Конструирование утепленной ребристой плиты покрытия с фанерными обшивками

Содержание

    Исходные данные

    Проектирование сборных плит покрытия с деревянным ребристым каркасом

    2.1 Исходные данные

    2.2 Компановка поперечного сечения плиты

    2.3 Расчётная схема плиты, нагрузка и усилия

    2.4 Проверка прочности панели по нормальным напряжениям

    2.5 Проверка растянутой обшивки с учётом сращивания листов фанеры на "ус" в расчётном сечении

    2.6 Проверка сжатой обшивки на устойчивость

    2.7 Проверка фанеры на скалывание по собственному клеевому шву

    2.8 Проверка жёсткости панели в целом

    Проектирование дощатоклееной балки

    3.1 Исходные данные

    3.2 Решение по 1 варианту из неармированного дощатоклееного пакета.

    3.3 Решение по 2 варианту с продольной арматурой в растянутой зоне.

    Проектирование дощатоклееных колонн поперечной рамы одноэтажного дома

    4.1 Составление расчётной схемы двухшарнирной поперечной рамы и определение расчётных усилий в колоннах

    4.2 Конструктивный расчёт стержня колонны

    4.2.1 Проверка устойчивости колоны в плоскости поперечника

    4.2.2 Проверка устойчивости колоны из плоскости поперечника

    4.3 Расчёт и конструирование узла крепления колоны к фундаменту

      Определение расчётных усилий в плоскости сопряжения с фундаментом

      Расчёт фундаментных болтов

      Расчёт соединительных болтов

1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

    Пролет поперечника в осях А – Б, L = 21 м;

    Высота корпуса в чистоте, H = 10 м;

    Температурно-влажностный режим эксплуатации соответствует А3;

    Класс ответственности здания по назначению – III

    Район строительства:

    по снеговой нагрузке – IV;

    по ветровой нагрузке – IV;

    по типу местности соответствует С.

6. Материал – сосна I, II, III сорта, фанера строительная водостойкая марки ФСФ (принимается по сортаменту).

      Проектирование сборных плит покрытия с деревянным ребристым каркасом.

2.1. Исходные данные

Рассчитать и сконструировать утепленную ребристую плиту покрытия с фанерными обшивками при следующих данных.

Номинальные размеры плиты в плане (из схемы расположения элементов) bхl=1.5 х 4.5 м, конструктивные – соответственно 1.48 х 4.48 м.

Материал ребер каркаса – сосновые доски 2-го сорта для продольных ребер и без ограничения для поперечных.

Обшивки из березовой водостойкой фанеры марки ФСФ.

Утеплитель минераловатные в виде полужестких плит марки 75 на синтетическом связующем, толщина 100 мм (по теплотехническому расчету).

Пароизоляция из полиэтиленовой пленки толщиной 0.2 мм (масса 0.1 кг/м2).

Кровля из 3-х слоев рубероида на битумной мастике (масса 0.1 кг/м2).

Условия эксплуатации по температурно-влажностному режиму соответствуют А3.

Район строительства по снеговой нагрузке – IV.

Класс ответственности здания по назначению – III .

2.2 Компоновка поперечного сечения плиты

Предварительно принимаем продольные ребра из доски толщиной b>р>=40 мм.

При ширине плиты b=1480 мм целесообразно поставить четыре ребра. Тогда расстояние между ними в свету равно:

мм,

а между осями мм, что меньше 500 мм.

Удовлетворяет рекомендации.

Предварительно задаемся толщиной листа фанеры верхней обшивки

>ф.в.>= 10 мм, что составляет 1:46 шага ребер, близко рекомендуемой.

Проверяем достаточность толщины расчетом на местный изгиб сосредоточенной силой Р=1.2 кН.

Лист фанеры рассматриваем как балку–пластинку с рабочей шириной

100 см, защемленную по концам в местах приклейки к ребрам (Рис. 1).

Расчетный изгибающий момент (выровненный):

М=Ра /8=1.2*42.7/8=6.405 кНсм;

Момент сопротивления рабочего сечения обшивки:

W=1000.82/6=10.7 см3;

Условие прочности обшивки :

>max>=M/W  m>н>R>ф>>.>>и>>.90>

где m>н>=1.2 – коэффициент, учитывающий кратковременность

монтажной нагрузки [1, табл.6];

R>ф.и.90 >= 6.5 МПа = 0.65 кН/см2 – расчетное сопротивление

семислойной фанеры толщиной 10 мм изгибу из плоскости

листа поперек наружных волокон [1, табл.10].

Рис. 1. К расчету верхней обшивки на местный изгиб:

а – схема деформации балки пластинки;

б – расчетная схема и эпюра моментов.

Подставляем:

>max>> >= 6.405/10.7 = 0.6 кН/см2 < m>н>R>ф.и.90 >= 1.20.65 = 0.78 кН/см2.

Условие прочности удовлетворяется.

Задаемся толщиной нижней обшивки 6 мм.

Размеры листов фанеры по сортаменту принимаем bl = 15251525 мм. Так как длина плиты равна 4500 мм, то необходимо сращивать листы по длине, совмещая стыки c поперечными ребрами.

Высоту сечения плиты назначаем в пределах

h>п>=(1/25…1/30)l=180…150 мм.

По сортаменту пиломатериалов принимаем ребра из досок 15040 мм.

После фрезерования кромок действительная высота плиты будет равна

h>п>=150-10+10+6=156 мм,

что достаточно для размещения слоя утеплителя и образования продух (Рис. 2).

Дальнейшим расчетом проверяем достаточность принятых размеров.

Рис. 2. Конструкция клеефанерной плиты с ребристым каркасом из досок: 1 – продольные ребра; 2 – поперечные ребра;3 – обшивка верхняя; 4 – обшивка нижняя; 5 – утеплитель; 6 – продух; 7 – стык фанеры.

2.3 Расчетная схема плиты, нагрузка и усилия

Расчетная схема плиты на действие эксплуатационной нагрузки – балка на двух опорах, загруженная равномерно распределенной нагрузкой от собственной массы плиты с кровлей и снега (Рис. 3). Расчетная длина l>0 >= 0.98l = 0.984.5 = 4.41 м.

Вид нагрузки

Нормативная

>f>

Расчетная

кН/м2

кН/м при b=1.5 м

кН/м2

кН/м при b=1.5 м

1.

2.

3.

4.

5.

6.

Постоянные: 1.От собственной массы каркаса плиты:

– четыре продольных ребра и шпунтовые рейки из сосновых досок (>см> = 500 кг/м3)

5(0.040.144.48)500 = 62.72 кг

– четыре поперечных ребра

4(0.040.141.48)500=16.6 кг

– фанерные обшивки

при >см> =700 кг/м3

(0.006+0.01)1.484.48700=

= 74.26 кг

Общая масса отнесенная к 1м2

(62.72+16.6+74.26)/(4.51.5)= 22.75 кг/м2

2.От массы утеплителя слоем 100 мм при >см> = 75кг/м2

[4, прил.III]

3.Масса трехслойной рубероидной кровли

4.Пароизоляция полиэтиленовая

0.2275

0.075

0.10

0.001

0.341

0.113

0.150

0.0015

1.1

1.2

1.3

1.2

0.25

0.09

0.130

0.0012

0.375

0.135

0.195

0.0018

Итого :

q>см>н = 0.606 кН/м

q>см >= 0.707 кН/м

Временная:

Снеговая для II снегового района по [1], табл.4 с учетом

п. 5.7*

1.71

2.56

1.4

2.4

3.6

Всего :

qн = 3.166 кН/м

q = 4.307 кН/м

*В соответствии с п. 5.7 при отношении постоянной нагрузки к снеговой 0.606/3.6 = 0.168<0.8 принят >f> =1.6.

Расчетные усилия :

кНм;

кН.

Рис. 3. К расчету плиты на эксплуатационную нагрузку:

а – схема опирания плиты на стропильные балки; б – расчетная схема плиты и усилия; 1 – плита; 2 – стропильные балки.

2.4 Проверка прочности панели по нормальным напряжениям

Расчетное поперечное сечение показано на Рис. 4. Так как

l>0 >= 4480 > 6a = 6467 = 2800 мм,

то вводимая в расчет ширина обшивок

b>расч> = 0.9 b = 0.9148 = 133 см.

Суммарная ширина дощатых ребер

b>р> = 44 = 16 см.

Модули упругости древесины Е>д> = 1000 кН/см2, фанеры семислойной марки ФСФ при  >ф> = 8 мм, Е>ф> = 850 кН/см2, при  >ф> = 6 мм, Е>ф> = 950 кН/см2. Принимаем усредненно Е>ф> = 900 кН/см2, тогда коэффициент приведения древесины к фанере n>д/ф> = 1000/900 = 1.11.

Расстояние от низа плиты до центра тяжести приведенного сечения:

см,

а от верха плиты до центра тяжести приведенного сечения:

см.

Приведенные геометрические характеристики:

см3;

см3.

Рис. 4. Расчетное поперечное сечение плиты

Расчетные сопротивления фанеры березовой семислойной по [1, табл.10] растяжению вдоль волокон: R>ф.р> = 14 МПа = 1.4 кН/см2, сжатию вдоль волокон при толщине листа 8 мм: R>ф.с> = 12 МПа = 1.2 кН/см2. Вводим поправочные коэффициенты. Для условия работы А3 по [1, табл.5] m>в> = 0.9. Для зданий II класса ответственности по [2, с. 34] >n> = 0.9. Поправочный множитель к расчетным сопротивлениям:

2.5 Проверка растянутой обшивки с учетом сращивания листов фанеры на "yс" в расчетном сечении

кН/см2,

что меньше чем

= 0.6  1.4  1 = 0.84 кН/см2,

где m>ф> = 0.6 – коэффициент, учитывающий снижение прочности фанеры

при наличии стыков в расчетном сечении.

Прочность растянутой обшивки обеспечена.

2.6 Проверка сжатой обшивки на устойчивость

Предварительно, согласно [1, п. 4.26], вычисляем >ф>.

При а>0>/>ф> = 467/10 = 46.7< 50, находим

>ф> = .

Условие устойчивости:

Подставим значения:

кН/см2;

кН/см2;

кН/см2.

Устойчивость сжатой обшивки обеспечена.

2.7 Проверка фанеры на скалывание по собственному клеевому шву

Предварительно находим статические моменты сдвигаемых частей относительно центра тяжести приведенного сечения.

Сдвигается верхняя обшивка,

S>сж>отс = 133  1  (7,1 – 10.5) =877,89 см3.

Сдвигается нижняя обшивка,

S>р>отс = 133  0.6  (8,5 - 0.60.5) = 654,3 см3.

Наибольшим сдвигающим напряжениям соответствует

S>max>отс = S>сж>отс = 877,89 см3 верхней обшивки.

По [1], табл.10 при >ф> = 10 мм расчетное сопротивление скалыванию в плоскости листа вдоль волокон наружных слоев R>ф.ск> = 0.8 Мпа = 0.08 кН/см2.

Проверяем условие [1], (42):

кН/см2 < R>ф.ск>  1 = 0.8 кН/см2

Прочность клеевого шва достаточна.

2.8 Проверка жесткости панели в целом

Наибольший относительный прогиб панели как двухопорной балки по середине пролета вычисляем по формуле:

Условие жесткости

[1],

табл.16 удовлетворяется.

3. Проектирование дощатоклееной балки

Для двухскатного малоуклонного покрытиятребуется рассчитать и сконструировать стропильную балку в двух вариантах: 1-дощатоклееная не армированная; вариант 2 – дощатоклееная с продольным армированием.

3.1 Исходные данные

Пролет поперечника в осях L = 21 м, шаг балок В = 4.5 м.

Настил из сборных клеефанерных плит. Нагрузка от собственной массы плит с кровлей: нормативная – 0.404 кН/м2; расчетная – 0.471 кН/м2.

Снеговая нормативная нагрузка – 1.71 кН/м2.

Класс ответственности здания – III.

Температурно-влажностный режим соответствует A3.

Пиломатериал - сосновые доски 2-го и 3-го сортов.

Предельный прогиб балки посередине [f/l] = 1:300.

3.2 Решение по варианту 1 из неармированного дощатоклееного пакета

Расчетная схема балки на рис.6.

Уклон крыши i = 1:15.

Расчетный пролет l>0> = L - h>к> = 21 - 0.6 = 20.4 м.

Нагрузку от собственной массы балки со связями найдем, приняв

К>св> = 6

кН/м2

Подсчет нагрузок на балку приведен в таблице.

Вид нагрузки

Нормативная

>f>

Расчетная

кН/м2

кН/м

при В=4.5м

кН/м2

кН/м при

В=4.5 м

Постоянная:

от плит настила и кровли от собственной массы балки и связей

0.404

0.295

1.818

1.329

1.2

0.471

0.355

2.12

1.593

Итого:

0.699

3.147

0.826

3.715

Временная: снеговая

1.71

7.695

1.4

2.4

10.8

Всего:

10.862

14.51

*Коэффициент надежности по снеговой нагрузке >f> = 1.4 принят в соответствии с п. 5.7 [2] при qн>п>/pн>с> = 0.699/1.71 = 0.408 < 0.8.

Высоту балки по середине пролета h предварительно определим из условия надежности по деформациям с учетом выражения для прогиба и известной формулы прогиба балки постоянной высоты при равномерно распределенной нагрузке

, где .

После подстановки и решения относительно h получим

,

где b – ширина сечения пакета;

– поправочный коэффициент.

Задавшись предварительно рекомендуемыми отношениями h>0>/l = 1/15 и

h>0>/h  0.5, по формулам вычисляем

;

.

Тогда

Шириной досок для пакета зададимся: b = 17.5 см без фрезерования кромок. Модуль упругости сосны Е>д> = 1000 кН/см2 = 107 кН/м2.

Подставив значения получаем

м.

Принимаем h = 167 см.

На опоре h>0> = h – 0.5l>0>i = 1.67 – 0.520.41/15 = 0.99м, что > 0.4h = 0.668.м.

Проверим сечение балки из условий прочности.

По [1,табл. 3] находим требуемые расчетные сопротивления: при изгибе для древесины 2-го сорта R>и> =15 МПа = 15 кН/см2; при скалывании вдоль волокон для 3-го сорта R>ск> = 1.5 МПа = 0.15 кН/см2.

Коэффициенты условий работы:

- для условий эксплуатации A3 по [1,табл.5], m>в> = 0.9;

- для балок высотой 120 см и более по [1,табл.7], m>б> = 0.8;

- при толщине слоя досок в пакете 33 мм по [1,табл.8], m>сл> = 1.

Коэффициент надежности по назначению для зданий II класса >n> = 0.9.

Поправочные коэффициенты при расчетах:

на изгиб ;

на скалывание.

Поперечная сила в опорном сечении

Q>max> = 0.5ql>0> = 0.514.5120.4 =148.1 кН.

Минимальная высота балки в опорном сечении из условия прочности на скалывание:

см,

h>0 >= 99 > 85 см.

Прочность на скалывание обеспечена.

Расстояние от опоры до расчетного нормального сечения:

м.

Изгибающий момент в сечении x>р> = 6.05 м равен:

кНм.

Высота балки в расчетном сечении:

см.

Момент сопротивления расчетного сечения:

см3.

Проверим условие устойчивости, задавшись предварительно коэффициентом устойчивости при изгибе >м> = 1:

кН/см2,

что < R>и>m>i >= 1.50.8 = 1.2 кН/см2.

Условие устойчивости удовлетворяется. При этом фактическая величина коэффициента

.

Найдем расстояние между связями в плоскости сжатой кромки, при котором

>м> = 0.927:

см,

гдеk>ф >= 1.13 и – коэффициенты.

Примем расстояние между связями l>р> = 255 см из условия расстановки.

Поперечное сечение балки компонуем из досок в заготовках 40 мм, после острожки – по пласти 33 мм. В крайних слоях располагаем доски 2-го сорта, а в среднем – 3-го сорта.

3.3 Решение по варианту 2 с продольной арматурой в растянутой зон

Задаемся арматурой из 2  20 А-II, А =6.28 см2.

Из условия расположения стержней следует принять . Примем мм , тогда мм , по сортаменту b= 175 мм

Требуемый момент инерции среднего сечения для обеспечения жесткости берем из расчета по варианту 1 ,

I =I = = 6792133.54 см2

Комплексное металлодеревянное сечение приведем к однородному с помощью коэффициента

=Е>S> / Е>d> =20 .

Коэффициент

 = = =0.0021

Для I находим требуемую высоту :

см

В опорном сечении

h>0> =h – 0.5l>0>i = 1.606 – 0.5211/15 = 0.906м >м, из расчета по прочности на скалывание (см. вариант 1).

Принимаем h>0> =90.6 см, не изменяя средней высоты.

Уклон при этом равен: , что находится в рекомендуемых пределах.

Положение расчетного нормального сечения находим по

м .

Изгибающий момент:

кНм.

Высота расчетного сечения

см.

Приведенные геометрические характеристики расчетного сечения :

см4,

см3,

кН/см2 , что < R>и>m>i >= 1.50.8 = 1.2 кН/см2.

Допустимый коэффициент

,

при этом расстояние между связями в плоскости сжатой кромки должно быть не больше

см.

Принимаем шаг l>р> =340 см по условию размещения.

Стержни 2 O20, А-|| располагаем в квадратных пазах со сторонами а=25мм на эпоксидном клее ЭПЦ-1 или К-123 с наполнителем из древесной муки.

Проверяем прочность на скалывание древесины по периметру клеевого шва. Предварительно вычислим геометрические характеристики в опорном сечении. При этом

,

см4,

см3,

см,

кН/см2,

что < кН/см2

Прочность на скалывание по клеевому шву обеспечена.

Проверяем прочность опорной площадки на смятие древесины поперек волокон. По [1, табл.3] для опорных узлов R>см >=3.0 МПа.

При ширине опорной площадки b=17.5см требуемая длина ее

см.

Расчёт опорного узла с вклееными поперечными стержнями

Расчётная несущая способность одного стержня

,

Принимаю стержень d=1.6 см ; ℓ-длина заделки стержня =64 см

причём ℓ≥10d и ℓ≥0,7h>0>

- учитывает неравномерность по длине

=1 при одном стержне; 0,9-при двух ; 0,8- при трёх в ряд. Если 2 и 3 стержня расположены в 2 ряда, уменьшается на 0,1.

Рекомендуется на опоре в 2 ряда с центральной прокладкой на сварке.

- на срез независимо от сорта древесины.

Требуется -длиной по 64 см. или 6стержней меньшей длины.

Проверяем условие жесткости :

Где

;

;

см4,

4. Проектирование дощатоклееных колонн поперечной рамы одноэтажного здания

4.1 Составление расчетной схемы двухшарнирной поперечной рамы и определение усилий в колоннах

Схема поперечника показана на Рис. 5. Поперечное сечение колонн принято b>к> = 17.5 см, h>к> = 80 см. Плиты покрытия ребристые клеефанерные толщиной

15.6 см. Кровля рубероидная. Стены панельные навесные толщиной 15.4 см, конструктивно подобны плитам покрытия.

Рис. 5. Расчетная схема поперечной рамы: а – вертикальные нагрузки на поперечную раму; б – параметры ветрового давления; в – статическая расчетная схема (основная система)

Расчетные нагрузки от собственной массы конструкций:

- от плит покрытия с рулонной кровлей q>п> = 0.471 кН/м2.

- от стропильных балок со связями q>б> = 0.354 кН/м2.

- от стеновых панелей q>ст> = 0.341 кН/м2.

Расчетная снеговая нагрузка p>сн> = 2,4 кН/м2.

Ветровой район строительства – IV. Тип местности – C.

Расчетная схема поперечника представляет двухшарнирную П-образную раму. Стойками рамы являются колонны, защемленные в фундаментах, а ригель – – условно недеформируемая стропильная балка, шарнирно опертая на колонны.

При подсчете расчетных нагрузок на раму используем разрез и план здания. Шаг рам В = 4.5 м, свес карниза C = 1 м.

Постоянные нагрузки:

-от покрытия

кН;

-от навесных стен

кН,

гдеh>> = 1.262 м – величина участка выше верха колонны;

-от собственной массы со связями при

>m> = 500 кг/м3 и >f> = 1.3:

кН.

От снега на покрытии:

кН.

Нормативное ветровое давление на уровне земли для III ветрового района принимаем по [2, табл. 5] >0> = 0.48 кН/м2. На высоте Z от поверхности земли, согласно [2], ветровое давление вычисляется по формуле:

>z> = >0>  k,

где k – коэффициент, характеризующий изменение ветрового давления на

высоте, принимаемый по [2, табл. 6].

Для местности типа C значение k и вычисление соответствующих >z> приведены ниже :

Неравномерное ветровое давление >z> на участке высотою Н>к> заменяем эквивалентным равномерным >эк>. Допускается использовать при этом условие равенства площадей эпюр >z >и >эк>.

кН/2.

Расчетное давление ветра на 1 п.м. вычисляем с участка стены шириной В с учетом аэродинамических коэффициентов с:

,

где >f>>>> >=1.4 – коэффициент надежности по ветровой нагрузке по [2, п. 6.11];

В = 4.5 м.

Значения аэродинамических коэффициентов, соответствующие профилю поперечника (см. Рис. 5) находим по [2, прил. 4, схема 2]: с наветренной стороны с>е> = 0.8, с подветренной с>е3> = – 0.6. При этом:

с наветренной стороны q>> = 0.192  0.8  1.4  4.5 = 0.968 кН/м;

с подветренной q'>> = – 0.192  0.4  1.4  4.5 = – 0.726 кН/м.

Ветровое давление с участков стен, расположенных выше верха колонн:

c наветренной стороны

W = ((0.4015+0.42043)/2 ) 1.262 0.8  1.4  4.5 = 2.614 кН;

с подветренной

W' = – 0.411  1.262  0.6  1.4  4.5 = – 1.96 кН.

Расчетная схема поперечника с усилием в лишней связи X>1> показана на рис.8, в.

Вычисляем продольное усилие в стропильной балке:

;

кН.

Рис. 6. Расчетные схемы и расчетные усилия в колоннах.

Рассматриваем далее левую и правую стойки как статически определимые и для каждой из них определяем усилия в расчетных сечениях. Основными для расчета являются сечения в уровне низа и верха колонн. Заметим при этом, что при изменении направления ветра на противоположное, усилия в каждой из стоек станут также зеркальным отображением противоположной. На рис.9 показаны обе схемы загружения и эпюры N и M.

Левая стойка:

- верх:

кН;.

- низ :

кН;

Правая стойка:

- верх: N п>0> = 165.4 кН; M п>0> = 0;

- низ: N п>max> = 190.7 кН;

Расчетные усилия:

N>0> =165.4 кН; N>max> = 190.7 кН; M>max> = 63.364 кНм.

4.2 Конструктивный расчет стержня колонны

Производим проверку сечения дощатоклееной колонны (рис.8, а) из условий устойчивости в плоскости и из плоскости поперечника. Сечение колонны

b>к> = 17.5 см, h>к> = 80 см. Пиломатериал – сосновые доски 2-го сорта толщиной 33 мм. По [1, табл.3] R>с> = 15 МПа. Прикрепление к фундаменту выполнено с помощью анкерных болтов – жесткое в плоскости поперечника и условно-шарнирное из плоскости.

Коэффициенты условий работы:

- для условий эксплуатации A3 по [1, табл.5], m>в> = 0.9;

- для колонн с высотой сечения 80 см по [1, табл.7], m>б> = 0.9;

- при толщине слоя досок в пакете 33 мм по [1, табл.8], m>сл> = 1.0.

Коэффициент надежности по назначению для зданий III класса >n> = 0.90.

4.2.1 Проверка устойчивости колонны в плоскости поперечника

Предварительно вычисляем:

см2;

см3.

Расчетная длина

l>ох> = 2.2H>к> = 2.2  960 = 2112 см;

радиус инерции

r>х> = 0.289h>к> = 0.289  80 = 23.12 см;

гибкость

>х> = l>ох> / r>х> = 2112/23.12 = 91.349

что удовлетворяет условию

>х> < >max> = 120.

Вычисляем коэффициент продольного изгиба :

Вычисляем:

,

где кН/см2.

Изгибающий момент по деформированной схеме:

кНм.

Проверяем условие устойчивости:

кН/см2,

что < R>c> = 1.35 кН/см2.

Устойчивость в плоскости поперечника обеспечена.

4.2.2 Проверка устойчивости колонны из плоскости поперечника

Предварительно определим >y> в предположении, что промежуточных связей нет:

Расчетная длина

l>оy> = H>к> = 960 см;

радиус инерции

r>y> = 0.289b>к> = 0.289  17.5 = 5.0575 см;

гибкость

>y> = l>оy> / r>y> = 960/5.0575 = 189.817.

Так как

>y> = 189.817 > >max> = 120,

то постановка промежуточных связей необходима.

Проверяем устойчивость при одной промежуточной связи.

Гибкость

>y> = 0.5 960/5.0575 = 94.909, что < >max> = 120.

Вычисляем коэффициент продольного изгиба при  > 70:

Проверяем условие устойчивости:

кН/см2, что < R>c> = 1.35 кН/см2.

Устойчивость из плоскости поперечника обеспечена.

4.3 Расчет и конструирование узла крепления колонны к фундаменту

Требуется спроектировать опорный узел дощатоклееной колонны с металлическими траверсами по типу показанного на рис.10.

Рис. 7. Узел соединения колонны с фундаментом: а – конструкция узла; б – расчетная схема; 1 – фундаментные болты; 2 – траверсы; 3 – болты; 4 – вклеенные стержни; 5 – эпоксидная шпаклевка

Исходные данные: поперечное сечение колонны b>к> х h>к> = 17.5 х 80 см. Доски из древесины сосны 2-го сорта толщиной 33 мм.

Определение расчетных усилий в плоскости сопряжения с фундаментом.

кНм;

кН.

Вычисляем эксцентриситет:

м.

Так как е = 1.325 м больше h>к>/6 = 0.80/6 = 0.133, то имеется отрывной участок по плоскости сопряжения, следовательно, требуется расчет фундаментных болтов и элементов траверс.

4.5 Расчет фундаментных болтов

Вычисляем максимальное и минимальное напряжения в опорном сечении (см. Рис. 7, б):

кН/см2

>max> = 0.52 кН/см2;

>min> = – 0.42 кН/см2 – отрывной участок.

Определяем высоту сжатой зоны:

см.

Задаемся d>б> = 20 мм и находим (см. рис.10, а):

а = 0.5  S>2> + S>1> = 4.75  d>б> = 4.75  2.0 = 9.5 см;

см.

Принимаем фундаментные болты из стали марки ВСт3 кп 2 по ГОСТ 535-88 (см. табл. 60 [5]) с расчетным сопротивлением R>y> = 185 МПа = 18,5 кН/см2.

Находим требуемую площадь одного болта в нарезной части:

см2.

Принимаем болт диаметром d>ан> = 27 мм, которому соответствует

Fнт = 4,59см2 > 4,06 см2.

Расстояние между фундаментными болтами в плане (см. Рис. 7, а) получим с учетом принятых а = 95 мм и d>ан> = 27мм:

мм;

мм.

4.6 Расчет соединительных болтов

Расчетную несущую способность соединительных (глухих) болтов для крепления траверс к колонне находим по формуле как наименьшее из двух значений:

Т>гл>=0.5  b>к> d>гл>= 0.5  17.5  2 = 17,5 кН/шов.

Т>гл> = 2,5 d2>гл>=2,5  22 = 10 кН/шов.

Определяем количество болтов:

шт.

Принимаем 8 болтов, размещаем их в два ряда с шагом:

S>1>  7  d>б> = 7  20 = 140 мм;

S>2>  3.5  d>б> = 3.5  20 = 70 мм;

S>3>  3  d>б> = 3  20 = 60 мм.

СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ

    СНиП II-25-80. Деревянные конструкции: Нормы проектирования /Госстрой СССЗ. – М.: Стройиздат, 1983. –31с.

    СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия /Госстрой СССР. –М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1986. –36 с.

    Зубарев Г.Н. Конструкции из дерева и пластмассы: Учебное пособие для студентов вузов, обучающихся по специальности "Промышленное и гражданское строительство". – 2-е изд., перераб. и доп. – М.: Высшая школа, 1990. –287 с.

    Проектирование и расчет деревянных конструкций: Справочник /Под ред. Н.М.Гриня. –К.: Будивельник, 1988. –240 с.

    Рекомендации по проектированию панельных конструкций с применением древесины и древесных материалов для производственных зданий / ЦНИИСК им. Кучеренко. – М.: Стройиздат, 1982. –12 с.

    Серия 1.265 – 1. Деревянные панели покрытий общественных зданий. Вып. 3./ ЦНИИЭП учебных зданий. – М., 1979. – 28 с.

    ГОСТ 20850 – 84. Конструкции деревянные клееные. Общие технические условия.

    ГОСТ 24454 – 80 Е. Пиломатериалы хвойных пород. Размеры.

    СТ СЭВ 4409 – 83. Единая система проектно-конструкторской документации СЭВ. Чертежи строительные. Правило выполнения чертежей деревянных конструкций.