/m. Katuselt tulev koormus kombinatsioonist, kus lumi domineeriv: qd = 1,14*1,2 + 1,26*1,5 + 0,14*0,6*1,5 = 3,4 kn/m 2. Arvutuslik koormus: Qd = (3,4*5,8/2) + (0,57*1,2) = 10,55 kn/m. Külgtuulest tulenev survejõud NEd = 547 kn. 5.2 Kandevõime kontroll Arvutusskeemi on näha jooniselt (Joonis 11. Jäigastussidemed). Leitakse vajalikud paindemomendid EKK [2, p. 68] valemite järgi: Mh = ψmh = 0,083 QdL 2 = 0,083*10,55*5,8 2 = 29,5 knm ψ = 1; Ms = 0,042 QdL 2 = 0,042*10,55*5,8 2 = 14,9 knm; αs = Ms/Mh = 14,9/29,5 = 0,51. Sellest järeldatakse ekvivalentse paindemomendi Cmy teguri EKK tablli [2, p. 442] järgi: Cmy = 0,2+0,8 αs = 0,2+0,8*0,51 = 0,61 0,4. Leitakse varda saledus tagavara kasuks λ=l/i = 5,8/0,0765 = 75. Sellest lähtuvalt leitakse tingsaledus: λ = λ π f y E = 75 π = 1. 34

35 Abisuurus: Ф = 0,5 [1 + α(λ 0,2) + λ 2 ] = 0,5 [1 + 0,49(1 0,2) ] = 1,2. Nõtketegur: 1 1 χ = = Ф + Ф 2 λ 2 1,2 + 1,2 2 1 = 0,54. 2 Surutud varda arvutus on teostatud valemi (6) järgi: N Rd = 0, ,0 = N = 1391 kn > N Ed = 547 kn. Painutatud varda kandevõime on leitud valemiga (13): M Rd = W y Koosmõjutegur on leitud valemiga (14): f y γ M0 = , = 180 knm > M Ed = 30 knm. k yy = 0,61 [1 + (1 0,2) ] = 0,8 < 0,82 (1 + 0, ) = 1,08. Surutud ja painutatud varda kandevõime leitakse valemiga (12): N Ed M y,ed + k N yy = ,82 = 0,53 < 1. by,rd M b,rd

36 6. RAUDBETOONLAGI HORISONTAALKOORMUSES 6.1 Ringarmatuur Külgtuule arvutuses on lähtutud suurematest tsoonides D ja E. Tsoonide asukohad on nähtavad jooniselt (Joonis 8. Halli tuulekoormuse skeemid). Andmed seinte tuulekoormuste kohta leiab tabelitest (Tabel 4, Tabel 7). Tuulekoormuse väärtused parapetile leiab tabelitest (Tabel 6, Tabel 9).Kõlgtuule jagunemist on näha jooniselt (Joonis 9. Arvutusskeemid). Ringarmatuuri jooksmist on näha jooniselt (Joonis 16. Vahelae paneelide plaan) ja (Joonis 15. Sõlmede lahendused). Karakteristlik koormus katuslaele: pkkl = 0,3*(0,788+0,788) + 2,15*(0,526+0,329) = 2,3 kn/m. Karakteristlik koormus vahelaele: pkvl = 4,3*(0,526+0,329) = 3,7 kn/m. Arvutuslik koormus katuslaele: pdk,1 = 2,3*1,5=3,45 kn/m. Arvutuslik koormus vahelaele: pdk,2 = 3,7*1,5=5,55 kn/m. Paindemoment katuslaele: Mkl = 3,45*52,2 2 /8 = 1175 knm. Paindemoment vahelaele: Mvl = 5,55*52,2 2 /8 = 1890 knm. Armatuur katuslaele: Askl = 1175*10 6 /(0,6*24*10 3 *435) = 188 mm 2 2*Ø11, As = 190 mm 2. Armatuur vahelaele: Askl = 1890*10 6 /(0,6*24*10 3 *435) = 302 mm 2 2*Ø14, As = 308 mm Pikijõu kontroll Katuslaele mõjuv põikjõud: Vkl = 3,45*52,2/2 = 90 kn. Vahelale mõjuv põikjõud: Vvl = 5,55*52,2/2 = 144,9 kn. Õõnespaneeli nihkepinge ν Rdj [N/mm] on leitud valemiga (29) [6, p. 17] : 36

37 ν Rdj = 0,25 f ctd h f, (29) kus fctd - paneeli tõmbetugevus MPa; Ʃhf - paneeli ülemise ja alumise plaadi summa mm. Õõnespaneelides kasutatav betoon C50/60. Õõnespaneelide nihkepinge leitakse valemiga (29): ν Rdj = 0,25 1, (0, ,037) = 35,15 kn m. Katuslaele mõjuv nihkepinge: τmax = 1,5* V/b = 1,5*90/24 = 5,6 kn/m < ν Rdj = 35,15 kn/m. Vahelaele mõjuv nihkepinge: τmax = 1,5* V/b = 1,5*144,9/24 = 9,1 kn/m < ν Rdj = 35,15 kn/m. Vuukide vaheline nihkepinge ν Rdj [N/mm] on leitud valemiga (30) [6, p. 17]: ν Rdj = 0,15 f ctdj h j (30) kus fctdj - monoliitimisbetooni tõmbetugevus MPa; hj - vuugi netokõrgus mm. Monoliitimisel on kasutatud betoon C30/37. Vuukide vaheline nihkepinge katuslaele leitakse valemiga (30): ν Rdj = 0,15 1, ,32 = 64,8 kn m > 5,6 kn m. Vuukide vaheline nihkepinge vahelaele leitakse valemiga (30): ν Rdj = 0,15 1, ,4 = 81 kn m > 9,1 kn m. 37

38 7. BETOONOSA TALAD 7.1 Ristkülik ristlõikega tala Katuslaele ja vahelaele tulevad samad ristkülik ristlõikega talad. Talade ristlõikeid on näha jooniselt (Joonis 13. Talade ristlõiked). Õõnespaneelide toetust taladele on näha jooniselt (Joonis 15. Sõlmede lahendused) Ristkülik ristlõikega talale mõjuv koormus Koormus talale eelnevast koormuskombinatsioonist: qd = 17,32 kn/m 2. Tala omakaal: gk = 0,6*0,3*25 = 4,5 kn/m. Talale mõjuv koormus: Pd = gd + qd = (4,5*1,2) + (17,32*5,8) = 106 kn/m. Arvutuslik paindemoment: MEd = Pd*l 2 /8 = 106*5 2 /8= 331,25 knm Kandevõime kontroll Tala kõrguseks on 600 mm ja laiuseks 300 mm. Konstruktiivseks armatuuriks on 2x Ø12 mm. Põikarmatuur on Ø10 mm, Asw = 79 mm 2. Tõmbearmatuuriks on 2x Ø22 mm, As1,1 = 760 mm 2 ja 2x Ø25 mm, As1,2 = 982 mm 2, kasuskõrgus d1 = 554 mm. Tala ristlõiget on näha jooniselt (Joonis 13. Talade ristlõiked). Arvutuses on kasutatud paindele Mrd [knm] kandevõime valemit (31) [2, p. 318]: M Ed M Rd = f yd A s1 (d 1 0,5y), (31) kus d1 - ristlõike kasuskõrgus mm; y - on survetsooni arvutuslik kõrgus mm. Leitakse esialgne survetsooni kõrgus valemist (32) [2, p. 319]: x = f yda s1 0,8f cd b, (32) 38

39 Survetsooni kõrgus: x = Tõmbearmatuuri keskpunkt lähimast servast: Kasuskõrgus: = 158 mm. 0, a = /2 = 47 mm. d1 = h-a = =553 mm. Arvutuslik survetsooni sügavus: y = 0,8x = 158*0,8 = 126 mm. Tõmbearmatuuri kandevõime on leitud valemiga (32): M Rd = (553 0,5 126) 10 6 = 371,3 knm > M Ed = 331,25 knm. Siire: l/d = 9 < (l/d)u = 16, Põikjõu kontroll Põikjõud: VEd = ql/2 = 106*5/2 = 265 kn. Tegur k: k = = 1,6 2, Armeerimistegur: ρ1 = As1/(b*d) = 1521/(300*554) = 0, Põikarmatuurita elemendi arvutuslik põikjõukandevõime leitakse üldvalemiga (28): V Rd,c = [0,12 1,6(100 0, ) 1 3] = 96260N = = 96,3 kn < 265 kn. 39

40 Nihke põhjustatud betooni survetugevuse vähenemist arvestav tegur: Minimaalne põikjõukindlus: ν min = 0,035 k 3 1 2f 2 ck = 0,035 1, = 0,39. VRd,c,min= νmin bwd1 = 0,39*300*554 = N = 64,82 kn < VEd = 265 kn. Põikjõud tuleb vastu võtta põikarmatuuriga. Selleks kasutatakse põikjõukandevõime VRd,s [kn] valemeid (33) (34) [2, pp ]: V Rd,s = A sw s zf ywd cot θ, (33) kus Asw - ühes tasandis põikarmatuuri ristlõikepindala mm 2 ; s z fywd θ - rangide samm mm; - sisejõudude õlg, normaaljõu puudumisel 0,9 d mm; - põikarmatuuri arvutuslik voolavustugevus MPa; - nurk betoonkaldvarda ja elemendi pikitelje vahel. V Rd,max = α cwb w zν 1 f cd cot θ + tan θ, (34) kus αcw - surutud vöö pingeolukorda arvesse võttev tegur; ν1 - põikjõust pragunenud betooni tugevuse vähendustegur; Põikjõust pragunenud betooni tugevuse vähendustegur: ν1=0,6[1-(fck/250)] = 0,6[1-(30/250)] = 0,528. Põikarmatuuri arvutuslik voolavustugevus: fywd = fyd = 435 MPa. Normaaljõu puudumisel αcw = 1. Samm s = 300 mm. Nurk: A swf ywd sin θ = = sb w α cw ν 1 f cd , = 0,269 15,6 0 tan θ = 0,279 cot θ = 3,58 > 2,5 cot θ = 2,5. 40

41 Sisejõudude õlg: z = 0,9 d =553*0,9 = 498 mm. Maksimaalne samm: smax = 0,75d = 415 < 600mm. Põikjõu kandevõime on leitud valemitega (33), (34): VRd,s = (Asw/s) * z*fywd * cot θ = (2*79/300) *498*435*2,5 = N = 285,2 kn > VEd =265 kn; 7.2 Lõugtala V Rd,max = α cwb w zν 1 f cd , = = N = cot θ + tan θ 2,5 + 0,279 = 567,7 kn > V Ed = 265 kn. Talade ristlõikeid on näha jooniselt (Joonis 13. Talade ristlõiked). Õõnespaneelide toetust taladele on näha jooniselt (Joonis 15. Sõlmede lahendused) Lõugtalale mõjuv koormus Lõugtala omakaal: gk = (0,3*0,9)+(0,5*0,41)*25 = 12 kn/m. Koormus talale eelnevast koormuskombinatsioonist: gd = 17,32 kn/m 2. Koormuskombinatsioonist tingitud koormus talale: qd: 17,32*11,6 = 200,9 kn/m. Arvutuslik koormus talale: Pd = 200,9+12*1,2 =215 kn/m. Pandemoment talale: MEd = 215*5 2 /8 = 672 knm Kandevõime kontroll Tala osa paindekandevõime Algselt arvutatakse tala osa paindele valemi (31) järgi. Selleks leitakse tala osa survetsooni sügavus valemi järgi (32): Survetsooni kõrgus: 41

42 x = Tõmbearmatuuri keskpunkt lähimast servast: Kasuskõrgus: = 160 mm. 0, a = /2 = 48 mm. d1 = h-a = = 662 mm. Survetsooni arvutuslik kõrgus: y = 0,8x = 0,8*160 = 128 mm. Lõugtala, ristküliku kujulise osa paindekandevõime on leitud valemiga (31): M Rd = (662 0,5 128) 10 6 = 776,1 knm > M Ed = 672 knm Siire: l/d = 7,6 < 19, Tala osa põikjõu kandevõime Põikjõud: VEd = ql/2 = 213*5/2 =532,5 kn. Põikjõust pragunenud betooni tugevuse vähendustegur: ν=0,6[1-(fck/250)] = 0,6[1-(30/250)] = 0,528. Normaaljõu puudumisel αcw = 1. Samm s = 150 mm. Nurk: A swf ywd sin θ = = sb w α cw ν 1 f cd , = 0,294 Sisejõudude õlg: 17,1 0 tan θ = 0,308 cot θ = 3,24 > 2,5 cot θ = 2,5. z = 0,9 d = 662*0,9 = 596 mm. 42

43 Maksimaalne samm: smax = 0,75d = 446 e 440 < 600mm Põikjõu kandevõime on leitud valemitega (33), (34): VRd,s = (Asw/s) * z*fywd * cot θ = (2*79/150) *596*435*2,5 = N = 682,7 kn > VEd =532,5 kn. V Rd,max = α cwb w zν 1 f cd , = = N = cot θ + tan θ 2,5 + 0,308 = 1120,7 kn > V Ed = 532,5 kn. Samm toe juures s = 150 mm, pärast tuge s = Konsooli osa painde- ja põikjõukandevõime Mõjuv jõud: Pd = 17,32*5,8 = 100,45kN/m. Paindemoment jooksva meetri kohta: med = 100,5*0,15 = 15,1 knm/m. Samm s = 150 mm 6,67 tk/jm. Arvutuslik survetsooni sügavus: y = (435*6,67*79)/(20*1000) = 11,46. Konsooli osa paindekandevõime: mrd = 435* 6,67*79(270-0,5*11,46)*10-6 = 60,6 knm/m > med = 15,1 knm/m. Leitakse betooni kandevõime. Konsooli mõõtmed ja ristlõikeleiab jooniselt (Joonis 13. Talade ristlõiked). Armatuuri keskpunkti kaugus lähimast servast: a = 25+10/2 = 30 mm. Kasuskõrgus: d1 = h-a = = 270 mm. 43

44 Tegur k: k = = 1,86 2, Sammuks s = 150 mm, Ø10, As = 79mm, 6,67 tk/m. Armeerimistegur: ρ1 = As1/(b*d) = 2*6,67*79/(1000*270) = 0,0039. Põikarmatuurita elemendi arvutuslik põikjõukandevõime leitakse üldvalemiga (28) (29): V Rd,c = [0,12 1,86(100 0, ) 1 3] = N/m = = 136,847 kn/m > 100,5 kn/m. VRd1= νmin bwd = 0,4*1000*270= N/m = 108 kn/m > VEd=100,5 kn/m Konsooli riputusarmatuur Arvutus väikse eksimusega tagavara kasuks. Leitakse minimaalne armatuuri kogus: asw = (2*100,5)/435 = 0,462 mm 2 / mm. Lähtuvalt minimaalsest armatuuri kogusest leitakse vajalik samm: s = As/asw = (2*79)/0,462 = 341,99 mm. Kogus jooksva meetri kohta: 1000/341,99 = 2,92 tk/m. Põikarmatuuri on vaja 6,67+ 2,92 = 9,59 tk/jm e 10 tk/jm, s = 100 mm. Konsooli paindearmatuuri samm: s = 200. Arvutslik survetsooni sügavus: y = (435*5*79)/(20*1000) = 9 mm. Leitakse paindekandevõime: 44

45 7.3 Komposiittala mrd = 435* 5*79(270-0,5*9)*10-6 = 45,6 knm/m > med = 15,1 knm/m. Talade ristlõikeid on näha jooniselt (Joonis 13. Talade ristlõiked). Õõnespaneelide toetust taladele on näha jooniselt (Joonis 15. Sõlmede lahendused) Mõjuvad koormused Komposiittala asub betoonosa keskel ning katuslaes. Tala ristlõiget on näha jooniselt (Joonis 13. Talade ristlõiked). Tala omakaal: gk = [(0,3*0,9)+(0,5*0,33)]*25 = 10,9 kn/m. Arvutuslik koormus: Pd1 = 9,29*11,6+10,9*1,2 = 121 kn/m. Tala osa paindemoment: MEd = 121*5 2 /8 = 378 knm. Algselt vaatame ristküliku kujulist osa, mida on näha jooniselt (Joonis 13. Talade ristlõiked). Arvutuslik põikjõud talale: VEd = 121*5/2 = 303 kn. Konsoolile tulev põikjõud: ved = 9,29*5,8 = 54 kn/m. Konsoolile tulev paindemoment: med = 54*0,15 = 8,1 knm/m. Alumisele osale tulev koormus: Pd2 9,29*11,6+10,9*1,2*5 = 121 kn/m Kandevõime kontroll Tala osa paindekandevõime Valitud on tõmbearmatuuriks 4xØ2. Leitakse arvutuslik survetsooni sügavus: y = Tõmbearmatuuri keskpunkti kaugus servast: Kasuskõrgus: = 85 mm. a = /2 = 48 mm. 45

46 d1 = h-a = = 582 mm Paindekandevõime: M Rd = (582 0,5 85) 10 6 = 460,7 knm > M Ed = 378 knm Siire: l/d = 8,7 < 23,4 mm Tala osa põikjõu kandevõime Vähendustegur: ν=0,6[1-(fck/250)] = 0,6[1-(30/250)] = 0,528. Normaaljõu puudumisel αcw = 1. Armatuuri samm s = 250 mm, läbimõõt Ø10. Nurk: A swf ywd sin θ = = sb w α cw ν 1 f cd , = 0,228 Sisjõudude õlg: Põikjõukandevõime: 13,2 0 tan θ = 0,234 cot θ = 4,26 > 2,5 cot θ = 2,5. z = 0,9 d = 582*0,9 = 524 mm. VRd,s = (Asw/s) * z*fywd * cot θ = (2*79/250) *524*435*2,5*10-3 = 360,2 kn > VEd = 303kN; V Rd,max = α cwb w zν 1 f cd , = = N = cot θ + tan θ 2,5 + 0,234 = 1012 kn > V Ed = 303 kn Konsooli osa betooni põikjõu kandeõime Konsooli mõõtmed ja ristlõikeleiab jooniselt (Joonis 13. Talade ristlõiked). Tõmbearmatuuri keskpunkti kaugus servast: 46

47 a = 25+10/2 = 30 mm. Kasuskõrgus: d1 = h-a = = 270 mm. Tegur k: k = = 1,86 2, Esialgne armatuuri samm s = 250 mm, läbmõõt Ø10, pindala As = 79mm, kogus 4 tk/m. Armeerimistegur: ρ1 = As1/(b*d) = 2*4*79/(1000*270) = 0,0023. Põikjõukandevõime: v Rd,c = [0,12 1,86(100 0, ) 1 3] = N/m = = 115 kn/m > 54 kn/m; vrd1= νmin bwd = 0,4*1000*270= N/m = 108 kn/m > ved = 54 kn/m Konsooli riputusarmatuur Arvutus väikse eksimusega tagavara kasuks. Leitakse minimaalne armeering: asw = (2*54)/435 = 0,248 mm 2 / mm. Tulenevalt sellest samm: s = As/asw = (2*79)/0,248 = 637mm. Vajalik kogus jooksva meetri kohta: 1000/637 = 1,5 tk/m 2 tk/m. Põikarmatuuri on vaja 4+1,5 = 5,5 tk/jm e 6 tk/jm, s = 150 mm. 47

48 Konsooli tõmbearmatuur Tümbearmatuuriks on valitud läbimõõduga Ø10 mm. Konsooli paindearmatuur s = 300, 3,33 tk/jm. Arvutuslik survetsooni sügavus: y = (435*3,33*79)/(20*1000) = 6 mm. Paindekandevõime: mrd = 435*3,33*79(270-0,5*6)*10-6 = 30,6 knm/m > med = 8,1 knm/m Tala nihkekandevõime Tala arvutuslik nihkepinge νedi [MPa] leitakse üldvalemiga (35) [10, p. 105]: ν Edi = βv Ed zb i, (35) kus β - komposiitelemndi vaadeldavas lõikes uue betooni pinnal mõjuva pikijõu suhe samas lõikes kas surve- või tõmbetsoonis mõjuvasse üldisesse pikijõusse nr; z - komposiitristlõike sisejõudude õlg mm; bi - on kontaktpinna laius mm. ν Edi = Sisejõudude õlg: z = 0,9*d1 = 582*0,9 = = 1,16 MPa. Nihkepinge kandevõime νrdi [MPa] leitakse valemiga (36) [10, pp ]: ν Rdi = cf ctd + μσ n + ρf yd (μ sin α + cos α), (36) kus c, μ - kontaktpinna karedusest olenevad tegurid arv; σn ρ - samaegselt nihkejõuga risti kontaktpinnale mõjuda võiva minimaalse normaaljõu põhjustatud pinge MPa; - =As/Ai As - armatuuri pindala mm 2 ; Ai - vuugi pindala mm 2 ; α - armatuuri nurk. 48

49 Esialgne põikarmeering s= 150, Ø = 10 mm. Armeerimistegur: ρ = As/Ai = (79*2)/(0,15*500*1000) = 0,0021. Kuna tegmist tõmbepingega, siis saab lihtsustada valemit (36): ν Rdi = 0"+0" + 0, (0,7 sin cos 90 0 ) = 0,65 MPa < ν Edi = 1,16 MPa. Põikarmeeringuks s= 100, Ø = 12 mm. Armeerimistegur: ρ = As/Ai = (113*2)/(0,1*500*1000) = 0, Nihkepinge kandevõime: ν Rdi = 0"+0" + 0, (0,7 sin cos 90 0 ) = 1,38 MPa < ν Edi = 1,16 MPa Alumine talaosa eraldi Kontroll alumisele talaosale montaaži olukorras. Koormusteks peal on ainult õõnespaneelid ja tala ise. Omakaal: G = (10,9 + 4,05 *11,6)*1,2 = 69,5 kn/m. Paindemoment: MEd = 69,5*5 2 /8 = 217,2 knm. Arvutuslik survetsooni sügavus: y = Tõmbearmatuuri keskpunkti kaugus tala servast: Kasuskõrgus: = 48 mm. a = /2 = 48 mm. d1 = h-a = = 252 mm. 49

50 Paindekandevõime: M Rd = (252 0,5 48) 10 6 = 195 knm < M Ed = 217,2 knm. Siire: l/d = 20,2 > 16,3 mm. Tuleb lisada tõmbearmatuuri. Tõmbearmatuuri lisamisel on lähtutud ka siirde kriteeriumist. Tõmbearmatuuriks 6xØ25 mm, As = 2945 mm 2. Arvutuslik survetsooni sügavus: Paindekandevõime: y = = 71 mm. M Rd = (252 0,5 71) 10 6 = 277,4 knm < M Ed = 217,2 knm. 50

51 8. VUNDAMENDID 8.1 Vundament 1 ja Koormused Vundamentide arvutusskeemi on näha jooniselt (Joonis 10. Vundamentide ja trepikodade arvutusskeemid), ristlõikeid (Joonis 14. Vundamentide ristlõiked). Sokllipaneeli lõiget on näha jooniselt (Joonis 7. Lõiked). [11] Sokli paneel: Gk,1 = 25*0,08 + 2*0,1 + 25*0,07 = 3,95 kn/m 2 ; Gk1=3,95*5,8*2,85=65,3 kn. Vundamendi omakaal: Gk,2 = 2 2 *0,5*25 = 50 kn. Pinnase omakaal: Gk,3 = 0,85*2 2 *19 = 64,6 kn. PIR paneeli omakaal: Gk,4 = 0,12 kn/m 2 = 11,7*5,8*0,12 = 8,1 kn. Katuselt tulev omakaal: Gk,5 = 1,4 kn/m 2 = 1,4*(34,8/2)*5,8 = 141,3kN. Posti omakaal: Gk,6 = 12,85*0,5 2 *25 = 80,3 kn. Katuselt tulev tuulekoormus I-tsoonis qk = 0,14 kn/m 2 ; Qk = (34,8/2)*5,8*0,14 = 14,1 kn. Katuselt tulev lumekoormus sk = 1,26 kn/m 2 ; Sk = (34,8/2)*5,8*1,26 = 127,2 kn. Külgtuul D-tsoonis qkk = 0,49 kn/m 2 *5,8 = 2,8 kn/m. Kolm koormuskombinatsioonid on arvutatud üldvalemi järgi (5). A: Tuul domineeriv: NEd,1 = (Gk,1+Gk,2+Gk,3+Gk,4+Gk,5+Gk,6)*1,2+Sk*1,5*0,5+Qk*1,5= =(65, ,6+8,1+141,3+80,3)*1,2+127,2*1,5*0,5+14,1*1,5 = 608 kn. 51

52 Paindemoment vundamendile MEd,1 = qkk*l 2 /8 = (2,8*1,5)*15,1 2 /8= 119,7 knm. Põikjõud : VEd,1=5/8*qkt*l1*l2*1,5 =5/8*0,49*5,8*15,1*1,5= 40,2 kn. B: Lumi domineeriv: NEd,2=( Gk,1+Gk,2+Gk,3+Gk,4+Gk,5+Gk,6)*1,2+S2*1,5+Qk*0,6*1,5= =(65, ,6+8,1+141,3+80,3)*1,2+127,2 *1,5+14,1*0,6*1,5 = 695 kn. Paindemoment vundamendile: MEd,2 = qkk*l 2 /8 = (2,8*1,5*0,6)*15,1 2 /8= 71,8 knm. Põikjõud : VEd,2=5/8*qkt*l1*l2*1,5 =5/8*0,49*5,8*15,1*1,5*0,6 = 24,1 kn. C: Omakaal ja tuul: NEd,3=( Gk,1+Gk,2+Gk,3+Gk,4+Gk,5+Gk,6)*1,2+Qk*1,5= =(65, ,6+8,1+141,3+80,3)*1,2+14,1*1,5 = 512,7 kn. Paindemoment vundamendile: MEd,3 = qkk*l 2 /8 = (2,8*1,5)*15,1 2 /8= 119,7 knm. Põikjõud : VEd,3=5/8*qkt*l1*l2*1,5 =5/8*0,49*5,8*15,1*1,5= 40,2 kn Kandepiirseisund Ekstsentrilisust on arvestatud koormusolukorras C, kus ta on kõige suurem. Tehakse lihtsustused, kus c= 0; kaldenurk 0. Kontrollitakse pinnase kandevõimet Rd [kn] lihtsustatud valemiga (37) [2, pp ]: R d = A 0,5 γb N γs γ i γ + q N q s q i q γ R, (37) kus A - vundamendi talla arvutuslik pindala m 2 ; B - talla arvutuslaius m; L - talla arvutuspikkus m; L - talla tegelik pikkus m; B - talla tegelik laius m; d - talla süvis m; γ - pinnase mahukaal m; 52

53 φ - sisehöördenurk kraad; q - pinnase omakaalust tingitud efektiivpinge talla tasandis MPa; Nq; Nγ - pinnase kandevõime tegurid; Iq; iγ - horisontaaljõust tingitud resultantjõu kallet arvestavad tegurid; γr - kandevõime osavarutegur. Talla arvutuslik pindala: A = L B = 1,133*1,4 = 1,586 m 2. Talla arvutuslik pikkus: L = L-2e = 1,6-2*0,233 = 1,133 m. Talla arvutuslik laius: B = B = 1,4 m. Ekstsentrilisus: e10 = MEd1/NEd1 = 119,7/512,7 = 0,233 m < L/6 = 2/6 = 0,267 m. Pinnase mahukaal: γ = 19 kn/m 3. Kandevõime tegurid: Nγ = 38,37; Nq = 29,44. Talla kuju arvestavad tegurid: sγ = 1-0,3 B /L = 1-0,3*1,4/1,133 = 0,269; sq = 1+ B /L *sin φ = 1+1,4/1,133*sin 34 0 = 1,691. Leitakse horisontaaljõust tingitud resultantjõu kallet arvestavad tegurd EKK järgi [2, p. 229] : i q = (1 H V ) m = (1 40,2 512,7 ) 1,552 = 0,881; i γ = (1 H V ) m+1 Horisontaaljõu mõjumisel pikema külje suunal: = (1 40,2 512,7 ) 1,552+1 = 0,

54 ml = (2+L /B )/(1+L /B ) = (2+1,133/1,4)/(1+1,133/1,4) = 1,552. Pinnase omakaalust tingitud efektiivpinge talla tasandis: q = d γ1 = 1,3*19 = 24,7 kn/m 2. Pinnase kandevõime: Rd = A (0,5*γB Nγsγiγ + q Nqsqiq + c Ncscic )/γr = 1421 kn. NEd (Vd) = 512,7 < Rd = 1421 kn Läbisurumine Kontrollitakse läbisurumispinget νed [kn/m] üldvalemi järgi (38) [2, pp ]: ν Ed = V Ed u i, (38) kus νed - nihkepinge kn/m; VEd - vundamendile mõjuv purustav põikjõud kn/m; ui - vaadeldava kontrollperimeetri pikkus m. Vaadeldava kontrollperimeetri kaugus posti servast: a = 448 mm = d = 448 mm α=45 0. Vaadeldava kontrollperimeetri pikkus: ui = (4*b+2*π*a) = 4*0,5+2*3,14*0,448 = 4,8 m. Vaadeldava kontrollperimeetri pindala: A1 = 0,5 2 +0,5*0,448*4+0,448 2 *π = 1,777 m 2. Vaadeldavast perimeetrist väljajääv pindala: A2 = 1,4*1,6 1,777 = 0,463 m 2. Purustav jõud: VEd = 429*0,463 kn=198,6 kn. 54

55 Läbisurumis pinge: ν Ed = 198,6 4,8 = 41,4 kn m. Vundamendi nihkepinge kandevõime νrd,c [kn/m] leitakse valemi järgi (39) [2, pp ]: ν Rd,c = C Rd,c k(100ρ 1 f ck ) 1 3b d 2d a, (39) kus a - on vaadeldava kontrollperimeetri kaugus posti servast mm. Tegur k: k = = 1,67 2,0 448 Armatuuri valikul on lähtutud minimaalsest tõmberamatuuri kogusest. Armatuur B500B, Ø14 mm, s= 200 mm, siis As =770 mm 2. Minimaalne armatuuri As,min [mm 2 /m] kogus leitakse üldvalemi järgi (40) [2, p. 288] A s,min = 0,26 f ctm f yk b t d, (40) kus fctm - tõmbetugevus MPa; fyk bt Minimaalne armatuur: - armatuuri normaaltugevus MPa; - tõmbetsooni laius mm. Armeerimistegur: Nihkepinge kandevõime: A s,min = 0,26 2,9 mm = m. ρ = A s b d = = 0,

56 ν Rd,c = [0,12 1,67(100 0, ) 1 3] = 309,8 kn/m > 488 > ν Ed = 41,4 kn m Paindearmatuur Vundamendi vastupanumoment: W= (L 2 *B)/6 = (1,6 2 *1,4)/6 = 0,597. Vundamendi pindala: A = 2,24 m 2. Maksimaalne pinge taldmiku all: σmax = N/A + M/W = 512,7/2, ,7/0,597 = 429 kn/m 2. Paindemoment: med = σdmax * l 2 /2 = 1,5*429*1*0,55 2 /2 = 97,33 knm/m. Arvutuslik survetsooni sügavus: y = (435*770)/(20*1000) = 16,7 mm. Paindekandevõime: mrd = 435* 770 (448-0,5*16,7)*10-6 = 174,2 knm/m > med = 97,33 knm/m. Vundamendi mõõtude määramisel on oluline, et poldid mahuksid vundamendi sisse. Mõõtmete kujundamisel oluliseks teguriks on tekitada survetsoon kogu taldmiku alla. Armatuur peab katma vajaliku minimaalse armatuuri vajaduse. Arvutatud on ka vundament kaks, ning erinevate versioonide tulemused on ära toodud lisas (Lisa 13. Ekstsentriliselt surutud vundamendid). Vundamendi lõikeid on näha jooniselt (Joonis 14. Vundamentide ristlõiked). 8.2 Vundemendid 3-6 Tsentriliselt surutud vundamendi mõõtmete määramisel on kõige olulisem pinnase kandevõime. Arvutused on teostatud koormuskombinatsiooni B juures, kus lumi on domineeriv. Selles olukorras on kõige suurem pikijõud. Tulemused on esitatud tabelis (Lisa 14. Tsentriliselt surutud vundamendid).vundamendi lõikeid on näha jooniselt (Joonis 14. Vundamentide ristlõiked) ja arvutusskeemi (Joonis 10. Vundamentide ja trepikodade arvutusskeemid). 56

57 9. TREPIKODA 9.1 Trepikoja sein Koormused Trepikoja arvutusskeemi on näha jooniselt (Joonis 10. Vundamentide ja trepikodade arvutusskeemid). Katuselt tulev omakaal: Gk,1 = 5,19 kn/m 2 = 5,19*11,6*11,6= 698,37 kn. Trepikoja seinte omakaal Gk,2 = 20,4*10,7*0,2*25 = 1091,4 kn. Trepikoja kõrgus: H = 10,7 m; ümbermõõt = 2*(6+4,2) = 20,4 m. Trepimarsist ja trepimademest tulev omakaal Gk,3 = 21m 2 * 0,2 *25 = 105 kn. Katuselt tulev tuulekoormus I-tsoonis: Qk = 11,6*11,6*0,14 = 18,84 kn. Katuselt tulev lumekoormus: Sk = 11,6*11,6*1,26 = 169,55 kn. Vahelaelt tulev omakaal: Gk,4 = 8,18*11,6*11,6 = 1100,7 kn. Vahelaelt tulev kasuskoormus Qkkasus = 5*11,6*11,6 = 672,8 kn. Karakteristlik koormus katuslaele: pkkl = 0,3*(0,788+0,788) + 2,15*(0,526+0,329) = 2,3 kn/m. Karakteristlik koormus vahelaele: pkvl = 4,3*(0,526+0,329) = 3,7 kn/m. Koormus katuslaele ühele trepikojale Pdkl = 2,3*70,5/2 = 81,1 kn. Koormus vahelaele: Pdvl = 3,7*70,5/2 = 130,4 kn. Lisa külgkoormus katuslaele ainult omakaalust ühele trepikojale : Pk,1 = 5,19*35,2*24,1/200 = 22 kn; 57

58 Pk,2 = 8,18*35,2*24,1/200 = 34,7 kn. Koormuskombinatsioon C: Omakaal ja tuul: NEd,1=( Gk,1+Gk,2+Gk,3+Gk,4)*1,2 + Qk*1,5= =(698, , ,7)*1,2+18,84*1,5 = 3622,8 kn. Vahelae kõrgus l = 5,7 m ja katuslae kõrgus 10,7 m. Arvutuslik külgkoormus katuslaele: Pd,1 = 81,1*1,5 + 22*1,2 = 148,1 kn. Arvutuslik külgkoormus vahelaele: Pd,2 = 130,4*1,5 + 34,7*1,2 = 237,24 kn. Paindemoment: MEd,1 = 148,1*10, ,24*5,7 = 2937 knm Kandevõime kontroll Koormuskombinatsioon C korral. Telginertsmoment: Ix = (B*H 3) /12 (b*h 3 )/12 = (6*4,15 3 )/12 (5,6*3,75 3 )/12 = 11,128 m 4. Vastupanumoment: Wx = Ix/(H/2) = 11,128/(4,15/2) = 5,363 m 3. Pindala: A = B*H - b*h = 6*4,15 5,6*3,75 = 3,9 m 2. Maksimaalne pinge: σmax = N/A + M/W = 3622,8/3, /5,363 = 1477 kn/m 2. Minimaalne pinge: σmin = N/A - M/W = 3622,8/3,9-2937/5,363 = 381,3 kn/m 2. Vajalik armatuur: as = 1477*0,2/fyd = 1477*0,2/435 = 0,67908 mm 2 /m. Seinale tuleb paigaldada konstruktiivne armatuur Ø10, s = 200 mm. 9.2 Trepikoja vundament Mõjuv koormus Trepikoja vundamedi arvutusskeemi on näha jooniselt (Joonis 10. Vundamentide ja trepikodade arvutusskeemid) ja vundamendi rislõiget (Joonis 14. Vundamentide ristlõiked). Katuselt tulev omakaal: Gk,1 = 5,19 kn/m 2 = 5,19*11,6*11,6= 698,37 kn. 58

59 Trepikoja seinte omakaal: Gk,2 = 20,4*10,7*0,2*25 = 1091,4 kn. Trepikoja kõrgus: H = 10,7 m; ümbermõõt = 2*(6+4,2) = 20,4 m. Trepmarsist ja trepimademest tulev omakaal: Gk,3 = 21m 2 * 0,2 *25 = 105 kn. Katuselt tulev tuulekoormus I-tsoonis: Qk = 11,6*11,6*0,14 = 18,84 kn. Katuselt tulev lumekoormus: Sk = 11,6*11,6*1,26 = 169,55 kn. Vahelaelt tulev omakaal: Gk,4 = 8,18*11,6*11,6 = 1100,7 kn. Vahelaelt tulev kasuskoormus: Qkkasus = 5*11,6*11,6 = 672,8 kn. Vundamendi omakaal: Gk,5 = 8*6,15*0,5*25 = 615 kn. Pinnase omakaal: Gk,6 = 8*6,15*0,85*19 = 794,6 kn. Karakteristlik koormus katuslaele: pkkl = 0,3*(0,788+0,788) + 2,15*(0,526+0,329) = 2,3 kn/m. Karakteristlik koormus vahelaele: pkvl = 4,3*(0,526+0,329) = 3,7 kn/m. Koormus katuslaele ühele trepikojale: Pdkl = 2,3*70,5/2 = 81,1 kn. Koormus vahelaele: Pdkl = 3,7*70,5/2 = 130,4 kn. Lisa külgkoormus katuslaele ainult omakaalust ühele trepikojale : Pk,1 = 5,19*35,2*24,1/200 = 22 kn; Pk,2 = 8,18*35,2*24,1/200 = 34,7 kn. Koormuskombinatsioon C: NEd,1=( Gk1+Gk2+Gk3+Gk4+Gk5+Gk6)*1,2 + Qk*1,5= =(698, , , ,6)*1,2+18,84*1,5 = 5314,3 kn. Vahelae kõrgus l1 = 6,2 m ja katuslae kõrgus l2 11,2 m. Arvutuslik külgkoormus katuslaele: Pd,1 = 81,1*1,5 + 22*1,2 = 148,1 kn. 59

60 Arvutuslik külgkoormus vahelaele: Pd,2 = 130,4*1,5 + 34,7*1,2 = 237,24 kn. Paindemoment vundamendile: MEd,1 = 148,1*11, ,24*6,2 = 3129,6 knm. VEd,1 (H) = Pd1+ Pd2 = 148,1+237,24 = 385,34 kn Kandevõime kontroll Arvutus on teostatud nagu ikka vundamendi arvutus, milles on kasutatud koormuskombinatsiooni C. Tulemused on esitatud lisas (Lisa 13. Ekstsentriliselt surutud vundamendid). 60

61 10. ÜHISHOONE 10.1 Katuseplekk Katusepleki olukord ei muutu ei kergemaks ega ka raskemaks. Eelnevalt oli kandevõime tagatud nii horisontaal kui ka vertikaalkoormusel, järelikult on ka ühishoonena kandevõime tagatud Jäigastus diagonaalid Halli osa jäigastusdiagonaalidele tuleb väiksem koormus külgtuulest, kuna enamus koormusest kandub betoonoasle. Kui ennem suutsid terasprofiilist jäigastused koormuse vastu võtta, siis suudavad ka nüüd Abisõrestik Abisõrestiku olukord muutub raskemaks. Ennem sai ferm liikuda horisontaalsuunas, siis nüüd tänu betoonosa liitmisele on tal liikumatu tugi vastas. Lähtvalt sellest tuleb fermile lisakoormus külgtuulest. Seianele mõjuv külgtuul: Pd,1 = 3/8*13,28*5,8*1,5*0,49 = 21,2 kn. Parapetist tulev koormus: Pd,2 = 1*5,8*1,5*(0,85+0,85) = 14,8 kn. Arvutuslik koormus: Pd = 21,2 + 14,8 = 36 kn. Koormus tuli väga väike ning ei mõjutanud fermi vardaid. Vardad saab jätta samade ristlõigetega nagu üksinda töötava halli puhul Trepikoda Koormused Trepikoja arvutusskeem asub joonisel (Joonis 10. Vundamentide ja trepikodade arvutusskeemid). 61

62 Seianele mõjuv külgtuul: Pd,1 = 3/8*13,28*5,8*6*1,5*0,49 = 127,4 kn. Parapetist tulev koormus: Pd,2 = 1*5,8*6*1,5*(0,85+0,85) = 88,7 kn. Kokku koormus tsoonis 1: Fd,1 = 127,4+88,7 = 216,1 kn. Seina osa imev koormus: Pd,3 = 3,6*5,8*6*1,5*0,21 = 39,5 kn. Kokku koormus tsoonis 2: Fd,2 = 88,7 + 39,5 = 128,2 kn. Seianele mõjuv külgtuul: Pd,4 = 3/8*13,28*5,8*4*1,5*(0,49+0,21) = 121,3 kn. Parapetilt mõjuv koormus: Pd,5 = 1*5,8*4*1,5*2*(0,85+0,85) = 60 kn. Kokku koormus tsoonis 3: Fd,3 = 121,3+60 = 181,3 kn. Kokku koormus: Fd = 216,1+128,2+181,3 = 525,6 kn. Imev koormus katuslaele: pkkl = 0,3*6*5,8*1,5*(0,788+0,788) + 2,15*6*5,8*0,329 = 49,4 kn. Imev koormus vahelaele: pkvl = 4,3*5,8*6*1,5*0,329 = 73,9 kn. Konstruktsiooni viltususest tekkiv lisa horisontaaljõud: Pdk,l = 1,2*5,19*35,2*24,1/200 = 26,4 kn; Pdk,2 = 1,2*8,18*35,2*24,1/200 = 41,6 kn. Omakaal: G = 3594,6 kn. Katuselt tulev tuulekoormus: 18,84*1,5 = 28,3 kn. Vahelae kõrgus l1 = 5,7 m ja katuslae kõrgus l2 = 10,7 m. Paindemoment: MEd = 525,6*10,7 + (49,4+26,4)*10,7 + (73,9+41,6)*5,7 = 7063,3 knm Trepikoda ise Koormuskombinatsioon C: omakaal ja tuul, mis saab ka määravaks. Telginertsmoment: Ix = (B*H 3) /12 (b*h 3 )/12 = (6*4,15 3 )/12 (5,6*3,75 3 )/12 = 11,128 m 4. 62

63 Vastupanumoment: Wx = Ix/(H/2) = 11,128/(4,15/2) = 5,363 m 3. Pindala: A = B*H - b*h = 6*4,15 5,6*3,75 = 3,9 m 2. Maksimaalne pinge: σmax = N/A + M/W = 3622,9/3, ,3/5,363 = 2246 kn/m 2. Minimaalne pinge: σmin = N/A - M/W = 3622,9/3,9 7063,3/5,363 = kn/m 2. Tekib tõmme, vajalik armatuur: as = 388*0,2/fyd = 388*0,2/435 = 0,178 mm 2 /m. Armatuuri vajalik kogus on nii väike, et konstruktiivne armatuur katab vajaduse ära. Seinale tuleb paigaldada konstruktiivne armatuur Ø10, s = 200 mm Vundament Koormuskombinatsiooni C olukorras. Omakaal: G = 5314 kn. Põikjõud vundamendile : H = 525,6 + 26,4+41,6+49,4+73,9 = 716,9 kn. Vahelae kõrgus l1 = 6,2 m ja katuslae kõrgus l2 = 1,2 m. Paindemoment: MEd = 525,6*11,2 + (49,4+26,4)*11,2+ (73,9+41,6)*6,2 = 7451,8 knm. Tulemused on toodud lisas (Lisa 13. Ekstsentriliselt surutud vundamendid) Raudbetoonlagi horisontaalkoormuses Vahelae olukord paraneb, kuna jääb alles ainult ühe seinapoole imev tuulekoormus. See tähendab, et koormus väheneb ja juba arvutatud armatuur katab vajaduse kindla varuga. Katuslae olukord halveneb kuna talle tuleb tuulest suurem koormus peale. Seianele mõjuv külgtuul: Pd,1 = 3/8*13,28*1,5*0,49 = 3,7 kn/m. Parapetist tulev koormus: Pd,2 = 1*1,5*(0,85+0,85) = 2,6 kn/m. Kokku koormus: Fd,1 = 3,7+2,6 = 6,3 kn/m Seina osa imev koormus: Pd,3 = 3,6*1,5*0,21 = 1,1 kn/m. 63

64 Kokku koormus: Fd,2 = 1,1+2,6 = 3,7 kn/m. Paindemoment katuslaele Mkl = (6,3+3,7)*52,2 2 /8 = 3406 knm. Armatuur katuslaele Askl = 3406*10 6 /(0,6*24*10 3 *435) = 544 mm 2 2*Ø20, As = 628 mm 2. Katuslaele mõjuv põikjõud: Vkl = 10*52,2/2 = 261 kn. Õõnespaneelides kasutatav betoon C50/60. Õõnespaneeli nihkepinge on leitud valemiga (29) [6, p. 17] : ν Rdj = 0,25 1, (0, ,037) = 35,15 kn m. Katuslaele mõjuv nihkepinge τmax = 1,5* V/b = 1,5*261/24 = 16,3 kn/m < ν Rdj = 35,15 kn/m. Vuukide vaheline nihkepinge katuslaele on leitud valemiga (30): ν Rdj = 0,15 1, ,32 = 64,8 kn m > 35,15 kn m. Nihkepinge kandevõime on tagatud Ühispost Arvutatud koormuskombinatsioonis C, kus tuul domineeriv ja omakaal ainult. Halli katuselt tulev arvutuslik omakaalu koormus: Gk,1 =1,2*1,4*5,8*(34,8/2) = 169,56 kn. Halli katuselt tulev arvutuslik tuulekoormus: Qd,1 0,14*1,5*5,8*(34,8/2) = 21,2 kn. Mõjuv arvutuslik külgkoormus: Pd = (525,6/(4*5,8 + 6*5,8))*5,8 = 52,6 kn. Betoonosa katuse arvutuslik omakaalu koormus: Gk,2 = 209,52 kn. Betoonosa katuselt tulev arvutuslik tuulekoormus: Qd,2 = 0,13*1,5*5,8*5,8 = 6,6 kn. Posti arvutuslik omakaal: Gk,3 = 1,2*13,28*0,5*0,5*25 = 9,96 kn. Tala arvutuslik omakaal: Gk,4 = 5,8*4,5*1,2 = 31,32 kn. 64

65 Kokku arvutuslik koormus: NEd = 448,2 kn. Paindemoment katuslae alla: MEd = 4,9*52,6 = 258 knm. Lihtsustuse mõttes loeme teistjärku ekstsentrilisuse e2 = 0 ja arvutame kogu omakaaluga katuslae lõikes. Arvutuspikkus l0=13,28*0,8 = 10,6 m. Esimest järku ekstsentrilisus: e10=med/ned=258/448,2 = 0,576 m. Konstruktsioonihälbest tekkiv ekstsentrilisus: ei = θi*l0/2 = 1/200*10,6/2=0,027 m. Kokku ekstsentrilisus: etot = 0,576+0,027= 0,603 m. Mõjuv paine ekstsentrilisusest: (N*e)Ed = 0,603*448,2= 270,3 knm. Tõmbearmatuuriks on valitud 4xØ25 mm, kus kasuskõrgus d1 = 454 mm. Tulemust on näha lisast (Tabel 10) Ühisvundament Halli katuselt tulev omakaalu koormus: Gk,1 =1,4*5,8*(34,8/2) = 141,3 kn. Halli katuselt tulev tuulekoormus: Qk,1 = 0,14*5,8*(34,8/2) = 14,1 kn. Halli katuselt tulev lumekoormus: Sk1 = 1,26*5,8*(34,8/2) = 127,2 kn. Betoonosa katuse omakaalu koormus: Gk,2 = 174,6 kn. Betoonosa katuselt tulev tuulekoormus: Qk,2 = 0,13*5,8*5,8 = 4,4 kn. Betoonosa katuselt tulev lumekoormus: Sk,2 = 1,26*5,8*5,8 = 42,4 kn. Vahelaelt tulev omakaal: Gk,3 = 8,18*5,8*5,8 = 275,2 kn. Vahelaelt tulev kasuskoormus: Qkk = 5*5,8*5,8 = 168,2 kn. Posti omakaal: Gk,4 = 13,28*0,5*0,5*25 = 9,96 kn. Talade omakaalug: Gk,5 = 2*5,8*4,5 = 52,2 kn. 65

66 Pinnase omakaal: Gk,6 = 0,85*2*2*19 = 64,6 kn. Vundamendi omakaal: Gk,7 = 25*0,5*2*2 = 50 kn. Koormuskombinatsiooni D: NEd = (141,3+174,6+275,2+9,96 +52,2 +64,6 +50)*1,2 + (14,1+4,4)*0,6*1,5 + + (127,2+42,4)*1, ,2*1,5 = 1444,8 kn. Tulemust on näha lisast (Lisa 14. Tsentriliselt surutud vundamendid). 66

67 KOKKUVÕTE Käesolevas töös on lahendatud kahest suurest mahust: ühekordsest hallist ja kahekordsest raudbetoonkarkassiga osast; koosneva hoonekompleksi põhilised kandekonstruktsioonid ning hinnatud hoone stabiilsuse saavutamiseks vajalike lahenduste mahtu oludes, kus hooneosad oleksid iseseisvad ja kus nad on füüsiliselt ühendatud. Et saavutada selgem võrdlus kahe eraldi hooneosa ja ühishoone toimimises, on reaalset prototüüphoonet lihtsustatud: hooneosad ja neid jäigastavad elemendid paiknevad sümmeetriliselt, hoonel on regulaarne karkass ning tuulekoormust on vaadeldud vaid ühes suunas mõjuvana. Ühekordse hooneosa juures on arvutuste baasil konstrueeritud raudbetoonpostid ja nende vundamendid, katuse pea- ja abisõrestikud ning servatalad, katuseplekk ja hoonet jäigastavad vertikaalsidemed. Kahekordse betoonkarkassiga hooneosas on lahendatud postid ja nende vundamendid, valitud paneelid ja arvutatud laetalad. Arvutused on tehtud käsitsi ning programmvarustust kasutades. Käsiarvutust on kasutatud lihtsamate staatika- ja konstrueerimisülesannete puhul, kuid samuti, et hinnata programmide kasutamise õigsust. Tänapäevane programmvarustus võimaldab oluliselt kiirendada konstruktori tööd, kuid programmides võib esineda vigu ja, mis kõige olulisem, tööriistu tuleb õigesti kasutada. Seda viimast ongi kasutaja püüdnud endale tõestada, et siis edaspidi teha arvutusi tänapäevasel tasemel. Kasutati programmi Autodesk Robot Structural, millega on arvutatud kõik teraskonstruktsioonid. Katuse profiilpleki valikul kasutati Ruukki programmi Poimu. Raudbetoonvarraste ristlõike tugevuskontrollil kasutati betoonkonstruktsioonide õpikuga kaasa pakutavat tabelarvutust, mis sellist keerukat tööd oluliselt kiirendab [1]. Ühekordse halli stabiilsuse kindlustavad ühistöös katuseplekk ja vertikaalpinnas paiknevad seinadiagonaalid. Raudbetoonosa püsivus on kindlustatud monoliitbetoonist trepikodade ning vaheja katuslae koostöös. Reaalselt ehitatakse hoone nii, et ta ei ole temperatuurivuukidega osadeks jagatud ja moodustab ühe tervikliku ploki. Kaasaegsed arvutusprogrammid võimaldaksid hinnata sellise tervikhoone toimivust. Probleemiks on õigete lähteandmete leidmine, nagu konstruktsioonielementide tegelik jäikus, sõlmede, s.h. pinnasega koos töötava üksikvundamendi 67

68 järeleandlikkus jmt. Selliste aspektide ülitäpne hindamine on keerukas ja saadav tulu ei pruugi üles kaaluda keerukat tööprotsessi. Käesolevas töös on hoonete ühistoimet hinnatud primitiivsemalt: kahekordse osa raudbetoonkarkass on loetud oluliselt jäigemaks kui ühekordne osa ehk teisisõnu kogu koormus, mida otseselt ei võta vastu halli vertikaalsidemed on loetud langevat raudbetoonist vahelagedele ja edasi trepikodadele. Selle järel on hinnatud vajalikke muutusi ja leitud need olevat tagasihoidliku mõjuga. Raudbetoonist vahelaed on jätkuvalt suutelised kandma horisontaalkoormust ja üksnes perimeetri armatuur katuslaes vajab suurendamist algse 2Ǿ11-lt 2Ǿ20-le. Trepikodades tekib küll kandepiirseisundis tõmme, kuid selle vastuvõtmiseks piisab elementaarsest konstruktiivsest armatuurist. Surve suudab jätkuvalt vastu võtta betoon. Trepikoja vundamenti on vaja pikendada 1m võrra, et ei tekiks tõmmet taldmikus. Halli abisõrestikesse lisandub survejõudu, kuid see lisanduv jõud ei anna põhjust profiili muutmiseks. Katusepleki valikul saab määravaks mõjuv vertikaalkoormus. Horisontaaljõud katuses ei ole probleemiks oludes, kus hall töötab üksinda, seetõttu ei saa siit ka kokkuhoidu leida kui hooneosad ühendatakse. Kahe hooneosa ühispostid saavad täiendava vertikaalkoormuse, samuti lisandub paindemomenti. Nende koormuste vastuvõtmiseks on vaja lisada posti armatuuri, kuid ristlõige on jätkuvalt sobiv. Samas on selliselt üks post toimiv endise kahe asemel. Kui hoonel oleks kaks temperatuuriplokki ja ühised postid, oleks siiski vaja tekitada liikumist võimaldav sõlm, millest töös käsitletud lahenduse korral võib loobuda. Ühiste postide vundamendid on suuremad kui kahe hooneosa eraldi vundamendid, kuid üks suur vundament on kindlasti väiksema ehitusmahuga kui kaks väiksemat aluse suurema kandevõime tõttu. 68

69 SUMMARY Mutual Influence of a Double-storey Building of Reinforced Concrete and a Single-storey Hall. The present thesis deals with characterising the main supporting structures and estimating the amount of necessary solutions for achieving stability of a building complex that consists of two large volumes a single-storey hall and a double-storey section of reinforced concrete framing, these sections standing either separately or being connected. In order to achieve a clearer comparison between the functioning of two separate buildings and one larger connected building, the prototype building has been simplified: different parts of the building and their stiffening elements are located symmetrically, the building has a regular framework, and the building is affected by wind force only from one side. For the single-storey part of the building, reinforced concrete columns and their foundations, main and supporting trusses and the side beams of the roof, roofing plates, and vertical stiffening bracings have been designed based on calculations. For the two-storey section, there are solutions for the columns and their foundations where suitable panels have been selected and calculations have been made for the ceiling beams. Calculations have been made both manually and with the help of computer programmes. The stability of the single-storey hall is guaranteed by tin roof plates and wall diagonals located in the vertical surface, mutually influencing each other. The stability of the reinforced concrete section is guaranteed by the co-operation of monolithic concrete stairwells and ceilings. In reality, the building is constructed so that it is not divided into different parts by temperature joints and it forms a consistent block, so as estimating the division of horizontal load between stiffening elements very precisely is difficult. The predictions of this thesis state that the reinforced concrete framing of the double-storey section is considerably stiffer than the single-storey section of the building, so in other words, all the weight that is not directly received by the vertical connections of the hall, is considered to be falling on the reinforced ceilings and further on the stairwells. Followingly, all necessary changes have been 69

70 estimated and found to be of a marginal effect. As a result, almost all parameters found during previous calculations can remain unchanged. 70

71 VIIDATUD ALLIKATE LOETELU [1] V. Otsmaa, Betoonkonstruktsioonide arvutamine, Tallinn: Tallinna Tehnikaülikool, Eesti Betooniühing, [2] Ehituskonstruktori käsiraamat 3. trükk, Tallinn: Autorid ja EHITAME kirjastus, [3] AS E-Betoonelement, Õõnespaneelid, [Võrgumaterjal]. Available: [Kasutatud 2. märts, 2016]. [4] Ekstruuder õõnespannelid, [Võrgumaterjal]. [Kasutatud 13. märts, 2016]. [5] Kuldvillak-Sport OÜ, Põrandakatted, [Võrgumaterjal]. Available: [Kasutatud 25. märts, 2016]. [6] EVS-EN 1168:2006, Tallinn: Eesti Standardikeskus, [7] EVS-EN :2005+NA:2007, Tallinn: Eesti Standardikeskus, [8] Ruukki, Kergpaneel SP2E X-PIR, [Võrgumaterjal]. Available: [Kasutatud 6. mai, 2016]. [9] Ruukki, Kergpaneel SPA, [Võrgumaterjal]. [Kasutatud 6. mai, 2016]. [10] EVS-EN :2007, Tallinn: Essti Standardikeskus, [11] Betoneks AS, Ühe- ja mitmekihilised seinaelemendid, [Võrgumaterjal]. Available: [Kasutatud 6. aprill, 2016]. 71

72 LISAD Lisa 1. Poimu tulemused Lisa 2. Abifermi põikjõu epüür Lisa 3. Abifermi paindemomendi epüür Lisa 4. Abifermi varraste ristlõiked Lisa 5. Varras 17 Lisa 6. Varras 18 Lisa 7. Varras 33 Lisa 8. Varras 24 Lisa 9. Peafermi põikjõu epüür Lisa 10. Peafermi paindemomendi epüür Lisa 11. Peafermi varraaste ristlõiked Lisa 12. Vello Otsmaa exceli tabel Lisa 13. Ekstsentriliselt surutud vundamendid Lisa 14. Tsentriliselt surutud vundamendid 72

73 Lisa 1. Poimu tulemused 73

74 74

75 75

76 76

77 77

78 78 Lisa 2. Abifermi põikjõu epüür

79 79 Lisa 3. Abifermi paindemomendi epüür

80 Lisa 4. Abifermi varraste ristlõiked 80

81 Lisa 5. Varras 17 TERASE ARVUTUS KOOD: EN :2005/AC:2009, Eurocode 3: Design of steel structures. ANALÜÜSI TÜÜP: Elemendi kontroll KOODI GRUPP: ELEMENT: 17 PUNKT: 1 KOORDINAAT: x = 0.00 L = 0.00 m KOORMUSED: Valitsev koormusolukord: 5 COMB1 (1+2)*1.20+4*1.50+3* MATERJAL: S355 ( S355 ) fy = MPa RISTLÕIKE PARAMEETRID: RRHS 120x120x6 h=12.0 cm gm0=1.00 gm1=1.00 b=12.0 cm Ay=13.20 cm2 Az=13.20 cm2 Ax=26.40 cm2 tw=0.6 cm Iy= cm4 Iz= cm4 Ix= cm4 tf=0.6 cm Wply= cm3 Wplz= cm Sisejõud JA KANDEVÕIME: N,Ed = kn My,Ed = kn*m Nc,Rd = kn My,pl,Rd = kn*m Nb,Rd = kn My,c,Rd = kn*m Vz,Ed = 0.67 kn My,N,Rd = kn*m Vz,c,Rd = kn Ristlõike klass = KÜLGNÕTKE PARAMEETRID: NÕTKEPARAMEETRID: Ümber Y telje: Ümber Z telje: Ly = 4.37 m Lam_y = 1.24 Lz = 4.37 m Lam_z = 1.24 Lcr,y = 4.37 m Xy = 0.51 Lcr,z = 4.37 m Xz = 0.51 Lamy = kzy = 1.75 Lamz = KONTROLLI VALEMID: Sektsiooni tugevuskontroll: N,Ed/Nc,Rd = 0.40 < 1.00 (6.2.4.(1)) My,Ed/My,c,Rd = 0.03 < 1.00 (6.2.5.(1)) My,Ed/My,N,Rd = 0.03 < 1.00 ( (2)) Vz,Ed/Vz,c,Rd = 0.00 < 1.00 (6.2.6.(1)) Konstruktsioonielemendi globaalse stabiilsuse kontroll: Lambda,y = < Lambda,max = Lambda,z = < Lambda,max = STABIILNE N,Ed/(Xy*N,Rk/gM1) + kyy*my,ed/(xlt*my,rk/gm1) = 0.83 < 1.00 (6.3.3.(4)) N,Ed/(Xz*N,Rk/gM1) + kzy*my,ed/(xlt*my,rk/gm1) = 0.83 < 1.00 (6.3.3.(4)) Ristlõik OK!!! 81

82 Lisa 6. Varras 18 TERASE ARVUTUS KOOD: EN :2005/AC:2009, Eurocode 3: Design of steel structures. ANALÜÜSI TÜÜP: Elemendi kontroll KOODI GRUPP: ELEMENT: 17 PUNKT: 1 KOORDINAAT: x = 0.00 L = 0.00 m KOORMUSED: Valitsev koormusolukord: 5 COMB1 (1+2)*1.20+4*1.50+3* MATERJAL: S355 ( S355 ) fy = MPa RISTLÕIKE PARAMEETRID: RRHS 120x120x6 h=12.0 cm gm0=1.00 gm1=1.00 b=12.0 cm Ay=13.20 cm2 Az=13.20 cm2 Ax=26.40 cm2 tw=0.6 cm Iy= cm4 Iz= cm4 Ix= cm4 tf=0.6 cm Wply= cm3 Wplz= cm Sisejõud JA KANDEVÕIME: N,Ed = kn My,Ed = kn*m Nc,Rd = kn My,pl,Rd = kn*m Nb,Rd = kn My,c,Rd = kn*m Vz,Ed = 0.67 kn My,N,Rd = kn*m Vz,c,Rd = kn Ristlõike klass = KÜLGNÕTKE PARAMEETRID: NÕTKEPARAMEETRID: Ümber Y telje: Ümber Z telje: Ly = 4.37 m Lam_y = 1.24 Lz = 4.37 m Lam_z = 1.24 Lcr,y = 4.37 m Xy = 0.51 Lcr,z = 4.37 m Xz = 0.51 Lamy = kzy = 1.75 Lamz = KONTROLLI VALEMID: Sektsiooni tugevuskontroll: N,Ed/Nc,Rd = 0.40 < 1.00 (6.2.4.(1)) My,Ed/My,c,Rd = 0.03 < 1.00 (6.2.5.(1)) My,Ed/My,N,Rd = 0.03 < 1.00 ( (2)) Vz,Ed/Vz,c,Rd = 0.00 < 1.00 (6.2.6.(1)) Konstruktsioonielemendi globaalse stabiilsuse kontroll: Lambda,y = < Lambda,max = Lambda,z = < Lambda,max = STABIILNE N,Ed/(Xy*N,Rk/gM1) + kyy*my,ed/(xlt*my,rk/gm1) = 0.83 < 1.00 (6.3.3.(4)) N,Ed/(Xz*N,Rk/gM1) + kzy*my,ed/(xlt*my,rk/gm1) = 0.83 < 1.00 (6.3.3.(4)) Ristlõik OK!!! 82

83 Lisa 7. Varras 33 TERASE ARVUTUS KOOD: EN :2005/AC:2009, Eurocode 3: Design of steel structures. ANALÜÜSI TÜÜP: Elemendi kontroll KOODI GRUPP: ELEMENT: 33 PUNKT: 1 KOORDINAAT: x = 0.00 L = 0.00 m KOORMUSED: Valitsev koormusolukord: 5 COMB1 (1+2)*1.20+4*1.50+3* MATERJAL: S355 ( S355 ) fy = MPa RISTLÕIKE PARAMEETRID: RRHS 120x120x7.1 h=12.0 cm gm0=1.00 gm1=1.00 b=12.0 cm Ay=15.15 cm2 Az=15.15 cm2 Ax=30.30 cm2 tw=0.7 cm Iy= cm4 Iz= cm4 Ix= cm4 tf=0.7 cm Wply= cm3 Wplz= cm Sisejõud JA KANDEVÕIME: N,Ed = kn My,Ed = 0.33 kn*m Nt,Rd = kn My,pl,Rd = kn*m My,c,Rd = kn*m Vz,Ed = 0.81 kn My,N,Rd = 7.24 kn*m Vz,c,Rd = kn Ristlõike klass = KÜLGNÕTKE PARAMEETRID: NÕTKEPARAMEETRID: Ümber Y telje: Ümber Z telje: KONTROLLI VALEMID: Sektsiooni tugevuskontroll: N,Ed/Nt,Rd = 0.87 < 1.00 (6.2.3.(1)) My,Ed/My,c,Rd = 0.01 < 1.00 (6.2.5.(1)) My,Ed/My,N,Rd = 0.05 < 1.00 ( (2)) Vz,Ed/Vz,c,Rd = 0.00 < 1.00 (6.2.6.(1)) Ristlõik OK!!! 83

84 Lisa 8. Varras 24 TERASE ARVUTUS KOOD: EN :2005/AC:2009, Eurocode 3: Design of steel structures. ANALÜÜSI TÜÜP: Elemendi kontroll KOODI GRUPP: ELEMENT: 24 PUNKT: 3 KOORDINAAT: x = 1.00 L = 2.90 m KOORMUSED: Valitsev koormusolukord: 5 COMB1 (1+2)*1.20+4*1.50+3* MATERJAL: S355 ( S355 ) fy = MPa RISTLÕIKE PARAMEETRID: RRHS 160x160x7.1 h=16.0 cm gm0=1.00 gm1=1.00 b=16.0 cm Ay=20.85 cm2 Az=20.85 cm2 Ax=41.70 cm2 tw=0.7 cm Iy= cm4 Iz= cm4 Ix= cm4 tf=0.7 cm Wply= cm3 Wplz= cm Sisejõud JA KANDEVÕIME: N,Ed = kn My,Ed = kn*m Nc,Rd = kn My,pl,Rd = kn*m Nb,Rd = kn My,c,Rd = kn*m Vz,Ed = kn My,N,Rd = kn*m Vz,c,Rd = kn Ristlõike klass = KÜLGNÕTKE PARAMEETRID: NÕTKEPARAMEETRID: Ümber Y telje: Ümber Z telje: Ly = 2.90 m Lam_y = 0.61 Lz = 2.90 m Lam_z = 0.61 Lcr,y = 2.90 m Xy = 0.88 Lcr,z = 2.90 m Xz = 0.88 Lamy = kyy = 1.19 Lamz = KONTROLLI VALEMID: Sektsiooni tugevuskontroll: N,Ed/Nc,Rd = 0.62 < 1.00 (6.2.4.(1)) My,Ed/My,c,Rd = 0.17 < 1.00 (6.2.5.(1)) My,Ed/My,N,Rd = 0.35 < 1.00 ( (2)) Vz,Ed/Vz,c,Rd = 0.08 < 1.00 (6.2.6.(1)) Konstruktsioonielemendi globaalse stabiilsuse kontroll: Lambda,y = < Lambda,max = Lambda,z = < Lambda,max = STABIILNE N,Ed/(Xy*N,Rk/gM1) + kyy*my,ed/(xlt*my,rk/gm1) = 0.91 < 1.00 (6.3.3.(4)) N,Ed/(Xz*N,Rk/gM1) + kzy*my,ed/(xlt*my,rk/gm1) = 0.84 < 1.00 (6.3.3.(4)) Ristlõik OK!!! 84

85 85 Lisa 9. Peafermi põikjõu epüür

86 86 Lisa 10. Peafermi paindemomendi epüür

87 Lisa 11. Peafermi varraaste ristlõiked 87