Производственное здание

Размещено на http://www.allbest.ru/

Министерство Образования Республики Беларусь

Белорусский национальный технический университет

Строительный факультет

Кафедра: Металлические и деревянные конструкции

Расчетно-пояснительная записка

к курсовому проекту

по дисциплине «Конструкции из дерева и пластмасс»

на тему «Производственное здание»

Исполнитель: студент гр.312170 Хило А.А.

Руководитель: Минчукова М.С.

Минск 2016

Реферат

В курсовом проекте произведен расчет деревянных конструкций одноэтажного производственного здания. Определены расчетные и нормативные нагрузки на покрытие и поперечную раму здания.

Выполнен расчет клеефанерной панели покрытия. Произведен расчёт гнутоклееной трехшарнирной рамы, клеефанерной балки пристройки Скомпонованы сечения колонн, которые обеспечивают прочность и общую устойчивость конструкций. Осуществлена компоновка и расчет опорного узла колонны. Произведен расчет и подобрано сечение стойки фахверка. Определены технико-экономические показатели разработанных конструкций.

ВВЕДЕНИЕ

Конструкции из дерева и пластмасс относятся к классу легких строительных конструкций, применение которых в строительстве является одним из важных направлений на пути повышения эффективности и ускорения строительного производства.

При разработке проектов зданий и сооружений выбор конструктивных решений производят исходя из технико-экономической целесообразности их применения в конкретных условиях строительства с учетом максимального снижения материалоемкости, трудоемкости и стоимости строительства. Принятые конструктивные схемы должны обеспечивать необходимую прочность и устойчивость. Учитываются условия эксплуатации, изготовления, транспортирования и монтажа, предусматриваются меры по обеспечению их капитальности и долговечности (защита от биологического разрушения, возгорания, действия химически агрессивной среды).

Деревянные конструкции, преимущественно клееные, рекомендуется применять в зданиях: сельскохозяйственных, предприятиях лесопильно-деревообрабатывающей промышленности, с химически агрессивной средой (т.к. древесина и конструкции на ее основе обладают большой стойкостью по отношению к агрессивным средам), подсобно-вспомогательных промышленных и складских и т.п. Конструкции из дерева и синтетических материалов следует использовать в тех случаях, когда требуется исключить влияние магнитных свойств конструкций и возможность искрообразования.

Сравнительная легкость древесины с учетом ее достаточно большой прочности и жесткости позволяет перекрывать значительные пролеты.

При проектировании необходимо предусматривать защиту деревянных элементов от увлажнения, создавать для них осушающий температурно-влажностный режим, осуществляя в первую очередь проветривание конструкций. В необходимых случаях возможно применение химических мер защиты.

1. КОМПОНОВКА ЗДАНИЯ

рама фахверк клеефанерный балка

Согласно заданию, размеры одноэтажного однопролетного деревянного здания в осях 19 х 44 м. Низ стропильных конструкций находится на отметке 4,2 м от уровня чистого пола. Шаг стропильных конструкций -- 5,5 м. Ограждающие конструкции -- тёплые клеефанерные панели с дощатым каркасом. Стеновые панели -- самонесущие. Колонны фахверка клеедощатые с шарнирным опиранием.

В качестве несущих конструкций применяются большепанельные металлодеревянные фермы заводского изготовления с деревянным верхним поясом и стальными растянутыми элементами. Верхний пояс выполнен в виде клееных блоков из досок 2-3 сорта. Ферма - четырёхпанельная по верхнему и по нижнему поясу . Треугольные клеедеревянные фермы имеют значительный уклон верхнего пояса и предназначены для покрытий с рулонной кровлей. Исходя из этого принимаем мягкую рулонную кровлю на битумной мастике. По панелям верхнего пояса укладываются панели покрытия. Возникающие при этом изгибающие моменты от местной нагрузки на верхнем поясе легко воспринимаются развитым сечением пояса.

2. УТЕПЛЕННАЯ КЛЕЕФАНЕРНАЯ ПЛИТА ПОКРЫТИЯ.

2.1 Выбор конструкции панели покрытия

Согласно заданию на проектирование для расчета утеплённой панели покрытия принимаем:

- кровля - мягкая рулонная ;

- обшивка - водостойкая фанера клееная березовая марки ФСФ сорта не ниже III/IV;

- каркас панели - сосна второго сорта;

- воздушная прослойка - вентилируемая вдоль панели;

Принимаем толщину фанеры 8мм. Направление волокон наружных шпонов фанеры в нижней обшивке должно быть продольным для обеспечения стыкования фанеры «на ус» и для лучшего использования прочности фанеры.

Шаг стропильных конструкций - B=5,5 м.

Каркас дощатый из пиломатериалов сечением 32 х 175 мм, влажностью W?12%. Необходима фрезеровка кромок для приклейки верхней и нижней обшивок-- ?фрезирования - 4-6 мм . Поэтому чистовая доска получается сечением 32 х 169 мм.

Рекомендуемая высота панели должна находиться в пределах 1/30 ? 1/20 пролёта панели, т. е. hn =(1/30...1/20)х ln =(1/30 ...1/20)х5,5= 0,183.. .0,275 м.

Высота панели: hn =8+169+8=185мм

Длина панели: Ln = B-0,02 =5,5-0,02 = 5480 мм

Ширина панели: Ьп = 1,5-0,01 = 1,49 мм

Величина опирания панели должна быть не менее 55мм, то расчетный пролет равен: L0=l-2х2/3х55=5480-2х2/3х55=5407мм.

Каркас панели состоит из четырех продольных ребер и пяти вставок .

Расстояние между ребрами в осях: a = (1490-4*32*2*42)/3= 426мм.

2.2 Определение нагрузок на панель

Нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия определяется по формуле:

s = s0 х µ= 0.8 х 1 = 0.8кПа;

где: s0 - нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2

горизонтальной поверхности земли, принимаемое в зависимости от района строительства. Согласно заданию здание расположено в снеговом районе 1Б. Нормативное значение снеговой нагрузки для него s0 = 0.8 кПа;

µ -- коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие. Согласно [2, прил.3] µ = 1, так как ?< 250 (0,25 - 140).

Нагрузки на панель приведены в таблице 1.

Таблица 1 Сбор нагрузок на 1м2 панели покрытия

№	Наименование нагрузки	Норм. нагрузка. кН/м2	Коэф. надежн.	Расч. нагрузка кН/м2
1	Рулонная кровля 9кг /м2	0,09	1,3	0,117
2	Верхняя фанерная обшивка ?=700кг/м2, ?=8мм	0,056	1,1	0,0616
3	Продольные рёбра каркаса 169х32 мм (4*0,032*0,169*5*5,5)/(1,5*5,5)	0,072	1,1	0,0792
4	Утеплитель ?=120кг/м2, t=120мм	0,144	1,2	0,1728
5	Битумная мастика	0,020	1,2	0,024
6	Поперечные рёбра каркаса 120х25 мм (18*0,025*0,120*0,426*5)/(1,5*5,5)	0,014	1,1	0,0154
7	Нижняя фанерная обшивка ?=700кг/м2, ?=8мм	0,056	1,1	0,0616
	Итого постоянная нагрузка	0.452		0,532
	Нагрузка на горизонтальную проекцию cos 14=0.97	0.438	-	0,516
4.	Временная нагрузка - снеговая (район I б)	0.8	1,6	1,28
	Итого полная нагрузка	1.238		1,796

Коэффициенты надежности по нагрузке ?f приняты в соответствии с [2, табл.1]. Так как

= =0. 565<0.8

то коэффициент надёжности для снеговой нагрузки ?f = 1,6 [1, п.5.7].

Полная нагрузка на 1 м/п панели покрытия:

- нормативная полная qn = 1,49х1,238х0,972 = 1.736 кН/м;

- расчетная полная q = 1,49 х 1,796 х 0,972 = 2,518 кН/м;

2.3 Определение геометрических характеристик панели покрытия

Определим расчетный пролет панели покрытия (величина опирания панели должна быть не менее 55 мм):

L0=l - 2х(2/3)х55 = 5 480 - 2х(2/3)х55 = 5 407 мм.

Проверим условие

lef = 5 407 мм>6a = 6x458=2 748 мм

где а = 458 мм расстояние между осями продольных рёбер.

Тогда приведённая расчётная ширина фанерных обшивок составит :

bрасч = 0,9х bn = 0,9х1490= 1341 мм

где bn - = 1490 мм - ширина панели покрытия.

Геометрические характеристики поперечного сечения клеефанерной панели приводим к фанерной обшивке.

Вычислим момент инерции приведенного сечения:

где: Еф =9000 МПа- модуль упругости для фанеры марки ФСФ сорта В/ВВ толщиной 8 мм

Ед = 8500 МПа - модуль упругости древесины.

Определим момент сопротивления приведённого сечения:

2.4 Расчёт на продавливание от монтажной нагрузки

Каркас состоит из 4-х продольных ребер. Шаг ребер назначаем из расчета верхней фанерной обшивки на местный изгиб поперек волокон от сосредоточенной силы

Fd = Fкх у х cos14° = 1,2 х 1 х 0,97= 1,164 кН,

как балки, заделанной по концам у рёбер шириной 1000 мм (п7.3.1.12 СНБ 5.05.01-2000)

Принимается расстояние между ребрами в свету a=426 мм

Момент в обшивке:

Момент сопротивления обшивки:

Напряжения от изгиба

где: - таблица 6.12.ТКП 45-5.05-146-2009;

kmod=1,2 - для 1-го класса условий эксплуатации, таблица 6.3 ТКП 455.05-146-2009;

kх- коэффициент для породы древесины лиственница, по данным т-цы 6.5 [1] кх=1,2;

yn =0,95- коэффициент надежности по назначению, СНиП 2.01.07-85*

2.5 Расчёт панели на прочность

Максимальный изгибающий момент в середине пролета панели покрытия составит:

Проверяем устойчивость сжатой обшивки:



Где

kpf - коэффициент продольного изгиба, определяемый по формуле :

Прочность верхней сжатой обшивки обеспечена.

Проверяем устойчивость нижней обшивки :

где: fpt.d= 14 МПа - расчётное сопротивление фанеры растяжению в плоскости листа вдоль наружных слоёв ;

kp= 0,6 - коэффициент снижения прочности с учётом вида фанеры (фанера ФСФ) и типа стыка (стык на ус).

Прочность нижней растянутой обшивки обеспечена.

2.6 Расчёт панели на скалывание

Расчет на скалывание по клеевому слою фанерной обшивки (в пределах ширины продольных ребер) производят по формуле:

где расчётная поперечная сила в плите :

Определим приведённый статический момент верхней фанерной обшивки относительно центральной оси :

;

где 8 мм - толщина верхней обшивки ;

мм расстояние от центра тяжести верхней обшивки до центра тяжести всего сечения .

Таким образом , касательные напряжения составят:

где - расчётное сопротивление фанеры скалыванию вдоль волокон наружных слоёв фанеры;

Прочность обшивки фанеры на скалывание обеспечена.

Расчёт на скалывание продольного ребра на уровне нейтральной оси проводят по формуле:



Приведённый статический момент отсечённой части рёбер относительно нейтральной оси:

Приведённый к древесине момент инерции ребра:

Получим касательные напряжения в ребре:

где - расчётное сопротивленидревесины скалыванию вдоль волокон при изгибе клееных элементов.

Прочность рёбер обеспечена.

2.7 Расчёт панели на жёсткость

Расчёт на жёсткость панели покрытия выполняется по условию :

Определим расчётный прогиб панели покрытия от полной нормативной нагрузки:

Где: h- наибольшая высота поперечного сечения

l - пролёт балки(плиты ) равный 5500 мм;

=

Относительный прогиб от полной нагрузки :

Где : для однопролётной балки .

Коэффициент по [1, табл. 8.2. где ] =1 - для постоянного сечения;

Коэффициент по [1, прилож. 4 табл. 3.], где

Проверяем условие:

- максимально допустимый прогиб из эстетико-психологических требований от полной нормативной нагрузки.

Жёсткость обеспечена.

3. Расчёт фермы

3.1 Определение общих размеров фермы

Согласно заданию, пролёт здания l = 19 м. Принимаем ферму пролётом 1=18.6м. Уклон верхнего пояса фермы по заданию i=0,25.

Найдём высоту фермы в коньке:

cos? = 0,970

sin ? = 0,242

Длина одного ската верхнего пояса AD:

= 9,58

Длина панелей верхнего пояса AC и CD одинакова:

Проекция панелей верхнего пояса

При конструировании фермы должен быть обеспечен строительный подъём:



3.2 Сбор нагрузок

Таблица 2 Сбор нагрузок на ферму

№	Наименование нагрузки	qn, кН/м2	?f	q, кН/м2
	I. Постоянная нагрузка
1.	От покрытия (на горизонтальную проекцию)	0,438	--	0,516
2.	От собственного веса фермы	0,1	1,1	0,11
	Итого	0,538		0,626
	II. Временная нагрузка
3.	Снеговая нагрузка (равномерно распределенная)	0,8	1,6	1,28

Собственный вес системы определяем при ксв = 4 (по таб. 1 Пособия по проектированию деревянных конструкций СНиП II-25-80).

Определяем нагрузку на 1м/п верхнего пояса фермы:

- постоянная g=0,626х5,5 =3,44 кН/м

-снеговая (равномерно распределенная) =1,28x5,5 =7,04 кН/м

Ветровые нагрузки.

Согласно СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» по табл.5 [1] для I ветрового района нормативное значение ветрового давления w0=0,23 кПа.

Нормативное значение ветровой нагрузки определяем по формуле:

w=w0 х kхc

где : k - коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте, принимаемый по табл. 6[1] для типа местности - А, так как здание находится в открытой местности.

c -- аэродинамический коэффициент, принимаемый по прил. 4 [1].

c = 0,8 - для наветренной стороны,

c = 0,6 - для подветренной стороны.

Определим ординаты фактических эпюр расчётной погонной нагрузки на раму, для напора и отсоса при направлении действия ветровой нагрузки слева и справа.

где:-- коэффициент надежности по нагрузке =1,4

B -- шаг поперечных рам В=5,5 м

Определим ординаты фактических эпюр расчётной погонной нагрузки на раму на высоте 4,2м для напора и отсоса при направлении действия ветровой нагрузки слева и справа.

Таблица 3. Ветровые нагрузки

h, м	K	Напор qw, кН/м	Отсос qW, кН/м
4,2	0.75	1,009	0,757

Для упрощения расчёта фактическую ветровую нагрузку заменяем эквивалентной, равномерно распределенной по высоте колонны. Величину эквивалентной нагрузки находим из условия равенства изгибающих моментов в защемлённой стойке от фактической эпюры ветрового давления и от равномерно распределённой нагрузки. Ветровую нагрузку на шатёр (от низа до верха фермы), заменяем сосредоточенной силой W, приложенной в уровне ригеля рамы (на расчётной схеме).

Найдем эквивалентную равномерно распределенную нагрузку на раму с наветренной стороны:

Ма= 1,009х4,2х2,1=8,828 кНм

W=W”=0

Найдем эквивалентную равномерно распределенную нагрузку на раму с заветренной стороны:

Продольное усилие в ригеле:

Максимальный изгибающий момент в упругом защемлении колонны от действия ветровой нагрузки на поперечную раму здания:

3.3 Определение расчетных узловых нагрузок

Определение усилий в стернях фермы от расчетных узловых нагрузок определяем с помощью программного комплекса Lira 9.6. Принимаем 2 вида загружения:

Постоянная нагрузка + снеговая (равномерно распределенная) Постоянная нагрузка + снеговая (на полпролета)

1. Постоянная нагрузка + снеговая (равномерно распределенная



2. Постоянная нагрузка + снеговая (на полпролета)

Полученные узловые нагрузки используем для определения усилий в элементах фермы. Расчёт производим с помощью комплекса программ “ПК- ЛИРА” Усилия в стержнях фермы представлены в таблице 4.

Табл.4

Элементы фермы и опор. реак.	Обозн. стержня	Виды загружений	Расчётные усилия, кН
		Постоянная+ снеговая (равномерно рас-пределённая ), кН	Постоянная+ снеговая (на полпролёта ), кН	+	-
ВП	8	-300,77	-233,44		-300,77
	9	-200,51	-133,19		-200,51
	10	-200,51	-133,19		-200,51
	11	-300,77	-166,13		-300,77
НП	14	291,75	226,44	291,75
	15	291,75	161,23	291,75
Р	12	-100,26	-100,26		-100,26
	13	-100,26	-32,92		-100,26
С	6	48,73	32,96	48,73

3.4 Расчёт верхнего пояса

Верхний пояс рассчитываем как сжато-изгибаемый стержень, находящийся под действием внецентренно приложенной нормальной силы и изгибающего момента от поперечной нагрузки панели.

Продольная расчетная сила: N=300,77 кН

Зададимся размерами панели:

Принимаем в=115мм.

Принимаем h=231мм.

Сечение опорной панели верхнего пояса конструируем в виде клееного пакета, состоящего из заготовок по рекомендуемому сортаменту пиломатериалов второго сорта (применительно к ГОСТ 24454-80). Сечение элемента принимаем bxh = 140x231 мм из 7 досок 40x150 (после острожки 33x140).

Расчетный изгибающий момент от распределенной нагрузки в середине панели от внеузловой равномерно распределенной нагрузки определим как в однопролетной балке

M=gp*cos2*a *ln2/8=(3,44 +7,04)cos2(14°)4,792/8=28,28 кHм

Для уменьшения изгибающего момента в панели фермы создаем внецентренное приложение нормальной силы, в результате чего в узлах верхнего пояса возникают разгружающие отрицательные моменты. Значение расчетного эксцентриситета вычисляем из условия равенства опорных и пролетных моментов в опорной панели верхнего пояса фермы:

М0 /2 = Ne, откуда e = M0 / 2N;

e = 28,28 /(2 х300,77) = 0,047м;

h > 4 х e = 4 х 0,047 = 188мм;

Принимаем h=363мм.

Разгружающий момент от продольной силы в середине пролета панели:

MN=Ne=300,77 х 0,047=14,14 кНм

Изгибающий расчетный момент:

М = 28,28-14,14= 14,14 кНм

Опорный узел проектируем так, чтобы он не выходил за габариты сечения колонны.

Определим геометрические характеристики принятого сечения.

l0 = µ х 1 = 1х4,79 = 4,79 м -- расчётная длина элемента в плоскости X

Площадь поперечного сечения:

А = b х h = 14,0 х 36,3 = 508,2см2

Момент инерции:

Момент сопротивления сечения :

Радиус инерции:

Гибкость элементов:

Следовательно коэффициент продольного изгиба :

=

Расчётные характеристики древесины с учётом отвественности сооружения и условий работы :

=

= = 15 МПа - расчетное сопротивление древесины сжатию вдоль волокон таблица 6.5 [3]

kmod=1.05 - для 1-го класса условий эксплуатации, таблица 6.3 [3]

k?- коэффициент для клееных элементов в зависимости от толщины слоёв, принимаемый по табл. 6.9 [1]; при ?=33 мм, k? =1;

kh- коэффициент, учитывающий высоту сечения элемента более 50 см; для высоты менее 50 см по данным таблицы 6.8 [1] kh =1,0;

kx- коэффициент для породы древесины лиственница, по данным таблицы 6.5 [1] kx=1,2;

?n =0,95- коэффициент надежности по назначению [2]

Проверим прочность сечения:

Следовательно прочность обеспечена.

Верхний пояс фермы по всему пролёту связан из плоскости панелями покрытия, поэтому потеря устойчивости пояса невозможна и жёсткость элементов проверяется только в плоскости фермы.

3.5 Расчёт нижнего пояса

Сечение нижнего пояса проектируем из двух равнополочных уголков из стали С245. Требуемая площадь сечения нижнего пояса:

Принимаем нижний пояс из двух равнополочных уголков сечением 70Х4,5мм.

Геометрические характеристики поперечного сечения нижнего пояса:

; .

Напряжение в поясе:

Горизонтальные полки уголков нижнего пояса свариваем друг с другом накладками через интервалы не более .

Во избежание большого провисания средней панели нижнего пояса устраиваем дополнительную подвеску из круглой стали диаметром 16мм, расположенную в центре фермы.

Гибкость нижнего пояса

.

3.6 Расчёт элементов решётки

Сжатые раскосы

Продольная расчётная сила :N=100.26 кН

Изгибающий расчётный момент отсутствует.

Зададимся размерами панели:

Принимаем b=140мм и h=165мм;

Сечение панели раскоса конструируем в виде бруса из заготовок по рекомендуемому сортаменту пиломатериалов второго сорта (применительно к ГОСТ 24454-80). Сечение раскоса принимаем bxh = 140x165мм из бруса 150x175 (после острожки 140x165мм).

Определим геометрические характеристики принятого сечения.

l0 = lxµ= 1x4.79= 4.79 м -- расчётная длина элемента в плоскости X .

Площадь поперечного сечения:

A=bxh=14.0x16.5=231.0 см2;

Момент инерции:

Момент сопротивления сечения :

Радиус инерции:

Гибкость элементов:

Следовательно коэффициент продольного изгиба :

=

Проверим по несущей способности:

Проверка на устойчивость:

3.7 Расчёт стойки

Растянутую стойку проектируем из арматурной стали класса S400 в виде одиночного тяжа. Требуемая площадь поперечного сечения которого определяется из условия:

Расчётное усилие в стойке N=48.73 кН

=

Принимаем тяж D14 мм. мм2 ?

На конце одиночного тяжа, для соединения его с парными тяжами опорного узла фермы приварен наконечник с резьбой из той же стали. Требуемая площадь сечения наконечника:

=

Принимаем наконечник D 16 мм смм2 ?

3.8 Расчёт узлов фермы

Опорный узел.

Элементы, сходящиеся в узле, соединяются при помощи стального башмака. Верхний пояс упирается в упорную плиту, усиленную ребрами жесткости.

Рис. 1. Опорный узел

Проверим торец верхнего пояса на смятие:

Проверяем местную прочность на изгиб упорной плиты. Рассмотрим среднюю часть упорной плиты как прямоугольную плиту, свободно опертую по четырем сторонам, которыми являются вертикальные фасонки башмака и ребра жесткости упорной плиты. Крайние участки упорной плиты рассмотрим как опертые по трем сторонам.

Изгибающий момент в участке плиты опертом по контуру:

размеры плиты ;

где ; при

Максимальный изгибающий момент для участка плиты опертого по трем сторонам:

при

По наибольшему из найденных моментов определяем требуемую толщину упорной плиты:

Принимаем упорную плиту толщиной 16 мм.

Проверяем общую прочность упорной плиты на изгиб. Расчет ведем приближенно, как балки таврового сечения пролетом, равным расстоянию между осями вертикальных фасонок: .

Нагрузка на рассматриваемую полосу плиты

Интенсивность нагрузки под торцом элемента верхнего пояса шириной 140мм:

Изгибающий момент в балке таврового сечения:

Необходимый момент сопротивления:

Определяем геометрические характеристики рассчитываемой части упорной плиты:

Произведем расчет сварных швов в опорном узле. Сварку ведем электродами Э42. Тогда, согласно табл. 56 [5] ; а ; ; .

Так как , то, расчет ведем только по металлу шва.

Требуемая длина сварных швов, крепящих ребра жесткости упорной плиты к фасонкам:

катет шва ;

.

Рассчитаем сварные швы, крепящие уголки нижнего пояса к вертикальным фасонкам. Усилие на шов:

у обушка одного уголка

;

у пера

Принимаем катет шва у обушка ; у пера .

Требуемая длина шва:

у обушка

у пера

Вертикальные фасонки опорного башмака приварены к горизонтальной стальной опорной плите, имеющей ширину 250мм.

Горизонтальную опорную плиту рассчитываем на изгиб под действием напряжений смятия ее основания как консольную балку.

Опорная реакция фермы .

Требуемая площадь опорной плиты из условия прочности древесины обвязочного бруса на смятие поперек волокон:

При ширине обвязочного бруса , определяем ее длину:

принимаем .

Напряжение смятия под опорной плитой:

Толщину опорной плиты определяем из расчета ее на изгиб. Изгибающий момент в плите (для полосы условной шириной 1мм):

Определяем требуемую толщину опорной плиты (с учетом пластичности):

Принимаем опорную плиту толщиной 14 мм.

Определим катет сварных швов в месте приварки вертикальных фасонок к опорной плите:

Сварной шов принимаем конструктивно катетом (согласно табл. 38* [5] при толщине более толстого из свариваемых элементов ).

Узел примыкания раскоса к верхнему поясу.

Вертикальная стенка металлического вкладыша имеет высоту hCT = 200 мм (такую же, как и упорная плита) и ширину bст = 140 мм и рассчитывается на изгиб как трехпролетная неразрезная балка под действием напряжений смятия от упора торца верхнего пояса.

Напряжение смятию древесины торца верхнего пояса:

Принимаем толщину стенок вкладыша 6 мм.

Узловой болт, передающий усилие от раскоса на вкладыш, работает на изгиб

Требуемый момент сопротивления:



Принимаем болт d=30 мм, класса прочности 5.6.

Ав=706 мм2, Авп=560 мм2

Напряжение среза болта :

- расчётное сопротивление срезу болта (таблица 58*[4]).

Раскосы соединяются с верхним и нижним поясом металлическими пластинами-наконечниками сечением 10х120 мм.

Пластинки работают на продольный изгиб на длине, равной расстоянию от центра узлового болта до места упора деревянной части раскоса .

Свободная длина пластинок-наконечников l0= 350 мм. Гибкость их :

Коэффициент продольного изгиба ?=0,419 согласно таблице.

Напряжение сжатия в пластинах:

Статический момент относительно оси Х1-Х1:

Sx1=120x10х75+70х6х35=104.7х103 мм3;

Площадь A=120x10+70x6=1620 мм2;

Расстояние от оси Х1-Х1:

yp=65-35=30 мм; y0=80-65=15мм;

Момент относительно оси Х-Х:

+120x10x

Напряжение смятия торца раскоса :

Изгибающий момент действующий в пластинке:

Напряжение изгиба:

Составляющая усилия раскоса, перпендикулярная верхнему поясу, принимается упором в верхний пояс нижней пластинки узлового вкладыша.

Изгибающий момент в консоли нижней пластинки:

=160мм3;

Требуемая толщина пластины:

Болты, передающие усилие от накладок к поясу, работают как нагели. Угол между направлением усилия в раскосе и волокнами пояса ? =37°. При таком значении а для центрального болта по таблице 9.5 [3 ] k? = 0.80, для болтов диаметром 20 мм k? = 0.80.

Усилие на один срез по условию изгиба центрального болта определим по формуле:

=

Соответственно для болта диаметром 20 мм в соответствии с п.9.4.3.4.[3]:

=

Тогда при четырёх болтах на каждую накладке получим :

Т=21,14+4х9,39=58,7кН>49,981 кН

Средний узел нижнего пояса

Металлические детали входящие в узловое соединение, выполняются из стали С245. Сечение уголков принимается по расчёту на растяжение:

Необходимо проверить площадку стыкового соединения двух раскосов на смятие. Усилиев раскосах N=-100,26 кН.

Высота площадки смятия:

Площадь смятия:

Условие прочности на смятие:

Условие прочности соблюдается.

Принимаем сечение из двух уголков 2L90х56х6 с А=1708 мм2, а сечение приваренных к тяжам полос стали 420х90х18 мм. Соединение полос с уголками осуществляется с помощью валиков, диаметр которых определяется из условия прогиба.

Изгибающий момент от усилия в нижнем поясе:

Требуемый диаметр валика:

=

Принимаем валик D=28 мм, тогда диаметр отверстий в уголках и полосах согласно требований [4] :

dотв = d+3=28+3=31мм

Проверка ослабленного сечения полосы:



Проверка ослабленного сечения уголков:

Рассчитаем сварные швы, крепящие уголки средней панели нижнего пояса к узловым планкам. Усилие на шов:

у обушка одного уголка

;

у пера

Принимаем катет шва у обушка ; у пера .

Требуемая длина шва:

у обушка

у пера

Коньковый узел

В коньковом узле между концами панелей верхнего пояса устанавливается металлический вкладыш. Смятие торца верхнего пояса :

Металлическую стенку вкладыша рассчитываем на изгиб как консольную балку под действием напряжений смятия от упора торца верхнего пояса.

Изгибающий момент консольной части стенки вкладыша шириной 10 мм:

М=(13,4х402х10-2)/2= 107.2 кНмм

Момент средней части:

Мср=(13,4х652х10-2)/8= 70.8 кНмм

Необходимый момент сопротивления:

Требуется толщина стенки вкладыша :

=15.6 мм

Принимаем t=16 мм

Уголок- шайбу рассчитывают на изгиб:

Требуемый момент сопротивления :

По сортаменту принимаем уголок L63х6

Для болта диаметром 24мм в соответствии с п.9.4.3.4.[3]:

=

Тогда при четырёх болтах на каждую накладке получим :

Т=21,14+4х9,39=58,7кН>49,981 кН

4. Составная колонна на податливых связях

4.1 Предварительный подбор сечения колонны

Наименьшая ширина сечения колонны из условия предельной гибкости

:

Принимаем по сортаменту .

По высоте сечения колонну конструируем из четыех брусьев толщиной . Общая высота сечения колонны: .

Рис. 2. Поперечное сечение колонны

Элементы колонны сплачиваются друг с другом при помощи стальных болтов диаметром . Шаг болтов по высоте колонны принимаем равным . Количество болтов в ряду по ширине сечения . Условие размещения болтов по ширине сечения обеспечивается, так как:

4.2 Определение нагрузок на колонну

Определим действующие на колонну расчетные вертикальные и горизонтальные нагрузки:

-от конструкций кровли

;

-от стропильных конструкций

.

Расчетная постоянная распределенная нагрузка от собственного веса стенового ограждения (нагрузку от стенового ограждения принимаем равной нагрузке от кровельного дощатого настила):

gст = В = (0,088+0,035) 6 = 0,738 кН/м.

Нагрузка от собственного веса колонны равна:

Расчетная нагрузка от веса снегового покрова:

Определение ветровой нагрузки.

Расчет поперечных рам здания выполняется только на статическую составляющую ветровой нагрузки, соответствующей установившемуся напору на здание. Погонная ветровая нагрузка на колонну равна:

qw = w0 k c ?f B

где w0 = 0,23 кПа -- нормативное значение ветрового давления;

с -- аэродинамический коэффициент для наружных стен, c = 0,8 -- для наветренной стороны, c = -0,6 -- для подветренной стороны;

?f = 1,4 -- коэффициент надежности по нагрузке;

k -- коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления в зависимости от высоты здания и типа местности.

Равномерно распределенная нагрузка на колонну от давления ветра:

Методом интерполяции определим значение ветрового давления на отметке верха колонны: .

Определим величину эквивалентной равномерно распределенной ветровой нагрузки по формуле

где - момент относительно отметки верха фундамента от реально действующей ветровой нагрузки.

Равномерно распределенная нагрузка на колонну от давления ветра:

с наветренной стороны - ;

с подветренной - .

4.3 Определение усилий в колоннах

Поперечная рама однопролетного здания, состоящая из двух колонн, жестко защемленных в фундаментах и шарнирно соединенных с ригелем, является однажды статически неопределимой системой.

Рис. 3. Расчетная схема поперечной рамы здания

При бесконечно большой жесткости ригеля (условное допущение) за лишнее неизвестное удобно принять продольное усилие в ригеле, которое определяется по известным правилам строительной механики.

Определим изгибающие моменты от ветровой нагрузки:

усилие в ригеле

изгибающие моменты в уровне верха фундамента:



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

первое сочетание нагрузок (постоянная + снеговая + ветровая)

Моменты в уровне фундаментов:

Для расчета колонн на прочность и устойчивость плоской формы деформирования принимаем значения

; .

Второе сочетание нагрузок (постоянная + снеговая) (при одной временной нагрузке коэффициент не учитывается).

Третье сочетание нагрузок (постоянная + ветровая):

изгибающие моменты в уровне фундаментов:

Продольная сила определяется при :

4.4 Расчет колонны

Расчет производится на действие Nd и Md при первом сочетании нагрузок: ; .

Площадь сечения колонны:

брутто ;

нетто .

Расчетный момент сопротивления поперечного сечения колонны:

где - коэффициент, учитывающий снижение момента сопротивления изгибаемых элементов на податливых связях (по табл.).

Определяем гибкость составной колонны.

Коэффициент приведения гибкости:

где - коэффициент податливости соединения.

Для соединений сжато-изгибаемых элементов на болтах при

Гибкость всего элемента без учета податливости соединения:

Гибкость отдельной ветви

Гибкость составного элемента:

где - сумма моментов инерции брутто поперечных сечений относительно собственных ветвей

Коэффициент продольного изгиба определяем по формуле:



При эпюре моментов треугольного очертания (согласно п.7.6.3 [1]) поправочный коэффициент к :

.

В данном случае эпюра моментов близка к треугольной.

Проверяем прочность сечения колонны:

Расчет колонны на устойчивость из плоскости производим для второго сочетания нагрузок при .

Устойчивость колонны обеспечена.

4.5 Расчет опорного узла колонны

Расчет производим для третьего сочетания нагрузок.

При этом сочетании нагрузок получим максимальные усилия в анкерах конструкции опорного узла: ; .

Из расчета колонны на устойчивость в плоскости рамы имеем ; ; ; .

Опорный узел конструируем в виде анкерных столиков, прикрепленных к стойке болтами.

Продольная сила и изгибающий момент, возникающие в узле, воспринимаются опорными столиками посредством соединенных с колонной болтов, при этом болты работают на изгиб, колонна под ними на смятие, а вертикальные пластины столиков - на смятие под болтами и на растяжение.

Возникающие в анкерных пластинах продольные усилия передаются на горизонтальные полки столиков, работающие на изгиб, и далее на фундамент через фундаментные болты, в которых возникают усилия растяжения

В торце колонны возникают напряжения смятия.

Принимая, что напряжения смятия по длине площадки распределяется равномерно, находим плечо сил и : .

В предположении прикрепления вертикальной пластины столика к колонне одним рядом болтов нормальной точности диаметром 16мм, по ширине пластины расстояние от продольной оси столика до боковой грани колонны должно быть не менее , принимаем 50мм.

С учетом этого .

Тогда плечо сил и :

.

Определяем усилия в опорном узле колонны:

сминающее усилие под торцом колонны

;

растягивающее усилие в анкерных болтах

.

Рис. 4. Опорный узел колонны

Проверяем торец колонны на смятие:

Расчетная несущая способность одного условного среза болта диаметром 16 мм:

из условия смятия древесины

из условия изгиба болта

из условия смятия металла вертикальной пластины

Требуемое количество двусрезных болтов для крепления анкерных столиков к колонне

;

принимаем 3 болта.

Требуемое сечение анкерных болтов:

где - расчетное сопротивление растяжению анкерных болтов из стали марки С235.

Принимаем два анкерных болта диаметром 20мм площадью нетто .

Проверяем вертикальную полосу анкерного столика на растяжение и смятие под болтами:

Толщину горизонтальной полки найдем из условия ее работы на изгиб. Максимальный изгибающий момент в полке от действия усилия

;

Принимаем полку шириной 100мм, с учетом ослабления сечения полки отверстием диаметром 24мм .

;

принимаем .

Вертикальные стенки, на которые опирается полка, принимаем высотой 100мм. Расчетной схемой вертикальной стенки является консольная балка с защемлением на опоре. Исходя из этого, определяем изгибающий момент и поперечную силу в стенке:

;

Приняв толщину стенки , проверим ее на изгиб и срез:

где

Приварку стенок к вертикальной полосе осуществляем угловыми швами катетом . Сварку выполняем электродами Э42. Тогда, согласно табл.56 [5] ; а ; ; .

Так как , то, расчет ведем только по металлу шва.

Момент сопротивления сварных швов:

Нормальные и касательные напряжения в швах равны:

Проверим сварные швы по равнодействующим напряжениям:



Прочность сварных швов обеспечена.

Размещено на Allbest.ur