• RU
  • icon На проверке: 53
Меню

Деревянные конструкции промышленного здания

  • Добавлен: 09.08.2012
  • Размер: 1 MB
  • Закачек: 0
Узнать, как скачать этот материал

Описание

В архиве есть расчеты, пояснительная записка, чертежи

Состав проекта

icon
icon
icon 0 Титульный Лист.doc
icon 0-1 Содержание.doc
icon 1 Задание.doc
icon 2 Теплотех.doc
icon 3 Расчет панели покрытия.doc
icon 4-1 Компановка Фермы.doc
icon 4-2 Стат Расчёт Фермы.doc
icon 4-3 Констр Расчёт Фермы.doc
icon 4-4 Табл Сочетаний Нагрузок.xls
icon 5-1 Компановка колонны.doc
icon 5-2 Сбор нагрузок на колонну.doc
icon 5-3 Статический и Констр Расчёт колонны.doc
icon 5-4 Таблица сочетаний.xls
icon 6 Список литературы.doc
icon plot.log
icon А4-ПЗ.dwg
icon Буфер2.doc
icon КДиП-КП-1.dwg

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon 0 Титульный Лист.doc

Министерство образования Российской Федерации
Пермский Государственный Технический Университет
Кафедра Строительных Конструкций
Пояснительная записка
к курсовому проекту №1
«Проектирование деревянных несущих конструкций каркаса
одноэтажного промышленного

icon 0-1 Содержание.doc

Задание на проектирование .
Теплотехнический расчёт ограждающих конструкций ..
1. Расчёт ограждающей конструкции - покрытия .
Расчёт панели покрытия
1. Компановка панели перекрытия .
2. Проверка верхней обшивки на местный изгиб .
3. Сбор нагрузок на панель покрытия
4. Статический расчёт панели покрытия ..
5.Определение геометрических характеристик сечения
6. Конструктивный расчёт панели покрытия
Расчёт фермы покрытия
1. Компановка фермы покрытия
2. Статический расчёт . ..
2.1. Сбор нагрузок ..
2.2. Предварительный статический расчёт верхнего пояса
2.3. Предварительный конструктивный расчёт верхнего пояса
3. Конструктивный расчёт
3.1. Расчёт верхнего пояса .
3.2. Расчёт элементов решётки .
3.3. Расчёт нижнего пояса . .
3.4. Расчёт конькового узла (узел 6) .
3.5. Расчёт узла 5 (8) ..
3.6. Расчёт узла 4 (7) . .
3.7. Расчёт узла 3 (9) ..
3.8. Расчёт узла 2 (11) . .
3.9. Расчёт узла 1 (10) . .
1. Компановка колонны
2. Сбор нагрузок на колонну .
2.1. Постоянные нагрузки
2.2. Временные нагрузки
3. Статический расчёт .
4. Конструктивный расчёт
4.1. Расчёт на прочность
4.2. Расчёт на устойчивость плоской формы деформирования
4.3.Расчёт на устойчивость из плоскости как центрально сжатого
4.4. Расчёт узла защемления колонны в фундамент (по варианту 1) .
4.5. Расчёт узла защемления колонны в фундамент (по варианту 2) .. .
4.6. Технико-экономические показатели

icon 1 Задание.doc

1. Задание на проектирование
Материал обшивок панелей
Схема для проектирования №11.
Задание на проектирование принято по методическим указаниям [1].
Индивидуальное задание:
Рассмотреть 2 варианта крепления деревянной клеёной стойки к фундаменту. ТЭП – ?

icon 2 Теплотех.doc

2. Теплотехнический расчёт ограждающих конструкций
Район строительства – г. Челябинск (см. задание п.1).
t в = +18 оС – для производственных зданий.
Режим помещения нормальный – по СНиП[3] при t св.+12 до +24 оС и влажности внутреннего воздуха св. 50 до 60 %.
Зона влажности – 2 ( нормальная) по приложению 1* СНиП[3].
Условия эксплуатации ограждающих конструкций – Б по прилож. 2 СНиП[3].
t н = –34 оС – по СНиП [2] наиболее холодной пятидневки обеспеченностью 092 – по СНиП [3].
Приведённое сопротивление теплопередаче ограждающей конструкции R o следует принимать не менее требуемых значений Roтр определяемых по СНиП[3] из условий :
Энергосбережений по табл.1б в зависимости от ГСОП определяемый по формуле (1а) СНиП[3]
где ГСОП=( t в– t от. пер. ) Z от. пер.
Z от. пер. t от. пер. – соответственно кол-во суток отопительного периода и температура отопительного периода со средней суточной температуры воздуха ≤8 оС – по СНиП[3];
t в – расчётная температура внутреннего воздуха оС принимаемая согласно ГОСТ 12.1.005 – 88 и нормам проектирования соответствующих зданий и сооружений.
Санитарно-гигиенических и комфортных условий по формуле (1) и табл.9
n – коэф. принимаемый в зависимости от положения наружной поверхности ограждающей конструкции по отношению к наружному воздуху по табл. 3* СНиП[3];
t в – расчётная температура внутреннего воздуха оС принимаемая согласно ГОСТ 12.1.005 – 88 и нормам проектирования соответствующих зданий и сооружений;
t н – расчётная зимнея температура наружного воздуха оС равная средней температуре наиболее холодной пятидневки обеспеченностью 092 по СНиП [2];
Dtн – нормативный температурный перепад оС внутреннего воздуха и температурой внутренней поверхности ограждающей конструкции принимаемый по табл. 2 СНиП[3];
aв – коэф. теплопередачи внутренней поверхности ограждающей конструкции Вт м2оС принимаемый по табл.4* СНиП[3].
Сопротивление теплопередачи R o м2оСВт ограждающей конструкции следует определять по фор. (4) СНиП[3]:
a в – то же что и в формуле (1);
a н – коэф. теплопередачи (для зимних условий) наружной поверхности ограждающей конструкции Вт м2оС принимаемый по табл. 6* СНиП[3];
R к – термическое сопротивление ограждающей конструкции м2оСВт определяемое :
Однородной (однослойной) – по формуле (3) СНиП[3]:
l – расчётный коэф. теплопроводности материала слоя Вт м2оС принимаемый по прил.3* СНиП[3].
Многослойной – в соответствии с пп. 2.7 и 2.8 СНиП[3]:
пп. 2.7– Термическое сопротивление R к м2оСВт ограждающей конструкции с последовательно расположенными однородными слоями следует определять как сумму термических сопротивлений отдельных слоёв: – по форм. (5) СНиП[3];
R 1 R 2 R n – то же что и в формуле (3);
R В.П. – термическое сопротивление замкнутой воздушной прослойки принимаемое по прил. 4 с учётом примеч. 2 к п2.4* СНиП[3].
пп. 2.8 – Приведённое термическое сопротивление R прк м2оСВт неоднородной ограждающей конструкции (многослойной каменной стены облегчённой кладки с теплоизоляционным слоем и т.п.) определяется следующим образом:
а) плоскостями параллельными направлению теплового потока ограждающая конструкция (или часть её) условно разрезается на участки из которых одни участки могут быть однородными (однослойными) – из одного материала а другие неоднородными – из слоёв различных материалов и термическое сопротивление ограждающей конструкции R a м2оСВт определяется по формуле (6) СНиП[3]:
где F1 F 2 Fn – площади отдельных участков конструкции ( или части её ) мм2;
R 1 R 2 R n – термические сопротивления указанных отдельных участков конструкций определяемые по формуле (3) для однородеых участков и по формуле (5) для неоднородных участков;
б) плоскостями перпендикулярными направлению теплового потока ограждающая конструкция (или часть её принятая для определения R A) условно разрезается на слои из которых одни слои могут быть однородными – из одного материала а другие неоднородные – из однослойных участков разных материалов. Термическое сопротивление однородных слоёв – по формуле (3) неоднородных слоёв – по формле (6) и термическое сопротивление ограждающей конструкции R Б – как сумма термических сопротивлений отдельных однородных и неоднородных слоёв – по формуле (5).
Если величина R A превышает величину R Б более чем на 25% или ограждающая конструкция не является плоской то определяем на основании расчёта температурного поля.
1. Расчёт ограждающей конструкции – покрытия
Определение Roтр из условий энергосбережений:
t от. пер. = –73 оС;
ГСОП=( t в– t от. пер. ) Z от. пер.=(18–(–73))218=55154 оСсут;
Определение Roтр из условий санитарно-гигиенических и комфортных:
a в =87 Вт ( м2 оС );
Принимаем наибольшее приведённое сопротивление теплопередачи .
Определение предварительной толщины слоя утеплителя ут :
Для предврительного расчёта принимаем состав покрытия следующий (см. рис.2.1.):
Фанера марки ФСФ по ГОСТ 3919- 69* сорта ВВВ пятислойная толщиной =6 мм l=018 Вт ( м2 оС )
Пароизоляция из полиэтиленовой плёнки толщиной =02 мм принимаем ;
Маты минераловатные на синтетическом связующем (ГОСТ 9573 - 82) g=50 кгм3 l=006 Вт( м2 оС )
Воздушная прослойка ( вентилируемая ) ;
Фанера марки ФСФ по ГОСТ 3919- 69* сорта ВВВ шестислойная толщиной =8 мм l=018 Вт ( м2 оС )
3 - х слойный рубероидный ковёр ( рубероид по ГОСТ 10923 – 82) =15 мм l=017 Вт ( м2 оС )
a Н =23 Вт ( м2 оС );
; Принимаем – четыре слоя минваты по 50мм.
С учётом утеплителя минваты получается большая высота поперечного ребра.
Принимаем в качестве утеплителя пенополиуретан ( ТУ 67-87-75) g=40 кгм3 l=004 Вт( м2 оС) .
Определение фактического термического сопротивления R ф :
В состав предварительного покрытия добавляем ( см. рис.2.2. ) каркас из сосновой древесины размером с учётом остружки hb=16742 мм ( 17550 мм) l поп. вол.=018 Вт( м2 оС ).
– термическое сопротивление утеплителя.
В расчётах исключим следующие слои конструкции с термическим сопротивлением R 2 и R 4 т. к. они равны нулю.
А) Определение R A . Конструкцию разрезаем тепловому потоку ( см. рис.2.2. ).
Конструкция состоит из 3 неоднородных участков причём участок I в 2 раза больше по ширине участка III а по сотаву слоёв одинаковы.
Б) Определение R Б . Конструкцию разрезаем ^ тепловому потоку ( см. рис.2.2. ).
Конструкция состоит из 4 слоёв.
Сл. II: Слой неоднородный состоит из дер. бруса и пенополиуретана. Слой делим на участки R II1 R II2 и R II3 .
– условие не выполняется требуется увеличить толщину утеплителя.
Каркас из сосновой древесины размером с учётом остружки hb=193 х 42 мм ( 20050 мм).
А) Определение R A . Конструкцию разрезаем тепловому потоку ( см. рис.2.3. ).
Б) Определение R Б . Конструкцию разрезаем ^ тепловому потоку ( см. рис.2.3. ).
>– условие выполняется.

icon 3 Расчет панели покрытия.doc

3. Расчёт панели покрытия
1. Компановка панели перекрытия (рис.3.1.)
Панели покрытия укладываются непосредственно по несущим конструкциям соответственно длина панели с учетом припусков при изготовлении – 3480 мм при шаге несущих конструкций 35 м. Ширина панели принимается равной ширине стандартного листа фанеры (1525х1525) с учетом обрезки кромок – 1480 мм.
Обшивка выполняется из березовой водостойкой фанеры марки ФСФ сорта ВВВ ГОСТ 9573-72. Направление волокон наружных слоев фанеры следует располагать вдоль панели. Толщину нижней растянутой обшивки принимаем – 6 мм верхней сжатой обшивки – 10 мм. Обшивки приклеиваются к деревянному каркасу на клее ФРФ-50.
Продольные ребра панели проектируем из цельной древесины размером сечения с учётом остружки 193х42 мм ( 20050 мм) по ГОСТ 24454-80.
В месте стыка фанерных листов ставим поперечные ребра и стыкуем фанеру «на ус» или микрошип поперечные ребра устанавливаются и по торцам панели.
Каркас выполняется из древесины сосны 2-го сорта.
Пароизоляция – из полиэтиленовой плёнки 02 мм по наружной стороне нижней обшивки.
Утеплитель – пенополиуретан ( ТУ 67-87-75) g=40 кгм3 толщиной =150 мм.
Кровля – трехслойная рубероидная (ГОСТ 10923 – 82) =15 мм на битумной мастике. Первый слой рубероида наклеивается на заводе с применением мастик повышенной теплостойкости.
Класс ответственности здания – II коэффициент надежности по назначению γn=095.
Условия эксплуатации нормальные ( относительная влажность воздуха-60% температура внутреннего воздуха - +180 С).
2. Проверка верхней обшивки на местный изгиб.
Шаг продольных ребер назначается из расчета верхней обшивки на местный изгиб поперек волокон от
сосредоточенной силы Р=12 кН (вес человека с инструментом) как балки защемленной по концам у ребер.
Расстояние между продольными ребрами в осях: с = 677+42=719 мм. Толщина верхней обшивки в =10 мм.
Изгибающий момент в обшивке:
Момент сопротивления обшивки шириной 100 см:
Напряжения от изгиба сосредоточенной силой:
где: - расчетное сопротивление фанеры изгибу из плоскости листа поперек волокон
наружных слоев ( табл.10 [5] ).
- коэффициент условий работы для монтажной нагрузки.
Таким образом принятая расстановка продольных ребер по ширине сечения панели удовлетворяет
требованиям изгибной прочности верхней обшивки.
3. Сбор нагрузок на панель покрытия.
Сбор нагрузок на панель покрытия Нм2
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка
Коэффициент надежности по нагрузке γf
Собственный вес 3-х слойной рубероидной кровли
Собственная масса панели покрытия:
- обшивки из фанеры ФСФ:
- утеплитель γ=400Нм3 =015м: 015400
- полиэтиленовая плёнка =00002м
Итого собственный вес панели:
s0=1000 Нм2 – нормативное значение веса снегового покрова на 1м2
горизонтальной проекции земли для 3-го снегового района
=1 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой
нагрузке на покрытие(прил.3 п.2 [4]).
gнпокs0=482171000=04820.8 следовательно γf=16
Итого полная нагрузка:
4. Статический расчет панели покрытия.
Полные погонные нагрузки при ширине панели 148 м:
-нормативная: gн=1505148=2227 Нм;
-расчетная: gр=2186148=3235 Нм.
Ширина площадки опирания на верхний пояс несущих конструкций 6 см.
Расчетный пролет панели LP= 448-6 = 442 см. Панель рассчитывается как балка на двух опорах.
Расчетный изгибающий момент:
Расчетная поперечная сила:
5. Определение геометрических характеристик сечения панели.
Расчет клеефанерных конструкций выполняется по методу приведенного поперечного сечения в соответствии с п. 4.25 [5].
Расчетная ширина фанерных обшивок определяется по формуле:
Геометрические характеристики панели приводим к фанере с помощью коэффициента приведения
где:=10000 МПа – модуль упругости древесины вдоль волокон ( п.3.5 [5] );
=9000 МПа – модуль упругости фанеры ФСФ вдоль волокон наружных слоев ( табл.11 п.1[5] ).
Поперечная площадь поперечного сечения:
Приведенный статический момент поперечного сечения панели относительно нижней грани:
Расстояние от нижней грани до нейтральной оси сечения панели:
Расстояние от нейтральной оси до верхней грани панели:
Приведенный момент инерции плиты:
Приведенные моменты сопротивления сечения панели:
6. Конструктивный расчет панели покрытия.
а) напряжения в нижней растянутой обшивке:
где: Rф.р.=14 МПа – расчетное сопротивление фанеры ФСФ растяжению ( табл.10 [5] );
– коэффициент учитывающий снижение расчетного сопротивления фанеры ФСФ в растянутом
стыке при соединении «на ус».
б) напряжения в верхней сжатой обшивке:
расстояние между продольными ребрами в свету а =677 мм > тогда
где Rф.с.=12 МПа – расчетное сопротивление фанеры ФСФ сжатию ( табл.10 [5] ).
Напряжения в сжатой обшивке не превышают расчетное сопротивление фанеры.
в) расчет на скалывание по клеевому шву фанерной обшивки в пределах ширины продольных ребер:
Приведенный статический момент верхней обшивки относительно нейтральной оси:
где Rф.ск.=08 Мпа – расчетное сопротивление фанеры ФСФ скалыванию ( табл.10 [5] ).
г) относительный прогиб панели от нормативных нагрузок:
где 07 – см. п.4.34 [5];
- предельный прогиб панели покрытия ( табл.16 [5] ).
Подобранное сечение панели покрытия удовлетворяет требованиям прочности и жесткости.

icon 4-1 Компановка Фермы.doc

4.Расчёт фермы покрытия
1.Компановка фермы покрытия
Металлодеревянная ферма покрытия с прямолинейным верхним поясом из бруса. Очерта-ние фермы - трапецивидное.
Высота фермы в осях: hф = (16-17)L где L=18м -пролёт фермы.
Принимаем hф = L7=187=2570м.
Уклон верхнего пояса i=010 (a=5710).
Верхний пояс фермы выполняют прямоугольного сечения разрезным длиной на одну и две панели.
Нижний пояс фермы делают из профильной стали (уголок равнополочный). Применение профильной стали хотя и усложняет узлы одноко значительно увеличивает жёсткость ферм из плоскости что важно при монтаже конструкций.
Элементы решётки выполняют из бруса.
Панели покрытия опираются по верхнему поясу непосредственно на панели вне узлов. Поэтому верхний пояс кроме усилия сжатия испытывает изгибающие моменты М0 от вне-узловой нагрузки. Для уменьшения пролётных моментов панели верхнего пояса упираются в узлах только частью сечения таким образом чтобы сжимающее усилие проходило ниже оси сечения. В результате возникает разгружающий изгибающий момент М1 равный произведению сжима-ющей силы на эксцентриситет смещения силы от геометрической оси сечения пояса: М1 = Nе.
При проектировании узлов необходимо чтобы эксцентриситет в каждом узле был одинаковым. В противном случае при расчёте принимают среднее значение эксцентрисите-тов соседних узлов панели.
Для лучшего использования несущей способности верхнего пояса фермы принимаем эксцентриситет: . Высоту опорной площадки принимают hоп ≥ 04hв.п. .
Сечение верхнего пояса принимаем согласно п.4.2.3. и из условия опирания панели покрытия: площадка опирания ≥ 55мм.
Сечение элементов нижнего пояса принимаем 2 уголока равнополочные и следующими геометрическими характеристиками (для одного уголка):
растояние до центра тяжести z 0 = 142см;
ширина полки b=50мм; толщина полки t=5мм;
момент инерции I радиус инерции i
площадь сечения F=48см2; линейная плотность g=377м;
расстояние между уголками принимаем равным ширине верхнего пояса bВ.П..
Сечение элементов решётки предварительно принимаем следующее :

icon 4-2 Стат Расчёт Фермы.doc

4.2. Статический расчёт
Расчётная схема фермы покрытия приведена на листах 1 и 4 (расчёт фермы покрытия).
Расчёт фермы покрытия осуществляем при помощи программы «Лира». Для расчёта в этой программе необходимо задаться сечением элементов фермы.
Модули упругости : древесины - ЕД=10 4МПа; стали - ЕСТ=20610 5МПа.
Сбор нагрузок на ферму покрытия ведём в табличной форме см. табл.4.1.
2.2. Предварительный статический расчёт верхнего пояса
Верхний пояс расчитывается как балка на двух опорах загруженная равномерно распределённой нагрузкой см. рис. 4.1.
Проекция верхнего пояса на горизонтальную ось lx=3000мм.
Проекция распределённой нагрузки на ось У :
2.3. Предварительный конструктивный расчёт верхнего пояса
Предварительное сечение верхнего пояса подбираем методом «Последовательного при-ближения». Предпологаем что составляющая напряжений от изгиба больше чем составляю-щая от сжатия.
Wтр=Ммах(06R И) = 3371100(061300)=4322см 3;
Из условий сортамента и опирания панели покрытия ширину бруса принимаем b В.П.=150мм.
Принимаем брус размером h B.П. b В.П. =150 150 .
Сбор нагрузок на ферму покрытия
Наименование нагрузки
надёжности по нагрузке gf
Постоянные нагрузки g
Собственная масса покрытия gn = 505Нм2; gр = 586Нм2
где В=35м -шаг фермы.
Собственная масса фермы покрытия:
где к с.м.= 3 -табл.47 пособие [7];
Итого постоянные нагрузки .
Временные нагрузки v
Снеговая: s=s0m где s0= 1000Hм2 - по табл.4 СНиП [4] для III-снегового района; m=1 - прил.3 п.2 СНиП [4]; s=10001=1000Нм2;
Итого полные нагрузки

icon 4-3 Констр Расчёт Фермы.doc

4.3. Конструктивный расчёт
Конструкция эксплуатируется в отапливаемом помещении с tвнутр=+18 0С и влажностью воздуха до 65% что соответствует температурно-влажностным условиям эксплуатации А1 по табл.1 СНиП [2].
Деревянные элементы фермы выполнены из породы древесины - ель. Сорт - II.
3.1.Расчёт верхнего пояса
Верхний пояс расчитывается на 1 сочетания нагрузок. Расчитывается наиболее нагру-женный элемент верхнего пояса. Сечение остальных элементов верхнего пояса принимает-ся анологично расчётному из условия унификации и простоты сборки фермы.
Расчётные усилия для наиболее нагруженного элемента верхнего пояса 8 (12) сечения 3 по табл.4.2:
сочетания 1: N =-29953 Н
сочетания 2 слева (справа): N =-26229 Н (-23509 Н)
М = 2821 Нм (1777 Нм).
Определим эксцентриситет смещения силы от геометрической оси сечения пояса из условия: ;
Высота опорной площаки h оп =2(05h ВП-е) =2(05150-30) =90мм > 04 h ВП =04150 =60мм.
Расчёт прочности сжато-изгибаемого элемента.
Расчёт прочности сжато-изгибаемого элемента следу-ет производить по формуле (28) п.4.17. СНиП [2] :
R c =15МПа = 1500Нсм2- табл.3 п.1.в. СНиП [2] -расчётное сопротивление древесины
R c необходимо домножить на коэф. условий работы m T =1 m B =1 -по п.3.2. СНиП [2];
Fрасч= b ВПh ВП =1515 = 225см2;
Wрасч = b ВПh2 ВП6 =1515 26 = 563см3;
-изгибающий момент от действия поперечных и продольных нагрузок опре-
деляемый из расчёта по деформированной схеме по фор. (29) СНиП [2]
М =М-Ne =2821-29953003 =1922Нм;
- коэф. определяемый по форм. (30) СНиП [2]
коэф. x необходимо домножить на поравочный коэф. к н определяемый по фор. (31)
т.к. эпюра М имеет треугольное очертание;
j -коэф. продольного изгиба определяем по п.4.3. СНиП [2] формуле (7) или (8):
при гибкости элемента l ≤ 70
при гибкости элемента l > 70
здесь коэф. а=08 А=3000;
l -гибкость элемента из плоскости деформирования по форм. (9) СНиП [2]:
l 0= ml =13015 =3015мм -расчётная длина элемента по форм. (10) СНиП [2]
m =1 -согласно п.4.21 СНиП [2];
r =0289h =0289150= 43мм;
к н =122 + 0844(1-122) =1034;
Верхний пояс фермы имеет большой запас прочности поэтому уменьшим размеры сече-ния.
Принимаем брус размером сечения h B.П. b В.П. =125 125 мм.
Высота опорной площаки h оп =2(05h ВП-е) =2(05125-25) =75мм > 04 h ВП =04125 =50мм.
R c =14МПа = 1400Нсм2- табл.3 п.1.б. СНиП [2] -расчётное сопротивление древесины
Fрасч= b ВПh ВП =125125 = 1563см2;
Wрасч = b ВПh2 ВП =125125 2= 326см3;
М =М-Ne =2821-299530025 =2072Нм;
r =0289h =0289125= 36мм;
к н =122 + 0678(1-122) =1071;
Прочность панели верхнего пояса обеспечена.
Расчёт на устойчивость плоской формы деформирования сжато-изгибаемого элемен-та.
Расчёт на устойчивость плоской формы деформирования сжато-изгибаемого элемента следует производить по формуле (33) п.4.18. СНиП [2] :
п =2 -для элементов без закрепления растянутой зоны из плоскости деформирования;
R c = R u =14МПа = 1400Нсм2- табл.3 п.1.б. СНиП [2] -расчётное сопротивление древесины
cоответственно сжатию и растяжению;
R c R u необходимо домножить на коэф. условий работы m T =1 m B =1 -по п.3.2. СНиП [2];
Fбр = b ВПh ВП =125125 = 1563см2 -площадь брутто с максимальными размерами сечения
элемента на участке
Wбр = b ВПh2 ВП =125125 2 = 326см3 - максимальный момент сопротивления брутто эле-
мента на рассматриваемом участке
N =29953Н -расчётное усилие для стержня 8 (12) сечение 3 см. табл.4.2;
j -коэф. продольного изгиба определяем по формуле (8) п.4.3. СНиП [2]:
l 0= ml =11500 =1500мм -расчётная длина элемента из плоскости дефор-
мирования при раскреплённой сжатой кромки панелями покрытия шириной 1500мм
по форм. (10) СНиП [2];
r =0289b =0289125= 36мм;
j м -коэф. определяемый по формуле (23) п.4.14. СНиП [2]:
к ф =135 -коэф. зависящий от формы эпюры изгибающих моментов на участке lp
определяемый по табл.2 прил.4 СНиП [2];
Устойчивость верхнего пояса фермы плоской формы деформирования обеспечена.
Определение прогиба панели верхнего пояса.
Прогиб элемента определяем по фрмуле:
00 -по табл.16 п.п. 3.а) СНиП [2];
J BП =b BП ·h3ВП 12 =125·125 3 12 =2035см4;
Е =Е Д =10 4МПа =10 6Нсм2;
Прогиб панели верхнего пояса не превышает предельно-допустимого прогиба.
3.2. Расчёт элементов решётки - раскосы
Элементы решётки - раскосы расчитывается на усилия сочетания 1 и на усилия сочетание 2.
Расчёт опорного раскоса
Опорный раскос (элемнты фермы 3 (17) см. рис.4.1.) испытывает усилия сжатия.
Расчётные усилия по табл.4.2.:
сочетания 1: N =-25839 Н;
сочетания 2 слева (справа): N =-23285 Н (-19459 Н)
Ширина сечения опорного раскоса b ОР = b ВП =125 мм;
Определение требуемой высоты сечения элемента из условия предельной гибкости.
Расчёт ведём по формуле (9) СНиП [2]:
l =3589 мм -длина опор-
ного раскоса между точками закрепления;
Принимаем h ОР =125 мм.
Принимаем брус размером сечения h b =125 125 мм.
Проверка прочности опорного раскоса.
Проверку прочности производим по формуле (5) п.4.2. СНиП [2]:
R C =1400 Нсм 2 -расчётное сопротивление древесины сжатию вдоль волокон по
табл.3 п.п.1.б СНиП [2] при коэф. условий работы m T =1 m B =1 -по п.3.2. СНиП [2];
FHT =h OP ·b OP =125·125 =1563 см 2;
s =258391563 =165 Нсм 2 R C =1400 Нсм 2 .
Прочность на сжатие опорного раскоса обеспечена.
Расчёт раскоса - 9 (11)
Раскос (элемнты фермы 9 и 11 см. лист 1 «Расчёт фермы покрытия») испытывает усилия сжатия и растяжения.
сочетания 1: N =250 Н;
сочетания 2 слева (справа): N =1834 Н (-1820 Н)
Ширина сечения раскоса b Р = b ВП =125 мм;
l =3950 мм -длина опор-
Принимаем h Р =100 мм.
Принимаем брус размером сечения h b =100 125 мм.
Проверка прочности раскоса на усилия сжатия.
R C =1300 Нсм 2 -расчётное сопротивление древесины сжатию вдоль волокон по
табл.3 п.п.1.а СНиП [2] при коэф. условий работы m T =1 m B =1 -по п.3.2. СНиП [2];
FHT =h OP ·b OP =10·125 =125 см 2;
s =1820125 =146 Нсм 2 R C =1300 Нсм 2 .
Прочность раскоса на усилие сжатия обеспечена.
Проверка прочности раскоса на усилие растяжения.
Расчёт ведём по формуле (4) п.4.1. СНиП [2]:
R Р =700 Нсм 2 -расчётное сопротивление древесины растяжение вдоль волокон по
табл.3 п.п.2.а СНиП [2] при коэф. условий работы m T =1 m B =1 -по п.3.2. СНиП [2];
NF НТ =1834125 =147 Нсм 2 R Р =700 Нсм 2 .;
Прочность раскоса на усилие растяжения обеспечена.
Расчёт раскоса - 5 (15)
Раскос (элемнты фермы 5 и 15 см. лист 1 «Расчёт фермы покрытия») испытывает усилия растяжения.
сочетания 1: N =10037 Н;
сочетания 2 слева (справа): N =8160 Н (8665 Н)
Определение требуемой высоты сечения элемента из условия прочности.
Расчёт ведём по формуле (4) п.4.1. СНиП [2]:
где R Р =700 Нсм 2 -расчётное сопротивление древесины растяжение вдоль волокон
по табл.3 п.п.2.а СНиП [2] с умножением на коэф. условий работы m T =1 m B =1 -по п.3.2.
h P =N(b P·R P) =10037(125·700) =11 см;
Принимаем из условий унификации брус сечением h b =100 125 мм.
Расчитываем наиболее нагруженную стойку - элемент 7 (13) (рис.4.1.) испытывающий усилия сжатия.
сочетания 1: N =-5673 Н;
сочетания 2 слева (справа): N =-5673 Н (-3573 Н)
Ширина сечения стойки b Р = b ВП =125 мм;
l =2270 мм -длина опор-
Для стойки 1 (19) из условия унификации принимаем брус h b =100 125 мм.
3.3. Расчёт нижнего пояса
Расчёт нижнего пояса производится по наиболее нагруженному элементу - 10. Размеры поперечного сечения остальных элементов нижнего пояса из условий унификации принимаются анологично расчётному элементу.
Расчётные усилия по табл.4.2. :
сочетания 1: N =29798 Н;
сочетания 2 слева (справа): N =24890 Н (24890 Н)
Расчёт на прочность элементов подверженных центральному растяжению следует выполнять по формуле (5) п.5.1. СНиП [3]:
А n =96 см 2 -площадь сечения 2-х равнополочных уголков размером сечения одного
R Y =235 кНсм 2 -расчётное сопротивление по пределу текучести по табл.51а
СНиП [3] для марки стали С235 при толщине от 2 до 20 мм;
g С =095 -коэф. условий работы по табл.6* п.п.6.б) СНиП [3];
Прочность элемента нижнего пояса обеспечена.
3.4. Расчёт конькового узла ( узел 6)
Коньковый узел (узел 6) приведён на рис.4.3.
Коньковый узел осуществляем в виде сварного из стальных листов башмака. Верхний пояс упирается в упорную плиту приваренную к фасонкам башмака раскосы крепяться к узлу болтовым соединением с помощью стальных накладок.
класс болтов 4.6 класс точности болтового соединения В.
Расчёт сварного башмака
Определение площади опирания торца верхнего пояса на плиту башмака из условия смятия по формуле (52) п.5.1. СНиП [2] :
F CM =299531400 =214 см 2.
Длина плиты h ПЛ = F CM l ВП =214125 =17 см принимаем h ПЛ =75 см.
Ребристую плиту расчитываем как 2-х пролётную балку между осями фасонок загру-женную равномерно распределённой нагрузкой.
Напряжения в плите s =29953(75·125) =0319 кНсм 2.
Изгибающий момент в плите М =s·h ПЛ ·l208 =0319·75·1128 =362 кНсм 2.
Толщину плиты определяем из формулы
g С =12 -коэф. условий работы по табл.6* п.п.11.а) СНиП [3];
принимаем t ПЛ =10 см.
Расчёт узлового болта
Узловой болт к которому крепяться раскосы расчитываем на изгиб от равнодействую-щей усилий в раскосах см. рис.4.3.
Расчётные усилия по табл.4.2.:
сочетания 1 - N =250 Н;
сочетания 2 слева (спрова) - N =1834 Н (-1820 Н);
сочетания 2 слева (справа): N =-1820 Н ( 1834 Н).
Maксимальное равнодействующее усилие будет при сочетании 2 «слева» или «справа».
Усилие определяем следующим образом:
)принимаем линию действия вектора за ось Х;
)точка отсчёта - пересечение векторов и с координатами х 1 =0; у 1 =0;
)переносим начало вектора параллельно самому себе в конец вектора скоординатами х 2 =1834; у 2 =0;
)координаты конца перенесённого вектора
х 3 = х 2 + s 9 ·cos2·a 1 = 1834 + 1820 ·cos2·a 1 =1834+279=2113;
y 3 = y 2 + s 9 ·cos2·a 1 = 0 + 1820 ·cos2·a 1 =0+1789=1789;
)длина вектора определим как
Равнодействующее усилие N =2769 Н.
t ПД =8 мм -толщина подкладки;
t НК =8 мм -полщина накладки.
W =MR b =166210 =0079 см 3 =01·d 3
здесь R b =210 кНсм 2 -расчётное сопротивление болта.
Диаметр болта принимаем min d =12мм по требованиям п.6.11 СНиП [2].
Расчёт болта на срез по формуле (127) п.11.7* СНиП [3] : N b (A·n s) ≤ R bs ·g b
А =113 см 2 -площадь болта;
n s =4 -количество плоскостей среза;
R bs =15 кНсм 2 -расчётное сопротивление срезу болта класса 4.6 по табл.58*
69(113·4) =0613 кНсм 2 R bs ·g b =15 кНсм 2.
Прочность болта на срез обеспечена.
Расчёт болта на смятие по формуле (128) п.11.7* СНиП [3] :
d =12 см -наружный диаметр болта;
St =16 см -наименьшая суммарная толщина элементов сминаемая в одном направле-
нии принимая толщину стальных накладок 8мм;
R bр =435 кНсм 2 -расчётное сопротивление смятию болта класса 4.6 по табл.59*
g b =08 -по табл.35*СНиП [3];
69(12·16) =144 кНсм 2 R bs ·g b =435 кНсм 2.
Прочность болта на смятие обеспечена.
Накладки крепяться к раскосу двумя болтами 12мм к стальному башмаку одним болтом 12мм.
Определим размер сечения накладки из условия размещения болтов.
Болты в стальных элементах следует размещать по табл.39 п.1219* СНиП [3] :
расстояние между центрами болтов в любом направлении а 1 :
а) минимальное 25·d;
б) максимальное в крайних рядах при отсутствии окаймляющих уголков при
растяжении и сжатии 8·d или 12·t;
для болтов 12мм (отв. =12+2 =14мм) m
расстояние до центра болта до края элемента:
а) минииальнок вдоль усилия а 2 =2·d;
б) то же поперёк усилия при обрезных кромках а 3 =15·d;
в) максимальное 4·d или 8·t;
Здесь d -диаметр отверстия для болта.
Болты в элементах из древесины следует размещать по п.5.18. п.5.19. СНиП [2]. Рас-стояние между осями цилиндрических нагелей вдоль волокон древесины S1 поперёк волокон древесины S 2 и от кромки элемента S 3 следует принимать не менее для стальных нагелей S 1 =7·d; S 2 =35·d; S 3 =3·d здесь d -диаметр нагеля.
Для болтов 12мм S 1 =7·12 =84мм; S 2 =35·12 =42мм; S 3 =3·12 =36мм.
Принимаем а 3 =40мм тогда ширина накладки 2·40 =80мм.
Принимаем остальные размеры а 2 =30мм; а 1 (вдоль усилия) =S 1 =100мм; S 3 =30мм.
Проверка несущей способности нагелей в креплении накладки с раскосом.
Требуемое количество нагелей определяем по формуле (55) п.5.13 СНиП [2]:
Т -наименьшая расчётная несущая способность найденная по формулам 1.а) и 3.б)
смятия в среднем элементе соединения ТСМ =05·с·d =05·125·12 =75 кН здесь
с =125см -толщина среднего элемента (бруса);
изгиб нагеля ТИ =25·d 2 =25·12 2 =36 кН;
п Ш =2 -число расчётных швов одного нагеля;
п Н ≥ 1834(36·2) =025 п Н =2 шт.
Проверяем стальные накладки на растяжение в сечении ослабленном узловым болтом по формуле (5) п.5.1. СНиП [3]:
А n =2·(8·08-12·08)=109 см 2 -площадь сечения нетто 2-х накладок размером сечения одной накладки 808 мм;
g С =105 -коэф. условий работы по табл.6* п.п.6.в) СНиП [3];
Прочность накладок из условия растяжения обеспечена.
Проверяем стальные накладки из условия устойчивости в плоскости перпендикулярной плоскости пластинки по формуле (7) п.5.3. СНиП [3]:
N =05·(-1820) =-910 Н;
А =8·08 =64 см 2 -площадь сечения накладки размером 808 мм;
j -коэф. продольного изгиба по табл.72 СНиП [3] в зависимости от l и R Y по инте-
где r =0289·t =0289·8 =23мм;
накладки между точками закрепления см. рис.4.3.;
Прочность накладок из условия устойчивости обеспечена.
3.5.Расчёт узла 5 (8)
Узел 5 (8) приведён на рис.4.4. Стойка крепиться к вехнему поясу планками с двух сторон которые крепяться к накладкам болтом в центре узла. Планки крепяться к верхнему поясу 4-мя болтами.
Узловой болт к которому крепяться раскосы расчитываем на изгиб от усилия в стойке.
t ПЛН =8 мм -толщина планки.
W =MR b =3404210 =0162 см 3 =01·d 3
Диаметр болта принимаем d =14мм.
Расчёт болта на срез по формуле (127) п.11.7* СНиП [3] :
N b (A·n s) ≤ R bs ·g b
А =154 см 2 -площадь болта;
73(154·4) =092 кНсм 2 R bs ·g b =15 кНсм 2.
d =14 см -наружный диаметр болта;
St =2·tНКЛ =2·08 =16 см -наименьшая суммарная толщина элементов сминаемая в
одном направлении принимая толщину стальных накладок 8мм;
73(14·16) =253 кНсм 2 R bs ·g b =435 кНсм 2.
Планки крепяться к стойке двумя болтами 12мм (установленных в шахматном порядке).
Размер сечения накладки из условия размещения болтов см. п.3.3.4.
Проверка несущей способности нагелей в креплении планки со стойкой.
п Н ≥ 5673(36·2) =079 п Н =2 шт.
Проверяем стальные планки из условия устойчивости в плоскости перпендикулярной плоскости пластинки по формуле (7) п.5.3. СНиП [3]:
N =05·(-5673) =-2837 Н;
А =8·08 =64 см 2 -площадь сечения планки размером 808 мм;
r =0289·t =0289·8 =23мм;
накладки между точками закрепления см. рис.4.4.;
3.6. Расчёт узла 4 (7)
Узел приведён на рис.4.5. В узле уголки нижнего пояса соединяются с обоих сторон накладками сечением 8100 мм. Элементы решётки крепяться к узлу планками при помощи болта который распологается в центре узла.
Узловой болт к которому крепяться элементы решётки расчитываем на изгиб от равнодействующей усилий этих элементов.
сочетания 2 слева (спрова): N =1834 Н (-1820 Н);
сочетания 2 слева (справа): N =8160 Н (8665 Н);
сочетания 2 слева (справа): N =-5673 Н (-3573 Н);
Maксимальное равнодействующее усилие будет при сочетании 2 «справа». Усилие определяем методом изложенным в п.4.3.4.
Равнодействующее усилие N =6359 Н.
t ПЛН =8 мм -толщина планки;
W =MR b =3815210 =018 см 3 =01·d 3
n s =6 -количество плоскостей среза;
59(154·6) =0688 кНсм 2 R bs ·g b =15 кНсм 2.
одном направлении принимая толщину стальных планок 8мм;
59(14·16) =283 кНсм 2 R bs ·g b =435 кНсм 2.
Рассчитываем планку расскоса 5 (15) остальные планки рассчитаны в предыдущих узлах.
Проверка несущей способности нагелей в креплении планки с раскосом 5 (15).
п Н ≥ 10037(36·2) =139 п Н =2 шт.
Проверяем стальные планки на растяжение в сечении ослабленном узловым болтом по формуле (5) п.5.1. СНиП [3]:
А n =2·(8·08-16·08)=102 см 2 -площадь сечения нетто 2-х планок размером сечения
одной планки 808 мм;
Прочность планки из условия растяжения обеспечена.
Расчёт стыковой накладки
Проверяем стыковую накладку на растяжение в сечении ослабленном узловым болтом 14мм по формуле (5) п.5.1. СНиП [3]:
А n =2·(10·08-16·08)=134 см 2 -площадь сечения нетто 2-х накладок размером сечения
одной накладки 1008 мм;
Прочность стыковой накладки из условия растяжения обеспечена.
Расчёт сварного соединения накладки с нижним поясом.
Принимаем сварку ручную электродом Э42.
Принимаем наибольший катет сварного шва по п.12.8.а) СНиП [3]:
Определим требуемую длину сварного шва из условия среза по п.11.2* СНиП [3]:
по металлу шва. формула (120) ;
по металлу границы сплавления формула (121)
b f =07 b z =10 -коэф. принимаемые по табл.34* СНиП [3];
gwf =1 gwz =1 -коэф. условий работы шва;
R wf =185 кНсм 2 -расчётное сопротивление по металлу шва по табл.56 СНиП [3];
R wz =045·R UN =045·37 =1665 кНсм 2 -расчётное сопротивление по металлу границе
сплавления по табл.3 СНиП [3] здесь R UN =37 кНсм 2 - нормативное сопротивление по
временному сопротивлению по табл.51* СНиП [3] для класса стали С235;
Требуемая суммарная длина углового шва по перу и обушку (одной накладки) l W =4см по требованиям п.12.7.в).
Принимаем нахлёст накладки с уголком нижнего пояса 40мм тогда суммарная длина шва по обушку и перу составит l =8см > l W =4см.
3.7. Расчёт узла 3 (9)
Узел 3 (9) приведён на рис.4.6.
Узел осуществляем в виде сварного из стальных листов башмака. Верхний пояс упирае-тся в ребристую плиту приваренную к фасонкам башмака раскосы крепяться к узлу болтовым соединением с помощью стальных накладок.
Расчёт сварного бошмака см. расчёт конькового узла.
Толщину плиты принимаем анологично п.4.3.4. t ПЛ =10 см.
Узловой болт к которому крепяться раскосы расчитываем на изгиб от равнодействую-щей усилий в раскосах.
сочетания 2 слева (справа): N =-23285 Н (-19459 Н).
Maксимальное равнодействующее усилие будет при сочетании 1.
Усилие определяем метолом описанном в п.4.3.4.
Равнодействующее усилие N =31218 Н.
W =MR b =18731210 =089 см 3 =01·d 3
Диаметр болта принимаем d =30мм.
А =706 см 2 -площадь болта;
218(706·4) =110 кНсм 2 R bs ·g b =15 кНсм 2.
d =30 см -наружный диаметр болта;
218(3·16) =650 кНсм 2 R bs ·g b =435 кНсм 2.
Планки крепяться к раскосу двумя болтами 12мм к стальному башмаку одним болтом 30мм.
Размер сечения планки из условия размещения болтов рассмотрен в п.4.3.4.
Для узлового болта 30мм:
S 1 =7·d; S 2 =35·d; S 3 =3·d здесь d -диаметр нагеля.
Принимаем размеры для 30 а 2 =60мм; а 3 =45мм требуемая ширина планки 2·45 =90мм.
Принимаем сечение планки опорного раскоса 908 мм.
Проверка несущей способности нагелей в креплении планки с раскосом 3 (17).
п Н ≥ 25839(36·2) =36> п Н =2принимаем п Н =4шт.
Проверяем стальные планки раскоса 5(15) на растяжение в сечении ослабленном узловым болтом по формуле (5) п.5.1. СНиП [3]:
А n =2·(9·08-32·08)=93 см 2 -площадь сечения нетто 2-х накладок размером сечения одной накладки 908 мм;
Прочность планок раскоса 5(15) из условия растяжения обеспечена.
Проверяем стальные планки опорного раскоса из условия устойчивости в плоскости перпендикулярной плоскости пластинки по формуле (7) п.5.3. СНиП [3]:
N =05·(-25839) =-12920 Н;
А =9·08 =72 см 2 -площадь сечения накладки размером 1208 мм;
планки между точками закрепления см. рис.4.6.;
Прочность планок опорного раскоса из условия устойчивости обеспечена.
Проверка прочности опорного раскоса
Опорный раскос ослаблен 4 болтами 12мм.
Проверку прочности на сжатие производим по формуле (5) п.4.2. СНиП [2]:
FHT =h OP ·b OP - 2·d·h ОР =125·125-2·12·125 =1263 см 2 -пощадь сечения нетто
учитывающая ослабления на участке длинной 200мм;
s =258391263 =205 Нсм 2 R C =1400 Нсм 2 .
Прочность опорного раскоса на сжатие обеспечена.
Проверка прочности опорного раскоса из условия устойчивости по формуле (6) п.4.2. СНиП [2]:
FРАСЧ =F БР =h OP ·b OP =1563 см 2 -т.к. площадь ослаблений
F ОСЛ =2·d·h ОР =2·12·125 =30 см 2 025·F БР =025·h OP ·b OP =025·1563 см 2 учитываем
ослабления на участке длинной 200мм;
Прочность опорного раскоса из условия устойчивости обеспечена.
3.8. Расчёт узла 2(11)
Узел приведён на рис.4.7.
Стойка 1(19) крепится к верхней панели фермы 2(18) деревынными накладками с обоих сторон. Накладки крепяться 2-мя болтами 12мм к стойке и 2-мя болтами 12мм к верх-ней панели.
Принимаем сечение накладки 10075 мм.
Проверка прочности стойки из условия смятия торцевой поверхности по формуле (52) п.5.1. СНиП [2] :
F CM =10·125соsa =126см 2 -площадь площадки опирания стойки
здесь a =arctg01 =571059;
N =-3790 Н -расчётное усилие в стойке;
R CM =1300 Нсм 2 -расчётное сопротивление смятия вдоль волокон по табл.3 п.п.1.б)
СНиП [2] с умножением на коэф. условий работы m T =1 m B =1 -по п.3.2. СНиП [2];
90126 =301 Нсм 2 R CM =1300 Нсм 2.
Прочность стойки из условия смятия торцевой поверхности обеспечена.
Проверка прочности панели верхнего пояса из условия смятия боковой поверхности по формуле (52) п.5.1. СНиП [2] :
F CM =10·125соsa =126см 2 -площадь смятия боковой поверхности панели верхнего
пояса здесь a =arctg01 =571059;
R CMa -расчётное сопротивление смятию под углом a определяем по формуле:
R CM =1400 Нсм 2 -расчётное сопротивление смятия вдоль волокон по табл.3 п.п.1.б)
R CM90 =180 Нсм 2 -расчётное сопротивление смятия поперёк волокон по табл.3
90126 =301 Нсм 2 R CM =1391 Нсм 2.
Прочность панели верхнего пояса из условия смятия боковой поверхности обеспечена.
3.9. Расчёт опорного узла (узел 1(10))
Узел приведён на рис.4.8.
Узел осуществляем в виде сварного из стальных листов башмака. Опорный раскос упирается в ребристую плиту приваренную к щёкам башмака нижний крепится к щёкам башмака сварными швами опорная стойка упирается в опорную плиту и крепится болтом к щекам башмака.
Ребристая плита размером 16585 мм из условия частичного опирания торцевой поверхности опорного раскоса.
Проверка прочности опорного раскоса из условия смятия торцевой поверхности по формуле (52) п.5.1. СНиП [2] :
F CM =125·85 =1063см 2 -площадь сечения опорного раскоса;
N =-25839 Н -расчётное усилие в опорном раскосе;
8391063 =243 Нсм 2 R CM =1400 Нсм 2.
Прочность опорного раскоса из условия смятия торцевой поверхности обеспечена.
Напряжения в плите s =25839(125·125) =0165 кНсм 2.
Изгибающий момент в плите М =s·h ОР ·l208 =0165·125·13528 =47 кНсм 2.
Расчёт опорной плиты
Горизонтальную опорную плиту рассчитываем на изгиб под действием напряжений смятия её основания как однопролётную балку с двумя консолями.
Опорная реакция фермы
L=18 м -пролёт фермы.
Размер опорной плиты принимаем 265125 мм.
Площадь опорной плиты F ОП =265·125 =3313 см 2.
Напряжения в плите .
Момент в консольной части плиты М К =05·s·l2 K =05·103·62 =1854 Н·см.
Момент в пролёте плиты М К =s·l2ПР 8 =103·135 28 =2346 Н·см.
Требуемая толщина плиты по формуле
Сварные швы прикрепления поясных уголков к вертикальным фасонкам в опорном узле рассчитываются анологично п.4.3.6.
Принимаем катет шва к f =6 мм.
Требуемая суммарная длина углового шва по перу и обушку (одной накладки) l W =4см по требованиям п.12.7.в) что больше расчётной длины (так как усилие в поясных уголках опорного узла меньше усилий поясных уголков в узле 4).
Принимаем нахлёст фасонки с уголком нижнего пояса 40мм тогда суммарная длина шва по обушку и перу составит l =8см > l W =4см.
Сварные швы прикрепляющие ребра упорной плиты к вертикальным фасонкам.
Усилие на одно ребро N =258392 =12920 Н.
Принимаем катет сварного шва к f =6 мм.
Требуемая суммарная длина углового шва с обоих сторон ребра l W =4см по требованиям п.12.7.в).
Имеется длина шва l =2·6 =12см > l W =4см.
Расчёт прочности стойки из условия смятия торцевой поверхности
Расчёт не производим ввиду явного запаса прочности см. п.4.3.8.
Расчёт прочности бруса под опорной плитой из условия смятия боковой поверхности
Проверка прочности бруса из условия смятия боковой поверхности по формуле (52) п.5.1. СНиП [2] :
-напряжения смятия под опорной плитой
3 Нсм 2 R CM =180 Нсм 2.
Прочность бруса из условия смятия боковой поверхности обеспечена.

icon 5-1 Компановка колонны.doc

1. Компановка колонны
Колонны производственного здания выполняются дощато-клеёные.
Предварительный подбор сечения колонн.
Предельная гибкость для колонн равна l ПРЕД =120. При подборе размеров сечения колонн задаёмся гибкостью l =100. Низ колонны жёстко защемлён в фундамент верх колонны в плоскости рамы считаем свободным а из плоскости рамы шарнирно соеденён с обвязочным брусом.
Определим размеры сечения колонны из формулы (9) СНиП [2] (9) СНиП [2] :
l Х =l У =100 -гибкость колонны соответственно в плоскости рамы и из плоскости
l OХ =m Х×H l OУ =m У×h -рассчётные длины колонн соответственно в плоскости рамы и
m Х =22 m У =1 -коэф. закрепления колонны согласно п.4.21 СНиП [2];
H =41 м -высота колонны;
r X =0289×h K r У =0289×b K -радиусы инерции сечения колонны;
b K =m У×H(l У×0289) =1×41(100×0289) =0142 м.
Принимаем что для изготовления колонн используют доски шириной 175мм и толщиной 42мм. После фрезерования (острожки) толщина досок составит 40-8 =32мм. Ширина колон-ны после фрезерования (острожки) заготовочных блоков по пласти будет 175-15 =160мм. С учётом принятой толщины досок после острожки высота сечения колонн будет
h K =10×32 =320 мм; b K =160 мм.

icon 5-2 Сбор нагрузок на колонну.doc

5.2. Сбор нагрузок на колонну
Нагрузки на колонну собираем с плоской рамы. Расчётная схема рамы приведена на рис.5.2.
2.1. Постоянные нагрузки
Нагрузки от покрытия
- равномерно распределённая нагрузка от покрытия см. табл.4.1. п.з.;
L =18м -пролёт рамы.
Собственная масса колонны
gД =5 кНм 3 -объёмный вес для породы вревесины сосна;
gf =11 -коэф. надёжности по нагрузке.
2.2. Временные нагрузки
- равномерно распределённая снеговая нагрузка соот-
ветственно нормотивная и расчётная см. табл.4.1. п.з.;
Ветровую нагрузку на здание рекомендуется учитывать как сумму 2х составляющих средней (Wm) и пульсационной (Wi). Средняя составляющая учитывается всегда. Пульсационная может учитоваться при расчёте мачт башен транспортных эстакад дымовых труб многоэтажных зданий высотой более 40 м одноэтажных зданий H>36 м (если отношение >1.5 в местностях типа АВ).
W0=0.30 ()-табл.5 СНиП [4] II-ветровой район;
Се=0.8;0.6-аэродинамический коэф. наветренной и подветренной сторон соответственно СНиП 2.01.07-85 прил.4.
Скоростной напор ветра увеличивается с высотой от поверхности земли а у поверхности земли зависит от наличия различных препятствий. Примем тип местности B - городские территории лесные массивы и другие местности равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м.
Челябинск относится ко II ветровому району нормативное значение ветрового давления:
Значения коэффициента К
Высота над поверхностью земли м
Переходим от действительной эпюры давления к эквивалентной равномерно распределенной. Эквивалентную эпюру находим на участках h1 и h2 см. рис.5.3.;
Высоты характеризующие однозначную эпюру давления:
Протяженность участков с однозначными эпюрами на осредненных участках:
На каждом участке j с однозначной эпюрой i находим осредненный коэффициент
tg i -тангенс угла наклона эпюры ветрового давления на участке с однозначной
Значения tg i для участков с однозначной эпюрой
Находим средние коэффициенты на первом и втором участках:
Равномерно распределённая нагрузка на 1 м 2:
Расчетная погонная ветровая нагрузка на раму на участке h1 передается в виде равномерно распределенной:
с наветренной стороны: ;
с подветренной стороны: .
С грузовой площади шатра A1 (м2) нагрузка в виде сосредоточенной силы F (кН) перено-сится на узел сопряжения верхней части колонны с ригелем:

icon 5-3 Статический и Констр Расчёт колонны.doc

5.3. Статический расчёт
Расчётные усилия в колонне определяем из расчёта плоской рамы.
Расчёт плоской рамы производим с помощью персонального компьютера и программы «Лира». Для расчёта плоской рамы необходимо определить основную систему плоской рамы (по правилам строительной механики) а так же определить нагрузки действующие на основную систему.
Основная система плоской рамы приведена на рис.5.3.а).
Нагрузки действующие на раму приведены на рис.5.2.; рис.5.3.б) в); рис.5.4.в) г). и опреде-ляются по п.5.2. п.з.
Усилия в колонне полученные при расчёте плоской рамы заносим в табл.5.3.
4. Конструктивный расчёт
Колонну пректируем из пиломатериалов хвойных пород (сосна ель). Древесина III сорта.
Колонну расчитываем на нагрузки сочетания 1 для сечения 2-2 см. табл.5.3.:
4.1. Расчёт на прочность
Расчёт производится на действие N и М по варианту 1.
Расчёт прочности сжато-изгибаемого элемента следу-ет производить по формуле (28) п.4.17. СНиП [2] :
R c =15МПа = 15кНсм2- табл.3 п.п.1в) СНиП [2] -расчётное сопротивление клеёной
древесины сжатию вдоль волокон;
С учётом коэф. условий работы m Н =12 m СЛ =1 и коэф. надёжности gп =095 получим
R c =15×12×1×1095 =1895кНсм2;
Fрасч= b Кh К =16×32 =512см2;
Wрасч = b Кh2 К6 =1632 26= 2731см3;
-изгибающий момент от действия поперечных и продольных нагрузок опре-
деляемый из расчёта по деформированной схеме по фор. (29) СНиП [2]
- коэф. определяемый по форм. (30) СНиП [2]
коэф. x необходимо домножить на поравочный коэф. к н определяемый по фор. (31)
т.к. эпюра М близка к треугольному очертанию;
j -коэф. продольного изгиба определяем по п.4.3. СНиП [2] формуле (7) или (8):
при гибкости элемента
при гибкости элемента l > 70
здесь коэф. а=08 А=3000;
l -гибкость элемента в плоскости деформирования по форм. (9) СНиП [2]:
l 0= ml =22×4100 =9020мм -расчётная длина элемента по форм. (10) СНиП [2]
m =22 -согласно п.4.21 СНиП [2];
r =0289h =0289320= 92мм;
к н =122 + 0884(1-122) =1025;
Прочность колонны обеспечена. Оставляем принятое сечение колонны изходя из необхо-димости ограничения гибкости.
4.2. Расчёт на устойчивость плоской формы деформирования
Расчёт на устойчивость плоской формы деформирования сжато-изгибаемого элемента следует производить по формуле (33) п.4.18. СНиП [2] :
п =2 -для элементов без закрепления растянутой зоны из плоскости деформирования;
R c = R u =1895кНсм2 - расчётное сопротивление древесины cоответственно сжатию и
растяжению с учётом коэф. m Н =12 m СЛ =1 и gп =095 см. расчёт п.5.4.1.;
Fбр = 512см2 - площадь брутто с максимальными размерами сечения элемента на
Wбр = 2731см3 - максимальный момент сопротивления брутто элемента на рассматри-
j -коэф. продольного изгиба определяем по формуле (8) п.4.3. СНиП [2]:
l -гибкость элемента из плоскости деформирования по форм. (9) СНиП [2]:
l 0= ml =14100 =4100мм -расчётная длина элемента из плоскости деформирования
при распорках по верху колонн по форм. (10) СНиП [2];
m =1 -согласно п.4.21 СНиП [2];
r =0289b =0289160= 46мм;
j м -коэф. определяемый по формуле (23) п.4.14. СНиП [2]:
к ф =175-075×d =175 -коэф. зависящий от формы эпюры изгибающих моментов на
участке lp определяемый по табл.2 прил.4 СНиП [2]
где d =0 -так как момент в верхней части колонны равен нулю;
Устойчивость колонны плоской формы деформирования обеспечена.
4.3. Расчёт на устойчивость из плоскости как центрально сжатого стержня.
Расчёт из условия устойчивости по формуле (6) п.4.2. СНиП [2]:
R C =1895 кНсм 2 -расчётное сопротивление древесины сжатию вдоль волокон см.
FРАСЧ =F БР =512 см 2;
j =0378 -см. расчёт п.5.4.2.;
s =34988(0378×512) =0181кНсм 2 R C =1895кНсм 2 .
Устойчивость колонны из плоскости действи момента обеспечена.
4.4. Расчёт узла защемления колонны в фундамент (по варианту 1)
Рсчётные усилия по варианту 2.
При этом варианте нагрузок получим максимальные усилия в анкерах и тяжах конструк-ций узла защемления показанной на рис.5.5.
Подколонник принимаем из бетона класса В35 R b =199 кНсм 2 -по табл.13 СНиП [9].
Необходимо чтобы выполнялось условие R b =199кНсм 2> R СМ =1895кНсм 2
где R СМ - расчётное сопротивление смятию древесины см. расчёт п.5.4.1.
-изгибающий момент от действия поперечных и продольных нагрузок опре-деляемый из расчёта по деформированной схеме по фор. (29) СНиП [2]
Из расчёта колонны на прочность см. п.5.4.1. имеем:
к н =122 + 0926(1-122) =1016;
Подбор (предварительный) размеров деталей узлов.
Принимаем толщину уширения колонны (см. рис.5.5.) равной двум толщинам досок после фрезерования d НАКЛ =2×32 =64мм.
Принимаем толщину стальной анкерной полосы d А =10мм.
С учётом принятых уширений получим h KH =h K + 2×d НAKЛ =320 + 2×64 =448мм.
Высоту уширения принимаем равной ширине колонны понизу (h KH) плюс 150мм учитывая конструктивное решение узла и расположение тяжей под углом 45 0
l H =h KH + 150 =448 + 150 =598мм.
Определение усилий в анкерных полосах и тяжах.
Усилия в анкерных полосах и наклонных тяжах которыми обеспечивается крепление колонны к фундаменту при принятом решении узла защемления колонны вычисляем изходя из равновесия всех сил действующих на узел.
Расчётное сопротивление древесины смятию принимаем с учётом коэф. условий работы m Н =12 m СЛ =m б =1 и коэф. надёжности gп =095 получим
R СМ =15×12×1×1095 =1895кНсм2
R СМ =15МПа = 15кНсм2 -расчётное сопротивление древесины смятию вдоль волокон по
табл.3 п.п.1.в) СНиП [2].
Расчётное сопротивление листовой стали по пределу текучести с учётом коэф. усло-вий работы gС =1 по табл.6*СНиП [3] и коэф. надёжности gп =095 получим
R Y =1×235095 =24737 кНсм 2
R Y =235 кНсм 2 -по табл.51а СНиП [3] для марки стали С235 при толщине
При расчёте узла учитываем что прочность бетона фундамента больше прочности древесины на смятие. Проводим условное сечение по линии О-О и отбрасываем фундамент заменяя отброшенную часть усилиями N A и D C . Запишем их значения в общем виде
размеры и геометрические характеристики сечения в (см);
В формулах (5.1) и (5.2) неизвестны значения высоты сжатой зоны х и площадь анкерной полосы F AHT . Их значения находим из условий равновесия узла. Для нахождения двух неизвестных имеем два условия: N =0; M =0.
Сумму моментов удобно определить относительно точки О находящейся в месте пере-сечения оси колонн с верхней гранью фундамента. Используя формулы (5.1) и (5.2) запишем эти условия в явном виде.
-N A - N + D C =0 (5.3)
-N A ×(h KH2 + d A2) + M Д - D C ×( h KH2 - x3) =0. (5.4)
Подставив все известные значение получим
-24737× FAHT - 22388 + 1516×х =0; (5.5)
-24737× FAHT ×(4482 + 102) + 11784 - 1516×х×(4482 - х3) =0 (5.6)
усилия в кН и кНсм 2 .
Преобразуем выражения (5.5) и (5.6)
-24737× FAHT - 22388 + 1516×х =0;
-566477× FAHT + 11784 - 339584×х + 5053×х 2 =0.
Значения FAHT и х определим решив систему уравнений (5.5) и (5.6) и получим:
Принимаем из конструктивных соображений анкерную полосу размером 1608мм
FAHT =16×08 =128см 2 > 067см 2.
Усилие в наклонных тяжах с учётом действия поперечной силы
g С =085 -коэф. условий работы учитывающий возможную неравномерность натяжение
Принимаем тяжи из стали марки ВСт3кп2 R У =19кНсм 2 -по табл.60* СНиП [3].
С учётом коэф. надёжности по назначению gп =095 R У =19095 =20кНсм 2.
Требуемая площадь наклонных тяжей
F THT =D TR У =1621920 =081 см 2.
Принимаем тяжи 12мм для которых F THT =113 см 2 > 081 см 2.
Проверка прочности клеевого шва на скалывание
Проверка прочности клеевого шва на скалывание в плоскости приклейки накладок производим по формуле
При х =25см d НАКЛ =64см то N CK =D C - N A =379-15584 =22316кН;
- среднее расчётное сопротивление скалыванию определяется по формуле
Расчётное сопротивление древесины скалыванию R СК принимаем с учётом коэф.
условий работы m Н =12 и коэф. надёжности gп =095 получим
R СК =021×12095 =0265кНсм2
R СК =21МПа = 021кНсм2- табл.3 СНиП [2] -расчётное сопротивление скалыванию
древесины вдоль волокон;
b =0125 -при промежуточном скалывании;
Прочность клеевого шва на скалывание обеспечена.
Проверка прочности на смятие (под углом a)
Принимаем уголки размером 50505 мм.
Проверка прочности накладки из условия смятия торцевой поверхности под углом по формуле (52) п.5.1. СНиП [2] :
F CM =b УГ ×b К =5·16 =80см 2 -площадь смятия торцевой поверхности накладки;
N =2×D T =2×16219 =32438кН -расчётное усилие в тяжах;
R CMa -расчётное сопротивление смятию под углом a определяем по формуле:
R CM =15 кНсм 2 -расчётное сопротивление смятия вдоль волокон по табл.3 п.п.1.в)
R CM90 =03 кНсм 2 -расчётное сопротивление смятия поперёк волокон по табл.3
R CMa с учётом коэф. т Н =12 и g п =095 получим R CMa =0621×12095 =0785 кНсм 2;
43880 =0405 кНсм 2 R CM =0785 кНсм 2.
Прочность накладки из условия смятия обеспечена.
Проверка прочности уголка на изгиб
Уголок расчитывается как одно пролётная балка загруженная равномерно распределён-ной нагрузкой (рис.5.5.).
Расчётная длина уголка l УГ =b K + d TБР + 2×05 =16+12+1 =182см
где 05см -зазор между тяжём и колонной.
Погонная нагрузка на уголок .
Изгибающий момент в уголке
Момент сопротивления уголка 50505мм: .
R У =235 кНсм 2 -расчётное сопротивление стали по пределу текучести фасонного
сечения для стали марки С235;
g С =1 -коэф. условий работы по табл.6* СНиП [3];
g п =095 -коэф. надёжности по назначению;
Прочность уголка не обеспечена.
Принимаем уголок размером 56565мм.
Прочность уголка обеспечена.
4.5. Расчёт узла защемления колонны в фундамент (по варианту 2)
Узел приведён на рис.5.6.
Принимаем решение узла защемления колонны в фундаменте с применением железобе-тонной приставки из бетона класса В35 (R b =199 кНсм 2 > R СМ =1895кНсм 2) из которой выпущены четыре стержня из арматуры периодического профиля из стали класса А-II (R S =285 кНсм 2 -по табл.22* СНиП [9]). Вклеивание арматурных стержней в древесину осуществляется с помощью эпоксидно-цементного клея марки ЭПЦ-1.
Расчёт арматурных стержней
Принимаем (предварительно) диаметр арматурных стержней 12мм. Тогда диаметр отверстия будет d OTB =d A + 5 =12+5 =17мм.
Расстояние между осью арматурного стержня до граней колонны должно быть не меннее
а ≥ 2×d А =2×12 =24мм принимаем а =30мм.
Пренебрегая (для упрощения расчёта) работой сжатых арматурных стержней усилия в растянутых арматурных стержнях находим используя два условия равновесия (рис.5.6.).
N =0; -N A - N + R CM ×b K ×05×
M =0; M Д + N×(05×h K- a) - R CM × b K ×05×x×( h K- a - x3) =0.
Анологично расчёту п.5.4.4. решаем систему уравнений.
-N A - 22388 + 1516×х =0;
784 + 290394 - 1516×х×(418 - х3) =0.
Преобразуем выражения:
53×х 2 - 633688×х + 1468794 =0.
Произведя необходимые вычисления получим:
Требуемая площадь двух арматурных стержней:
А S =N AR S =1342530 =045см 2
R S =288095 =30 кНсм 2 -расчётное сопротивление арматуры с учётом
Принимаем 212А-II A S =226см 2 (A S =226см 2 > 045см 2).
Определение несущей способности вклееных стержней на выдёргивание
Несущая способность на выдёргивание определяется по формуле (см. п.5.30 5.31 5.32 СНиП [2])
Принимаем (предварительно) l1 =20×d A =20×12 =24см -длина заделки арматурных
стержней в древесину;
R СК =0265кНсм2 -см. расчёт п.5.4.4.;
п А =2 -количество арматурных стержней;
Т =0265×314×17×24×08×2 =27160кН > N А =13425кН.
Несущая способность соеденения достаточна.
Помимо анкерных стержней целесообразно установка дополнительных стержней по боковым граням колонны для обеспечения более надёжного соединения приставки с дащато-клеёной колонной.
4.5. Технико-экономические показатели
Требуется выполнить расчёт ТЭП двух вариантов защемления колонны в фундамент и выбрать оптимальный вариант. Выбор варианта защемления выполняем на основании расхода материала. Объём материала принимаемого в расчёте считать от отметки уровня чистого пола 0.000 до отметки +1.000.
Используемый материал приводим к одному материлу - сталь при помощи коэф. приведения.
к 1 =g Дg СТ =5785 =0064 -коэф. приведения для древесины;
к 2 =g bg СТ =25785 =0318 -коэф. приведения для стали.
Расход материала для варианта 1
Анкерная полоса 1608мм
Итого V =1001253×10 -6 м 3.
Колонна 1603201000мм - V =51200×10 -6 м 3;
Накладки 16064598мм 2шт. - V =612352×10 -6 м 3;
Итого V =5732352×10 -6 м 3;
Общий объём: V1 =1001253×10 -6 + 5732352×10 -6×0064 =4669958×10 -6 м 3.
Расход материала для варианта 2
Арматурные стержни 12
Итого V =678584×10 -6 м 3.
Колонна 160320700мм - V =35840×10 -6 м 3;
Итого V =35840×10 -6 м 3;
Колонна 160320300мм - V =15360×10 -6 м 3;
Итого V =35840×10 -6 м 3.
Общий объём: V2 =678584×10 -6 + 35840×10 -6×0064 + 15360×10 -6 ×0318 =7856824×10 -6 м 3.
V2 =7856824×10 -6 м 3 > V1 =4669958×10 -6 м 3.
Принимаем защемление колонны в фундамент по варианту 1.

icon 6 Список литературы.doc

Методические указания «Конструкции из дерева и пластмас» по выполнению курсового проекта для студентов специальности 2903 «Промышленное и гражданское строительство».
СНиП II-25-80. Деревянные конструкции.
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.
СНиП II-3-79**. Строительная теплотехника.
СНиП 2.01.01-82. Строительная климатология и геофизика.
Гринь И.М. Строительные конструкции из дерева и синтетических материалов. Проектирование и расчёт. Киев Вища школа. Головное изд-во 1975.
Конструкции из дерева и плостмасс. Ю.В. Слицкоухов В.Д. Буданов М.М. Гаппоев и др. - 5-е изд. М.: Стройиздат 1986. - 215 с.
СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции

icon А4-ПЗ.dwg

Общий вид стропильной фермы
Утепленные клеефанерные панели покрытия
-х слойный рубероидный ковер t=15мм
Гравийная защита t=25мм
Расчетная схема фермы. Сочетание 1
Клеефанерная панель покрытия
Для обеспечения огнестойкости конструкцию обработать антипиреном ББ-11.
Допустимая влажность: КДК - 10%; ДК - 20%.
Марка используемого клея ФРФ-50.
колонны - сосна III сорта.
Материал элементов ферм и панелей покрытия - сосна II сорта
Условия эксплуатации конструкции А-1.
Сварка ручная электродами Э42 ГОСТ 9467-75*
остальные элементы - водным раствором высокой концентрации
обрабатываются пастой М-100
соприкасающиеся с кирпичной
Стальные элементы окрашиваются маслянной краской.
Сварные швы по СНиП II-23-81*
по толщине привариваемых элементов.
Стальные элементы класса С235(ВСт3кп).
Технические указания
Кафедра Строительных Конструкций
Расчетная схема фермы
Клеенодеревянная панель покрытия
Проектирование деревянных несущих
конструкций каркаса одноэтажного
промышленного здания
Расчетная схема фермы. Сочетание 2
Спецификация древесины
Утеплитель пенополиуретан (ТУ 67-87-75)
Стык панелей покрытия над опорой

icon КДиП-КП-1.dwg

(устанавливаемые по расчету)
Дополнительные стержни
(устанавливаемые конструктивно)
Гравийная защита t=25мм
-х слойный рубероидный ковер t=15мм
Утепленные клеефанерные панели покрытия
Клеефанерная панель покрытия
Общий вид стропильной фермы
Расчетная схема фермы. Сочетание 1
Расчетная схема фермы. Сочетание 2
Кафедра Строительных Конструкций
Расчетная схема фермы
Клеенодеревянная панель покрытия
промышленного здания
конструкций каркаса одноэтажного
Проектирование деревянных несущих
Спецификация древесины
Технические указания
Стальные элементы класса С235(ВСт3кп).
Сварные швы по СНиП II-23-81*
по толщине привариваемых элементов.
Стальные элементы окрашиваются маслянной краской.
соприкасающиеся с кирпичной
обрабатываются пастой М-100
остальные элементы - водным раствором высокой концентрации
Сварка ручная электродами Э42 ГОСТ 9467-75*
Условия эксплуатации конструкции А-1.
Материал элементов ферм и панелей покрытия - сосна II сорта
колонны - сосна III сорта.
Марка используемого клея ФРФ-50.
Допустимая влажность: КДК - 10%; ДК - 20%.
Для обеспечения огнестойкости конструкцию обработать антипиреном ББ-11.
Рис.5.4. а) Загружение рамы фактической ветровой нагрузкой ; б) Распределение ветровой нагрузки на колонны;
в) О. С. загруженная ветровой нагрузкой - ветер слева; г) О.С. загруженная ветровой нагрузкой - ветер справа.
Рис.5.5. а) Конструкция узла защемления колонны в фундамент по варианту 1
и схемы действующих на узел усилий и напряжений;
б) Схема к расчету уголка.
Рис.5.3. а) Расчетная схема рамы;
б) Расчетная схема рамы загруженная постоянной нагрузкой;
в) Расчетная схема рамы загруженная снеговой нагрузкой.
а) балок высотой h50см
сжатых и внецентренно сжатых элементов;
б) балок высотой h>50см.
Рис.4.1. Категории элементов:
Рис.5.1. Сечение колонны
Рис.5.6. а) Конструкция узла защемления колонны по варианту 2;
б) Схема действия сил на колонну при варианте защемления 2 (фундамент условно отброшен и действие его на
колонну заменено силами N и D .
Рис.4.8. Опорный узел (узел 1)
Рис.4.3. Коньковый узел (узел 6)
Рис.5.2. Действующие нагрузки на раму
up Наверх