Скачать .docx  

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

Министерство высшего образования Российской Федерации

Тюменская государственная архитектурно-строительная академия

Кафедра строительных конструкций

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ

По дисциплине “Деревянные конструкции” на тему:

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

Выполнил:

Проверил:

г.Тюмень, 2001.

Содержание.

1. Расчет трехслойной клеефанерной конструкции

Покрытия 3

2. Расчет фермы. 7

3. Расчет стоек рамы. 13

4. Расчет узловых соединений 18

Список литературы. 22

Расчет трехслойной клеефанерной конструкции покрытия .

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

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

В качестве утеплителя принимаем твердые минераловатные плиты на битумной связке.

Конструктивно принимаем верхнюю и нижнюю обшивки толщиной 8 мм.


Расчет панели на общий изгиб.

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

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

Приведенная к семислойной площадь сечения панели:

Fф.пр. = kф × (dф ×bпр + dф ×bпрф ф )) + d×cо ×n×(Едрф ) = 0,6× (0,8×138 + 0,8×138(85000/85000)) + 4,6×14,6×6×(100000/85000) = 607 см2

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

ФК – 0,6

dф и dф – толщины соответственно нижней и верхней обшивок семислойной фанеры, принимается 0,8 см.

Еф = Еф = 85000 кг/см2 – модули упругости семислойной фанеры

Едр = 100000 кг/см2 – модули упругости древесины ребер

d = 4,6 см – толщина ребра панели

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

n – количество ребер

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

Sф.пр. = dф ×bпро + dф + dф ×0,5) + d×cо ×n×(со ×0,5 + dф дрф )) + dф ×bпр (dф /2) × ×(Еф ф ) = 0,8×138 (14,6 + 0,8 + 0,8×0,5) + 4,6×14,6×6×(14,6×0,5 + 0,8(100000/85000)) + 0,8×138(0,8/2)×(85000/85000) = 5110 см3

zо = (Sф.пр. )/(Fф.пр. ) = 8,42 см.

Приведенный к фанере верхней обшивки момент инерции:

Iф.пр. = n×(d×cо 3 /12)(Едрф ) + dф ×bпр ×(со – zо )2 + dф ×bпр ×zо 2 ×(Еф ф ) =

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

= 20464,5 см4

Нагрузки на покрытие, кгс/м2 Таблица № 1.

Вид нагрузки

Норматив.

нагрузка

Коэф. перегрузки

Расчетная нагрузка

Постоянная нагрузка

Кровля рулонная трёхслойная

Фанера – (0,008 + 0,008)×640

Каркас из древесины– 0,04×0,146×(500/1,5)×6

Утеплитель (минераловатные плите на битумном связующем)

12

10,3

13,5

20

1,2

1,1

1,1

1,2

15

11,4

15

24

ИТОГО

Снеговая нагрузка

55,8

70

1,55

65,4

109

ПОЛНАЯ НАГРУЗКА

125,8

175

В итоге получим следующие значения момента и поперечной силы:

М = 0,125×1,5×q×l2 = 82031,3 кгс×см

Q = q×l/2 = 784,9 кгс

Далее проверяем прочность панели на изгиб:

в растянутой обшивке

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

в сжатой обшивке

М(со + dф + dф – zo )/Iф.пр. = 82031,3*(14,6 + 0,8 + 0,8 – 8,42)/20464,5 = 31,2 < <100*0,8 = 80 кгс/см2

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

f /l = (qн ×l3 )/(Eф *Iф.пр. ) = = 0,002 < [f /l] = 1/250

Проверку скалывающих напряжений производим по клеевому шву между шпонами фанеры:

= = 1,5 < Rск = 7 кгс/см2

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

РАСЧЕТ ФЕРМЫ.

Определение общих размеров фермы

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

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

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

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

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

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

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

Длины элементов АД = ДБ === 4,789 м

Длина элемента ДД’= 2*= 7,398м

Определение нагрузок

Постоянная нагрузка на 1м2 горизонтальной проекции крыши:

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

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

Статический расчет фермы.

Определение нагрузок.

Собственный вес фермы со связями

Gф н =(gр кр +pн сн )/((1000/kс.в. ×L) – 1) = (59,62 + 70)/((1000/4*17) – 1) =

= 9,46 кгс/м2 .

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

Расчетная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции верхнего пояса фермы:

-от собственного веса покрытия

gp = (gн кр + gн ф ) ×n×B = (59,62 + 9,46)*1,1*5 = 379,94 кгс/м;

-от снега

Pp сн = рн сн ×nсн ×B = 70*1,506*5 = 527,1 кгс/м.

Расчетные узловые нагрузки:

узел А:

постоянная GA = gp ×(AB/2)×cosa = 379,94×2,27×0,936 = 807,26 кгс;

от снега РА = Pp c н (AB/2)×cosa = 527,1×2,27×0,936 = 1119,94 кгс.

Узел В и Б:

Постоянная GВ,Б = gp ×AB×cosa = 379,94*4,54*0,936 = 1614,53 кгс;

От снега РВ,Б = Рр сн ×AB×cosa = 527,1*4,54*0,936 = 2239,88 кгс.

Ветровая нагрузка на ферму не учитывается.

Определение расчетных усилий.

Продольные усилия в элементах фермы определяем при двух комбинациях нагрузок:

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

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

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

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

элементы и опорные

реакции

усилия от собственного

веса G=1614,53кгс

усилия от

снеговой

нагрузки

P =2239,88 кгс

расчетные усилия

при снеге на всем пролете

обозначения

усилий

АВ

-6776,21

-9400,81

-16177,02

О1

ВБ

-6209,53

-8614,64

-14824,17

O2

АД

+6332,3

+8784,94

+15117,24

V1

ДД’

+4263

+5914,27

+10177,27

V2

ВД

-1414,35

-1962,16

-3376,51

D1

ДБ

+2055,92

+2852,24

+4908,16

D2

Rа = 7708,82 кгс;

Подбор сечений элементов фермы.

Верхний пояс.

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

Тогда требуемая высота бруса верхнего пояса фермы:

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

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

Проверяем принятое сечение.

Геометрические характеристики:

Fнт = Fбр = b*h = 20*24 = 480 см2 ;

Wр = b*h2 /6 = 20*24/6 = 1920 см3 ;

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

Расчетный изгибающий момент

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

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

Максимальные нормальные напряжения:

в середине пролёта

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

по краям панели

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

Устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы обеспечена прогонами покрытия.

Растянутые элементы.

Расчетные усилия в элементах:

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

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

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

Требуемый диаметр одного тяжа определяем из формулы

0,8*p*d2 /4 = Fтр/(2*0,85);

d = = = 2,6 см;

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

0,85 – коэффициент несовместности работы двух стержней.

Все элементы принимаем из двух стержней следующих диаметров:

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

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

Стойка ВД.

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

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

из условия смятия подбалки поперёк волокон под торцом стойки:

D1 /(b*hст) = 3376,51/20*7,5 = 22,51 < Rсм90 = 37,41кг/см;

Rсм90 = 18*(1 + 8/(hсм + 1,2)) = 18*(1 + 8/(6,22 + 1,2)) = 37,41 кгс/см2 ;

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

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

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


РАСЧЕТ СТОЕК РАМЫ.

Выбор конструктивной схемы поперечной рамы здания.

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

Статический расчет.

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

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

Постоянное расчетное давление на стойку от покрытия:

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

от снеговой нагрузки

Рф.с = 1,09*5*17/(2*0,95) = 48,76 кН;

от стенового ограждения с учетом элементов крепления

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

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

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

Ветровая нагрузка

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

Расчетная ветровая нагрузка на раму от стены:

рд в = 0,38*0,8*5*1,4*0,95 = 2,02 кН/м;

ро в = - 0,38*0,6*5*1,4*0,95 = - 1,52 кН/м.

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

От ветровой нагрузки на стены:

Xp = - 3*H*(pД В – pО В )/16 = - 3*8,4*(2,02 – 1,52)/16 = - 0,79 кН;

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

Мст = - Рст *е = - 30,1*0,43 = - 12,94 кН*м;

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

Изгибающие моменты в нижнем сечении стоек:

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

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

Поперечные силы в заделке стоек:

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

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

Мрасч = 59,76 кН*м; Qрасч = 16,29 кН;

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

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

Конструктивный расчет .

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

Геометрические характеристики поперечного сечения:

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

= 220796,9 см4 .

Прочность поперечного сечения по нормальным напряжениям:

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

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

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

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

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

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

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

kп N = 1 + [0,75 + 0,06*(l/hн )2 + 0,6**l/h1]*m/(m+1)=

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

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

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

kп M = 1 + (0,142*(l/hн ) + 1,76*(hн /l0 )+1,4*α-1)*m/(m+1) =

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

N/φ*k*Rc*Fбр+Mg/φ*k*Ru*Wбр<1;

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

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

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

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

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

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

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

Напряжение на поверхности фундамента:

σ = - N/b*hн ± 6*Mд /b*h

σ = ;

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

smax = - 0,502 кН/см2 ; smin = 0,416 кН/см2 .

Вычисляем размеры участков эпюры напряжений:

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

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

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

Усилие в анкерных болтах:

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

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

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

Траверсу для крепления болтов рассчитываем как балку:

М = = *(22 – 18/2) = 387,24 кН*см.

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

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

Прочность клеевого шва от действия усилия Z:

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

где lш = 80 см; Rср ск = Rск /(1 + β*l/e) = 2,1/(1+0,125*80/56,72) = 1,785 МПа;

e = 69,3 – Х/3 = 56,72 см; β = 0,125.

РАСЧЕТ УЗЛОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ

Опорный узел.

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

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

Rсм90 = 18(1 + 8/(20 + 1,2)) = 24,8 кгс/см2 определяется

lтр гор = RА /b*Rсм90 = 7708,82/20*24,8 = 15,54 см; принимается lгор = 18 см.

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

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

Проверяем длину подушки по скалыванию вдоль ее длины

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

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

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

lтр = 20 + 2(3,2 + 1,4) = 29,2 см.

Расчетный момент

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

Геометрические характеристики сечения

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

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

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

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

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

Нормальные напряжения

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

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

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

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

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

То же, для консольного участка вылетом lк = 3 см

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

Требуемая толщина плиты

δтр == = 1,1 см; принимаем 2 см.

Рассчитываем сварные швы для крепления швеллера к листу.

Длина траверсы 40 см. Требуемая высота шва

hшв = V1 /(2*lшв *0,7*Rсв уг ) = 15117,22/(2*40*0,7*1500) = 0,18 см; принимаем швы максимально возможной высоты hшв = 5 мм.

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

Промежуточный узел верхнего пояса

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

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

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

Коньковый узел

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

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

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

Геометрические характеристики сечения:

-площадь сечения

F = 0,8*5 + 8,98 + 10 = 23 см2 ;

-положение центра тяжести

z = S/F = 13*2,69/23 = 1,52см;

-момент инерции сечения

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

12,8см4 -момент инерции швеллера с листом;

-минимальный момент сопротивления

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

Нормальные напряжения

σ = Mтр /Wтр = 18405,6/18 = 1022,3 < 2550кгс/см2 .

Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении

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

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

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

Требуемая толщина листа

δ= = 0,61 см; принимаем 1cм.

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

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

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

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

Список использованной литературы:

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

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

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

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

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

Москва “Стройиздат”1981 г.

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

7. Руководство по проектированию клееных ДК .

8. Пособие к СНиП 2.25.-80