Министерство  высшего образования Российской Федерации

   Тюменская государственная архитектурно-строительная академия 
 
 

   Кафедра строительных конструкций

     ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

     К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ 

   По  дисциплине “Деревянные конструкции” на тему:

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

                               Выполнил:     

                                 Проверил:    

   г.Тюмень, 2001.

   Содержание.

1. Расчет трехслойной клеефанерной конструкции

Покрытия                                                                                                   3                                   

2. Расчет фермы.                                                                                    7
3. Расчет стоек рамы.                                                                            13
4. Расчет узловых соединений                                                             18

Список литературы.                                                                                 22   
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

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

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

        В качестве утеплителя принимаем  твердые минераловатные плиты на битумной связке.

        Конструктивно принимаем  верхнюю и нижнюю обшивки толщиной 8 мм. 
 

Расчет  панели на общий изгиб.

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

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

      Приведенная к семислойной площадь сечения  панели:

      F_ф.пр. = k_ф× (d_ф×b_пр + d_ф^’×b_пр(Е_ф^’/Е_ф)) + d×c_о×n×(Е_др/Е_ф) = 0,6× (0,8×138 + 0,8×138(85000/85000)) + 4,6×14,6×6×(100000/85000) = 607 см²

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

ФК – 0,6   

d_ф^’ и d_ф – толщины соответственно нижней и верхней обшивок семислойной фанеры, принимается 0,8 см.

Е_ф = Е_ф^’ = 85000 кг/см² – модули упругости семислойной фанеры

 Е_др = 100000 кг/см² – модули упругости древесины ребер

d = 4,6 см – толщина ребра панели

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

n – количество ребер

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

      S_ф.пр. = d_ф×b_пр (с_о + d_ф^’ + d_ф×0,5) + d×c_о×n×(с_о×0,5 +  d_ф^’(Е_др/Е_ф)) + d_ф^’×b_пр(d_ф^’/2) × ×(Е_ф^’/Е_ф) = 0,8×138 (14,6 + 0,8 + 0,8×0,5) + 4,6×14,6×6×(14,6×0,5 +  0,8(100000/85000)) + 0,8×138(0,8/2)×(85000/85000) = 5110 см³

z_о = (S_ф.пр.)/(F_ф.пр.) = 8,42 см. 
 
 

Приведенный к фанере верхней обшивки момент инерции:

  I_ф.пр. = n×(d×c_о³/12)(Е_др/Е_ф) + d_ф×b_пр×(с_о – z_о)² + d_ф^’×b_пр×z_о²×(Е_ф^’/Е_ф) =

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

= 20464,5 см⁴

Нагрузки  на покрытие, кгс/м²                                                   Таблица № 1.

      В итоге получим следующие значения момента и поперечной силы:

М = 0,125×1,5×q×l² = 82031,3 кгс×см

Q = q×l/2 = 784,9 кгс

      Далее проверяем прочность панели на изгиб:

в растянутой обшивке

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

в сжатой обшивке

      М(с_о + d_ф^’ + d_ф – z_o)/I_ф.пр. = 82031,3*(14,6 + 0,8 + 0,8 – 8,42)/20464,5 = 31,2 < <100*0,8 = 80 кгс/см²

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

      f /l = (q^н ×l³ )/(E_ф*I_ф.пр.) = = 0,002 < [f /l] = 1/250

      Проверку  скалывающих напряжений производим по клеевому шву между шпонами  фанеры:

       = = 1,5 < R_ск = 7 кгс/см²

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

   РАСЧЕТ  ФЕРМЫ.

   Определение общих размеров фермы

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

 тогда tgα = 3,2*2/17 = 0,376 и α = 20⁰40^’; sinα=0,375;  cosα=0,927.

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

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

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

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

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

Длины элементов  АД = ДБ = = = 4,789 м

Длина элемента ДД’= 2* = 7,398м

Определение нагрузок

   Постоянная  нагрузка на 1м² горизонтальной проекции крыши:

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

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

   Статический расчет фермы.

   Определение нагрузок.

   Собственный вес фермы со связями

           G_ф^н=(g^р_кр+p^н_сн)/((1000/k_с.в.×L) – 1) = (59,62 + 70)/((1000/4*17) – 1) =

   = 9,46 кгс/м².

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

   Расчетная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции верхнего пояса фермы:

 -от собственного веса покрытия

 g^p = (g^н_кр + g^н_ф) ×n×B = (59,62 + 9,46)*1,1*5 = 379,94 кгс/м;

     -от снега 

     P^p_сн = р^н_сн ×n_сн ×B = 70*1,506*5 = 527,1 кгс/м.

   Расчетные узловые нагрузки:

       узел А:

       постоянная G_A = g^p ×(AB/2)×cosa = 379,94×2,27×0,936 = 807,26 кгс;

      от снега Р_А= P^p_cн(AB/2)×cosa = 527,1×2,27×0,936 = 1119,94 кгс.

      Узел  В и Б:

       Постоянная G_В,Б = g^p×AB×cosa = 379,94*4,54*0,936 = 1614,53 кгс;

       От снега Р_В,Б = Р^р_сн×AB×cosa = 527,1*4,54*0,936 = 2239,88 кгс.

   Ветровая  нагрузка на ферму не учитывается.

   Определение расчетных усилий.

   Продольные  усилия в элементах фермы определяем при двух комбинациях нагрузок:

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

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

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

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

Rа = 7708,82 кгс; 

Подбор  сечений элементов  фермы.

Верхний пояс.

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

Тогда требуемая высота бруса верхнего пояса фермы:      

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

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

Проверяем принятое сечение.

Геометрические  характеристики:

 Fнт = Fбр = b*h = 20*24 = 480 см²;

Wр = b*h²/6 = 20*24 /6 = 1920 см³;

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

Расчетный изгибающий момент

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

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

Максимальные  нормальные напряжения:

в середине пролёта

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

по краям панели

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

      Устойчивость  верхнего пояса из плоскости фермы  обеспечена прогонами покрытия. 
 
 
 

Растянутые  элементы.

      Расчетные усилия в элементах:

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

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

Fтр = V₁/R = 1511,22/2100 = 7,2 см².

      Требуемый диаметр одного тяжа определяем из формулы

0,8*p*d²/4 = Fтр/(2*0,85);                                                     

d = = = 2,6 см;

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

0,85 – коэффициент  несовместности работы двух стержней.

      Все элементы принимаем из двух стержней следующих диаметров:

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

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

Стойка  ВД.

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

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

из условия смятия подбалки поперёк волокон под  торцом стойки: 

D₁/(b*hст) = 3376,51/20*7,5 = 22,51 < R_см90 = 37,41кг/см ;

R_см90 = 18*(1 + 8/(h_см + 1,2)) = 18*(1 + 8/(6,22 + 1,2)) = 37,41 кгс/см²;

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

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

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

РАСЧЕТ  СТОЕК РАМЫ. 
 
 

   Выбор конструктивной схемы  поперечной рамы здания.

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

   Статический расчет.

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

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

   Постоянное  расчетное давление на стойку от покрытия:

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

   от снеговой нагрузки

Р_ф.с = 1,09*5*17/(2*0,95) = 48,76 кН;    

    от стенового  ограждения с учетом элементов  крепления 

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

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

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

   Ветровая  нагрузка

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

      Расчетная ветровая нагрузка на раму от стены:

   р^д_в = 0,38*0,8*5*1,4*0,95 = 2,02 кН/м;

   р^о_в = - 0,38*0,6*5*1,4*0,95 = - 1,52 кН/м.

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

         От  ветровой нагрузки на стены:

   X_p= - 3*H*(p^Д_В – p^О_В)/16 = - 3*8,4*(2,02 – 1,52)/16 = - 0,79 кН;

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

   М_ст = - Р_ст*е = - 30,1*0,43 = - 12,94 кН*м;

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

      Изгибающие  моменты в нижнем сечении стоек:

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

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

   Поперечные  силы в заделке стоек:

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

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

      М_расч = 59,76 кН*м; Q_расч = 16,29 кН;

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

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

   Конструктивный  расчет.

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

      Геометрические  характеристики поперечного сечения:

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

   = 220796,9 см⁴.

         Прочность поперечного сечения по нормальным напряжениям:

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

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

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

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

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

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

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

   k_пN = 1 + [0,75 + 0,06*(l /h_н)² + 0,6* *l /h1]*m /(m +1)=

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

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

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