wertexan

Не треба демагогії. Я на цьому теж розуміюсь. 1. Протоколи були для сухого стану. Для "Б" протоколів немає. Без них я стаю на сторону покупця і приймаю гірші показники, ніж ті, що ви кажете. Зверніть увагу, що те, що я приймаю, вже краще за показники у ДБН. 2. Порівняння з ППС некорректне. У прикладах найгірші характеристики ППС. У випадку появи на ринку нормального ППС з перфорацією, він по багатьом характеристикам переважить бетоль. І, головне, не про ППС йде мова. Так можна почати порівнювати з чим завгодно. Наголошую: я не намагаюсь хаяти бетоль. Я розглядаю його як один з непоганих варіантів утеплювача зі своїми перевагами та недоліками. Я бажаю побачити протоколи випробувань в умовах експлуатації, щоб отримати реальну картину. До цього моменту надаю перевагу песимістичному варінту для гарантії отриманих показників. Надайте протоколи по теплопровідності в умовах "Б" (повні а не 1 листок) і мої "претензії" припиняться.

По простому: Есть, например арматура А400С. Считается на 400(390)МПа. А рвется она на 500...590МПа. Есть сталь С235. Считается на 235Мпа для малых сечений и 230Мпа и меньше для больших толщин и сечений. Это все в пределах упругой работы. Рвется она при 360МПа. Есть бетон В15. Считается он на 7,7...8,5Мпа. Кубиковая прочность у него соответствует классу тоесть порядка 15Мпа. Призматическая прочность ниже но все равно выше рассчетной. Это были примеры. И писались они по памяти и могут содержать непринципиальные ошибки. Что мы имеем: нагрузки вводятся с запасом, но не гарантированным, прада каким неизвестно, добавляется к-т на вероятность, вводится понижающий к-т к нагрузкам в зависимости от ответственности здания (для большинства строений 0,95), но рассчетная прочность материалов практически всегда заметно ниже реальной. Зачем весь этот цирк? А с целью минимизировать проблемы от ошибок производства материалов, конструкций и ошибок проектирования. А то привыкли, блин, использовать прочность материалов практически на 100% а оно потом падает. Вот раньше ответственные объекты строили с огромным запасом, но было дороже. Как лучше? Свое мнение я вам не скажу.

Опорное: (5,2/2)*0,6*400 = 624 кг + собсвенный вес 5,2*0,15*0,23/2*650 = 58,305 кг. В сумме 682кг Длина полок деталей? Если вы говорите ширина 3 см, то по фоткам длина порядка 10см. Две детали дадут: 2*10*3 = 60см2. ДБН о прочности при местном поперечном смятии не пишет. Берем СНиП: Rсм90=30кгс/см2. На смятие: 60*30 = 1800 кг можно опереть на полки тех 2-х элементов, что несколько больше нагрузки в 682кг. Другое дело, сколько выдержит соединение стальных элементов к основной балке или к чему вы там их крепите.

Можете считать, что развеиваю. А можете не считать. К-т запаса по назначению здания — ухудшают работу. Понижающие к-ты к прочносным характеристикам материалам — улучшают. Для бетона это -20% примерно. Для стали это рассчет по сигма-002 вместо сигма разрыва, что даст для С235...С255 в полтора раза почти разницу. Для арматуры это примерно -20%. Для кладки до -30% и больше. Для дерева не знаю, но думаю, что в 25% разницы. Понятно, что это сделано для обеспечения 95% гарантии характеристик но все же. Рассчет по второй группе предельных состояний вносит свои коррективы. Короче запас прочности в строительстве настолько нетривиальный вопрос, что достоин ряда монографий. Уверен, что они есть, но кому попало их читать не дают. И это правильно. Я тоже сдесь свои соображения расписывать не буду — это не форум проектировщиков, чтобы обсуждать достоинства и недостаки интуитивных и научных методов принятия проектных решений.

Без результатів лабораторних випробувань не повірю. Проведіть та опублікуйте результати і тоді буде розмова. А так 0.065 для Б і не меньше.

Проверте на смятие: опорное усилие поделить на площадь опоры должо быть меньше прочночти на местное поперечное смятие.

Зато рассчетная ширина ленты (а ф-ты обычно считаются по допустимым деформация основания, тоесть фактически по второй группе ГС) заметно зависит от жёсткости здания, которая у легонькой одноэтажки из ГБ довольно мала.

Поправка принимается. Я писал по картам районирования а не по таблицам приложения Е, которе к слову справочное.

Применяйте принцип бритвы Оккама. Сваяли рассчетную схему. Нагрузили. Получили усилия. Проверили сечения и узлы. Нагрузили несимметрично. Повторили цикл. Сменили жесткие узлы на шарниры. Повторили цикл. Получили результат. Все просто.

Марка? А по F? Геометрия? Цена?

Сильно сомневаюсь в утверждении. Бут даже на прочном растворе проигрывает по прочности бетону практичеки на порядок в десятичной системе. Я уже молчу об арматуре.

Нормативные для района: Ветер: 51кг/м² Снег: 122кг/м² Напоминаю, что в зависмости от типа конструкции, ее расположения, ответственности здания и т.д., что рассчетные, что эксплуатационные нагрузки меняются.

Проще всего наверное монолит. Так примерно достаточно толщины... ну пусть будет 150мм (реально достаточно меньше). Арматура ø10А400С 200х200. Внизу. Защитный слой... делайте 20мм. Арматурой, которую "вырезает" отверстие под люк окантуйте в бетоне само это отверстие.

Да. Учтите сдесь мы рассматриваем исключительно конструктивную арматуру. Рабочая арматура (впоперек в подушке, если подушка есть и она там нужна), продольная для уменьшения рисков, поперечная с каким-то шагом — все отдельные вопросы.

Вообще, то это будет не ферма, а диафрагма с заполнением из стенового материала. Вроде подобная технология называется что-то вроде "каркасно-каменная" или "каркасно-кирпичная" и часто применяется при сейсмике.

Есть СНиП Бетонные и железобенные конструкции. Он уже отменен, но новый ДБН весьма бредов. В том СНиПе есть раздел "Конструктивные требования" где в одном из пункотв прописывается ставить дополнительную продольную арматуру в изгибаемых элементах если сечение более 700мм. Считать ли фундамент изгибаемой кострукцией, тема отдельного срача. В данном случае думаю именно этот вариант.

Я как бы пытаюсь объяснить принципы рассчета в том числе и фундаментов. Предположим есть у нас 2 опоры на расстоянии ... 2м. Опыт 1: положим на них полоску фанеры шириной 13см и толщиной... 10мм. Она заметно прогнется под собственным весом: жёсткости мало. Опыт 2: Положим на те же 2 опоры сборную балочную перемычку 3ПБ21-8. Она не только не прогнется, она и до 700кг/м нести сможет. Опыт 3: положим на те же 2 опоры что-то вроде той же балочки но тупо из бетона, но не меньшей высоты а то и выше. Понесет нагрузки она мало. Но стоять будет и не прогнется. Пример некорректен и немного доведен до абсурда. Но я попытался продемонстрировать, что вышележащие стены тоже имеют собственную жёскость. Это не тупо приложенная нагрузка. Это искусственная каменная конструкция с определенными характеристиками. Поэтому стены не только распределяют нагрузку. Кладка может воспринимать и изгибающие нагрузки и нагрузки на растяжение. Поэтому, скажем пятиэтажка совсем иначе регагирует на неравномерные деформации основания. Собственная жёсткость здания высока. Совсем иное дело котедж на 1 этаж. В плане он нередко не намного меньше а то и вполне сравним но высота стен раз в 5 (и более) меньше. Если неравномерных деформаций не будет, то без разницы. Но если они будут... Напоминаю, что момент инерции (сопромат) зависит от высоты в третьей степени. Поэтому если высота стены меньше в 5 раз (пример) то собственная жёсткость стены меньше всего то навсего в 125 раз. И вот если грунт неравномерно просел то массив стен пятиэтажки, девятиэтажки и т.д., скрепленный заанкеренными перекрытиями перераспределит нагрузки и усилия и все равно здание будет дальше садится целым. Не без исключений, конечно. А вот если там 1 этаж, то усилия от неравномерных деформации гораздо меньше, но и воспринивать их особо и нечем. Если грунт больше осел посредине, то ещё пол беды — кладка на сжатие и здвиг хорошо работает, но если угол начал отходить, то вылазят характерные трещины, расширяющиеся сверху. И что делать? Увеличивать прочность фундаментов, делая монолит или хотя бы армопояса и армошвы. Ну стенки завязвать выше армопоясами. И просто ФБС для одноэтожки гораздо более стремно, чем для здания в 14 этажей. Рассуждения выше были без учета ширины подушки и характеристик грунтов. Я не слишком сложно объяснял?

Не згоден. Калуш це ІІ регіон і треба для горищного перекриття 4,5м²*K/Вт. А навіть якщо взяти ідеалізований тепловий опір в 0,055 то ми отримуєм для 20см: .2/.055*=*3.6363636364 м²*K/Вт (розрахунок спрощено), що недостатньо. Але я не вірю у 0,055 а вірю у 0,065 і ми отримуєм 3,077м²*K/Вт.

И что? А жёсткость вышележащих конструкций он пробовал учесть? Или он не знает, что это такое?

А район то какой? В ДБН Нагрузки и воздействия смотреть. Но снег зависит и от уклона кровли. Да и ветер от кучи факторов зависит.

А она там точно есть?

Да нужен коньковый прогон хотя бы 1. По примерным рассчетам верхний прогон, который берет на себя всю нагрузку должен быть двутавр №22. Дерево будет просто дикое. Я предупредил. Его выносим в холодную зону. Если делать 2 прогона, то нижний нужно заносить в теплую зону и зашивать. Тогда нужно примерно 2 шт №18.

Я бы добетонировал по ФБС под низ монолита. Потом перебросил двутавр (по примерным прикидкам достаточно №16) впоперек к поперечной стене, поделив монолитный участок надвое и по нему бетонировал. Так будет проще всего и для косоуров будет отличная опора. Хотя швеллер все же лучше с точки зрения приварки косоуров, но на двутавр легче опираться с обеих сторон.

Узаггалі то їснуе така штука, як фундаментні подушки. Теж можна використовувати, але тоді під блочну кладку потрібно робити армошов, добре захищаючи арматуру. А поверх фундаменту армопояс сильно рекомендую. В любому разі без планів та геологіі розмова малопредметна.

План мансарды?