Расчет и конструирование основных несущих и ограждающих конструкций деревянного каркаса здания

менчиков.dwg

геометр. схема фермы.
69355-290302-КП-00 КД
КАФЕДРА СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Спецификация сборочных элемен-
рочных элементов стойки .
Клеефанерная панель
Защит. настил t=16 мм
Спецификация сборочных элементов
Защитный настил t=16 мм
Траверсы не показаны
Геометрическая схема фермы
Схема расположения элементов каркаса
Схема расположения элементов
d=18 ГОСТ 1759.4-87*
d=16 ГОСТ 1759.4-87*
d=12 ГОСТ 1759.4-87*
d=10 ГОСТ 1759.4-87*
d=27 ГОСТ 1759.4-87*
Все деревянные конструкции выполнены из сосны.
Условия эксплуатации: относительная влажность воздуха 65%
клееной древесины 12%
Конструкции из дерева обрабатываются антисептиком - паста М-100 и ан-
Стальные элементы выполненый из стали С 255.
Стальные элементы окрашиваются масляной краской.
Клеефанерная панель покрытия
Трехслойная клеефанерная

менчиков.doc

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”
Расчет трехслойной клеефанерной конструкции
Расчет стоек рамы. 13
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 ВВВ. 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 LC = 498235 = 212 > 6 учитывая неравномерность распределения напряжений по ширине панели уменьшаем расчетную ширину фанерной обшивки путем введения в расстояни между ребрами коэффициента 09. Получаем:
bпр = 235×09×5 + 46×6 + 44 = 138 см
Приведенная к семислойной площадь сечения панели:
Fф.пр. = kф× (dф×bпр + dф’×bпр(Еф’Еф)) + d×cо×n×(ЕдрЕф) = 06× (08×138 + 08×138(8500085000)) + 46×146×6×(10000085000) = 607 см2
Где kф – коэффициент учитывающий снижение расчетного сопротивления в стыках фанерной обшивки и принимаемый равным для фанера марок ФСФ и
dф’ и dф – толщины соответственно нижней и верхней обшивок семислойной фанеры принимается 08 см.
Еф = Еф’ = 85000 кгсм2 – модули упругости семислойной фанеры
Едр = 100000 кгсм2 – модули упругости древесины ребер
d = 46 см – толщина ребра панели
cо = 146 см – ширина доски ребра с учетом острожки
n – количество ребер
Определяем положение нейтральной оси и приведенный к фанере момент инерции сечения относительно нижней плоскости:
Sф.пр. = dф×bпр (со + dф’ + dф×05) + d×cо×n×(со×05 + dф’(ЕдрЕф)) + dф’×bпр(dф’2) × ×(Еф’Еф) = 08×138 (146 + 08 + 08×05) + 46×146×6×(146×05 + 08(10000085000)) + 08×138(082)×(8500085000) = 5110 см3
zо = (Sф.пр.)(Fф.пр.) = 842 см.
Приведенный к фанере верхней обшивки момент инерции:
Iф.пр. = n×(d×cо312)(ЕдрЕф) + dф×bпр×(со – zо)2 + dф’×bпр×zо2×(Еф’Еф) =
= 6×(46×146312)(10000085000) + 08×138×(146 – 842)2 + 08×138×8422×(1) =
Нагрузки на покрытие кгсм2 Таблица № 1.
Кровля рулонная трёхслойная
Фанера – (0008 + 0008)×640
Каркас из древесины– 004×0146×(50015)×6
Утеплитель (минераловатные плите на битумном связующем)
В итоге получим следующие значения момента и поперечной силы:
М = 0125×15×q×l2 = 820313 кгс×см
Далее проверяем прочность панели на изгиб:
в растянутой обшивке
Мzо Iф.пр. = 820313*842204645 = 338 130*06 = 78 кгссм2
М(со + dф’ + dф – zo)Iф.пр. = 820313*(146 + 08 + 08 – 842)204645 = 312 100*08 = 80 кгссм2
Относительный прогиб панели от нормативной нагрузки без учёта ослабления обшивок стыками определим по формуле:
f l = (qн ×l3 )(Eф*Iф.пр.) = = 0002 [f l] = 1250
Проверку скалывающих напряжений производим по клеевому шву между шпонами фанеры:
= = 15 Rск = 7 кгссм2
Sоб = 138×08×74 = 818 см3 – статический момент верхней полки относительно нейтральной оси.
Определение общих размеров фермы
Высота фермы H = (15+16)L. Принимаем H = 32м
тогда tgα = 32*217 = 0376 и α = 20040’; s cosα=0927.
Длина ската верхнего пояса АБ = = 908 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 = 9082 = 454 м.
Строительный подъем фермы создается за счет уменьшения длины стоек решетки на величину 017 cosα = 0170936 = 0182 м здесь 17 см = L100 -строительный подъем.
Тогда длина стоек ВД = В’Д’ = 454*tgα – 0182=454*0376 – 0182=1525 м.
Длины элементов АД = ДБ === 4789 м
Длина элемента ДД’= 2*= 7398м
Определение нагрузок
Постоянная нагрузка на 1м2 горизонтальной проекции крыши:
– нормативная gкрн = 558cosα = 5580936 = 5962 кгсм2
– расчетная gкрр = 654cosα = 6540936 = 6987 кгсм2
Статический расчет фермы.
Определение нагрузок.
Собственный вес фермы со связями
Gфн=(gркр+pнсн)((1000kс.в.×L) – 1) = (5962 + 70)((10004*17) – 1) =
где kс.в.= 4 – коэффициент собственного веса фермы.
Расчетная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции верхнего пояса фермы:
-от собственного веса покрытия
gp = (gнкр + gнф) ×n×B = (5962 + 946)*11*5 = 37994 кгсм;
Ppсн = рнсн ×nсн ×B = 70*1506*5 = 5271 кгсм.
Расчетные узловые нагрузки:
постоянная GA = gp ×(AB2)×cosa = 37994×227×0936 = 80726 кгс;
от снега РА= Ppcн(AB2)×cosa = 5271×227×0936 = 111994 кгс.
Постоянная GВБ = gp×AB×cosa = 37994*454*0936 = 161453 кгс;
От снега РВБ = Ррсн×AB×cosa = 5271*454*0936 = 223988 кгс.
Ветровая нагрузка на ферму не учитывается.
Определение расчетных усилий.
Продольные усилия в элементах фермы определяем при двух комбинациях нагрузок:
-я комбинация-постоянная нагрузка и снеговая на всем пролете;
-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.
усилия от собственного
при снеге на всем пролете
Подбор сечений элементов фермы.
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 = - 1617702 кг и изгибающему моменту от внешней местной нагрузки
Mg = (g + p)*cosa2*L28 = (38 + 527)*09362*45428 = 20472963кг*см.
Для уменьшения момента от внешней нагрузки Mg узлы верхнего пояса фермы конструируются внецентренно с передачей продольных усилий в стержнях с отрицательным эксцентриситетомблагодаря 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 = MgO1*(x + 1) = 20472963(1617702*(05 + 1)) = 844 см.
где коэффициентом x задаемся ориентировочно x = 05.
Эксцентриситет создаётся в элементах смещением центра площадок смятия в узлах вниз от геометрической оси верхнего пояса на величину ечто конструктивно достигается устройством врезок в торцах элементов на глубину 2е от верхней грани. Принимаем эксцентриситеты в узлах верхнего пояса одинаковыми и равными е = 84 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) = 1511722(20*1135) = 666 см;
Rсмα = 130(1+(13030 – 1)*03523) = 1135 кгссм;
в промежуточном узле hсм = O1(b*Rсм) = 161770220*130 = 622 см.
Тогда требуемая высота бруса верхнего пояса фермы:
hтр = hсм + 2*e = 666 + 2*8.4 = 2346 см;
Принимаем h = 24 см откуда r = 0289*h = 0289*24 = 694 см.
Проверяем принятое сечение.
Геометрические характеристики:
Fнт = Fбр = b*h = 20*24 = 480 см2;
Wр = b*h26 = 20*246 = 1920 см3;
гибкость элемента в плоскости фермы l = lr = 454694 = 6542
Расчетный изгибающий момент
M = Mg – Me = 20472963 – 1617702*84 = 6884266 кг*см .
Коэффициент x = 1 – l2*O1(3100*Rc*Fбр) = 65422*16177023100*130*480 =036
Максимальные нормальные напряжения:
s = O1Fнт + MeW = 1617702480 + 1617702*841920 = 10448 Rc = 110кгссм2;
Устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы обеспечена прогонами покрытия.
Растянутые элементы.
Расчетные усилия в элементах:
АД – V1 = 1511722 кгс; ДД’ – V2 = 1017734 кгс; ДБ – D2 = 490816 кгс;
Проектируем растянутые элементы из двух круглых тяжей. Требуемая площадь сечения элемента АД
Fтр = V1R = 1511222100 = 72 см2.
Требуемый диаметр одного тяжа определяем из формулы
*p*d24 = Fтр(2*085);
где 08 – коэффициент учитывающий ослабление сечения резьбой
5 – 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.
Расчетное усилие D1 = -337651 кгс расчетная длина l = 1525 м.
Принимаем по сортаменту сечение стойки 200x75мм. Проверяем принятое сечение:
из условия смятия подбалки поперёк волокон под торцом стойки:
D1(b*hст) = 33765120*75 = 2251 Rсм90 = 3741кгсм;
Rсм90 = 18*(1 + 8(hсм + 12)) = 18*(1 + 8(622 + 12)) = 3741 кгссм2;
на устойчивость в плоскости фермы
j = 1 – 08*(λ100)2 = 1 – 08*(6282100)2 = 0684;
D1(j*F) = 337651(0684*150) = 3291 130 кгссм2.
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.
Определяем нагрузки на стойку рамы. Нагрузка от собственного веса фермы покрытия:
gс.в = (0654 + 109)[(10004*17) – 1] = 0127 кНм2 = 0127 кПа
Постоянное расчетное давление на стойку от покрытия:
Рф.п = (0654 + 0127)*5*17(2*095) = 3494 кН;
от снеговой нагрузки
Рф.с = 109*5*17(2*095) = 4876 кН;
от стенового ограждения с учетом элементов крепления
Рст = (0654 + 01)*5*84*095 = 301 кН.
Расчетную нагрузку от собственного веса стойки принимаем задаваясь предварительно её сечением 180500 мм:
Рс.в = 018*05*84*11*500100 = 416 кН.
Скоростной напор ветра w0 = 038 кНм2; с = 08; с3 = - 06.
Расчетная ветровая нагрузка на раму от стены:
рдв = 038*08*5*14*095 = 202 кНм;
ров = - 038*06*5*14*095 = - 152 кНм.
Усилия в стойках рамы как системы один раз статически неопределимой определяем для каждого вида загружения отдельно принимая жёсткость ригеля EIp = .
От ветровой нагрузки на стены:
Xp= - 3*H*(pДВ – pОВ)16 = - 3*84*(202 – 152)16 = - 079 кН;
От стенового ограждения при расстоянии между центрами стенового ограждения и стойки е = 025 + 008 + 010 = 043 м:
Мст = - Рст*е = - 301*043 = - 1294 кН*м;
Хст= - 9*Мст(8*Н)= - 9*(-1294)(8*84) = 173 кН.
Изгибающие моменты в нижнем сечении стоек:
Млев = [-079*84 + 202*8422]*09 – 1294 + 173*84 = 5976 кН*м;
Мправ=[079*84 + 152*8422]*09 +1294 – 173*84 = 5264 кН*м;
Поперечные силы в заделке стоек:
Qлев = (-079 + 202*84)*09 + 173 = 1629 кН;
Qправ = (079 + 152*84)*09 – 173 = 1047 кН;
Мрасч = 5976 кН*м; Qрасч = 1629 кН;
Nрасч = 3494 + 4876*09 + 301+ 416 = 11308 кН
где к = 09 – коэффициент сочетания учитывающий действие двух временных нагрузок.
Конструктивный расчет.
Принимаем клеёную стойку прямоугольного поперечного сечения шириной b=18 см и высотой h = 33*16 = 528 см что составляет hH = 528840 = 006.
Геометрические характеристики поперечного сечения:
F = 18*528 = 9504 м2; W = 18*52826 = 83635 см3; I = 18*528312 =
Прочность поперечного сечения по нормальным напряжениям:
= NFрасч + MдW = 113089504+ 862383635 = 1150 кНсм2 =115 Мпа Rс = 15*12 = 18 МПа;
Mд = M = 59760693*1 = 8623 кН*м;
где λ = φ = 3000λ2 =3000118222 = 0215
= 1 – Nφ*k*Rc*F= 1 – 11308(0215*1*150*12*9504 = 0693;
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:
λy = 820(0289*18) = 15763; φy = 3000157632 = 0121;
kпN = 1 + [075 + 006*(lhн)2 + 06**lh1]*m(m+1)=
= 1 + [075 + 006*(820726)2 – 1]2 = 47
= 0; m = 1; k= 232; hн = 528 + 33*6 = 726 см;
kпM = 1 + (0142*(lhн) + 176*(hнl0)+14*α-1)*m(m+1) =
= 1 + [0142*(820726) + 176*(726820) – 1]2 = 1380;
Nφ*k*Rc*Fбр+Mgφ*k*Ru*Wбр1;
Проверяем клеевые швы: = Q*Sбр(*Iбр*b) Rск;
= 1629*1185921(57398576*18*0693) =
= 0027 кНсм2 = 027 Мпа Rск = 15*12 = 18 МПа
где Sбр = 18*72628 = 1185921 см3; Iбр = 18*726312 = 57398576 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 γf = 09 вместо γf=11 и ветровой нагрузки: N = (3494 + 301 + 416)*0911 = 5662 кН;
М = - 079*84 + 202*8422 + 173*84*(0911) – 1294*(0911) = 6593 кН*м.
Напряжение на поверхности фундамента:
где Мд = 65930909 = 725303 кН*см;
sma smin= 0416 кНсм2.
Вычисляем размеры участков эпюры напряжений:
Х = *hн(+) = 0502*726(0502 + 0416) = 397 см;
е0 = hн – Х3 – S = 726 – 39703 – 6 = 5337 см.
Усилие в анкерных болтах:
Z = (Mд – N*a)e0 = (725303 – 5662*2307)5337 = 11143 кН;
площадь сечения болта F = Z(Rbt*n) = 11143(25*08*085*2) = 328 см2.
Принимаем болт d = 27 мм. Здесь Rbt = 25 кНсм2 для стали марки С255.
Траверсу для крепления болтов рассчитываем как балку:
М = = *(22 – 182) = 38724 кН*см.
Из условия размещения анкерных болтов d = 27 мм принимаем 110×8 мм с Ix = 198 см4 и Z0 = 3 см (ГОСТ 8509-86):
= 38724*(11 – 3)198 = 1565 кНсм= 1565 МПа Ry = 230 МПа;
Прочность клеевого шва от действия усилия Z:
= Z(l*b) = 1191580*18 = 0083 кНсм= 083 МПа Rск = 1785 МПа
где Rсрск = Rск(1 + *
e = 693 – Х3 = 5672 см; = 0125.
РАСЧЕТ УЗЛОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ
Расчетные усилия: О1 = - 1617702 кгс; V1 = 1511722 кгс; RА = 770882 кгс.
Требуемая длина горизонтальной площадки опирания из условия смятия обвязочного бруса поперек волокон при
Rсм90 = 18(1 + 8(20 + 12)) = 248 кгссм2 определяется
принимается lгор = 18 см.
Для создания горизонтальной опорной площадки используем подушку сечением 200240 мм длиной 550 мм со стеской горизонтальной площадки
0 мм. Подушка врезается в брус верхнего пояса на глубину 80 мм что обеспечивает требуемый эксцентриситет e = (242 – 8) + 82 = 8 см и достаточную площадь смятия торца 8 см > 622 см.
Проверяем длину подушки по скалыванию вдоль ее длины
lпод = О1b*Rск = 161770220*24 = 337 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 20160 мм. Ширина листа обеспечивает требуемый размер высоты площадки смятия торца верхнего пояса (подушки) равный hсм = 666 см. Траверса рассчитывается на изгиб с расчетным пролетом равным расстоянию между ветвями нижнего пояса
lтр = 20 + 2(32 + 14) = 292 см.
Мтр = V12*(lтр2 – b4) = (146 – 5) = 725627 кгс*см.
Геометрические характеристики сечения
-площадь сечения F=1*10 + 109 + 2*16 = 529 см2;
-положение центра тяжести z = SF = 209*51529 = 202 см;
-момент инерции сечения I = 224 + 209*2982 + 32*2022 = 33857 см4
(224 см4-момент инерции швеллера с листом);
-минимальный момент сопротивления W = I(h – z) = = 7392см3
Нормальные напряжения
= МтрW = 7256277392 = 9817 кгссм2 2100 кгссм2.
Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении от усилия в нижнем поясе
g = V1(16*b)=1511722(16*20)=4724 кгсм2 где 16 см-длина листа траверсы.
Изгибающий момент для полосы среднего участка шириной 1 см при пролете 10 см и защемленных концах
То же для консольного участка вылетом lк = 3 см
М = g*l22 = 4724*322 = 2126 кгс*см.
Требуемая толщина плиты
тр== = 11 см; принимаем 2 см.
Рассчитываем сварные швы для крепления швеллера к листу.
Длина траверсы 40 см. Требуемая высота шва
hшв = V1(2* принимаем швы максимально возможной высоты hшв = 5 мм.
Крепление фермы к обвязочному брусу производится болтами d = 18 мм с помощью уголков 808 мм.
Промежуточный узел верхнего пояса
Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются лобовым упором торцов через площадки смятия высота которых
hтр = h – 2е = 24 – 2*84 = 72см. Стык в узле перекрывается двумя деревянными накладками сечением 15075 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 7575 мм длиной 380 мм и болты d = 10мм принимаются конструктивно.
Расчетные усилия: О2 = 1482417 кгс D2 = 490816 кгс. Усилия от одного элемента на другой передаются лобовым упором через дубовый вкладыш сечением 100100мм длиной 200 мм. Размеры дубового вкладыша принимаются таким образом чтобы конструкция узла обеспечивала требуемый размер площадок смятия торца вкладыша – 100мм > 666мм 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 10100 мм. Расчет их с определением геометрических характеристик сечения производится так же как траверсы в опорном узле. Расчетный изгибающий момент в траверсе
Мтр = D22*(lтр2 – b4) = (252 – 204) = 184056 кгс*см.
Геометрические характеристики сечения:
F = 08*5 + 898 + 10 = 23 см2;
-положение центра тяжести
z = SF = 13*26923 = 152см;
-момент инерции сечения
I = 128 + 13*1172 + 10*1522 = 537 см4.
8см4-момент инерции швеллера с листом;
-минимальный момент сопротивления
Wтр = I(h – z) = 537(45 – 152) = 18см3.
Нормальные напряжения
= MтрWтр = 18405618 = 10223 2550кгссм2.
Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении
g = D2(10*b) = 490816(10*20) = 2454 кгссм2 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 = gl212 = 2454*812 = 1309 кгс*cм.
Требуемая толщина листа
= = 061 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 200240мм длиной 550 мм с врезкой их в брусья верхнего пояса на глубину 80 мм.траверсы шириной 100 мм обеспечивает необходимый размер площадки смятия торца подушки 100мм > hсм = 666 см.
Для укладки щитов покрытия по коньку с обеих сторон верхнего пояса выпускаются парные накладки сечением 75100мм 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:
И.М.Гринь “Строительные конструкции из дерева и синтетических материалов”. Киев 1990 г.
В.А.Иванов ”Конструкции из дерева и пластмасс”.
В.Е. Шишкин ”Примеры расчета из древесины”.
СНиП 2.25.-80 “Деревянные конструкции”. Москва 1982 г.
СНиП 2.23.-81**”Металлические конструкции ”. Нормы проектирования
Москва “Стройиздат”1981 г.
СНиП 2.01.07.-85 “Нагрузки и воздействия”.
Руководство по проектированию клееных ДК .
Пособие к СНиП 2.25.-80