Реферат: Расчет и конструирование основных несущих и ограждающих конструкций деревянного каркаса здания

Министерство высшего образования Российской Федерации

Тюменская государственная архитектурно-строительная академия

Кафедра строительных конструкций

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ

По дисциплине “Деревянные конструкции” на тему:

“Расчет и конструирование основных несущих и ограждающих конструкций деревянного каркаса здания”

Выполнил:

Проверил:

г.Тюмень, 2001.

Содержание.

1. Расчет трехслойной клеефанерной конструкции

Покрытия 3

2. Расчет фермы. 7

3. Расчет стоек рамы. 13

4. Расчет узловых соединений 18

Список литературы. 22

Расчет трехслойной клеефанерной конструкции покрытия .

Конструктивное решение панели. Поперечное сечение панели принимаем коробчатой формы. Каркас панели выполняется из сосны II категории; обшивки из плоских листов фанеры марки ФСФ сорта В/ВВ. При стандартной ширине листов Фанеры 1525 мм с учетом обрезки кромок, ширину панели по верхней и нижней поверхностям принимаем равной 1490 мм, что обеспечивает зазор между панелями 10 мм.

Зазор перед укладкой рулонного ковра заполняется теплоизоляционными материалами, а бруски, образующие четверть в стыке, соединяются гвоздями диаметром 5 мм через 300 мм. В продольном направлении длина панели принимается 4980 мм при зазоре между панелями 20 мм.

В качестве утеплителя принимаем твердые минераловатные плиты на битумной связке.

Конструктивно принимаем верхнюю и нижнюю обшивки толщиной 8 мм.

Расчет панели на общий изгиб.

При L/C = 498/23,5 = 21,2 > 6, учитывая неравномерность распределения напряжений по ширине панели, уменьшаем расчетную ширину фанерной обшивки путем введения в расстояни между ребрами коэффициента 0,9. Получаем:

b_пр = 23,5×0,9×5 + 4,6×6 + 4,4 = 138 см

Приведенная к семислойной площадь сечения панели:

F_ф.пр. = k_ф × (d_ф ×b_пр + d_ф ^’ ×b_пр (Е_ф ^’ /Е_ф )) + d×c_о ×n×(Е_др /Е_ф ) = 0,6× (0,8×138 + 0,8×138(85000/85000)) + 4,6×14,6×6×(100000/85000) = 607 см²

Где k_ф – коэффициент, учитывающий снижение расчетного сопротивления в стыках фанерной обшивки и принимаемый равным для фанера марок ФСФ и

ФК – 0,6

d_ф ^’ и d_ф – толщины соответственно нижней и верхней обшивок семислойной фанеры, принимается 0,8 см.

Е_ф = Е_ф ^’ = 85000 кг/см² – модули упругости семислойной фанеры

Е_др = 100000 кг/см² – модули упругости древесины ребер

d = 4,6 см – толщина ребра панели

c_о = 14,6 см – ширина доски ребра с учетом острожки

n – количество ребер

Определяем положение нейтральной оси и приведенный к фанере момент инерции сечения относительно нижней плоскости:

S_ф.пр. = d_ф ×b_пр (с_о + d_ф ^’ + d_ф ×0,5) + d×c_о ×n×(с_о ×0,5 + d_ф ^’ (Е_др /Е_ф )) + d_ф ^’ ×b_пр (d_ф ^’ /2) × ×(Е_ф ^’ /Е_ф ) = 0,8×138 (14,6 + 0,8 + 0,8×0,5) + 4,6×14,6×6×(14,6×0,5 + 0,8(100000/85000)) + 0,8×138(0,8/2)×(85000/85000) = 5110 см³

z_о = (S_ф.пр. )/(F_ф.пр. ) = 8,42 см.

Приведенный к фанере верхней обшивки момент инерции:

I_ф.пр. = n×(d×c_о ³ /12)(Е_др /Е_ф ) + d_ф ×b_пр ×(с_о – z_о )² + d_ф ^’ ×b_пр ×z_о ² ×(Е_ф ^’ /Е_ф ) =

= 6×(4,6×14,6³ /12)(100000/85000) + 0,8×138×(14,6 – 8,42)² + 0,8×138×8,42² ×(1) =

= 20464,5 см⁴

Нагрузки на покрытие, кгс/м² Таблица № 1.

В итоге получим следующие значения момента и поперечной силы:

М = 0,125×1,5×q×l² = 82031,3 кгс×см

Q = q×l/2 = 784,9 кгс

Далее проверяем прочность панели на изгиб:

в растянутой обшивке

Мz_о / I_ф.пр. = 82031,3*8,42/20464,5 = 33,8 < 130*0,6 = 78 кгс/см²

в сжатой обшивке

М(с_о + d_ф ^’ + d_ф – z_o )/I_ф.пр. = 82031,3*(14,6 + 0,8 + 0,8 – 8,42)/20464,5 = 31,2 < <100*0,8 = 80 кгс/см²

Относительный прогиб панели от нормативной нагрузки без учёта ослабления обшивок стыками определим по формуле:

f /l = (q^н ×l³ )/(E_ф *I_ф.пр. ) = = 0,002 < [f /l] = 1/250

Проверку скалывающих напряжений производим по клеевому шву между шпонами фанеры:

= = 1,5 < R_ск = 7 кгс/см²

S_об = 138×0,8×7,4 = 818 см³ – статический момент верхней полки относительно нейтральной оси.

РАСЧЕТ ФЕРМЫ.

Определение общих размеров фермы

Высота фермы H = (1/5+1/6)L. Принимаем H = 3,2м,

тогда tgα = 3,2*2/17 = 0,376 и α = 20⁰ 40^’ ; sinα=0,375; cosα=0,927.

Длина ската верхнего пояса АБ = = 9,08 м.

Ферма четырёхпанельная по верхнему поясу, трехпанельная по нижнему поясу; скат состоит из двух элементов одинаковой длины; стойка примыкает к верхнему поясу в месте стыка элементов и расположена перпендикулярно к нему.

Длина панелей верхнего пояса АВ = ВБ = 9,08/2 = 4,54 м.

Строительный подъем фермы создается за счет уменьшения длины стоек решетки на величину 0,17/ cosα = 0,17/0,936 = 0,182 м, здесь 17 см = L/100 -строительный подъем.

Тогда длина стоек ВД = В’Д’ = 4,54*tgα – 0,182=4,54*0,376 – 0,182=1,525 м.

Длины элементов АД = ДБ === 4,789 м

Длина элемента ДД’= 2*= 7,398м

Определение нагрузок

Постоянная нагрузка на 1м² горизонтальной проекции крыши:

– нормативная g_кр ^н = 55,8/cosα = 55,8/0,936 = 59,62 кгс/м²

– расчетная g_кр ^р = 65,4/cosα = 65,4/0,936 = 69,87 кгс/м²

Статический расчет фермы.

Определение нагрузок.

Собственный вес фермы со связями

G_ф ^н =(g^р _кр +p^н _сн )/((1000/k_с.в. ×L) – 1) = (59,62 + 70)/((1000/4*17) – 1) =

= 9,46 кгс/м² .

где k_с.в. = 4 – коэффициент собственного веса фермы.

Расчетная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции верхнего пояса фермы:

-от собственного веса покрытия

g^p = (g^н _кр + g^н _ф ) ×n×B = (59,62 + 9,46)*1,1*5 = 379,94 кгс/м;

-от снега

P^p _сн = р^н _сн ×n_сн ×B = 70*1,506*5 = 527,1 кгс/м.

Расчетные узловые нагрузки:

узел А:

постоянная G_A = g^p ×(AB/2)×cosa = 379,94×2,27×0,936 = 807,26 кгс;

от снега Р_А = P^p _{c н} (AB/2)×cosa = 527,1×2,27×0,936 = 1119,94 кгс.

Узел В и Б:

Постоянная G_В,Б = g^p ×AB×cosa = 379,94*4,54*0,936 = 1614,53 кгс;

От снега Р_В,Б = Р^р _сн ×AB×cosa = 527,1*4,54*0,936 = 2239,88 кгс.

Ветровая нагрузка на ферму не учитывается.

Определение расчетных усилий.

Продольные усилия в элементах фермы определяем при двух комбинациях нагрузок:

1-я комбинация-постоянная нагрузка и снеговая на всем пролете;

2-я комбинация-постоянная нагрузка и снеговая на половине пролета.

Расчетные продольные усилия в элементах фермы находятся как наиболее невыгодное сочетание усилий от постоянной нагрузки плюс усилия от снега на всем пролете.

Таблица № 2. Расчетные усилия в элементах фермы, кгс.

Rа = 7708,82 кгс;

Подбор сечений элементов фермы.

Верхний пояс.

Узлы верхнего пояса выполняются с лобовым упором элементов. Расчет элементов ведем по схеме сжато-изгибаемого стержня.

Расчетный пролёт L = 454 см. Подбор сечения проводим по расчетным усилиям от 1-ой комбинации нагрузок:

Продольному усилию в стержне О₁ = - 16177,02 кг и изгибающему моменту от внешней местной нагрузки

Mg = (g + p)*cosa² *L² /8 = (3,8 + 5,27)*0,936² *454² /8 = 204729,63кг*см.

Для уменьшения момента от внешней нагрузки Mg узлы верхнего пояса фермы конструируются внецентренно с передачей продольных усилий в стержнях с отрицательным эксцентриситетом,благодаря чему в элементах создаётся разгружающий момент Me=N*e.Оптимальную величину эксцентриситета е находим из условия равенства напряжений в сечении элемента по середине и по краям панели

е = Mg/{O₁ *(x + 1)} = 204729,63/(16177,02*(0,5 + 1)) = 8,44 см.

где коэффициентом x задаемся ориентировочно, x = 0,5.

Эксцентриситет создаётся в элементах смещением центра площадок смятия в узлах вниз от геометрической оси верхнего пояса на величину е,что конструктивно достигается устройством врезок в торцах элементов на глубину 2е от верхней грани. Принимаем эксцентриситеты в узлах верхнего пояса одинаковыми и равными е = 8,4 см.

Принимаем верхний пояс из бруса шириной b = 20 см. Определяем требуемые минимальные размеры торцовых площадок смятия в узлах фермы:

в опорном и коньковом узлах hсм = V1/(b*Rсмa) = 15117,22/(20*113,5) = 6,66 см;

Rсмα = 130/(1+(130/30 – 1)*0,352³ ) = 113,5 кгс/см;

в промежуточном узле hсм = O1/(b*Rсм) = 16177,02/20*130 = 6,22 см .

Тогда требуемая высота бруса верхнего пояса фермы:

hтр = hсм + 2*e = 6,66 + 2*8.4 = 23,46 см;

Принимаем h = 24 см, откуда r = 0,289*h = 0,289*24 = 6,94 см .

Проверяем принятое сечение.

Геометрические характеристики:

Fнт = Fбр = b*h = 20*24 = 480 см² ;

Wр = b*h² /6 = 20*24/6 = 1920 см³ ;

гибкость элемента в плоскости фермы l = l/r = 454/6,94 = 65,42

Расчетный изгибающий момент

M = Mg – Me = 204729,63 – 16177,02*8,4 = 68842,66 кг*см .

Коэффициент x = 1 – l² *O₁ /(3100*Rc*Fбр) = 65,42² *16177,02/3100*130*480 =0,36

Максимальные нормальные напряжения:

в середине пролёта

s = O₁ /Fнт + M*Rc/(x*W*Rи) = 16177,02/480 + 68842,66*130/(0,36*1920*150) = 120 кгс/см² < Rc = 130 кгс/см² ;

по краям панели

s = O₁ /Fнт + Me/W = 16177,02/480 + 16177,02*8,4/1920 = 104,48< Rc = 110кгс/см² ;

Устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы обеспечена прогонами покрытия.

Растянутые элементы.

Расчетные усилия в элементах:

АД – V₁ = 15117,22 кгс; ДД^’ – V2 = 10177,34 кгс; ДБ – D2 = 4908,16 кгс;

Проектируем растянутые элементы из двух круглых тяжей. Требуемая площадь сечения элемента АД

Fтр = V₁ /R = 1511,22/2100 = 7,2 см² .

Требуемый диаметр одного тяжа определяем из формулы

0,8*p*d² /4 = Fтр/(2*0,85);

d = = = 2,6 см;

где 0,8 – коэффициент, учитывающий ослабление сечения резьбой,

0,85 – коэффициент несовместности работы двух стержней.

Все элементы принимаем из двух стержней следующих диаметров:

АД – d = 28 мм; ДД’ – d = 24 мм; ДБ – d = 18 мм. Для уменьшения провисания элемента ДД΄ предусматриваем подвеску из тяжа d = 10 мм. Диаметры петель для присоединения тяжей к промежуточным узлам нижнего пояса по условию равнопрочности принимаем: для АД – d = 26 мм; ДД΄ - d = 22 мм; ДБ – d = 18 мм;

Тяжи элемента ДД расположены вплотную друг к другу и сварены между по длине через 1м. В других элементах тяжи сводятся вплотную на расстоянии 1 м от промежуточных узлов нижнего пояса.

Стойка ВД.

Расчетное усилие D₁ = -3376,51 кгс, расчетная длина l = 1,525 м.

Принимаем по сортаменту сечение стойки 200x75мм. Проверяем принятое сечение:

из условия смятия подбалки поперёк волокон под торцом стойки:

D₁ /(b*hст) = 3376,51/20*7,5 = 22,51 < R_см90 = 37,41кг/см;

R_см90 = 18*(1 + 8/(h_см + 1,2)) = 18*(1 + 8/(6,22 + 1,2)) = 37,41 кгс/см² ;

на устойчивость в плоскости фермы l = 152,5/(0,289*8,4) = 62,82;

j = 1 – 0,8*(λ/100)² = 1 – 0,8*(62,82/100)² = 0,684;

D₁ /(j*F) = 3376,51/(0,684*150) = 32,91 < 130 кгс/см² .

Выбор конструктивной схемы поперечной рамы здания.

Применяем клеёные стойки прямоугольного поперечного сечения, закрепляемые к фундаментам анкерными болтами. Ригель рамы принимаем в виде треугольной металлодеревянной фермы.

Статический расчет.

Определяем нагрузки на стойку рамы. Нагрузка от собственного веса фермы покрытия:

g_с.в = (0,654 + 1,09)/[{(1000/4*17) – 1}] = 0,127 кН/м² = 0,127 кПа

Постоянное расчетное давление на стойку от покрытия:

Р_ф.п = (0,654 + 0,127)*5*17/(2*0,95) = 34,94 кН;

от снеговой нагрузки

Р_ф.с = 1,09*5*17/(2*0,95) = 48,76 кН;

от стенового ограждения с учетом элементов крепления

Р_ст = (0,654 + 0,1)*5*8,4*0,95 = 30,1 кН.

Расчетную нагрузку от собственного веса стойки принимаем, задаваясь предварительно её сечением 180´500 мм:

Р_с.в = 0,18*0,5*8,4*1,1*500/100 = 4,16 кН.

Ветровая нагрузка

Скоростной напор ветра w₀ = 0,38 кН/м² ; с = 0,8; с₃ = - 0,6.

Расчетная ветровая нагрузка на раму от стены:

р^д _в = 0,38*0,8*5*1,4*0,95 = 2,02 кН/м;

р^о _в = - 0,38*0,6*5*1,4*0,95 = - 1,52 кН/м.

Усилия в стойках рамы как системы один раз статически неопределимой определяем для каждого вида загружения отдельно, принимая жёсткость ригеля EI_p = ∞.

От ветровой нагрузки на стены:

X_p = - 3*H*(p^Д _В – p^О _В )/16 = - 3*8,4*(2,02 – 1,52)/16 = - 0,79 кН;

От стенового ограждения при расстоянии между центрами стенового ограждения и стойки е = 0,25 + 0,08 + 0,10 = 0,43 м:

М_ст = - Р_ст *е = - 30,1*0,43 = - 12,94 кН*м;

Х_ст = - 9*М_ст /(8*Н)= - 9*(-12,94)/(8*8,4) = 1,73 кН.

Изгибающие моменты в нижнем сечении стоек:

М_лев = [-0,79*8,4 + 2,02*8,4² /2]*0,9 – 12,94 + 1,73*8,4 = 59,76 кН*м;

М_прав =[0,79*8,4 + 1,52*8,4² /2]*0,9 +12,94 – 1,73*8,4 = 52,64 кН*м;

Поперечные силы в заделке стоек:

Q_лев = (-0,79 + 2,02*8,4)*0,9 + 1,73 = 16,29 кН;

Q_прав = (0,79 + 1,52*8,4)*0,9 – 1,73 = 10,47 кН;

М_расч = 59,76 кН*м; Q_расч = 16,29 кН;

N_расч = 34,94 + 48,76*0,9 + 30,1+ 4,16 = 113,08 кН,

где к = 0,9 – коэффициент сочетания, учитывающий действие двух временных нагрузок.

Конструктивный расчет .

Принимаем клеёную стойку прямоугольного поперечного сечения шириной b=18 см и высотой h = 3,3*16 = 52,8 см, что составляет h/H = 52,8/840 = 0,06.

Геометрические характеристики поперечного сечения:

F = 18*52,8 = 950,4 м² ; W = 18*52,8² /6 = 8363,5 см³ ; I = 18*52,8³ /12 =

= 220796,9 см⁴ .

Прочность поперечного сечения по нормальным напряжениям:

σ = N/F_расч + M_д /W = 113,08/950,4+ 8623/8363,5 = 1,150 кН/см² =11,5 Мпа < R_с = 15*1,2 = 18 МПа;

M_д = M/ξ = 59,76/0,693*1 = 86,23 кН*м;

где λ = l/r = 820*2,2/(0,289*52,8) = 118,22; φ = 3000/λ² =3000/118,22² = 0,215

ξ = 1 – N/φ*k*Rc*F= 1 – 113,08/(0,215*1*1,50*1,2*950,4 = 0,693;

Вдоль здания стойки раскрепляем вертикальными связями и верхним обвязочным брусом – распоркой. Связи раскрепляют обе наружные кромки стойки.

Проверяем устойчивость плоской формы деформирования с учетом подкрепления сжатой и растянутой кромок:

λ_y = 820/(0,289*18) = 157,63; φ_y = 3000/157,63² = 0,121;

k_{п N} = 1 + [0,75 + 0,06*(l/h_н )² + 0,6**l/h1]*m/(m+1)=

= 1 + [0,75 + 0,06*(820/72,6)² – 1]/2 = 4,7

= 0; m = 1; k= 2,32; h_н = 52,8 + 3,3*6 = 72,6 см;

φ_м = 140*b² *k*k/(l*h*m) = 140*18² *2,32*1/(820*72,6*1) = 1,768;

k_{п M} = 1 + (0,142*(l/h_н ) + 1,76*(h_н /l₀ )+1,4*α-1)*m/(m+1) =

= 1 + [0,142*(820/72,6) + 1,76*(72,6/820) – 1]/2 = 1,380;

N/φ*k*Rc*Fбр+Mg/φ*k*Ru*Wбр<1;

Проверяем клеевые швы: τ = Q*S_бр /(ξ*I_бр *b) < Rск;

τ = 16,29*11859,21/(573985,76*18*0,693) =

= 0,027 кН/см² = 0,27 Мпа < R_ск = 1,5*1,2 = 1,8 МПа,

где S_бр = 18*72,6² /8 = 11859,21 см³ ; I_бр = 18*72,6³ /12 = 573985,76 см;

Стойки крепим к фундаменту с помощью анкерных болтов, закрепляемых к стальным траверсам.

Болты рассчитываем по максимальному растягивающему усилию при действии постоянной нагрузки с коэффициентом надежности γ_f = 0,9 вместо γ_f =1,1 и ветровой нагрузки: N = (34,94 + 30,1 + 4,16)*0,9/1,1 = 56,62 кН;

М = - 0,79*8,4 + 2,02*8,4² /2 + 1,73*8,4*(0,9/1,1) – 12,94*(0,9/1,1) = 65,93 кН*м.

Напряжение на поверхности фундамента:

σ = - N/b*h_н ± 6*M_д /b*h

σ = ;

где М_д = 6593/0,909 = 7253,03 кН*см; x = 1 – 56,62/(0,264*1,8*1306,8) = 0,909;

s_max = - 0,502 кН/см² ; s_min = 0,416 кН/см² .

Вычисляем размеры участков эпюры напряжений:

Х = σ*h_н /(σ+σ) = 0,502*72,6/(0,502 + 0,416) = 39,7 см;

а = (h_н /2) – (x/3) = 72,6/2 – 39,70/3 = 23,07 см;

е₀ = h_н – Х/3 – S = 72,6 – 39,70/3 – 6 = 53,37 см.

Усилие в анкерных болтах:

Z = (Mд – N*a)/e₀ = (7253,03 – 56,62*23,07)/53,37 = 111,43 кН;

площадь сечения болта F = Z/(R_bt *n) = 111,43/(25*0,8*0,85*2) = 3,28 см² .

Принимаем болт d = 27 мм. Здесь R_bt = 25 кН/см² для стали марки С255.

Траверсу для крепления болтов рассчитываем как балку:

М = = *(22 – 18/2) = 387,24 кН*см.

Из условия размещения анкерных болтов d = 27 мм принимаем ∟110×8 мм с I_x = 198 см⁴ и Z₀ = 3 см (ГОСТ 8509-86):

σ = 387,24*(11 – 3)/198 = 15,65 кН/см= 156,5 МПа < Ry = 230 МПа;

Прочность клеевого шва от действия усилия Z:

τ = Z/(l*b) = 119,15/80*18 = 0,083 кН/см= 0,83 МПа < R_ск = 1,785 МПа,

где l_ш = 80 см; R^ср _ск = R_ск /(1 + β*l/e) = 2,1/(1+0,125*80/56,72) = 1,785 МПа;

e = 69,3 – Х/3 = 56,72 см; β = 0,125.

РАСЧЕТ УЗЛОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ

Опорный узел.

Расчетные усилия: О₁ = - 16177,02 кгс; V₁ = 15117,22 кгс; R_А = 7708,82 кгс.

Требуемая длина горизонтальной площадки опирания из условия смятия обвязочного бруса поперек волокон при

R_см90 = 18(1 + 8/(20 + 1,2)) = 24,8 кгс/см² определяется

l^тр _гор = R_А /b*R_см90 = 7708,82/20*24,8 = 15,54 см; принимается l_гор = 18 см.

Для создания горизонтальной опорной площадки используем подушку сечением 200´240 мм длиной 550 мм со стеской горизонтальной площадки

180 мм. Подушка врезается в брус верхнего пояса на глубину 80 мм , что обеспечивает требуемый эксцентриситет e = (24/2 – 8) + 8/2 = 8 см и достаточную площадь смятия торца 8 см > 6,22 см.

Проверяем длину подушки по скалыванию вдоль ее длины

l_под = О₁ /b*R_ск = 16177,02/20*24 = 33,7 см < 55 см.

Подушка крепится к брусу двумя парами болтов d = 18 мм.

Нижний пояс присоединяется к опорному узлу траверсой, сваренной из швеллера N10 со стенкой, усиленной листом толщиной 10 мм, и листа размером 20´160 мм. Ширина листа обеспечивает требуемый размер высоты площадки смятия торца верхнего пояса (подушки), равный h_см = 6,66 см. Траверса рассчитывается на изгиб с расчетным пролетом, равным расстоянию между ветвями нижнего пояса

l_тр = 20 + 2(3,2 + 1,4) = 29,2 см.

Расчетный момент

М_тр = V₁ /2*(l_тр /2 – b/4) = (14,6 – 5) = 72562,7 кгс*см.

Геометрические характеристики сечения

-площадь сечения F=1*10 + 10,9 + 2*16 = 52,9 см² ;

-положение центра тяжести z = S/F = 20,9*5,1/52,9 = 2,02 см;

-момент инерции сечения I = 22,4 + 20,9*2,98² + 32*2,02² = 338,57 см⁴

(22,4 см⁴ -момент инерции швеллера с листом);

-минимальный момент сопротивления W = I/(h – z) = = 73,92см³

Нормальные напряжения

σ = М_тр /W = 72562,7/73,92 = 981,7 кгс/см² < 2100 кгс/см² .

Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении от усилия в нижнем поясе

g = V₁ /(16*b)=15117,22/(16*20)=47,24 кг/см² , где 16 см-длина листа траверсы.

Изгибающий момент для полосы среднего участка шириной 1 см при пролете 10 см и защемленных концах

М = g*l² /12 = 47,24*10² /12 = 393,7 кгс*см;

То же, для консольного участка вылетом l_к = 3 см

М = g*l² /2 = 47,24*3² /2 = 212,6 кгс*см.

Требуемая толщина плиты

δ_тр == = 1,1 см; принимаем 2 см.

Рассчитываем сварные швы для крепления швеллера к листу.

Длина траверсы 40 см. Требуемая высота шва

h_шв = V₁ /(2*l_шв *0,7*R_св ^уг ) = 15117,22/(2*40*0,7*1500) = 0,18 см; принимаем швы максимально возможной высоты h_шв = 5 мм.

Крепление фермы к обвязочному брусу производится болтами d = 18 мм с помощью уголков 80´8 мм.

Промежуточный узел верхнего пояса

Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются лобовым упором торцов через площадки смятия, высота которых

h_тр = h – 2е = 24 – 2*8,4 = 7,2см. Стык в узле перекрывается двумя деревянными накладками сечением 150´75 мм длиной 72 см на болтах d = 12 мм, которые обеспечивают жесткость узла из плоскости.

Усилие от стойки передаётся на верхний пояс через торец упором. Накладки из брусков сечением 75´75 мм, длиной 380 мм и болты d = 10мм принимаются конструктивно.

Коньковый узел

Расчетные усилия: О₂ = 14824,17 кгс, D₂ = 4908,16 кгс. Усилия от одного элемента на другой передаются лобовым упором через дубовый вкладыш сечением 100´100мм длиной 200 мм. Размеры дубового вкладыша принимаются таким образом, чтобы конструкция узла обеспечивала требуемый размер площадок смятия торца вкладыша – 100мм > 66,6мм, пересечение линий действия усилий во всех элементах в одной точке с расчетным эксцентриситетом е = 84 мм и размещение траверс для крепления раскосов.

Траверсы устраиваются из швеллера №8 со стенкой, усиленной листом толщиной 8 мм, и листа размером 10´100 мм. Расчет их с определением геометрических характеристик сечения производится так же, как траверсы в опорном узле. Расчетный изгибающий момент в траверсе

М_тр = D₂ /2*(l_тр /2 – b/4) = (25/2 – 20/4) = 18405,6 кгс*см.

Геометрические характеристики сечения:

-площадь сечения

F = 0,8*5 + 8,98 + 10 = 23 см² ;

-положение центра тяжести

z = S/F = 13*2,69/23 = 1,52см;

-момент инерции сечения

I = 12,8 + 13*1,17² + 10*1,52² = 53,7 см⁴ .

12,8см⁴ -момент инерции швеллера с листом;

-минимальный момент сопротивления

W_тр = I/(h – z) = 53,7/(4,5 – 1,52) = 18см³ .

Нормальные напряжения

σ = M_тр /W_тр = 18405,6/18 = 1022,3 < 2550кгс/см² .

Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении

g = D₂ /(10*b) = 4908,16/(10*20) = 24,54 кгс/см² , где 10см-длина листа траверсы.

Принимая концы защемленными, определяем изгибающий момент в полосе шириной 1 см среднего участка при пролете 8 cм по формуле

M = gl² /12 = 24,54*8/12 = 130,9 кгс*cм.

Требуемая толщина листа

δ= = 0,61 см; принимаем 1cм.

Швеллер и лист свариваются между собой (шов h = 5мм).

Лист имеет корытообразную форму и является общим для обеих траверс. К нему болтами d = 10 мм крепится дубовый вкладыш и вертикальная подвеска из круглого стержня d = 10мм.

В коньковом узле используем подушки сечением 200´240мм длиной 550 мм с врезкой их в брусья верхнего пояса на глубину 80 мм. Лист траверсы шириной 100 мм обеспечивает необходимый размер площадки смятия торца подушки 100мм > h_см = 66,6 см.

Для укладки щитов покрытия по коньку с обеих сторон верхнего пояса выпускаются парные накладки сечением 75´100мм длиной 650мм с врезкой друг в друга в коньке в полтолщины с прокладкой между ними. Накладки крепятся к брусьям верхнего пояса болтами d = 16мм и вместе с корытообразным листом траверсы обеспечивают жесткость узла из плоскости фермы.

Список использованной литературы:

1. И.М.Гринь “Строительные конструкции из дерева и синтетических материалов”. Киев ,1990 г.

2. В.А.Иванов ”Конструкции из дерева и пластмасс”.

3. В.Е. Шишкин ”Примеры расчета из древесины”.

4. СНиП 2.25.-80 “Деревянные конструкции”. Москва 1982 г.

5. СНиП 2.23.-81**”Металлические конструкции ”. Нормы проектирования

Москва “Стройиздат”1981 г.

6. СНиП 2.01.07.-85 “Нагрузки и воздействия”.

7. Руководство по проектированию клееных ДК .

8. Пособие к СНиП 2.25.-80