 |
Армирование ребристой плиты покрытия.
|
|
|
|
Пустотные плиты армируются по периметру и в верхней зоне, они самые легкие и подходят для формирования оснований сложной формы. На строительном рынке они обеспечены наибольшим спросом, во многом благодаря тому, что их можно производить безопалубочным способом и, к тому же, легко перевозить.
Монолитные перекрытия, наоборот, самые тяжелые, в некоторых конструкциях вес на 1 кв. м. достигает 300 кг, поэтому для этих плит используются двухслойные связки и ребра жесткости. Понадобятся также опалубка и опоры, которые можно взять в аренду. Дополнительное усиление требуется по центру и в местах опор, причем арматура кладется внутри основания примерно в середине, так как СНиП подразумевает определенный запас прочности.
Ребристые плиты армируются по одной стороне с учетом особенностей помещения. В частном домостроении укрепляется та сторона, которая будет применяться в качестве потолка или пола. На армированные плиты наносится маркировка последние цифры, которой говорят о возможной допустимой нагрузке.
Армирование плит перекрытия в обязательном порядке предусмотрено в местах длиннее 8 метров и для перекрытий пролетов. В целях укрепления конструкции нужна арматура, она должна быть без видимых следов порчи, трещин, изгибов, разрывов. Арматурные стержни должны быть класса А3, они кладутся внутри опалубки в виде сетки и, скрепляются проволокой в местах пересечения.
Есть несколько правил армирования перекрытий:
расстояние между стержнями не должно быть более 6 см, как правило, размер готовой арматурной ячейки составляет 15х15 см или 20х20 см;
отверстия усиливаются по периметру;
армирование монолитной плиты проводится арматурой 8-14 мм, в условиях самостоятельной работы для возведения частных малоэтажных проектов;
|
|
|
при толщине перекрытия менее 15 см монтаж проводится в один слой, при более толстом основании в два.
При использовании двухслойного армирования, сетка кладется с двух сторон плиты — снизу и сверху. Схемы укрепления могут варьироваться в зависимости от перераспределения нагрузки в помещении, например, в местах опоры колон армирование должно быть плотнее и, при этом, стержни необходимы большего диаметра. Дополнительное усиление производится не сплошной сеткой, а отдельными прутами или связками, они накладываются внахлест не менее 4-х см. Этот метод применять очень удобно, особенно, когда есть необходимость укрепления только своими руками, ведь к специальной технике прибегать не понадобится. Для заливки лучше применить жидкий бетонный раствор, не ниже М-200.
ЭКЗАМЕНАЦИОННЫЙ БИЛЕТ № 6
1. Область применения стальных и смешанных каркасов промышленных зданий.
Каркасы производственных зданий могут быть стальными, железобетонными и смешанными. Наиболее экономически и технически целесообразными являются стальные каркасы, но с учетом дефицита стали область их применения часто ограничивается.
В смешанных каркасах - колонны железобетонные, фермы стальные. Смешанные каркасы применяют:
1) при пролете 30 м и более;
2) при использовании подвесного транспорта грузоподъемностью 5 т и более, а также при развитой сетке конвейерного транспорта;
3) при тяжелых условиях эксплуатации (динамические нагрузки или нагрева конструкций до температуры выше 100 ° С);
4) при расчетной сейсмичности 9 баллов и пролете не менее 18 м; сейсмичностью 8 баллов и пролете не менее 24 м, и т.д.
В железобетонных каркасах часть элементов (фонари, ригели фахверка) выполняются из стали, а подкрановые балки - почти всегда из стали (за исключением балок под краны легкого и среднего режимов работы грузоподъемностью до 32 т).
|
|
|
2. Сплошные подкрановые балки: компоновка сечения.
Компоновка сечения подкрановых балок производится так же, как и обычных. Сначала определяют минимальную высоту балки из условий жесткости, при этом величину предельного относительного прогиба принимают в соответствии с нормами проектирования. Далее вычисляют оптимальную высоту балки по формулам, приведенным в разделе расчета балок. Если проектируется балка симметричного сечения, то требуемый момент сопротивления балки определяют исходя из расчетного сопротивления стали, уменьшенного на 15—25 МПа (150—250 кГ/см2). Это делается потому, что в верхнем поясе возникают дополнительные напряжения от горизонтальных боковых сил, которые потом суммируют с напряжениями от вертикальной нагрузки.
Для кранов среднего режима работы он равен 1,05, а для кранов тяжелого и
особого режимов — 1,07; т — коэффициент условий работы, принимаемый при кранах тяжелого и особого режимов работы равным 0,9; в остальных случаях tn— 1.
Высоту подкрановой балки желательно назначать близкой (несколько меньше) оптимальному значению, определяемому по формуле. Из условия жесткости высота балки должна быть не менее высоты, определяемой по формуле, причем в этой формуле «р=1,2 и предельный прогиб 1/600 для кранов грузоподъемностью не более 50 т и 1/750 при грузоподъемности более 50 т. Высоту подкрановой балки следует назначать кратной 200 мм.
Толщина стенки балки должна быть достаточной для восприятия ею поперечной силы и вертикальных сосредоточенных сил от давления колес кранов. Подбор и компоновку сечения симметричной сплошной подкрановой балки выполняют так же, как подбор и компоновку составной балки балочной клетки.
Для кранов малой грузоподъемности и при пролете /—6 м подкрановые балки могут быть асимметричного сечения с развитым верхним поясом. Необходимо это для восприятия изгибающего момента в горизонтальной плоскости при отсутствии тормозной балки. Для кранов большей грузоподъемности момент в горизонтальной плоскости передается на тормозную балку. Верхняя полка подкрановой балки является одновременно и полкой тормозной балки.
3. Расчет внецентренно нагруженных фундаментов: подбор размеров подошвы.
|
|
|
Требуемые размеры сечения фундамента определяются в зависимости от размеров сечения подкрановой части колонны. Высота фундамента принимается с учетом минимальной глубины заделки колонны Нз, равной
Нз = 0,5 + 0,33∙d, (15.1)
Минимальная толщина дна стакана фундамента должна быть не менее 200 мм, расстояние от торца колонны до дна стакана принимается равным 50 мм. Высота фундамента принимается кратной 300 мм. Минимальная толщина стенок стакана должна быть равной 200 мм. Размеры подошвы фундамента в плане также должны быть кратными 300мм. Минимальная высота первой ступени принимается равной 450 мм, последующих – 300 мм.
Рисунок 15.17 – Конструкция фундамента
Расчет на продавливание плитной части фундамента выполняют из условия
F ≤ Rbt∙bm∙h0,pl, (15.2)
где F – расчетная продавливающая сила;
bm – средний размер проверяемой грани;
h0,pl – рабочая высота плитной части фундамента.
Величина продавливающей силы F принимается равной
F = Ао∙рmax, (15.3)
где Ао – часть площади основания фундамента, ограниченная нижним основанием рассматриваемой грани пирамиды продавливания и продолжением в плане соответствующих ребер;
рmax – максимальное краевое давление на грунт от расчетной нагрузки.
Ао = 0,5∙b∙(l - lс -2∙h0,pl) – 0,25∙(b – bc - 2∙h0,pl)2.
Средний размер проверяемой грани bm определяется в зависимости от соотношения величин b и bc
- при b – bc › 2∙ h0,pl
bm = bc + h0,pl, (15.4)
- при b – bc ≤ 2∙ h0,pl
bm = 0,5∙(b + bc). (15.5)
где bc – размер сечения подколонника, являющийся верхней стороной рассматриваемой грани пирамиды продавливания,
lс – размер подколонника в плоскости действия изгибающего момента.
Усилия на уровне подошвы фундамента Mf, Nf с учетом нагрузки от веса материала фундамента и грунта, принимая усредненное значение удельного веса этих материалов γmt – 20 кН/м3 вычисляют по формулам
Mf = M + Q∙Hf, (15.6)
Nf = N + b∙l∙H, (15.7)
где Н – глубина заложения подошвы фундамента от уровня планировки.
|
|
|
Расчет армирования фундамента. Изгибающий момент в сечении, параллельном стороне b, определяем по формуле
М = N∙c2∙(1 + 6∙e0/l - 4∙ e0∙c/l2)/(2∙l), (15.8)
требуемую площадь арматуры на 1 м ширины подошвы фундамента вычисляем по формулам
αm = 
, (15.9)
Аsl = 
, (15.10)
где 
- табличный коэффициент, определяемый в зависимости от величины αm;
е0 = Mf/ Nf, (15.11)
изгибающий момент в сечении, параллельном стороне l, вычисляют по формуле
М = N∙c2/(2∙b), (15.12)
далее рассчитывают арматуру по формулам (15.9), (15.10).
Расчет армирования подколонника. Схема расположения арматуры показана на рисунке 15.1. Изгибающий момент в подколоннике находят в зависимости от соотношения е0 и lс:
при e0 ≥ lc/2
Мх = 0,8∙(M + Q∙dp – 0,5∙N∙lc), (15.13)
при lc/2 › e0 › lc/6
Мх = 0,3∙М + Qx∙dp, (15.14)
Рисунок 15 – Расчетная схема подколонника
Требуемую площадь арматуры подколонника Asx определяем по формуле
Asx = 
, (15.15)
где zi - расстояние от дна подколонника до соответствующей сетки.
Билет №7
Вопрос №1
Размещение колонн в плане при компоновке конструктивной схемы металлического каркаса.
Размещение колонн в плане принимают с учетом технологических, конструктивных и экономических факторов. Оно должно быть увязано с габаритами технологического оборудования, его расположением и направлением грузопотоков. Размеры фундаментов под колонны увязывают с расположением и габаритами подземных сооружений. Колонны располагают так, чтобы вместе с ригелями они образовывали поперечные рамы, т.е. в многопролетных цехах колонны разных рядов устанавливают по одной оси.
Согласно требованиям унификации промышленных зданий, расстояние между колоннами поперек здания (размеры пролетов) назначают в соответствии с укрупненным модулем, кратным 6м (иногда 3м); для производственных зданий l =18,24,30,36м и более. Расстояние между колоннами в продольном направлении (шаг колонн) также принимают кратным 6м. Шаг колонн однопролетных зданий а также шаг крайних (наружных) колонн многопролетных зданий обычно не зависит от расположения технологического оборудования и его принимают равным 6 или 12м. Вопрос о назначении шага колонн крайних рядов (6 или 12м) для каждого конкретного случая решается сравнением вариантов. Как правило, для зданий больших пролетов (l≥30м) и значительной высоты (H≥14м) с кранами большой грузоподъемности (Q≥50т) оказывается выгоднее шаг 12м и, наоборот, для зданий с меньшими параметрами экономичнее оказывается шаг колонн 6м. У торцов зданий колонны обычно смещаются с модульной сетки на 500мм для возможности использования типовых ограждающих плит и панелей с номинальной длиной 6 или 12м. Смещение колонн с разбивочных осей имеет и недостатки, поскольку у торца здания продольные элементы стального каркаса получаются меньшей длины., что приводит к увеличению типоразмеров конструкций.
|
|
|
В многопролетных зданиях шаг внутренних колонн исходя из технологических требований часто принимается увеличенным, но кратным шагу наружных колонн.
При больших размерах здания в плане в элементах каркаса могут возникать большие дополнительные напряжения от изменения температуры. Поэтому в необходимых случаях здание разрезают на отдельные блоки поперечными и продольными температурными швами.
Наиболее распространенный способ устройства поперечных температурных швов заключается в том, что в месте разрезки здания ставят две поперечные рамы (не связанные между собой какими-либо продольными элементами), колонны которых смещают с оси на 500мм в каждую сторону, подобно тому как это делают у торца здания.
Продольные температурные швы решают либо расчленением многопролетной рамы на две (или более) самостоятельные, что связанно с установкой дополнительных колонн, либо с подвижным в поперечном направлении опиранием одного или другого устройства. В первом решении предусматривается дополнительная разбивочная ось на расстоянии 1000 или 500мм от основной. Иногда в зданиях, имеющих ширину, превышающую предельные размеры для температурных блоков, продольную разрезку не делают, предпочитаю некоторое утяжеление рам, необходимое по расчету на температурные воздействия.
В некоторых случаях планировка здания, обусловленная технологическим процессом, требует, чтобы продольные ряды колонн двух пролетов цеха располагались во взаимно перпендикулярных направлениях. При этом также возникает необходимость в дополнительной разбивочной оси. Расстояние между осью продольного ряда колонн одного отсека и осью торца другого отсека, принимается равным 1000мм, а колонны смещаются с оси внутрь на 500мм.
|
|
|
