|
||
| Правила | Регистрация | Пользователи | Сообщения за день | | Поиск | | Справка по форуму | Файлообменник | |
|
Поиск в этой теме |
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
и какой уголок потребуется для ф28???
что остается от бетонного сечения. по вашему узлу есть вопросы с вашего позволения: 1. для арматуры колонны подходит этот же анкер по площади (уголок) 2. как рассчитать толщину уголка??? не нахожу в руководстве |
|||
|
||||
ж б Регистрация: 14.03.2006
Ярославль
Сообщений: 584
|
Цитата:
d18 - это так к слову, что я могу еще допустить на гнутье. А вот при d28 ни кто менять и не собирался . Просто речь идет о возможностях анкеровки вообще и анкеровки всех или какой-то части из этих стержней (возможные расчеты для определения этой части). Кстати существовало руководство по призводству арматурных работ , где сказано, что "гибка арм. стали на ручных станках допускается только при d до 12мм". Так что еще раз повторюсь d28 взят условно. d25, 22, 20 и т.д. проблемы не снимают. Все их все-равно не куда анкеровать если решать анкеровку "в лоб". |
|||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
уж если проектируем не сарай, то я надеюсь, если потребуется, можем позволить согнуть несколько изделий ф20-25 под 90 градусов и на заводе... и в крайних случаях ф32... (по руководству - по согласованию) ....
DTab вопрос: по вашему опыту что можно констатировать что лучше (проще дешевле и проч..): приварка анкера из пластины или всё же согнуть? |
|||
|
||||
ж б Регистрация: 14.03.2006
Ярославль
Сообщений: 584
|
Цитата:
Из здравого смысла при изгибе d32 на 90град по кроям стержня возникают дополнительные относительные деформации и напряжения, которые в рамках деформационной модели надо бы прибавить к уже существующим в конструкции, так что сечение стержня может и несправится, во всяком случае произойдет разупрочнение материала. Я кстати и представить-то ф32 согнутый на 90град не могу - фантазии не хватает . |
|||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
Цитата:
ps. анкеровка на пластину не вызывает никаких возражений. Но всё же почему одни положения норм вызывают субъективное недоверие, а другие нет ????. |
|||
|
||||
Строительство и все с ним связанное Регистрация: 22.10.2005
Ростов-на-Дону
Сообщений: 135
|
Цитата:
Подбирался по вертикальной арматуре колонны. Что касается загиба стержневой арматуры см. ниже [ATTACH]1149665435.jpg[/ATTACH]
__________________
С уважением ко всем. |
|||
|
||||
ж б Регистрация: 14.03.2006
Ярославль
Сообщений: 584
|
Цитата:
|
|||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
Boniconstr
1. Цитата:
если принять, что полуширина пластины (полка уголка) принята 50мм -> значит ширина 100 мм -> значит толщина 100/5=20мм ???? Сомневает прочность уголка на изгиб на анкерное усилие.... Уточню : Интересует расчет анкерной пластины не по бетону, а по металлу... 2. Цитата:
при анкеровке с L1 относительно небольшой ~0.2*Lan радиус загиба составит ~8 диаметров... 3. Цитата:
|
|||
|
||||
Строительство и все с ним связанное Регистрация: 22.10.2005
Ростов-на-Дону
Сообщений: 135
|
p_sh
1. Почему вы принимаете полку уголка, как полуширину? 2 Выкладываю ниже расчет уголка. К оформлению замечания не принимаются ( прикинул на коленке, в прямом смысле слова ) Пояснения: Согласно СНиП 52-01 пункт " Конструктивные требования к жб конструкциям" по ф.5 вычисляем максимальное усилие N в стержне (d20 фактический, d18 требуемый). Ns=11759.3кг Площадь закладной (из условия прочности B25 на смятие) 36,75 см2 Принимаем уголок 50х7.4 (фактически получим 50х150 ну да это ладно, в запас) По ГОСТ 14098-91 для сварки H1-Рш s- толщина пластины s>=0.3dn (dn=20) s=03*20=6 s>=4mm длина шва l=4dn=80 2см на непровар, получаем 100мм шва- 50+50 (тютелька в тютельку) Окончательно принимаем уголок 50х6 Признаю ошибку! PS Из условия жесткости необходима толщина пластины 9мм, но надо учитывать, что сверху к уголку приваривается арматура плиты с ш100 d16 создающий дополнительную жесткость уголка. [ATTACH]1149752034.jpg[/ATTACH]
__________________
С уважением ко всем. |
|||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
Цитата:
Цитата:
думаю ребрышко уголку не повредит... Цитата:
|
|||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
Цитата:
|
|||
|
||||
Строительство и все с ним связанное Регистрация: 22.10.2005
Ростов-на-Дону
Сообщений: 135
|
Цитата:
Цитата:
А приваривать ребрышки - это лишнее (конечно хуже от этого не будет).
__________________
С уважением ко всем. |
|||
|
||||
Регистрация: 24.08.2005
Сообщений: 340
|
Цитата:
|
|||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
rakshin
какие деформации имеются в виду? СНиПы ограничивают крен здания, и относительную разность осадок, предельные горизонтальные и вертикальные смещения. Плита покрытия в горизонтальной плоскости может считаться жестким диском (по отношению к колоннам). Т.е. горизонтальные смещения обусловлены иными факторами нежели работой переркытия. Крен и и разность осадок в большей степени обуславливают фундаменты. Как я понимаю, остаётся только изгиб колонны... Но если выполнены условия трещиностойкости её изгиб вряд-ли будет больше допустимых значений. или в вашей практике встречались подобные случаи? или я опять что-то недопонял... |
|||
|
||||
Регистрация: 24.08.2005
Сообщений: 340
|
при жестком защемлении момент вопринимается узлом колонна-перекрытие. в случае монолита это чаще колонна-скрытая балка. опорный момент вполне может быть равен, допустим, 10тм. Я вот люблю в наружных стенах ставить плоские колонны, пряча их в толще стены, скажем так 200х500. Как вы понимаете, крутить колонну как раз будет в невыгодном направлении, там где маленький момент инерции. Вот в этом вся и проблема, жесткости в этом случае не хватает в 1,5-2 раза (судя по Арбату). Думаю ручные расчеты дадут примерно тот же результат.
|
|||
|
||||
новичок Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,396
|
пространственная схема работает иначе (по сравнению , даже не знаю что вы имеете в виду) - где меньше жесткость - там меньше и момент, поэтому момент в колонне будет вполне ей воспринимаемым. Большая часть момента со "слабой" колонны "сползет" в пролет плиты. При этом конечно колонна может быть на пределе прочности по моменту (да и никуда ей от этого не уйти)
руками никогда не считал (такие вещи) ибо всё равно посчитать "точно" и быстро вряд-ли получится... если совсем деваться некуда - следует перейти на шарнирное опирание плиты на колонну |
|||