Конструкции из дерева и пластмасс. Курсовой

Содержание

Содержание

Исходные данные 3 стр

Компоновка рамы стр

Компоновка ригеля стр

Определение усилий стр

Подбор сечений элементов стр

Расчет узлов стр

Компоновка колонны стр

Определение усилий стр

Расчет колонны стр

Расчет узла защемления стр

Вывод стр

Список литературы стр

Исходные данные

Министерство образования Российской Федерации

Дальневосточный государственный технический университет

Кафедра «Строительных конструкций и материалов»

Конструкции из дерева и пластмасс

Курсовой проект

Проект одноэтажного каркасного деревянного здания.

Исходные данные

Запроектировать одноэтажное производственное здание из деревянных конструкций шириной в осях l = 15 м и длиной 60 м. Деревянные элементы ферм дощатоклееные из еловых досок, клей марки КБ-3. Растянутые элементы и узловые детали из стали класса A-I марки ВСтЗпс. Покрытие утепленное с рулонной кровлей. Конструкции заводского изготовления, группы А1.

Здание производственного назначения, отапливаемое. Класс здания по степени ответственности II. Здание будет строиться в г. Комсомольск-на-амуре ( IV снеговой район, III ветровой район). В открытой местности.

Пролет здания 12м.

Длина здания 60м.

Высота до низа несущих конструкций 7,2м.

Шаг колонн 6м.

Покрытие здания с рулонной кровлей по клеефанерным плитам и деревянной фермой. Стеновые панели пластмассовые. Несущая конструкция покрытия треугольная ферма. Несущие конструкции деревянные (сосна I и II сорта).

Компоновка рамы.

Под рулонную кровлю принимаем в соответствии с заданными материалами и способом изготовления треугольные металлодеревянные крупнопанельные фермы с верхним поясом из дощатоклееных блоков. При шаге ферм В = 6 м укладываем по ним клеефанерные панели коробчатого сечения размером 6 X 1,5 м.

Принятые панели покрытия при жестком креплении их к верхнему поясу обеспечивают сплошное раскрепление верхних поясов ферм против потери устойчивости из плоскости. Поэтому скатные связи жесткости не требуются. Предусмотрены вертикальные связи, располагаемые в плоскости опорных и промежуточных стоек и связывающие фермы попарно в блок, удобный для монтажа.

Ригели поперечных рам однопролетные, на опорах шарнирно соединены с крайними колоннами. Плиты покрытия клеефанерные с номинальной шириной 1490мм. Стеновые панели пластмассовые навесные.

В продольном направлении жёсткость здания обеспечивается вертикальными связями, устанавливаемыми в верхнем поясе в крайних примыкающих к торцу здания пролетах и в средней части здания по каждому ряду колонн. В поперечном направлении жёсткость здания обеспечивается горизонтальными связями расположенными непосредственно у торцовых стен и в средней части здания. Конструкция торцового фахверка представляет собой жесткую неизменяемую систему в своей плоскости благодаря подкосам установленным в пролетах между торцовыми стойками.

Фермы покрытия опираются на дощатоклееные стойки (колонны), заанкерённые в фундаменты, создавая в поперечнике рамный каркас здания. Поперечная к оси здания ветровая нагрузка воспринимается рамами каркаса. Продольная к оси здания ветровая нагрузка через торцовый фахверк передается внизу на фундаменты, а вверху на ветровую ферму, расположенную в плоскости верхних поясов ферм.

Расчетная схема поперечной рамы двухшарнирная.

Компоновка ригеля

Деревянные элементы ферм дощатоклееные из еловых досок, клей марки КБ-3. Растянутые элементы и узловые детали из стали класса A-I марки ВСтЗпс.

Под рулонную кровлю с уклоном i = 1/10 принимаем в соответствии с заданными материалами и способом изготовления трапецеидальные металлодеревянные крупнопанельные фермы с верхним поясом из дощатоклееные блоков. При шаге ферм В = 6 м укладываем по ним клеефанерные панели коробчатого сечения размером 6 × 1,5 м.

Предусмотрены вертикальные связи, располагаемые в плоскости опорных и промежуточных стоек и связывающие фермы попарно в блок, удобный для монтажа.

Ригель представляет собой трапециидальную раскосную деревянно-металлическую ферму, сборную, состоящую из двух элементов (полуферм) собираемых на строительной площадке в готовую к монтажу конструкцию (две фермы объединенных вертикальными связями). Расчетная схема фермы однопролетная свободноопертая балка.

Определение усилий в элементах ригеля

Определение общих размеров фермы. При пролете l = 12м расчетная высота фермы в коньке hср = 1/7, l = 1,7м. Длина верхнего пояса при i = 1 : 10 БГ = = 6м. Для придания строительного подъема ферме опорные узлы опускаем на 15 см. Тогда высота фермы на опорах БА = 1,76×0,1+0,15 = 1,25м. Длина раскосов: БД = = 3,2м; ДГ==3,45м. Длина стойки ВД =(1,7+1,1)/2 = 1,4м. Углы наклона к горизонту: верхнего пояса - tg α1 = 0,1 и α1 = 5,71°; раскоса БД — tg α3 = 1,1/3 = 0,36 и α2 = 19,79°; раскоса ДГ — tg a3 = 1,7/3= 0,56 и а3=29,29°.

Нормативная снеговая нагрузка на покрытие для II района = 70 кг/м2. Коэффициент перегрузки по п. 5.7 [6] при равен nсн = 1,5. Расчетная снеговая нагрузка .

Все нагрузки считаем приложенными к верхнему поясу фермы.

Подбор сечений элементов фермы.

Верхний пояс. Рассчитываем как сжато-изгибаемый стержень на продольное усилие 01 = 02 = 9716 кгс и местную поперечную нагрузку

Для уменьшения расчетного изгибающего момента от местной поперечной нагрузки Mg узлы верхнего пояса конструируются с внецентренной передачей продольных усилий О с отрицательным эксцентриситетом е, благодаря чему достигается разгружающий момент Mе= Ое. Конструктивно это достигается смещением площадок смятия в узлах на величину е=130мм относительно геометрической оси элемента. Расчетный изгибающий момент в панели верхнего пояса

При подборе сечения пояса принимаем изгибающий момент

Задаемся расчетной шириной сечения b = 150 мм (по сортаменту принимаем доски шириной 150 мм) и из формулы расчета стержня на сложное сопротивление находим требуемую высоту сечения

где: ξ=0,8 -приближенный коэффициент, учитывающий увеличение момента при деформации элемента; тб = 1,15 — коэффициент к моменту сопротивления по табл. 18 [1]. Из приведенного выражения находим hтр = 18 см.

При опирании дощато-клееного прямоугольного верхнего пояса частью сечения на стальной башмак в опорных узлах и лобовым упором элементов в промежуточных узлах следует учитывать местную концентрацию на опорах скалывающих напряжений. Находим требуемую высоту сечения из условия максимальных скалывающих напряжений в опорных сечениях по формуле (6.6) и п. 9.19 [91 (см. приложение 17):

где Q — поперечная сила на опоре, равная 990 = 1492 кгс; kCK — коэффициент концентрации скалывающих напряжений, принимаемый по приложению 17 при hcк/h=044> 0,4, kCK - 2,1; 0,6 коэффициент, учитывающий непроклеивание. Из приведенного выражения находим hтр = 21,75 см, что больше hтр по прочности на сжатие с изгибом. Принимаем высоту сечения пояса h = 220 мм, компонуя его из 5 досок толщиной 44 мм (5 см до острожки).

Проверяем принятое сечение. Геометрические характеристики: площадь поперечного сечения

Fбр = bh= 15×22 = 330 см2;

момент сопротивления

W = (15×222)/6=1210 см3;

гибкость расчетная

При hсм/h = 0,44 высота площадки смятия hCM = 0,44 • 22 = 9,68 см,

Тогда конструктивно эксцентриситет продольных сил

см.

Находим минимальную высоту площадок смятия торцов элементов

.

Оптимальный эксцентриситет получим, приравняв напряжения в поясе по середине панели и по краям, из формулы

Окончательно принимаем е =6 см и высоту площадок смятия 10см с учетом подрезки в узлах на глубину 10 см:

hподр = 22 (2×6) =10 см.

Проверяем принятое сечение пояса в середине крайней панели при полном загружении снеговой нагрузкой:

Мрасч =11259716×0,06=542 кгс× м;

Ввиду большого запаса прочности проверку на одностороннее загружение снегом не производим.

Нижний пояс.

Расчетное усилие U2 =10617кгс. Необходимая площадь поперечного сечения металлического пояса

Принимаем сечение пояса из двух равнополочных уголков 50 × 5 мм с общей площадью 4,8 × 2 = 9,6 > 5,06 см2.

Стойки.

Расчетное усилие сжатия V1 =3008 кгс, расчетная длина lст = 1,4 м. Задаемся гибкостью λ = 120 < [150], при которой высота сечения стойки

Принимаем стойки из двух досок толщиной 44 мм, шириной 150 мм. Проверяем принятое сечение 88 х 150 мм. Фактическая гибкость

,

Нормальные напряжения

Раскосы.

Расчетное усилие D1 = 1911 кгс, расчетная длина ДГ= 3,45 м. Задаемся гибкостью λ= 120 < [150], тогда

Принимаем раскосы из двух досок толщиной 44мм шириной 150 мм. Проверяем сечение 8,8×15=132 см.

,

Напряжение

Расчет узлов.

Карнизный узел.

Торцовый швеллер подбираем по изгибу от равномерно-распределенной нагрузки

Изгибающий момент

Требуемый момент сопротивления

W = М/R= 18225/2100=8,7 см3.

Принимаем швеллер № 14 с Wy = 11 см3 > 8,7 см3. Для сохранения высоты площадки смятия hсм = 9,2 см навариваем на стенку швеллера лист высотой hст = 9,2 см, шириной 15 см. Находим толщину листа δст из условия его изгиба от давления торца верхнего пояса (без учета работы на изгиб стенки швеллера)

Лист укреплен вертикальным ребром жесткости bр × δр= 60 х 10 мм. Рассматриваем участок 1 размером 75×130 мм как пластинку, опертую по контуру, в которой изгибающий момент в полосе шириной 1 см равен М = αg0a2 = 0,118×70,4×7,52 = 467 кгс⋅см. Где: а - 0,118 коэффициент при соотношений сторон пластинки 13/7,5 = 1,7 [81].

Определяем толщину стенки

принимаем δст = 13 мм. .

Изгибающий момент в ребре жесткости

где: gp - нагрузка на ребро, gр = 1,16 • 70,4 • 7,5 = 612,5 кгс/см.

Положение центра тяжести расчетного сечения

Момент инерции сечения

Момент сопротивления

WР =230/7,5= 30,7 см3.

Требуемый момент сопротивления сечения

WTP = МР /R = 6475/2100=3,1 < Wp = 30,7 см3.

Горизонтальный лист проверяем на изгиб от опорного реактивного давления стойки принятой сечением b x h = 150 × 88 мм.

Реактивное давление на лист

Давление верхнего пояса на лист

Расчетное давление на правый участок листа

gл = g1 - g2 = 46 4,3 = 41,7 кгс/см3.

Изгибающий момент в плите, опертой на три канта с отношением сторон 11/7 = 0,64 в полосе шириной 1 см [8]

Мл = αgла2 = 0,085 × 41,7 × 152 =798 кгс ⋅ см.

Требуемая толщина листа

Принимаем горизонтальный лист толщиной δЛ = 16 мм.

Для прикрепления швеллера к фасонке ручной сваркой электродами Э42 при высоте швов hш = 6 мм с каждой стороны необходима следующая длина швов:

Для крепления нижнего пояса к фасонке длина швов высотой hш = 6 мм определяется по формулам:

на обушке

на пере lш = 10 см.

Промежуточный узел В верхнего пояса.

Расчетные усилия: 01 = 02 = 9716 кгс, V1= 3008 кгс. Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются лобовым упором через площадки смятия с hcм = 9,2 см. Глубина прорези для создания эксцентриситета е = 6 см равна 2е = 12 см. Стык перекрывается с двух сторон накладками сечением 132 × 170 мм на болтах d = 8 мм.

Усилия от верхнего пояса передаются на стойку через площадку смятия на торце стойки. Расчетное сопротивление древесины ели местному смятию поперек волокон находим по формуле

Требуемая площадь смятия

Так как сопротивление древесины на смятие удовлетворительное дополнительных подбалок не требуется.

Промежуточный узел Д нижнего пояса.

Расчетные усилия: U1 = +10298кгс, U2 = +10617кгс, D1 = 1911 и +416кгс, V1 = 3008кгс.

Для крепления к узлу уголков нижнего пояса необходимая длина сварных швов высотой hm = 6 мм для элемента БД: по обушку 180 мм, по перу 100 мм; для элемента ДД соответственно 190 мм и 110 мм.

Усилие сжатия от раскоса D1 = 1911кгс передается на металлические диафрагмы узла. Давление на вертикальную диафрагму

Горизонтальную диафрагму рассчитываем на давление от стойки

Рассчитываем участок 1, опертый по трем сторонам. При соотношении сторон 6,6/15 = 0,44 коэффициент α = 0,06 и М1 = 0,06 х 22,8 × 15 2 = 307,8 кгс • см.

Требуемая толщина листа

принимаем δтр = 11 мм.

Вертикальное ребро, поддерживающее горизонтальную диафрагму, рассчитываем как балку на двух опорах, нагруженную сосредоточенной силой V1. Принимаем толщину ребра δтр=20 мм, тогда требуемая высота его

принимаем = 4см.

Коньковый узел Г.

Отдельные полуфермы, поступающие на стройплощадку, соединяются между собой парными деревянными накладками сечением 80 х 100 мм на болтах d = 0,8 мм и металлическими фланцами на болтах d = 12 мм. Необходимый эксцентриситет обеспечивается прорезью 120 мм.

Растягивающее усилие воспринимается двумя болтами d = 8 мм.

При одностороннем загружении фермы снегом в узле появляется поперечная сила Q = Рсн/2 =2035/2= 1017,5 кгс. Это усилие вызывает срез четырех болтов d = 8 мм. Напряжение среза в болтах

Для уменьшения свободной длины нижнего пояса и его провисания предусматриваем подвеску из арматурной стали d = 10 мм.

Опорный узел А.

Ферма опирается на колонны через обвязочные брусья, выполняющие роль горизонтальных распорок вертикальных связей жесткости между колоннами. Высоту обвязочного бруса подбираем по предельной гибкости λ = 200 при расчетной длине 6м

; принимаем hоб.бр = 120 мм.

Ширину обвязочного бруса назначаем равной ширине опорной стойки – 8,8см.

Необходимая длина горизонтального опорного листа находится из условия местного смятия обвязочного бруса поперек волокон при

Компоновка колонны.

Стеновые панели клеефанерные трехслойные общей толщиной (с обшивками) 192+28 = 2О8 мм. Масса панели 31 кг/м2. Расчетная нагрузка от панелей 0,346 кН/м2 площади стены. Дощато-клееные фермы покрытия шириной 150 мм, высотой на опоре 1300 мм. Колонны проектируют из пиломатериалов хвойных пород (сосна, ель) . Древесина третьего coрта для колонн.

Предварительный подбор сечения колонн. Предельная Гибкость для колонн равна 12О. При подборе размеров сечения колонн целесообразно задаваться гибкостью λ= 1ОО. Тогда при λ= 1ОО и распорках, располагаемых по верху колонн. При высоте здания Н = 7,1 м получим

hк =H/13 = 7,1/13 = 0,546м; bк = H/29 = 7,1/29 = 0,245 м.

Принимаем, что для изготовления колонн используют доски шириной 275 и толщиной 50 мм. После фрезерования (острожки) толщина досок составит 44 мм. Ширина колонны после фрезерования (острожки) заготовочных блоков по пласти будет 2756 = 269 мм. С учетом принятой толщины досок после острожки высота сечения колонн будет Нк = 44×13 = 572 мм; bк = 269 мм.

Определение усилий

Определение нагрузок на колонну. Сбор нагрузок. Расчетная схема рамы приведена на рис.3.

Рис.3. Расчетная схема рамы.

Определим действующие на колонну расчетные вертикальные и горизонтальные нагрузки. Подсчет нагрузок горизонтальной проекции дан в табл. 3. Нагрузки на колонну:

С небольшой погрешностью можно упростить схему распределения k по высоте.

Определяем горизонтальные нагрузки, действующие на раму с учетом шага S = 6 м

Для упрощения определения изгибающих моментов считаем силу приложенной с эксцентриситетом на высоте, равной Н/2.

Ветровая нагрузка, передаваемая от покрытия, расположенного вне колонны:

Нагрузки от ветра:

Определение усилии в колоннах. Поперечную раму однопролетного здания, состоящую из двух колонн, жестко защемленных в фундаментах и шарнирно соединенных с ригелем в виде балки, рассчитывают на вертикальные и горизонтальные нагрузки (рис. 3). Она является однажды статически неопределимой системой. При бесконечно большой жесткости ригеля (условное допущение) за лишнее неизвестное удобство принять продольное усилие в ригеле, которое определяют по известным правилам строительной механики.

Определение изгибающих моментов (без учета коэффициента сочетаний):

от ветровой нагрузки: усилие в ригеле

изгибающий момент в уровне верха фундамента:

От внецентренного приложения нагрузки от стен: эксцентриситет приложения нагрузки от стен

изгибающий момент, действующий на стойку рамы:

усилие в ригеле (усилие растяжения):

изгибающие моменты в уровне верха фундамента:

Определение поперечных сил (без учета коэф. сочетаний):

от ветровой нагрузки

от внецентренного приложения нагрузки от стен

Определение усилий в колоннах с учетом в необходимых случаях коэффициентов сочетаний:

Первое сочетание нагрузок

Моменты на уровне верха фундаментов:

Для расчета колонн на прочность и устойчивость плоской формы деформирования принимаем значения: М = Млев = 41,33 кН·м; N= 73,21 кН.

Второе сочетание нагрузок (при одной временной нагрузке коэффициент , не учитывается).

Третье сочетание нагрузок (коэффициент- не учитывается, так как одна временная нагрузка) :

изгибающие моменты в уровне фундамента:

При древесине третьего сорта и при принятых размерах сечения по табл. 3 СНиП II-25-80

Rc =11МПа;

С учетом тn , mсл = 1 и коэффициента надежности γп = 0,95 получим

Rc =11ģ1,2ģ1ģ1/0,95=13,89МПа;

Здесь и далее при расчете на прочность и устойчивость в формулах проверки удобно значения N и Q записывать в МН, а значение М в МН·м.

При эпюре моментов треугольного очертания (см. п. 4.17 СНиП П2580) поправочный коэффициент к ξ

kн= ан+ξ(1-ан)=1,22+0,898(11,22)=1,02.

В данном случае эпюра момента близка к треугольной:

Оставляем ранее принятое сечение исходя из необходимости ограничения гибкости.

Расчет на устойчивость плоской формы деформирования производится по формуле (33) СНиП II2580. Принимаем, что распорки по наружным рядам колонн (в плоскости, параллельной наружным стенам) идут только по верху колонн. Тогда .

В формуле

показатель степени п =2 как для элементов, не имеющих закрепления растянутой зоны из плоскости деформирования:

Применительно к эпюре моментов треугольного очертания (см, табл. 2. прил. 4 СНиП II2580) :

kф=1,750,75d=1,75; d - О, так как момент в верхней части колонны равен О:

Следовательно, устойчивость обеспечена.

Расчет на устойчивость из плоскости как центрально сжатого стержня, ϕ - 0,337 (см. расчет на устойчивость плоской формы деформирования); N = 74,47 (для второго сочетания нагрузок):

устойчивость обеспечена.

Расчет узла защемления.

Расчет узла защемления колонны в фундаменте. Расчет производим для третьего сочетания нагрузок (ветровая нагрузка + минимальная вертикальная нагрузка, рассчитанная только с учетом постоянной нагрузки (постоянную нагрузку от веса покрытия от собственного веса колонны принимают с γ = 0,9. так как при этом усилия в анкерах и тяжах будут больше, чем при γ - 1,1...1,3) и без учета снеговой нагрузки). При этом сочетании нагрузок получим максимальные усилия в анкерах и тяжах конструкции узла защемления, показанной на рис. 4.

Подбор (предварительный) размеров деталей узлов. Принимаем толщину уширения колонны (см. рис. 4) равной двум толщинам досок после фрезерования. Подколонник принимаем из бетона класса В25 (Rb = 14,5 МПа > Rсм )

Принимаем толщину стальной анкерной полосы 10 мм (δа = 0,01 м). С учетом принятых уширений получим

Высоту уширений принимаем равной ширине колонны понизу ( hк.н. ) плюс 150 мм, учитывая конструктивное решение узла и расположение тяжей под углом 45°

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 исходя из равновесия всех сил, действующих на узел. Расчетное сопротивление древесины смятию принимаем с учетом mн и γн.