Конструювання утепленій ребристої плити покриття з фанерними обшивками

Зміст

1. Вихідні дані

2. Проектування збірних плит покриття з дерев'яним ребристим каркасом

2.1 Вихідні дані

2.2 компановка поперечного перерізу плити

2.3 Розрахункова схема плити, навантаження і зусилля

2.4 Перевірка міцності панелі з нормальним напруженням

2.5 Перевірка розтягнутій обшивки з урахуванням зрощування листів фанери на "вус" в розрахунковому перерізі

2.6 Перевірка стислій обшивки на стійкість

2.7 Перевірка фанери на сколювання за власним клейовому шву

2.8 Перевірка жорсткості панелі в цілому

3. Проектування дощатоклееной балки

3.1 Вихідні дані

3.2 Рішення по 1 варіанту з неармованого дощатоклееного пакета.

3.3 Рішення по 2 варіанту з поздовжньою арматурою в розтягнутій зоні.

4. Проектування дощатоклеених колон поперечної рами одноповерхового будинку

4.1 Складання розрахункової схеми двошарнірної поперечної рами і визначення розрахункових зусиль у колонах

4.2 Конструктивний розрахунок стрижня колони

4.2.1 Перевірка стійкості колони в площині поперечника

4.2.2 Перевірка стійкості колони із площини поперечника

4.3 Розрахунок і конструювання вузла кріплення колони до фундаменту

4. Визначення розрахункових зусиль в площині сполучення з фундаментом

5. Розрахунок фундаментних болтів

6. Розрахунок з'єднувальних болтів

1. ВИХІДНІ ДАНІ

1. Проліт поперечника в осях А - Б, L = 21 м;

2. Висота корпусу в чистоті, H = 10 м;

3. Температурно-вологісний режим експлуатації відповідає А3;

4. Клас відповідальності будівлі за призначенням - III

5. Район будівництва:

• по сніговій навантаженні - IV;

• по вітровому навантаженню - IV;

• за типом місцевості відповідає С.

6. Матеріал - сосна I, II, III сорту, фанера будівельна водостійка марки ФСФ (приймається по сортаменту).

1. Проектування збірних плит покриття з дерев'яним ребристим каркасом.

2.1. Вихідні дані

Розрахувати і сконструювати утеплену ребристу плиту покриття з фанерними обшивками при наступних даних.

Номінальні розміри плити в плані (зі схеми розташування елементів) bхl = 1.5 х 4.5 м, конструктивні - відповідно 1.48 х 4.48 м.

Матеріал ребер каркаса - соснові дошки 2-го сорту для поздовжніх ребер і без обмеження для поперечних.

Обшивки з березової водостійкою фанери марки ФСФ.

Утеплювач мінераловатні у вигляді напівжорстких плит марки 75 на синтетичному зв'язуючому, товщина 100 мм (з теплотехнічного розрахунку).

Пароізоляція з поліетиленової плівки товщиною 0.2 мм (маса 0.1 кг / м ^2).

Покрівля з 3-х шарів руберойду на бітумній мастиці (маса 0.1 кг / м ^2).

Умови експлуатації за температурно-вологісного режиму відповідають А3.

Район будівництва по сніговій навантаженні - IV.

Клас відповідальності будівлі за призначенням - III.

2.2 Компонування поперечного перерізу плити

Попередньо приймаємо поздовжні ребра з дошки товщиною b _р = 40 мм.

При ширині плити b = 1480 мм доцільно поставити чотири ребра. Тоді відстань між ними в світлі одно:

мм,

а між осями мм, що менше 500 мм.

Задовольняє рекомендації.

Попередньо задаємося товщиною листа фанери верхньої обшивки

d _Ф.В. = 10 мм, що становить 1:46 кроку ребер, близько рекомендованої.

Перевіряємо достатність товщини розрахунком на місцевий вигин зосередженої силою Р = 1.2 кН.

Лист фанери розглядаємо як балку-платівку з робочою шириною

100 см, защемлення по кінцях в місцях приклеювання до ребер (Мал. 1).

Розрахунковий згинальний момент (вирівняний):

М = Р × а / 8 = 1.2 * 42.7 / 8 = 6.405 кН × см;

Момент опору робочого перерізу обшивки:

W = 100 × 0.8 ² / 6 = 10.7 см ^3;

Умова міцності обшивки:

s _max = M / W £ m _н × R _{ф. та .90}

де m _н = 1.2 - коефіцієнт, що враховує короткочасність

монтажної навантаження [1, табл.6];

R _ф.і.90 = 6.5 МПа = 0.65 кН / см ² - розрахунковий опір

семишарових фанери товщиною 10 мм вигину з площини

аркуша поперек зовнішніх волокон [1, табл.10].

Рис. 1. До розрахунку верхньої обшивки на місцевий вигин:

а - схема деформації балки платівки;

б - розрахункова схема і епюра моментів.

Підставляємо:

s _max = 6.405/10.7 = 0.6 кН / см ² <m _н × R _ф.і.90 = 1.2 × 0.65 = 0.78 кН / см ^2.

Умова міцності задовольняється.

Задаємося товщиною нижньої обшивки 6 мм.

Розміри листів фанери по сортаменту приймаємо b 'l = 1525' 1525 мм. Так як довжина плити дорівнює 4500 мм, то необхідно зрощувати листи по довжині, поєднуючи стики c поперечними ребрами.

Висоту перерізу плити призначаємо в межах

h _п = (1 / 25 ... 1 / 30) × l = 180 ... 150 мм.

За сортаментом пиломатеріалів приймаємо ребра з дощок 150 '40 мм.

Після фрезерування крайок дійсна висота плити буде дорівнює

h _п = 150-10 +10 +6 = 156 мм,

що достатньо для розміщення шару утеплювача і освіти продухи (Мал. 2).

Подальшим розрахунком перевіряємо достатність прийнятих розмірів.

Рис. 2. Конструкція клеефанерной плити з ребристим каркасом з дощок: 1 - поздовжні ребра; 2 - поперечні ребра; 3 - обшивка верхня; 4 - обшивка нижня, 5 - утеплювач, 6 - продухи; 7 - стик фанери.

2.3 Розрахункова схема плити, навантаження і зусилля

Розрахункова схема плити на дію експлуатаційного навантаження - балка на двох опорах, завантажена рівномірно розподіленим навантаженням від власної маси плити з покрівлею і снігу (Мал. 3). Розрахункова довжина l ₀ = 0.98 × l = 0.98 × 4.5 = 4.41 м.

* Відповідно до п. 5.7 при відношенні постійного навантаження до снігового 0.606/3.6 = 0.168 <0.8 прийнятий g _f = 1.6.

Розрахункові зусилля:

кН × м;

кН.

Рис. 3. До розрахунку плити на експлуатаційне навантаження:

а - схема спирання плити на кроквяні балки; б - розрахункова схема плити і зусилля; 1 - плита; 2 - кроквяні балки.

2.4 Перевірка міцності панелі з нормальним напруженням

Розрахункове поперечний переріз показано на Рис. 4. Так як

l ₀ = 4480> 6 × a = 6 × 467 = 2800 мм,

то вводиться в розрахунок ширина обшивок

b _розр = 0.9 × b = 0.9 × 148 = 133 див

Сумарна ширина дощатих ребер

S b _р = 4 × 4 = 16 см.

Модулі пружності деревини Е _д = 1000 кН / см ^2, фанери семишарових марки ФСФ при d _ф = 8 мм, Е _ф = 850 кН / см ^2, при d _ф = 6 мм, Е _ф = 950 кН / см ^2. Приймаються усереднено Е _ф = 900 кН / см ^2, тоді коефіцієнт приведення деревини до фанери n _{д / ф} = 1000/900 = 1.11.

Відстань від низу плити до центру тяжіння приведеного перерізу:

см,

а від верху плити до центру тяжіння приведеного перерізу:

см.

Наведені геометричні характеристики:

см ^3;

см ^3.

Рис. 4. Розрахункове поперечний переріз плити

Розрахункові опори фанери березової семишарових по [1, табл.10] розтягування уздовж волокон: R _Ф.Р = 14 МПа = 1.4 кН / см ^2, стиску вздовж волокон при товщині листа 8 мм: R _ф.с = 12 МПа = 1.2 кН / см ^2. Вводимо поправочні коефіцієнти. Для умови роботи А3 по [1, табл.5] m _в = 0.9. Для будинків II класу відповідальності за [2, с. 34] g _n = 0.9. Поправочний множник до розрахункових опорів:

2.5 Перевірка розтягнутій обшивки з урахуванням зрощування листів фанери на "Yс" в розрахунковому перерізі

кН / см ^2,

що менше ніж

= 0.6 × 1.4 × 1 = 0.84 кН / см ^2,

де m _ф = 0.6 - коефіцієнт, що враховує зниження міцності фанери

за наявності стиків в розрахунковому перерізі.

Міцність розтягнутій обшивки забезпечена.

2.6 Перевірка стислій обшивки на стійкість

Попередньо, згідно [1, п. 4.26], обчислюємо j _ф.

При а ₀ / d _ф = 467/10 = 46.7 <50, знаходимо

j _ф =.

Умова стійкості:

Підставимо значення:

кН / см ^2;

кН / см ^2;

кН / см ^2.

Стійкість стислій обшивки забезпечена.

2.7 Перевірка фанери на сколювання за власним клейовому шву

Попередньо знаходимо статичні моменти зсуваються частин щодо центра ваги приведеного перерізу.

Зрушується верхня обшивка,

S _сж ^отс = 133 × 1 × (7,1 - 1 × 0.5) = 877,89 см ^3.

Зрушується нижня обшивка,

S _р ^отс = 133 × 0.6 × (8,5 - 0.6 × 0.5) = 654,3 см ^3.

Найбільшим зрушуючим напруженням відповідає

S _max ^отс = S _сж ^отс = 877,89 см ³ верхньої обшивки.

За [1], табл.10 при d _ф = 10 мм розрахунковий опір сколюванню в площині аркуша вздовж волокон зовнішніх шарів R _ф.ск = 0.8 МПа = 0.08 кН / см ^2.

Перевіряємо умову [1], (42):

кН / см ² <R _ф.ск × 1 = 0.8 кН / см ²

Міцність клейового шва достатня.

2.8 Перевірка жорсткості панелі в цілому

Найбільший відносний прогин панелі як двухопорний балки по середині прольоту обчислюємо за формулою:

Умова жорсткості

[1],

табл.16 задовольняється.

3. Проектування дощатоклееной балки

Для двосхилим малоуклонного покритіятребуется розрахувати і сконструювати кроквяну балку у двох варіантах: 1-дощатоклееная не армовані; варіант 2 - дощатоклееная з поздовжнім армуванням.

3.1 Вихідні дані

Проліт поперечника в осях L = 21 м, крок балок В = 4.5 м.

Настил з збірних клеефанерних плит. Навантаження від власної маси плит з покрівлею: нормативна - 0.404 кН / м ^2; розрахункова - 0.471 кН / м ^2.

Снігова нормативне навантаження - 1.71 кН / м ^2.

Клас відповідальності будівлі - III.

Температурно-вологісний режим відповідає A3.

Пиломатеріали - соснові дошки 2-го і 3-го сортів.

Граничний прогин балки посередині [f / l] = 1:300.

3.2 Рішення щодо варіанту 1 з неармованого дощатоклееного пакету

Розрахункова схема балки на рис.6.

Ухил даху i = 1:15.

Розрахунковий проліт l ₀ = L - h _к = 21 - 0.6 = 20.4 м.

Навантаження від власної маси балки зі зв'язками знайдемо, прийнявши

До _св = 6

кН / м ²

Підрахунок навантажень на балку наведено в таблиці.

* Коефіцієнт надійності за снігового навантаження g _f = 1.4 прийнятий відповідно до п. 5.7 [2] при q ^н _п / p ^н _с = 0.699/1.71 = 0.408 <0.8.

Висоту балки по середині прольоту h попередньо визначимо з умови надійності за деформаціями з урахуванням виразу для прогину і відомої формули прогину балки постійної висоти при рівномірно розподіленому навантаженні

, Де .

Після підстановки і рішення щодо h отримаємо

,

де b - ширина перерізу пакета;

- Поправочний коефіцієнт.

Поставивши собі за попередньо рекомендованими відносинами h ₀ / l = 1 / 15 і

h ₀ / h »0.5, за формулами обчислюємо

;

.

Тоді

Шириною дощок для пакету задамося: b = 17.5 см без фрезерування крайок. Модуль пружності сосни Е _д = 1000 кН / см ² = 10 ⁷ кН / м ^2.

Підставивши значення отримуємо

м.

Приймаються h = 167 см.

На опорі h ₀ = h - 0.5 × l ₀ × i = 1.67 - 0.5 × 20.4 × 1 / 15 = 0.99м, що> 0.4 × h = 0.668.м.

Перевіримо перетин балки з умов міцності.

За [1, табл. 3] знаходимо необхідні розрахункові опори: при вигині для деревини 2-го сорту R _і = 15 МПа = 15 кН / см ^2; при деформуючих вздовж волокон для 3-го сорту R _ск = 1.5 МПа = 0.15 кН / см ^2.

Коефіцієнти умов роботи:

- Для умов експлуатації A3 по [1, табл.5], m _в = 0.9;

- Для балок заввишки 120 см і більше по [1, табл.7], m _б = 0.8;

- При товщині шару дощок у пакеті 33 мм по [1, табл.8], m _сл = 1.

Коефіцієнт надійності за призначенням для будинків II класу g _n = 0.9.

Поправочні коефіцієнти при розрахунках:

на вигин ;

на сколювання .

Поперечна сила в опорному перерізі

Q _max = 0.5 × q × l ₀ = 0.5 × 14.51 × 20.4 = 148.1 кН.

Мінімальна висота балки в опорному перерізі з умови міцності на сколювання:

см,

h ₀ = 99> 85 см.

Міцність на сколювання забезпечена.

Відстань від опори до розрахункового нормального перерізу:

м.

Згинальний момент у перерізі x _р = 6.05 м дорівнює:

кН × м.

Висота балки в розрахунковому перерізі:

см.

Момент опору розрахункового перерізу:

см ^3.

Перевіримо умову стійкості, задавшись попередньо коефіцієнтом стійкості при згині j _м = 1:

кН / см ^2,

що <R _і × Õ m _i = 1.5 × 0.8 = 1.2 кН / см ^2.

Умова стійкості задовольняється. При цьому фактична величина коефіцієнта

.

Знайдемо відстань між зв'язками в площині стислій кромки, при якому

j _м = 0.927:

см,

гдеk _ф = 1.13 і - Коефіцієнти.

Приймемо відстань між зв'язками l _р = 255 см з умови розстановки.

Поперечний переріз балки компонуємо з дощок у заготовках 40 мм, після острожки - по пласті 33 мм. У крайніх шарах маємо дошки 2-го сорту, а в середньому - 3-го сорту.

3.3 Рішення щодо варіанту 2 з поздовжньою арматурою в розтягнутій зон

Задаємося арматурою з 2 Æ 20 А-II, А = 6.28 см ^2.

З умови розташування стержнів необхідно прийняти . Приймемо мм, тоді мм, по сортаменту b = 175 мм

Необхідний момент інерції середнього перетину для забезпечення жорсткості беремо з розрахунку по варіанту 1,

I = I = = 6792133.54 см ²

Комплексне металлодеревянное перетин наведемо до однорідного за допомогою коефіцієнта

h = Е _S / Е _d = 20.

Коефіцієнт

m = = = 0.0021

Для I знаходимо необхідну висоту:

см

У опорному перерізі

h ₀ = h - 0.5 × l ₀ × i = 1.606 - 0.5 × 21 × 1 / 15 = 0.906м> м, з розрахунку по міцності на сколювання (див. варіант 1).

Приймаються h ₀ = 90.6 см, не змінюючи середньої висоти.

Ухил при цьому дорівнює: , Що знаходиться в рекомендованих межах.

Положення розрахункового нормального перерізу знаходимо за

м.

Згинальний момент:

кН × м.

Висота розрахункового перерізу

см.

Наведені геометричні характеристики розрахункового перерізу:

см ^4,

см ^3,

кН / см ^2, що <R _і × Õ m _i = 1.5 × 0.8 = 1.2 кН / см ^2.

Допустимий коефіцієнт

,

при цьому відстань між зв'язками в площині стислій кромки повинно бути не більше

см.

Приймаються крок l _р = 340 см за умовою розміщення.

Стрижні 2 O20, А-| | в своєму розпорядженні в квадратних пазах зі сторонами а = 25мм на епоксидному клеї ЕПЦ-1 або К-123 з наповнювачем з деревної муки.

Перевіряємо міцність на сколювання деревини по периметру клейового шва. Попередньо обчислимо геометричні характеристики в опорному перерізі. При цьому

,

см ^4,

см ^3,

см,

кН / см ^2,

що < кН / см ²

Міцність на сколювання по клейовому шву забезпечена.

Перевіряємо міцність опорної площадки на зминання деревини поперек волокон. За [1, табл.3] для опорних вузлів R _см = 3.0 МПа.

При ширині опорної площадки b = 17.5см потрібна довжина її

см.

Розрахунок опорного вузла з вклеєними поперечними стрижнями

Розрахункова несуча спроможність одного стрижня

,

Приймаю стрижень d = 1.6 см; ℓ-довжина закладення стрижня = 64 см

причому ℓ ≥ 10 d і ℓ ≥ 0,7 h ₀

- Враховує нерівномірність по довжині

= 1 при одному стрижні; 0,9-при двох; 0,8 - при трьох у ряд. Якщо 2 і 3 стрижня розташовані в 2 ряди, зменшується на 0,1.

Рекомендується на опорі в 2 ряди з центральної прокладкою на зварюванні.

- На зріз незалежно від сорту деревини.

Потрібно -Довжиною по 64 см. або 6стержней меншої довжини.

Перевіряємо умову жорсткості:

Де

;

;

см ^4,

4. Проектування дощатоклеених колон поперечної рами одноповерхової будівлі

4.1 Складання розрахункової схеми двошарнірної поперечної рами і визначення зусиль у колонах

Схема поперечника показана на Рис. 5. Поперечний перетин колон прийнято b _к = 17.5 см, h _к = 80 см. Плити покриття ребристі клеефанерние товщиною

15.6 см. Покрівля руберойдовий. Стіни панельні навісні товщиною 15.4 см, конструктивно подібні до плит покриття.

Рис. 5. Розрахункова схема поперечної рами: а - вертикальні навантаження на поперечну раму; б - параметри вітрового тиску; в - статична розрахункова схема (основна система)

Розрахункові навантаження від власної маси конструкцій:

- Від плит покриття з рулонної покрівлею q _п = 0.471 кН / м ^2.

- Від кроквяних балок зі зв'язками q _б = 0.354 кН / м ^2.

- Від стінових панелей q _ст = 0.341 кН / м ^2.

Розрахункове снігове навантаження p _сн = 2,4 кН / м ^2.

Вітровий район будівництва - I V. Тип місцевості - C.

Розрахункова схема поперечника представляє двохшарнірну П-образну раму. Стійками рами є колони, затиснені у фундаментах, а ригель - - умовно недеформівних кроквяна балка, шарнірно оперта на колони.

При підрахунку розрахункових навантажень на раму використовуємо розріз і план будівлі. Крок рам В = 4.5 м, звис карниза C = 1 м.

Постійні навантаження:

-Від покриття

кН;

-Від навісних стін

кН,

гдеh _w = 1.262 м - величина ділянки вище верху колони;

-Від власної маси зі зв'язками при

r _m = 500 кг / м ³ та g _f = 1.3:

кН.

Від снігу на покритті:

кН.

Нормативне вітровий тиск на рівні землі для III вітрового району приймаємо по [2, табл. 5] w ₀ = 0.48 кН / м ^2. На висоті Z від поверхні землі, відповідно до [2], вітровий тиск обчислюється за формулою:

w _z = w ₀ × k,

де k - коефіцієнт, що характеризує зміну вітрового тиску на

висоті, що приймається за [2, табл. 6].

Для місцевості типу C значення k та обчислення відповідних w _z наведені нижче:

Нерівномірний вітровий тиск w _z на ділянці заввишки Н _до замінюємо еквівалентним рівномірним w _ек. Допускається використовувати при цьому умова рівності площ епюр w _z і w _ек.

кН / ^2.

Розрахунковий тиск вітру на 1 п.м. обчислюємо з ділянки стіни шириною В з урахуванням аеродинамічних коефіцієнтів з:

,

де g _{f w} = 1.4 - коефіцієнт надійності за вітрового навантаження за [2, п. 6.11];

В = 4.5 м.

Значення аеродинамічних коефіцієнтів, що відповідають профілю поперечника (див. Рис. 5) знаходимо за [2, дод. 4, схема 2]: з навітряного боку з _е = 0.8, з підвітряного з _е3 = - 0.6. При цьому:

з навітряного боку q _w = 0.192 × 0.8 × 1.4 × 4.5 = 0.968 кН / м;

з підвітряного q _'w = - 0.192 × 0.4 × 1.4 × 4.5 = - 0.726 кН / м.

Вітровий тиск з ділянок стін, розташованих вище верху колон:

c навітряного боку

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

з підвітряного

W '= - 0.411 × 1.262 × 0.6 × 1.4 × 4.5 = - 1.96 кН.

Розрахункова схема поперечника із зусиллям у зайвій зв'язку X ₁ показана на рис.8, ст.

Обчислюємо поздовжнє зусилля в кроквяної балці:

;

кН.

Рис. 6. Розрахункові схеми та розрахункові зусилля в колонах.

Розглядаємо далі ліву і праву стійки як статично визначні і для кожної з них визначаємо зусилля в розрахункових перерізах. Основними для розрахунку є перерізу в рівні низу і верху колон. Зауважимо при цьому, що при зміні напрямку вітру на протилежне, зусилля в кожній з стійок стануть також дзеркальним відображенням протилежною. На рис.9 показані обидві схеми завантаження та епюри N і M.

Ліва стійка:

- Верх:

кН; .

- Вниз:

кН;

Права стійка:

- Верх: N ^п ₀ = 165.4 кН; M ^п ₀ = _0;

- Вниз: N ^п _max = 190.7 кН;

Розрахункові зусилля:

N ₀ = 165.4 кН; N _max = 190.7 кН; M _max = 63.364 кН × м.

4.2 Конструктивний розрахунок стрижня колони

Виробляємо перевірку перетину дощатоклееной колони (рис.8, а) з умов стійкості в площині і із площини поперечника. Перетин колони

b _к = 17.5 см, h _к = 80 см. Пиломатеріал - соснові дошки 2-го сорту товщиною 33 мм. За [1, табл.3] R _з = 15 МПа. Прикріплення до фундаменту виконано за допомогою анкерних болтів - жорстке в площині поперечника і умовно-шарнірне з площини.

Коефіцієнти умов роботи:

- Для умов експлуатації A3 по [1, табл.5], m _в = 0.9;

- Для колон з висотою перетину 80 см по [1, табл.7], m _б = 0.9;

- При товщині шару дощок у пакеті 33 мм по [1, табл.8], m _сл = 1.0.

Коефіцієнт надійності за призначенням для будівель I II класу g _n = 0.90.

4.2.1 Перевірка стійкості колони в площині поперечника

Попередньо обчислюємо:

см ^2;

см ^3.

Розрахункова довжина

l _ох = 2.2 × H _к = 2.2 × 960 = 2112 см;

радіус інерції

r _х = 0.289 × h _к = 0.289 × 80 = 23.12 см;

гнучкість

l _х = l _ох / r _х = 2112/23.12 = 91.349

що задовольняє умові

l _х <l _max = 120.

Обчислюємо коефіцієнт поздовжнього вигину:

Рахуємо:

,

де кН / см ^2.

Згинальний момент за деформованою схемою:

кН × м.

Перевіряємо умову стійкості:

кН / см ^2,

що <R _c = 1.35 кН / см ^2.

Стійкість у площині поперечника забезпечена.

4.2.2 Перевірка стійкості колони із площини поперечника

Попередньо визначимо j _y у припущенні, що проміжних зв'язків немає:

Розрахункова довжина

l _ОY = H _до = 960 см;

радіус інерції

r _y = 0.289 × b _к = 0.289 × 17.5 = 5.0575 см;

гнучкість

l _y = l _ОY / r _y = 960/5.0575 = 189.817.

Так як

l _y = 189.817> l _max = 120,

то постановка проміжних зв'язків необхідна.

Перевіряємо стійкість при однієї проміжної зв'язку.

Гнучкість

l _y = 0.5 × 960/5.0575 = 94.909, що <l _max = 120.

Обчислюємо коефіцієнт поздовжнього вигину при l> 70:

Перевіряємо умову стійкості:

кН / см ^2, що <R _c = 1.35 кН / см ^2.

Стійкість з площини поперечника забезпечена.

4.3 Розрахунок і конструювання вузла кріплення колони до фундаменту

Потрібно спроектувати опорний вузол дощатоклееной колони з металевими траверсами за типом показаного на рис.10.

Рис. 7. Вузол з'єднання колони з фундаментом: а - конструкція вузла; б - розрахункова схема; 1 - фундаментні болти; 2 - траверси; 3 - болти, 4 - вклеєні стержні; 5 - епоксидна шпаклівка

Вихідні дані: поперечний переріз колони b _до х h _к = 17.5 х 80 см. Дошки з деревини сосни 2-го сорту товщиною 33 мм.

Визначення розрахункових зусиль в площині сполучення з фундаментом.

кН × м;

кН.

Обчислюємо ексцентриситет:

м.

Так як е = 1.325 м більше h _к / 6 = 0.80 / 6 = 0.133, то мається відривний ділянку по площині сполучення, отже, потрібно провести розрахунок фундаментних болтів і елементів траверс.

4.5 Розрахунок фундаментних болтів

Обчислюємо максимальне і мінімальне напруження в опорному перерізі (див. Рис. 7, б):

кН / см ²

s _max = 0.52 кН / см ^2;

s _min = - 0.42 кН / см ² - відривний ділянку.

Визначаємо висоту стиснутої зони:

см.

Задаємося d _б = 20 мм і знаходимо (див. рис.10, а):

а = 0.5 × S ₂ + S ₁ = 4.75 × d _б = 4.75 × 2.0 = 9.5 см;

см.

Приймаються фундаментні болти із сталі марки ВСт3 кп 2 по ГОСТ 535-88 (див. табл. 60 [5]) з розрахунковим опором R _y = 185 МПа = 18,5 кН / см ^2.

Знаходимо необхідну площу одного болта в нарізної частини:

см ^2.

Приймаються болт діаметром d _ан = 27 мм, якому відповідає

F ^нт = 4,59 см ^2> 4,06 см ^2.

Відстань між фундаментними болтами в плані (див. Рис. 7, а) отримаємо з урахуванням прийнятих а = 95 мм і d _ан = 27мм:

мм;

мм.

4.6 Розрахунок з'єднувальних болтів

Розрахункову несучу здатність сполучних (глухих) болтів для кріплення траверс до колони знаходимо по формулі як найменше з двох значень:

Т _гол = 0.5 × b _до × d _гол = 0.5 × 17.5 × 2 = 17,5 кН / шов.

Т _гол = 2,5 × d ² _гол = 2,5 × 2 ² = 10 кН / шов.

Визначаємо кількість болтів:

шт.

Приймаються 8 болтів, розміщуємо їх у два ряди з кроком:

S ₁ ³ 7 × d _б = 7 × 20 = 140 мм;

S ₂ ³ 3.5 × d _б = 3.5 × 20 = 70 мм;

S ₃ ³ 3 × d _б = 3 × 20 = 60 мм.

СПИСОК ВИКОРИСТАНИХ ДЖЕРЕЛ

1. СНиП II -25-80. Дерев'яні конструкції: Норми проектування / Держбуд СССЗ. - М.: Стройиздат, 1983. -31с.

2. СНиП 2.01.07-85. Навантаження і впливи / Держбуд СРСР. -М.: ЦІТП Держбуду СРСР, 1986. -36 С.

3. Зубарєв Г.М. Конструкції з дерева і пластмаси: Навчальний посібник для студентів вузів, які навчаються за спеціальністю "Промислове та цивільне будівництво". - 2-е вид., Перераб. і доп. - М.: Вища школа, 1990. -287 С.

4. Проектування і розрахунок дерев'яних конструкцій: Довідник / За ред. Н. М. Гриня. -К.: Будівельник, 1988. -240 С.

5. Рекомендації з проектування панельних конструкцій із застосуванням деревини і деревних матеріалів для виробничих будівель / ЦНДІБК ім. Кучеренко. - М.: Стройиздат, 1982. -12 С.

6. Серія 1.265 - 1. Дерев'яні панелі покриттів громадських будівель. Вип. 3. / ЦНДІЕП навчальних закладiв. - М., 1979. - 28 с.

7. ГОСТ 20850 - 84. Конструкції дерев'яні клеєні. Загальні технічні умови.

8. ГОСТ 24454 - 80 Є. Пиломатеріали хвойних порід. Розміри.

9. СТ РЕВ 4409 - 83. Єдина система проектно-конструкторської документації РЕВ. Креслення будівельні. Правило виконання креслень дерев'яних конструкцій.