Проектирование деревянных несущих конструкций однопролетного неотапливаемого производственного здания

• Введение
• 1. Расчет несущих элементов покрытия
• 1.1 Расчет настила
• 1.2 Расчет прогона
• 2. Расчет и конструирование основной несущей конструкции
• 3. Подбор сечений элементов фермы
• 4. Расчет и конструирование узловых соединений
• 5. Расчет и конструирование основной стойки каркас
• 6. Конструкция и расчет закрепления стоек в фундаментах
• Список использованной литературы

Введение

Целью данного курсового проекта является запроектировать деревянные несущие конструкции однопролетного неотапливаемого производственного здания, рассчитать двойной дощатый настил, прогоны, ферму покрытия.

Исходные данные:

Рис. 1 Схема основных несущих конструкций здания

1. Пролет L = 12 м, высота стойки Н = 3,2 м, шаг основных конструкций В = 3,5 м.

2. Район строительства г. Нерюнгри.

3. Сечение стоек каркаса — составная стойка из бревен или решетчатая.

4. Тип конструкции покрытия — прогонное покрытие.

1. Расчет несущих элементов покрытия

Принимаю конструкцию холодного покрытия с кровлей из стали

Рис. 2

Угол наклона кровли:

1.1 Расчет настила

Нагрузки. Согласно п. 6.14. [СНиП II-25−80. Деревянные конструкции] расчет выполняется на 2 сочетания нагрузок: 1) на равномерно распределенную постоянную и снеговую нагрузку (на прочность и прогиб); 2) на собственный вес и монтажную нагрузку 2хР=100 кгс (только на прочность).

Величины нагрузок на настил по первому сочетанию приведены в табл. 1.

Таблица 1. Нагрузки.

1. Расчет настила на первое сочетание расчетных нагрузок Нормальная составляющая действующей нагрузки на полосу настила шириной 1 м равна:

q= (g+ scos б) cos б =(15,5+128,57· 0,95)·0,95= 130,50 кгс/м;

q= (17,85+180· 0,95)·0,95= 179,05 кгс/м где q, qнормативная и расчетная нагрузки.

Рис. 3

Настил рассчитываем как двухпролетную балку. Пролеты настила равны 2,0 м, т. е. расстоянию между осями прогонов.

Максимальный изгибающий момент на средней опоре

М=0,125ql=0,125· 179,05·2= 89,53 кгс· м.

Напряжение

у=М/W= 89,53· 100/83,33 = 107,44 кгс/см,

где W=5· 10/6 = 83,33 см.

у=107,44 кгс/см< R· m/ г = 130· 1,15/0,95= 157,37кгс/см.

гкоэффициент надежности по назначению здания (г=0,95 — для II класса).

Проверяем относительный прогиб настила по формуле:

f/l = 2,13ql/(384EI) = 2,13· 130,50·10·200/ (384· 10·416,67) = 0,0014 < <[1/(150· 0,95)] =0,007.

Здесь I = 5· 10/12 = 416,67 см — момент инерции; Е = 10 кгс/см — модуль Юнга; [f/l] = 1/150 — предельный прогиб настила.

2. Расчет настила на второе сочетание расчетных нагрузок Расчетное значение монтажной нагрузки Р = 100· 1,2 = 120 кгс.

Принимаем, что на 1 м приходится две сосредоточенные нагрузки Р = 120 кгс.

Нагрузка от собственного веса настила согласно табл. 1

g = 17,85· 0,949 = 16,94 кгс/м.

Рис. 4

Максимальный изгибающий момент в пролете под монтажной нагрузкой найдем по формуле:

М = 0,07gl+ 0,207Pl = 0,07· 16,94·2+ 0,207· 240·2 = 104,10 кгс· м.

у= М/W= 104,10· 100/83,33 = 124,93 кгс/см < R· m·m/ г=130 · 1,15 · 1,2/0,95 = 188,84 кгс/см,

где mкоэффициент породы (табл. 4 СНиП II-25−80); mкоэффициент, учитывающий кратковременность действия монтажной нагрузки (табл. 6 СНиП II-25−80).

1.2 Расчет прогона Принимаем прогон неразрезным спаренным из досок. Прогон рассчитываем как многопролетную неразрезную шарнирно опертую балку. Пролеты прогона принимаем равными по всей длине шагу несущих конструкций по 5 м.

Нагрузка от покрытия приведена в табл. 1 и составляет на 1 погонный метр прогона.

g^н = 15,5· 2 = 31 кгс/м; q = 17,85· 2 = 35,7 кгс/м.

Предварительно задаемся значением собственного веса прогона (кгс/м): g = 10; g_св = 11.

Снеговая нагрузка:

s = 128,57· 2 = 257,14 кгс/м; s = 180· 2 = 360 кгс/м.

Нормальная составляющая действующей нагрузки на грузовую полосу шириной 2 м (кгс/м):

q = (31 + 10 + 257,14· 0,949)·0,949 = 270,49;

q_x = (35,7 + 11 + 360· 0,949)·0,949 = 368,53.

Расчетный изгибающий опорный момент определяем по формуле

М = q_xl ²/12 = 368,53· 5/12 = 767,77 кгс· м.

По сортаменту пиломатериалов хвойных пород задаемся сечением из двух досок размером 50×200 мм при W_x = 666,66 см³.

Напряжение изгиба у= M/W = 767,77· 100/666,66 = 115,17 кгс/см² < R_и / г= 130/0,95 = 136,84 кгс/см².

Крайние пролеты прогона усиливаем третьей доской того же сечения.

Относительный прогиб в крайнем пролете прогона

f/l=2,5ql/(384EI)=2,5· 270,49·10·500/(384·10·10 000)=0,0022< [1/(200· 0,95)]=0,0053.

где I — момент инерции сечения прогона в крайнем пролете, равный 3· 5·20³/12 = 10 000 см⁴.

Произведем расчет гвоздевого стыка прогонов. Принимаем гвозди диаметром 4 мм и длиной 100 мм. На рис. 4, показано размещение стыков досок парных дощатых прогонов. По длине доски соединяем гвоздями в шахматном порядке через 500 мм.

Расстояние между гвоздями вдоль волокон древесины S= 15d = 15· 0,4 = 6 см. Толщины элементов прогона, а = 5 см; а= 5 — 1,5· 0,4 = 4,4 см; Х_гв = 0,21l — 15d = 0,21· 500 — 15· 0,4 = = 99 см.

Расчетная несущая способность гвоздя в несимметричном односрезном соединении определяем по формулам:

Т_с = 0,35cd = 0,35· 5·0,4 = 0,7 кН = 70 кг;

Т_а = kа₁d= 0,37· 4,4·0,4 = 0,65 кН = 65 кг;

Т_и = 2,5d + 0,01а = 2,5· 0,4² + 0,01· 4,4² = 0,59 кН = 59 кг, где к_н = 0,37 при а₁/с = 4,4/5 = 0,88.

Количество гвоздей n_гв в конце каждой доски на полустыке равно п_гв = М/(2X_гвT_иг) = 767,77· 100/(2·99·59·0,95) = 7 шт.

Рис. 4. Гвоздевой стык прогона

3. Расчет и конструирование основной несущей конструкции

Высота фермы:

Н = (1/5−1/6)L.

Принимаем Н = 4 м, тогда tg б = (4· 2)/12 = 0,333 и б = 18° 46'; sin б = 0,316, cos б = 0,95. Длина ската верхнего пояса АБ = = = 12,32 м. Ферма четырехпанельная 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 = 12,32/2 = 6,16 м.

Строительный подъем фермы создается за счет уменьшения длины стоек решетки ВД и В’Д' на величину 0,24/cos б = 0,253 м, здесь 24 см = L/100 — строительный подъем. Тогда длина стоек ВД = В’Д' = 6,16 · tg б — 0,253 = 1,798 м. Длины элементов АД = ДБ = = = 6,42 м. Длина элемента ДД' = 2 = 10,40 м. Геометрическая схема фермы показана на рис. 5.

Рис. 5. Геометрическая схема фермы

Определим нагрузки от собственного веса (табл. 2)

Таблица 2. Нагрузки от собственного веса крыши.

Постоянная нагрузка на 1 м² горизонтальной проекции крыши: нормативная g=22.16/cos a = 23.35 кгс/м²; расчетная g = 25.18/ 0.949 = 26.53 кгс/м.

Временная нагрузка:

нормативная нагрузка от снега s= 128.57 кгс/м²;

расчетная нагрузка от снега s = 180 кгс/м²

Статический расчет фермы.

Собственный вес фермы со связями

g= ==16,13 кгс/м²

где k = 4 — коэффициент собственного веса фермы (по табл. 1 Конструкции из дерева и пластмасс).

Расчетная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции верхнего пояса фермы:

от собственного веса покрытия

g = (g+ g) гB == (23,35 + 16,13)· 1,1·5 = 217,14 кгс/м;

от снега

S^p = s· В = 180· 5 = 900 кгс/м;

Расчетные узловые нагрузки:

в узлах А:

постоянная Ga = g· (АВ/2)·cos б = 217,14· (6,16/2)·0,949 = 634,68 кгс;

от снега S_А = S^p · (АВ/2)·cos б = 900· (6,16/2)·0,949 = 2630,63 кгс,

где АВ/2 * cos a — длина горизонтальной проекции панели;

в узлах В и Б:

постоянная G= g· AB· cos б = 217,14· 6,16·0,949 = 1269,37 кгс;

от снега S = S^p· AB·cos б = 900· 6,16·0.949 = 5261,26 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.

Усилия от постоянной и временной нагрузок для обоих комбинаций находятся умножением усилий от единичной нагрузки на грузовые коэффициенты G и S (табл. 3).

Таблица 3. Расчетные усилия в элементах фермы

Расчетные продольные усилия в элементах фермы находятся как суммарные от наиболее невыгодного сочетания усилий от постоянной нагрузки плюс усилия от снега справа, слева или на всем пролете.

Проектируем ферму с нижним поясом и растянутыми раскосами из круглой стали.

4. Подбор сечений элементов фермы

Верхний пояс.

Узлы верхнего пояса выполняются с лобовым упором элементов. Расчет элементов ведем по схеме сжато-изгибаемого стержня. Расчетный пролет l = 6,16 см. Подбор сечения проводим по расчетным усилиям от 1-й комбинации нагрузок:

продольному усилию в стержне О= 31 020,50 кгс и изгибающему моменту от внешней местной нагрузки M= (g^p + S^p)· cos²б · l/8 = (217,14 + 900)· 0,949² · 6,16²/8 =4772,15 кгс· м.

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

e = 0,1026 м,

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

Эксцентриситет создается 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 = 10 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 (смятие древесины происходит под углом б — б ₁= 18° 26' - 45' = 17°41' к направлению волокон)

h= =0,133 м;

R=110,7 кгс/м;

в промежуточном узле (смятие древесины вдоль волокон)

h= =0,1193 м;

Тогда требуемая высота бруса верхнего пояса фермы:

h= h+ 2е = 13,3 + 2· 10 = 33,3 см; принимаем h = 34 см,

откуда r = 0,289h = 0,289· 34 = 9,826 см.

Проверяем принятое сечение. Геометрические характеристики: F = F_6p == 20· 34 = 680 см², W_p = 20· 34/6= 3853 см³, гибкость элемента в плоскости фермы л = l/r = 616/9,826 = 62,7.

Расчетный изгибающий момент

М = M — М_е = 4772,12 — 31 020,50· 0,1 = 1670,07 кгс· м.

Коэффициент о = 1 — 0,55.

Максимальные нормальные напряжения:

в середине пролета

у = 113,92 кгс/см²< R_c;

Проверяем принятое сечение на расчетные усилия от 2-й комбинации нагрузок (Q = 22 865,54 кгс; М = 4772,12 — 22 865,54 · 0,1 = 2485,57 кгс· м) только в середине пролета панели

о = 0,672;

у = 116,82 кгс/см²< R_c.

Устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы обеспечена прогонами покрытия.

Растянутые элементы.

Расчетные усилия в элементах:

АД — V = 29 453,14 кгс; ДД' — V₂ =20 244,96 кгс, ДБ — D = 8946,97 кгс.

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

F= V/R=29 453,14/2100 = 14,03 см².

Требуемый диаметр одного тяжа определяем из формулы

d= = 3,63 см²,

где 0,8 — коэффициент, учитывающий ослабление сечения резьбой; 0,85 — коэффициент несовместности работы двух стержней.

Требуемая площадь сечения элемента ДД'

F= V/R=20 244,96/2100 = 9,64 см².

d= = 3,01 см²,

Требуемая площадь сечения элемента ДБ

F= D/R=8946,97/2100 = 4,26 см².

d= = 1,997 см²,

Все элементы принимаем из двух стержней следующих диаметров: АД — d = 38 мм; ДД' — d = 32 мм; ДБ —d = 20 мм. Для уменьшения провисания элемента ДД' предусматриваем подвеску из тяжа d = 12 мм. Диаметры петель для присоединения тяжей к промежуточным узлам нижнего пояса по условию равнопрочности принимаем: для АД — d_n =3,4 см; для ДД' — d_n = 3,0 см; для ДБ — d_n = = 2,0 см.

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

Стойка В Д. Расчетное усилие D₁ = - 6204,10 кгс, расчетная длина l= 1,798 м.

Принимаем по сортаменту сечение стойки 200×150 мм. Проверяем принятое сечение:

из условия смятия подбалки поперек волокон под торцом стойки

24,81 кгс/см< R=18(1+8/(15+1,2)) = 26,88 кгс/см;

на устойчивость в плоскости фермы л = 179,9/(0,289· 12,5) = 49,8; ц = 1,21.

20,52 кгс/см< 130 кгс/см.

5. Расчет и конструирование узловых соединений

Опорный узел.

Расчетные усилия: О= 31 020,50 кгс, V₁ = 29 453,14 кгс, R = 13 061,26 кгс.

Требуемая длина горизонтальной площадки опирания из условия смятия обвязочного бруса поперек волокон при R=18(1+8/(20+1,2)) = 24,6 кгс/см² определяется по формуле

см;

принимаем l=28 см. Так как обвязочную балку с такой шириной изготовить затруднительно, предусматриваем опирание фермы на обвязочную балку через стальную пластину.

13 061,26/(х· 24,6) = 20.

х = 26,54 см. Принимаем размеры стальной пластины 200×280 мм. Толщина пластины принимаем равной 10 мм.

Для создания горизонтальной опорной площадки используем подушку сечением 200×340 мм длиной 650 мм со стеской горизонтальной площадки 200 мм. Подушка врезается в брус верхнего пояса на глубину 140 мм, что обеспечивает требуемый эксцентриситет е =(34/2−14)+14/2 = 10 см и достаточную площадь смятия торца 14 см > h= 13,3 см.

Проверяем длину подушки по скалыванию вдоль ее длины

64,63 см < 65 см.

Подушка крепится к брусу двумя парами болтов d =20 мм.

Нижний пояс присоединяется к опорному узлу траверсой, сваренной из швеллера № 10 со стенкой, усиленной листом толщиной 10 мм, и листа размером 20×160 мм. Ширина листа обеспечивает требуемый размер высоты площадки смятия торца верхнего пояса (подушки), равный h= 13,3 см. Траверса рассчитывается на изгиб с расчетным пролетом, равным расстоянию между ветвями нижнего пояса l_тр = 20+2 (3,8 + 1,4) = 30,4 см.

Расчетный момент

M= 150 211,01 кгс· см.

Геометрические характеристики сечения (рис. 6): площадь сечения

F = 10 + 10,9 + 32 = 52,9 см²;

Положение центра тяжести

z = S/F = (20,9· 5,1)/52,9 см;

момент инерции сечения

I = 22,4 + 20,9· 2,98+32·2,02= 337,4 см (22,4- момент инерции швеллера с листом);

Минимальный момент сопротивления

W = I/(h-z) = 337,4/(6,6 — 2,02) = 73,8 см.

Нормальные напряжения

у = М/W = 150 211,01/73,8 = 2035,38 кгс/см² < 2100 кгс/см².

Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении от усилия в нижнем поясе g = 92,04 кгс/см, где 16 см — длина листа траверсы.

Изгибающий момент для полосы среднего участка шириной 1 см при пролете 10 см и защемленных концах

М = gl/12 = 92,04· 10/ 12 = 767 кгс· см;

то же для консольного участка вылетом l= 3 см

М = gl/2 = 92,04· 3/ 2 = 414,18 кгс· см.

Требуемая толщина плиты

= 1,48 см. Принимаем 2 см.

Рассчитываем сварные швы для крепления швеллера к листу. Длина траверсы 40 см. Требуемая высота шва

h= 0,35 см;

принимаем швы максимально возможной высоты l = 5 мм.

Крепление фермы к обвязочному брусу производится болтами d = 20 мм с помощью уголков 90×8 мм.

Узел нижнего пояса (рис. 7). Расчетные усилия: V₁= 29 453,14 кгс, V₂ = 12 900 кгс, D₁ = 6204,10 кгс, D₂ = 8946,97 кгс. Фасонки в узле выполнены из листовой стали д = 10 мм с отверстиями для точеных валиков. Элементы нижнего пояса и раскос крепятся в узле с помощью петель, диаметры которых рассчитаны выше. Расчетный пролет валиков l_В = 3,4 + д = 4,4 см. Расчетный момент в валиках для крепления горизонтальных тяжей (по максимальному усилию)

M = V₁· l_В /4 = 29 453,14· 4,4 / 4 =32 398,45 кгс· см.

Требуемый диаметр валиков

d_B = 5,36 см; принимаем d_B = 54 мм.

Проверяем принятый диаметр валика

на срез

R= 1300 кгс/см²;

на смятие фасонки

R= 3200 кгс/см².

Аналогично подбираем валик для крепления раскоса.

l_В = 2,0 + д = 3,0 см

M = D₂· l_В /4 = 8946,97· 3 / 4 =6710,23 кгс· см.

d_B = 3,17 см; принимаем d_B = 32 мм.

Проверка:

на срез

R= 1300 кгс/см²;

на смятие фасонки

R= 3200 кгс/см².

Наименьшая ширина фасонок в месте ослабления отверстиями

b= d_B + =5,4 + 12,41 см.

Принимаем по конструктивным соображениям

b_ф = 2 * 1,5 * d_B = 3 * 5,4 = 17 см > b

Минимальная длина сварных швов h = 8 мм для крепления петель к тяжам из двух круглых стержней

l= 8,76 см. Принимаем l= 10 см.

Так как в стойке возникают только сжимающие усилия, упираем ее в уголок 125×90×8 мм, приваренный к фасонкам, и крепим двумя болтами d = 14 мм.

Промежуточный узел верхнего пояса.

Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются лобовым упором торцов через площадки смятия, высота которых h_тр = = h — 2е= 34 — 2· 10 = 14 см, что превышает требуемую. Стык в узле перекрывается двумя деревянными накладками сечением 200×75 мм длиной 72 см на болтах d = 14 мм, которые обеспечивают жесткость узла из плоскости.

Усилие от стойки передается на верхний пояс через торец упором. Накладки из брусков сечением 125×75 мм длиной 440 мм и болты d = 12 мм принимаются конструктивно.

Коньковый узел.

Расчетные усилия: О₂ = 28 995,99 кгс, D₂ = 8946,97 кгс. Усилия от одного элемента на другой передаются лобовым упором.

Через дубовый вкладыш сечением 140×140 мм длиной 200 мм. Размеры дубового вкладыша принимаются таким образом, чтобы конструкция узла обеспечивала требуемый размер площадок смятия торца вкладыша — 140 мм > 133 мм, пересечение линий действия усилий во всех элементах в одной точке с расчетным эксцентриситетом е = 100 мм и размещение траверс для крепления раскосов.

Траверсы устраиваются из швеллера № 8 со стенкой, усиленной листом толщиной 8 мм, и листа размером 10×140 мм. Расчет их с определением геометрических характеристик сечения производится так же, как траверсы в опорном узле. Расчетный изгибающий момент в траверсе

М= 33 551,14 кгс· см.

Геометрические характеристики сечения:

площадь сечения

F = 4 + 8,98 + 14 = 26,98 см;

положение центра тяжести

z = S/F = 13· 2,69/26,98 = 1,3 см;

момент инерции сечения

I = 12,8 + 13· 1,17+ 14· 1,3= 54,26 см,

где 12,8 сммомент инерции швеллера с листом;

минимальный момент сопротивления

W= I/(h-z) = 54,26/(4,5−1,3) = 16,69 см.

Нормальные напряжения

у = М/ W= 33 551,14/16,69 = 1978,25 < 2100 кгс/см.

Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении g = D/(14· b) = 8946,97/(14· 20) = 31,95 кгс/см, где 14 см — длина листа траверсы.

Принимая концы защемленными, определяем изгибающий момент в полосе шириной 1 см среднего участка при пролете 8 см по формуле

М = gl/12 = 31,95· 8/12 = 170,42 кгс· см.

Требуемая толщина листа

= 0,698 см; принимаем 1 см.

Швеллер и лист свариваются между собой (шов h = 5 мм).

Лист имеет корытообразную форму и является общим для обеих траверс. К нему двумя болтами d = 12 мм крепится дубовый вкладыш и вертикальная подвеска из круглого стержня d = 12 мм.

По аналогии с опорным узлом в коньковом узле используем подушки сечением 200×340 мм длиной 650 мм с врезкой их в брусья верхнего пояса на глубину 140 мм. Лист траверсы — шириной 140 мм обеспечивает необходимый размер площадки смятия торца подушки — 140 мм > / h = 133 мм.

кровля ферма фундамент

6. Расчет и конструирование основной стойки каркаса

Для определения расчетных усилий в стойке рассматриваем двухшарнирную раму, являющуюся основной несущей конструкцией здания вертикальных и горизонтальных (ветровых) нагрузок (рис.10).

Х = · Н·(qq) = · 8,2(144 — 108) = 55,35 кгс,

где q= w· c·г·B = 30· 0,8·1,2·5 = 144 кгс/м;

q= w· c·г·B = 30· 0,6·1,2·5 = 108 кгс/м;

c=0,8, c= 0,6 -аэродинамические коэффициенты.

Рис. 10. Расчетная схема рамы (а) и стойки (б)

М = qН/2 + Н· Х = 144· 8,2/2 + 8,2· 55,35 = 4387,41 кгс· м.

N = N+N= 2538,74 +10 522,52 = 13 061,26 кгс.

Nопорная реакция ригеля от веса покрытия; Nопорная реакция ригеля от снеговой нагрузки.

Стойку принимаем из двух брусьев сечением 200×200 мм с промежутком между ними 200 мм. По длине стержня поставлены 9 прокладок, соединенные с досками стойки болтами d = 12 мм.

Площадь сечения стойки

F = 2· 20·20 = 800 см.

Момент инерции сечения относительно оси У, параллельной швам,

I= 346 667 см.

Радиус инерции

r= 20,82 см.

Гибкость всего стержня без учета податливости соединений

л= l/ r= 1640/20,82 = 78,77,

где l= 2Н = 2· 820 = 1640 см.

Расстояние между осями прокладок принято 80 см. В каждую прокладку поставлено по 4 болта. Болты расставлены в два ряда по 2 штуки в ряд. Расстояние между рядами принято s=10 см. Длина прокладки

l= 200 мм > s+ 2· 3d = 100 + 6· 12 = 172 мм.

Отношение

d/a = 1,2/20 = 1/16 <1/7,

где a = 20 см — толщина более тонкого из соединяемых элементов.

Коэффициент податливости соединений

k== 0,14.

Число болтов, поставленных на 1 пог. м длины стойки

n= 2/0,8 = 2,5 шт.

Коэффициент приведения гибкости

м= 1,22.

Приведенная гибкость стойки

л= 96 = 100,

= = 12,1.

l= 80 — 10 = 70 см — расстояние между крайними рядами болтов, поставленных в соседние прокладки (свободная длина отдельной ветви).

Коэффициент продольного изгиба ц = 0,31.

Расчетное напряжение

у = 118 кгс/см < 130 кгс/см.

Гибкость стойки относительно оси Х

= = 137,58 > 120. Увеличиваем ширину сечения ветвей до 250 мм.

= = 110,1 < 120. ц = 0,216.

у = 121 кгс/см< 130 кгс/см.

7. Конструкция и расчет закрепления стоек в фундаментах

Продольная сила N = 2538,74 кгс.

Нагрузка от напора скоростного ветра q= 144 кгс/м.

Плечо пары внутренних сил

е= h — 2а = 60 — 20 = 40 см.

Эксцентриситет действия продольных сил в опорном сечении

е= (h — 2а)/2 = (60−20)/2 = 20 см.

Изгибающий момент

М= ql/2 +N· е= 144· 8,2/2 + 2538,74· 0,2 = 5349,03 кгс· м.

Максимальная растягивающая сила

N= М/ еN/2 = 5349,03/0,4 — 2538,74/2 = 12 103,21 кгс.

Принимаем болты d = 24 мм, двухсрезные n= 2.

По изгибу

Т= m· 2,5d= 1,2· 2,5·2,4= 17,28 кН = 1728 кгс= Т;

По смятию древесины

Т= m· 0,5b·d = 1,2· 0,5·25·2,4= 36 кН = 3600 кгс.

Требуемое число болтов для крепления двух столиков

n= = 3,5 шт. Принимаем 4 болта.

Требуемое сечение анкерных тяжей по нарезке

А= 3,6 см.

Принимаем анкерные болты d = 30 мм.

1. СНиП II-25−80. Деревянные конструкции. Нормы проектирования/ Госстрой СССР. — М. ГУП.ЦПП. 2000 г.

2. СНиП II-23−81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования/ Госстрой СССР, 1990 г.

3. СНиП 2.01.07−85*. Нагрузки и воздействия.-М., 2002 г.

4. Конструкции из дерева и пластмасс. Примеры расчета и конструирования. Под. ред. В. А. Иванова. Киев, 1981

5. Шишкин В. Е. примеры расчета конструкций из дерева и пластмасс. М., 1974.

6. Улицкая Э. М., Бойжемиров Ф. А., Головина В. М. Расчет конструкций из дерева и пластмасс. Курсовое и дипломное проектирование: Учебное пособие для строительных ВУЗов. М.: Высшая школа, 1996.

7. Галимшин Р. А. Примеры расчета и проектирования конструкций из дерева и пластмасс. Учебное пособие. КГАСА, 2002.