Деревянный каркас одноэтажного промышленного здания - курсовой

Гришаев_вар2флешка 2 (Автосохраненный).doc

Министерство образования и науки Российской Федерации
НОВОСИБИРСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ
АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
Кафедра металлических и
деревянных конструкций
«Деревянный каркас одноэтажного промышленного здания»
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ 3
РАСЧЕТ ОГРАЖДАЮЩЕЙ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЯ 4
2.Расчет прогонов. 8
1 . Геометрические размеры системы и нагрузки 12
2. Определение усилий в элементах систем 13
3.1.Подбор сечения верхнего пояса 17
3.2.Подбор сечения нижнего пояса 20
. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ УЗЛОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ 21
1.1 Упорная плита 21
1.2.Опорная плита 23
2. Коньковый узел 24
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ДОЩАТО-КЛЕЕНЫХ КОЛОНН 27 ОДНОПРОЛЕТНОГО ЗДАНИЯ
РАСЧЕЯТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ДОЩАТО_КЛЕЕВОГО ФАХВЕРГА 34
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ 37
Исходные данные для проектирования
Снеговой район III Ветровой район IV
Здание – не отапливаемое.
Шаг несущих конструкций B=3м.
Длина здания L=a×n=3×15=45м.
рис. 1 – Расчетная схема поперечной рамы
Расчет ограждающей конструкции покрытия
Производственное здание размерами в плане 15*45 м. Кровля рубероидная трехслойная. Настилы: защитный из сосновых досок 3 сорта рабочий 2сорта плотностью р=500 кгм по ГОСТ 8486-86Е. Основные конструкции – металлодеревянные треугольные фермы с отношением fl=16. Шаг несущих конструкций В=3 м. Уклон кровли 18°2625°(sin α=0.31 cos α=095) коэффициент =1.
Длинна ската : Lcк=l(2* cos α)=152*0.95=7.125 м.
Рис.1 Дощатый двойной настил под рулонную кровлю.
Ширина кровли по скату с учетом свеса определяется по формуле:
S=(l2+0.75) cos α=(152+0.75)0.95=8.68 м.
При четном количестве шагов прогонов n=12 шаг прогонов равен:
b=Sкрn=8.6812=0.72 м.
Защитный настил принимаем без расчета из досок сечением bх=100*19 мм. расположенный под углом 45° к доскам рабочего настила. Нижний рабочий настил досок сечения bх=100х25мм. Для проветривания делаем зазор между досок 100 мм.
Рисунок 2 – Щит двойной с перекресным настилом: 1 – доски косого защитного настила; 2 – доски рабочего настила; 3 – неразрезные спаренные прогоны; 4 – гвозди.
Произведём сбор нагрузок на 1 кв.м. горизонтальной поверхности настила.
Коэф-т надёжн. по нагр.γ
Рубероидная рулонная кровля
Коэффициент по надежности γf определены по СНИП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» таб.1
Расчетное значение снеговой нагрузки принимаем по СНИП 2.01.07-2003«Нагрузки и воздействия» п.5.7 а нормативное значение снеговой нагрузки получаем умножением расчетной на коэффициент 07.
Рабочий настил рассчитывается по схеме двух пролетной балки с пролетами b=072м. от действия только нормальных составляющих нагрузок т.к. скатных составляющие воспринимаются защитным слоем настила принимается равной bрасч = 10 м. с у четом всех входящих в нее досок.
Рис 3. Расчетные схемы дощатых настилов:
а) при первом сочетании нагрузок (постоянная и временная снеговая)
б)при втором сочетании нагрузок (постоянная сосредоточенная)
а)Расчет по первому сочетанию нагрузок производится на прочность и прогиб при одновременном действии собственного веса покрытия и снеговой нагрузки (рис.3а)
Нагрузки на погонный метр щита с расчетной шириной рабочего настила 1м.:
qн= g*bрасч=1505*10=1505 кНм;
q= g*bрасч=2088*10=2088 кНм;
Нормальное стовляющие действующих нагрузок :
qHx= gн*cosα=1.505*0.95=1.43 кНм=143 * 10-5 МНм
Изгибающий расчетный момент:
Требуемый момент сопротивления :
где Ru- расчетное сопротивление древесины изгибу. Согласно СНиП 11-5-80 п.3.1. прим.5расчетное сопротивление для древесины третьего сорта используемой для настилов принимаем равной Ru=13 МПа.
γн=095-коэффициент надежности по назначению.
Wтр1= Мl(R γн)= 13 х 10-5(13095)=095х10-5м3=95 см3
Размер сечения досок рабочего настила приняты bxh=16х75 см.
Момент сопротивления одной доски :
Необходимое количество досок рабочего настила на 1 метр расчетной ширины щита пр первом сочетании нагрузок :
n1.0= Wтр1 W1=9.53.2=2.96 шт.
В этом случае на ширину щита приходится:
n= n1.0* b=296*072=233 шт.
Предварительно принимаем 3 досоки рабочего настила. Проверка рабочего настила по второму предельному состоянию на жесткость от действия нормальных нагрузок производится по формуле:
fl=2.13 qHxl3384EJ≤[ fl]
где Е-модуль упругости древесины Е=104МПа;
J-момент инерции настила
J=b1.0*n1.0*h312=0.1*10-4*3*0.016312=12*10-7 м4
Согласно СНиП2.01.07-85* «Нагрузки и воздействие» табл. 19 [ fl]=1150
fl=2.13qHxl3384EJ=2.13*143*10-5*0.723384*104*1.2*10-7=000246 м
б)Расчет по второму сочетанию нагрузок производится только на прочность при действии собственного веса на покрытие и сосредоточенной нагрузки в одном пролете (рис 3.б)
Сосредоточенная нагрузка распределяется на ширину арасч=05м рабочего настила. Тогда нормальные составляющие нагрузок:
qx= gn арасч *cosα=0.245*0.5*0.95=0.12кНм
px=p*γf*cosα=1*1.2*0.95=1.14кН
где γf=12-коэффициент надежности (СНиП2.01.07-85)
р- сосредоточенная сила в одном пролете
Изгибающий момент определяется по формуле :
М2=007qxb02+0.207pxb0
где b0-шаг прогонов.
М2=007*012*0722+0207*114*072=00044+0169=0174 кНм=174*10-5МНм
Требуемый момент сопротивления:
mn=12-коэффициент учитывающий ветровую монтажную или гололедную кратковременную нагрузку согласно п.32. СНиП 11-25-80;
Wтр2=М2( Ru*mn γн )=147*10-5(13*12095)=089*10-5м3=89см3
Количество досок рабочего настила на 05 м ширины щита:
n05= Wтр2 W1=8932=278шт.
n= n05*а05=278*07205=4 шт.
Окончательно принимаем рабочий настил из 4 досок сечением 16*75 мм.
Прогоны выполняются под холодную кровлю устанавливаемые под дощатым настилом. Шаг прогонов b0=0.72 м. Шаг несущих конструкций В=3 м. По длинне доски скрепляются гвоздями в шахматном порядке через 500 мм. Стыки досок устраиваем на расстоянии х=021*В=021*3=063 м. от опор. Крайний пролет прогонов уменьшаем на 02*В=06 м крайний пролет принимаем 24 м.
Расчетная схема прогона- многопролетная неразрезная балка.
Рис 4. Конструкция неразрезного прогона из спаренных досок.
а) неразрезной спаренный прогон: 1-несущая конструкция; 2-прогон.
Для расчета ориентировочно принимаем сечение прогона 50х125 мм.
а)Проверка сечения прогона по прочности.
Нагрузки от покрытия (табл.1) на погонный метр прогона:
gп= gп*lcosα=0.288*072*0.95=0.197 кНм
Нагрузка от веса собственного прогона:
gнс.в.=2*005*0125*6=0075 кНм
gс.в.=0075*11=00825 кНм
SH=S0lcosα= 1.26*0.72*0.95=0.86 кНм
Нормальное составляющее нагрузок :
gнх=(gн+ gнс.в+ SH) cosα
gнх=(0167+0075+086)*095=105 кНм;
gх=(gп+ gс.в+ S) cosα
gх=(0196+00825+123)*095=143 кНм
Расчетный изгибающий момент при равногибном решении прогона (рис 4.)
Мрасч=105*3212=079 кНм = 79*10-5 МНм.
Wтр=79*10-5(13095)=058*10-4м3=58 см3.
При ширине сечения досок Ь1=50 мм ширина прогона составит Ь=2*50=100 мм.
Требуемая высота прогона :
hтр=кор.кв.6 Wтрb=6*5810 =6 cм.
Принимаем момент сопротивления сечения 50*75 мм
W=bh26=0.1*0.07526=0.93*10-4м3
Проверка по прочности прогона по нормальным напряжениям производится от действия расчетных нагрузок по формуле:
н= Мрасч W Rγ=1395=1368 МПа
н=79*10-5093*10-4=84МПа
МПа1368 МПа-условие выполняется
б)проверка прогиба прогона:
Момент инерции сечения :
J=b*h312=10*7.5312=351.56 см4=352 *10-6 м4
прогиб прогона определяется по формуле:
где В-шаг несущих конструкций ;
Е-модуль упругости древесины Е=104 МПа;
Согласно СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия» таблица .19
fl=1053*33384*104*352*10-6= 00021 м
Жесткость обеспечена следовательно оставляем подобранные размеры прогона составленного из двух досок сечением 50х75 мм.
в) расчет стыка досок на гвоздях:
для сплачивания досок прогоны в стыках принимаем гвозди d=5 мм l= 120 мм устанавливаемые в два ряда с каждой стороны стыка. По длине доски скрепляются в шахматном порядке через 500 мм.
Расстояние от опор в равнопрогибных прогонах:
аст=021*В=021*3=063 м;
Расстояние гвоздей от стыка до опоры:
Хгв= аст-15d-15d2=0.63-15*0.005-15*0.0052=0.5175 м.
Поперечная сила в стыкуемой доске:
Q= Мрасч2 Хгв=0792*05175=076 кН
Т.к. гвоздь пробивает пакет расчетная толщина второй доски уменьшается на 15d гвоздя а1=а-15 d=50-15*05=425 см.
Расчетная несущая способность гвоздя в несимметричном односрезном соединении опрндиляется согласно формулам таб.17 СНиП 2-25-80:
- из условя смятия древесины:
Тсм=035сd=035*5*05=0875кН;
- из условия изгиба гвоздя:
Ти=Кнa1d=0.38*4.25*0.5=0.81 кН;
где Кн=038 принят по интерполяции при а1с=4255=085 согласно таблици 18 СНиП 2-25-80.
Тмин=25d2+001а12=25*052+001*4252=0805 кН.
Требуемое количество гвоздей в конце каждой доски определяется по формуле: nгв=QTмин=0760805=094
Рис 5. Расчетная схема стыка досок неразрезного прогона.
1.Геометрические размеры системы и нагрузки
Принимаем в качестве несущих конструкций покрытия треугольную трех шарнирную распорную систему с клееным верхним поясом из сосны второго сорта с влажностью не более 12% и металлической затяжкой из стали ВСт 13пк2 по ТУ-14-1-3023-80.
Предельная жесткость покрытия обеспечивается прогонами прикрепленными к верхнем поясам систем и постановкой горизонтальных связей воспринимающих ветровую нагрузку. Горизонтальные связи образуют в полскости верхних поясов двух соединений несущих конструкций ферму которая передает действующие в ее плоскости усилия на продольные стены .Горизонтальные связи должны быть расположены в торцевых частях здания и по его длинне на расстоянии не более 30м одна от другой.
Пролет L=15 м. высота фермы h=L6L=2.5м Угол наклона верхнего пояса к горизонту α=18260(tgα=2*hl=(2*2.5)15=0.333) sinα=0.31 cosα=0.95. Шаг ферм В=3 м.
Длина ската Lск= L(2* cosα)=79м
Рис. 6 Конструктивная схема арки.
Нагрузки приходящиеся на 1 м2 плана здания приведены в табл.2
Собственный вес рамы определяем при ксв=4 (пособие к СНиП 2-25-80 табл.1) по формуле:
gнс.в.=( gнп+S0н)((1000кс.в.*l)-1= (029+126)((10004*15)-1)=0098 кНм
Коэф-т надёжн. по нагр.
Рулонная рубироидная кровля
bn*hn*γ=2*0.05*.075*6
Собственный вес системы
Полная нагрузка с учетом (снеговой)
2.Определение усилий в элементах системы.
Систему рассчитывают на два сочетания нагрузок – постоянную и временную нагрузки по всему пролету (рис.7а) и постоянную нагрузку по всему пролету и временную на половине пролета(рис.7б)
Нагрузка на 1 м системы:
Постоянная: g=0.388*3=1.64 кНм
Временная: р=18*3=54 кНм
При первом сочетании нагрузок: Опорные реакции : VA1= VB1=((g+p)*1)2=(1.64+5.4)*152=52.8 kH
Усилие в затяжке :Н1=((g+p)*12)8*h=(1.64+5.4)*1528*2.5=79.2 kH
Сжимающие усилия в верхнем поясе: N1= Н1 cosα=792095=8337 kH
Изгибающий момент от нагрузки по верхнему поясу:
М1=(g+p)*1232=704*22532=495 kHм
При втором сочетании нагрузок : VA2=g*l2+34*p*l2=1.64*152+34*5.4*152=12.3+30.375=42.675 kH
VB2=g*l2+14*p*l2=1.64*152+14*5.4*152=12.3+10.125=22.425 kH
H2=g*l28*h+p*l216*h=1.64*1528*2.5+5.4*15216*2.5=30.258+30.375=60.633 kH
N2= Н2 cosα=60.633095=63.824 kH
Рис 7а – первое сочетание нагрузок; Рис 7б- второе сочетание нагрузок.
Рис 8. Расчетная схема верхнего пояса.
3.1.Подбор сечения верхнего пояса.
Верхний пояс рассчитывается как сжато-изгибаемый стержень находящийся под действием внецентренно приложенной нормальной силы и изгибающего момента от поперечной нагрузки.
Для уменьшения изгибающего момента в верхнем поясе системы создаем внецентренно приложенные нормальные силы в результате чего в опорном и коньковом узлах возникают разрушающие отрицательные моменты.(см. рис. 8).Сечение верхнего пояса выполняют в виде клееного пакета состоящего из черновых заготовок по рекомендуемому сортаменту пиломатериалов второго сорта(применительно к ГОСТ 24454-80Е) сечение 40*250 мм. После фрезерования черновых заготовок по пластам на склейку идут чистые доски сечением 32*250 мм. Клееный пакет из 19 досок общей высотой 20*32=640 мм.(Рис. 9) После склейки пакета еще раз фрейзеруют по боковым поверхностям таким образом сечение клееного пакета составляет 225*640 мм.
Задаемся эксцентриситетом приложения нормальной силы в опорных и коньковых узлах не более высоты сечения пояса : е=0644=016 м.
Рис.9 Сечение верхнего пояса рамы
Площадь поперечного сечения:
F=0.225*0640=144*10-3 м2.
Момент сопротивления:
W=0.225*0.6426=15.36*10-3 м3.
Принимаем расчетные характеристики древесины второго сорта. Расчетное сопротивление изгибу и сжатию:
R=Rc=15*m6=15*0.94=14.25
где m6 по СНиП 2-25-80табл. 7.
Расчет на прочность сжато изгибаемых элементов производят по формуле : .
Для шарнирно опертых элементов при эпюрах изгибаемых моментов параболического и прямоугольного очертания как в нашем случае (см. рис 8) МД определяют по формуле: где .
φ=1-α(λ100)2 – коэффициент определяемый по формуле 7 пункт 4.3 СНП ll-25-80.
Первое сочетание (см.Рис.7а):
Разгружающий момент в узлах: МN=N1*0.16=8337*0.16=13.34 кНм.
Гибкость верхнего пояса в плоскости действия изгибающего момента при Lcк=79м:
тогда коэффициенты: φ=1-а(λ100)2=1-08(427100)2=0854.
Расчетный изгибающий момент :
Напряжение в верхнем поясе:
Второе сочетание(см.рис. 7б.):
Разгружающий момент в узлах MN=63.824*0.16=10.21kHm ;
Определяем коэффициенты:
Расчетный изгибающий момент:
Прогиб верхнего пояса сечения:
qн1=qнsinα=164х031=0508 кНм
qн2=qнcosα=164х095=1558 кНм.
Jx=b п h3п 12=0225х0640312=00049152 м4
Jy=h п b3п 12=0640х0225312=00006075 м4.
fL=[(f2xL)+(f2yL)]12≤[fL]=1200
(fyL)=( qн1L3)(384EIy)=(0508х7.93)(384х107х00049152)=0.0000133 m
(fxL)=( qн2L3)(384EIx)=(1558х7.93)(384х107х00006075)=000033 m
fL=[(00000133)2+(000033)2]12=000033 m
Согласно СНиП 2.01.07-85*
Так как прогоны крепят по всей длине верхнего пояса то проверку на устойчивость плоской формы деформациями не производим.
3.2Подбор сечения нижнего пояса.
Расчетное усилие в нижнем поясе принимаем максимальным при первом сочетании нагрузки: Н1=792 кН .
Затяжку принемаем круглого сечения стержня арматуры класса А-1
Необходимая площадь сечения затяжки:
Fтр=Н1Rctp*γc*ma=79.2*10-3270*0.9*0.8=400 мм2=400 см2
Где Rctp-расчетное сопротивление стали растяжению по табл. 51 СНиП 11-23-81;
γc-коэффициент условия работы по табл. 6 п. 5 СНиП 11-23-81;
ma=08 согласно п.3 СНиП 11-25-80.
Принимаем тяж диаметром d=28 мм:
В хомутах и петлях у опорных узлов требуемая площадь поперечного сечения :
Fx=H12*Rp* γc*m*ky=79.2*10-32*270*0.9*0.8*0.75=271 мм2=271 см2
где m-коэффициент учитывающий неравномерность усилий между двумя стержнями принимаемпо п.3.4 СНиП 11-25-80;
ky- коэффициент учитывающий угол наклона принимается ориентировочно 075.
Принимаем dх=22 мм Fтр=38 см2 271 см2
Для предупреждения провисания затяжки предусматривается в середине подвес.
Конструирование и расчет узловых соединений .
Верхний пояс рамы упирается в стальной башмак (из стали С235)(рис 10) состоящий из нижней опорной плиты вертикальных листов =10 мм и приваренной к ним сверху упорной наклонной плиты усиленной двумя ребрами жесткости =10 мм. К вертикальным листам башмака изнутри приварены ветви нижнего пояса.
Верхнюю упорную плиту рассчитываем на изгиб приближенно как однопролетную балку с поперечным сечением изображенным на рис.11а
Рис.10 Опорный узел.
-фиксирующий уголок; 2- боковые фасонки; 3-упорная плита;4-опорная плита ; 5-уголок нижнего пояса.
Для создания принятого при расчете верхнего пояса е=016 м высота упора должна быть : hn=h-2e=640-2*160=320 мм.
ширину упорной плиты принимаем по ширине сечения верхнего пояса равной 225 мм.
Площадь поперечного сечения расчетного тавра: F=160*10+60*10=2200 мм2
Статический момент поперечного сечения относительно оси х1- х1 до центра тяжести сечения:
Sх1=160*10*(60+102)+60*10*602=122000 мм3
Расстояние от оси х1- х1 до центра тяжести сечения :
y0= Sх1F=1220002200=554 мм
Момент инерции сечения относительно оси х-х:
Jx=160*10312+160*10*14.62+10*60312+10*60*254=9214853 мм4
Момент сопротивления :
Wmin= Jx y0=9214853554=1666333 мм3
Wmax= Jx y1=9214853146=631154 мм3
Напряжение смятие древесины в месте упора верхнего пояса в упорную плиту:
см=N1bhn=79.2*10-30.225*0.16=2.2 MПаRcм=15 МПа
Приниаем пролет упорной плиты равным расстоянию между вертикальными листами в осях 1п=180 мм.
М= см*bm*1п28=2.2*0.16*0.1828=1.43*10-3MHм
Напряжение изгиба в плите :
=М Wmin=1.43*10-316.63*10-6=86 МПа Ry=230 МПа- условие прочности выполняется
где Ry=230 МПа согласно СНиП 11-23-81.
В нижней части упорной плиты по всей ширине верхнего пояса приваривают пластину толщиной 10 мм фиксирующую эксцентриситет в верхнем поясе опоры (см.Рис.11) .
Рис.11. а)упорная плита б)опорная плита.
Горизонтальную опорную плиту (см. Рис 11 б)рассчитывают на изгиб
под действием напряжений смятия ее основания как однопролетную балку с двумя консолями. Принимаем обвязочный брус сечением 150*150 мм.
Ширина опорной плиты принимается равной ширине обвязочного бруса b=150 мм.
Площадь опорной плиты : F=380*150=57000 мм2
Напряжение смятия: =8337*10-357*10-3=146 МПа.
Момент в консольной части плиты: Мк=146*015*0122=11*10-3МНм
Момент в средней чисти плиты : М=146*015*01828-11=021
Необходимый момент сопротивления: Wтр=11*10-3230=4782 мм3
Необходимая толщина плиты :=к.кв.6*4783150=1383 мм.
Принимаем толщину 14 мм.
Необходимо длину шва приварки нижнего пояса к вертикальным листам при ручной сварке электродами марки Э50Ф и высоте катета шва к=3мм определяют по формуле:
где f=07-коэффициент согласно табл. 34 СНиП 11-23-81;
Rwf=216 МПа-расчетное сопротивление металла швов сварных соединений с угловыми швами согласно табл. 56 СНиП 11-23-81;
γwf=085-коэффициент условия работы шва согласно п.112 СНиП 11-23-81;
γc=09- коэффициент условия работы согласно СНиП 11-23-81
Требуемая длинна шва :
lw=8337*10307*3*216*085*09=228 мм.
Принимаем длину шва 230 мм.
Рассчитываем сварные швы прикрепляющие ребра упорной плиты к вертикальным листам.
Усилие на одну пластину : N=83.372=41.685 кН.
Необходимая длинна шва при к=6 мм.
lw=NfkfRwfγwfγc=4168507*6*216*085*09=60 мм.
При полном симметричном снеговом нагружении покрытия верхние концы сжатого пояса подвержены сминающему действию горизонтальной горизонтальной силы и стыкуются простым лобовым упором : Nсм=8337кН. Размер площадки назначаем из расчета на обеспечение приложения силы сжимающей верхний пояс с таким же эксцентриситетом е=016 м как и в опорном узле. Для этого устраиваем зазор высотой равной двум величинам эксцентриситета.
Площадка смятия в узле Fcм=0225*(0640-2*016)=72*10-2 м2.
Смятие в коньковом узле происходит под углом α=18260 к волокнам и расчетное сопротивление древесины смятию :
где Rcм=15 мПа- расчетное сопротивление смятию вдоль волокон древесины 2 сорта по табл. 3 СНиП 11-25-80;
Rcм90=3 МПа- расчетное сопротивление смятию поперек волокон древесины 2 сорта по табл.3 СНиП 11-25-80;
Напряжене смятие в узле := Nсм Fcм=8337*10-372*10-2=116 МПа 134 МПа.
При несимметричном нагружении снегом лишь одного из скатов прокрытия в коньковом узле возникает поперечная сила которая воспринимается парными деревянными накладками на болтах. Поперечная сила в узле при несимметричной снеговой нагрузке:
Q=Sl8=8.1*158=152 кН.
Накладки принемаем сечение 75*275мм. Учитывая косо-симметричную схему работы накладок и прикладывая к ним поперечную силу в точке перегиба их оси (см.рис 12б.) определяем усилия действующие на болты присоединяющие к поясу:
Рис.12 Схема конькового узла.
Для крепления накладок принимаем болты диаметром 27 мм. Угол смятия древесины верхнего пояса αсм=90-1826=71740. Коэффициент кα1=073(см.табл. 17 и 19 СНиП 11-25-80). Древесина накладок сминается под углом 900 коэффициент кα2=07.
Расчетная несущая способность на один шов сплачивания из условия:
а) накладок Тсм=08adkαmα=08*75*2.7*07*1=1134 кН
б) верхнего пояса : Тсм=08сdkαmα=05*225*27*073*095=2106 кН
Минимальная несущая способность: Тмин=1134 кН.
Необходимое число болтов в ближайшем к узлу ряду: nб=1522*1134=067 принимаем 1 болт.
Изгибаемый момент в накладках (см.Рис.12б):
Мн=Q*(e12)=15.2*(0.195)=2.964 кНм.
Момент сопротивления накладки ослабленной двумя отверстиями диаметром 27 мм:
Напряжение в накладках: МПа13МПа где R=13МПа(см. таб. 3 СНиП 11-25-80.)
Для поддерживания нижнего пояса от провисания в коньковом узле устраивают подвеску из тяжа диаметром 27 мм.
Расчет и конструирование колонн однопролетного здания
1.Сбор нагрузок действующих на колонну.
Стойки жестко закреплены в фундаментах и шарнирно соеденены с фермой образуют поперечную раму каркаса здания.
Основными нагрузками для стоек являются постоянные (вес покрытия вес несущей конструкции покрытия собственный вес стоки) временные()вес снега) и кратковременные(ветровая) нагрузки.
Пролет производственного здания 15м.высота колонн 5 м несущие конструкции с шагом 3 м.
Постоянные расчетные нагрузки:
-от веса покрытия qn=03375 кПа
-от веса рамы qф= 01078кПа
- от веса стенового ограждения qст=00495 кПа
Временная снеговая для III района S=18 кПа
Рис 13. Расчетная схема поперечник деревянного здания.
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки м на высоте Н над поверхностью земли определяется по формуле 6 СНиП 2.01.07-85*:
где 0- нормативное значение ветрового давления (п.6.4 СНиП 2.01.07-85*); к-коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте (п.6.5. СНиП 2.01.07-85*); с- аэродинамический коэффициент (п.6.5. СНиП 2.01.07-85*).
Нормативное значение ветрового давления по высоте 0=048 кНм2 для IV СНиП 2.01.07-85*.
Коэффициент к определяется по таблице 6 СНиП 2.01.07-85*. в зависимости от типа местности. Принимаем тип местности В(городская территтория).
Значение с1 и с2 принимаются по прил. 4 п.3 СНиП 2.01.07-85*.
с1=+08-с наветренной стороны
с2=-04- с подветренной стороны
Расчетные погонные нагрузки от ветра:
= 0γf k1 с1B=0.48*1.4*0.51*0.8*3=0.82 kHm
= 0γf k1 с2B=0.48*1.4*0.51*0.4*3=0.41 kHm
где γf=14 – коэффициент надежности по ветровой нагрузке принятый по п.6.11 СНиП 2.01.07-85*.
W1= 0γf k2 с1 hриг B=048*14*053*08*2*3=17 кН
W2= 0γf k2 с1 hриг B=048*14*053*04*2*3=085 кН
hриг- высота несущей конструкции (ригеля) покрытия над колонной .
Неизвестная реакция определяется по формуле :
x=(W1-W22)+3H16(w1-w2)=1.7-0.852+3*516(0.82-0.41)=0.425+0.384=0.809
2Расчет досчатоклееной стойки.
Спроектировать и рассчитывать досчатоклееную стойку высотой 5 метров.
Температурно-влажностные условия эксплуатации А2.
Задаемся размерами сечения стойки исходя из предельной гибкости λмакс=120 табл. 14 СНиП II-25-80.
hmp>H00.289λмакс=500*220289*120=317 см
где 0- коэффициент принимаемый по п. 4.21 СНиП II-25-80.
Собственный вес стойки определяем задавшись предварительными размерами ее сечения высота сечения hk=115H=0.33 м. Принимаем сечение стойки состоящее из 11 слоев толщиной 32 мм тогда hk=11*32=352 мм. Ширину сечения колонны принимаем равной bk=200 мм(после фрезерования боковых поверхностей стойки склеенной из досок шириной 225 мм.).
Собственный вес стойки:
Рст=b*h*H*ρ* γf=0.2*0.352*5*500*10-2*1.4=2.464
где ρ-плотность древесины принимаемое по приложению 3 СНиП II-25-80;
b*h-размеры поперечного сечения стойки.
Постоянная нагрузка на колонну от рамы:
Рп=gn*B*l2=0.4453*3*152=10.02 kH
Сумарная постоянная нагрузка:
Nn= Рст+ Рп=10.02+2.464=12.466 kH
Временная (снеговая)нагрузка на колонну :
NВ=S0 γfBl2=1.8*3*152=40.5 kH
Сумарная вертикальная нагрузка:
N0= Nn+ NВ=12.466+40.5=52.966 kH=52.966 *10-3MH
Изгибающий момент у основания стойки:
М=w1H22+W1H-xH=0.82*522+1.72*5-0.809*5=10.25+8.6-4.045=14.805 kHм
Поперечная сила у основания левой стойки:
Q=w1H+W1-x=0.82*5+1.72-0.809=5.21kH
Геометрические характеристики сечения стойки:
Fрас=200*352=704 см2=704 *10-3м2
Wрас=b*h26=20.0*35.226=4130.13 cм3=413013*10-3 м3
Sбр= b*h28=20.0*35.228=30976 cм3=30976 *10-3 м3
Jбр= b*h312=20.0*35.2312=72690 cм4=07269*10-3 м4
Гибкость стойки при принятом сечении
λу=Н 0r=500*22102=1078 λмакс=120
Коэффициент продольного изгиба определяется по формуле 8 СНиП II-25-80 т.к λу=1078>70то
φ=3000 λу2=300010782=0285
=1-N0Fбр Rс φ=1-52.966 *10-3(704 *10-3*0285*18)=085
где Rс- расчетное сопротивление древесины второго сорта.
Rс=15 МПа для древесины 2 сорта. Расчетное сопротивление умножаем на коэффициент условия работы mn=1.2 СНиП II-25-80 табл.6 поскольку конструкцию рассчитываем с учетом воздействия ветровой нагрузки. Коэффициенты в нашем случае равны 10. Rс=15*12=18 МПа.
с= N0Fбр+М Wрас = 52.966 *10-3704 *10-3+14.805*10-3413013*10-3*085=0754+421=497МПа Rс=18 МПа
Скалывающее напряжение по формуле 18 СНиП II-25-80:
=Q* Sбр Jбр* bk=5.21*30976 *10-307269*10-3*0.2=112 кПа=0112 МПА Rск=18 МПа
где Rск- расчетное сопротивление древесины 2-го сорта. Rск*тн=15*12=18 МПа
Проверка устойчивости плоской формы деформирования сжатоизгибаемой слойки по формуле:
где φм=140(b2lph)kф=140*(202*254500*352)=808.
3 Расчет узла защемления колонны в фундаменте.
Конструкция крепления колонны к фундаменту представлена на рисунке 14. Для того чтобы вычислить растягивоющие усилия в анкерах определяем краевые напряжения в основании колонны:
Размеры в сжатой и растянутой зон:
к=сhс+p=4.96*35.24.96+3.55=20.66 cм
Рис. 14.Узел крепления дощатоклееной колонны: 1-колонна; 2-накладка;3-болт;4-гидроизоляция;5-уголок;6-уголок.
Тогда максимально растягивающее усилие в анкерах
Определяем диаметр двух анкеров из условия
Тогда площадь анкерных болтов составит:
Fтр=Np2* Rбр* ma*m=47.23*10-32*220*0.8*0.85=1.57*10-4 м2=157 см2
где Rбр-расчетное сопротивление фундаментных болтов из стали растяжению; ma=08-коэффициент учитывающий ослабление анкеров резьбой(п. 3.4 СНиП II-25-80 ); m=085- коэффициент учитывающий неравномерность работы двух анкеров (п.3.4 СНиП II-25-80 ) .
Требуемый диаметр анкера
Fтра=d2a4 откуда da=
Принимаем по сортаменту анкер da=16 мм
Расчет горизонтальных болтов.
Диаметр горизонтальных болтов можно определить исходя из условия их расстановки относительно ширины стойки в два ряда:
d≤b9.5=2009.5=21.05 мм
Принимаем диаметр болта d=20 мм. Несущую способность болта определяем по формам 17 СНиП II-25-80 с учетом ветровой нагрузки mн=12:
Тс=08а d mн=08*5.0*20*12=9.6 кН
Тмин=(18 d2+002а2) =(18*22+002*52) =8.67 кН
Ти=25 d2=25*22=1095 кН
Количество двухсрезных горизонтальных болтов равно:
где Np- усилие действующее не накладку. Принимаем 6 болтов тогда длинна деревянных накладок бодет равна 100 см.
Проверка упорного уголка на изгиб.
Погонная нагрузка на уголок (рис.15)
q= Npb=47.2325=1.88 кНсм.
Рис.15 Расчетная схема траверсы из уголка.
Принимаем равнополочный уголок L90*90*6(№9)
Проверка напряжения производится по формуле:
=М Wx=172151249=1378 кНсм2=1378МПаRy γc=220*1=220 МПа проверка выполняется.
Расчет и конструирование дощато-клееного
фахверка однопролетного здания
Расчетная нагрузка от стенового ограждения распределенная по вертикали с учетом элементов крепления (15% от веса стенового ограждении):
gcт=1.15* gcт*B=1.15*0.1078*3=0.372 kHm
Расчетные прогонные нагрузки от ветра:
Предельная гибкость колонн λ=120 (табл. 14 СНиП II-25-80 )
где 0=1-коэффициент при шарнирно-закрепленных концахпринимаем сечение стойки состоящей из пакета досок толщиной hк=9*33=297 мм.(до фрезирования 40 мм)
Ширину сечения колонны принимаем Ьк=135 мм (после острожки досок шириной 150мм.)
Рис 16. Схема фахверковой колонны.
Нагрузка от собственного веса стойки:
gcв=ρ*bk*hk*γf*H=5*0.135*0.297*1.4*7.5=2.105 kH
Эксентриситет приложения нагрузки от стены gcв на стойку принимаем равным половине суммы высот сечений стены и стойки:
е=05(hст+ hк)=05(0135+0297)=0216 м
определение внутрянних усилий в стойке :
Изгибающий момент действующий на фахверк от веса стен:
Мст= gcв*Н*е=0372*75*0216=0602 кНм
Изгибающий момент действующий на фахверк от ветровой нагрузки:
Мв=Wm1*H28=0.82*7.528=5.76 kH*m
Полный изгибающий момент действующий в расчетном сечении фахверка:
М=Мст+Мв=0602+576=636 kH*m
Продольная сила действующая в расчетном сечении фахверка будет складываться из двух составляющих: собственного веса фахверка и веса стенового покрытия:
N=( gcв+ gcт)*Н=(2105+0372)*75=1857 кН
Fрас=h*b=0.135*0.297=0.04 м2
Wрасч=b*h6=0.135*0.29726=0.0019 м3
rx=0.289*h=0.298*0.297=0.086 м
ry=0.289*b=0.298*0.135=0.004 м
В полоскости арки расчет фахверка производится как сжато-изгибаемого элемента. Определяем гибкость фахверка в плоскости фермы:
λх=Н*0rx=7.5*10.086=87.2λmax=120
т.к. λх>70 то согласно СНиП II-25-80 коэффициент продольного изгиба:
φ=3000 λх2=30008722=039
где Rc=15 МПа для древесины 2 сорта. Расчетное сопротивление умножаем на коэффициент условия работы тн=12
СНиП II-25-80 табл. 6
Расчет стойки на прочность:
=NFрас +Mд Wрас= 1857*10-3004+683*10-300019=4058 МПа18 МПа.
Список использованной литературы
СНиП II-25-80 Деревянные конструкции. Нормы проектирования Госстрой России. – М.: ГУП ЦПП 2003.– 30 с.
Пособие к СНиП II-25-80. Пособие по проектированию деревянных конструкций - Стройиздат 1986.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия Госстрой России.- М: ФГУП ЦПП2004.-44с.
СНиП II-23-81* Стальные конструкции. Нормы проектирования. Госстрой России. – М.: ГУП ЦПП 2003.– 96 с.
Руководство по проектированию клееных деревянных конструкций.ЦНИИСК им. Кучеренко- М.: Стойиздат 1977.-189с.
Карлсен Г.Г. и др. Индустриальные деревянные конструкции. Примеры проектирования. - М.: Стройиздат 1967.-320с.
Конструкции из дерева и пластмасс: Учеб. для вузов Ю.В. Слицкоухов В.Д.Буданов М.М. Гаппоев и др.; Под ред. Г.Г. Карлсена и Ю.В.Слицкоухова.-5-е изд. перераб. и доп.- М.: Стройиздат 1986.-543с.
Проектирование деревянных конструкций (Издательство АСВ 2011г.) Серов Е.Н. Санников Ю.Д. Серов А.Е. Санкт-Петербурский государственный архитектурно-строительный университет2011
15 примеров расчета деревянных конструкций (для курсовых и дипломных работ) А.Б.Шмидт. Ю.В. Халтурин. Л.Н.Пантюшина. Барнаул 1997 г.