Проектирование несущих конструкций

Размещено на http://www.allbest.ru/

1

Содержание

1. Компоновка поперечного сечения рамы

2. Конструирование и расчет асбестоцементной плиты с нижней обшивкой

2.1 Исходные данные

2.2 Компоновка рабочего сечения панели

2.3 Определение нагрузок на плиту покрытия

2.4 Расчетные характеристики материалов

2.5 Определение геометрических характеристик расчетного сечения плиты

2.6 Расчет элементов плиты по первой группе предельных состояний

2.7 Проверка прогиба плиты

2.8 Расчёт элементов соединений обшивок с каркасом

3. Статический расчет рамы

3.1 Определение нагрузок на раму

3.2 Нормативная постоянная нагрузка

3.3.1 Нормативная нагрузка от веса кровли

3.3.3 Нормативная нагрузка от веса асбестоцементной плиты покрытия

3.3.3 Нормативная нагрузка от веса утеплителя и пароизоляции

3.3.4 Нормативная нагрузка от собственного веса балки

3.3.5 Нормативная нагрузка от собственного веса колонн

3.4 Нормативная временная нагрузка

3.4.1 Нормативная снеговая нагрузка

3.4.2 Нормативная ветровая нагрузка

3.5 Расчетные нагрузки на раму

3.6 Статический расчет поперечной рамы

3.7 Составление расчетных сочетаний усилий для характерных сечений колонны и балки

3.7.1 Расчетные сочетания усилий

4. Конструирование клеефанерной балки

4.1 Конструирование клеефанерной балки

4.2 Определение геометрических характеристик балки

4.3 Расчет клеефанерной балки по первой группе предельных состояний

4.4 Расчет клеефанерной балки по второй группе предельных состояний

5. Конструирование и расчет колонны клеедеревянной постоянного сечения в соответствии с [8,9]

5.1 Расчет узла защемления колонны в фундаменте

6. Мероприятия по обеспечению пространственной жесткости и геометрической неизменяемости здания

7. Мероприятия по обеспечению долговечности основных несущих и ограждающих конструкций

Список литературы

Приложение



1. Компоновка поперечного сечения рамы

Основными несущими конструкциями являются клеефанерная двускатная балка Б1(высота балки на опоре: 1м, в коньке: 2,4м) и колонна постоянного сечения К1. Пролет здания 21 м, высота до низа стропильной конструкции составляет 5,29 м. Разрез рамы представлен на рисунке 1.1.

Рисунок 1.1 - Поперечный разрез здания

Угол наклона кровли составляет:

Уклон ската кровли:

Принимаем балку коробчатого сечения. Опирание балки на колонну - шарнирное, защемление колонны в фундаменте - жесткое.



2. Конструирование и расчет асбестоцементной плиты с верхней обшивкой

2.1 Исходные данные

Производится проектирование деревянного каркаса одноэтажного производственного здания в г.Барановичи. Класс условия эксплуатации - 3.

Основными несущими конструкциями являются клееная балка клеефанерная, колонна клееная постоянного сечения. Пролет здания 21 м, длина здания составляет 66,3 м, шаг несущих конструкций - 5,1 м.

Ограждающие конструкции покрытия выполняются из асбестоцементных плит с одной верхней обшивкой. Размер панели покрытия (рисунок 1) в плане 1200Ч5100 мм; обшивка из плоских асбестоцементных листов марки ЛП-НП по ГОСТ 18124-95 [1, табл.2.14]; ребра из досок второго сорта [1, стр.32], порода древесины - кедр сибирский, кроме Краснодарского края. Для соединения обшивок с каркасом используются шурупы диаметром 4 мм. Кровля по заданию мягкая черепица: кровельная плитка «Икопал», но так как по [1, табл.1.1] требуемый уклон составляет 26⁰90⁰, а у нас ?8,0⁰ (клеефанерная балка), тогда принимаем рулонную кровлю «Изопласт» с требуемым уклоном 1⁰14⁰, утеплитель - плиты минераловатные ПЖ толщиной 70мм. Пароизоляция - полиэтиленовая пленка. каркас балка фундамент утеплитель

2.2 Компоновка рабочего сечения панели

Ширину панели делаем равной ширине листа асбестоцемента с учетом обрезки кромок для их выравнивания 1480 мм. Толщина нижней асбестоцементной обшивки принимается конструктивно равной 8 мм. Для плиты пролётом 5,2 м принимается два асбестоцементых листа длиной 2210 мм и 3100 мм.

Для дощатого каркаса применены черновые заготовки сечением 75х150 мм [1]. После сушки и фрезерования черновых заготовок на склейку идут чистые доски сечением: продольные рёбра 69х147 мм и поперечные рёбра 75х147 мм. Величины припусков принимаются по 3 мм с одной стороны согласно таблице 1 [2].

Полная высота панели принята:

(2.1)

Каркас панели состоит из четырёх продольных рёбер. Шаг продольных рёбер 266 мм, что меньше 300 мм, обусловленных конструктивными требованиями. Для придания каркасу жесткости продольные рёбра соединены на клею с поперечными рёбрами. Шаг поперечных рёбер 1021 мм, что меньше 1500 мм, обусловленных конструктивными требованиями.

Рисунок 2.1 - Геометрические размеры асбестоцементной плиты



2.3 Определение нагрузок на плиту покрытия

На плиту покрытия действуют следующие нагрузки:

1) постоянные: кровля, утеплитель, пароизоляция и собственный вес плиты;

2) временные: снеговая и нагрузка от веса человека с грузом.

Сбор нагрузок представлен в таблице 2.1. Коэффициент надёжности по нагрузке принят согласно [1].

Таблица 2.1 - Нагрузки, действующие на 1 м² площади покрытия

№	Наименование нагрузок	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчётная нагрузка, кН/м2
Постоянная:
1	Металлочерепица «Каскад» m=4,5 кг/м2	0,045	1,3	0,0585
2	Утеплитель минватные плиты мягкие ПМ	0,140	1,2	0,168
3	Пароизоляция - пергамин; ,	0,002	1,2	0,0024
4	Каркас деревянный: древесина - лиственница;	0,411	1,1	0,452
5	Обшивка - асбестоцементные плиты плоские ЛП-П;	0,144	1,2	0,173
Всего	0,742		0,854
Временная:
6	Снеговая	1,45	1,5	2,18



Временная нагрузка на 1 м² от веса снегового покрова определяется в соответствии с п. 5.2 (3)[3]:

Город Щучин находится в 3 снеговом районе. Полное нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия следует определять по формуле согласно [4]:

(1.7)

где - коэффициент форм снеговых нагрузок,;

- коэффициент окружающей среды, =1,0 (условия местности-обычные)

- температурный коэффициент, =1,0

- характеристическое значение снеговых нагрузок на грунт, которое рассчитывается по формуле:

(1.8)

где А - высота местности от уровня моря (для Щучина А= 176 м).

Рисунок 1.2 - Коэффициенты формы снеговых нагрузок для двухскатных покрытий

Коэффициенты форм снеговых нагрузок будем принимать для двух случаев:

1) Без учета заносов снега:

2) С учетом заносов снега (при )

Тогда рассчитаем полное нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия для двух случаев:

1)

2)

Из двух случаев принимаем самый неблагоприятный т.е. случай 1 (без учета заносов снега)

Расчётное значение снеговой нагрузки определим по формуле:

(1.8)

где г_q=1,5 - коэффициент надёжности по нагрузке

Полная нагрузка от суммы постоянной и переменной

Линейно-распределительная нагрузка на расчетное среднее ребро (определение с учетом шага продольных ребер):

(1.9)

(1.10)

(1.11)

(1.12)

С учетом наклона кровли полная нагрузка, действующая на ребро плиты равна:

- нормативное значение:

(1.13)

- расчетное значение:

(1.14)

Нормальная составляющая полной нагрузки, действующая на ребро плиты:

(1.15)

(1.16)

Расчетные усилия в сечениях плиты:

- изгибающий момент:

(1.17)

- поперечная сила:

(1.18)

2.4 Расчетные характеристики материалов

Определение расчетных сопротивлений плоского прессованного асбестоцементного листа

Согласно заданию принят плоский асбестоцементный лист марки ЛП-П по ГОСТ 18124-2012 в качестве обшивки. В соответствии с табл. 2.15 [1] первый сорт прессованного плоского асбестоцементного листа имеет временное сопротивление изгибу 23 МПа. В соответствии с п. 2.3.2 [1] следует принимать временное сопротивление изгибу для расчета плиты, равное 0,9·23 = 20,7 МПа. Так как такого временного сопротивления изгибу в табл. 2.16 [1] нет, то следует принимать значения расчетных сопротивлений асбестоцемента, находящиеся в ближайшей графе, т.е. соответствующие временному сопротивлению изгиба 20 МПа.

Кроме того, расчетные сопротивления следует умножать на коэффициент условий работы в соответствии с п. 2.3.2 [1]. Коэффициент условий работы г_f = 0,9.

Следовательно, расчётное сопротивление сжатию листового

асбестоцемента:

(1.19)

Расчётное сопротивление растяжению листового асбестоцемента:

(1.20)

Расчётное сопротивление смятию листового асбестоцемента:

(1.21)

Модуль упругости листового асбестоцемента по [1, таблица 29]:

Расчётные характеристики древесины

Для изготовления каркаса плиты применяется древесина ІІ сорта, порода - лиственница арабская. Определим её расчетные характеристики:

Расчетное сопротивление древесины изгибу:

(2.19)

где - расчётное сопротивление древесины изгибу вдоль волокон, принимаемое по табл. 6.4 [5];

- коэффициент условий работы, принимаемый в зависимости от класса эксплуатации и длительности нагружения по табл. 6.3 [5];

- температурный коэффициент, учитывающий влияние изменения температуры окружающего воздуха, принимаемый согласно п. 6.1.4.7 [5];

- коэффициент, учитывающий глубокую пропитку антипиринами под влиянием, принимаемый согласно п. 6.1.4.7 [5].

(2.20)

где - расчётное сопротивление древесины скалыванию вдоль волокон, принимаемое по табл. 6.4 [5].

Модуль упругости древесины вдоль волокон:

(2.21)

где - модуль упругости древесины, принимаемый согласно п. 6.1.5.2 [5].

Модуль упругости древесины при расчёте по эксплуатационной пригодности:

(2.22)

где - модуль упругости древесины вдоль волокон, принимаемый согласно п. 6.1.5.1 [5].

2.5 Определение геометрических характеристик расчетного сечения плиты

Рисунок 1.4 - Геометрические характеристики расчетного сечения

Определим размеры расчетного поперечного сечения в соответствии с

требованиями [1, страница 104] (рисунок 1.4):

(1.27)

(1.28)

Условие выполняется.

Ширина продольного бруса b_w=69 мм, высота h_w= 147 мм.

Определим геометрические характеристики сечения:

1) Площади сечений:

Нижней растянутой обшивки:

(1.29)

Ребра:

(1.30)

2) Статические моменты обшивки и каркаса (, ):

(1.31)

(1.32)

3) Положение нейтральной оси сечения конструкции без учета податливости соединений обшивки с каркасом:

(1.33)

4) Приведенный (к материалу каркаса) статический момент нижней обшивки, относительно нейтральной оси, положение которой определяли без учета податливости:

(1.34)

- коэффициент приведения к обшивке

(1.35)

5) Момент инерции ребра относительно нейтральной оси без учета податливости:

(1.36)

6) Момент инерции поперечного сечения нижней обшивки, вычисленный относительно нейтральной оси у₀, положение которой определяли без учёта податливости:

(1.37)



7) Приведенный (к материалу каркаса) момент инерции сечения плиты, вычисленный относительно нейтральной оси у₀, положение которой определяли без учёта податливости:

(1.38)

8) Определяем коэффициент, учитывающий распространение усилий между каркасом и обшивкой:

(1.38)

где n_c' - число срезов элементов соединений в каждом шве на половине пролёта;

Асбестоцементную обшивку прикрепляют к каркасу оцинкованными шурупами, которые обладают податливостью, необходимой для соединения разнородных материалов. По п.4.6[1] подбираем длину и диаметр шурупов: d= 4 мм, l = 60 мм.

Расстояние от оси шурупа до края асбестоцементной обшивки должно быть не менее и не более .

Расстояние между осями шурупов не менее и не более .

Принимаем шаг шурупов 225 мм и расстояние от оси шурупа до края асбестоцементной обшивки 37 мм. Общее число шурупов на одно ребро плиты n=22, на половине пролета n_c'=11.

з - коэффициент, определяемый в зависимости от диаметра элемента соединения. При d=4 мм з=62·10^-5.

k_m - коэффициент, принимаемый для элементов соединения из стали равным 1,0.

9) Определяем ограничения на коэффициент m:

(1.38)

Коэффициент m следует принимать:

- при m > m₀ - равным m - для расчета прочности обшивок; m_о - для расчета прочности каркаса;

Для расчета каркаса принимаем m=0,45, для расчета обшивки m=0,854.

Определение геометрических характеристик сечения с учетом податливости (m=0,854) для расчёта обшивки:

10) Определение нового положения нейтральной оси с учетом податливости соединений обшивки с каркасом:

(1.38)

11) Момент инерции поперечного сечения относительно нейтральной оси y_t , положение которой определяется с учётом податливости соединений:

ребра:

(1.39)

обшивки:

(1.40)

12) Определяем коэффициент в:

2.6 Расчет элементов плиты по первой группе предельных состояний

1) Расчет нижней обшивки каркасной панели:

(1.42)

превышают расчётного сопротивления растяжению листового асбестоцемента.

Определение геометрических характеристик сечения с учетом податливости (m=0,19) для расчёта каркаса:

2) Определение нового положения нейтральной оси с учетом податливости соединений обшивки с каркасом:

(1.42)

Моменты инерции поперечного сечения относительно нейтральной оси y_w , положение которой определяется с учётом податливости соединений:

ребра:

(1.43)

обшивки:

(1.44)

3) Определяем коэффициент в:

(1.45)

Расчёт ребер каркасной панели.

4) Напряжения изгиба в каркасе определяем по формуле:

(1.46)

- напряжения в элементах каркасных плит не превышают расчётного сопротивления изгибу древесины.

5) Напряжения скалывания в каркасе при изгибе определяем по формуле:

(1.47)

где S_sd - статический момент сдвигаемой части поперечного сечения

конструкции, приведенный к древесине, относительно нейтральной оси y_w:

(1.48)

- момент инерции всего расчетного сечения, приведенного к древесине, относительно y_w c учетом податливости (m=0,19);

(1.49)

Так как , то напряжения

скалывания в ребре не превышают расчётного сопротивления скалыванию вдоль волокон древесины.

2.7 Проверка прогиба плиты

Отношение допустимого прогиба плиты к пролёту не должно превышать U₀/l=1/184, определенного по эстетико-психологическим требованиям путем интерполяцией по таблице 3.1 [1] исходя из пролета плиты.

Прогиб плиты покрытия определяем по формуле:

(1.50)

(1.51)

2.8 Расчёт элементов соединений обшивок с каркасом

Расчет элементов соединения обшивок с каркасом проводим, исходя из выполнения неравенства:

(1.52)

где m = 0,854- коэффициент, принятый для обшивок;

S_sd - статический момент сдвигаемой части поперечного сечения конструкции, приведенный к древесине, относительно нейтральной оси y_w:

(1.53)

I_ef^yw - момент инерции всего расчетного сечения, приведенного к древесине, относительно y_w c учетом податливости (при максимальном значении m = 0,882):

(1.54)

Расчетная несущая способность одного шурупа по п. 9.4.1.2 [1]:

(1.55)

где =27,45МПа - расчетное сопротивление смятию обшивки;

f _{h .2 d.} - расчетное сопротивление древесины смятию для более толстых элементов односрезных нагельных соединений, по таблице 9.3 [1] (с учетом коэффициентов k_mod, k_t, k_x):

f _{h .2 d.} =2,5•1,05•1•0,8=2,1МПа, (1.56)

f_n.d - расчетное сопротивление изгибу нагеля, по таблице 9.4 [1] (с учетом коэффициентов k_mod, k_t, k_x):

(1.57)

k_б =1 - коэффициент, учитывающий угол между силой и направлением волокон, принимается по таблице 9.5 [1];

t_1,t₂ - толщина обшивки и древесины каркаса.

d =4мм - номинальный диаметр шурупа;

в_n - коэффициент, зависящий от отношения толщины более тонкого элемента, к диаметру нагеля, определяемый по формуле п. 9.4.1.7 [1],

(1.58)

k_n =0,063 - коэффициент, зависящий от типа нагеля, таблица 9.4 [1]:

(1.59)

Значение коэффициента _n, определенного по формуле, не должно превышать значения _n,max=0,077, приведенного в таблице 9.4 [1]. Принимаем _n=0,077.

Тогда

(1.60)

(1.61)

(1.62)

(1.63)

(1.64)

Условие выполняется.



3. Статический расчет рамы

3.1 Определение нагрузок на раму

На раму здания действуют следующие нагрузки:

- постоянные:

- собственный вес плиты покрытия;

- собственные вес кровли;

- собственный вес утеплителя и пароизоляции;

- собственный вес балки;

- собственный вес колонн;

- временные:

- ветровая;

- снеговая.

3.2 Нормативная постоянная нагрузка

3.3.1 Нормативная нагрузка от веса кровли

В соответствие с п. 1.3 нормативная нагрузка от веса кровли составляет 0,055 кН/м².

3.3.3 Нормативная нагрузка от веса асбестоцементной плиты покрытия

В соответствие с п. 1.3 нормативная нагрузка от веса плиты покрытия составляет .

3.3.3 Нормативная нагрузка от веса утеплителя и пароизоляции

В соответствие с п. 1.3 нормативная нагрузка от веса утеплителя и пароизоляции составляет

3.3.4 Нормативная нагрузка от собственного веса балки

Нормативная нагрузка от собственного веса балки определяется по формуле:

, (3.1)

где - постоянная нормативная нагрузка от веса покрытия, в соответствие с п. 1.3 ;

- полное максимальное нормативное значение снеговой нагрузки, в соответствие с ТКП EN 1991-1-3-2009: ;

- расчетный пролет рамы, который вычисляется по формуле:

, (3.2)

где - пролет здания, исходя из исходных данных ;

- величина опирания балки покрытия на колонну, ;

- коэффициент собственного веса конструкции, по таблице 1.3 [4] принимаем: ;

.

.

3.3.5 Нормативная нагрузка от собственного веса колонн

Предварительно для расчетов зададимся геометрическими размерами колонны:

- высота:

, (3.3)

где - высота колонны, по заданию на курсовое проектирование принимаем ;

- ширина:

, (3.4)

Для минимизации влияния жесткости сечения, а следовательно увеличения изгибающих моментов принимаем ширину сечения .

Высоту же сечения для максимизации влияния собственного веса конструкции принимаем .

Таким образом, получим, что нормативная нагрузка от собственного веса колонны составит:

, (3.5)

где - плотность кедра сибирского (кроме Краснодарского края), принимаем по таблице 6.2 [1], ;

- ускорение свободного падения, ;

- шаг несущих конструкций здания, принимаем по заданию 5,1 м.

;

;

.



3.4 Нормативная временная нагрузка

3.4.1 Нормативная снеговая нагрузка

В соответствие с ТКП EN 1991-1-3-2009 п.5.2 и п.5.3.3 в данном случае возможно 3 варианта приложения снеговой нагрузки, которые представлены на рисунке 3.1.

Рисунок 3.1 - Коэффициенты формы снеговых нагрузок. Двухскатные покрытия

Причем, случай I - схема распределения снеговых нагрузок без учета заноса снега, а случай II и III - схемы распределения снеговых нагрузок с учетом заноса снега. Все три случая используются при расчетах.

Снеговые нагрузки на покрытия следует определять следующим образом для постоянных/переходных ситуаций:

s=м_i •C_e•C_t•s_k ,

где м_i -коэффициент формы снеговых нагрузок (таблицы 5.2 [5]);

s_k -характеристическое значение снеговых нагрузок на грунт;

C_e - коэффициент окружающей среды;

C_t - температурный коэффициент.

Коэффициент окружающей среды - C_e -следует использовать для определения снеговой нагрузки на покрытия. Принимаем C_e =1.

Температурный коэффициент- C_t -следует использовать в расчетах для снижения снеговых нагрузок на покрытие с повышенной теплопередачей (>1 Вт/м²К). Принимаем C_t =1.

Коэффициенты формы снеговых нагрузок для двускатных покрытий (в данном случае необходим только коэффициент м₁ (рисунок 3.1):

[3]

По заданию в качестве несущей стропильной конструкции принята двускатная клеефанерная балка коробчатого сечения, с углом наклона кровли б =8°, то значение м₁ =0,8.

Характеристическое значение снеговых нагрузок на грунт - s_k - определяем по карте снеговых районов для Республики Беларусь. Т.к. проектируемое здание находится в г.Барановичи, а это III-й снеговой район, то s_k =1,6 кПа.

Следовательно, s₁=м₁ •C_e•C_t•s_k =0,8•1•1•1,6=1,28 кПа - для м₁=0,8;

s₂=м₁ •C_e•C_t•s_k =0,5•1•1•1,6=0,96 кПа - для м₁=0,5•м=0,4. (3.6)

Схемы приложения снеговой нагрузки представлены на рисунке 3.2 (с учетом шага несущих конструкций и приведения нагрузки к горизонтальной плоскости).



Случай I

Случай II

Случай III

Рисунок 3.2 - Варианты схемы приложения снеговой нагрузки

3.4.2 Нормативная ветровая нагрузка

В соответствии с ТКП EN 1991-1-4-2009, общие ветровые воздействия на конструкции и конструктивные элементы следует определять с учетом внешнего и внутреннего ветрового давления.

Ветровое давление w_e , действующее на внешние поверхности конструкций здания, следует определять по формуле:

w_e=q_p(z_e)•c_pe , (3.7)

где q_p(z_e) - пиковое значение скоростного напора ветра;

z_e - базовая высота для внешнего давления;

c_pe - аэродинамический коэффициент внешнего давления.

Ветровое давление w_i , действующее на внутренние поверхности конструкций здания определяется как:

w_i=q_p(z_i)•c_pi , (3.8)

где q_p(z_i) - пиковое значение скоростного напора ветра;

z_i - базовая высота для внутреннего давления;

c_pi - аэродинамический коэффициент внутреннего давления.

Ветровое давление нетто на стены, кровлю или их элементы является результатом внутреннего и внешнего ветрового давления.

Пиковое значение скоростного напора q_p(z) на высоте z, включающее средние и кратковременные изменения (колебания) скорости.

q_p(z)= с₀(z) •q_b , (3.9)

где q_p - значение среднего (базового) скоростного напора;

с₀(z) - орографический коэффициент (для ровной местности с₀(z)=1);

Значение среднего (базового) скоростного напора определяется как:

q_b=0,5•с• v_b², (3.10)

где v_b - базовое значение скорости ветра;

с - плотность воздуха, которая зависит от высоты над уровнем моря, температуры и барометрического давления. Рекомендуемое значение 1,25 кг/м³;

Базовое значение скорости ветра равно:

v_b=c_dir•c_season• v_b,0 , (3.11)

где v_b,0 - основное значение базовой скорости ветра, определяемое в зависимости от положения проектируемого сооружения на территории РБ, в нашем случае г. Барановичи, v_b,0 =24 м/с ;

c_dir - коэффициент, учитывающий направление ветра, рекомендуется принимать равный 1,0;

c_season - сезонный коэффициент, рекомендуемое значение - 1,0.

Тогда v_b=1•1•24=24м/с, а q_b=0,5•1,25•24=0,36 кПа.

Для наветренных стен прямоугольных в плане зданий (зона D, рисунок 3.3) наружные давления по высоте здания допускается устанавливать дифференциально, согласно рисунку 3.4.

Рисунок 3.3 - К распределению давления для вертикальных стен

Принимается, что давление в горизонтальных полосах по высоте распределено равномерно. В качестве базовой высоты z_e для скоростного напора рассматриваемой полосы применяем высоту здания к его ширине h/b следующим образом:

Рисунок 3.4 - Базовая высота в зависимости от h и b

В нашем случае: h=8,16 м, b=21м. Значит, принимается одна полоса высотой h.

Аэродинамические коэффициенты внешнего давления (c_pe) для вертикальных участков здания (стены) определяем по таблице 7.1 [6] в зависимости от h/b=0,39, согласно рисунку 3.3 (т.е. для зон D и E). Для зоны D - c_pe10=0,78, для зоны E - c_pe10=-0,5.

Тогда внешнее ветровое воздействие для вертикальных конструкций будет равно:

Для зона D - w_e=0,78•0,36=0,281кН/м², для зоны E - w_e=-0,5•0,36=-0,18кН/м². а линейная нагрузка на вертикальные элементы: q(D)=0,281•5,1=1,43кН/м, q(E)=-0,18•5,1=0,92кН/м. Где 5,1м - шаг несущих конструкций (по заданию).

Двускатное покрытие (включая свесы) подразделяется на зоны (рисунок 3.5). базовую высоту в данной случае считаем равной h.

Рисунок 3.5 - К распределению ветрового давления для двускатных покрытий (направление набегающего потока и=0°)

e=b или 2h - определяющим является меньшее значение. В нашем случае: b=21м, 2h=16,32м. Угол наклона стропильной конструкции (двухскатная балка):б=8°.

Коэффициенты внешнего давления определяем по таблице 7.4 а [6] для каждой зоны - F,G,H,J,I (таблица 3.1).



Таблица 3.1 - Коэффициенты внешнего давления для двускатных покрытий (и=0°)

зоны	F	G	H	I	J
1	cpe10	-1,46	-1,08	-0,51	-0,54	0,11
2	cpe10	0,06	0,06	0,06	-0,42	-0,42

Определим внешнее ветровое воздействие (w_e= q_b•c_pe=0,36•c_pe10) для зон двускатного покрытия:

зоны	F	G	H	I	J
1	we	-0,526	-0,389	-0,114	-0,194	0,040
2	we	0,022	0,022	0,022	-0,151	-0,151

Линейная нагрузка на 1 метр зоны двускатного покрытия (с учетом шага несущих конструкций 5,1 м):

зоны	F	G	H	I	J
1	q, кН/м	-2,68	-1,983	-0,938	-0,989	0,204
2	q, кН/м	0,112	0,112	0,112	-0,770	-0,770

Для удобства расчета в программном комплексе Lira 9.0, приведем нагрузки к действию на горизонтальную плоскость (т.е. полученную нагрузку q умножаем на длину скатов балки(21,184м) и делим на пролет здания(21м)). Варианты нагружений представлены на рисунке 3.6.

1-й вариант нагружения:



2-й вариант нагружения:

Рисунок 3.6 - Варианты нагружений

3.5 Расчетные нагрузки на раму

Расчет произведем в табличной форме. Т.к. расчет производим по евронормам (еврокодам), то изначально нагружаем раму нормативными нагрузками. коэффициент надежности по нагрузке будем учитывать в расчетных сочетаниях нагружений. Коэффициенты надежности по нагрузке в соответствии с ЕВРОКОДОМ EN 1990 [7].

Таблица 3.2 - Определение расчетных нагрузок на погонный метр рамы

№ п/п	Наименование нагрузок	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке, гf	Шаг несущих конструкций, B, м	Расчетная нагрузка, кН/м2
Постоянная нагрузка
1	Вес кровли (п. 2.2.1)	0,055	1,35	5,1	0,074
2	Собственные вес плиты (п. 2.2.2)	0,365	1,35		0,493
3	Вес утеплителя и пароизоляции (п. 2.2.3)	0,143	1,35		0,193
4	Собственный вес балки покрытия (п. 2.2.4)	0,261	1,35		0,352
5	Собственный вес колонны (п. 2.2.5)	0,029	1,35		0,039
Всего		0,853			1,151
Временная нагрузка
6	Снеговая нагрузка (п. 2.4.1)	при м=0,8: 1,28 при м=0,4: 0,64	1,5	5,1	1,92 0,96
7	Ветровая нагрузка (п. 2.4.2) D E F G H I J	Ветровая нагрузка,кН/м (п. 2.4.2) 1,43 0,9 -2,68/0,112 -1,983/0,112 -0,938/0,112 -0,989/-0,770 0,204/-0,770	1,5		Ветровая нагрузка,кН/м (п. 2.4.2) 2,145 1,35 -4,02/0,168 -2,975/0,168 -1,407/0,168 -1,484/-1,155 0,306/-1,155

3.6 Статический расчет поперечной рамы

Расчет произведем при помощи программного комплекса LIRA 9.0, загружая последовательно двухшарнирную жестко защемленную раму всеми видами нагрузок. Эпюры изгибающих моментов моментов, поперечных и продольных сил от каждой из нагрузок представлены в приложении А.

3.7 Составление расчетных сочетаний усилий для характерных сечений колонны и балки

Расчетные значения усилий найдем по формуле:

, (3.12)

где - значение усилия в характерном сечении от действия постоянных нагрузок;

- доминирующее значение усилия в характерном сечении от действия временной нагрузки;

- значение усилия в характерном сечении от оставшихся временных нагрузок;

- коэффициент сочетания нагрузок, в соответствие с таблицей А1.1 [6] принимаем равным .

Составим следующие сочетания усилий:

1. постоянная нагрузка +снеговая 1;

2. постоянная нагрузка +снеговая 2;

3. постоянная нагрузка +снеговая 3;

4. постоянная нагрузка +ветровая 1;

5. постоянная нагрузка +ветровая 2;

6. постоянная нагрузка +снеговая 2+ветровая 1;

7. постоянная нагрузка +снеговая 3+ветровая 2.

3.7.1 Расчетные сочетания усилий

Составим таблицы значений М, N, V для каждого из сочетаний (п.2.7).

Таблица усилий 3.3-сочетание 1
		Усилия
№ элем	№ сечен	N (кН)	My (кН*м)	Qz (кН)	№ загруж
1	1	-164.999	0.000	0.000	1
1	2	-164.475	0.000	0.000	1
1	3	-163.951	0.000	0.000	1
1	4	-163.428	0.000	0.000	1
1	5	-162.904	0.000	0.000	1
2	1	-164.999	0.000	0.000	1
2	2	-164.475	0.000	0.000	1



2	3	-163.951	0.000	0.000	1
2	4	-163.428	0.000	0.000	1
2	5	-162.904	0.000	0.000	1
3	1	0.000	0.000	162.904	1
3	2	0.000	641.434	81.452	1
3	3	0.000	855.245	0.000	1
3	4	0.000	641.434	-81.452	1
3	5	0.000	0.000	-162.904	1

Таблица усилий 3.4-сочетание 2
		Усилия
№ элем	№ сечен	N (кН)	My (кН*м)	Qz (кН)	№ загруж
1	1	-126.443	0.000	0.000	2
1	2	-125.919	0.000	0.000	2
1	3	-125.395	0.000	0.000	2
1	4	-124.872	0.000	0.000	2
1	5	-124.348	0.000	0.000	2
2	1	-152.147	0.000	0.000	2
2	2	-151.623	0.000	0.000	2
2	3	-151.099	0.000	0.000	2
2	4	-150.576	0.000	0.000	2
2	5	-150.052	0.000	0.000	2
3	1	0.000	0.000	124.348	2
3	2	0.000	506.488	68.600	2
3	3	0.000	720.299	12.852	2
3	4	0.000	573.961	-68.600	2
3	5	0.000	0.000	-150.052	2

Таблица усилий 3.5-сочетание 3
		Усилия
№ элем	№ сечен	N (кН)	My (кН*м)	Qz (кН)	№ загруж
1	1	-46.152	32.350	-11.811	3
1	2	-45.628	17.263	-8.647	3
1	3	-45.104	6.842	-5.483	3
1	4	-44.581	1.088	-2.319	3
1	5	-44.057	0.000	0.845	3
2	1	-59.097	29.002	-8.987	3
2	2	-58.574	17.248	-6.951	3
2	3	-58.050	8.496	-4.916	3
2	4	-57.526	2.747	-2.880	3
2	5	-57.003	0.000	-0.845	3
3	1	-0.845	0.000	44.057	3
3	2	-0.845	191.461	25.890	3

3	3	-0.845	268.299	3.382	3
3	4	-0.845	216.099	-25.321	3
3	5	-0.845	0.000	-57.003	3
		Усилия
№ элем	№ сечен	N (кН)	My (кН*м)	Qz (кН)	№ загруж
1	1	-60.442	32.350	-11.811	4
1	2	-59.919	17.263	-8.647	4
1	3	-59.395	6.842	-5.483	4
1	4	-58.871	1.088	-2.319	4
1	5	-58.347	0.000	0.845	4
2	1	-53.371	29.002	-8.987	4
2	2	-52.847	17.248	-6.951	4
2	3	-52.323	8.496	-4.916	4
2	4	-51.799	2.747	-2.880	4
2	5	-51.276	0.000	-0.845	4
3	1	-0.845	0.000	58.347	4
3	2	-0.845	225.102	27.406	4
3	3	-0.845	287.761	-3.536	4
3	4	-0.845	206.539	-27.406	4
3	5	-0.845	0.000	-51.276	4

Таблица усилий 3.7-сочетание 5
		Усилия
№ элем	№ сечен	N (кН)	My (кН*м)	Qz (кН)	№ загруж
1	1	-152.147	0.000	0.000	5
1	2	-151.623	0.000	0.000	5
1	3	-151.099	0.000	0.000	5
1	4	-150.576	0.000	0.000	5
1	5	-150.052	0.000	0.000	5
2	1	-126.443	0.000	0.000	5
2	2	-125.919	0.000	0.000	5
2	3	-125.395	0.000	0.000	5
2	4	-124.872	0.000	0.000	5
2	5	-124.348	0.000	0.000	5
3	1	0.000	0.000	150.052	5
3	2	0.000	573.961	68.600	5
3	3	0.000	720.299	-12.852	5
3	4	0.000	506.488	-68.600	5
3	5	0.000	0.000	-124.348	5

Таблица усилий 3.8-сочетание 6
		Усилия
№ элем	№ сечен	N (кН)	My (кН*м)	Qz (кН)	№ загруж
1	1	-116.824	19.410	-7.087	6
1	2	-116.300	10.358	-5.188	6
1	3	-115.777	4.105	-3.290	6
1	4	-115.253	0.653	-1.392	6
1	5	-114.729	0.000	0.507	6
2	1	-150.296	17.401	-5.392	6
2	2	-149.772	10.349	-4.171	6
2	3	-149.248	5.098	-2.949	6
2	4	-148.724	1.648	-1.728	6
2	5	-148.201	0.000	-0.507	6
3	1	-0.507	0.000	114.729	6
3	2	-0.507	479.407	66.107	6
3	3	-0.507	692.002	14.881	6
3	4	-0.507	561.663	-65.766	6
3	5	-0.507	0.000	-148.201	6

Таблица усилий 3.9-сочетание 7
		Усилия
№ элем	№ сечен	N (кН)	My (кН*м)	Qz (кН)	№ загруж
1	1	-151.102	19.410	-7.087	7
1	2	-150.579	10.358	-5.188	7
1	3	-150.055	4.105	-3.290	7
1	4	-149.531	0.653	-1.392	7
1	5	-149.008	0.000	0.507	7
2	1	-121.155	17.401	-5.392	7
2	2	-120.632	10.349	-4.171	7
2	3	-120.108	5.098	-2.949	7
2	4	-119.584	1.648	-1.728	7
2	5	-119.061	0.000	-0.507	7
3	1	-0.507	0.000	149.008	7
3	2	-0.507	567.065	67.017	7
3	3	-0.507	703.679	-14.974	7
3	4	-0.507	488.454	-67.017	7
3	5	-0.507	0.000	-119.061	7

Для балки (3 элемент):

Максимальный расчетный изгибающий момент (в коньке):

.

Максимальная расчетная поперечная сила (на опоре):

.

Максимальная расчетная продольная сила (в коньке, для сочетания 7):

.

Для колонны (1-2 элемент):

Максимальный расчетный изгибающий момент:

.

Максимальная расчетная поперечная сила:

.

Максимальная расчетная продольная сила:

.



4. Конструирование клеефанерной балки

4.1 Конструирование клеефанерной балки

Клеефанерные балки состоят из фанерных стенок и дощатых поясов. Будем производить расчет клеефанерной двускатной балки коробчатого сечения с углом наклона верхней кромки 8,0є (уклон -14 %). Стенки балки изготавливаем из фанеры ФСФ толщиной 15 мм, листы 1525x2440.

Пояса изготавливаем из семи досок размером 275Ч40 мм для каждого пояса. Доски после фрезерования будут иметь размер 265Ч35 мм. Припуск на фрезерование пластей с двух сторон 5 мм. т.е.40-5 = 35 мм. Припуск на фрезерование клееного пакета (двухстороннее) 10 мм. т.е. 275-10 = 265 мм.

Ребра жесткости назначаем следующих размеров: 275Ч40 мм. После фрезерования будут иметь размер: 265Ч35 мм, т.к. припуск на фрезерование пластей с двух сторон 5 мм, а на фрезерование клееного пакета (двухстороннее) 10 мм. Ребро жесткости состоит из 3 досок 265Ч35 мм, значит, конечные размеры ребра составляют: 265Ч105 мм.

Принимаем высоту балки в середине пролета равной 2400 мм.

Высота балки на опоре равна . Расчетный пролет балки Конструирование балки представлено рисунке 4.1 .



Рисунок 4.1- Конструирование клеефанерной балки

Для изготовления балки применяется древесина ЙЙ сорта - для сжатого пояса, Й сорта - для растянутого пояса, порода - лиственница арабская.

4.2 Определение геометрических характеристик балки

Расстояние между центрами поясов:

Площадь верхнего и нижнего поясов:

Гибкость верхнего пояса

4.3 Расчет клеефанерной балки по первой группе предельных состояний

Считаем, что верхний пояс балки работает на сжатие, вызванное изгибом (т.к. нагрузка от веса покрытия считается равномерно распределенной, а не сосредоточенной), а нижний пояс - на растяжение, вызванное изгибом.

Наиболее опасное сечение в балке расположено от опоры на расстоянии:

где i-уклон;

-высота балки на опоре;

l - пролет балки.

Геометрические характеристики в данном сечении будут равны: высота балки , момент инерции фанерной стенки , момент инерции поясов - Приведенный момент инерции

Приведенный момент сопротивления .

Определим изгибающий момент, действующий в наиболее опасном сечении

Проверяем прочность нижнего растянутого пояса:

Где f_m,d - расчетное значение прочности при изгибе, определяется как:

Здесь

k_mod -коэффициент модификации, учитывающий длительность нагружения и условия эксплуатации; по таблице 3.1 [8] k_mod=0,7.

k_sys - коэффициент прочности системы; по рисунку 6.12 [8] k_sys=1,11.

k_h - поправочный коэффициент, учитывающий эффект размера поперечного сечения элемента при растяжении; по таблице 5.6 [9] k_h=0,88.

г_m - частный коэффициент свойств материала. По таблице 7.1 [9] г_m=1,25.

f_m,g,k - характеристическое значение прочности при изгибе деревянного элемента; f_m,g,k=40Н/мм² , по таблице А.1 [9] для древесины D 40.

Проверяем прочность верхнего сжатого пояса. Так как , коэффициент устойчивости определяем по формуле . Напряжения в верхнем поясе будут равны

Где f_c,d - расчетное значение прочности при сжатии, определяется как:

Здесь

где f_c.o.k. = 26 МПа - характеристическое сопротивлению сжатия, принимаем по [табл.А1, 11];

k_sys = 1 - коэффициент прочности системы, по рисунку 6.12 [8];

k_mod = 0,7 - коэффициент модификации, учитывающий длительность нагружения и условия эксплуатации, принимаемый по [табл.7.2, 9];

= 1,25 - частный коэффициент свойства материала принимаем по [табл.7.1, 9];

По эпюре моментов определяем изгибающий момент и поперечную силу в первом стыке фанеры, т.е. в зоне первого поперечного ребра на уровне внутренней кромки пояса (x=1,5м): и .

Геометрические характеристики в этом сечении равны:

- высота балки и стенки

- момент инерции фанерной стенки и поясов:

- приведенный момент инерции:

- приведенный момент сопротивления:

- статический момент стенки и поясов:

- приведенный статический момент:

Определяем нормальные и касательные напряжения в стенке:

,

тогда

здесь [9].

Проверяем прочность стенки в опасном сечении на действие главных растягивающих напряжений:

Где

Здесь f_t,90,g,k - характеристическое значение прочности при растяжении вдоль волокон, f_t,90,g,k =35,5 Мпа;

k_sys = 1 - коэффициент прочности системы, по рисунку 6.12 [8];

k_mod = 0,9 - коэффициент модификации, учитывающий длительность нагружения и условия эксплуатации, принимаемый по [табл.7.2, 9];

= 1,20 - частный коэффициент свойства материала принимаем по [табл.7.1, 9];

Проверяем фанерную стенку на срез в зоне опорного ребра. Определяем геометрические характеристики в сечении: момент инерции фанерной стенки: , момент инерции поясов: , приведенный момент инерции , статический момент стенки , статический момент поясов , приведенный статический момент

По эпюре поперечных сил определяем максимальную поперечную силу , тогда

Где

Здесь f_v,k - характеристическое значение прочности при скалывании вдоль волокон, f_v,k=9,5 Мпа;

k_sys = 1 - коэффициент прочности системы, по рисунку 6.12 [8];

k_mod = 0,9 - коэффициент модификации, учитывающий длительность нагружения и условия эксплуатации, принимаемый по [табл.7.2, 9];

= 1,20 - частный коэффициент свойства материала принимаем по [табл.7.1, 9];

Проверяем прочность клеевого шва между поясами и стенкой, для этого определим приведенный статический момент

Местную устойчивость стенки не проверяем, так как в зоне первой от опоры панели выполняется условие

4.4 Расчет клеефанерной балки по второй группе предельных состояний

При определении прогиба деревянной балки, изготовленной из материалов на основе древесины, при действии нагрузки в соответствии с требованиями ТКП EN 1995-1-1 необходимо учитываться следующие составляющие прогиба:

u_c - предварительный выгиб (строительный подъем), если имеется. В нашем случае он отсутствует;

u_inst - мгновенный прогиб (возникает непосредственно при приложении расчетной нагрузки;

u_creep - прогиб от ползучести материала (возникает с течением времени под действием комбинации нагрузок);

u_fin - общий прогиб (комбинация мгновенного прогиба и прогиба от ползучести материала);

u_net,fin - общий прогиб нетто (прогиб без учета выгиба).

Общий прогиб нетто определяется как:

Или

Составляющие прогиба представлены на рисунке 4.1.



Рисунок 4.1 - Составляющие прогиба балки [9]

Предельное значение прогиба для балки на двух опорах приведено в таблице 8.4 [9]. Рекомендуемые пределы максимального значения прогиба:

Где l - пролет балки.

Для определения прогиба в середине пролета шарнирно-опертой двускатной балки от действия изгибающего момента и сдвигающей силы, подверженной действию равномерно распределенной нагрузки по длине балки, необходимо применять следующие выражение, согласно таблицы 8.6 [9]:

Мгновенный прогиб от действия изгибающего момента:

(4.1)

Где E_0,g,mean - среднее значение модуля упругости клееного элемента вдоль волокон, E_0,g,mean=9092Н/мм², по приложению А и Б [9];

I_hs - приведенный момент инерции поперечного сечения клееной балки (в середине пролета);

;

L - пролет балки, L=21м;

(4.2)

Где а=h_ар/h_s=2400/1000=2,4;

Тогда k₄=42,43;

Рассмотрим наиболее неблагоприятное нагружение. Таким является нагружение 1: постоянная нагрузка + 1-й вариант снеговой нагрузки.

M_d - изгибающий момент в середине пролета балки, зависящий от постоянных нагрузок на балку (см. таблицу 3.2):

M_d= (g_d)•L^2/)/8=(5,676)•21²/8=312,89 кН•м;

Получим

Прогиб балки вследствие сдвига при действии постоянной нагрузки:

(4.3)

Где G_g,mean - среднее значение модуля сдвига клееного элемента, G_g,mean=660Н/мм², по приложению А и Б [9];

A_hs - площадь поперечного сечения клееной балки;

A_hs=b•h_s=0,295•2,4=0,708м²;

Где а=h_ар/h_s=2400/1000=2,4;

Тогда k_4g=7,47;

Получим

Прогиб балки вследствие изгиба при действии временной нагрузки:

Прогиб балки вследствие сдвига при действии временной нагрузки:

Мгновенный прогиб балки в середине пролета составит:

Определяем предельно допустимое значение мгновенного прогиба балки с учетом требований, приведенных в таблице 8.4 [9]:

(4.4)

Определяем общий прогиб балки от постоянных воздействий:

Где k_def -коэффициент деформации изделий из древесины, k_def=2 - для клееной древесины, k_def=2,5 - для фанеры. Среднее значение k_def=(2+2,5)^0,5=2,12 по таблице 3.2 [9].

Определяем общий прогиб балки от временного и практически постоянного воздействия:

Где ш₂ -коэффициент практически постоянного воздействия, вызывающий наибольшее напряжение, при постоянном воздействии ш₂=1;

Общий прогиб балки от постоянного и практически постоянного воздействия составляет:

В таблице 8.4 принято ограничение по прогибу: l/300,



5. Конструирование и расчет колонны клеедеревянной постоянного сечения в соответствии с [8,9]

В качестве материала для колонны используем древесину: кедр сибирский, кроме Краснодарского края, класс древесины D40[9].

Поскольку на стойку действует продольная сила сжатия и момент, то рассчитывать ее будем как сжато-изгибаемый элемент.

В качестве расчетного продольного усилия принимаем N_d=-151,102 кН и M_d = 19,410 кНм (по сочетанию № 7) согласно пункту 2.7.1.

Расчетную длину элементов определяем следующим образом:

(5.1)

Здесь µ₀ - коэффициент, учитывающий условия закрепления элемента;

L - общая длина элемента, L=5,9м (по заданию) ;

Согласно п.8.2.2 [9], при расчете сжатых элементов необходимо использовать значение гибкости л_y относительно оси у-у и л_z относительно оси z-z. Для этого необходимо знать расчтеные длины элементов относительно осей у-у и z-z. Для этого определяем коэффициент µ₀ . Относительно оси y-y : µ₀=0,8, относительно оси z-z: µ₀=2,2. Тогда

; (5.2)

; (5.3)

Зададимся гибкостью относительно осей равной 80, что меньше предельно допустимой гибкости для колонн равной 120 [8].

Зная геометрические размеры сечения находим гибкости вдоль осей y-y и z-z:

; (5.4)

;

Для клеедеревянной колонны принимаем сечение состоящее из 14 слоев склеенных досок толщиной t=50-6=44 мм, где 6 мм фрезеруется согласно [1, таблица 1.1], а 40 мм толщина доски согласно [1, таблица 2.1] и шириной b=275-10=265 мм, где 275 мм ширина доски согласно [1, таблица 2.1], а 10 мм фрезерование клееного пакета согласно [1, таблица 1.3]. Получим сечение размерами 265х616 мм.

Определим относительную гибкость:

(5.5)

Здесь

f_c,o,k - нормативное значение прочности древесины при сжатии вдоль волокон, f_c,o,k=26Мпа;

E_0,05 - 5%-й квантиль модуля упругости материала элемента, E_0,05=9,4кН/мм².

Тогда

;

;

Для сжато-изгибаемых элементов с относительной гибкостью больше 0,3 в соответствии с требованиями [ пп. 8.6.2, 9] имеем:

; (5.6)

; (5.7)

Но поскольку мы рассчитываем плоскую раму, и изгибающего момента относительно оси z-z не будет, то получим следующие уравнения:

; (5.8)

; (5.9)

где

и (5.10)

здесь

где - коэффициент, который для многослойной древесины составляет 0,1.

;

;

Для прямоугольного сечения размерами bxh расчетные напряжения изгиба относительно оси z-z определяются из выражения:

(5.11)



Где W_z- момент сопротивления поперечного сечения элемента;

Расчетное значение напряжения сжатия вдоль волокон:

(5.12)

Здесь А - площадь поперечного сечения;

N - расчетная продольная сила;

Расчетное значение прочности материала при его изгибе определяют из выражения:

; (5.13)

где - характеристическое сопротивление изгибу, принимаем по таблице А1, 9];

- поправочный коэффициент, учитывающий эффект размера элемента;

Согласно пп. 5.3.9.3, [9], если размеры элемента превышают размеры испытуемого образца (h=600мм), то коэффициент принимаем равным 1,0,

k_mod = 0,9 - коэффициент модификации, учитывающий длительность нагружения и условия эксплуатации, принимаемый по [табл.7.2, 9];

k_sys = 1 - коэффициент прочности системы, по рисунку 6.12 [8];

= 1,25 - частный коэффициент свойства материала принимаем по [табл.7.1, 9];

Расчетное сопротивление древесины сжатию вдоль волокон:

(5.14)

где f_c.o.k. = 26 МПа - характеристическое сопротивлению сжатия, принимаем по [табл.А1, 11];

k_sys = 1 - коэффициент прочности системы [рис. 6.12, 8];

k_mod = 0,9 - коэффициент модификации, учитывающий длительность нагружения и условия эксплуатации, принимаемый по [табл.7.2, 9];

= 1,25 - частный коэффициент свойства материала принимаем по [табл.7.1, 9];

;

Тогда проверим условия по формулам 5.7-5.8:

Условия выполняются.

Расчет на устойчивость плоской формы деформирования:

Для элемента, который изгибается относительно главной оси должно соблюдаться следующее условие (расчет на устойчивость плоской формы деформирования):

; (5.15)

где - коэффициент, учитывающий понижение прочности при изгибе вследствие поперечного кручения с изгибом.

; (5.16)

где - критическое напряжение изгиба (прочность при продольном изгибе);

При расчете элементов прямоугольного сечения, изготовленных из твердых пород древесины или многослойной клееной древесины, критическое напряжение найдем по формуле:

; (5.17)