Text
1 р
КОНСТРУКЦИИ ИЗ ДЕРЕВА И ПЛАСТМАСС
а
КОИСТРУКЁВИ
f ; J
.Ой
11Л18ТЯЖ
ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ
ИЗДАНИЕ ТРЕТЬЕ,
ПЕРЕРАБОТАННОЕ И ДОПОЛНЕННОЕ
Под редакцией профессора В. А. Иванова
Допущено Министерствам высшего и среднего
специального образования УССР в качестве
учебного пособия для студентов вузов,
обучающихся по специальности
«Промышленное и гражданское строительство»
КИЕВ
ГОЛОВНОЕ ИЗДАТЕЛЬСТВО
ИЗДАТЕЛЬСКОГО ОБЪЕДИНЕНИЯ
«ВИЩА ШКОЛА»
1981
ББК 38.5я73
6С4.05
К 65
УДК 624,011 + 624.011.78 \07)
Конструкции из дерева и плас;масс Примеры расчета и конструирова-
ния: Учеб, пособие для вузов / Под ред. проф. Иванова В. А.—
3-е изд., перераб и доп—Киев : Вища школа. Головное изд-во, 1981.—
392 с.
Рассматриваются примеры расчета и проектирования конструкций
из дерева и пластмасс — покрытий зданий, арочных и рамных конст-
рукций промышленных зданий и сооружений различного назначения.
Расчеты основаны на действующих нормативных документах (справоч-
ный материал приведен в приложениях). Изложены сведения по изготов-
лению и монтажу несущих и ограждающих конструкций и мерам защиты
деревянных конструкций от гниения и возгорания. Раскрыта методика
и дан пример технико-экономической оценки конструктивных решений.
Для студентов вузов, обучающихся по специальности «Промышлен-
ное и гражданское строительство».
Табл. 54. Рие. 176. Список лит.: 3G назв.
Коллектив авторов: В. А. Иванов, В. 3. Клименко, Л. И. Корма-
ков, Л. П. Куницкий, Г. М. Носов, Л. А, Пашун, П. И. Сикало.
Рецензенты: доктор техн наук А. М. Иванов, канд. техн, наук
Н. Т. Андрейко.
Редакция литературы по строительству, архитектуре и коммуналь-
ному хозяйству
Зав, редакцией: В. В, Г арку ши
к -йтегвт ,60-80 3202000000
fg) Издательское объединение
«Вища школа» 1981
йАУКОйО-ТЕХ НИНА Б1£Л1JTBKА |
ПРЕДИСЛОВИЕ
В общем комплексе народнохозяйственных задач, успешно решае-
мых нашей партией и государством на современном этапе, весомое мес-
то занимают вопросы дальнейшего развития промышленности строи-
тельных конструкций и деталей.
В одиннадцатой пятилетке предусмотрено повышение уровня ин-
дустриализации строительного производства и степени заводской го-
товности строительных конструкций и деталей, расширение примене-
ния новых эффективных конструкций. В частности, предусмотрено
наращивание выпуска прогрессивных деревянных клееных конструк-
ций. Выполнению этой задачи подчинены соответствующие научные и
практические изыскания, ведущиеся в данной области.
В нашей стране разработана номенклатура типовых и рекомендо-
ванных к опытному применению несущих и ограждающих конструкций
из клееной древесины.
В предлагаемом учебном пособии даны примеры расчета и кон-
струирования современных деревянных конструкций и конструкций
с применением пластмасс.
В первой главе книги приведены характеристика материалов и но-
менклатура конструкций; методика расчетов; мероприятия по защите
конструкций от гниения и возгорания; вопросы применения облаго-
роженной древесины (фанеры, древесных пластиков), использования
модификаций древесины и т. д.
В последующих главах рассмотрены примеры проектирования
панелей покрытий, балок перекрытий, плоских и пространственных
несущих конструкций, высотных сооружений, дана технико-экономи-
ческая оценка конструктивных решений. Приведены различные реше-
ния деревянных, металлодеревянных, деревопластмассовых и фанер-
ных несущих конструкциий и ограждающих панелей, в основном кле-
еных заводского изготовления и, частично,— построечного.
Все расчеты и конструктивные рекомендации даны на основе дей-
ствующих СНиПов, руководств, инструкций и рекомендаций; основ-
ным для расчетов является метод расчетных предельных состояний.
3
В конце книги приведены справочные данные для проектирования.
Третье издание учебного пособия значительно переработано и до-
полнено В него включены новые примеры расчета конструкций:
клеефанерных балок, деревянных клееных безметальных ферм, ароч-
ных и рамных несущих конструкций для промышленных и сельско-
хозяйственных зданий и других перспективных конструкций.
В написании пособия принимали участие: профессор В. А Иванов
(предисловие, варианты I, II примера 1 и пример 10, приложения
1—15); доценты В. 3 Клименко (глава I, § 1—5 и 8, варианты II,
IV примера 2 и примеры 4, 5, 7, 8, 15, 16, приложения 16—29),
Л. И. Кормаков (примеры 11, 12, 13), Л П Куницкий (варианты I,
111 примера 2), П И. Сикало (примеры 6 и 14), инженеры Г. М Носов
(примеры 3 и 9) и Л. А. Пашун (глава I, §6 и 7, вариант III примера I).
ПРИНЯТЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯ ОСНОВНЫХ РАСЧЕТНЫХ ВЕЛИЧИН
L, I — расчетный пролет
/н — прогиб элемента при нор-
мативной нагрузке
f — то же, при расчетной на-
грузке
/0 — стрела выгиба кривого
стержня
/стр — строительный подъем
3 — длина кривого стержня
по оси
d — диаметр круглого стерж-
ня
с — расстояние между эле-
ментами в осях
е — эксцентриситет прило-
жения силы
а — размер хорды сегмента,
вылет консоли
b — размер панели или эле-
мента сечения по шири-
не
h — высота элемента или се-
чения
8 — толщина слоя, гибкого
элемента, обшивки
F — площадь поперечного се-
чения
F6p — го же, брутто
FHT —то же, нетто
^осл — то же, ослаблений
U7 — момент сопротивления
поперечного сечения
/ — момент инерции попереч-
ного сечения
г — радиус инерции попереч-
ного сечения стержня
3 — статический момент сдви-
гаемой части сечения
относительно нейтраль-
ной оси
Ф — коэффициент продоль-
ного изгиба
X — гибкость стержня
о — нормальные напряжения
т — касательное (сдвигаю-
щее, скалывающее, сре-
зывающее) напряжение
осм — напряжение смятия
R — расчетное сопротивле-
ние (или радиус кривиз-
ны)
А)Н — нормативное сопротивле-
ние
&без — коэффициент безопаснос-
ти по материалу
т — коэффициент условий
работы
п — коэффициент перегрузки,
количество элементов
связей
$ — угол поворота сечения
стержня при нагруже-
нии
1п — расчетная длина сжато-
го стержня
а, р — углы между элементами
А — смещение
Е — модуль упругости
G — модуль сдвига
у — плотность материала
g'c.B — расчетная равномерно
распределенная нагруз
ка от собственного веса
— то же, нормативная
Рен — то же, расчетная от снега
5
/?е„ — то же, нормативная от
снега
рв — расчетное давление ветра
q — суммарная (полная) рас-
четная нагрузка
q* — то же, нормативная
/гс , — коэффициент собствен-
ного веса конструкции
Мх — расчетный изгибающий
момент на расстоянии х
от опоры
Nx — то же, продольное уси-
лие
Qx — то же, поперечная сила
Л4”, Nx, Qx — те же величины,
но от нормативной на-
грузки
Н — распор системы, или го-
ризонтальная составляю-
щая опорного давления
V — вертикальная составляю-
щая опорного давле
ния
А — левая опорная реакция
А' — правая опорная реак-
ция
U — расчетное усилие в па-
нели нижнего пояса
О — то же, верхнего пояса
D — то же, в раскосах
ферм
V — то же, в стойках ферм
Т — сдвигающее усилие в со-
единениях
Р — сосредоточенное усилие
от временной нагрузки
G — сосредоточенное усилие
от постоянной нагрузки
Глава I
ОСНОВЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ
ИЗ ДЕРЕВА И ПЛАСТМАСС
§ 1. ОСНОВНЫЕ КОНСТРУКТИВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Общие положения. Деревянные и пластмассовые конструкции
проектируются на основании соответствующих глав СНиП и других
нормативных документов, а также рекомендаций, инструкций и пере-
дового опыта ’проектных и научно-исследовательских организаций,
Клееные деревянные конструкции изготовляются в специали-
зированных цехах в соответствии с требованиями [10] и относятся к
категории индустриальных. Качество этих конструкций должно
отвечать требованиям ГОСТ 20850-75.
Для несущих конструкций рекомендуется применять элементы
из массивной цельной или клееной древесины преимущественно пря-
моугольного сечения как более технологичные и огнестойкие.
При назначении размеров сечений элементов из цельной и клееной
древесины или из отдельных досок следует исходить из ширины и тол-
щины пиломатериала согласно СНиП II-B.4-71 (приложение 6). При
этом учитываются припуски, связанные с выполнением технологиче-
ских операций — сушка, механическая обработка (п. 3.27 ПО]). Зна-
чение припусков на ширину пиломатериалов принимается для элемен-
тов шириной от 80 до 100—10, от 110 до 180—15, от 200 до 250 — 20 мм.
Для дощатоклееных прямолинейных элементов рекомендуется ис-
пользовать пиломатериалы толщиной не более 50 мм, для гнутоклееных
конструкций И элементов толщина материалов не должна превышать
1/150 радиуса изгиба и быть не более 40 мм (размеры даны до ост-
рожки).
Конструкции и элементы из массивной клееной древесины склеи-
ваются по пласти из отдельных слоев остроганных досок, соединяемых
по длине на зубчатый стык, а по ширине —в одну или несколько досок,
склеенных по кромке.
Расположение слоев согласно требуемой категории качества по се-
чению несущих элементов указывается в рабочих чертежах. Подбор
древесины по качеству и допустимым порокам для несущих конструк-
ций из цельной и клеёной древесины производится с соблюдением тре-
бований п. 2.2 СНиП II-B.4-71
Деревянные и пластмассовые конструкции следует проектировать
с учетом условий их эксплуатации (с введением соответствующих
коэффициентов условий работ в расчетные формулы), изготовления,
транспортирования и монтажа, предусматривая необходимые меры к
обеспечению их долговечности и капитальности.
7
При выборе объемно-планировочных решений зданий следует от-
давать предпочтение бесфонарным покрытиям с боковым освещением
и наружным отводом воды с кровли.
Материалы. В качестве основных материалов для несущих деревян-
ных конструкций используются пиломатериалы из сосны и ели по
ГОСТ 8486—66 с преимущественной поставкой их в рассортированном
виде. Применение пиломатериалов из лиственных пород деревьев по
ГОСТ 2695—71 допускается при наличии специальных указаний,
учитывающих особенности их использования в конструкциях..
Древесина для изготовления конструкций, эксплуатируемых в за-
крытых зданиях, должна иметь влажность не более 20%, в открытых
наземных проветриваемых сооружениях — не более 25%. Пиломате-
риалы, предназначенные для клееных конструкций и элементов, долж-
ны иметь влажность во время изготовления и приемки в пределах
8—12% и удовлетворять требованиям ГОСТ 20850—75.
Фанера, предназначенная для клееных несущих и ограждающих
конструкций (трехслойных панелей), должна удовлетворять требова-
ниям ГОСТ 3916—69. Допускается применять в обшивках панельных
конструкций строительную фанеру из лиственницы [13].
Жидкие клеи на основе синтетических смол для склеивания дре-
весины, древесины с фанерой, а также древесины с металлом и конст-
рукционными стеклопластиками в клееных деревянных, металлодере-
вянных (в том числе армированных), деревопластмассовых конструк-
циях должны применяться в соответствии с табл. 7 [1].
Рекомендуются следующие марки клеев: фенолоформальдегидный
КБ-3, резорциноформальдегидный ФР-12, алкилрезорциноформальде-
гидные ФР-100, ДФК-1АМ, карбамидные УКС, КС-68, М-19-62. Состав
клеев, порядок их приготовления и применения приведены в [10]
и [14].
Требования к другим материалам, используемым для изготовления
и комплектации конструкций, а также условия изготовления из них
деталей регламентируются соответствующими нормативными докумен-
тами. Растянутые элементы металлодеревянных конструкций выпол-
няются из фасонной или арматурной стали классов A-I, А-П, А-Ш,
а нагели и стяжные болты из стали класса A-I. В деревопластмассовых
конструкциях растянутые элементы выполняются из высокопрочного
стеклопластика однонаправленной структуры типа СВАМ (СТУ 12249-
61), узловые фасонки из стеклотекстолита марки КАСТ-В (ГОСТ 10292—
74) или из бакелизированной фанеры марки ФВС (ГОСТ 11539—-73),
болты и нагели из стеклопластика прессматериала АГ-4С ГОСТ
20437—75 или из древесно-слоистого пластика ДСП-Б (ГОСТ
13913-68).
Мелкие ответственные детали (шпонки, нагели, прокладки, подуш-
ки и т. и.) выполняются из древесины твердых пород без наличия
пороков, влажностью не более влажности древесины основных эле-
ментов.
Основные расчетные положения. В соответствии с теорией расчета
строительных конструкций расчет деревянных и пластмассовых кон-
струкций производится по двум предельным состояниям:
на прочность с проверкой устойчивости сжатых и сжато-изгибае-
мых элементов на действие расчетных нагрузок;
по жесткости с проверкой допустимых деформаций (прогибов) и
перемещений от действия нормативных нагрузок.
Статический расчет конструкций, определение расчетных усилий
в элементах и узлах производится по обычным правилам строительной
механики Усилия в элементах и соединениях находятся в предполо-
жении упругой работы материалов. При определении деформаций учи-
тывается податливость соединений деревянных элементов.
Сбор нагрузок и выбор расчетных сочетаний их производится в соот-
ветствии с [6].
Расчетные механические характеристики материалов, взятые из
[1, 7, 131, приведены в приложениях 1, 3, 4, 7, 13, а расчетные ха-
рактеристики клеевых соединений из [14] — в приложении 16.
Основные рекомендации и требования по расчету и проектированию
деревянных и пластмассовых конструкций содержатся в литературе,
приведенной в списке в конце книги.
§ 2. РЕКОМЕНДАЦИИ ПО РАСЧЕТУ ПЛОСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
НА МОНТАЖНЫЕ СИЛОВЫЕ ВОЗДЕЙСТВИЯ
Плоские конструкции полностью заводского изготовления или соби-
раемые на площадке из отдельных элементов и укрупненных блоков,
а затем монтируемые в целом виде, должны быть проверены на монтаж-
ные силовые воздействия В расчете следует учитывать три стадии мон-
тажа, при которых в конструкции появляются особые усилия в элемен-
тах, узлах и соединениях:
первая стадия — кантовка собранной или привезенной конструкции
из горизонтального в вертикальное положение; при этом происходит
выгиб конструкции из ее плоскости, и поэтому необходима проверка
стыковых соединений элементов в узлах;
вторая стадия — подъем конструкции; в этом случае в зависимости
от принятой схемы захвата определяются расчетные усилия в элемен-
тах и производится их проверка, а также проверка узловых соединений
(часто при этом знак усилий в элементах меняется на противоположный
по сравнению с усилиями от расчетных эксплуатационных нагрузок;
это полностью меняет характер передачи усилий от одного элемента на
другой в узлах и работу самого узла);
третья стадия — после установки конструкции в проектное поло-
жение и раскрепления временными связями; на этой стадии конструк-
ция и ее отдельные элементы (чаще всего верхний сжатый пояс) долж-
ны быть проверены на устойчивость из плоскости, так как раскрепле-
ние временными связями не соответствует раскреплению постоянными
связями и покрытием
Расчетной нагрузкой при монтаже является собственный вес.
Монтажная гибкость деревянных поясов не должна превышать:
при подъеме и установке на опоры — для поясов без стыков —
400; для поясов со стыками — 350;
9
Таблица 1. Номенклатура несущих конструкций
Номе- ра схем Схемы и сечения ii м h i. Показатели веса ^с.в | #в» %
1
1а
2
3
4
5; 5а
6; 6а
7
8
9
Дощатоклееные балки
армированные, ц = 1,5-5- 3%
Клеефанерные балки с плоской
6—24 1 1 4—6 0—1
10 12
6 24 1 1 4—5 0—1
8 10
9—24 1 12 1 14 3—4 16—40
6—18 1 1 3—3,5 0—1
14 16
9—12 1 6 _ 1 6 3,5 25
9—12 1 1
6 7 4 20
стенкой %
9 18 1 1 4 0—1
8 12 '
9—18 1 X 1 12 3,5 0—1
До 24 1 1 ~ 46' 3 10—30
Клеефанерные балки с волнистой стенкой
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
армированные, р = 1,5 3%
9—12
9—12
До 18
Составные балки из брусьев
4—6
4—6
6—9
_1_____1_
10 16
1 10 ~ 1 16
1 1
14 20
1 1
10 16
1. 1
10 16
1 1
8 12
3,5 0—1
3 0—1
2,5 10—25
5—10 1—2
5—10 1—2
5—10 1—2
Металлодеревянные и деревопластмассовые крупнопанельные
фермы с верхним поясом из дощатоклееных блоков
1 3 — 4* 25—30 *
18—24 6 2,5—3 10—20
18—24 1 3—4 25—30
6 2,5 — 3 10—20
18—24 1 1 3—3,5 25—30
.3 4 2,5—3 10—20
12—18 1 2,5—3 30—35
6 2—2,5 13—22
* В числителе даны значения ke s и /гм для металлодеревянной фермы, в знаменателе — /?а в и &пл для деревопластмассовой фермы.
Продолжение табл. 1
с деревянным нижним поясом
с металлическим нижним поясом
15—30
15—30
1 6~ 3—5 10—15
б" 3—4 20—25
Металлодеревянные фермы ЦНИИСК со сжатым опорным раскосом
27
28
29
30
двухскатные
односкатные
12—24
9—18
Фермы из фанерных и стеклопластиковых труб
а — 1,5 -т- 2
12—24
12—24
Фермы из фанерных профилей
3—4
3—4
25—30
25—30
31
I
Продолжение табл. I
36
24—69
24—60
24—60
Рамы
38
39
40
Н = 4-i-8
12—24
12—30
9—24
1
20
15 20
1 1
15
20
20
1
20
40
1
40
5,5—6
3—4
4—5
2,5—3,5
7—9
7—9
8—10
™еча ни я. I. На схемах ферм двойной линией показаны деревянные элементы, одной линией — металлические.
таблице приняты следующие обозначения: п — общая высота конструкции, п'ОП — высота конструкции на опоре;
пролета; hK высота консоли; е — смещение центра опорного узла от продольной осн элемента; I —расстояние между опорами;'. к
ги; « — длина панели верхнего пояса ферм; / — стрела подъема арочных конструкций: f0 — стрела выгиба полуарки: Н — высота
При
2. В
м
йср - то
10—12
5—7
5—7
в средине
же,
— вылет к он со-
здания в свету
при временном раскреплении — для поясов без стыков — 350;
для поясов со стыками — 300
Расчетная длина при монтаже принимается:
для нижнего пояса — равной пролету конструкции, если отсутст-
вуют элементы оснастки, повышающие жесткость пояса из плоскости,
или двойному расстоянию от свободного конца пояса до места пере-
хода к усиленному оснасткой сечению [9J;
для верхнего пояса — равной наибольшему расстоянию между точ-
ками закрепления обжимающими траверсами (в момент установки на
опоры) или временными связями и опорными болтами.
§ 3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ СОБСТВЕННОГО ВЕСА КОНСТРУКЦИИ
И ЕЕ ЭКОНОМИЧЕСКОЙ ЭФФЕКТИВНОСТИ ПО ВЕСУ
При сборе нагрузок ориентировочный собственный вес проектиру-
емой конструкции покрытия или перекрытия находится по формулам:
= -siB, (1)
*е.вГ
где ge..B и gc.B — нормативный и расчетный собственный вес несущей
конструкции, кгс/м2; gH и рн — постоянная и суммарная временная
нормативные нагрузки, кгс I м2; I — пролет конструкции, м; ke.B —
коэффициент собственного веса конструкции.
В табл 1 для различных типов несущих конструкций приведены
числовые значения коэффициентов собственного веса ke.B. Здесь же
даны значения коэффициентов расхода металла kM в металлодеревян-
ных конструкциях и значения коэффициентов расхода стеклопластика
kn„ в деревопластмассовых конструкциях.
Экономическая эффективность запроектированной несущей конст-
рукции характеризуется фактическим коэффициентом собственного,
веса /гс’вК1> который находится после подсчета ее собственного веса
5'Й" по формуле
лФакг_____Ю00-4Г
еВ
Фактический собственный вес запроектированной конструкции
находится по рабочим чертежам путем составления спецификации на
элементы.
§ 4. НОМЕНКЛАТУРА НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ
Номенклатура несущих конструкций, приведенная в табл. 1, вклю-
чает в себя:
балки покрытий односкатные и двухскатные дощатоклееные
(схемы 1—4) неармированные и армированные; балки шпренгельные
(схемы 5, 6); клеефанерные балки двутаврового и коробчатого сечений
15
с плоской (схемы 7, 8, 9) и волнистой (схемы 10, 11, 12) стенкой; балки
составные из брусьев на пластинчатых нагелях (схемы 13, 14, 15);
мегаллодеревянные и деревопластмассовые крупнопанельные фермы
с верхним поясом из дощатоклееных блоков трапецеидальные (схема
16), односкатные (схема 17), треугольные (схема 18), сегментные без
надстройки (схемы 19, 20, 21), с надстройкой (схемы 22, 23, 24), улуч-
шающей эксплуатационные качества рулонной кровли, с аэрационным
фонарем (схема 25); сегментные фермы могут быть с неразрезным верх-
ним поясом;
многоугольные брусчатые фермы с деревянным или металлическим
нижним поясом (схемы 26);
металлодеревянные фермы системы ЦНИИСК со сжатым опорным
раскосом (схемы 27, 28) двухскатные й односкатные;
фермы покрытий из фанерных и стеклопластиковых труб (схемы
29, 30) и из фанерных профилей (схемы 31, 32); деревопластмассовые,
полностью деревянные фермы и конструкции из стеклопластиковых и
фанерных профилей применяются в предприятиях с химически агрес-
сивной средой, где применение металлодеревянных конструкций с
мелкоразмерными металлическими элементами и деталями не рексь-
мендуется;
арки сплошностенчатые трех- или двухшарнирные кругового очер-
тания (схемы 33, 34) с'затяжкой металлической или стеклопластиковой;
арки стрельчатые трехшарнирные с передачей распора на фундаменты
(схема 35); арки могут быть дощатоклееными и клеефанерными;
арки решетчатые, в которых полуарки представляют собой сквоз-
ные фермы различного очертания (схемы 36, 37); элементы ферм могут
выполняться из клееной древесины, из фанерных и стеклопластиковых
профилей;
рамы дощатоклееные или клеефанерные из прямолинейных эле-
ментов (схема 38), рамы дощатоклееные из криволинейных элементов
(схема 39); дощатоклееные криволинейные полурамы изготовляются
целиком, прямолинейные полурамы собираются из элементов (стойки
и ригеля) соединением в карнизном узле на, зубчатый шип без вставки
или со вставкой или с помощью накладок на клею или нагелей (эти
типы рам относятся к конструкциям индустриального изготовления);
рамы стоечно-ригельного типа (схема 40) со стойками решетчатыми
или дощатоклееными и клеефанерными и ригелем в виде сквозной
формы или дощатоклееной и клеефанерной балки.
§ 5. ПРОСТРАНСТВЕННОЕ КРЕПЛЕНИЕ ПЛОСКИХ НЕСУЩИХ
КОНСТРУКЦИЙ ПОКРЫТИЙ
Пространственная жесткость покрытия необходима для восприятия
им усилий, действующих нормально к плоскости несущих конструкций
(ветер, тормозные усилия кранов, монтажные усилия, сейсмические
и случайные эксплуатационные нагрузки и пр.), и для обеспечения
устойчивости конструкций, сохранения их проектного положения и
устойчивости отдельных элементов. В этой связи различают ветровые^
тормозные фермы и связи жесткости.
t7
2 1529
Возможны два основных объемно-конструктивных решения зданий:
балочные несущие конструкции покрытия (фермы, балки) опираются
на капитальные стены;
Рис. L Схема покрытия по крупнопанельным фермам с капитальными
стенами:
а —, схема покрытия; б — варианты поперечника здания; в — узел крепления связей;
1 *** несущие фермы покрытия; 2 — скатные связи; вертикальные (наклонные связи);
4 —* пространственные блоки; 5 —- распорка; 6 ss оголовок с нарезкой; 7 « штырь с резь*
бой; 8 ~ раскосы; 9 « стяжные муфты.
несущие конструкции покрытия опираются на отдельно стоящие
колонны, заанкеренные в фундаменты, образуя систему несущих попе-
речных каркасов здания.
Ветровые (тормозные) фермы и связи жесткости передают действую-
щие на них усилия на опоры, т. е. на капитальные стены, или через
а
Рис. 2. Схема покрытия по мелкопанельным фермам с капи-
тальными стенами:
а — схема покрытия; б — узел крепления связей.
элементы несущего поперечника на фундаменты. Эти фермы и связи
представляют собой плоские неизменяемые системы, расположенные
в горизонтальных, вертикальных или наклонных плоскостях.
Здания с капитальными стенами (рис. 1 и 2). Капитальные продоль-
ные и торцовые стены воспринимают горизонтальную ветровую на-
грузку. Пространственная жесткость покрытия может быть обеспече-
на конструкцией крыши в виде двойного перекрестного дощатого насти-
18
ла, сборных щитов или плит покрытия при жестком креплении прого-
нов, щитов и плит к верхнему поясу ферм и при'заделке их в торцах
здания в фронтоны.
При отсутствии жесткой крыши устраивают’скатные связи в виде
ферм, поясами которых являются верхние пояса двух соседних стро-
пильных ферм. Стойками служат прогоны или распор-
ки Раскосы могут быть дощатыми, воспринимающими
переменные по знаку усилия, или в виде тяжей из
круглой стали перекрестной схемы, которые восприни-
мают только растягивающие усилия. В этом случае с
помощью натяжных муфт имеется возможность кор-
ректировать положение ферм в процессе монтажа и во
время эксплуатации. Для этого крепление распорок
также должно давать возможность их перемещения
Рис. 3. Геомет-
рические схемы
связей жесткос-
ти.
(рис. 1, в).
Скатные связи могут крепиться к пластям верхне-
го пояса сверху или снизу или располагаться в плос-
кости пояса.
Кроме скатных связей устраиваются вертикальные связи, обеспе-
чивающие вертикальное положение конструкций. Располагаются они
Рис 4. Пространственная схема здания с ветровыми фермами в плоскости ниж-
них поясов строительных ферм:
1 — колонны; 2 фермы покрытия; 3 — вертикальные связи по колоннам; 4 — обвя-
зочный брус; 5 — ветровые фермы; 6 — скатные связи; 7 — вертикальные (наклонные}
связи между фермами; 8 — прогоны или плиты покрытия; 9 — жесткие горцы; 10 -=• стой-
ки горнового фахверка
в плоскости стоек или раскосов (при отсутствии стоек) и связывают
фермы попарно. Эти связи воспринимают усилия, появляющиеся от
вертикальных нагрузок при выходе ферм из проектного положения.
Схемы связей зависят от их геометрических размеров и могут быть
такими, как показано на рис. 3.
Две фермы, связанные скатными и вертикальными связями, с за-
крепленными опорными узлами ферм на стенах создают неизменяемый
2* 1»
пространственный блок покрытия. Такие блоки образуются в торцах
и по длине покрытия с расстоянием между ними до 30 м.
Здания из отдельных поперечных рамных каркасов (рис 4, 5, 6).
Пространственная жесткость создается системой следующих связей
и ферм: горизонтальными ветровыми фермами, вертикальными связя-
ми по колоннам ряда, вертикальными (наклонными) связями между
фермами, скатными связями или жестким покрытием.
Ветровые фермы устраиваются только в торцах здания и распола-
гаются в плоскости нижних поясов несущих ферм покрытия (рис. 4).
Рис. 5. Пространственная схема здания с жесткими торцами:
1 — колонны; 2 — фермы покрытия; 3 — вертикальные связи по колоннам; 4 — обвя-
зочный брус; 5 — ветровые фермы; 6 — скатные связи; 7 — вертикальные (наклонные)
связи между фермами; 8 прогоны или плиты покрытия; 9 — жесткие торцы; 10 — стой-
ки торцового фахверка..
ВидА
Они воспринимают ветровую нагрузку, действующую на торец вдоль
оси здания Проектирование ветровой фермы рассмотрено в примере 7.
Вертикальные связи по колоннам ряда включают обвязочный брус,
связывающий колонны поверху и выполняющий роль распорки, и рас-
косы в виде тяжей из круглой стали, позволяющие производить их
натяжение с помощью муфт. Внизу колонны заанкерены в фундаменты.
При большой высоте колонн для устойчивости их из плоскости рамы
могут ставиться дополнительные распорки по высоте (рис. 5, сечение
1-1).
Вертикальные (наклонные) связи между каждой парой ферм по-
крытия и скатные связи устраиваются так же, как в покрытиях по ка-
питальным стенам.
Две поперечные рамы здания, связанные системой связей, создают
неизменяемый пространственный блок. Такие блоки образуются в тор-
цах здания и по длине с расстоянием между ними до 30 м.
Ветровые фермы можно устраивать только между жесткими ниж-
ними поясами несущих ферм покрытия (при деревянном поясе брус-
чатых ферм, клеедощатом поясе сегментных и других ферм или при
развитом из плоскости металлическом поясе таврового сечения из
уголков металлодеревянных ферм).
20
В покрытиях с металлодеревянными, деревопластмассовыми фер-
мами с гибкими нижними поясами устройство горизонтальных ветро-
вых ферм невозможно, так как пояса ферм не могут воспринимать сжи-
мающие усилия, возникающие в них как в ветровой ферме. В этом слу-
чае следует проектировать жесткие торцы, воспринимающие ветер..
Возможны две конструкции жесткого торца..
Колонны торцового фахверка разной высоты (рис. 5) связаны между
собой поверху балками, на которые опираются элементы крыши (про-
2-2 Н~
Рис. 6. Пространственная схема здания с жесткими торцовыми стойками:
1 — колонны; 2 — фермы покрытия; 3 — вертикальные связи по колоннам; 4 — обвя-
зочный брус; 5 — ветровые фермы; 6 — скатные связи; 7 — вертикальные (наклонные)
связи между фермами; 8 — прогоны или плиты покрытия; 9 — жесткие торцы; 10 — стой-
ки торцового фахверка..
гоны, щиты, плиты). Несущие фермы в торцах отсутствуют. На отмет-
ке нижнего пояса ферм покрытия колонны фахверка связаны между
собой горизонтальной ветровой фермой.
Колонны торцового фахверка одинаковой высоты (рис. 6) до уров-
ня нижнего пояса несущих ферм (дается зазор для свободного про-
висания ферм) связаны поверху горизонтальной ветровой фермой. В
этом случае можно неизменяемые пространственные блоки устраивать
непосредственно в торцах здания.
Сечения элементов связей подбираются по гибкости. Для сжатых
распорок [Л] = 200, для растянутых элементов [X] = 400.
§ 6. МЕРОПРИЯТИЯ ПО ЗАЩИТЕ ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
ОТ ГНИЕНИЯ
Общие указания. Гниение древесины является результатом жизне-
деятельности дереворазрушающих грибов. Для своего питания дерево-
разрушающие грибы используют органические вещества древесины.
При этом в древесине происходят сложные химические изменения
составляющих древесины, вызывающие резкое ухудшение ее физико-ме-
ханических свойств. Конечным результатом процесса гниения является
21
полная деструкция древесины. Дереворазрушающие грибы разви-
ваются в определенных, специфических условиях, определяемых влаж-
ностью древесины, температурой и наличием кислорода. Гниение
древесины становится возможным при наличии кислорода, при плюсо-
вых температурах (до 50° С) и при влажности древесины свы-
ше 20%.
Борьба против гниения древесины направлена на прекращение
жизнедеятельности грибов и может вестись в двух направлениях: обес-
печение условий эксплуатации деревянных конструкций, при которых
влажность древесины никогда (в том числе и кратковременно) не будет
превышать 20%; введение в древесину антисептиков (ядохимикатов),
делающих древесину непригодной для развития дереворазрушающих
грибов.
Жизнедеятельность дереворазрушающих грибов прекращается так-
же при отсутствии воздуха, чего можно достигнуть при полном по-
гружении древесины в пресную воду. В соленой морской воде при со-
держании солей свыше 1 %, древесина хотя и не гниет, но подвергается
сильному разрушению некоторыми видами организмов, живущими
в воде (моллюсками, червями и ракообразными животными). Поэтому
незащищенная древесина не допускается к применению в подводных
морских сооружениях.
В наземном строительстве для обеспечения длительного срока служ-
бы деревянных конструкций конструктивными мерами предохраняют
древесину от увлажнения. Эти меры должны обеспечивать вентиляцию,
просыхание и защиту от увлажнения элементов деревянных конст-
рукций и являются обязательными независимо от срока службы зда-
ния или сооружения. Конструктивные меры защиты древесины от
увлажнения достаточны в зданиях, эксплуатируемых с нормальной от-
носительной влажностью воздуха, не превышающей 70%., так как
влажность древесины в этом случае не достигает 20%.
При невозможности защитить древесину от увлажнения конструк-
тивными мерами ее необходимо антисептировать. Обязательную анти-
септическую обработку должны проходить элементы конструкций,
соприкасающиеся с грунтом, фундаментами, бетоном, каменной клад-
кой и массивными металлическими частями.
Кроме того, требуют защитных мероприятий элементы из древесины
в ограждающих конструкциях, подверженные конденсационному ув-
лажнению. Конденсационное, а также случайное, даже кратковремен-
ное, но сильное увлажнение приводит к поражению древесины дерево-
разрушающими грибами, которые вызывают самоувлажнение древесины
и продолжают жизнедеятельность без последующего дополнитель-
ного увлажнения конструкций.
Санитарной инспекцией запрещено применение ангисептированной
древесины в помещениях, где находятся люди, животные, корма, про-
дукты. Элементы конструкций при переменном температурно-влаж-
ностном режиме, например в ограждающих конструкциях отапливае-.
мых зданий, изменяют размеры при усушке и набухании, что вызывает
коробление, растрескивание и нарушение целостности деревянных кон-
струкций.
22
В последнее время для защиты от гниения и стабилизации размеров
деревянных элементов предложена модификация древесины полиме-
рами. Модификация древесины — это направленное изменение свойств
древесины путем наполнения ее полимерами. При большом проценте
наполнения некоторыми полимерами точка насыщения древесины вла-
гой снижается ниже 20% относительно массы самой древесины, что
не допускает развития дереворазрушающих грибов При небольшом
проценте наполнения есть возможность растворить в модификаторе
некоторые антисептики и совместить процесс модификации древесины
с ее антисептированием. Преимущество совмещения этих процессов
заключается в закреплении антисептирующих веществ и предотвра-
щения их вымывания.
Древесина подвержена также поражению насекомыми, что проис-
ходит независимо от влажности и является случайным фактором. Меры
борьбы в данном случае химические — применение различных инсек-
тицидов Обычно борьбу начинают при обнаружении признаков появ-
ления дереворазрушающих насекомых. В районах обитания термитов
производится глубокая пропитка соответствующими защитными соста-
вами всех деревянных элементов строящихся зданий и сооружений.
Конструктивная защита от загнивания. Принципом конструктив-
ной защиты деревянных конструкций от гниения является создание
для древесины такого температурно-влажностного режима, при кото-
ром обеспечивается сохранение ее влажности ниже 20% на все время
эксплуатации. Для этого необходимо проводить следующие конструк-
тивные мероприятия.
Несущие деревянные конструкции должны быть открытыми, хо-
рошо проветриваемыми и доступными для периодического осмотра.
Необходимо обеспечивать надежную гидроизоляцию деревянных
конструкций и их частей, соприкасающихся с грунтом, фундаментами,
бетоном, каменной кладкой и массивными металлическими частями.
Поскольку в толще ограждающих элементов, находящихся в зоне
изменения температур, возможно образование конденсата, несущие де-
ревянные конструкции следует располагать либо целиком в пределах
отапливаемого помещения, либо вне его. Панели покрытия и стен бес-
пустотной конструкции не должны иметь деревянных элементов в зоне
низких температур. Пустотные ограждающие конструкции должны
иметь осушающие вентиляционные продухи, обеспечивающие быстрое
высыхание древесины. При этом холодный сухой воздух вводится под
карниз, а сырой и теплый выпускается у конька.
Деревянные покрытия следует осуществлять с наружным отводом
атмосферных вод. Деревянные стены защищаются от косого дождя и
снега широким венчающим карнизом или широким свесом. Торцы
брусьев или бревен защищают от проникновения влаги посредством
обшивки досками.
Деревянные покрытия не рекомендуется устраивать с фонарями
верхнего света.
Химическая защита древесины от гниения. Конструктивных мер
для защиты древесины от гниения недостаточно при эксплуатации де-
ревянных конструкций в условиях постоянного или периодического
23
увлажнения. Для таких деревянных конструкций антисептирование
является основным мероприятием по защите от гниения, рассчитанным
на весь срок службы древесины.
Антисептическая обработка элементов деревянных конструкций и
изделий должна производиться в производственных условиях на спе-
циализированном оборудовании.
В случае невозможности централизованного снабжения строитель-
ства элементами деревянных конструкций химически защищенными от
гниения, допускается проведение антисептической обработки древесины
на месте строительства механизированным, а в отдельных случаях и
ручным, способами.
Перед антисептической обработкой древесину необходимо очистить
от коры и луба. Вся механическая обработка лесоматериалов (распи-
ловка, сверление отверстий и т. д.) производится до антисептиро-
вания
Вид антисептической обработки древесины выбирается в зависи-
мости от условий эксплуатации деревянных конструкций. При выборе
антисептика, а также определении количества и способа его введения
в древесину рекомендуется руководствоваться [4, 51.
Ниже приводятся краткие сведения о наиболее эффективных видах
антисептической обработки древесины.
Антисептики разделяются на три группы: маслянистые, органорас-
творимые и водорастворимые.
Маслянистые антисептики (каменноугольное пропиточное масло,
сланцевое пропиточное масло, антраценовое масло и др.) применяются
для пропитки деревянных конструкций, работающих в открытых соору-
жениях и для элементов конструкций, соприкасающихся с грунтом.
Древесина, пропитанная этими антисептиками, не снижает своей меха-
нической прочности, не корродирует металл. Из пропитанной древе-
сины эти антисептики практически не вымываются водой. Антисепти-
ческие свойства пропитанной древесины не изменяются на протяжении
50-летнего срока эксплуатации. Однако из-за выделения летучих ве-
ществ и резкого запаха, который сохраняется на протяжении длитель-
ного времени эксплуатации, запрещается применение древесины, про-
питанной маслянистыми антисептиками для конструкций, расположен-
ных внутри зданий. Пропитку маслянистыми антисептиками можно
производить в цилиндрах под давлением и в горяче-холодных ваннах.
Пропитанную древесину нельзя склеивать. При необходимости
можно пропитывать склееную древесину по специально разработанным
режимам.
Органорастворимые антисептики (пентахлорфенол, нафтенат ме-
ди, динитрофенол и др.) обладают практически теми же антисептиче-
скими свойствами и могут применяться для тех же конструкций, что
и маслянистые антисептики.
Для растворения органорастворимых антисептиков используются
различные нефтепродукты (нефть, бензин, керосин, соляровое масло
и др ), легкие органические растворители (различные спирты,' толуол,
бензол, ацетон, четыреххлорисгый углерод и др.), продукты перегон-
ки древесины (канифоль, скипидар и др.). В зависимости от приме-
14
няемого растворителя изменяются пропиточные свойства и способы
введения антисептика в древесину. При использовании в качестве рас-
творителя нефтепродуктов и продуктов перегонки древесины анти-
септик вводится в древесину в пропиточных цилиндрах под давлением
или в горяче-холодных ваннах. При использовании легких органи-
ческих растворителей, которые обладают высокой проникающей спо-
собностью в древесину, применяется способ вымачивания в холодной
ванне, при малых дозах введения антисептика — метод поверхност-
ного антисептирования.
Для снижения стоимости пропитки, которая в значительной сте-
пени определяется стоимостью растворителя, экономически выгодно
извлекать растворитель и многократно его использовать для пропитки.
Древесину, пропитанную пентахлорфенолом, с использованием в ка-
честве растворителя легких органических растворителей, допуска-
ется склеивать с использованием клееной древесины для несущих
конструкций.
Водорастворимые антисептики могут применяться для защиты
от гниения древесины, работающей в различных эксплуатационных
условиях. Трудновымываемые водорастворимые антисептики (ХМ.-5,
пентахлорфенолят натрия, ХХЦ, МХХЦ и др.) применяются для про-
питки древесины, работающей в тяжелых температурно-влажностных
условиях (нижние обвязки стен и перегородок, балки и лаги подполий,
элементы цокольных частей стен, наружные стены отапливаемых и
неотапливаемых зданий и др.). При отсутствии маслянистых и органо-
растворимых антисептиков допускается применять эти антисептики
также для конструкций открытых сооружений.
Легковымываемые водорастворимые антисептики (ББК, соли фто-
ристой и кремнефтористой кислот, хлористый цинк и др.) допускается
применять в элементах конструкций, из которых антисептические соли
во время эксплуатации не будут вымываться влагой. Соли фтористых
и кремнефтористых кислот и препарат ББК разрешается применять
в элементах конструкций, выходящих во внутреннее пространство про-
изводственных и жилых помещений при условии отсутствия вымы-
вания.
Водорастворимые антисептики вводят в древесину путем пропитки
в цилиндрах под давлением, в горяче-холодных ваннах, путем дли-
тельного вымачивания. Концентрированные растворы можно вводить
в древесину методом поверхностного нанесения.
Допускается склеивать древесину, пропитанную препаратами ХМ-5,
ББК с использованием ее для ненесущих конструкций.
Метод пропитки в цилиндрах под да в лен и-
е м является наиболее надежным для глубокой антисептической про-
питки любыми антисептиками. Влажность древесины, пропитываемой
в цилиндрах под давлением, не должна превышать 25%. Режим пропит-
ки древесины назначается по специально разработанным инструкциям
в зависимости от влажности пропитываемой древесины, ее породы и
размеров [5].
Заболонную часть древесины необходимо пропитывать на глубину
не менее 20 мм, а ядровую древесину, выходящую на поверхность
25
пропитываемых элементов,— на глубину не менее 5 мм. Для увеличе-
ния глубины проникания антисептика крупноразмерные элементы кон-
струкций, изготовленные из древесины труднопропитываемых пород,
при пропитке под давлением предварительно накалываются. Глубина
накалывания не должна быть более 15 мм.
Пропитку древесины антисептиками в го-
ряче-холодных ваннах можно проводить маслянистыми
и водорастворимыми антисептиками. К антисептированию таким спо-
собом прибегают, как правило, при отсутствии оборудования для про-
питки в цилиндрах под давлением. Поэтому таким способом можно
обрабатывать все перечисленные выше конструкции. Для пропитки
используются те же антисептики.
Кроме того, такой обработке целесообразно подвергать утепли-
тели из материалов на основе древесины (древесноволокнистые, дре-
весностружечные плиты, фибролит и др.), подверженные гниению.
Элементы конструкций и изделий из древесины, предназначенные
для пропитки, подаются в пропиточную ванну уложенными в контей-
нер на прокладках.
Пропитку можно производить в одной ванне с последующей заме-
ной горячего раствора на холодный раствор антисептика или в двух
с переносом контейнера из горячей ванны в холодную.
При использовании маслянистого антисептика температура его
в горячих ваннах должна быть 90—110° С, в холодной ванне — 40—
60° С. Для водорастворимых антисептиков соответственно 90—95° С
и 20—30° С. Во время технологического процесса уровень антисептика
в ванне должен быть не менее чем на 8—10 см выше верхней грани
пакета пропитываемой древесины.
Обработку элементов конструкций, имеющих влажность выше
25%, производят по способу высокотемпературных ванн, совмещаю-
щих в себе предварительный прогрев и сушку древесины в неводных
жидкостях (петролатум, масла) при температуре 110—120° С. По окон-
чании сушки древесину быстро (за 5—7 мин) переносят в холодную
ванну с маслянистым антисептиком.
Глубина пропитки водорастворимыми антисептиками для заболон-
ной древесины должна быть не менее 10 мм, а ядровой, выходящей на
поверхность деталей, не менее 2 мм. При пропитке маслянистыми анти-
септиками: для заболонной — не менее 15 мм, а ядровой — не менее
5 мм.
Утеплители из материалов на основе древесины пропитываются
в ваннах горячим водным раствором антисептика с температурой 80—
90° С для втористых антисептиков и 60—70° С — для фенольных.
Утеплители после пропитки перед укладкой в конструкции подсу-
шиваются до влажности не выше 12—15%.
Поверхностная антисептическая обработ-
ка ра створами антисептиков производится в тех слу-
чаях, когда необходимо обеспечить защиту от загнивания древесины,
имеющей повышенную влажность, на период высыхания, а также де-
ревянных конструкций, которые могут подвергнуться случайному
кратковременному увлажнению.
26
Поверхностная антисептическая обработка производится раствора-
ми антисептиков с повышенной концентрацией (не менее 8—10%).
Антисептические растворы наносятся при помощи гидропультов,
опрыскивателей, кистей или кратковременным окунанием деталей
в ванну.
Для увеличения глубины пропитки нанесение растворов производят
2—3 раза. Повторное нанесение раствора производится после перерыва
в 2—4 ч, необходимого для просушивания обработанной поверхности.
Расход рабочего раствора при двухкратной обработке составляет
0,6—0,8 л на 1 м2. При такой обработке антисептик проникает в дре-
весину на 1—2 мм,-
Обработка конструкций и деталей анти-
септическими пастами допускается при строительстве
или реконструкции зданий в случаях, когда не может быть применена
пропитка под давлением или в' горяче-холодных ваннах. Антисептиче-
ские пасты могут быть использованы для заполнения трещин, образован-
ных в антисептированных (с несквозной пропиткой) деревянных конст-
рукциях, с целью предохранения от загнивания внутренних непропи-
танных антисептиком слоев древесины. Защиту пастами производят
при повышенной влажности древесины, а также при опасности увлаж-
нения древесины в период эксплуатации.
Для защиты массивных элементов применяют пасту марки 200,
для тонких элементов — марки 100. Номер марки указывает какое
количество антисептика в граммах наносится с пастой на квадратный
метр обрабатываемой поверхности древесины.
Для антисептической обработки рекомендуется применять пасты
промышленного изготовления в соответствии с рецептами действую-
щих ТУ. При небольших объемах допускается приготовление антисеп-
тических паст непосредственно на стройплощадках.
По характеру связующих веществ антисептические пасты разделя-
ются на битумные, экстрактовые, силикатные, пасты на поливинил-
ацетатной эмульсии, латексные и др.
Пасты, изготовляемые па основе битумов и кузбаслаков, водоустой-
чивы, огнеопасны при приготовлении, имеют резкий запах в период
высыхания растворителя, наносятся на древесину любой влажности
при любой температуре, металл не корродируют. Эти пасты применяют
для элементов конструкций, работающих в условиях постоянного ила
периодического увлажнения, соприкасающихся с землей и открытых
для атмосферных воздействий.
Пасты, изготовляемые на основе экстракта сульфитных щелоков,
и глиняные пасты, не горючи, не имеют запаха, не корродируют металл,
легко вымываются водой, наносятся на древесину любой влажности и
при любой температуре окружающего воздуха (за исключением
строганных вертикальных плоскостей). Применяются в жилищном и
промышленном строительстве для элементов, защищенных от непо-
средственного воздействия воды.
Силикатная паста не водостойка, на горизонтальные поверхности
наносится при любой влажности древесины и температуре окружаю-
щего воздуха (в зимнее время нанесение пасты на поверхности с углом
27
наклона более 30° не допускается), обладает поверхностными огнеза-
щитными свойствами, а также предохраняет древесину от деревораз-
рушающих насекомых. Паста применяется в жилищном и промышлен-
ном строительстве для антисептирования деревянных элементов, за-
щищенных от вымывающего действия воды. Не допускается применять
силикатную пасту для антисептирования открытых сооружений и
конструкций во влажных помещениях.
Пасты на полимерном связующем (на поливинилацетатной эмульсии
и латексе) не имеют запаха, окрашивают древесину в светло-бежевый
цвет и могут быть применены для антисептирования элементов дере-
вянных конструкций, выходящих непосредственно во внутреннее
пространство зданий.
Пасту (марки Ml00) наносят на поверхность равномерным слоем
при помощи гидропульта, краскопульта или кратковременным по-
гружением деталей в ванну с пастой; пасты марки 200 наносятся на
поверхность древесины кистью. При отрицательных температурах
наносимую пасту подогревают до температуры 30—40° С.
Модификация древесины — это направленное изме-
нение свойств древесины, позволяющее комплексно улучшить свойства
древесины, повышая ее прочность, стабильность размеров и форм,
химическую стойкость, био- и огнестойкость и снижая влаго- и водо-
поглощаемость и набухание. Модифицированную древесину целесооб-
разно применять в панелях покрытия и стеновых панелях, особенно в
сооружениях с агрессивной средой. Для модификации рационально
использовать древесину березы.
Технологический процесс производства модифицированной древе-
сины состоит из следующих основных операций:
Приготовление
модификатора
4
Сушка
древеси-
ны
Механи-
j ческая
| обработка
Наполнение
модификато-
ром
Полимериза-
ция модифи-
катора в
древесине
Окончатель-
ная механи-
ческая обра-
ботка
Процесс приготовления модификатора определяется видом приме-
няемого для пропитки состава. При использовании различных феноль-
ных соединений процесс подготовки, как правило, состоит из доведения
модификатора до необходимой вязкости, которая не должна превышать
35—38 с по вискозиметру ВЗ-1 с соплом № 5.
Сушка пиломатериалов производится до влажности древесины 12—
16%, так как при этой влажности достигается наилучшее наполнение
древесины модифицирующими полимерными материалами.
Механическая обработка пиломатериалов, подлежащих модифика-
ции, включает обрезку, вырезку дефектных мест и острожку с припус-
ком на чистовую острожку после модификации.
1S
Введение в древесину модификатора осуществляется с помощью уста-
новки для пропитки древесины под давлением с предварительным ва-
куумированием. Выбор давления обуславливается характеристикой
применяемого модификатора, его вязкостью и степенью наполнения им
древесины. При введении в древесину низковязких мономеров давле-
ние колеблется от атмосферного до 4 кгс/см2. Применение фенольных
соединений требует увеличения давления до 8—10 кгс/см2.
Полимеризация введенного модификатора — завершающая Опе-
рация технологического модифицирования древесины. В практике
получения модифицированной древесины применяют следующие спосо-
бы полимеризации модификатора — термический, радиационный, хи-
мический.
Покрытие влагозащитными составами нашло
в последнее время широкое применение, так как в связи с возросшим в
последнее время объемом производства клееных деревянных конструк-
ций, появилась необходимость в защите их от кратковременного или слу-
чайного увлажнения. При изготовлении клееных деревянных кон-
струкций не допускается применение древесины с влажностью выше
12%, поэтому при эксплуатации этих конструкций в зданиях и соору-
жениях с нормальной относительной влажностью воздуха и при прове-
дении соответствующих конструктивных мероприятий, нанесение вла-
гозащитных составов можно рассматривать как мероприятие по
защите от гниения.
При серийном производстве клееных деревянных конструкций
влагозащитные покрытия наносятся на древесину механизированным
способом (пневматическое или безвоздушное распыление, электро-
окраска и т. д.), а при небольших объемах работ можно наносить по-
крытие кистью или валиком.
Перед нанесением лакокрасочных материалов следует проверить их
качество и соответствие характеристик (вязкость, продолжительность
высыхания, укрывистость и т. д) паспортным данным.
Качество лакокрасочных покрытий по древесине контролируется
следующими показателями: толщиной покрытия (ГОСТ 14644—75);
адгезией пленки к поверхности (ГОСТ 15140—78); возгораемостью
(ГОСТ 16363—76); влагопроницаемостью; атмосфероустойчивостью
пленки покрытия (ГОСТ 6992—68).
§ 7. ЗАЩИТА ОТ ВОЗГОРАНИЯ
Возможность применения древесины для несущих и ограждающих
конструкций зданий и сооружений, а также необходимость специальной
огнезащитной обработки ее для получения трудносгораемых, трудно-
возгораемых или защищенных от возгорания деревянных элементов
определяется указаниями действующих противопожарных норм в за-
висимости от назначения зданий и сооружений, их этажности, огне-
стойкости примыкающих конструкций, пожарных разрывов и тому
подобных факторов.
Конструктивные меры защиты деревянных конструкций от возго-
рания. Конструктивными мерами по предотвращению возгорания и
29
интенсивного развития пожара в деревянных зданиях предусматри-
вается применение деревянных конструкций из массивных, преиму-
щественно строганных элементов,— брусьев, бревен, клееных массив-
ных элементов без острых выступающих частей, щелей, трещин, так
как элементы деревянных конструкций, имеющие сечение более
100 X 100 мм, во время активного горения обугливаются со скоростью
0,75—1 мм в мин, и поэтому такие деревянные конструкции сохраняют
свою несущую способность в течение 30—45 мин.
Строящиеся здания должны иметь гладкие стены и потолок без вы-
ступающих внутрь помещения деревянных частей, иметь беспустотные
ограждающие конструкции с применением в них несгораемых или труд-
носгораемых утеплителей.
Воздушные прослойки разделяются на отсеки (площадью до 50 м2)
несгораемыми диафрагмами, не препятствующими осушению полостей.
Деревянные поверхности покрываются огнезащитной облицовкой
и штукатуркой, деревянные части отделяются от источников нагрева
специальными противопожарными преградами.
Деревянные конструкции должны эксплуатироваться при темпера-
туре, не превышающей 50° С.
Химическая защита от возгорания. К грудносгораемым относятся
деревянные элементы, пропитанные водными растворами огнезащит-
ных солей в цилиндрах под давлением с поглощением сухой соли до
75 кг на 1 м3 древесины. Однако такая обработка снижает прочность
древесины на 10—20%, а при обработке клееных элементов может на-
ступить полная потеря прочности клеевого шва через 1—2 года. По-
этому в последнее время практически отказались от такой обработки.
Более эффективна поверхностная защита древесины от возгорания.
Технология нанесения огнезащитных покрытий, красок и обмазок
аналогична нанесению антисептических паст и влагозащитных покры-
тий. Нанесение покрытий необходимо производить в два или более слоев
с тем, чтобы обеспечить требуемый расход. Последующий слой наносит-
ся после высыхания предыдущего слоя. Расходы антипиренных покры-
тий даны в приложении 25.
§ 8. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКАЯ ОЦЕНКА КОНСТРУКЦИЙ
ИЗ ДЕРЕВА И ПЛАСТМАСС
Оценка вариантов проектных решений производится путем сравни-
тельного анализа их технико-экономических показателей [194 20, 30J.
Сравнение вариантов производится по какому-либо элементу соору-
жения, по группе элементов или по сооружению в целом. Следует обес-
печивать следующие условия сопоставимости: проектные решения
должны быть сопоставимы по назначению; конструкции должны быть
рассчитаны на одинаковые нагрузки и должны быть запроектирова-
ны в соответствии с требованиями СНиП; расходы материалов на
ограждающие и несущие конструкции определяются по укрупнен-
ным показателям с учетом технологических отходов; необходимо учи-
тывать разницу в затратах на смежные элементы, применение которых
вызвано вариантом проекта.
30
Номенклатура технико-экономических показателей
Основные показатели
Приведенные затраты, руб.
Стоимость в деле, руб.
Заводская стоимость, руб.
Дополнительные показатели
Капитальные вложения в базу, руб./год
Масса конструкции, т
Расход основных материалов по видам с учетом отходов:
пиломатериалы (по сортам), м3
фанера (по маркам), м3
стеклопластики (по видам), т
клей (по маркам), кг
асбестоцемент, м2
утеплитель (по видам), м8
сгаль (прокат и изделия, детали), т
рулонные материалы, м2
прочие материалы
Стоимость основных материалов, руб.
Трудоемкость изготовления, чёл.-дн.
Трудоемкость монтажа, чел.-дн.
Транспортные расходы, руб.
Определение технико-экономических показателей. Стоимость
в деле, руб.,
сд = «Са -J- Сг) /гзс + Ссб Су + Со + Н] ^з.в^пл, (3)
где С3 — заводская стоимость конструкции; Ст — стоимость транспорт-
ных и погрузочно-разгрузочных работ; k33 — коэффициент, учитываю-
щий заготовительно-складские расходы, равный 1,02; Ссб — стоимость
укрупнительной сборки; Су — стоимость монтажа (установки в проект-
ное положение); Со — стоимость огнезащитной покраски или антисеп-
тирования деревянных элементов и окраски стальных элементов;
Н — накладные расходы; ks.B — коэффициент, учитывающий удоро-
жание работ при производстве их в зимнее время, равный 1,03 (Методи-
ческие указания НИИЭС); kan — коэффициент, учитывающий плано-
вые накопления, равный 1,06 (Методические указания НИИЭС).
Заводская стоимость С3, входящая в формулу (3), состоит из себе-
стоимости изготовления конструкций на заводе и стоимости основных
материалов, руб. Себестоимость изготовления определяется по следую-
щей упрощенной формуле:
С3 = [Со..М Сиз Ссуш 4“' СантI ПЛ.З, (4)
где С0.и — стоимость основных материалов, руб.; Си3— стоимость
изготовления, руб.; Ссуш — стоимость сушки древесины, равная
2,91 руб. за 1 м3 пиломатериалов; Сант — стоимость антисептирования
древесины, равная 3,61 руб. за 1 м3, /?вн — коэффициент, учитывающий
31
коммерческие расходы, равный 1,028; кпл.3 — коэффициент, учитываю-
щий плановые накопления (затраты), равный 1,112.
Стоимость основных материалов С0.м определяется по формулам:
а) для конструкции с элементами из цельной древесины
Со.М = Сцр -ф Ссг.эЛ = У (УдрЦдр ФотхЦоГх) 4~ (С/Ц/), (5)
где i — сорта древесины в соответствии с категориями элементов конст-
рукции; Удр — расход древесины по сортам, м3 (по чертежу); Цдр
цена 1 м3 древесины по сортам, руб. (Ценник 1, ч. I); Уотх — объем
отходов древесины, м3, равный 15% от Удр; Цогх — цена за 1 м3 ис-
пользованных отходов; / — детали металлические (затяжки, подвески,
болты и т. д.); Gj — масса /-й детали, кг (по спецификации); Ц;- — цена
1 кг j-й детали, руб. (Ценник 1, ч. I);
б) для конструкции с элементами из клееной древесины
Со„М = ПИлЦпИЛ ^ОТхЦоТх) 0{Л + GСТ .ЭЛ, (6)
i
где — стоимость пиломатериалов по сортам (см. п. «а»); Упил —
i
расход пиломатериалов, рассчитываемый с учетом отходов при рас-
крое, острожке, вырезке пороков и фрезеровании зубчатого шипа;
Упил = (1,46 1,52) Удр — в криволинейных элементах с толщиной
досок в пакете 25—35 мм; УПИл = 1,35 Удр — то же, при толщине досок
40 мм; Упал = 1,25 Удр —в прямолинейных блоках при толщине
досок 50 мм, здесь Удр — объем пиломатериалов по сортам в деле,
который находится по чертежам конструкции; Скл — стоимость клея,
скл ~ ОклЦкл, бкл расход клея,
<7 __ ^кл.шв Фел 1) Т/ /7\
Ыкл —----------------- г др,
®слпсл
Ркл.шв — расход клея, принимаемый 0,25—0,3 кг/м2; иел — количество
слоев досок в заготовочном блоке; 6СП — толщина досок в заготовочном
блоке; Цкя — стоимость 1 кг клея, находится по Прейскуранту 05-01,
ч. II; Сст,зл — стоимость стальных элементов, находится как в
п. «а»;
в) для деревопластмассовых конструкций
Со.М — (УпилЦпил — ^отхЦотх) + СПЦП ~Ь Скл, (8)
I
где — стоимость пиломатериалов по сортам, находится как в
п. «б»; Gn — масса га-й детали (несущих элементов из СВАМ, фасонок
из КАСТ-В, нагелей и болтов из АГ-4С м т. п.); Ц, — цена! кгп-й
детали, находится по прейскуранту 05-01; Скл—стоимость клея для
изготовления конструкций, находится как в п. «б»;
г) для клеефанерных конструкций
Со.м = S (У пилЦпил 1 отхЦотх) Ф Сф.к ф С1<л ф' CCi эл, (9)
I
32
где £ — стоимость пиломатериалов по сортам, находится как в п.
i
«б»; Сф.к — стоимость фанеры по /г-м маркам, Сф.к = Еф.кЦф.к (объем
фанеры Уф к находится с учетом отходов при раскрое в размере 5% от
объема фанеры в деле; цена в 1 м3 фанеры по маркам по прейскуранту
07-06); Сет,эл — стоимость стальных элементов находится как в
п. «а»): вместо стальных элементов могут применяться пластмассовые,
тогда их стоимость Сп находится как в п. «в»; Скл — стоимость клея для
изготовления конструкций находится как в п. «б»;
д) для конструкций из стеклопластиковых или фанерных профилей
Со.м. = ОпрЦпр 4- Скл, (10)
где Gr — расход стеклопластиковых или фанерных профилей по видам
(например, груб, швеллеров или уголков из АГ-4С и фанеры и т. п.),
находится с учетом отходов в размере 5% от расхода материала в деле;
Цт — цена единицы массы или объема элементов по видам; 6'пр — расход
материалов по типам на узловые соединения (например ДСП, баке-
лизированная фанера, ФСФ, КАСТ-В, АГ-4С на пробки, фасонки,
болты); Цпр — цена единицы массы или объема прочих материалов;
Скл — стоимость клея, определяется как в п. «б».
Стоимость изготовления, руб.,
Сиз = СзРп. 2 Тол (1 -}-Кц), (11)
здесь Сиз — заработная плата основных производственных рабочих;
Сз% — среднечасовая зарплата рабочих, принимается 0,6 руб. по Ме-
тодическим указаниям ЦНИИСК; То.г — суммарная трудоемкость
всех технологических операций при изготовлении конструкций, чел. х
X ч, находится по ЕНиР; Кц — коэффициент, учитывающий цеховые и
общезаводские расходы, принимаемый 1,3 по Методическим указаниям
ЦНИИСК.
Определение остальных показателей, входящих в формулу (3) Сто-
имость транспортных расходов, руб.,
С^СкСф^ + 1,5/2) + А + В, (12)
бф — масса конструкции, т; Сц — стоимость перевозки 1 т груза на
50 км; и /2 — протяженность автодорог, км, соответственно с твер-
дым покрытием и грунтовых; А — стоимость погрузочно-разгрузочных
работ, руб; В — стоимость реквизита, руб.
Величины Сц, А и В находятся по Ценнику 3, ч. I.
Стоимость укрупнительной сборки ССб монтажа Су и других работ,
необходимых при производстве, которые могут входить в формулу
(3), определяется по сборникам ЕРЕР или по сметным нормам. Для но-
вых конструкций эти стоимости находятся составлением калькуляций
на тот или другой вид работ. При отсутствии нормативных данных по
трудоемкости отдельных операций их можно найти по существующим
ЕРЕР методом аналогии.
Нормы накладных расходов принимаются в соответствии со Сбор-
ником норм накладных расходов в строительстве, введенных в действие
с 1 января 1969 г. Для деревянных и пластмассовых конструкций
33
НИИЭС рекомендует принимать Н = 19,8% стоимости прямых за-
трат [(С3 4-Q) Кз.о + Ссб 4-Су 4-CJ.
Приведенные затраты являются главным показателем
при определении эффективности варианта конструктивного решения.
Они определяются к моменту ввода объекта в эксплуатацию и учитыва-
ют стоимость конструкций в деле, капитальные вложения в организа-
12,5
12
1,fi-
ll
1,05
10,5-
1,2 ”
: 11,5
1,1 -
to ю,
10 20 ,30 40 50 ВОмт ' ВОДСТВО
Рис 7. Графики для определения коэффициен-
тов [1 ир-
цию производства кон-
струкций, а также эксплу-
атационные расходы:
Сп = р(Сд 4-ЕНК)4-
Эр, руб., (13)
(л — коэффициент, учиты-
вающий сроки службы
конструкций; Сд — стои-
мость конструкций в деле,
руб.; Ев — нормативный
коэффициент эффективно-
сти капитальных вложе-
ний, принимается равным
0,12; К — суммарные ка-
питаловложения в произ-
конструкций,
руб. • год; Э — среднего-
довые эксплуатационные
расходы, руб. • год (для
металлодеревянных конструкций — 3% Сд, для клеефанерных конструк-
ций — 2,5% Сд, для деревопластмассовых конструкций — 1,5% Сд,
для стеклопластиковых конструкций 0,5% Сд); р — коэффициент при-
ведения предстоящих эксплуатационных затрат к исходному уровню.
Коэффициенты ц и р определяются в зависимости от сроков службы
конструкций по Методическим указаниям НИИЭС или по графикам
(рис. 7).
Капитальные вложения в базу складываются из
затрат на организацию производства конструкций, изделий, полуфаб-
рикатов, материалов, необходимых для изготовления конструкций.
Суммарные капиталовложения, руб. • год, в базу по производству раз-
личных конструкций находятся по следующим формулам (в общем
виде): ,
для металлодеревянных конструкций индустриального изготовле-
ния из клееных элементов
Ккл.к Ку.д.кл V*кл^кл 4" КсГ.ЭЛ^СГ.ЭЛ. (14)
где Ку.д.кл — удельные капиталовложения в производство клееных
деревянных конструкций или элементов, руб. • год; Уд — объем дере-
вянных конструкций или элементов, м3; Ккл — удельные капитало-
вложения в производство клея, руб. - год; GKn — расход клея, т; Kci.-эл—
удельные капиталовложения в производство стальных элементов
34
на заводах деревянных конструкций, руб. • год; Ссг.Эл — масса сталь-
ных элементов, т;
для деревянных конструкций построечного изготовления
Кд.к = Ку.д.к Уд 4" Кс1.ЭлСс1.ЭЛ, (15)
Ку.л,к — удельные капиталовложения в производство конструкций из
цельной древесины, руб. - год; Уд, Кст.эл, <?сг.эл — см. выше;
для клеефанерных конструкций
Кф.« = Ку.д.к Уд 4“ Ку.Ф.к Уф.к 4- КклОкл, (16)
где Ку.ф.к — удельные капиталовложения в производство фанеры или
фанерных конструкций, руб. • год; Уф.к — расход фанеры, м3; осталь-
ные составляющие см. выше;
для деревопластмассовых конструкций
Кд.п.к = Ку.д.клУд + Ку.пл.к^пл.к 4“ 2 (Кпл.гСпл/), (1^)
где Ку.д.кл, Уд — см. выше; Ку.Пл.к — удельные капиталовложения в
производство конструкций с применением пластмасс, руб. • год; Спл.к —
масса конструкций; Кпл.г — удельные капиталовложения в производ-
ство t-ro вида материала или изделия, руб. • год; бпл./ — расход i-ro
вида материала или масса элемента, т;
для трехслойных панелей с применением древесины, фанеры, алю-
миния, асбестоцемента и пластмасс (в развернутом виде)
Kip.K = Ку.тр.кКтр.к 4- Ку,д.к Уд 4- К ф Уф + КалСал Н" Касб^* асб
+ Кпл(?пл + КклСкл 4" Кст.эл^ст.эл и т. д., (18)
где Ку ip к — удельные капиталовложения в производство трех-
слойных панелей, руб. • год^Лр.к— площадь панелей, м2.
В соответствии с конструкцией трехслойной панели в формулу (18)
входят те или иные составляющие (древесина, фанера, алюминий, ас-
бест, клей, стальные элементы и т. п.).
Нормативы удельных капиталовложений в производство основных
материалов и конструкций по отрасли строительство следует находить
по Сборникам нормативов удельных капиталовложений или по реко-
мендациям НИИЭС и ЦНИИСК.
Глава 1!
ПАНЕЛИ И БАЛКИ ПОКРЫТИЙ
ПРИМЕР 1. ПАНЕЛИ ПОКРЫТИЙ
При проектировании панелей заводского изготовления для покры-
тий промышленных зданий производим их конструктивный и тепло-
технический расчет по снеговой нагрузке. Панели предназначены для
эксплуатации в III районе СССР. Расчетная температура наружного
воздуха ta — —26° С. Внутренняя расчетная температура помещений
зданий tB — 18° С. Нормальная влажность воздуха 50—60%. Панели
35
предназначаются для вентилируемых покрытий, имеющих расстоя-
ния между несущими конструкциями 6 м (варианты I и II) и 12 м (ва-
риант III).
Вариант 1. Клеефанерная утепленная панель для
покрытий промышленных зданий
Конструктивное решение панели. Поперечное сечение панели при-
нимаем коробчатой формы (рис. 8, а). Каркас панели выполняем из дре-
весины сосны II категории элементов; обшивки — из плоских листов
фанеры марки ФСФ
сорта В/ВВ. При
стандартной ширине
листов фанеры 1525 мм
с учетом обрезки кро-
мок ширину панелей
по верхней и нижней
поверхностям прини-
маем равной 1490 мм,
что обеспечивает за-
зор между панелями
10 мм.
Зазор перед уклад-
кой рулонного ковра
уплотняется тепло-
изоляционными мате-
риалами, а бруски,
образующие четверть
Рис. 8. Клеефанерная
панель покрытия:
а — конструкция панели;
б — стык панелей на опоре;
в — стык панелей вдоль
ската; 1 — верхняя обшив-
ка; 2 — картон; 3 — утеп-
литель; 4 — слой битума;
5 — нижняя обшивка; 6 —
компенсатор; 7 — рулонный
ковер; 8 — глухари
в стыке, соединяются гвоздями диаметром 5 мм через 300 мм. В про-
дольном направлении длина панели принимается 5980 мм при зазоре
между панелями 20 мм.
В качестве утеплителя принимаем твердые минераловатные плиты
на битумной связке (объемная масса у = 300 кг/м3), коэффициент
теплопроводности /.уг == 0,005 ккал (ч • м2 • °C).
Теплоизоляционные плиты приклеиваются к нижней обшивке па-
нелей на слое битума, который одновременно выполняет роль пароизо-
ляционной прослойки. Для сохранения положения теплоизоляцион-
ного слоя и предотвращения его смещения при перевозке панелей по
верху теплоизоляции укладывается слой картона, края которого от-
гибаются и прибиваются к ребрам каркаса панели.
36
Расчет обшивок панели. Верхняя обшивка. Основной
нагрузкой на верхнюю фанерную обшивку является сосредоточенная
монтажная нагрузка Р = 100 кгс. Принимаем для верхней обшивки
березовую фанеру сорта В/ВВ семислойную, толщиной бф = 8 мм.
Для нижней обшивки принимаем фанеру пятислойную толщиной
бф = 6 мм.
Расчетные сопротивления семислойной фанеры: сжатию R$,a =
= 100 кгс/см2 и растяжению 7?ф.р — 130 кгс/см2; то же, изгибу вдоль
волокон наружных слоев 7?ф..и = 160 кгс/см2 и поперек волокон &ф.и90 =
= 50 кгс/см2. Модуль упругости семислойной фанеры вдоль волокон
Е$ — 85 000 кгс/см2; то же, поперек волокон = 70 000 кгс/см2. Для-
пятислойной фанеры: /?ф.о = НО кгс/см2, /?ф..р = 135 кгс/см2. Стыки
листов вдоль обшивки устраиваются «на ус». При длине стыка /у0 =
= Юбф ослабление фанеры стыком учитывается коэффициентом
= 0,6 (см. СНиП И-В.4-71, п. 4.23).
Расстояние с между ребрами определим исходя из расчетного
сопротивления фанеры изгибу поперек волокон для настилов при дей-
ствии монтажной нагрузки Рф.и9ошнтм = 50 • 1,15 • 1,2 = 69кгс/см2.
Тогда
4 ' ^ф.иЭО^Д
3 • Р • п
4 69 -0,82 • 50
3 100 • 1,2
= 24,6 СМ.
Принято с = 235 мм.
Напряжение
М ___ 3 • Реп
ст=
3 • 100 - 23,5 -1,2 сс . . , ,
4 • 50 • 0,8-— ~ 66,1 < 69 КГС/СМТ
где п = 1,2 — коэффициент перегрузки для монтажной нагрузки;
b = 500 мм — расчетная ширина настила; 6Ф = 8 мм — толщина
листов обшивки.
Нижняя обшивка. Нижняя обшивка работает на изгиб от
собственного веса и веса утеплителя.
Сопротивление теплопередаче наружных ограждений должны быть
не менее
п’Р _, fa С)
Ro ~
где /Е — расчетная температура внутреннего воздуха; /н—расчетная
зимняя температура наружного воздуха; А/н — нормируемый темпера-
турный перепад между температурой внутреннего воздуха и темпера-
турой внутренней поверхности ограждения; RB — сопротивление теп-
ловосприятию внутренней поверхности ограждения; п — коэффициент,
зависящий от положения наружного ограждения; k — коэффициент,
учитывающий качество теплоизоляции наружного ограждения.
Сопротивление теплопередаче многослойных ограждений,
ккал/(ч • м2 • °C),
^0 ~ + ^2 + • • + Т?2',
37
где /?н — сопротивление теплопередаче у наружной поверхности;
Rlt R2, — термииеское сопротивление отдельных слоев ограж-
дения, вычисляемых по формуле
здесь бг- — толщина слоя, м; ?«г — коэффициент теплопроводности,
ккал/ (м • ч • °C).
Определение толщины утепляющего слоя вентилируемых покрытий
промышленных зданий производится по формуле, полученной на осно-
ве приведенных выше зависимостей:
5 Св 4) | Z? _1_ D | I Л -
у1>[------К?---------^в + ян + -^]*ут-
= Г (18_-[-_26)- 0,9-1,2 • 0,133 _ / 3 3 W 7 0 j =
7 I ’ ‘ ’ * 0,Io J
~ 0,053 м.
Принимая в приведенных выше формулах tB = 18° С; tB — —26° С;
Д/„ = 7° С; RB = 0,133 ккал/(ч • м2 • °C); RB = 0,143 ккал/ (ч • м2-°С);
п = 0,9; k — 1,2; ЛОб = 0,15 (коэффициент теплопроводности нижней
обшивки); боб = 0,006 м (толщина нижней обшивки), получим толщину
утеплителя 5ут = 0,053 м. Принимаем толщину утепляющего слоя 60 мм.
Учитывая, что нагрузка от собственного веса утеплителя и нижней
обшивки небольшая, расчет последней на прочность и жесткость не
производим. Конструктивно нижнюю обшивку принимаем толщиной
равной 6 мм.
Расчет панели на общий изгиб. Поперечное сечение панели показа-
но на рис. 8, а. Небольшим наклоном панели пренебрегаем в запас
прочности. Нормативная и расчетная нагрузки приведены в табл. 2.
В соответствии с [12] при -у- — = 25 > 6, учитывая нерав-
номерность распределения напряжений по ширине панели, уменьшаем
расчетную ширину фанерной обшивки путем введения в расстоянии
между ребрами коэффициента 0,9. Получаем (рис. 8, а)
Ьпр = 23,5 . 0,9 • 5 + 4,6 • 6 Н- 4,4 = 138 см.
Приведенная к семислойной фанере площадь сечения панели
/ Г?' \ F
РфПр = /?ф|6ф&пр + 6фйпр _£*_) + dc0n—~— = о,6(0,8 • 138 4-
\ / ^ф
+ 0,6 • 138 -I44S-) + 4.6 • 14,6 • 6^^. = 597 см2,
где k$ — коэффициент, учитывающий снижение расчетного сопротив-
ления в стыках фанерной обшивки и принимаемый равным для фанеры
марок ФСФ и ФК — 0,6; 6ф = 0,8 см толщина верхней обшивки (се-
мислойной); 6ф = 0,6 см — толщина нижней обшивки (пятислойной);
Еф = 85000 кг/см2 — модуль упругости семислойной фанеры; Е$ =
33
Таблица 2. Нагрузки на покрытие, кгс/м2
Вид нагрузки Норма- тивная нагрузка Коэффи- циент перегруз- 1 ки Расчет- ная на- грузка
Постоянная нагрузка Кровля рулонная трехслойная 12 1,2 15
Фанера — (0,008 -ф 0,006) 640 500 Каркас из древесины —0,04-0,146 j-g-6 9 1,1 10
15 1,1 16
У теплитель (минераловатные плиты на битумном связую- щем) 20 1,2 24
Итого 56 65
Снеговая нагрузка* * 100 1,55 155
Полная нагрузка 156 220
♦Здесь при отношении нормативных нагрузок от собственного веса панели к весу снега
около 0,6 принят коэффициент перегрузки для енега 1,55,.
= 95000 кг/см2 — тоже, пятислойной фанеры; Е№ = 100 000 кг/см2 —
то же, древесины ребер; d = 4,6 см — толщина ребра панели; с0 ~
= 14,6 см — ширина доски ребра с учетом острожки; п — количество
ребер.
Определяем положение нейтральной оси и приведенный к фанере мо-
мент инерции сечения. Приведенный статический момент сечения от-
носительно нижней плоскости
5ф.пр = &прбф (с0 + 6ф -ф бфО,5) -ф dcon [с0 • 0,5 -ф бф —-ф
ф Мф-^-f1- = 138 • 0,8 (14,6 -ф 0,6 -ф о,8 • 0,5) -ф 4,6 • 14,6 х
* *-ф
X 6 (14,6 • 0,5 + 0,6 -ф 138 • 0,6 = 5485 см3;
\ 0,0 / 2 о,0
гфпр
Приведенный к фанере верхней обшивки момент инерции
Аф.пр == П J2 Ь ^фбСр (с0 — Z0)2 ф Ьфбср2о =
сср СФ
„ 4 R . 1 4 R3 1 Л5
= 6 -^13 + 138 • 0,8 (14,6 — 9,2)2 -ф 138 0,6 х
0,0 * J.U’
X 9,22 ^—= 19800 см*.
39
Проверяем прочность панели на изгиб:
в растянутой обшивке
Мг0
^ф.пр
- = 72-3 < 130 • °>6 = 78 кгс/см2;
в сжатой обшивке
^(С0 + 6ф + 6ф-г0) 148 500(14,6 + 0,8 + 0,6-9,2) е1 „ 1ППхх
--------К-----------= 19 800 -экюих
'ф.пр
х 0,8 = 80 кгс/см2,
а
здесь 0,8 — коэффициент устойчивости сжатой обшивки при =
» = 30 < 50; Фф = 1 = 0,8075.
Относительный прогиб панели от нормативной нагрузки без учета
ослабления обшивок стыками определим по формуле
f 5 qul3 5-1,56-1,5-6003 1 г f i 1
I = 384 ’ Еф/ф.пр “ 384 • 85 000 • 19 800 “ 255 < [ I ] “ 250' ’
где 1,5 м — ширина панели.
Проверку скалывающих напряжений производим по клеевому шву
между шпонами фанеры
QSo6 948 - 818 . ~ г-, гу / 2
/ф.пр • n.~d~ 19 800 • 6-4,6 “ 1,33 < ^ск ~ 7 КГС/СМ ’
где Q = 1,5 • 213 • 296 = 948 кгс — поперечная сила у опоры;
5об — 138 • 0,8 • 7,4 = 818 см® — статический момент верхней пол-
ки относительно нейтральной оси.
Конструкция стыков панели. При неравномерно приложенной на-
грузке может произойти смещение продольных кромок панелей относи-
тельно друг друга. Для предотвращения повреждения рулонного ковра
продольные кромки стыкуются в четверть и сшиваются гвоздями
(рис. 8, в).
Разрыв рулонного ковра может произойти и над стыками панелей
в местах их опирания на главные несущие конструкции. Над опорой
происходит поворот торцовых кромок панелей и раскрытие шва:
Пщв === 2/^ОП 1g 6,
где hon — высота панели на опоре; 9 — угол поворота опорной грани
панели, определяемый по формуле
+ р™13 _ 1,55 - 1,5 • 600? _nni1Rr-
'24-£ф/фпр 24-85 000-19 800
здесь рсн — снеговая нагрузка на панель; — модуль упругости се-
мислойной фанеры; /ф.пр — приведенный к фанере момент инерции
сечения панели.
40
Тогда
«шв = 2 • 16 • 0,01165 = 0,373 см.
Для предупреждения разрыва рулонного ковра опорные стыки па-
нелей необходимо устраивать с компенсаторами в виде отрезков стекло-
пластиковых волнистых листов толщиной 5 мм при волне 50 X 167 мм
(рис. 8, б). Отрезки прибиваются гвоздями к опорным вкладышам и
сверху покрываются рулонным ковром. Такие компенсаторы создают
каналы, необходимые для вентиляции внутреннего пространства по-
крытия.
Компенсатор, работая в пределах упругости
материала, должен допускать перемещения
опорных частей панели, связанные с поворотом
торцевых кромок панелей и раскрытием швов.
Произведем расчет компенсатора при пшв =
=3,73 мм. Схема деформации компенсатора пока-
зана на рис. 9.
Перемещение конца компенсатора при изгибе
0,5дщв —
РгЫ • 3
Рис. 9. Расчетная схе-
ма компенсатора
панели
В этой формуле Рг — изгибающий момент в компенсаторе при его де-
формировании, который выражается через напряжение:
Ай2
М = Рг = о ++_ .
6
Из этих выражений получим формулу для проверки нормальных
напряжений в волнистом компенсаторе:
^шв^ст^ст 0,373 • 30 000 -0,5 . п 1Сп , ,
° = —Ты--------~^ЗД1— = 71 < Rcr = 150 кгс/см2,
где £С1 = 30 000 кгс/см2; 6Сг = 0,5 см и г = 5 см.
Весовые показатели панели. Коэффициент собственного веса па-
нели
_ 1000. _ 1000-31
'fe’ + tW б(зз + з1 + юо) ’°’
где gH — вес кровли и утеплителя,
g” = g“p + g*T = 13 + 20 = 33 кгс/м2;
gc.e — вес каркаса,
£с..в = 4 + 4еб = 9 + 22 = 31 кгс;
Рен ~ 100 кгс/м3 — вес снега.
Расход древесных материалов на. одну панель: досок — 0,242 м®,
брусков — 0,048 м3, фанеры — 0,126 м3.
41
Вариант II. Асбестоцементная утепленная панель покрытия
с деревянным каркасом и соединениями
на шурупах
Выбор конструктивного решения панели. Предусматривая зазор
(5 мм), ширину панелей по верхней плоскости принимаем равной
1495 мм. Продольный стык между панелями осуществляется при помо-
щи прибиваемых гвоздями к продольным граням панелей деревянных
брусков, образующих четверть. Зазор между панелями перед укладкой
руберойдного ковра уплотняется теплоизоляционным материалом
(шлаковатой, паклей), а бруски, образующие стык, соединяются гвоз-
дями диаметром 5 мм, забиваемыми через 300 мм (рис. 10 и 11). В про-
дольном направлении зазор между панелями принимаем равным 20 мм.
Каркас панелей из древесины (сосна), II категории элементов,
кровля из асбестоцементных листов (СНиП I-B. 14-69). Соединения кар-
касов с обшивками на шурупах. Утеплитель — твердые минераловат-
ные плиты на синтетической связке (объемная масса у = 200 кг/м3,
теплопроводность X = 0,06 ккал/(ч • м • °C) по СНиП II-A.7-71).
Теплоизоляционные плиты приклеиваются к нижней обшивке панелей
на слое битума, который выполняет одновременно роль пароизоляци-
онной прослойки. Предельный прогиб 1/400.
Несущими элементами панелей являются продольные ребра из
прямоугольных деревянных брусьев. Относительный прогиб при пол-
ном использовании несущей способности материала может быть достиг-
нут при высоте сечения
51а
h — ——=—,
245 £ я
где I — расчетный пролет, см; о = Е — расчетное сопротивление ма-
f
териала, кгс/см2; Е — расчетный модуль упругости, кгс/см2; ---------
предельный относительный прогиб; п — среднее значение коэффициен-
та перегрузки.
Г f 1 1
Приняв о = R = 130 кгс/см2, ф = и среднее значение ко-
эффициента перегрузки п = 1,3, определим высоту сечения
5 • 592 - 130
h =------------i-------= 49,5 см.
24 . 10* • !,3
Цельные деревянные или клееные брусья с таким размером высоты
принимать нецелесообразно. В связи с этим высоту деревянных брусьев
для продольных ребер панелей принимаем равной 220 мм, т. е. со-
ответствующей максимальному размеру в сортаменте пиломатериалов.
Толщину продольных ребер каркаса панелей принимаем не менее
50 мм. Она определяется из расчета панели по второму предельному
состоянию. Обшивки панелей принимаем из непрессованных асбесто-
42
Рис. И. Детали покрытия из асбестоцементных панелей:
а конструкция стыка панелей на опоре; б — схема поворота опорных селений;
шурупы для крепления волнистых листов компенсатора; 2 — битумная мастика; 3 -- ру-
лонный ковер; 4 компенсаторы; 5 — верхняя обшивка; 6 — нижняя ошибка; 7 — глу-
хари § X 120 мм; 8 уплотнение из теплоизоляционного материала; 9 теплоизоля-
ция; 10 *=» ГВОЗДИ» 4 s'" v
цементных листов размером 1200 х 1600 мм, листы для верхней об-
шивки принимаем толщиною 10 мм, для нижней — 8 мм.
Стыкование листов обшивок принимаем впритык. В местах стыко-
вания вдоль панели устраиваются поперечные ребра-вкладыши,
(рис. 10).
Расчет обшивок панелей. Верхняя обшивка, являясь настилом,
рассчитывается (по двухпролегной схеме) на местную нагрузку двух
видов:
собственный вес и снег (расчет на прочность и прогиб);
собственный вес и сосредоточенный груз 100 кгс умножением по-
следнего на коэффициент перегрузки 1,2 (расчет только на прочность).
Нижняя обшивка воспринимает нагрузку только от утеплителя.
Верхняя обшивка. Определим допустимый пролет обшивки
(расстояние между продольными ребрами панели), который должен
быть не больше значений I, получаемых из следующих условий;
прочности на изгиб при снеговой нагрузке
б2
= — 0,125 (/?сн^сн 4" в^а.в) I2 R g ,
откуда
<о___________
6 • 0,125 (рсн»сн + ё’с г/’с в)
1Ю-1® =91
6 • 0,125(0,01 1,4 + 0,0019 .1,1)'
см;
необходимой жесткости обшивки при снеговой нагрузке
>1 > Шн + е”вН3
. I J 384£ 63в-о
12
откуда
I : 1 /ш =
Г [ I J 2 • 12 (Р«н + J
з / 1 ЮООООИз” _А
= I /-------2--------:---------= 70 см;
|/ 400 --ggj- 12(0,014-0,0019)
прочности от действия сосредоточенного груза в 100 кгс на участок
верхней обшивки шириною 50 см
5062
М = 0,203/W < R —
откуда
j = R • 5052omMmH
6 • 0,203Рлм
110 • 50 • is • 1,15 1,2 _
6 • 0,203 100-1,5 ’ ~ 42 СМ’
45
В формулах приняты: /£,, = 100 кгс/м2 — нормативная снеговая
нагрузка; gc.B = 19 кгс/см2 — собственный вес верхней обшивки; Р =
= 100 кгс — сосредоточенный груз при
£
I
монтаже;
400 Пре"
дельный прогиб обшивки; R = ПО кгс/см2 — расчетное сопротивление;
Е — 105 кгс/см2 — модуль упругости асбестоцемента при изгибе.
Коэффициенты перегрузки: пей = 1,5 для снеговой нагрузки;
пы = 1,2 —для монтажной нагрузки; п0,в = 1,1 —для собственного
веса. Коэффициенты условий работы: /ин = 1,15 — для настилов;
т,, = 1,2 — при монтажной нагрузке.
Расстояние в свету между продольными ребрами принимаем равным
375 мм, что удовлетворяет результатам всех трех видов расчета.
Нижняя обшивка. Нижняя обшивка панели работает на
изгиб от собственного веса и веса утеплителя. Для оценки прочности
и жесткости обшивки при изгибе ее нагрузкой от утеплителя и надеж-
ности крепления листов обшивки к каркасу шурупами, работающими
на отрыв, определим вес утеплителя из условия обеспечения необхо-
димой теплоизолирующей способности покрытия.
Толщину утепляющего слоя определяем аналогично предыдущему
примеру.
Приняв /в = 18° С, £ = —26° С, 6об = 0,008 м, по СНиП П-А.7-71
определяем Д£ = 7° С, п = 0,9, k = 1,2, £в = 0,133 ккал/(ч • м2 • °C),
Ra = 0,05 ккал/(ч • м2 • °C), 1Об = 0,3 ккал/('ч • м • °C) и Ху7 =
= 0,06 ккал/(ч • м • °C) и вычисляем толщину утепляющего слоя
бут = II18+-26l.02?:1!.g.- о.’..1!3 -/0,133 4-0,054 10,06 =
I / I и, о I
= 0,042 м.
Принимаем утепляющий слой толщиной 50 мм.
На изгиб нижняя обшивка работает с большим запасом. Толщину
нижней обшивки из конструктивных соображений принимаем 8 мм.
Принимаем для крепления обшивки шурупы с потайной головкой
размером 5 X 60 мм и расстоянием между шурупами §!= 6СИ = 60 X
X 5 = 300 мм.
Расставленные конструктивно шурупы на выдергивание работают
со значительным запасом.
Расчет продольных ребер панели. Определим нормативную и рас-
четную нагрузки, приходящиеся на 1 м2 панели (табл. 3).
Выше было установлено, что определяющим размеры сечения про-
дольных ребер панели является расчет по второму предельному со-
стоянию. Относительный прогиб панели
£ = 5(^с.в + Рен)г3
I 384Е/
f
Подставляя вместо -у- значение предельного относительного проги-
ба LL
i
определим минимально необходимый момент инерции сечения
45
несущих продольных ребер
/ = 5(g”.B+^HH3
384£
5 • 1,5 • 1,83 • 5923 • 400
384 • IO®
= 29 660 СМ4,
где 1,5 м — ширина панели.
Принимаем средние продольные ребра панели сечением 100 X
Х220 мм и крайние ребра — 60 X 220 мм. Поперечное сечение панели
показано на рис. 10, а.
Таблица 3. Нагрузки на панель, кгс/м2
Вид нагрузки Норма- тивная нагрузка Коэффи- циент перегруз- ки Расчет- ная на- грузка
Постоянная нагрузка Асбестоцементные листы — (0,01+0,008) 1900 34 1,1 37,6
Кровля руберойдная трехслойная 12 1,2 14,4
Каркас из древесины — (0,10-2 + 0,06-2 4- 0,05) 0,22 4- + 0,06-0,10-1,13 • 2jjg-500^- 30 1,1 33
Утеплитель (минераловатные плиты на синтетической связ- 1,13 1,06Л „ ке)—0,05 15Q. 1Д6200 7 1,2 9
Итого Снеговая нагрузка 83 100 1,5 .94 150
Полная нагрузка 183 244
Момент инерции сечения
см4.
1а
Крайние ребра даны меньшего сечения, так как они воспринимают
меньшую нагрузку, чем средние.
Определим относительный прогиб панели при принятых размерах
несущих элементов
f _ 5 • 1,5 • 1,83 5923 _ 1
I ~ 384 • 106 . 28 300 ~ 384 ’
Относительный прогиб больше предельного на 3,5%, что можно
считать допустимым, если учесть некоторое увеличение жесткости па-
нели, создаваемое брусками, образующими продольный стык панелей,
которое в расчете не учитывалось.
Нормальные напряжения в продольных ребрах
М _ tec.B + Рен) П 1,5 • 2,44 • 5922-• 22 = 62 КГС/СМ2 <
W 8 • 2.1 16 • 28 300
< Ra = 130 кгс/см2.
47
Проверку скалывающих напряжений в продольных ребрах панели
не производим ввиду их незначительной величины.
Расчет компенсаторов продольных стыков панелей на опорах. При
изгибе панелей происходит поворот торцовых кромок и раскрытие шва
над опорой (рис. 10, б). Раскрытие шва определяется согласно [12].
Для рассматриваемой панели
tg 0 ' 24Е/ ~ 24 • 105 28 300 °’0068'
Раскрытие шва в опорном стыке
аШв = 2йоп tg 9 = 2 23,8 • 0,0068 = 0,3 см.
Компенсатор должен допускать указанные перемещения опорных
частей панели, работая в пределах упругости материала.
Могут быть применены компенсаторы из волнистых листов полиэфир-
ного стеклопластика, имеющего Е = 3 • 104 кгс/см2, 7? = 150 кгс/см2
в й = 5 мм при hB = 50 мм. Тогда напряжения от изгиба (см. вари-
ант 1)
0,3 • 3 104 -0,5 П «СЛ ,2
о = —:—=5—-— = 57 < R — 150 кгс/см2.
3,14 • 52
Весовые показатели панели. Принимая йов = 15, получим
=_____£_____=_______=
бс.в 1000 1000 ’
Лс,.в • 1 1 15-6
Тогда
.факт __ 1000 • g?.B __ 1000 • 18, 1 __ . -
ZfeH+gcHB) 6(183+18,1) ~10’
что полностью соответствует сделанному при сборе нагрузок допу-
щению.
Вариант Ш. Утепленная панель покрытия с обшивками
из плоских листов стеклопластика
или фанеры пролетом 12 м
Поперечное сечение панели принимается коробчатой формы (рис. 12).
Для панелей, предназначенных к применению в вентилируемых
покрытиях, каркас выполняется из клееной древесины сосны или, ели,
которая должна соответствовать требованиям СНиП II-B.4-71 в части
категории древесины, влажности, соединений досок по длине продоль-
ных ребер и высоте их сечения. Для панелей покрытий, вентиляция
которых затруднена, каркасы изготавливаются из клееной древесины,
модифицированной полимерами.
48
Обшивки панелей рассматриваются в двух вариантах:
из плоских листов фенольного стеклопластика, имеющих размеры,
равные длине и ширине панелей;
из плоских листов фанеры марки ФСФ сорта В/ВВ.
Рис. 12. Панель покрытия пролетом 12 м:
J »» верхняя обшивка из стеклопластика (6 = 5 мм) или фанеры (6 = 10 мм); 2 = картону
3 «• утеплитель (6 == 60 мм); 4 слой битума; 5 — нижняя обшивка из стекло-
пластика (6=3 мм) или фанеры (6 = 6 мм); 6 —• отверстия для вентиляции панели.
В скобках даны размеры для панели с фанерными обшивками.
Размеры панелей в плане 1495 X 11980 мм. Каркас панелей устраи-
вается из 4 продольных ребер, соединенных поперечными ребрами. Ши-
рина продольных ребер 80 мм. Расстояние между продольными реб-
рами в свету с = 378 мм.
Конструкция стыков панелей, вид утеплителя, его толщина и кон-
структивное решение крепления к элементам панели принимаются по
данным, приведенным в варианте I.
Панель со стеклопластиковыми обшивками
Расчет обшивок из фенольного стеклопластика.; Толщина верхней
обшивки панели должна быть равна или превышать величину, полу-
ченную из следующих расчетных условий:
3 1529 Д9
1. Из условия прочности при действии нагрузок от собственного
веса обшивки и кровли gc.B = 19 кгс/м2, а также снега (см. табл. 4).
Предполагая обшивку защемленной на опоре, получим расчетный
изгибающий момент по формуле
Mg = ~J2~ (Ренхен + Йс.В^.в) С2100 /?фсГ ——g = fflH.
Откуда
Ренхен "Ь 8s,Bn<S.B
0,01 - 1,5 + 0,0019 • 1,1 __
2 • 140 • 1,15
о
2«фх1®н ’ ?
s=± 0,28 см.
2. Из условия допустимых деформаций при указанных нагрузках.
Приняв в соответствии с п. Зг табл. 23 [11
определяем
(Рсн + 4в)^100
I
1 __________________
150 10053
384Еф.с/Д^?
бв.0
откуда
3/~1Гй50(^н + ^.в) 3/_ 1g-150(0,01 - 0,0019) __ 2
> = С У ------384£ф^-----= 37,8 V 384 -35 000 СМ>
3, Из условия прочности при действии нагрузок от собственного
веса конструкции и монтажной сосредоточенной нагрузки _ Р =
= 100 кгс:
100щмти,
где 7?ф.в1 140 кгс/см^ — расчетное сопротивление фенольного стекло-
пластика; пм=ч 1,2 — коэффициент перегрузки для сосредоточенной
нагрузки; тн => 1,15— коэффициент условий работы для настилов;
т№ = 1,2 — коэффициент условий работы при монтажной нагрузке;
£ф.ет = 35 000 кгс/сма — модуль упругости фенольного стеклопласти-
ка; пе.Б = 1,1 — коэффициент перегрузки для собственного веса.
Верхняя обшивка из фенольного стеклопластика принимается тол-
щиной 5 мм.
Нижняя обшивка работает на изгиб от собственного веса и веса
утеплителя (см. табл. 4). Характеристики утеплителя принимаются по
данным примера в варианте I: толщина утепляющего слоя — 60 мм,
объемная масса — 400 кг/м3.
Толщина нижней обшивки принимается по большему значению,
полученному из следующих расчетных условий:
прочности
х „ 1 /" й.вгас.в + £упс.в.у „ с 1/ 0,0004 -1,1 4-0,0020 • 1,2
бн-° = С У ----------------- = 37’8 V -------2й40ТМ5-------=’
= 0,19 см;
50
допустимых деформаций
я л!3/12’ 150(й.в +gy) Q7 я?/ 12 • 150 « 0,0024 ™ ПОЙ
бн.о - с у 384Е^ ' ~ 37,8 j/ 384 . 35 000 - 0,26 см.
Нижняя обшивка принимается из листов фенольного стеклопласти-
ка толщиной 3 мм.
Расчет панели на общий изгиба Учитывая, что фенольный стекло-
пластик имеет низкое значение модуля упругости (Еф — 35 000 кгс/см2),
а обшивки приняты весьма тонкими, считаем обшивки работающими
Таблица 4. Нормативные и расчетные нагрузки при обшивках из плоских листов
фенольного стеклопластика, кгс/м2
Вид нагрузки
Постоянная нагрузка
Кровля рулонная трехслойная
Стеклопластик фенольный — 0,005-1400+0,003-1400
Г
Каркас из клееной древесины— (0,08-4+0,04)0,38 +
15-0,08-0,378-0,38 1 _ Л 1
+ 12 j 500 1,5
Утеплитель (минераловатные плиты на битумном свя-
зующем) по данным примера 1, вариант I
12
7+4=11
50
20
1,3
1,1
1,1
1,2
16
12
55
24
Итого Снеговая нагрузка 93 100 1,5 107 150
Полная нагрузка на 1 ма покрытия gH = 193 g = 257
только на местный изгиб и не участвующими в работе на общий изгиб
панели. Таким образом, в запас прочности принимаем, что на общий
изгиб панелей работают только продольные ребра каркасов высотой
880 мм.
Нормативные и расчетные нагрузки для этого расчета приведены в
табл. 4.
Изгибающий момент
\,Zgl^ 1,5 • 257 - 122
/И =--+— =------г---- = 6778 кгс • м
о о
Геометрические характеристики сечения
F = АЦ.-1Ц+ = „ 8664 см»;
об ’
(5 -4+4) Л® (8 4 + 4) • 383 1С, С(Д «
sa!---12---- ~ -164 616 см4.
Проверяем прочность панели
М 677 800 , D . й
о = — —86б4 - = 78 < Ra = 130 кгс/см1 2;
QS 2313 • 5776 Л о п пл 2
Х ~ ~Hibr, ~ 164616 • 4 • 8 • 0,6 — 4,2 < ~ 24 K1C/CM ,
где Q == 1,5 , 257 * 6 — 2313 кге — поперечная сила у опоры; 5 «
= 8 4 19 • 9,5 ==! 5776 см3 * — статический момент половины се-
чения относительно нейтральной оси, здесь 4 — количество ребер.
Относительный прогиб панели от нормативной нагрузки
/ 5.1,5-?н13 5 . 1,5 • 1,93 • 11,868 1 Л f 1 I
~~l 384 • 10® - 164 616 — 261 I j ' 250
Весовые показатели панели* Коэффициент собственного веса
k__________1000 ’ в______________1000’55 = 24 4
в-В“ Ц§й + §н0.в+р“н) ~ 11.98(32 + 55+ 100)
где g“ — 12 + 20 = 32 кгс/см2 — вес кровли и утеплителя (см. табл. 4);
g“B = Ц +50 — 61 кгс/м2 — вес обшивок и каркаса (см. табл. 4);
ран — ЮО кгс/м2 — вес снега.
Расход материалов: досок из древесины II сорта — 1,7 м3; стекло-
пластика — 0,144 м3.
Панель с фанерными обшивками
Толщина верхней обшивки определяется из следующих расчетных
условий;
прочности при нагрузках от снега и собственного веса
я /” Ренхен &о.вис.в 07 Q 1Г 0,01- 1,5 + 0,0019- 1,1
О„ о = в ] /-------оЯ---------s=i 37,0 I/-------5—=5—f-rp-------=Я
®-° |/ 27?фта Г 2 • 50 • 1,15
0,47;
допустимого прогиба от тех же нагрузок (нормативных)
__ 3/ 12 - 150 (р«н + g“ в) 3 г 1800 (0,01 + 0,0019)~
Ов.о — С ~ 384£.ф =о/|/- 384.70 00Q —
= 0,19 см;
прочности при нагрузке от собственного веса конструкции и монтажной
сосредоточенной нагрузки в 100 кге
й , Г (i°°ge.B«c.Bc+ 1,5Агм)У~_
°во - у 200SopmHmM
1 / (100 • 0,0019 - 1,1 - 37,8 + 1,5 • 1,2 • 100) 37,8 Л
= V -------------200 /50--1Д5-—2------------- = °’72 СМ’
где = 50 кгс/см2 — расчетное сопротивление фанеры поперек во-
локон; = 70 000 кгс/см2 — модуль упругости фанеры поперек воло-
52
кон наружных слоев; gs.B = 19 кгс/см2 — собственный вес верхней об-
шивки и рулонной кровли.
Толщина верхней обшивки принимается равной бв0 = 10 мм.
Нижнюю обшивку конструктивно принимаем толщиною 6 мм.
Расчет панели на общий изгиб. Определяем геометрические приве-
денные параметры поперечного сечения панели при высоте продоль-
ных ребер каркаса — 330 мм.
Расчетная приведенная ширина обшивки
&пр = с • 0,9 • 3 + &Пр • 4 + 4 = 37,8 • 0,9.3 4 8 • 4 4 4 ~ 138 см,
где 0,9 — коэффициент, учитывающий неравномерность распределе-
ния по ширине панели (см. приложение 16).
Приведенный к материалу нижней обшивки (фанере толщиной 5—
7 мм) статический момент сечения относительно нижней плоскости ниж-
ней обшивки
с
2
S = &пр
+ 6в.о (бн.о 4 ~+ Й-р +
+ бн.о) (V 4 + 4) = 138 [-2^- + 1 (°’S 6 + 33 + 4) х
„ 85 - 103 1 [ зз л , 100 - 103 Q(-R17 о
X -95 . 10з- ] + зз 4- 0.6J (8 . 4 4 4) 95 ;-joa- ~ 25 617 см\
Приведенная площадь сечения панели
Рпр = &пр (6н.о 4- 6Е.о + йр (Ьр • 4 + 4) =
\ сф.н / °ф.д
= 138 (о,6 + 1 -g-ng-) + 33 (8 - 4 4 4) 1 393 gm2;
S 25 617
F “' 1393
== 18,4 см;
zB = hp 4 бн.о 4' бв.о “ 4 == 33 4 0,6 4" 1 — 18,4 == 16,2 см.
Момент инерции сечения, приведенный к материалу нижней обшивки
+{<», «+d[4+Mz- - 4 - «—)*]} -Tt
- 138 [0,6 (18,4- А-)’ + 1 (16,2- 4)' (o', ] +
+ {<8 • 4 + 4) + 33 (18,4 - 4 - 0,б)‘]) - .
== 166 813 см4.
S3
Проверка прочности панели при изгибе:
сжатой обшивки
Мга • Ел> 1,5 • 2,52 1186? • 85 • 10? • 16,2
7^7/" =-------------8 Г166 813.95; 103-----= 57 КГС'/СМ~ < =*
^ф.н
= 100 (1 —0,2) = 80 кгс/см2;
растянутой обшивки
Л12н 1,5 • 2,52 • 1186? • 18,4 , о . п юк л с
—р- = — -------^7166'813---- = 73 КГС/СМ < ^р-Ф = 135 ' °>6 ~
= 81 кгс/см2.
Проверка скалывающих напряжений производится по клеевому'шву
между шпонами и по нейтральной оси сечения.
Скалывающие напряжения по клеевому шву между шпонами фане-
ры
ЯЗф.в 1683 • 1937 , о Г, С ,2
/ф.в2&р ~ '166 813 • 4 • 8 • 0,6 ~ 1,2 < ^*-ок — 6 кгс/см ’
где Ьр — Ь‘ 0,6, здесь 0,6 — коэффициент непроклея.
Скалывающие напряжения по нейтральной оси сечения
QSnp
ЛА
1683.5633
166 813 • 4 • 8 • 0,6
— 3 < /?ек = 24 кгс/см2.
При вычислении вышеуказанных величин приняты следующие
значения: £ф.н = 95 • 10s кгс/см2 — модуль упругости фанеры марки
ФСФ сорта В/ВВ пятислойной толщиной 5—7 мм вдоль волокон наруж-
ных слоев; Е$.в — 85 • 10s кгс/см2 — то же, семислойной толщиной
8 мм и более; Ея = 10® кгс/см2 — модуль упругости клееной древеси-
ны; za — 18,4 см — расстояние от нейтральной оси до нижней поверх-
ности панели; гв — 16,2 — то же, до верхней грани панели; =
= 193 — 6 = 187 кгс/м2 — нормативная нагрузка на панель, опреде-
ляемая по табл. 4, с учетом уменьшения высоты продольных ребер в
380 мм до 330 мм; g = 257 — 7 = 250 кгс/м2 — то же, расчетная;
Q == 187 • 1,5 • 6 = 1683 кгс — поперечная сила у опоры; 5ф,.в —
приведенный к материалу нижней обшивки статический момент верх-
ней обшивки относительно нейтральной оси сечения, определяемый
по формуле
Q _____ / К Л>.о / Л.о ) __ ,оо 1 85 000 Л с О _11 ______
*^ф.в —” ^пр^в.о g 2 / юо • 1 95 000 2 /
= 1937 см3,
Snp — приведенный к материалу нижней обшивки статический момент ?
верхней части сечения панели относительно нейтральной оси,
Snp 5Ф.В + = 1937 + 4 • 8 (--6’-2 =
= 5633 смв;
54
ф — коэффициент устойчивости сжатой обшивки,
/ с \2
, \ +.о / 1 37,82 п о
ф — 1 5000 “ 1 5000' ~ Со-
относительный прогиб от нормативной нагрузки без учета ослаб-
ления обшивок стыками
5.1,5g”/3 _ 5 • 1,5 1,87 • 1186®’ _ 1 Г / I 1
I ~ 384£ф н/й 0 384 • 95 000 • 166 813 ' 260 < I ] ~ 250
Весовые показатели панели» Коэффициент собственного веса
1000- g”B 1000 • 55
«G.B --
384£ф.1Л.О
______________________= 24 4
ll,98 (32 + 55-f-100)
I № + Й'с.в + Ред)
где gs == 12 + 20 = 32 кгс/м2 — вес кровли и утеплителя (см. табл. 4);
go.B = 10 + 45 = 55 кгс/м2 — вес обшивок и каркаса; paes —
= 100 кгс/м2 — вес снегового покрова.
Расход материалов:
досок II сорта — 1,46 м8; фанеры — 0,288 м®.
Конструкция стыков панелей
Конструктивное решение стыков панелей принято такое же, как
и для панели, запроектированной в варианте I. Разрыв рулонной кров-
ли предотвращается при помощи компенсатора из волнистого стекло-
пластика толщиной 3 мм.
Раскрвттие шва компенсатора над опорой вычисляется по формуле
сш = 2/ion tg 9,
где hon — высота панели на опоре; 0 — угол поворота опорной грани,
определяемый по формуле
(яй_ „ 1,5 - 2,5 - 1 1863 nn,R.
§ 24£'<м7ф н " 24 • 95 • 103 - 166 813
где Рен = 150 кгс/м2 — расчетная снеговая нагрузка на панель;
Бфв = 95 -10® кгс/см2 — модуль упругости материала нижней об-
шивки; 7ф Н = 166 813 см4 — момент инерции, приведенный к мате-
риалу нижней обшивки.
Тогда
52 . 3,14
аш = 2-34,6-0,0161 = 1,11 см.
Нормальные напряжения в волнистых компенсаторах
____ аш^ст+т 1,11 • 30 • 10® • 0,3 ют , пст 1 г-п , »
—fa-------------------52~ 3?14— = 127 < =150 кгс/см2,
где Ест, ~ 30 000 кгс/см3 — модуль упругости полиэфирного стекло-
пластика; 6О7 ~ 0,3 см —• толщина листов стеклопластика; hB =
= 5 см — высота волны листов стеклопластика; — 150 кге (ра-
счетное сопротивление полиэфирного стеклопластика при изгибе).
55
ПРИМЕР 2. ДВУХСКАТНЫЕ БАЛКИ ПОКРЫТИЯ
Разработать несущие конструкции покрытия спортивного здания а
размерами в плане (в осях) 11,8 X 52 м. Лесоматериал — сосновые
доски и бруски и березовая строительная фанера. Соединения — кле-
евые, заводского изготовления. Район постройки — г. Тюмень. Кон-
струкции относятся к группе А1.
Выбор типа несущих конструкций и схемы здания. Покрытие про-
ектируем бесчердачным с теплой кровлей. При заданных виде лесома-
териала и клеевых соедине-
ниях основные поперечные
конструкции принимаем в
виде сплошных клееных ба-
лок с расчетным пролетом
I = 11,8 м, размещенных по
длине здания с шагом В = 6 м.
Для ограждающих конструк-
ций покрытия принимаем
клеефанерные утепленные па-
нели размером 1,5 X 6 м, ко-
торые укладываются по верх-
ним поясам балок с уклоном
кровли i — 0,1.
Сплошные балки имеют
меньшую по сравнению с фер-
мами ~ высоту, что сокращает
отапливаемую кубатуру по-
мещения и более просты в
изготовлении. При этом до-
пускается применение в ме-
нее ответственных местах ма-
ломерных пиломатериалов бо-
лее низких качественных ка-
тегорий. Крупноразмерные
кровельные панели заводско-
го изготовления существенно
снижают число монтажных
элементов и трудоемкость
монтажа покрытия.
Балки опираются на де-
Рис. 13. Конструктивная схема здания:
1 балки покрытия; 2 — панели кровли; 3 -=
стойки; 4 — обвязочный брус; 5 — скатные связи;
6 —* вертикальные связи между стойками; 7 »
распорки; S = жесткий торец.
ревянные стойки, защемленные в фундаменты. Пространственная
жесткость здания обеспечивается вертикальными связями в плоскости
стоек и скатными связями между балками, устанавливаемыми между
крайними рамами и по середине длины здания.
Ветровое давление вдоль оси здания воспринимается пространствен-
ными жесткими торцами, а ветровое давление поперек здания воспри-
нимается рамными поперечниками.
Пространственная схема здания со связями показана на рис. 13.
56
МНОГОСЛОЙНЫЕ КЛЕЕНЫЕ БАЛКИ
Нормативная нагрузка на покрытие от панелей кровли при ее уклоне
а = 5°43'
_~5— = 5=5 64,5 кгс/м2.
cos а 0,995 ’
Нормативная нагрузка от клееной балки покрытия
о-н _ §кр + Рен______64,5 4- 100__ 1, 2
go - 1000 1000 КГС/М .
7.11,8
Снеговая нормативная нагрузка для III района
Рен = ср0 — 1 • 100 = 100 кгс/м2.
Коэффициент перегрузки псн = 1,5 по и. 5.7 СНиП П-6-74 при
gH 80 п о
отношении нагрузок = 0,8.
. Нагрузки на покрытие сведены в табл. 5.
Таблица 5. Нагрузки на покрытие
Вид нагрузки Коэффициент перегрузки Нагрузки
единичные, кгс/м2 на 1 м балки, кгс/м
И а,® к О га га к. а к К та > в га С- ₽ й 6. Н к о сз та в 2 В К га > в о f- га о Р- Ст
Постоянная нагрувка Клеефанерная панель Многослойная балка 1,1 64,5 15 74 17 387 90 444 102
Итого Снеговая нагрувка 1,5 80 100 91 150 477 600 546 900
Полная нагрузка — . 180 241 1077 1446
Вариант I. Клееная дощатая балка
Двухскатную балку покрытия проектируем прямоугольного сечения
из пакета уложенных плашмя остроганных по пластям досок, склее-
ных фенольным водостойким клеем.
Высоту балки в середине пролета h и на опорах й0 при уклоне верх-
него пояса I == 0,1 принимаем;
= ПТ-—1’1 м’ Ло = й —1,1—0,1= 0,51 м.
57
Расчет сечения. Расстояние х от опоры до наиболее напряженного
при изгибе сечения при равномерной нагрузке
11,8.0,51 0
^-г^-ттг-^2-74 м>
а высота балки в этом сечении
= h0 + xi ~ 510 + 2740 • 0,1 === 784 мм.
Расчетные изгибающий момент в опасном сечении и поперечная си-
ла. на опоре балки
Мх = (/ — х) = (11,8 — 2,74) = 17950 кге • м;
„ ql 1 446 • 11,8 окоп
Q —=------------2—“ = 8530 кге.
Требуемый момент сопротивления балки в опасном сечении
w/ Мх 1 795 000 , , ot-~ з
= ~о,9з .130" = 14 850 см •
При известных высотах сечений балки прямоугольного профиля
ширина сечения определяется по следующим условиям прочности:
по нормальным напряжениям от изгиба
, 6Г1Р 6 • 14 850 . . г
Йи 2 78 42 ~ ^,5 см»
,1'х ’
на скалывание клеевого шва в опорных зонах
h — 3(3 — 3 • 8530 17 .р
°<ж 2h k R "о—к!—пй—оТ' = 17,46 СМ,
"•(ЛоЛк 2 • 51 • 0,6 • 24
где тб = 0,93 и kaK = 0,6 — коэффициенты к моменту сопротивления
по табл. 18 Ш и к расчетной ширине сечения по п. 4.10 [Г].
Принимаем для балки по сортаменту доски 180 X 50 мм, которые
после четырехсторонней острожки будут иметь размеры 175 X 44 мм.
Балка в середине пролета собирается из 25 слоев, а на концах — из
12 слоев со стеской на концах до высоты 500 мм.
Относительный прогиб двухскатной балки прямоугольного сечения
определяется по формуле
/ 5qHls _ 5 • 10,77 • 1 180» _ 1 1
I 8=3 384ЕА/ "384 • 1б6 • 0,542 • 1 940 600 ~~ 455' 300 *
где / — момент инерции поперечного сечения в середине пролета
балки,
т bh? 17,5.110s . плр д.
/ —~12------= * 940 000 см4;
k — коэффициент, учитывающий переменность сечения балки,
k 0,15 + 0,85 0,15 + 0,85 0,542.
58
Принятые сечения балки в пролете и на опорах удовлетворяют
требованиям прочности, жесткости и поперечной устойчивости, по-
скольку при этом соблюдается условие ~ = •!— = 6,3 < 8,5.
Расчет опирания балок. Из условия смятия поперек волокон дре-
весины балки в опорной плоскости находим ширину обвязочного
бруса
А А 8 530 о
Ь°б “ ' W?eM9o ~ 17>5 ’ 24 ~ 20’3 СМ’
Рис. 14. Заготовочный блок для изготовления балки.
Проверяем высоту обвязочного бруса, как распорки вертикальных
связей между стойками при [X] = 200 при расстоянии между балками
В — 600 см:
— кг ~ 200 • 0,289 ' ~ см < к°б ~~ см‘
Общий вид заготовочного блока для изготовления двухскатной
балки показан на рис. 14. Компоновка пакета по сортам древесины
производится в соответствии с требованиями п. 2.2 [1] по категориям
элементов деревянных конструкций. Применяем клей марки КБ-3.
Запрессовку производим на прессах или с помощью вайм. Расход клея
находим по формуле (7)
0,25 (гесл— 1)
«сАл
0,25 • 24
25 • 0,044
5^^-0,175-11,8 = 9 кг
А
Изготовление балок, контроль качества и приемка готовых конст-
рукций производится в соответствии с [10].
Узел опирания балки на стойку показан на рис. 15, а. Детали креп-
ления скатных связей к балке даны на рис. 15, б и в.
Вариант II. Клееные дощатые армированные балки
Разработка схемы здания, сбор нагрузок и определение расчетных
усилий выполняются аналогично произведенным выше.
С целью уменьшения габаритных размеров балок по высоте приме-
няем армирование. Армирование может быть одиночным с расположе-
нием арматуры в растянутой зоне и двойным"с расположением арма-
туры в растянутой и сжатой зонах. Для армирования применяется
горячекатаная арматура периодического профиля из стали класса
А-П в количестве 1,5% от площади поперечного сечения балки.
59
Си Й
Сечение армированных балок подбираем из условия, чтобы жест-
кость их была не меньше жесткости неармированной балки, рассчи-
танной для клееных дощатых балок, т. е. /пр — /.
Балка с одиночной арматурой,; Из формулы
т b№ l+4nfx ( Еа 2,1 10е о,
= — • -ТЬГ Г = if = ~10*— = 21 ~ отношение ио-
р
дулей упругости материалов; р = ~ 0,015 — коэффициент
армирования сечения^ при b — 17,5 см и /пр = I ~ 1 940 000 см4
находим требуемую высоту балки в середине пролета
, тр _ 12(1+^ьоЖ~1940ооо ~ _ q. 9
6 ~~У b(l + 4nii) ~У 17,5 (1 4" 4 21 • 0,015) — У1,2 СМ.
Балку собираем в середине пролета из 20 слоев досок — h — 4,4 X
X 20 = 88 см, а на концах, принимая уклон верхнего пояса i — 0,08 —
из 10 слоев со стеской в торцах до высоты /гв = 88 •— 0,08 • 590 =
— 41 см.
Проверяем принятое сечение (см. вариант I данного примера):
по прочности по максимальным нормальным напряжениям в рас-
четном сечении на расстоянии х = —= 2,75 м от опоры
при hx = 41 + 275 • 0,08 = 63 см и /Пр..х = 747 000 см4
Mxhx _ 1 795 000 • 63
/прк • 2 ‘ m6 747 000 • 2 • 1,035
= 74 кгс/см2 < 7?и;
по прочности клеевого шва на скалывание на опоре
__ Ф-’пр.оп _____ 8530 • 4930______9о к т> ______ ол кгс/ем2
Т " ЬАск/пр.оп 17,5 • 0,6 • 171 ООО “ 23,5 < ^ск ~ 24 КГС/СМ ’
где Snp он — статический момент опорного сечения,
5пР.сП = (1 + пр) - (1 + 21 • 0,015) = 4930 см8;
/пр.оп — момент инерции опорного сечения,
, 17,5-413 1 4-4 • 21 • 0,015 ,
/пр.оп — 12 1 + 21 . (4015 171000 см,
kCK — 0,6 — коэффициент к расчетной ширине клеевого шва по п. 4.10
III;
по жесткости
f _ 5 • __ 5 . 10,77 - 1 1803 __ 1 I
I 384 • Ед • Znp • £ce4 384 • 10s 1 690 000 • 0,546 ' 396 < 300 S ;
где /пр — момент инерции сечения балки в середине пролета,
j 17,5 • 883 1 4- 4 • 21 • 0,015 . СПЛ 4
/п₽— 12 • 14-21.0,015 —" 1690 000 см,
64
&сеч — коэффициент, учитывающий переменность сечения балки по
длине
fece4 *= 0,15 + 0,85 = 0,15 + 0,85 41- = 0,546;
п. оо
------предельные прогибы балок покрытий, табл. 23 [1].
оии
Принятые сечения балок в пролете и на опорах удовлетворяют тре-
h 88
бованиям прочности, жесткости и устойчивости, так как -у = -jyg- =
Рис. 16. Поперечные сечения клеедощатых армированных балок:
а g единичной арматурой (J на опоре; 2 » в середине пролета); б мм е двойной
арматурой (3 — на опоре; 4 — в середине пролёта).
Находим площадь арматуры Fa = 0,015 • 17,5 • 88 = 23 см2. При-
нимаем по всей длине балки два стержня d — 40 мм с Fa = 25,12 см2.
Для укладки арматуры в двух крайних досках выбираются пазы
шириной 42 мм, глубиной 21 мм. В пазы перед запрессовкой пакета
заливается эпоксидный клей с наполнителем (древесная мука) и укла-
дывается арматура. Поперечное сечение балки с одиночной арматурой
показано на рис. 16, а.
Узел опирания балки на стойку, его расчет и детали крепления скат-
ных связей к балке решаются аналогично варианту I. Там же приведены
общие требования по изготовлению клеедощатых балок.
Балка с двойной арматурой.,- Из формулы 7пр -= (1+3 /ш)
при р = 3% (см. балку с одиночной арматурой) находим требуемую
62
высоту сечения в середине пролета
л1р
.7—
И b (1 + Зпц)
У 12-1 940 000 '
И 17,5(1+3-21-0,03)
= 77,4 см.
Балку собираем в середине пролета из 18 слоев досок — h = 4,4 х
X 18 = 79 см, а на концах, принимая уклон верхнего пояса i = 0,08,—
из 8 слоев досок со стеской в торцах до высоты !г0 = 79 — 590 • 0,08 =
= 32 см.
Проверяем принятое сечение (см. вариант I данного примера):
по прочности
X = ~'"^~0'0792 ' 2,4 М’ Нх = 37 + 24 ’ 0,08 = 56,2 СМ;
/пр.* = 750 000 кге/см2; Мх == (/ — х) =
ll46J_2d- (11,8 — 2,4) = 16 240 кгс м;
1 624 000 • 56,2
° ” ' 750 000 -2 • 1,07
= 56,1 кгс/см2 < ^и;
по прочности клеевого шва
Зпр.оп == 17^-5g-' (1 + 2 • 21 - 0,03) = 5060 см3;
/пр.оп = -17-^— (1 + 3 - 21 • 0,03) = 138 000 см4;
8530 • 5060 пп о ч пл / .,2
* «= • 17>5 . 0 6 . 138ооо~ “ 29,8 > ^ск ~ 24 кгс/см >
условие не выполнено.
Усиливаем опорное сечение еще одной доской длиной от края балки
2500 см (тогда ho — 36,4 см) и снова проверяем сечение:
по жесткости
f 5 • 10,77 • 1 1803 _ 1 / 1
I ~~ 384 • 105 2 060 000 • 0,5 ' 355 300 *
где 7пр J7!.5--!9*. (1 + з - 21 - 0,3) = 2060000 см4,
йееч₽0,15 + 0,85 =0,5.
Находим площадь арматуры — Уа = 0,03 • 17,5 • 79 = 41,4 см®,
Принимаем четыре стержня d = 36 мм с Ра ~ 40,8 см®.' Уклада
нижней арматуры производится так же, как в балке с одиночной арма-
турой — одновременно е запрессовкой заготовочного блока. Скатная
арматура укладывается в профрезерованные пазы шириной и глубиной
по 38 мм, заполняемые эпоксидным клеем е наполнителем, после изго-
товления балки с принятым очертанием верхнего пояса. Поперечное
сечение балки с двойной арматурой показано на ри@. 16, &
63
Узел опирания балки на колонну, его расчет и детали крепления
скатных связей к балке решаются аналогично варианту I данного при-
мера (рис. 15). Там же приведены общие требования по изготовлению и
компоновке блока из досок различного качества с учетом требований
[11 п. 2.2.
КЛЕЕФАНЕРНЫЕ БАЛКИ
Выбор типа несущих и ограждающих конструкций и разработка
пространственной схемы здания со связями приведены выше.
Статический расчет.. Определение нагрузок. Нагрузки
приведены в табл. 6.
Таблица 6. Нагрузки на покрытие
Вид нагрузки Коэффициент перегрузки Нагрузки
единичные? кгс/м2 на 1 м балкн# кгс/м
О с5 Я » S ® рас- четная нор- матив- ная рас» четная
Постоянная нагрузка Клеефанерная панель Клеефанерная балка 1,1 64,5 9 74 10 387 54 444 60
Итого Снеговая нагрузка 1,5 74 100 84 150 441 600 504 900
Полная нагрузка 174 234 1041 1404
Определение расчетных усилий. Наиболее опас-
ное при изгибе двухскатных балок коробчатого и двутаврового профи-
ля сечение балки находится от опор на расстоянии
х =. I [Уу (1 + у) — у] = 1180 [У0,648 (1 + 0,'648)' — 0,648] = 456 см, »
где ......
Y Z tg сс 1180-0,1 — °>648’
Йо — расстояние между центрами сечений поясов на опорах балки.
Расчетные изгибающий момент в опасном сечении и наибольшая *
поперечная сила на опоре балки
М « (/ — х) = 1424_* 4-51 (11,8 — 4,56) = 23 180 кге • и,
n ql 1404 -11,8 ап'тп *
О -тг- 8=5----в—8270 кге.
^2 2
64
Вариант НЕ. Клеефанерная балка с плоской стенкой
Конструктивное решение балки. Принимаем балку покрытия двух-
скатной, трапецоидального очертания, поскольку более экономичное
криволинейное очертание верхнего пояса не отвечает принятому па-
нельному решению кровли. Высота клеефанерной балки в середине про-
лета назначается по условиям экономичности и жесткости в пределах
/ 1 1 ) 1 / 1 . 1 \ .
1у + у Н, а на опорах — в пределах I 4- yg-1 I — по условию
прочности фанерной стенки на срез.
Принимаем полную высоту балки h в середине пролета и на опорах
he при учете уклона кровли i — 0,1:
h «-L = 1,5 м; h.e = h—-^-i = 1,5— -^0,1 - 0,91 м.
’ ' Принимаем для стенки балки березовую фанеру марки ФСФ сорта
В/ВВ (ГОСТ3916—69) с наибольшими размерами листов 1525X 1525 мм.
Стенку балки составляем с наибольшей высотой h = 1500 мм и длиной
I = 12 000 мм из восьми листов фанеры с размерами после обрезки
1500 X 1500 мм. Конструкция клеефанерной балки двухстенчатая,
обладающая повышенной боковой жесткостью и жесткостью при кру-
чении; способствует меньшему скоплению пыли на поверхности, удоб-
на при эксплуатации и окраске балки.
Пояса балки и все другие дощатые и брусчатые элементы выполня-
ются из остроганных по четырем сторонам досок и брусков из древесины
сосны с влажностью не более 12%.
Подбор сечений элементов балки. В предварительном расчете эле-
ментов сечения требуемую суммарную толщину фанерных стенок балки
определяем из условия прочности их на срез по формуле
vs Qs6p Q 8270 , „
“ 0,78.91 - 65 “ !'8 “•
где Q — расчетная поперечная сила на опоре балки; k — коэффициент
плеча внутренней пары сил в выражении = kh (h( — полная вы-
двр
сота балки в Z-м сечении), примерные значения которого равны 0,75—
0,8 — в опорных и 0,8—0,85 — в пролетных сечениях балки; /?ф.ср —
расчетное сопротивление срезу семислойной фанеры марки ФСФ сорта
В/ВВ толщиной >8 мм поперек волокон наружных слоев по приложе-
нию 4.
Выбор сечения поясов. Предварительно требуемую
площадь одного пояса двухскатной клеефанерной балки определим по
приближенной формуле
М Я1* 14,04 • 1180® оп. ,
F« "* ЖГ ” "W “ ~8~78""150 100~ “ 204 СМ ’
где М и h — расчетный изгибающий момент и полная высота сечения
балки в середине пролета; k — коэффициент приведения усилия к рас-
четному сечению балки.
63
Проектирование балки. Принимаем сечения обоих
поясов одинаковыми и постоянными по длине балки и составляем их
из четырех вертикальных слоев досок. Наружные слои выполняем из
досок 145 X 45 мм, а внутренние, примыкающие к фанерной стенке,—
из двух узких досок 70 X 35 мм в каждом слое с зазором между доска-
ми 5 мм для снижения дополнительных внутренних напряжений в кле-
евом шве вследствие большей поперечной усушки досок поясов по
сравнению с фанерной стенкой.
Площадь принятого сечения одного пояса (рис. 17)
Fn = 2 • 14,5 • 4,5 4- 4 • 7 • 3,5 = 228,5 > 204 см2.
Верхний сжатый пояс проектируем с одним стыком досок впритык
в середине пролета. Этот стык перекрывается парными дощатыми на-
кладками для повышения боковой жесткости. Стыковые накладки се-
лением 200x75 мм и длиной 660 мм крепятся с каждой стороны стыка
четырьмя болтами d — 16 мм длиной 360 мм.
Доски нижнего пояса соединяются по длине зубчатыми стыками,
располагаемыми вразбежку, причем в одном сечении допускается не
более одного стыка, а расстояние между стыками принимается не ме-
нее 300 мм.
Стенка балки проектируется из двух листов семислойной березо-
вой фанеры марки ФСФ сорта В/ВВ толщиной 9 мм с расположением
волокон наружных слоев шпонов перпендикулярно к оси нижнего поя-
са балки. Листы фанеры соединяются по длине балки встык и перекры-
ваются накладками шириной 150 мм по всей высоте стенки.
Фанерная стенка крепится основными ребрами жесткости, уста-
новленными на расстоянии 1500 мм друг от друга в местах опирания
продольных ребер кровельных панелей, совпадающих с местами распо-
ложения стыков фанерных листов стенки. В промежутках между
основными ребрами размещаем дополнительные ребра жесткости.
При принятом размещении ребер с шагом а = 750 мм удовлетворяется
требование по обеспечению устойчивости фанерных стенок балок, по-
скольку при этом соблюдается условие
а = 0,75 < 4- = = !>31 м-
Основные и дополнительные ребра жесткости выполняются из па-
кета сосновых досок шириной &р = 95 мм. Опорные сечения балки
усиливаются над опорами спаренными ребрами жесткости тех же раз*
меров.
. Элементы клеефанерной балки склеивают водостойким фенольным
клеем марки КБ-3, учитывая возможность увлажнения балки при
транспортировании и монтаже.
Конструкция клеефанерной балки показана на рис. 17, а; попереч-
ные сечения поясов и ребер жесткости — на рис. 17, б.
Проверка принятого сечения.; Характеристики приве-
денных сечений. При определении приведенных к древесине
геометрических характеристик расчетных сечений балки площади
СТ
B/ь
фанерных элементов умножаем’на отношение ~~ = 0,7, а рабочую
высоту фанерной стенки принимаем равной полной высоте стенки —
при отсутствии в рассматриваемом сечении стыков фанеры и равной час-
ти высоты стенки, перекрытой стыковыми накладками (расстояние
между поясами в свету) — при наличии вертикальных стыков фанеры.
В t-м поперечном сечении балки приняты следующие обозначения:
— полная высота сечения; hi — расстояние между центрами поясов;
hto — рабочая высота стенки балки.
Определяем приведенные статические моменты брутто в опорном
сечении относительно нейтральной оси площади сечения пояса Sn и
половины сечения S:
Sn = Fa А- = 2Ау 6..5 8730 смз.
5 = Зп + -Al Йо-А- = 8730 + 9 I2 • 0,7 = 10 030 см3,
о о
Моменты инерции брутто приведенных поперечных сечений относи-
тельно нейтральной оси в опорном сечении Zo, расчетном сечении на
расстоянии х = 4560 мм от опор 1Х и в середине пролета балки /:
/о = 2/х 4- -А- (/4)2 + -А- .А- = 8130 + 76,52 +
+ 0,7 • 913 - 756 300 см4;
Jx = 8130 + 1222 + АА.. . Ю73 = 1 837 000 см4;
I = 8130 + • 135,5s + • 121s = 2 291 000 см4,
где
2&nft® о . 16. 14 кз
2/, = —= 81зо см4.
Проверка сечений по прочности:
на изгиб балки в опасном сечении
Mhx 2318000-136,5 ос . п ,
~Х-ГГ = ~Г83700Т-2"' = 86< = ЮО кгс/см2;
на срез фанерной стенки в опорном сечении
QS 8270 -10 030 . п ес , ?
2бер/о~ 2 • 0,9 - 756 300 ~ 61 < ^*-3Р ~ 65 кгс/см ;
на скалывание клеевого шва между шпонами фанеры в местах
приклейки досок пояса к стенкам фанеры в опорном сечении
QSn 8270 • 8730 „ . D с , 2
&ск/0 ’ 2 • 2 • 7 756 300 3,4 < ~ 8 кгс/см ,
68
1
309 <
где 7?ф.ср; 7?ф.ок — расчетные сопротивления семислойной фанеры
поперек волокон наружных слоев по приложению 4; — суммарная
ширина приклеиваемых к фанерной стенке досок пояса.
Проверка сечений по жесткости. Относительный
прогиб двускатной клееной балки коробчатого поперечного сечения при
учете переменности сечения и влияния сдвигов в клеевых швах
f _ fap kc _ 5qal^ _ 5 • 10,41 • 11803 2,454
I ~~ I k 384EI k 384 • 105 • 2 291 000 * 0,738 “
f] - 1 •
I J " 300 ’
где fcp — наибольший прогиб балки постоянного сечения, вычислен-
ный по моменту инерции I в середине пролета двускатной балки; k —
коэффициент учета переменности сечений по длине балки,
k = 0,4 + 0,6 А- = 0,4 + 0,6 = 0,738;
100,0
ka — коэффициент, учитывающий влияние сдвигающих сил на прогиб-
балки,
, , , /г2 1 । пп 1502 „ .
К ~ 1 + а — 1 + 90 -цдоГ" = 2,454,
здесь а — коэффициент учета влияния сдвигающих напряжений
bi 25* 2-0,9 1
при отношении = —Л-----------« -б- ;
1 о о 16 8
‘ f ] 1 . „
I ~ "зоо~ — предельный относительный прогиб основных кле-
еных балок покрытий из табл. 23 [1].
Следовательно, сечения, принятые в пролете и на опорах, удовле-
творяют требованиям прочности всех элементов составного сечения и
жесткости балки.
Проверка устойчивости стенки. Потеря местной
устойчивости фанерной стенки наиболее вероятна на участках с большей
поперечной силой и на участках больших размеров.
Проверим устойчивость фанерной стенки в наиболее напряженной
первой и более длинной третьей панелях, расстояния от опор до сере-
дин которых соответственно равны хг = 376 мм и х3 — 1775 мм, а
расстояния между центрами площадей поясов соответственно будут:
hi =: h'o + x±i = 76,5 4--37,6 -0,1 = 80,26 см;
Нз ~ /?о + xsi — 76,5 + 177,5 • 0,1 = 94,25 см.
Фанерная стенка с расположением наружных волокон перпенди-
кулярно оси балки проверяется на местную устойчивость от одних
касательных напряжений (п. 6.20 (91). При < 1 и — =
№
«= '-дтргг-— < 1 (здесь аг и «3 — расстояние между ребрами жесткости в
свету для первой и третьей панели) расчет ведем по формуле
где kXi — 29 и kXi ~ 28 находим по приложению 23 при —
*= 1,452 и у2 = 1,438.
u 65,5 ’
Для первой панели
Оф = 29 1 55~25'9~) 75,98 кгс/см2 > Дср.ф 60 кгс/см2.
Для третьей панели
<гф — 28 [ 10-^5‘ 9,9 j = 52,36 кгс/см2 < 7?ор.ф.
Для устойчивости фанерной стенки в первой панели проектируем
опорные подкосы.
Проверка крепления стыковых накладок..
Вертикальные стыки листов фанеры стенки, расположенные по длине
балки через 1500 мм, перекрыты фанерными стыковыми накладками на
клею с заходом их на длину I =75 мм в каждую сторону от стыка стен-
ки. Проверим прочность клеевых швов, прикрепляющих накладки в
растянутых зонах стенки балки.
Наибольшее растягивающее напряжение у стыка стенки стн в наи-
более напряженном сечении на расстоянии х ~ 4560 мм от опоры на
уровне нижней грани стыковой накладки определяется зависимостью
оа = о = 86 О,7 = 47,4 < Р" = 82 кгс/см2,
где о — максимальное краевое нормальное напряжение в поясе балки;
Ррг — предельное растягивающее напряжение в стенке при отношении
—1~ = ZL = 8 зз- h — полная высота балки; hxo — высота стенки
°Ф "
в свету в сечении.
Расчет опирания балки на стойку. Из условия
смятия в опорной плоскости древесины нижнего пояса балки поперек
волокон находим ширину обвязочного бруса
, тр Q 8270 , л i
^Об к D ------— —~ 17 К 19,4 СМ,
МвМ90 17,5-24
Принимаем брус сечением 200 X 200 мм.
Проверяем высоту бруса как распорки вертикальных связей
(см. вариант I данного примера).
Решение узла опирания балки на стойку и детали крепления
скатных связей к балке приведены на рис. 15.
70
Вариант IV. Клеефанерная балка с волнистой стенкой
Конструктивное решение балки* Определение нагрузок и рас-
четных усилий (Мх — в расчетном сечении и Q — на опоре) произво-
дится аналогично расчету клеефанерной балки с плоской стенкой.
Принимаем те же габаритные размеры, что и для балки с плоской
стенкой h = 1500 мм и Ло = 910 мм.
Из условия среза стенки на опоре находим ее толщину
a Q 8270
Оф“' я*р • 0,9 . h0 65.0,9.91 = 1>57 см;
где Я?р = 65 кгс/см2 — расчетное сопротивление фанеры срезу (при-
ложение 4); 0,9 — коэффициент, учитывающий уменьшение фактиче-
ской высоты стенки за счет защемления ее в поясах.
Принимаем 6Ф == 16 мм.
Учитывая, что изгибающий момент полностью воспринимается поя-
сами, находим требуемую площадь сечения поясов. Высота балки в
расчетном сечении hx — h0 + xi = 91 + 456 • 0,1 = 136,6 см. Рас-
стояние между центрами сечения поясов h'x = hx — hn — 136,6
— 15 — 121,6 см (высоту поясов ориентировочно принимаем hn —
= 15 см).
Тогда
ртр -а _ 2 318 000 _ 1 go g см2
п ~ 121-6-100 ’ ’ ’
где 1?р — 100 кгс/см2 — расчетное сопротивление древесины растяже-
нию.
Выбор сечений поясов. Принимаем пояса в виде кле-
еных пакетов из трех досок толщиной 44 мм (до острожки 50 мм). Тогда
Fn = ba • ha = 13,2 • 15 - 198 см2.
Проектирование балк и. Геометрические характерис-
тики расчетного сечения:
К - 2 4- Л,== 2 + 198
= 1 428 000 см4; = A 1g?000... = 21 100. см3;
с 198.121,6 f1onn »
Sx =« — —•----g—~~ == 11 8®° CM •
Находим коэффициент снижения момента сопротивления балки за
счет податливости волнистой стенки
kw =-----1-----------J------- = 0,930,
I +-A.S I + _J2^ 0,704
hx lobjO
где
B S* . _ 3,14° . 11 800 10» n 704
° Wv °Ф 1-1.6- 1180^ 7500 °’ZU4’
71
118 кгс/см2 < /?и = 130 кгс/см-.
Е = 100 000 кгс/см2 — модуль упругости материала поясов; G =
= 7500 кгс/см2 — модуль сдвига фанерной стенки; kQ — коэффициенту
учитывающий форму волны; принимаем равным 1.
Проверка принятого сечения:
Мх 2 318 000
G ““ Wxkw ~~ 21 100 • 0,93
по жесткости
-L- 5 8Н1а___
' I ' 384 • £/прй;,Лсеч
2"
пр
= 2
13,2 • 152 , ,QQ / 135 V
12 \ 2 /
5 • 10,41 • 1180s
384 . 105 . 1 дао 000 • 0,588 • 0,739
1 1
391 < 300 ’
где /пр — момент инерции сечения в середине пролета,
- „ Г / ftop
12 2
= 1 980 000 см4;
— коэффициент, учитывающий податливость волнистой стенки,
q — T+OjoT = °»588;
йсеч — коэффициент, учитывающий переменность сечения по длине,
йсеч = 0,4 + 0,6 ~ - 0,4 + 0,6 - 0,739.
Следовательно, принятое сечение балки с волнистой стенкой удов-
летворяет требованиям прочности и жесткости.
Расчет волнистой фанерной стенки (рис. 18). Проектирова-
ние фанерной стенки. Применяем следующий способ креп-
ления фанерной стенки к поясам: в поясах выбираются прямоугольные
пазы шириной /гв ~Ь (h3 — высота волны), в которые при сборке
заводится фанерная стенка и затем паз заливается эпоксидным клеем
с наполнителем. Глубину пазов находим из условия прочности клеево-
го соединения стенки с полками; при этом проверку клеевого соедине-
ния производим по скалыванию шва между шпонами фанеры на ширине
участка, равного глубине паза. Глубина паза
, QS0 8270 • 7400 о -
= = ТГ586000Т6- 8-7 см; 4^*“
о-ск
Ьск = 10 см,
где So — статический момент опорного сечения,
П 195 • 76 „ з
50 = ——- =-------g--- = 7400 см3;
Je—момент инерций опорного сечения,
/0 *= 2 + 198 = 586 000 см4;
12
7?ск — 6 кгс/см2 — расчетное сопротивление по приложению 4.
Преимущество волнистой стенки перед плоской заключается в том,
что она обладает большей устойчивостью. Мы имеем возможность фор-
мировать профиль волнистого листа и задаваться размерами высоты
волны hE и длины волны 13, обеспечивающими местную устойчивость
стенки при установленных габаритных размерах балки и ее толщине.
Рис. 18. Клеефанерная балка с волнистой стенкой:
а — общий вид; б деталь крепления стенки к поясу; в соединение стенки по длине
на ус; 1 опорное ребро жесткости; 2 «о накладки; 3 & болты; 4 »» клей.,
Для этого применяем следующий способ формирования волнистого
листа: в выбранные пазы заводится раскроенное по очертанию балки,
полотно плоского фанерного листа, составленное по длине из отдельных
листов по 150 см со стыковкой их на ус. Длина листа равна длине раз-
вертки волнистого профиля стенки. Лист закрепляется от продольного
смещения в середине балки и с помощью деревянных бобышек фанера
выгибается по расчетному профилю; после этого паз заливается клеем,
с наполнителем.
Расчет профиля волнистого листа по устой-
чивости вблизи опоры. Условие местной устойчивости
п
Находим квадрат гибкости стенки, задавшись в соответствии в ши-
риной поясов высотой волны йв = 50 мм,
.2 С 61? ,RR
6ф/гв ~ 1,6-5 — 465>
где hat — высота стенки в свету между поясами, йст == h0 — 2 • hn =
= 93 — 30 = 61 см.
Коэффициент kt зависит от модуля упругости и модуля сдвига
фанеры и равен k± — 0,55фг£ф0ф =0,55 J^7 • 104 • 0,75 • 104 =
= 1260.
Коэффициент й2 зависит от отношения размеров волны Лв//Б:
h2 = —- ~ = 0,369; по приложению 25 находим ~ — -4т- •
Конструктивно принимаем 1В = 118 см — кратным пролету, а тем,
чтобы выполнялось условие /в < йв • 24 = 120 см.
Так как балка переменной высоты, проведем проверку сечения
стенки на устойчивость в пролета при ==4135 кгс, й0Т1/4 =
/i0 + J_ . i 61 + • 0,1 = 90,5 см, = 105,5 см (рис. 17) и
#2 90,5? 1 оол т» .л _ ___ 1260 • 0,369 R поп,
-Лот — 16,5 ’220 и фф — ~ 1220 0,382.
’ ьст
___________4135 • 10 120 пл j л, пФ „р ооо , 55
/1/46ф ~ 1 080000-1,6 “ ^4,1 КГС/СМ < ффА’ср - U,(?О
= 24,8 кгс/см2,
с 198 • 105,5 1ОГ1 я г о 13,2- 153 .
где Si/l =----------g—— = 10 120 см8; L!t = 2 —--------------------------+
+ 198 “ 1 080 000 см4.
Проверкой установлено, что устойчивость волнистой стенки по всей
длине балки обеспечена.
Расчет опирания балки на стойку. Требуемая
ширина обвязочного бруса из условия смятия в опорной плоскости
поперек волокон нижнего пояса балки
Поскольку требуемая ширина выходит за пределы сортамента пило-
материалов, принимаем обвязочный брус сечением 150 X 150 мм, сты-
куя его по длине здания над стойками с помощью двух накладок из
досок сечением 60 х 150 мм длиной 5100 мм (крепление осуществляем
двумя парами болтов d — 12 мм). Тогда йоб = 15 -j- 2 • 6 = 27 см,
ЗА
Проверяем
связей между
высоту бруса, служащего распоркой вертикальных
стойками. Из формулы А. =
В
0,289 • НЦ
находим
hoi — == Ю см < /гОб = 15, где В — 6000 мм шаг поперечных
Uy<j * ^ии
рам здания.
Узел опирания балки на стойку и детали крепления скатных свя-
зей к балке конструируются аналогично варианту I (см. рис. 15). Стык
верхнего пояса в коньке решается зубчатым шипом и перекрывается
накладками сечением 75 X 200 мм на болтах d = 16 мм.
Весовые показатели конструктивных решений
балок покрытий
Вариант I. Вес балки согласно спецификации ее элементов —1,66 х
х500 -ь 9 — 840 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия — 11,9 кгс/см*
(здесь 1,66 м3 — расход пиломатериалов и 9 кг — расход клея КБ-3
на балку). Коэффициент собственного веса = 5,32.
Вариант II. Вес балки с одиночной арматурой — 1,33 • 500 +
+ 7,5 4- 234 = 904 кгс; то же, на 1 ма площади покрытия —
12,8 кгс/м2 (здесь 234 кгс — расход стали класса А-П). Коэффициент
собственного веса k0B = 5,68.
Вес балки с двойной арматурой — 1,16 • 500 + 6,6 + 378 —
== 968 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия — 13,7 кгс/м2. Коэффици-
ент собственного веса kc.B — 6,02.
' Вариант Ш. Вес балки — 0,796 • 500 + 0,278 • 650 • 4 = 584 кгс;
то же на на 1 м2 площади покрытия — 8,3 кгс/м2 (здесь 0,796 м®, 0,278 м*
и 4 кг — соответственно расходы древесины, фанеры и клея). Коэффи-
циент собственного веса Асв = 3,86.
Вариант IV.: Вес балки — 0,514 • 500 + 0,254 • 650 + 3,6 =
~ 448 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия — 6,35 кгс/м®. Коэффи-
циент собственного веса kGB ~ 2,97.
Коэффициенты собственного веса, найденные по формуле (2),
соответствуют теоретическим значениям, принятым в расчете по табл. 1,
что свидетельствует об эффективности запроектированных балок покры-
тий (см. § 5).
Глава III
ПЛОСКИЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
ПРИМЕР 3. ТРЕХШАРНИРНЫЕ АРКИ ПОКРЫТИЯ
Вариант I. Арка из прямолинейных клееных элементов
Запроектировать несущие конструкции покрытия телятника. Ши-
рина сооружения 18 м, длина — 78 м. Стены — из утепленных кар-
касных панелей с обшивками из плоских асбестоцементных листов,
7'
прикрепляемых ^железобетонным сваям~— колоннам. Торцовые сте-
ны — кирпичные. Покрытие — из утепленных панелей на деревянном
каркасе с подшивкой из плоских асбестоцементных листов. Кровля —
из волнистых асбестоцементных листов унифицированного профиля.
Конструктивное решение покрытия. Несущие конструкции прини-
маются в виде трехшарнирных арок с затяжками из круглой стали,
шшж^Езшашншш
м=м0-м,
Рис. 20, Схемы вариантов
нагрузок арки и эпюра
моментов в полуарке.
расположенных- с шагом s = 3 м. По аркам укладываются панели по-
крытия. Пространственная жесткость покрытия обеспечивается связя-
ми из деревянных раскосов и распорок с металлическими крепежными
деталями. Связи располагаются по длине здания через 24 м в осях
(рис. 19).
Статический расчет. Определение нагрузок (табл. 7).
Собственный вес арки
цр — 1 1 (gKP + PeH)& = j j . (68 + 70) 3 у _ gQ ,
gap — Ю00 1000 — ОО КГС/М,
~k^j 1 “з Пё" 1
где b — 3 м — шаг арок.
Суммарная расчетная нагрузка на 1 м арки
gKP = 200 • 3 + 60 = 660 кгс/м.
Определение расчетных усилий. Расчет арки
выполняем для двух возможных вариантов загружения: 1) постоянная
нагрузка и снег по всему пролету; 2) постоянная нагрузка и снег на ле-
вой (или правой) половине пролета (рис. 20).
76
Таблица 7. Нагрузки на покрытие; кгс/м3
Вид нагрузки Норматив- ная на- 'трузка Коэффици- ент пере- грузки Расчетная нагрузка
Постоянная нагрувка Плиты покрытия (см. пример 1): асбестоцементные листы — (0,01 -f- 0,008) * 1900 34 1,1 37,4
кровля рубероидная трехслойная 12 1,2 14,4
каркас из древесины — 0,045 « 14,6 j-g500 4- 0,04 X 500 Х0,146^ 15 1,1 16,5
утеплитель-минералов атные плиты 7 1,2 9
Технологическое оборудование 21 1,1 23,3
Итого 89 100,6
Снеговая нагрузка 70 1,42 99,4
Полная нагрузка 159 200
Изгибающий момент от местной нагрузки в середине левой панели
верхнего пояса
л, 9кр / I ¥ 660 / 17,8 У ССОЛ
Мд = = ..g—i—— I = 6520 кгс • м.
Усилие в затяжке Н, поперечную силу Q на концах клееных брусьев
и продольную силу в середине левой панели определяем для двух ва-
риантов загружения:
п „ _ Я^ 660 17,8? 11
8/ 8 • 2,225 11 КГС’
7кр^ 660 • 17,8 ппос
Qi == =-----—г— =, 2935 кгс;
А/х « Hr cos а + Qi sin а =И 1 750.0,97 + 2935 • 0,243 = 12110 кгс;
2) Я, ~ (<7, + 49 V = И + тУ ТГТЭГ ~ 9150 кг‘-
О, - (?«+ 4-) Т = (366 + 44 = 2285 кгс;
Л/2 = Н2 cos а + Q2 sin а == 9150 • 0,97 -р 2285 • 0,243 == 9440 кгс.
Расчет деревянных элементов арки. Сечение
верхнего пояса принимаем из прямоугольного клееного бруса b X h —
= 140 х 440 мм.
Опирание брусьев в опорных и коньковых узлах проектируем с
эксцентриситетам е = 110 мм, создающим изгибающий момент
М = Ne, обратный по знаку моменту Мо.
77
Расчетные изгибающие моменты в середине панели верхнего пояса
арки при двух вариантах нагрузки:
= Л4О —Л\е = 6520 — 12 110 • 0,11 =5180 кге • м;
- /И2 = М0 — /У2е = 6520 —9412 • 0,11 = 5600 кге • м.
Верхний пояс проверяем как сжато-изгибаемый стержень по форму-
ле
о — N I < р
где FH — площадь сечения нетто, FHT = F^ = 14 • 44 = 617 см2;
IFpaC4 — расчетный момент сопротивления,
№расч = m6lFBI = 1’15-^--.±48. = 5200 см3
(коэффициент тб = 1,15 принят по табл. 18 СНиП [1]).
Гибкость пояса в плоскости действия изгибающего момента
при длине бруса lx ~ = 915 см
л ___ __ 915 уп
Л б?289Л~ ~~ 0,289 -44 ~
Коэффициенты g при двух вариантах нагрузок:
? - 1 _ = 1 _ 723 • 12 иэ __ _ 0 758.
Si-*1 3100ЯсДбр 3100.130-643
г - 1 _ - 1 — 723 • 9440 _ о Rio
& “ 1 ' 3100FcF6p 3100 - 130 • 643 ’
Выполняем проверку:
по нормальным напряжениям для двух вариантов нагрузок:
12119 , 51 800-130 1ПО , 2 . , 2
~ “^617 0,758 • 5200 130 “ 28 кгс/см < 130 кгс/см — 2?а,
560 000 • 130 1 on к юл /2 п .
0,812 • 5200 - 130' ~ 80,6 30 кгс/см — 7?с;
9440 .
°2 ~~ ' 617 +
по касательным напряжения (п. 9.19 [9])
1,5 • 0Л,;
0,6 • 6RCK
1,5 • 2935 -1,94 ,п к .
0~,6~-"l¥-24— = 42,5 СМ < h = 44 СМ’
где йск—коэффициент, определяемый по приложению 17; /?ек—
расчетное сопротивление скалыванию древесины.
Расчет металлических частей арки. Затяжку
арки конструируем из парных стержней арматурной стали класса
А-Ш. Требуемая площадь затяжки:
г- Hi 11750 , пес. о
Ftp ~mR^ ~ 0,85 • 3400 ~ 4,066 СМ ’
78
Принимаем два стержня диаметром 18 мм с общей площадью сечения
Fs = 6,15 см2.
В середине пролета затяжка стыкуется при помощи стяжной муфты,
позволяющей регулировать длину пролета арки в процессе монтажа.
[Рис. 21. Трехшарнирная арка из прямолинейных клееных блоков.
Парные стержни затяжки привариваются к нарезным стержням из ста-
ли класса С 38/23. Необходимая площадь стержня по нарезке
F% = -Й- “ "W ** 6’9 см2’
^р
Принимаем стержень d = 36 мм, FBV = 7,44 см2.
В опорных узлах (рис. 21) стержни затяжки крепятся к сварным
башмакам, к которым лобовым упором присоединяются клееные брусья
верхнего пояса арки. Упор башмака рассчитываем как балку, защемлен-
ную по концам (рис. 22, а).
Требуемая толщина пластинки упора
.,/ 6Л\/2 _ , Г 6-12 119 -72 “
Йтр — у I2 bzR У 12 . 222.2100 - 0,54 см.
Принимаем упор толщиной 6 мм.
Толщину стального листа, распределяющего опорное давление арки
на большую площадь торца железобетонной колонны, также находим
как для многопролетной балки с консолями с учетом пластического вы-
79
равнивания опорного и пролетного изгибаю»
(рис. 22, б)
ql _ 660 • 17,8
<7п°д — 2L 2-21,1
Д = 2 /1 +• -L-') = 2 fl + —7,8 = 21-.1 см,
\ /8 ) \ /8 /
где 9поД — давление на лист от торца железобетонной колонны;
L — длина опорной плиты (рис. 21).
Рис. 22. К расчету металлических частей арки:
а — эпюра моментов для упорной плиты верхнего пояса? б то же, для опорного ли©-
та арки.
Изгибающий момент в листе
яд- 7под^п .279 *7,8-
М — —~~« 1065 кгс • м.
16 16
Требуемая толщина листа
„ т/'бЛГ' 1/ 6-1065 Л
— |/ bR ' ~ у 16 _ 2100 — 0,43 см.
Принимаем опорный лист толщиной 6 мм.
Вариант IE. Арка из криволинейных клееных блоков
Нагрузки на арку и варианты их расположения принимаем такими
же, как и в предыдущем варианте конструктивного решения арки.
Определяем геометрические размеры арки (обозначения см. на
рис. 23)
г I 17,8 о ПОС
f = = —8~ “ 2,225 м;
D 17 , 17 • 17,8 1Q О1
----- 18,91 м;
h « 1/"Р + (4~)2 = 1/2,225* + =, 9,18 м.
80
Длина д
Рис. 23,. Трехшарнирная арка из
криволинейных блоков. Геомеч риче-
'J! s== W”2= 18>6 M’
где a = aicsin = 28,2°.
О пределение усилий в элементах арки. Из-
гибающий момент в сечении арки на расстоянии х от левой опоры
Мх = Мо-Ну,
где Мо — изгибающий момент, определяемый как для простой балки
пролетом I на расстоянии х от левой опоры; Н — распор арки; у — ор-
дината сечения.
Вычисляем изгибающие момен-
ты, нормальные и поперечные силы
на опорах, в коньковом шарнире и
в 1/4 пролета арки (табл. 8).
Подбор сечения кри-
волинейных блоков а р-
к и. Принимаем сечение криволи-
нейных блоков арки b X h =
= 140 X 380 мм. При этом отно-
„ h 380 о с
шение = 2,7 < 6, т. е.
находится в пределах, допускае-
мых СНиП [1].
Для проверки сечения на вне-
центренное сжатие вычисляем пло-
щади сечений и моментов сопротив-
ления:
FHr = F6p = bh = 14 • 38 = 532 см2;
Й7Н1 = Гбр = = 3370 см3.
н о
При первом варианте загружения расчетная длина трехшарнирной
арки при симметричной нагрузке (п. 6.23 СНиП П-В.4-71)
Zo =0,7S = 0,7- 18,6= 13 м.
Тогда
1 _ _ ____13____ _ 1 1 о.
0,2897г 0,289-0,38' '
Е - 1 Ш - 1__________1182 ' 12093 _ П 91 iv
s 31ОО7?сДбр 3100-130-532 ~ °’
N , М _ 12 093 , 40 000 QO 7 о
Fav 1 иД/-’ 532 ф Г-0,215 • 3370 —
is= 77,9 <130 кгс/см2.
4 1529
81
Рис. 24. Трехшарнирная арка из криволинейных клееных блоков. Расчетная
схема. Узлы.
Таблица 8. Изгибающие моменты, кгс-м
Схемы нагрузки
Расчетные параметры
X 0 4,45 8,9 4,45 13,35
1—2х ЗШф- 2R 0,471 0,236 0 0,236 -0,236
cos ф = у 1 — sin4 ф 0,882 0,972 1 0,972 0,972
Qp 5870 2935 0 2280 —2280
Qo sin ф 2765 693 0 538 538
Qa cos ф 5180 2850 0 2150 —2150
м0 0 19 600 26150 16 670 13 790
V= R (cos ф — cos a) 0 1,7 2,225 1,7 1,7
H 11740 11 740 11 740 9150 9150
H sin ф 5520 2770 0 2160 —2160
H cos ф 10 350 11 400 11 740 8900 8900
Hy 0 20 000 26150 15 500 15 500
Mx ~ Mo — Hy 0 —400 0 1170 —1710
Nx — Qo sin ф + H cos ф 13 115 12 093 11 740 9438 9438
Qx = Qo cos ф — H sin ф —340 80 0; —10 +10
82
При втором варианте загружения расчетная длина трехшарнирной
арки при несимметричной нагрузке
/о = 0,5s = 0,5 . 18,6 = 9,3 м. 1^.
Тогда
q 3 / , ~L)
i ____ __ од у. г
0,289-0,38 ’ ’ л
, 84,72 - 9438 _nRo4. -2-‘- ' •
- 1 “ “3100.1307532- - °’684’ < •
* । м 9438 ,_______171000 - 17 8 + 74 2 -
F. ‘ ти£Ц7г 532 7- 1.0,684-3370 ~ 1' ~
nJ “° Н г
= 92 < 130 кгс/см2 = /?с.
Узлы арки представлены на рис. 24.
Весовые показатели арок
Расход древесины на арку из прямолинейных блоков со связями,
приведенными к одной арке, составляет 1,256 м3 или на 1 м2 плана —
0,0233 м3.
Расход древесины на арку из криволинейных клееных блоков (со
связями) — 1,113 м3 или на 1 м2 плана — 0,0206 м3, что на 11,6%
меньше, чем в арке из прямолинейных блоков.
Расход стали на одну арку, включая связи, составляет 138,5 кг
или на 1 м2 плана — 2,565 кг. \
Собственный вес арки — 690 кгс, что меньше предварительно при-
нятого для расчета.
ПРИМЕР 4. ПОКРЫТИЕ ПО ТРЕУГОЛЬНЫМ БРУСЧАТЫМ ФЕРМАМ
Запроектировать утепленное покрытие производственного сельско-
хозяйственного здания для районов Нечерноземной полосы РСФСР.
Размеры здания в плане 18 X 66 м. Материал несущих конструкций —
сосновые пиломатериалы (ГОСТ 8486—66) влажностью не более 25%
(сорт II и III), сталь класса С38/23 марки ВСтЗпс. Кровля — волнистые
асбестоцементные листы марки ВУ (ГОСТ 8423—75), утеплитель —
пенопласт ФС-7-2 (МРТУ 6-05-958-65). Деревянные конструкции груп-
пы А1. Изготовление фермы и элементов крыши заводское или постро-
ечное.
Выбор конструктивной схемы покрытия и крыши. Принимаем под
заданную кровлю в качестве несущих конструкций покрытия фермы
треугольного очертания. Верхний пояс фермы и сжатые элементы ре-
шетки — из брусьев, нижний пояс и растянутые элементы решетки —
металлические. Шаг фермы В = 4 м, расстояние между крайними фер-
мами в торцах здания — 3 м. Схема покрытия показана на рис. 25.
Асбестоцементные листы кровли укладываются по щитам завод-
ского изготовления размерами 1,08 X 4 м. Щиты состоят из продоль-
ных боковых ребер (доски на ребро) с черепными брусками изнутри и
нижнего настила из плоского асбестоцементного листа шириной 1 м,
прикрепляемого к черепным брускам шурупами. Внутри щитов поме-
4* 83
щен утеплитель в три слоя толщиной 6 ~ 40 мм с у — 100 кг/м3.
Боковые ребра после укладки щитов на фермы сшиваются между собой
гвоздями и работают в пролете совместно как прогон (рис. 26).
Пространственная жесткость покрытия обеспечивается жестким
креплением щитов к верхним поясам ферм и связями в плоскости ска-
Рис. 25. Схема покрытия:
] “ вертикальные связи в плоскости стоек;
2 —‘ скатные связи; 3 — обвязочный брус
тов ферм и в плоскости стоек
решетки.
Определение общих размеров
фермы.; При кровле из вол-
нистых асбестоцементных листов
для придания ей необходимого
уклона высота фермы Н =
= + — j L. Принимаем
Н — 3,2 м, тогда tg a — (3,2 X
X 2)/18 = 0,356 и а = 19° 36';
sin « — 0,335, cos а = 0,942.
Длина ската верхнего пояса
А Б = Z(L72)2 + № =
= /9'2 + 3,22 = 9,52] м. Ферма
четырехпанельная по верхнему
поясу, трехпанельная по ниж-
нему 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 — 9,52/2 = 4,76 м.
Строительный подъем фермы создается за счет уменьшения длины
стоек решетки ВД и В'Д' на величину 0,18/cosa = 0,184 м, здесь
Рис. 26. Конструкция крыши.
18 см = L/100— строительный подъем. Тогда длина стоек ВД—
— В'Д’ = 4,76 tg ос —0,184 = 1,514 м. Длины элементов АД =
= ДБ == VАВ"1 + ВД? = V4,762 + 1,514s = 4,98 м. Длина эле-
мента ДД' = 2 1^4,982 — 3,052 = 7,89 м. Геометрическая схема фермы
показана на рис. 27.
84
Расчет щитов покрытия. Определение нагрузок. Опре-
деляем нагрузки от собственного веса (табл. 9). Постоянная нагрузка
на 1 м2 горизонтальной проекции крыши: нормативная g^p =
= ” 64,4 кгс/м^ расчетная g£p = = 71,1 кгс/м2.
’ Временная нагрузка:
нормативная нагрузка от снега при весе снегового покрова р0=
=' 100 кгс/м2 и наклоне крыши а = 19° 36' /?“н = 100 кгс/м2; коэффи-
циент перегрузки по Б
п. 5.7 СНиПП-6-74 при ---------Г
= 64,4/100 = 0,644 i
tiCB = 1,54; расчетная на- 7SS°\ I x/ i
грузка от снега ppca ~ isood18^ $
— ровЛ-св = 100 • 1,54 = Рис. 27, Геометрическая схема фермы.
— 154 кгс/м2;
от сосредоточенного груза — Рн = 100 кге, Рр ~ 100 • 1,2 ~
= 120 кге.
Учитывая, что продольные боковые ребра щитов в плоскости ската
крыши подкреплены по всей длине плоскими асбестоцементными листа-
Таблица 9. Нагрузка от собственного веса крыши, кгс/м8
Элементы крнши Норма- тивная нагрузка Коэффи- циент пе- регрузки Расчет- ная на- грузка
Волнистые асбестоцементные листы 26 1,1 28
Прогоны из двух досок сечением 40 х 200 мм (через 1 м) 6.4 1,1 7
Черепные бруски (40% веса прогонов) 2,5 1,1 2,8
Гвозди (4Х100 мм, 80 шт.);
шурупы (3X40 мм, 40 шт ) 1,2 1,1 1,3
Пароизоляция — один слой пергамина 2,2 1,1 2,4
Плоские асбестоцементные листы 6 = 6 мм 14 1,1 15,4
Утеплитель 6 = 12 см, у = 100 кг/м3 8,3 1,2 10
Итого 60,6 66,9
ми, рассчитываем их только в плоскости, перпендикулярной к скату.
Расчетная схема ребра — балка на двух опорах пролетом I = 4 м.
Расчетные нагрузки на ребро:
gp = (gpp -J- рРн) . 1,08 = (71,1 + 154) 1,08= 226 кгс/м; Рр= 120 кге.
Подбор сечения ребра. Расчетный изгибающий момент
м ( I pPl \ / 226 4а , 120'4 \лп.п сло
2И ~ \~8-------4—I cos а = (---8-----!--~4----/ 0,942 — 608 кге м.
При размере ребра 20 х 40 мм находим требуемую высоту
h 1 /” 6 М i /" 6 60 800 .Q 7Е.
гр к 8 • /?и ~ V 8 130 “ 18.75 см;
85
Принимаем продольные боковые ребра щитов из двух досок сечением
40 X 200 мм.
Черепные бруски сечением 50 х 50 мм прибиваются к ребрам
гвоздями 4 X 100 мм с шагом 200 мм по длине, асбестоцементные листы
крепятся к черепным брускам шурупами 3 X 40 мм по 20 шт. с каждой
стороны.
Проверяем жесткость продольного ребра
f 5 • (йкр + Рсн) 13 _ 5 • 1,644 4003 • 12
7 ' 384 • EI ” 384 • 105 • 8 208
1
396
1
.200
Проверяем опирание щитов на верхний пояс ферм из условия смя-
тия ребер поперек волокон. Необходимая длина участков опирания
двух ребер
. _ ^кр + Рси) Ь.ОЗ-В _ (154 + 71,1) • 1,08 • 4 _ .
°оп 2 • 8 • 2?см 2-8-18 '
Отсюда минимальная ширина верхнего пояса фермы при подборе
его сечения должна быть не меньше 2 • 4 + 2 == 10 см, где 2 см — за-
зор между щитами.
Статический расчет фермы. Определение нагрузок.
Собственный вес фермы со связями
н +р "Ь Рен 64,4 + 100 11 Й итг-ьД
= -1000------ = -ООО—- = П’8 кгс/м ’
*c.BL 4 • 18 1
где kCB =4 — коэффициент собственного веса фермы (по табл. 1).
Расчетная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции верхнего поя-
са фермы:
от собственного веса покрытия gp = (g”p + g|) tiB = (64,4 +
+ 11,8) 1,1 • 4 = 335 кгс/м;
от снега Ррн = pi-AnZVlB — 100 • 1,506 • 4 = 600 кгс/м; пвв =
= 1,506— коэффициент перегрузки ог снеговой нагрузки на покры-
Йр+^Ф 64,4+11,8 Л
тие при отношении —- - --- —--------------= 0,762.
Рен
Расчетные узловые нагрузки:
в узлах А:
постоянная Од = gp • cos а = 335 0,942 — 754 кгс;
от снега Рд — Ррн -4^- cos а = 600 4’16 0,942 = 1346 кгс,
At л
где АВ/2 • cos а — длина горизонтальной проекции панели; в узлах
В и Б:
постоянная Gb.b = gp АВ cos a — 1508 кгс;
от снега Рв.б — Р?н АВ cos а = 2692 кгс.
Ветровая нагрузка на ферму не учитывается.
Определение расчетных усилий. Продольные уси-
лия в элементах фермы определяем при двух комбинациях нагрузок:
86
1-я комбинация — постоянная нагрузка и снеговая на всем про-
лете;
2-я комбинация — постоянная нагрузка и снеговая на половине
пролета.
Усилия от постоянной и временной нагрузок для обоих комбина-
ций находятся умножением усилий от единичной нагрузки на грузо-
вые коэффициенты G и Р (табл. 10).
Таблица 10. Расчетные усилия в элементах фермы, кгс
Элементы и , опорная ре- | акция Усилия от единичной нагрузки Усилия от ; собственного веса <? = 1508 ! КГС Усилия от Р « 2692 КГС Расчетные усилия Обозначение усилий
при снеге слева при сне- ге на всем пролете
слева справа на всем пролете слева | на всем пролете
АВ —3,3 —1,65 —4,95 —7470 —8900 —13350 —16370 —20820 01
ВБ —2,98 —1,65 —4,63 —6980 —8040 —12440 —15020 —19420 О„
АД +3,1 +1,55 +4,65 +7000 +8360 + 12420 + 15360 + 19420 Vf
' ДДг + 1,49 +1,49 +2,98 +4500 +4020 +8400 +8520 + 12900
вд —0,95 0 —0,95 —1430 -2550 —2550 —3980 —3980
+ 1,65 +0,7 +2,35 +3540 +4450 +6320 +7990 +9860
Опорная реакция 1,5 0,5 2 3016 4040 5384 7056 8400 Ра
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.
Рассматриваем два варианта фермы покрытия, выбор которых
обусловлен типом растянутых элементов.
Вариант I. Ферма с нижним поясом и растянутыми
раскосами из круглой стали
Подбор сечений элементов фермы? В е р х н и й пояс. Узлы верх-
него пояса выполняются с лобовым упором элементов. Расчет элемен-
тов ведем по схеме сжато-изгибаемого стержня. Расчетный пролет
I = 476 см. Подбор сечения проводим по расчетным усилиям от 1-й
комбинации нагрузок:
продольному усилию в стержне Ог = 20 820 кгс и изгибающему
моменту от внешней местной нагрузки М„ — (g° + pen) cos2 /2/8 =
= (3,35 + 6) 0,9422 . 4762/8 = 235 000 кгс • 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 создается разгружающий момент Ме = N - е. Оптималь-
ную величину эксцентриситета е находим из условия равенства напря-
жений в сечении элемента по середине и по краям панели
_ М& 235 000 7
е Oj (g + 1) 20 820 (0,5 + 1) ~ ™’
где коэффициентом g задаемся ориентировочно, g = 0,5.
87
Эксцентриситет создается в элементах смещением центра пло-
щадок смятия в узлах вниз от геометрической оси верхнего пояса на
величину е, что конструктивно достигается устройством врезок в тор-
цах элементов на глубину 2а от верхней грани. Принимаем эксцентри-
ситеты в узлах верхнего пояса одинаковыми и равными е ~ 7,5 см.
Принимаем верхний пояс из бруса шириной b ~ 20 см. Определя-
ем требуемые минимальные размеры торцовых площадок смятия в уз-
лах фермы:
в опорном и коньковом узлах (смятие древесины происходит под
углом а — aj = 18° 51' к направлению волокон)
, Vi 19 420 0 оо
hci< ~ bRCKa ~ ' 20 • ПО ’ ~ 8,83 СМ;
в промежуточном узле (смятие древесины вдоль волокон) >
, 01 20 820 п
Лсм ~ ' b Rca ~~ ' 20 130 “ 8,02 СМ‘
Тогда требуемая высота бруса верхнего пояса фермы:
Л1Р == йсм + 2е = 8,83 + 2 • 7,5 = 23,83 см; принимаем h = 24 см,
откуда г — 0,2897г == 0,289 • 24 = 0,72 см.
Проверяем принятое сечение. Геометрические характеристики:
FН1 = F6p = 20 • 24 = 480 см2, Fp = 1920 см3, гибкость
, л I 476 со а
элемента в плоскости фермы л =з — - = == 68,6.
Расчетный изгибающий момент
М = Afg — Ме = 235 000 — 20 820.7,5 = 79 000 кгс • см.
Коэффициент
s _ 1 K2°i - 1 _ 68>62' 20820 _ о 49
е “ 3100 • RcF6p 3100 . 130 • 480 и’
Максимальные нормальные напряжения:
в середине пролета
О. , MRC 20820 . 79000-130 , 1Й . . D.
° ~ FHI' + ' “ 480 0,49 - 1920 -150 ~ 16,5 кге/см < ^с>
по краям панели
п____ Qj । __ 20 820 . 156 000 „ у кге/См2 р
0 ~ ~рат + IV 480 1920 кгс/*-м < Кс< ]
Проверяем принятое сечение на расчетные усилия от 2-й комбина-
ции нагрузок (О — 16 370 кгс; М ~ 235 000 — 16 370 • 7,5 =
= 112 800 кге • см) только в середине пролета панели
. . 68,62-16 370 Л кпс
1“ 310071307480 =°’595:
16370 . 112800 - 130 ,ОЛ (- . , 2 г>
480 + 0,595 1920 - 150 ’ ~ 20,5 кгс^см <
о =
S3
Устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы обеспечена щита-
ми покрытия.
Растянутые элементы. Расчетные усилия в элементах:
ЛД — V, = 19 420 кгс; ДД' — Р2 = 12 900 кгс, ДБ — Г>2 =
= 9860 кгс.
Проектируем растянутые элементы из двух круглых тяжей. Тре-
буемая площадь сечения элемента АД
F — 19 420 — 9 3 см3
— R ~ 2100 ~у’ см •
Требуемый диаметр одного тяжа определяем из формулы
• л^гр _ . < _т ________"’3 • 4 _ з ng смз
4 ~ 2 0,85 ’ dip |/ 2 • 0,85 • 3,14 • 0,8 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 — <4 = 32 мм; ДД' — d = 2,6 мм; ДБ — d = 22 мм. Для умень-
шения провисания элемента ДД' предусматриваем подвеску из тяжа
d = 12 мм. Диаметры петель для присоединения тяжей к промежуточ-
ным узлам нижнего пояса по условию равнопрочности принимаем:
для АД — da = 2,8 см; для ДД' — dn = 2,4 см; для ДБ — dn =
— 2,2 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 ВД. Расчетное усилие = —3980 кгс, расчетная дли-
на I = 1,514 м.
Принимаем по сортаменту сечение стойки 200 X 75 мм. Проверяем
принятое сечение:
из условия смятия подбалки поперек волокон под торцом стойки
= =26’5 = 18 (1+ три) =
— 33,7 кгс/см2 (см. приложение 1);
на устойчивость в плоскости фермы к — —-п ,—• =70; ф = 0,61.
0,^ОУ * /,0
Di 3980 лол / 2^1 on / 2
—“ тт—гётг = 43,4 кгс/см2 < 130 кгс/см2.
фг 0,61 • 150 ’
Расчет и конструирование узловых соединений. Опорный
узел (рис. 28). Расчетные усилия: Ог = 20820 кгс, = 19 420 кгс,
Да — 8400 кгс.
Требуемая длина горизонтальной площадки опирания из условия
смятия обвязочного бруса поперек волокон при
/?см9о = 18 ^1 + - t 2 j = 24,6 кгс/см2 определяется по формуле
,тр Дд 8400 , „ . , , о
/гор = ь^- =' 20.24 6 = 17’4 см> пРинимаем /гор = 18 СМ.
89
вид А
Для создания горизонтальной опорной площадки используем по-
душку сечением 200 X 240 мм длиной 550 мм со стеской горизонталь-
ной площадки 180 мм. Подушка врезается в брус верхнего пояса на
/ 24
глубину 90 мм, что обеспечивает требуемый эксцентриситет е = (-у —
)9
-I—g- = 7,5 см и достаточную площадь смятия торца 9 см >
> /гсм = 8,02 см (см. подбор сечения верхнего пояса фермы).
Проверяем длину подушки по скалыванию вдоль ее длины
1аал = = ’20Т2Г = 43-5 См < 55 СМ-
Подушка крепится к брусу двумя парами болтов d = 18 мм.
Нижний пояс присоединяется к опорному узлу траверсой, сварен-
ной из швеллера № 10 со стенкой, усиленной листом толщиной 10 мм,
и листа размером 20 X 160 мм. Ширина листа обеспечивает требуемый
размер высоты площадки смятия торца верхнего пояса (подушки),
равный hcU = 8,83 см. Траверса рассчитывается на изгиб с расчетным
пролетом, равным расстоянию между ветвями нижнего пояса /1р ~
= 20 + 2 (3,2 + 1,4) = 30 см.
Расчетный момент
_ _К1_. /2ер__L
т‘Р~ 2 \ 2 4
t9^2Q - (15 — 5) = 97 100 кге • см.
Геометрические характеристики сечения (рис. 28):
площадь сечения
F = 10 + 10,9 + 32 = 52,9 см2;
положение центра тяжести
3 20,9-5,1 о
2 ' F" 52,9 2’02 СМ’
момент инерции сечения
1 ~ 22,4 + 20,9 • 2,982 + 32 • 2,022 = 337,4 см4 (22,4 см4 — момент инер-
ции швеллера с листом);
минимальный момент сопротивления
W = —-— = —— = 73 8 см3
h — z 6,6 — 2,02 °’ u •
Нормальные напряжения
^ip 97 100 , ООП / 9 Г>1 ПП 7 9
° = — iw - = о ~ 1320 кгс/см2 <2100 кгс/см2.
w / о, о
Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении от усилия
в нижнем поясе g — = A9 А2 = 67 кгс/см2, где 16 см — дли-
на листа траверсы.
91
Изгибающий момент для полосы среднего участка шириной 1 см
при пролете 10 см и защемленных концах
81п 67 • 102 ско
/И = =-----12-= 558 кгс • см;
то же, для консольного участка вылетом 1К = 3 см
67 • З2 оно
М. = —— = —-— = 302 кгс • см.
Требуемая толщина плиты
61Р = ]/"б • M/R. = ]/"б • 558/2100 = 1,24 см; принимаем 2 см.
i
Рис. 29. Промежуточный узел нижнего пояса.
Рассчитываем сварные швы для крепления швеллера к листу.
Длина траверсы 40 см. Требуемая высота шва |
, — 19 420 _ л по р |
ШВ ~ ~2 • • 0,7 • < ’ ” 2 . 40 0,7 • 1500 ~ U’Zd СМ’
Шв * Со
принимаем швы максимально возможной высоты йшв — 5 мм. |
Крепление фермы к обвязочному брусу производится болтами d~ I
= 18 мм с помощью уголков 80 X 8 мм. I
Узел нижнего пояса (рис, 29). Расчетные усилия: Vr = I
— 19 420 кгс, Р2 = 12 900 кгс, — 3980 кгс, 1)2 = 9860 кгс. Фасонки I
в узле выполнены из листовой стали 6 = 10 мм с отверстиями для то- |
ченых валиков. Элементы нижнего пояса и раскос крепятся в узле I
с помощью петель, диаметры которых рассчитаны выше. Расчетный I
пролет валиков /в — 2,8 + 6 = 3,8 см. Расчетный момент в валиках {
для крепления горизонтальных тяжей (по максимальному усилию) I
,, Vj/b 19 420 - 3,8 юкпп I
Л1 == ——- =-----тк—— = 18 500 кгс • см. |
4 42 j
Требуемый диаметр валиков |
dB = г -W(0,l • R) = 18 500/0,1 • 2100 4,39 см; принимаем dB -• I
= 44 мм. |
92 |
Проверяем принятый диаметр валика
на срез
= "2Т3Д4Т4Ж " 648 ^ср = 300 КГС/™>
на смятие фасонки
Аг = -9 Ц--ЯЛ- = 2220 < R™ = 3200 кгс/см2.
Аналогично подбираем валик d ~ 38 мм для крепления раскоса.
Наименьшая ширина фасонок в месте ослабления отверстиями
, , , , 19 420 п лс
^мии == 4 + 2 ~ "1—2.1 • 2100 ~~ см"
Принимаем по конструктивным соображениям
Ьф — 2 • 1,5 • dB = 3 • 4,4 ж* 14 см > Ьюн.
Минимальная длина сварных швов = 8 мм для крепления петель
к тяжам из двух круглых стержней
, 19 420 к
1шв — -4~.~о~7~. о g ; |5Qo = см; принимаем 1ШВ— 10 см.
Так как в стойке возникают только сжимающие усилия, упираем ее
в уголок 125 х 90 х 8 мм, приваренный к фасонкам, и крепим двумя
болтами d = 12 мм.
Промежуточный узел верхнего пояса (рис. 30).
Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются
93
лобовым упором торцов через площадки смятия, высота которых ftip =
s= h — 2е == 24 •— 15 = 9 см, что превышает требуемую. Стык в узле
перекрывается двумя деревянными накладками сечением 150 х 75 мм
длиной 72 см на болтах d = 12 мм, которые обеспечивают жесткость
узла из плоскости.
Усилие от стойки передается на верхний пояс через торец упором.
Накладки из брусков сечением 75 X 75 мм длиной 380 мм и болты
d = 10 мм принимаются конструктивно.
Коньковый узел (рис. 31). Расчетные усилия: О2 =
== 19 420 кге, Z)2 = 9860 кге. Усилия от одного элемента на другой
Рис. 31. Коньковый узел:
а конструкция узла; б — траверса..
передаются лобовым упором через дубовый вкладыш сечением 100 х
X 100 мм длиной 200 мм. Размеры дубового вкладыша принимаются
таким образом, чтобы конструкция узла обеспечивала требуемый раз-
мер площадок смятия торца вкладыша — 100 мм > 88,3 мм, пересе-
чение линий действия усилий во всех элементах в одной точке с расчет-
ным эксцентриситетом е = 75 мм и размещение траверс для крепления
раскосов.
Траверсы устраиваются из швеллера № 8 со стенкой, усиленной
листом толщиной 8 мм, и листа размером 10 X 100 мм. Расчет их с
определением геометрических характеристик сечения производится
так же, как траверсы в опорном узле. Расчетный изгибающий момент в
траверсе
л # D? / b \ 9860 /25 20 )
/Игр = -----~2~\~2-------------4~) = 37000 Krc • CM-
Геометрические характеристики сечения (рис. 31):
94
площадь сечения
F = 4 + 8,98 4- 10 = 23 см2;
положение центра тяжести
8 13 • 2,69 ,
г — — — 1,52 см;
г 26
момент инерции сечения
I = 12,8 + 13 . 1,172 + Ю • 1,522 = 53,8 см4,
12,8 см4 — момент инерции швеллера с листом;
минимальный момент сопротивления
lFrp = -тг-— = = 18 см3.
р h — z 4,5 —1,52
Нормальные напряжения
Чр 37000 ,
о = -=/р - = —rs— = 2050 < 2100 кгс/см2.
" тр °
Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении g — =
==" iq8620~ ~ 49’3 кгс/см2> где Ю см — длина листа траверсы.
Принимая концы защемленными, определяем изгибающий момент в
полосе шириной 1 см среднего участка при пролете 8 см по формуле
., gl2 49,3 • 82 лсо
М — -yg- = —— = 263 кге • см.
Требуемая толщина листа
6тр — ]/(6 • 263)/2100 = 0,88 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 подуш-
ки сечением 200 х 240 мм длиной 550 мм с врезкой их в брусья верх-
него пояса на глубину 90 мм. Лист траверсы — шириной 100 мм обес-
печивает необходимый размер площадки смятия торца подушки —
100 мм > йсм = 88,3 мм.
Для укладки щитов покрытия по коньку с обеих сторон верхнего
пояса выпускаются парные накладки сечением 75 X 100 мм длиной
650 мм с врезкой друг в друга в коньке в полтолщины с прокладкой
между ними. Накладки крепятся к брусьям верхнего пояса болтами
d — 16 мм и вместе с корытообразным листом траверсы обеспечивают
жесткость узла из плоскости фермы.
9S
Вариант И. Ферма с нижним поясом и растянутыми
элементами решетки из уголков
Подбор сечений элементов фермы. Верхний пояс. Расчет
и конструирование элементов верхнего пояса ведем так же, как и в ва-
рианте I.
Принимаем верхний пояс из бруса шириной Ъ = 200 мм. Находим
минимальные размеры торцовых площадок смятия в узлах фермы
(смятие древесины вдоль волокон):
h ___ Qi ___ 20 820 ___й 09 ем
Лсм ~ bRcv ~ 20 • 130 ~ 8,02 СМ‘
Тогда требуемая высота бруса верхнего пояса фермы
й1р = /гСм + 2е = 8,02 + 15 = 23,02 см; принимаем h = 24 см.
Проверку принятого сечения b У. h — 200 X 240 мм производим
так же, как в варианте I данного примера.
Растянутые элементы. Расчетные усилия в элементах:
АД — — 19 420 кгс; ДД' — У2 = 12 900 кгс; ДБ — D% = 9860 кгс.
Проектируем растянутые элементы из двух уголков. Требуемая
площадь сечения элемента АД
Fip = У JR ~ 19 420/2100 = 9,32 см2; принимаем 2 70 X 45 X
X 4,5 с F = 10,14 см2.
Проверяем принятое сечение с учетом изгиба от собственного
. 7 и S-11 0,04.1,1-498
веса g — 4 кгс/м при М — -s-g— = —:----g---------- 137о кгс • см
и Wx = I x[z = 25,3/4,75 = 5,33 см
+ + < = +45г =2150 кгс/см2 - *
Гибкость стержня
X = Цгх = 498/2,23 = 224 < 400.
Проектируем элементы ДД' и ДБ из 2 45 X 4. Проверка элемента
ДД' аналогична проверке элемента АД. Для уменьшения свободного
пролета и провисания элемента ДД' предусматриваем подвеску из тя-
жа d = 12 мм. Совместная работа двух уголков в элементах обеспечи-
вается планками, установленными по длине через 80 гх.
Стойка БД. Стойку рассчитываем так же, как в варианте I.
Расчет и конструирование узловых соединений. Опорный
узел (рис. 32). Расчетные усилия: 01 = 20 820 кгс, = 19420 кгс,
Рл = 8400 кгс. Верхний пояс упирается в сварной металлический
башмак, состоящий из упорной плиты и двух подкрепляющих ребер.
Ширина упорной плиты Ьуп = 9 см > йсм = 8,02 см (см. вариант I),
длина /уп = Ъ = 20 см.
Находим толщину упорной плиты. Давление от верхнего пояса
fivn = -J?--- = —гзк— = 116 кгс/см2. Изгибающий момент в полосе
дуп 180
шириной 1 см при пролете 8 см (между осями ребер) рассчитывается
как для балки с защемленными концами:
,, gyn^ 116 - 8« с, о
/ИуП = —j2— ----12 = 618 кгс • см.
............................... ..................................__
96
Рис. 32. Опорный узел:
а — конструкция узла; б <=-< упорный башмак.
Толщина плиты
Sjn = V 6 • Myn/R — Кб • 618/2100 = 1,33 см; принимаем 6уп =«
= 14 мм.
Находим длину подкрепляющих ребер из условия необходимой сум-
марной длины сварных швов, передающих усилие от верхнего пояса
через упорную плиту и ребра на фасонки узла, при Ншв — 6 мм:
, О,- , о 20 820 , п 1 о о
шв “ 2 0 1 • h /+ 2 “ 2 • 0,7 • 0,6 • 1500 + 2 ~ 18’8 см-
Отсюда требуемая длина подкрепляющих ребер (см. рис. 32, б)
.гр 18,8 - Ьуп . . р. 18,8 — 9 . , <- « . ,
/рр =-----—i—р 1,5 = ——---4- 1,5 = 6,4 см; принимаем Zp =
— 8 см.
Проверяем упорную плиту и ребра на совместный изгиб как балку
на двух защемленных опорах пролетом Ъ = 20 см от нагрузки g =
= OJbyn.
Изгибающий момент
», Ogfl 20 820 • 202
М = -+то- — —п—щ--------= 77 200 кге • см.
6уп12 9 • 12
Геометрические характеристики сечения (рис. 32):
площадь поперечного сечения
F = 9- 1,4 + 2- Ь 8 = 28,6 см2;
положение центра тяжести
, _ А _ 2 • 8 1 (4 + 1,4) + 9 1,4 • 0,6 _ ч 52
с р 2g g <5,0^ СМ,
момент инерции сечения
7 = 2[-Ц^- + 8 . 1,882) + 9 . 1,4 • 2,822 = 226,7 см4;
момент сопротивления
ту/ ? 226,7 оо о з
Г = 9,4-3.52 “ м’8 “ •
Максимальные напряжения изгиба
о = = 2ZA2. == 1970 < 2100 кгс/см2.
W 00,0
Рассчитываем опорную плиту башмака. Необходимая площадь
плиты из условия смятия обвязочного бруса поперек волокон
Принимаем длину опорной плиты /оп = 20 + 2 + 2 — 24 см и шири-
ну Ьоп = 20 см при Гоп = 480 см2 > 350 см2. Находим толщину опор-
ной плиты. При изгибе возникает реактивное давление от обвязочного
бруса g = == 17,5 кгс/см2.
93
Определяем изгибающий момент в полосе плиты шириной I см про-
летом Ь, считая опоры защемленными,
М = gb2/12 = 17,5 • 203/12 = 582 кге • см.
Тогда толщина плиты
| боп = /6 • Л4/Д =У6 • 582/2100 = 1,29 см; принимаем 60П = 14 мм.
j Фасонки толщиной 10 мм привариваются к опорной плите швами
йшв = 6 мм, длины швов с наружной стороны 20 см, изнутри башмака
по 5 см от краев.
Нижний пояс крепится к фасонкам с помощью полос толщиной
= 8 мм.
Ширина полос
bn = Qx/(2 . 6ПД) = 19 420/(2 • 0,8 . 2100) = 6,15 см.
Конструктивно принимаем Ьп = 7 + 1,5 = 8,5 см. Длины швов для
I крепления полос к нижнему поясу и к фасонкам при ручной сварке
электродами Э-42 при йшв = 6 мм
19 420
/шв = -ь- П 7—гГк—гкпгг + 2 — 17,4 см; принимаем /шв = 20 см.
4 * V, I • и,и • 1 bvv
Ферма крепится к обвязочному брусу двумя болтами d ~ 18 мм.
! Промежуточный узел верхнего пояса (рис. 33).
! Расчетные усилия: Ог = 20 820 кге, О2 = 19 420 кге, = 3980 кге.
Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются через
металлический вкладыш, состоящий из двух стенок подкрепленных
тремя ребрами. Стенки вкладыша имеют высоту 90 мм, что обеспечи-
: вает необходимый эксцентриситет в узле и требуемую площадь смятия
F торцов.
' Рассчитываем стенку вкладыша на изгиб как пластину пролетом
|о О] 20 820
8 см с защемленными опорами на давление g = ~ 20'7 9" ~
= 116 кгс/см2. Принимаем стенки толщиной 6СГ = 14 мм — расчет
произведен при конструировании и расчете опорного узла.
f Стык верхнего пояса в узле перекрывается с двух сторон деревян-
ными накладками сечением 75 X 200 мм длиной 880 мм, которые кре-
пятся к верхнему поясу болтами d = 16 мм и обеспечивают жесткость
узла из плоскости.
Усилие от стойки = 3980 кге передается на верхний пояс через
тавровый упор и металлические накладки. Расчет и подбор сечений
элементов упора и накладок произведен при расчете и конструировании
промежуточного узла нижнего пояса.
Диаметр узлового болта находим по изгибающему моменту от уси-
! лия в накладке М = (DJ2) 1,4 — 2800 кге • см, здесь 1,4 — плечо
силы, равное расстоянию между осью накладки и осью ребра вклады-
ша:
djP — ]/714/(0,1 . Д) = }/2800(0,1 • 2100) = 2,37 см; принимаем dy3 —
J = 24 мм.
99
CU Д Q ®
При укрупнительной сборке вкладыш крепится к верхнему поясу
глухарями d = 10 мм, длиной 80 мм по два на каждый элемент.
Коньковый узел (рис. 34). Расчетные усилия: О2 =
= 19 420 кгс, D2 = 9860 кгс. Элементы верхнего пояса торцами упи-
раются в металлический вкладыш. Стенки вкладыша высотой 90 мм?
обеспечивают требуемые площади смятия торцов элементов и необхо-
димый эксцентриситет продольных усилий. Рассчитываем стенки
вкладыша на изгиб как пластины, защемленные на опорах, при пролете
а
Рис. 34. Коньковый узел:
а консхрукция узла; б вкладыш.
80 мм от нагрузки g = O2/(b • 9 ) = 19 420/(20 • 9) = 108 кгс/см2.
Изгибающий момент в полосе шириной - 1 см М =108 • 82/12 =
=[578 кгс • см. Требуемая толщина стенки 6тр = ]/б • 578/2100 =
= 1,28 см; принимаем 6СГ = 14 мм. Ребра толщиной 10 мм на про-
дольное сжатие не проверяем ввиду явного запаса прочности. Высота
сварных швов /гШв = 6 мм.
Раскосы крепятся в узле металлическими полосами толщиной
бп = 0,8 см. Тогда ширина полосы Ьп = (О2/2) • 6П • R • 0,45 =
~ (9860/2) 0,8 2100 • 0,45 = 6,6 см (0,45 — коэффициент, учитыва-
ющий ослабление отверстием под узловой болт); принимаем 1а — 4,5 +
+ 2 • 1,25 = 7 см > 6,6 см.
Необходимая длина сварных швов высотой/гшв = 4 мм для приварки
полос к уголкам раскоса
, 9860 ,<->100 1
1шз— 2'7 о 7 . о 4 . 150б~+ 2 = 13>8 см; принимаем /шв —
= 2.80 мм > 138 мм.
10*
Рассчитываем болт узла. Изгибающий момент от усилия в левом
фаскосе М„ = (D2/2) 6Ст = (9860/ 2) • 1,4 = 6900 кгс см, здесь
1,4 см— плечо усилия от оси полосы до оси крайнего ребра вкладыша;
то же, в правом раскосе — Л4пр = (1,4 4- 0,8) = 10 820 кгс • см.
Расчетный момент находим графически: Л4 = 11 250 кгс • см
<рис. 34). з _______________
Требуемый диаметр dip — j/11 250/0,1 • 2100 == 3,77 см; прини-
маем dy3 = 38 мм. Ослабление полос 38/70 = 0,544 < 0,55.
Рис. 35. Промежуточный узел нижнего пояса.
Проверяем ребра вкладыша на смятие от равнодействующего от
D2 и D'z усилия D — 12 420 кгс (на рис. 34 показано штриховой линией):
D 12 420
2.dy36n “ 2. 3,8 0,8
= 2030 < 3200 кгс/см2.
При сборке фермы вкладыш крепится к элементам верхнего пояса
глухарями (d = 10 мм, I = 80 мм), по два с каждой стороны. Одновре-
менно с установкой узлового болта внутрь вкладыша помещается плас-
тина размером 8 X 60 х 200 мм с отверстием d = 38 мм под узловой
болт и с отверстием d = 14 мм для крепления подвески d = 12 мм
на нижнем конце планки.
Промежуточный узел нижнего пояса (рис. 35).
Расчетные усилия: = 19 420 кгс, У2 == 12 900 кгс, = 3980 кгс,
П2 = 9860 кгс.
Рассчитываем узловой валик. Ослабление уголков отверстиями ком-
пенсируется накладками размером 8 X 90 мм. Изгибающий момент
от усилия в стойке Л4СГ = 0,5 • 3980 (1,2 + 0,225) = 2840 кгс • см;
то же, от усилия в’раскосе Л4Р = 0,5 • 9860 (1,2 + 0,8 + 0,225) —
= 11 100 кгс • см. Равнодействующий расчетный момент М=
= 13 100 кгс • см. Требуемый диаметр
dtp = -^13 100/(0,1 • 2100)== 3,97 см; принимаем dy2 = 40 мм.
102
Длина компенсирующих накладок находится .из условия передачи-
от'сварных швов части усилия, вызванного ослаблением (йше = 4 мм):
la = Q у, о 4 . 1500 • 2 ” 9 ем; пРинимаем длину накладки /н =
= 10 см.
Рассчитываем накладки для крепления стойки. Толщина накладок:
ой = 80 мм, тогда их ширина он = -97755—75-0- + 4 = 5,16 см; при-
нимаем Ьв = 60 мм.
Рассчитываем упор таврового сечения. Изгибающий момент /И =-
= -М. = 3980 • 20/8 = 9960 кгс см.
О
Геометрические характеристики таврового сечения из листа разме-
ром 8 х 60 мм и ребра размером 8 X 60 мм (рис. 35):
площадь сечения
F = 2.0,8 - 6 = 9,6 см2;
положение центра тяжести
г = (4,8.3,8)/9,6 = 1,89 см;
момент инерции
I = (0,8.63)/12 + 4,8 . 1,812 + 4,8 . 1,492 = 40,6 см4;
момент сопротивления
IF = 40,6/4,99 = 8,18 см3.
Напряжение изгиба
о = 9960/8,18 = 1220 < 2100 кгс/см2.
В торце стойки по оси устраивается пропил толщиной 8 мм, глуби-
ной 60 мм. Болт для крепления стойки к накладкам d = 10 мм прини-
маем конструктивно.
Металлические полосы для крепления уголков раскоса в узле рас-
считаны выше.
Стык нижнего пояса устраивается с помощью двух накладок из
уголка 70 X 45 х 4,5.
Длину уголков находим по формуле
= 2 'чшв/гшв0,7 . +2 = 2 4 t 0Л ' . 1500 + 2 = 17,4 см;
принимаем Zyp = 18 мм.
Весовые показатели ферм покрытия
Вариант I, Вес фермы согласно спецификации элементов — 1,08 X
X 500 + 280 ~ 820 кгс; то же, на 1 м3 площади покрытия —
11,3 кгс/м2 (здесь 1,08 м3 и 280 кг — расходы древесины и стали).
Коэффициент собственного веса £е,в = 3,05.
10Э
Вариант II. Вес фермы — 1,01 500 -Ь 272 = 777 кгс; то же, на
1 м® площади покрытия — 10,8 кг/м2. Коэффициент собственного веса
йс.в == 2,73.
Фактические коэффициенты kc.s, найденные по формуле (2), мень-
ше теоретического значения, равного 4, принятого в расчете по табл. 1,
что свидетельствует об эффективности запроектированных ферм
(см. § 5).
ПРИМЕР 5. ПОКРЫТИЕ ПО ФЕРМАМ ИЗ ФАНЕРНЫХ ПРОФИЛЕЙ
Запроектировать утепленное покрытие производственного здания
пролетом 18 м, длиной 41 м. Район строительства—южные области
УССР. Несущие конструкции покрытия выполняются из фанерных
швеллеров по ГОСТ 22242—76 (см. приложение 11), соединения в уз-
лах выполнены при помощи фасонок из фанеры марки ФСФ по
ГОСТ 3916—69 и цилиндрических нагелей из стали класса С38/23
марки ВСт Зпс. Плиты покрытия — трехслойные панели с ребрами из
фанерных швеллеров, с обшивками из листовой фанеры марки ФСФ;
утеплитель — пенопласт марки ФС-7-2 (МРТУ 05-968-65). Кровля
рулонная. Изготовление несущих и ограждающих конструкций за-
водское.
Определение общих размеров фермы. Геометрическая схема фермы
показана на рис. 36. С целью обеспечения необходимой жесткости,
принимаем высоту фермы 18 ~ 3 м. Для уменьшения уклона верх-
него пояса (исходя из требования укладки рулонной кровли) нижний
пояс опускаем ниже уровня опор на 1 м. ______
Длина ската верхнего пояса АБ ~ У'АЕ2 + БЕ2 — ]/92 + 22 =
2
= 9,22 м; АВ = ВБ = 4,61 м. Угол аг равен arctg у и составляет
12° 30'. Исходя из подобия треугольников АБЕ, ВКЛ и ЖДИ находим
отрезок ЛИ = 0,444 м. Отсюда ГГ' — 18 — 2 • 4,944 = 8,11 м. Дли-
на стойки ВГ = 2--------. L-л»'' = 2 -д-тнр- = 2,05 м. Угол a ра-
COS OU v,y/b
2 05
вен arctg и составляет 23° 50'. Длина элементов АГ = ГБ ~
= ЛВ/0,917 = 5,05 м.
Шаг ферм принимаем 3 м.
104
Рассматриваем два варианта покрытия: вариант I — ферма крупно-
панельная, вариант II — ферма со шпренгельной решеткой.
Вариант Е. Ферма крупнопанельная
Конструктивное решение. Ферма четырехпанельная по верхнему
поясу. Элементы верхнего пояса фермы имеют коробчатое сечение*
Плиты покрытия укладываются непосредственно на верхние пояса
ферм и жестко к ним крепятся. Схе-
ма покрытия показана на рис. 37.
Расчет плиты покрытия* Расчет-
ные и упругие характеристики фа-
нерных швеллеров принимаем по
приложению 4, как для трехслойной
фанеры толщиной 4 мм [281. Расчет-
ный пролет I = 292 см, размеры
плиты 1185 X 2980 мм. Принимаем
сечение каркаса из четырех швел-
леров № 10, толщину верхней об-
шивки 6В = 8 мм, нижней — бн =
= 5 мм. Сечение плиты показано на
рис. 38.
Определение нагру-
зок. Нагрузки от собственного ве-
са крыши приведены в табл. 11.
Определяем нагрузку от снега.
Для I района р0 ~ 50 кгс/м2; при
наклоне ската 12° 30' принимаем
— 50 кгс/м2; коэффициент пере-
грузки п = 1,52 (по п. 5, 7 СНиП
11-6-74); тогда рсн = 76 кгс/м2.
Расчетные усилия:
М = (КР~ЫН) 1-2 • _
Р.
Рис. 37. Схема покрытия па
крупнопанельным фермам:
1 — вертикальные связи; 2 «-• обвязоч-
ный брус; 3 —плиты покрытия;
4 « ветровая ферма..
8
(35,9 + 76) < 1,2 • 2,922
8
— 124 кгс . см;
Q =
(ggp + Pen) 1,2 «Z (39,5 76) ♦ 1,2 • 2,92___ ] рд кго
2 — ' 2
где 1,2 м — ширина плиты.
Геометрические характеристики сечения плиты (рис. 38):
Кб =» 3ЕК₽ = 68(йпр . 3 • Ьой 4- 4 . &р) = 0,8 (0,9.3.31,5 4- 4 • 6)
87 см2,
105
где ЬПр — приведенная ширина обшивки; knp = 0,9 — коэффициент
приведенной ширины для фанеры при 1/ЬОб ~ 292/31,5 = 9,3 (прило-
жение 16);
Fo6 = бн6пР == 0,5 » 105 = 52,5 см2;
FKap = 4 • 1 (10 + 2 • 5) =80 см2.
Соотношение модулей упругости материалов элементов панели;
Едб 95 000 _
Рв ~ 85 000
^об
= 1,12;
Дсар 110 000
рв — ' 85 000
соб
= 1,3.
Приведенные геометрические характеристики сечения:
+р 52,5- 1,12 - 0,25 4-80 • 1,3 • 5,25 + 87- 10,625 ,
г~ Дпр ~ 52,5-1,12 + 80-1,3 + 87 “°’
/пр = 87 (5,35 — 0,4)2 + 52,5 » (5,95 — 0,25)а 1,12 +
+ (4 - 253 + 80.0,452) 1,3 = 5051 см4;
Ср = -S- = 850 см3; Ср = = 946 см3.
и,УО OfOfj
Таблица 11. Нагрузки от собственного веса крыши; кгс/м2
Элементы крыши Норматив- ная на- грузка н £кр п Расчетная нагрузка ®кр
Кровля — три слоя руберойда на бигу мной мастике Плита покрытия: -каркас из швеллеров (вес 1 м швеллера № 10 = 12 1,2 14,4
= 1,18 кг) —1,18 - 4/1,2 3,91 1,1 4,3
обшивки — (0,008 + 0,005) 650 9,1 1,1 10
утеплитель ФС-7-2, 8 = 40 мм (у = 100 кг/м3) 4 1,2 4,8
пароизоляция — один слой пергамина 2,2 1,1 2,4
Итого 31,21 35,9
Проверка принятого сечения плиты (п. 4.23
411). Максимальные краевые напряжения в обшивках:
„ М 12 4Q0 . . с , .> . п , 1Ог х.
нижнеи он == —— = —— = 14,6 кгс/см2 < = 13а X
ТЕ711 Оим 1 “
w пр
X 0,6 = 81 кгс/см2;
106
» М 12 400 . п . , „ _ г,
верхней ств = — •-в- = 069V946 = 19,1 кгс/см < =
— 100 кгс/см2.
1 Проверка верхней обшивки на местный изгиб от силы Р = 100 X
X 1,2= 120 кгс
^об 120.31,5 xw ЮО-0,82
Я = —g— =---------§----- 474 КГС ' СМ; =---------6---=
— 10,66 см3;
474
<Тв ~ 10 66 = 44,5 кгс/см2 < /?ф.,и = 50 кгс/см2 (поперек волокон);
Проверка на скалывание фанеры между шпонами в полках швел-
леров
Ял' ___- 194 • 87 • 4,95 А , л _ п « /2
Тск = ~Ц&рп~ ~ ~5051'-"б"- 4".= °’69 кгс/см < Я® = 6 КГС/СМ2.
Проверка на срез стенок швеллеров в зоне перегиба
Q (Зоб + S₽) 194 (87 4,95 + 4 - 6 - 4,45) с п , ,
= - /прбе17Г~ =-------505П-Т7Т—- = 5’9 КГС/СМ <
< 35.0,7 = 24 кгс/см2,
где 0,7 — коэффициент, учитывающий снижение Рф.ер = 35 кгс/см2'
в зоне перегиба (принят по [28]).
Проверка общей жесткости плиты при g“p + рн=0,0031 + 0,005—
= 0,0081 кгс/м2
/ 5 (ёкр + РН) 13 5 - 0,0081 • 120 - 2923 i
I ~ 384 - ЯП/ ~ 384 • 85 000 - 5051 — 1320
OOt ±.об2пр
([1], табл. 23), где 120 см — ширина плиты.
Статический расчет фермы. Определение нагрузок..
Нагрузка от собственного веса фермы покрытия со связями:
rip±£_=.jag±a. = 3,14 кгс/м3;
18Т2-1
1
250
нормативная £ф = ------
расчетная £ф = 3,14 • 1,1 = 3,45 кгс/м2.
Суммарные нагрузки:
постоянные
gn = 31,21 + 3,14 = 34,35 кгс/м2; gp = 35,9 + 3,45 = 39,35 кгс/м2;.
с учетом снега
gH = 34,35 + 50 = 84,35 кгс/м2; gp = 39,35 + 76 = 115,35 кгс/м2.
Расчетные узловые нагрузки:
на узлы А и А':
постоянная — 39,35 • 2,25 - 3 = 255 кгс;
с учетом снега — 115,35 - 2,25 • 3 = 770 кгс;
на узлы В и Б:
юг
постоянная — 39,35 • 4,5 • 3 = 510 кге;
с учетом снега 115,35 - 4,5 • 3 — 1540 кге,
где 4,5 м — горизонтальная проекция панели, равная 4,61 • 0,976
(рис. 36).
В качестве расчетного усилия в элементах фермы берется большее
из усилий, найденных построением диаграмм Кремоны для двух ком-
бинаций внешних нагрузок:
1-я комбинация — постоянная нагрузка и снег на всем пролете;
2-я комбинация — постоянная нагрузка и снег на половине пролета.
Таблица 12., Усилия в элементах фермы; кге
Элементы фермы и опорные реакции Стержни Усилия
OF 1-Й комбина- ции на- грузок от 2-й комбина- ции на- грузок Расчетные Обозначе- ние уси- лий
+ —
верхний пояс АВ —5400 —4300 5400 Ot
ВБ —5100 —3950 5100 О2
Нижний пояс АГ 4-5380 +4300 5380
ГГ'- 4-4460 +3045 4460 1520 +
Решетка ВГ —1520 —1510 Of
ГБ +660 +1030 1030 240 I W* О Q
БГе +660 —240 660
Г'В1 —1520 —500 1520 о;
Опорные реакции 3080 3080 2560 1540 Fa F'a
Ветровая нагрузка на ферму не учитывается.
Усилия в элементах фермы приведены в табл. 12.
Подбор сечений элементов фермы* Элементы фермы конструируем
из спаренных швеллеров (коробчатое сечение) и из уголков (тавровое
сечение).
Верхний пояс. Рассчитываем элементы верхнего пояса как
сжато-изгибаемые стержни. Расчетные усилия от 1-й комбинации на-
грузок Ох = 5400 кге, момент от местной нагрузки М ~ ------=
= ------—g---------- 892 кге • м. Продольные усилия от одного эле-
мента на другой в узлах передаются через деревянные вкладыши.
Для уменьшения изгибающего момента от местной нагрузки продоль-
ное усилие прикладывается к стержню с отрицательным эксцентриси- I
тетом (Мрасч = М — С^ё), что конструктивно достигается внецент-
ренным решением узлов (рис. 39).
Предварительно принято сечение из двух швеллеров № 30
(см. табл. 3 приложения 11). Геометрические характеристики се- I
чения: F6p = 2 • 52,75 = 105,5 см2; Wp = 2 379 = 758 см3; гиб-
кость = llVlxIF6p =□ 461/]/5683/52,75 = 44,2; FHr = 105,5 - 2,4 =
== 103,1 см2 (2,4 см3 — ослабление двумя отверстиями d = 12 мм).
403
I
Коэффициент
е 1 • °i _ < 44,22 • 5400 _ n R7!-
ё 2500 Яф^бр 2500.115-105,5 “ U,° ‘
Оптимальный эксцентриситет е находим из условия равенства нор-
мальных напряжений от изгиба в панели верхнего пояса по середине
панели и по краям
М 89 200 п ОР
е ~ 01 (5 + 1) — 5400 • 1,675 ~ 9,86 См‘
Принимаем деревянные вкладыши сечением 150 X 140 мм со стес-
кой высоты в торцах на глубину 40 мм, что обеспечивает размеры пло-
щадки смятия 150 X 100 мм. Минимальная высота площадки смятия
пт-1п ~ Тб '.R ~ ' 15 ~ 1зо'~ = см; принимаем 10 см.
Конструктивно эксцентриситет равен:
28 - Ю п л
е ~----2---~ 9 см’ что ®лизко к оптимальному значению.
Разгружающий момент = 5400 * 0,09 — 486 кге • м, расчетный
изгибающий момент /Ирасч = 892 — 485 — 416 кге • м.
Проверяем принятое сечение в плоскости фермы:
по середине панели
°i , ^расч^ф.с _ 5400 , 41 600 • 115
Гнг + 103,1 + 0,675 - 758 • 160 ~
= 110,7 кгс/см2 < /?ф,.с;
на опоре (по вкладышу) при FBKll Н1 = 15 • 10 = 150 см2, 1ПВКЛ =
= 15 • 142/6 = 490 см®
о = —21— -J- + 5400 1 9 • 130 = 124 кгс/см2 < R
^вкл.нг + «7зкЛи 150 + 490 . 150 124 КГС/СЫ <
Проверяем сечение из плоскости момента. Гибкость
= НУIv/F6p = 461/Z2 (252 + 52,75 - 6,52)/105Д' = 67,5;
при А > 60 ф = == 0,55;
г т 67,52 ’ ’
° ~ ‘фКД ~ °.55 • 105,5 = 93,6 кгс/сьг < #ф.о.
Для обеспечения совместной работы двух швеллеров между ними
по длине ставятся деревянные прокладки сечением 150 х 280 мм с
расстоянием между ними =>1000 мм. Крепятся прокладки двумя бол-
тами d — 12 мм. Тогда длина прокладок 2 • 1,2 • 5 = 12 см [1].
Проверяем принятое сечение на усилия от 2-й комбинации внешних
нагрузок: —4300 кге, /Ирасч = 892 — 4300 • 0,09 = 505 кге • м.
109
Коэффициент
<» I 44,2® • 4300 __р 722
ё “ 1 ' 2500 • 115 • 105,5 “ u’/zz-
Тогда
4300 , 50 500 -115 ,пп , 2 . D
° ~ 103,1 0,722 • 758 • 160 “ 09 КГС/СМ < 7?ф.с,
Нижний пояс. Элемент АГ, расчетное усилие Кг = 5380 кгс.
Требуемая площадь с учетом ослабления двумя отверстиями d — 12 мм,
при аст = 10 мм
Fip = . 2 • d • 6cr = + 2 • 1,2 = 40,8 см2.
По сортаменту выбираем сечение из двух швеллеров № 12 с Гбр =
= 2 22 = 44 см2.
Элемент ГГ', расчетное усилие V2 = 4460 кгс. FTP = 4-
4- 2 • 1,2 = 34,4 см2.
Принимаем сечение из двух швеллеров № 10 с F6p ~ 2 • 20 == 40 см2.
Проверяем принятое сечение с учетом изгиба от собственного веса
У, । М 4460 , 956 1 о? п / 2 . п
_р, — ду юз' — 127,5 кгс/см <С /?$ р,
где
FHr = Тбр — Focn = 40 — 2 • 1,2 = 37,6 см2;
М — = °--°-188‘ 811 - = 956 кгс • м, g — 1,18 •— вес 1 м швеллера
№ 10; W = 102 см® (см. приложение 11).
Решетка. Элементы ВГ и В'Г', расчетное усилие —
— —1520 кгс, расчетная длина Zo= 205 см. Принимаем сечение из двух
швеллеров № 10. Геометрические характеристики сечения:
Гбр = 40 см2, Кх = 205/]/253720 = 59;
Ку = 205/Z2 (62 +• 20 • 632")/46 = 30,5; при К < 60
V = ' - (-Sr)“ = М54-
Проверяем принятое сечение:
по устойчивости
~ ~ 38,1 кгс/см2 < 0,654 • 115 = 75 кгс/см2;
Гбр w
по прочности
= 4п2*°Т-9 = 40>2 кгс/см2 <
110
Элементы Б Г и Б Г', расчетные усилия D2 = 1030 кгс, D'2 =
= —240 кгс. Требуемая площадь
ЛР = ^ 4-1,2 = 8,6 см2.
Конструируем стержни из двух уголков, получаемых продольной рас-
пиловкой швеллеров № 10, с Гбр = 2 • 10 = 20 см2. Проверку на уси-
лие D2 = —240 кгс не делаем, ввиду явного запаса прочности.
Конструирование и расчет узловых соединений. Опорный
узел (рис. 39). Расчетные усилия: Ог = 5400 кгс, Уг = 5380 кгс,
опорная реакция Ra = 3080 кгс. Усилия в узле передаются через де-
ревянный вкладыш сечением 150 X 280 мм и фасонки, выполненные из
фанеры марки ФСФ сорта В/ВВ толщиной бф = 12 мм с горизонталь-
ным направлением волокон рубашек. Ширина фасонок в сечении 1—1
с учетом ослабления двумя отверстиями d = 12 мм
, Oj cos 12° 30' . 5400-0,976 , о , о оп о
'’Ф “ 2-Мф.. + 2. 1,2-ИО + 2 1,2 = 20.8
принимаем Ь$ = 22 см.
Размеры площадки опирания деревянного вкладыша верхнего
пояса:
из.условия местного смятия обвязочного бруса поперек волокон
Ьоа = -- = ОД08?? 7>55 СМ’ ГДе ^в-п = 2-84-1 = 17 СМ —
^см^в п • 1/
ширина верхнего пояса;
из условия смятия по всей площади поперек волокон вкладыша
между верхним поясом и обвязочным брусом
»оп = ig-07_ 2—j-gy =11.9 см; принимаем ооп = 15 см.
Определяем количество нагелей для крепления деревянного вклады-
ша и фасонок к верхнему поясу. Из условия расстановки нагелей в
два ряда с сохранением требуемого е — 9 см максимальный их диаметр
d = 12 мм. Несущая способность одного двухсрезного нагеля
(пп. 5.14 и 5.15 [1]):
из условия смятия стенок швеллеров
2 • 1,5 • /?фРс6С1'л-^- = 2 • 1,5 • 85 1,2 3,14 - 0,6 = 576 кгс;
из условия смятия древесины вкладыша
2 - 50 • b3KJld = 2 • 50 - 15 - 1,2 = 1800 кгс;
из условия смятия фасонок
2- 1,5 R&^nka = 3-85 -1,2- 3,14- 0,6 • 0,9 = 518 кгс;
из условия изгиба нагеля
2 • 250 • d2 = 2 • 250 • 1,22 = 722 кгс,
111
Рис, 39. Опорный узел:
а ** конструкция узла; б вкладыши.
где 1,5 — коэффициент, учитывающий повышение расчетного сопро-
тивления на местное смятие фанеры в нагельном гнезде (результаты
исследований [28] показывают, что эта величина равна 2—2,2; по-
скольку этот коэффициент не нормирован, принимаем в расчетах 1,5);
Рфра — среднее расчетное сопротивление фанеры между сопротивле-
ниями сжатию вдоль и поперек волокон; принято в связи с тем, что на-
правление усилия не совпадает с направлением волокон рубашки;
ka — коэффициент, учитывающий смятие фанеры в нагельном гнезде
под углом а.
В качестве расчетного принимаем минимальное значение несущей
способности. Количество нагелей
пгр = -gjg- = 10,4; принимаем п — 11 шт.
В ряду нагели размещаем с шагом 7 • d = 90 мм (по дереву);
отсюда длина вкладыша 630 мм.
Количество нагелей для крепления нижнего пояса рассчитывается
из условия постановки нагелей d = 12 мм в два ряда. Несущая способ-
ность одного нагеля:
из условия смятия стенок швеллеров
2 • 1,5 • 85 1 • 3,14 • 0,6 = 480 кгс;
из условия смятия фасонок
2 • 1,5 * 85 • 1,2 • 3,14 • 0,6 • 0,85 = 780 кгс.
Количество нагелей
5180 ,, и
щ,р = 'Щяп~ = 11 >24; принимаем n = 11 шт.
Деревянный вкладыш принимаем конструктивно сечением 154 X
X 100 мм длиной 420 мм из условия расстановки нагелей по длине эле-
мента с шагом в ряду 5d = 60 мм (по фанере).
Ферма крепится к обвязочному брусу болтами d — 12 мм с помощью
двух угольников из швеллера № 30 длиной по 150 мм.
Промежуточный узел верхнего пояса (рис. 40).
Расчетные усилия: 5400 кгс, О2 — 5100 кгс, Dt = 1520 кгс. Уси-
лия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются лобовым
упором через деревянные вкладыши, принятые сечением 150 X 140 мм
со стеской в торцах на глубину 40 мм для обеспечения требуемого
е — 90 мм. Площадки смятия их проверены ранее. Принимаем одина-
ковое число нагелей для крепления обоих элементов — п — 10 шт.,
d = 12 мм. Отсюда длина каждого вкладыша 540 мм.
Усилие сжатия в стойке передается на верхний пояс через деревян-
ный вкладыш сечением 154X80 мм. Проверяем сечение вкладыша из
условия смятия поперек волокон под торцом вкладыша верхнего пояса
(Тем — — 5 5 • = 23,2 кгс/см2 < Рем = 24 кгс/см2.
Если условие не удовлетворяется, необходимо ставить между верхним
поясом и стойкой подбалку шириной 150 мм, длиной I >DX/(15 • Рем).
5 1529
113
Из условия постановки нагелей в один ряд их диаметр d ~ 12 мм. Не-
сущая способность одного двухсрезного нагеля 480 кге. Число нагелей
«= — 3,12; принимаем 3 шт. Шаг нагелей 7d = 85 мм, длина вкла-
дыша 85 • 4 = 340 мм. фанерные фасонки 6ф = 12 мм принимаем кон-
структивно.
Жесткость узла из плоскости обеспечивается деревянной балочкой
сечением 150 X 140 мм длиной 720 мм, которая заводится между эле-
Рис. 40 Промежуточный узел верхнего пояса:
а —• конструкция узла; б вкладыши.
ментами верхнего пояса при укрупнительной сборке фермы и крепится
болтами d — 12 мм.
Промежуточный узел нижнего пояса (рис. 41). Рас-
четные усилия: V1 = 5380 кге, V2 = 4460 кге, Dr = 1520 кге, D2 —
= 1030 кге. Усилия в узле передаются через нагели и фасонки. Все
нагели принимаем d = 12 мм. Количество нагелей, необходимое для
крепления элемента А Г, рассчитано выше. Количество нагелей
для крепления раскоса определяется из выражения
нГр = 1030/480 = 2,14; принимаема — 2 шт.
Количество нагелей для крепления элемента ГГ
n-tp — 4460/480 = 9,32; принимаем п = 10 шт.
Расстояние между нагелями в ряду 5d ~ 60 мм; деревянные вкла-
дыши в узле принимаются конструктивно.
114
1-1
Рис. 41. Промежуточный узел нижнего пояса.
\ Ширина фасонки 6ф = 12 мм с горизонтальным направлением во-
локон рубашки в сечении 1 — 1а учетом ослаблений
Vi
2 • бф/?ф_р
4- 3 • 1,2 =; '2^Пзо' ^>2 см>’ принимаем ~
— 26 см.
Коньковый узел (рис. 42). Расчетные усилия: О2 =
= 5100 кге, Da = 1030 кге. Усилия от одного элемента верхнего пояса
на другой передаются через деревянные вкладыши сечением 150 х
X 140 мм лобовым упором со стеской торцов их на глубину 40 мм.
б
Рис. 42. Коньковый узел:
Л = конструкция узла; б — вкладыши.
5‘
Ш
Проверяем высоту площадки смятия из условия смятия древесины
под углом — 12°30'
. О, 5100 л 10 1ПП „„
hCil = = ТгПГ = 2,75 см; пРинимаем “0^76" = 10,0 см*
Нагели для крепления элементов рассчитаны выше. Жесткость
узла из плоскости обеспечивается деревянной балочкой сечением
150 X 180 мм длиной 820 мм, которая заводится между элементами
верхнего пояса при сборке фермы. Отверстия для крепления балочки
болтами d — 12 мм принимаются d = 14 мм, чтобы не искажать схе-
му передачи усилий в узле.
Вариант 5L Ферма со шпренгеяьной решеткой
Конструктивное решение. Элементы фермы имеют двутавровое
сечение. Прогоны крыши коробчатого сечения из фанерных профилей
Плиты покрытия укладываются по прогонам
вдоль скатов. Крепление про-
гонов к верхним поясам и плит
к прогонам жесткое. Схема по-
крытия показана на рис. 43. Ха-
рактеристики фанерных швелле-
ров принимаем такие же, как
для крупнопанельной фермы
(см. вариант I данного примера).
Расчет плиты покрытия. Раз-
меры плиты 1185 X 2300 мм.
Расчетный пролет Z = 2240 мм.
..Задаемся сечением каркаса из
; четырех швеллеров № 10, верх-
" ней обшивкой толщиной 5В ==
'-=8 мм, нижней обшивкой
-толщиной 6Н — 5 мм. Сечение
плиты показано на рис. 38.
Схема конструктивного расчета
плиты приведена в варианте I.
Расчет прогона. Расчетный
пролет I = 292 см. Нагрузки (см.
расположены в узлах.
Рис. 43. Схема покрыгия по фермам
со шпренгельной решеткой:
/ -^вертикальные связи; 2 *= обвязочньтй
ко’ брус; 3 — прогоны; 4 « пли гы покры-
04 тия; 4 ветровая ферма..
вариант I): от собственного веса крыши g*p — 31,21 кгс/м2, g«p =
— 35,9 кгс/м2; от снега р* = 50 кгс/м2, рр = 76 кгс/м2. Прогон
конструируем из спаренных швеллеров коробчатого сечения. Рас-
считываем его как неразрезную бесконечную балку с равными проле-
тами. Неразрезность обеспечивается постановкой между швеллерами
114
на опорах вкладышей из древесины, рассчитываемых на опорный мо-
мент (рис. 44).
Расчетные усилия от g = (35,9 + 76) 2,3 == 255 кгс/м: опорный
момент Моп = —- 0,083 » g/a = — 0,083 » 255 • 2,922 = 180 кгс • м;
пролетный момент Л4пр == 0,042 * gl2 = 0,042 « 255 • 2,922 = 92 кгс • м;
поперечная сила Q = 0,5 • gl — 0,5 • 255 • 2,92 = 374 кгс; опор-
ная реакция Qon = gl = 255 • 2,92 == 748 кгс.
Подбор‘сечения прогона производим по пролетному моменту как
балки, работающей на косой изгиб:
Мх = 92 • cos 12° 30' = 92 • 0,976 = 89 кгв • м; Мд = 92 • sin 12° 30' =
= 22 кгс м.
Рис. 44. Расчетная схема прогона.
] Требуемый момент сопротивления находим из равенства
8900 , 2200 ,2 W7 к з
“Г— 03- W— ~ *60 кгс/см2; отсюда IFrp = 95,5 см3.
Подбор сечения вкладыша на опоре производим по опорному мо-
менту. Ширина вкладыша 5ВКл = 100 мм, высоту находим из равен-
е t ва
моп cos 12° 30' • 6 д Моп • sin 12° 30- • 6 _ 18000.0,976 • 6
^вкл^вкл ^вкл^вкл *** ^вкл
, 18 000-0,217.6 2 ,
------------------- 1зо кгс/см2; отсюда /гвкл = 10 см.
^вкл *
При условии постановки между швеллерами вкладышей сечением
100 х 100 мм принимаем прогоны из швеллеров № 12. Геометриче-
ские характеристики сечения прогона (см. приложение 11): 1Х =
= 2 • 398 = 796 см4, Wx = 2 • 66 = 132 см3 > Гтр = 95,5 см3,
Sx == 2 • 41 = 82 см3; / = 2 » 67 = 134 см4; IF = 17 + 34 = 51 см3,
5^ — 2 • 16 — 32 см3, вес 1 м == 2,62 кгс.
Проверку принятого сечения прогона по нормальным напряжениям
не производим ввиду явного запаса прочности.
Нагели, соединяющие прогоны между собой через вкладыш, рас-
считываем на средний момент между опорным и моментом на конце дли-
ны вкладыша, которую ориентировочно принимаем /вкл = 800 мм.
Расчетное усилие в каждом ряду нагелей при постановке их в два ряда
117
на расстоянии с = 50 мм между ними
Л7 = (^on + M^cos 12° 30'' I с = (18000+4000) 0,976 = 2130 кгс,
где М.л — значение изгибающего момента на расстоянии 40 см от опоры
(рис. 44).
Максимальный диаметр нагелей d — 12 мм. Несущая способность
одного двухсрезного нагеля (см. расчет нагелей для варианта I):
из условия смятия стенок швеллеров
2 • 1,5 • ^омбсгя ~ = 2 • 1,5 • 85 • 1 • 3,14 - 0,6 = 486 кгс;
из условия изгиба нагеля
2 • 250 • d2 = 2 • 250 • 1,22 = 722 кгс;
из условия смятия древесины вкладыша
2 • 50 • bd = 2 50 • 10 - 1,2 = 1200 кгс.
Количество нагелей в ряду
п1р = 2130/486 = 4,5; принимаем п = 5 шт.
Расстояние между нагелями в ряду 6d = 70 мм, тогда длина вкла-
дыша /вкл = 70 • ПО ~ 800 мм.
Проверяем принятое сечение прогона по касательным напряже-
ниям:
в стенке швеллеров
Q cos 12° 30' • Sx 374 • 0,976 -82 ,о 7 n or 12
+ = ----7^-------- = —79б7ТТ2— = i8>7 < ср = 35 кгс/см2;
в деревянном вкладыше
Q sin 12° 30' (Sy + 5ВВД) 374.0>24 (32+ 50 - 2,5)
Wbk+ ' 832-10
— 24 кгс/см2.
Проверяем жесткость прогона по уменьшенному расчетному проле-
ту с учетом поставленных вкладышей lx — I — I — /вкл = 292 —
— 80 = 212 см
.1 = . /~\ 5 (31 + 50 + 2,62) 1,5 • 0,976 • 10-2 • 212?ф >
1 |/ [ 384 • 796 • 110 000 ] "И
, /~| 5 (31 + 50 + 2,62) 1,5 - 0,24 • 10"2 • 212? 1 Г 1 1
+ |/ [ 384 • 134 -110 000 J ~ 400 [ 200 ]
(табл. 23 [1]).
Минимальная длина участков опирания прогонов на верхние пояса
ферм из условия смятия вкладыша поперек волокон определяется по
формуле
/оп = ~2 = ’2 . 24 - 2 • 4 2,05 СМ < 3,2 СМ
ширина прокладок в узлах).
118
Таблица 13. Усилия в элементах фермы, кгв
Элементы фермы и опор- ные реакции Стержни Усилия Обо- значе- ние усилю'.
от 1«й комбина- ции на- грузок от 2»Й комбинации нагрузок расчетные
4“ —
АД —6280 —5350 6280 Oi
ДВ —6080 —5180 6080
Верхний пояс ВН —5920 —5020 5920 оЙ
НБ —5730 —4850 —- 5730 Oi
АЗ 4-6180 +5320 6180 Vt
Нижний пояс ЗГ 4-5300 +4430 5300 Vi
ГГ' 4-4620 +3060 4620 — Vi
ДЗ —745 —765/—300 __ 765
ЗВ 4-920 +940/+440 940 —
ГВ —1370 —1500/—540 1500 Di
Решетка вм +850 +860/+340 860 —.
нм —745 —765/—250 765
гм +460 +1050/+150 1050 —- Dp
МБ + 1375 +1860/+220 1860 •— Di
3080 2560 RA
Опорные реакции 3080 1540 R'a
Статический расчет фермы. Геометрическую схему фермы, сбор
нагрузок и узловые расчетные нагрузки см. вариант I. Расчетная схе-
ма фермы показана на рис. 45.
Расчетные узловые нагрузки:
на узлы А и А':
постоянная — 126 кгс,
с учетом снега — 385 кгс;
на узлы Д, В, И, Б:
постоянная — 255 кгс,
с учетом снега — 770 кгс.
Расчетные усилия в элементах фермы находим как невыгодное соче-
тание усилий, найденных построением диаграмм Кремоны от двух
комбинаций внешних нагрузок (табл. 13): 1-я комбинация — постоян-
ная нагрузка и снег на всем пролете; 2-я комбинация — постоянная
нагрузка и снег на половине пролета.
Подбор сечений элементов фермы. Элементы фермы конструируем
двутаврового сечения из спаренных швеллеров и таврового сечения из
уголков, получаемых продольной распиловкой швеллеров ло середине
их высоты.
Верхний пояс. Рассчитываем элементы верхнего пояса как
центрально-сжатые стержни. Ресчетное усилие Ох — —6280 кгс,
119
расчетные длины верхнего пояса 1Х — 1д = 2300 мм. Подбираем сече-
ние по прочности с учетом ослабления двумя отверстиями d ~ 20 мм:
г1р = _А_ + 2 • d = + 2.2= 58,6 см2.
Принимаем по сортаменту сечение из двух швеллеров № 16 с* Fgp “
= 60 см2 (рис. 46). Проверяем принятое сечение на продольный изгиб
в плоскости фермы. Геометрические характеристики: гх — 5,9 см;
Рис. 45. Расчетная схема фермы. Рис. 46. Попереч-
ное сечение верхне-
го пояса.
гибкость = 39,1; при X < 60 <рх= 1 — (-AL)2^ 0,848;
О,У \ 1UU /
Of 6280 . р. < о п / ,
°* = = о 848 -~бб = 121 кгс'см ~ °Ф.о (с учетом фактического
закрепления в узлах).
Находим расстояние между швеллерами из условия обеспечения
устойчивости верхнего пояса из плоскости фермы. Из равенства
при 1у = 21х ~ 2080 см4 6пр = 6,2 см. Принимаем прокладки из
досок 32 X 180 мм (по сортаменту), тогда 6пр = 2 • 3,2 + 1,8 — 8,2 см
(1,8 см — толщина фасонки).
Проверяем верхний пояс на продольное сжатие из плоскости фермы.
Геометрические характеристики: 1у ~ 2 [171 + 30 (2,3'7 + 4,1)2] =
= 2842 см4; г = V'TjF = 1/2842/60 = 6,89 см; = 230/6,89 = 33,5;
% = 0,888.
Оу 6280 .. 7 . , , п
°* = = ода!б = 117’5 кгс/см2«/?ф,0.
Совместная работа швеллеров верхнего пояса обеспечивается про-
кладками сечением 32X180 мм, длиной 10 см, через 1 м по длине между
узлами.
Нижний пояс. Элемент АЗ, расчетное усилие Vr = 6180 кге:
Лр =* -л—----F 2 • 1,8 = -4т7г~ + 3,6 = 47,8 см2; принимаем 2 [ № 14
Лф.р
с F ~ 48 см2.
120
Элемент ЗГ, расчетное усилие V.2 = 5300 кге:
FTP = + 3,6 = 41,5 см2; принимаем 2 [ № 14 с F = 48 см.
Элемент ГГ, расчетное усилие Vs — 4620 кге:
Frp == + 2,4 — 35,4 см2; принимаем 2 f № 10 с F — 40 см2.
Проверяем принятое сечение с учетом изгиба от собственного веса
Vg , М 4620 . 0,0118.8112 !00!- , 2 п
~ 37>6 8 * 102 " ~ ^2,5 кгс/см < 7?ф,р.
Совместная работа швеллеров в элементах обеспечивается проклад-
ками из фанеры 6Ф = 18 мм (по две на равном расстоянии между уз-
лами).
Р е ш е т к а. Стойки ВГ, В'Г', расчетное усилие Dr = —1500 кге,
двух
расчетная длина 10 =- 205 см. Принимаем сечение из
швеллеров № 10: FeP = 40 см*, Л* = 205 / У253/20 == 59,
= 205 / К(62 + 20 / 2,92)/20 = 60,6; ср 0,683.
Проверяем принятое сечение:
на устойчивость
... — 1500 _ 55 кгс/см2 >
на прочность
1500 ,п о . г>
= 40 кгс/см2 < /?Ф.с.
Раскосы ГБ, ВГ' рассчитываем на усилие Z)2 = 1860 кге.
Требуемая площадь сечения Fip.= + 1,6 = 14,9 см2.
Конструируем элементы из двух уголков, получаемых при про-
дольной распиловке швеллеров № 10 с Fgp = 2 • 10 = 20 см3. Из
таких же уголков конструируем шпренгегьную решетку. Проверку их
не производим ввиду явного запаса прочности.
Конструирование и расчет узловых соединений. Опорный
у-з е л (рис. 47). Расчетные усилия: С1! = 6280 кге, Уг = 6180 кге,
опорная реакция Ra = 3080 кге. Передача усилий происходит через
фасонки толщиной 6ф = 18 мм из фанеры марки ФСФ сорта В/ВВ и
деревянные прокладки сечением 3,2 х 18 см. Находим размеры пло-
щадки опирания деревянных прокладок из условия смятия обвязочного
бруса поперек волокон при
Roa = 18^1 + б“4^+—Т~2') = ^0,9 кгс/см2 (см. приложение 1)
3080
Fa ouov < е „
/?см • 6,4 ~ “згпбл" — 15>6 см;
учитывая, что 6ф == 18 мм, принимаем ширину обвязочного бруса
bon ~ 150 мм.
&оп —
I
121
И!
о о , 152
= 2 -1J—§----== 240 сь? (3 ем —- ослабление врезками на опоре);
Л4 23 100 пс к , «, . D
ст = = ~24о~ = 96>5 кгс/см" < 7?и.
Расчет нагелей для крепления верхнего пояса. При постановке на-
гелей в два ряда в деревянных прокладках принимаем диаметр нагелей
Рис. 47. Опорный узел:
а — конструкция узла; б *« прокладки..
d = 18/9 = 2 см. Несущая способность одного двухсрезного нагеля
(см. расчет варианта I):
из условия смятия древесины прокладок
2 • 80 • 8&d = 2 • 80 • 3,2 • 2 = Ш0 кгс;
из условия смятия стенок швеллеров
2-1,5. Ж6етЗХ = 2 ' 115 ‘ 85 ' 1 ' 3’14 • 1 = 800 кгс;
из условия смятия фасонки
1,5 = 1,5 * 85 ’ I’8 • 3,14-1 • 0,9 = 650 кгс;
из условия изгиба нагеля
2 - 250d2 = 2 250 • 22 = 2000 кгс.
За расчетное принимаем минимальное значение.
Требуемое количество нагелей
6280 п - , п
nip ~ ~650~ = пРинимаем « = 10 шт.
Шаг расстановки нагелей в ряду принимаем 6d = 12 см.
Расчет нагелей для крепления нижнего пояса. При постановке наге-
лей в два ряда их диаметр d = 18 мм. Несущую способность одного
нагеля находим только из двух условий:
Рис. 48. Промежуточный узел верхнего пояса.
условия смятия стенок швеллеров
2 • 1,5 • 85 • 1 • 3,14 • 0,9 = 720 кгс;
условия смятия фасонки
1,5 • 85 - 1,8 • 3,14 • 0,9 • 0,9 = 580 кгс.
Требуемое количество нагелей
6180 1 п с 11
геТр = ~5§о~ = 10,6; принимаем п = 11 шт.
Расстояние между нагелями в ряду 5d = 90 мм.
Промежуточный узел В верхнего пояса
(рис. 48). Расчетные усилия: О2 — 6080 кгс, О3 ~ 5920 кгс, Dr =
=» 1500 кгс, £>шпр = 940 кгс. В узле осуществляется стык верхнего
пояса с помощью двух прокладок сечением 32 X 1800 мм, через кото-
рые передается усилие от одного элемента на другой. Эти же прокладки
обеспечивают жесткость узла из плоскости фермы. За расчетную
несущую способность одного нагеля принимаем несущую способность
из условия смятия стенок швеллеров (см. расчет опорного узла), рав-
ную 800 кгс. Требуемое количество нагелей
6080 „ с о ,о
?М> = —800 = 7,6; принимаем и — о шт. с шагом в ряду 12 см.
123
Усилие сжатия в стойке передается на верхний пояс через нагели и
фасонку с направлением волокон рубашек вдоль верхнего пояса. Не-
сущая способность одного нагеля d =12 мм из условия смятия фасонки
под углом 90® к волокнам рубашек равна 1,5 • 85 » 1,8 • 3,14 • 0,бХ
X 0,7 = 300 кгс. Требуемое количество нагелей
1500 е о г
щр = —2QQ- = 5; принимаем по 3 шт. в ряду с шагом о см.
Раскосы шпренгелей крепятся к фасонке нагелями d = 12 мм. Не-
сущая способность одного нагеля из условия смятия фасонки под
Рис. 49. Коньковый узел.
углом 25° к волокнам рубашек равна 1,5 • 85 • 1,8 • 3,14 • 0,6 X
X 0,85 = 370 кгс. Требуемое количество нагелей
«ip = = 2,5; принимаем п = 3 шт. с шагом в ряду 60 мм.
Qf U
Коньковый узел (рис. 49). Расчетные усилия: =
— 5730 кгс, D2 — 1860 кгс. Усилия от одного элемента на другой пере-
даются лобовым упором через деревянные прокладки сечением 32 X
X 180 мм.
Проверяем площадки смятия
f Qi 5730 л 1 о
~ 2 • Мсм12° 30' = 2 • 3,2 • 122' ~ 7,4 СМ < 18 См‘
Прокладки крепятся к элементам верхнего пояса восемью нагелями
d = 20 мм, длина прокладок 5 • 12 — 60 см. Жесткость узла из плос-
кости обеспечивается двумя накладками из досок сечением 60 X
X 180-мм длиной 610 мм, для постановки которых нижние полки швел-
леров срезаются на длину 15 см от торцов элементов.
Раскосы крепятся к фасонкам нагелями d — 16 мм с расчетной не-
сущей способностью одного нагеля, равной 1,5 • 85 » 1,8 • 3,14 X
X 0,8 = 590 кгс.
124
Требуемое количество нагелей
птр = J—L = 3,15; принимаем п = 3 шт. с шагом 80 мм.
Промежуточный узел Г нижнего пояса (рис. 50). Рас-
четные усилия: V2 = 5300 кге, Vs = 4620 кге, Z)p = 1050 кге. Фасонка
в узле с горизонтальным направлением волокон рубашек. Количество
нагелей d = 18 мм для крепления левого элемента нижнего пояса
nip = k3q°n~ = QA2; принимаем п = 9 шт. с шагом 90 мм.
Требуемое количество нагелей d = 12 мм для крепления горизон-
тального элемента
п1р — = Ю,6; принимаем п = 11 шт. с шагом 60 мм.
Ширина фасонки в сечении 1—1 с учетом ослабления
Ь = — + 3d = -j-^2?oo + 3 • 1,2 = 23,4 см; принимаем
6 = 27 см.
Весовые показатели ферм покрытия
Вариант I, Вес фермы согласно спецификации элементов —
(0,282 4- 0,025) 650 + 0,13 • 500 + 45 = 310 кге; то же, на 1 м2 пло-
щади покрытия — 5,7 кгс/м3 (здесь 0,282 м3, 0,025 м3, 0,13 м3 и 45 кг —
соответственно расходы фанерных швеллеров, листовой фанеры,
древесины и стали). Коэффициент собственного веса kcs = 3,6.
Вариант II. Вес фермы — (0,216 + 0,036) 650 + 0,08 • 500 + 64 =
= 270 кге; то же, на 1 м2 площади покрытия = 5 кгс/м2. Коэффициент
собственного веса /?0.в = 3,15.
Коэффициенты собственного веса &св, найденные по формуле (2),
близки по значению теоретическим значениям, принятым в расчете по
табл. 1, что говорит о достаточной эффективности запроектированных
ферм покрытий (см. § 3).
ПРИМЕР 6. ПОКРЫТИЕ ПО ТРЕУГОЛЬНЫМ МЕТАЛЛОДЕРЕВЯННЫМ
ФЕРМАМ ИЗ КЛЕЕНЫХ БЛОКОВ
Запроектировать деревянное утепленное покрытие производствен-
ного здания пролетом 15 м и длиной 60 м, сооружаемого в районе
г. Брянска. Пиломатериал несущих конструкций покрытия — воз-
душно-сухая сосна с влажностью не более 15%; металлические элемен-
ты из стали класса С 38/23 марки ВСтЗпс. Изготовление конструкций
кровли и несущих конструкций покрытия — заводское, укрупнитель-
ная сборка на строительной площадке.
Выбор конструктивной схемы покрытия и кровли. Принимаем двух-
скатное покрытие из ферм треугольного очертания с высотой в коньке
Н *= -g- I =- 3 м, тогда угол наклона верхнего пояса фермы к горизон-
126
тали составит ах *= 21е 50' (tg аг == 0,4). В плане фермы располагают-
ся с шагом 3 ~ 6 м и опираются на кирпичные пилястры (рис. 51).
Для кровли при угле наклона верхнего пояса фермы ах = 21° 50’
принимаем утепленные панели заводского изготовления с номиналь-
ным размером 1500 X 6000 мм.
Пространственная жесткость покрытия в период монтажа обеспе-
чивается вертикальными связями (рис. 51), которыми фермы в плоско-
сти стоек соединяются попарно. Так как отношение высоты основной
Рис. 51. Схема покрытия:
1 — стропильная ферма; 2 —• вертикальная связевая ферма; 3 панели покрытия
1,5 х 6 м; 4 пилястры 0,25 X 0,51 м.
фермы к шагу ферм H/S = 0,5, то фермы вертикальных связей
(см. рис. 60) проектируем из досок с полураскосной решеткой. В период
эксплуатации покрытия пространственная жесткость его обеспечива-
ется панелями и фермами вертикальных связей.
Геометрические размеры фермы.) Геометрическая схема фермы,
обозначения элементов фермы и узлов приведены на рис. 52, а. Углы
наклона и длины элементов фермы определяем без учета строительного
подъема. В результате геометрических вычислений находим: ах ==
= 21° 50'; сс2 = 34’; а3 = 68° 10'; а4 = 34° 10'; а5 = 56°.
При конструировании и изготовлении фермы должен быть обеспе-
чен строительный подъем /стр = 1/200/ — 75 мм (рис. 52, б).
Нагрузки на ферму. Нагрузка от собственного веса кровли на 1 м2
ее поверхности (см. пример 2, вариант I)
g“Kp = 63 кгс/м2; gLKp = 73 кгс/м2
ЛП
или на 1 м® горизонтальной проекции покрытия
ёЪ “ = -& = 68 кгс/м2; = 79 кгс'/м2“
Нагрузка от собственного веса кровли на 1 м фермы при шаге ферм
S = 6 м
<7®р = g^S = 68 • 6 = 408 кгс/м; дкр = gKPS = 79 • 6 = 474 кгс/м.
Снеговую нагрузку на горизонтальную проекцию покрытия pl.№ =«
«а 100 кгс/м® принимаем по табл. 4 [6], тогда pi.CB — Спарься = 1 X
X 1,4 • 100 = 140 кгс/м®, где п-.{кгс/м
5 о
Рис. 52. Геометрические схемы
ферм:
а —расчетная; б — конструктивная.
Рис. 53. К определению усилий
в ферме:
а — расчетная схема нагрузок; б — ци>
аграмма усилий.
перегрузки для снега, принимаемый по п. 5.7 [6].
Нагрузка от снега на 1 м фермы
рея = p’icnS = 100 • 6 = 600 кгс/м; рсн = piGHS = 140 • 6 = 840 кгс/м.
Расчетная масса фермы и связей, отнесенная к 1 м3 плана покры-
тия, определяется по формуле
^кр 4” Pics „ 68 -р Ю0 . . t 1 о /2
ё’см.ф — ~7ооо “п ~ 1000 ~ ’I ~ ’8 кгс/м,
kc,4 1 ТИК 1
где Кс.ъ =4 — коэффициент собственного веса фермы (принимаем по
табл, i); п»1,1 —коэффициент перегрузки для собственного веса.
128
Нагрузка от собственного веса фермы
?Ф =* §см.ф5 = Н ,8 • 6 = 70,8 кгс/см2.
Определение расчетных усилий в элементах фермы. Для определе-
ния усилий в элементах фермы от равномерно распределенной односто-
ронней единичной нагрузки q — 1 кгс/м (рис. 53, а) строим диаграмму
усилий (рис. 53, б).
Расчетные узловые нагрузки
Рл =e 1 0,5 • 4,72 = 2,36 кгс; РБ = 1 • 0,5 • 7,5 = 3,75 кгс;
Рр= 1 • 0,5 • 2,78 = 1,39 кгс.
Реакции фермы
„ Ра1 + Рб(1-4:,72) + 0,5Рг1
- 2’36 • 15 + 3,75 (15 4-72) + 0.5 • 1.39 • 15 _
1 Gy ------- = кгс,
Рв = РА + рБ р1? — рА = 2,36 + 3,75+ 1,39 — 5,62 = 1,78 кгв.
Расчетные усилия определяем умножением единичных усилий на
грузовые коэффициенты GnOe» и Рсн, Рсн> которые определяем для
двух расчетных схем загружения фермы снеговой нагрузкой (см. [6]
табл. 5, п. б, вариант 2):
от постоянной нагрузки
Gnocr = <?кр + Яф = 474 + 70,8 = 545 кгс;
от снеговой нагрузки:
Рен = 1,25РСН= 1,25 • 840 = 1050 кге; .
Р'сн = 0,75РОН = 0,75 • 840 = 630 кгс.
Расчетные усилия в элементах фермы приведены в табл. 14 с округ-
лением расчетных усилий до 5 кгс.
Подбор сечений элементов фермы. Верхний пояс. Верхний
пояс фермы по длине одного ската проектируем разрезным из двух кле-
еных блоков со стыком в узле Б (рис. 54, а). Блоки склеиваем из досок
40 X 150 мм, остроганых с четырех сторон до сечения 35 X 145 мм.
Панель верхнего пояса Б'Г, Расчетное усилие в пане-
ли Б'Г по табл. 14 О2 = —13 990 кгс. Положительный изгибающий
момент Л4а от местной нагрузки
м _+« + 18)_ 1353.6 кгс.
где /2 = 2,65 м — длина панели Б'Г в плане (см. рис. 55); q„ — расчет-
ная нагрузка от собственного веса панели Б'Г верхнего пояса фермы,
отнесенная к плану покрытия (рис. 55).
Предварительно принимаем сечение панели Б'Г h2b = 210-145 мм,
qu — nbh2y—— s= 1,1 • 0,145 • 0,210 • 500 п = 18 кгс/м, где
COS (Xj
Расчетные усилия, кгс I + — О, = 19 890 — О3 = 13 990 — О2'=13 990 — О/=18 340 (7=18 490 — U'=17 050 ~ 516* =Л7 — 0Z99 =’а — V = 6595 — 7?л= 11 055 Rb = 9445
шгрузки,- полной ф 1П Ш О ОО 00 сч со со М °? °? О 7'7 +11 495 +10 055 —4390 —2635 +4000 7020 5410
г снеговой 1 кгс Js и Е?9 «г о о 5Ъ ” ф о о ш ОО ОО Q0 СО со СО Ф +2960 +5120 in со О + 1500 1120 3540
Усилия 01 слева (^'си “• = 1050) о in ш ф ф о о о г-< со со со ф ф tn tn 1 1 Г 1 +8535 +4935 —4390 0 +2500 5900 1870
‘(St’S= -ен -он О1Я uMsXd J фоникою 1© о in ф о СЧ О О СЧ Ф Ф Ф 1П Гх. ф 1О г- 1 1 1 1 in in ф о СП ф ф 4- + О о 00 00 £1 ем сч сч 1 1 +2595 4035 4035
Усилия от равномерно • распределенной на- грузки <? 1 кгс/м ПОЛНОЙ 00 —* 00 со о о со 7 7 7 7 + 12,83 +12,83 СО О0 +4,76
справа LO LO g 1П Ф 1П Ю GO Illi +4,70 +8,13 00 ° т I +2,38 1,78 5,62
фермы слева m in in tn О О О 00 in in in +8ЛЗ —4,18 0 | +2,38 5,62 1,78
элементах инж(1э.1э 4 u. щ < «5 U, Щ 1ц сз bq Гц ГЦ ГЕ
Таблица 14. Усилия в Элементы фермы и опорные реакции Верхний пояс - Нижний пояс Раскосы Стойка Опорные реакции
<р == 500 кг/м3— плотность воздушно-сухой древесины; п — 1,1 — ко-
эффициент перегрузки для собственного веса панели.
Для уменьшения пролетного момента М2 проектируем внецентрен-
ное приложение продольного сжимающего усилия О2 = —13 990 кгс,
в результате чего в узлах Б' и Г возникают разгружающие отрицатель-
ные моменты (рис. 55):
/WSKS = О2^2»
где — эксцентриситет приложения усилия О2 в узлах Б' и Г.
5
( Рис. 54. К расчету верхнего пояса фермы:
a as схема верхнего пояса; б схема приложения нагрузок в узле Б'-
Расчетный эксцентриситет е2 определяем из условия равенства опор-
ных и пролетных моментов 0,5Л42 — О2е2, откуда
Принимаем ez = 0,25 hz = 0,25 • 21 = 5,25 см.
Пролетный расчетный изгибающий момент в середине панели
М = О2е2 = 1353,5 — 13 990 • 0,0525 = 619,05 кгс • м.
Проверяем прочность принятого сечения панели при N — 02 =
— —13 990 кгс;
О2 , Жс 13990 , 61 905-130 ,.0 .с , 2^
1 ГН1 т ёГраеч7?и ~ "14,5 • 21" + 0,748 • 1226 • 130 = 113>45 КГС/СМ <
< Рс = 130 кгс/см2,
где Ро = /?и = 130 кгс/см2 принимаем по приложению 1;
\ №раоч = 1Д5 = 122б см3,
131
138
где 1,15 — коэффициент, принимаемый по табл. 18 [11;
^x°i , 47s 13 990 _
S * 1 11 ™ 31(Жс7?бр — 1 3100 . 130 . 1415,21 —
здесь
/г — длина панели Б'Г (рис. 55),
X _ - 285 . = 47
* 0,289 •/г2 0,289-21
lllllinilllllllllinillllllllllHttllllHHinilllllllllllll
Чир* Рен*
1^2650
Мащ |/g'
Мыс
Рис. 55. К расчету панели Б'Г.
'МзксО^р 2е2 —-
Рг ~ '
/г = 300 — 15 — 285 см.
Требуемый эксцентриситет
0? е2 = 5,25 см получим, сделав
) пропил над узлом Б1 глубиной
10,5 см, ширина пропиле
3 см (рис. 54, б).
Так как принятый эксцентри-
ситет еъ — 5,25 см > 4,82 см,
произведем дополнительную про-
верку прочности панели Б!Г в
узле 5' без учета коэффициента
но при большем изгибающем
моменте Мв’ и N =* О2;
М в- = О2е2 — 13 990 • 5,25
— 734,5 кге • м > М =
— 619,05 кге • м;
Qi । me,r0 __
^нг f И7расч^и
13 990
14,5 21
. 73 450 « 130 ч r\r* 2
1226 • 130 = кгс/см
< 7?а = 130 кгс/см2.
Панель верхнего пояса АБ. Расчет панели АВ про-
изводим с учетом местной нагрузки (рис. 56), концевого момента Мб н
продольного усилия 0х = —19 890 кге (см. табл. 14). Расчетная схема
панели приведена на рис. 56. Расчетная нагрузка по длине панели на
1 м с учетом ее собственного веса q = q^ + РСн + <7п = 474 +
+ 1050 + 30,1 = 1554,1 кгс/м, где q&p = 474 кгс/м — вес кровли на
1 м фермы; РсН = 1050 кгс/м — снеговая нагрузка на 1 м фермы с уче-
том коэффициента С ~ 1,25.
Принимаем предварительно сечение панели по высоте из И досок
bfti ~ 145 (11 X 35) мм, тогда расчетная нагрузка от собственного веса
панели АБ, отнесенная к плану кровли (рис. 56),
йп nbhtf—-—=з 1,1 • 0,45 (11 0,35) • 500 -х-х™- = 30,1 кгс/м.
11 cos ’ 4 z 0,92о
т
Расчетный изгибающий момент в середине пролета панели (рис. 56)
1554,1 • 4,204? оско ,
М, = -7г~ = ——" --------= 3652,1 кге • м,
О о
где 1\ == 1АБ — а ~ 508 — 55 — 453 см — длина панели А Б, здесь
йэ 55 см принимаем из конструкции опорного узла (см. рис. 54, а),
М-Щ +М6-М1р
Рис. 56. К расчету панели АБ.
тогда длина^горизонтальной проекции панели А Б 1Г — к cos ах —
« 453 • 0,928 = 420,4 см.
Относительно центра узла Б (пересечения оси панели А Б с осью
раскоса БЕ) возникает дополнительный изгибающий момент
Mb =s 0&ее — KsC^cosai = 13 990 • 3,5 — 2043,15 • 15 • 0,928 =?
= 20 529 кге • см,
где О2 — —13 990 кге — сжимающее усилие в панели Б'Г; ев — эк-
сцентриситет приложения усилия (Э2 к панели АБ (рис. 54, б),
еБ 0,5 hj_ — (0,5 h2 + е2) = 0,5 • 38,5 — (0,5 • 21 + 5,52) = 3,5 см,
здесь й2, е.2 принимаем из расчета панели Б'Г; Кб— реакция па-
нели Б'Г (см. рис. 55), Кб = 2043,15 кге,
где qn — qx$ + Ли + q’n — 474 + 1050 -f- 18 = 1542 кгс/м принимаем
из расчета панели Б'Г', /2 = 265 см — длина панели Б'Г в плане
(рис. 55); Ск = 15 см — длина консоли панели АБ.
Дополнительный изгибающий момент от концевого момента Мв
в середине панели А Б
МБ = 0,5Ж = 0,5 • 205,29 = 102,645 кгс • м.
Расчетный положительный изгибающий момент в середине панели
АБ
М\ х= Мг + М’в = 3652,1 + 102,645 = 3754,8 кгс • м.
Для уменьшения пролетного момента Mi создаем внецентренное
опирание панели А Б в опорном узле А с эксцентриситетом et
’(рис. 54, а). Тогда в опорном узле А возникает отрицательный (разгру-
жающий) момент Ма = О^, а в расчетном сечении в середине панели
АБ момент М'а = 0,50^. Максимальный расчетный эксцентриситет
ег в узле А определяется из условия равенства опорного Ма и пролет-
ного моментов Л4пр — (Afi — Л4л)-|- с учетом коэффициента £ = 0,8,
тогда
<- 375 480 — 1Д5
61 Oi g + 0,5) ~ 19 890 (0,8 + 0,5) ~ 14,0 СМ’
В узле А (рис. 58, б) принимаем для упора панели А Б опорную по-
душку из шести досок 145 X 45 мм высотой ha = 6 • 3,5 = 21 см,
тогда высота наклонной поверхности hn = /in/cos = 21/0,928 =*
= 22,5 см.
При таком конструировании опорной подушки расчетный эксцент-
риситет в узле А может быть принят ei = 0,5/г — 0,5/4 = 19,25 —
— 11,25 = 8 см.
Отрицательный момент в узле А
М-а.р — — Охе\ = — 19 890 • 8 = — 159 120 кге • см =
= — 1591,2 кгс • м.
Расчетный момент в пролете панели А Б
М = М.\ — О.бМл.в = 375 480 — 0,5 . 159 120 = 295920 кгс • см.
Проверяем принятое сечение панели А Б на прочность по формуле
Of I MRC г,
F '
4 нт расч^и
TV7 а ЙА1 1 14,5 - 38,52 .fnn з
где 1Грасч ~ k —g— 1,15------— = 4120 см3.
О о
«4
Гибкость панели АБ в плоскости фермы
/ — _ 453 __ __ .р п
х 0,289/ц 0,289 • 38,5 ’ ’
. _ 1 _ _ 42,32 - 19 890 _ п
5 ' ЗЮ0Дбр+ 3100 • 14,5 • 38,5 • 130 ’
Подставляя полученные величины в расчетную формулу, получим
19 890 . 295 920- 130 ок со । ос оо 1 on no , 2
° = тгг-ях +'».««.«го. а- =3о-63 +85-28“ 120-92 кгс/см <
< 7?0 — 130 кгс/см2.
Проверим опорное сечение панели на прочность при ЛГ = 0 и
Ма.р = O-^e'i ~ 19 890 • 8 = 159 120 кгс • см:
„ 19 890 . 159 120 - 130 Q1 т 2
a 14,5-38,5 4120- 130 — 35,6^ + 38,58 74,21 кгс/см <
< 7?и = 130 кгс/см2.
Проверяем:
прочность торца панели на смятие:
Of 19 890 ог- о n 1 on 7 2
= "ТГ5 '-'22 5' = 60,35 кгс/см < = 130 кгс/см2;
напряжение смятия в упоре нижнего пояса фермы (см. рис. 58, б)
при = 21® 50'
= 60,35 кгс/см2 < Кема, — 115 кгс/см2.
”см.у
Проверяем сечение верхнего пояса с учетом концентрации скалы-
вающих напряжений из-за внецентренного опирания в опорном узле
(п. 9.19 [9]). Находим коэффициент Аек по приложению 17. При —~~ =
22 5
= -с ’ - = 0,58 Лск = 1,48. Скалывающие напряжения находим по фор-
оо,0
муле
1,5QAOK 1,5-2745,6-1,48 о. , г
т — ——2L. =--------з§ 5.87-----= 8,2 кгс/см“ < = 24 кгс/см2,
р а 55)
где Q — поперечная сила, равная (gKp + рсн) / ~ -------------= (480 +
472___55
+ 840)----g---= 2745,6 кгс; Ьр— расчетная ширина сечения, равная
с учетом непроклея 0,6 • 14,5 — 8,7 см.
Панель нижнего пояса АЕ. Нижний пояс фермы про-
ектируем клееным из досок 35 X 145 мм. Требуемая площадь элемента
нетто при усилии в поясе U — +18 490 кгс
Ртр — ___ ОЙЯ О с-\-2
Гнт 0,8J?p — 0,8 • 80 ~ 2°8,у СМ ’
где /?р = 80 кгс/см2 — расчетное сопротивление древесины на растя-
жение (см. приложение 1), принимаем сечение бруса по высоте из четы-
рех досок 145 X (4 X 35) мм с расчетной площадью Fgp — 304,5 см2 >
> P’S.
135
Раскосы БЕ, ДЕ. Расчетное усилие в раскосе D — —6670 кге.
Раскосы проектируем клееными из досок 35 X 145 мм. Требуемая пло-
nip D 66/0 TZ2Z? О 2
щадь сечения раскоса г == м "~о'зГ. 130" “ сь-г.
Задаваясь гибкостью раскоса X = 100, по графику приложения 24
находим ф = 0,31. Требуемая высота сечения при ширине его Ъ ₽=
дчр 166 8
= 14,5 см h = —— =....]4~5~- = И>5 см. Принимаем раскос из досок
35 X 145 мм с площадью сечения Fqp ~ bh 14,5 • (4 • 3,5) =
= 203 см2.
Проверяем раскос на продольный изгиб в плоскости наименьшей
жесткости:
=«дат® =71 •“
где ф — 0,46 — коэффициент продольного изгиба, определяемый по
максимальной гибкости стержня:
^макс — ‘0^289/г ’ = б,289~.~14 = 8г> < [%пр] == 150.
Стойка ГЕ. Расчетное усилие в стойке V — 4-6595 кге. Стойку
проектируем из круглого тяжа. Требуемая площадь сечения тяжа нет-
то по ослабленному нарезкой сечению
р V 6595 ’ _ я оз см2
Гнг~ Q,8R ~ 0,8 • 2100 ~ СМ •
По приложению 10 принимаем стержень d = 27 мм (Far = 4,18 см2).
Расчет и конструирование узловых соединений.- Коньковый
узел Г (рис. 57, а). В узле Г соединяются панели БГ, ГД, а также
крепится тяж стойки ГЕ. Крепление растянутой стойки к коньковому
узлу производим при помощи шайбы. Размеры шайбы определяем из
условия смятия верхнего пояса под углом а3 — 68° 10' > 60°. По при- |
ложению 1 находим РСма_, = 40 кгс/см3.
Необходимая площадь смятия верхнего пояса фермы
FeS = = -5- - 164,9 см2.
^сма5
Ширину шайбы &ш принимаем равной ширине верхнего пояса
&ш =; & = 14,5 см, тогда размер второй стороны шайбы
/ С _ 164,9 .. ,
/ш — ь — и>& — 11,4 щ.
Учитывая конструктивную прорезь в верхнем поясе сп = 3 см, I
принимаем шайбу длиной 1т — 16 см > 1Ш + 3 см. Толщину шайбы
определим из условия изгиба ее, как консоли с 'вылетом с == 0,5/ш =*
= 8 см (рис. 57, а).
I
ill
Интенсивность давления на шайбу, равная напряжению смятия под
шайбой,
V 6595 , 2
q — Оси — ь _ Сп) — 14>5 (16 _ 3) — 35 кгс, см .
Изгибающий момент в полосе шайбы шириной 1 см с учетом прорези
0,5<?п — 1,5 см (см. рис. 57, а)
М = 0,5? [с2 — (0,5 • сп)3] = 0,5 • 35 [82 — (0,5 • З)2] =1081 кге • см.
Необходимую толщину шайбы б,,, определяем из условия работы
шайбы на изгиб с учетом отверстия 3 = 3 см:
11 • 62
где — коэффициент, учитывающий фактическое защемление шайбы
болтом с учетом ослабления отверстием;
я л/ 6М 14 т/ТйоаГ-ТТ 1 „„
бш= V -ИГ~ = V ~2100ЙТ~= см-
Принимаем бш — 20 мм. Размеры деревянной накладки и количество
болтов для крепления ее (рис. 57, а) определяем из расчета на монтаж-
ные усилия.
У з е л Б (рис. 57, б). Необходимую площадь смятия верхнего поя-
са раскосом БЕ определяем из условия смятия раскоса под углом
а5 — 56°. По приложению 1 находим 7?сма6 = 45 кгс/см2. Необходимая
площадь смятия при усилии в раскосе D — —6670 кгс по табл. 14
г? Гр 6670 1 я О О 2
FeS = п — = -тг— = 148,2 см3.
Опирание раскоса в верхний пояс проектируем всей площадью
сечения, тогда площадь смятия верхнего пояса /7СЫ = 14 14,5 =
= 203 см2 > 148,2 см2.
Раскос к верхнему поясу крепится при помощи металлических
накладок 6 = 6 мм и стяжного болта d — 20 мм. Накладки к раскосу
прикрепляем гвоздями drB = 4,5 мм, /гв = 125 мм через заранее
просверленные отверстия (рис. 57, б).
Узел нижнего пояса Е (рис. 58, а). В узле Е проекти-
руем стык клееных блоков нижнего пояса. Стык перекрываем наклад-
ками из брусьев 100 X 180 мм. Расчетное усилие в нижнем поясе
U = 18 490 кгс. Необходимое количество двухсрезных болтов d =
= 20 мм с одной стороны
и 18 490
Пб 2Т ~ 2 • 920' Ю ШТ,>
где Т ~ 920 кгс — несущая способность нагеля на один срез. При-
нимаем шесть болтов и четыре нагеля (рис. 58, а).
438
Рис. 58. Узлы фермы:
с деталь узла Е; 6 деталь опорного узла А.
Проверяем прочность нижнего пояса на растяжение по ослаблен*
ному сечению при = 80 кгс/см2 по приложению I
огр = = -j- = 75 кгс/см2 < = 80 кгс/см2,
где Far = bh — 2dh = 14,5 • 21 — 2 • 2 • 14,5 = 246,5 см2.
То же, в накладках нижнего пояса
Пр = = 66 кгс/см2 < 7?р = 80 кгс/ем?,
-НЕ
где = 2 • 10 • 18 — 2 • 2 • 2 • 10 = 280 см2.
Раскосы ВБ, ДЕ опираем на клееные упоры из четырех досок
35 X 145 мм.
Напряжение смятия в подушке упора при угле наклона подкоса
а4 = 34°10'
Осм.р = = 32,9 кгс/см2 < Дсма, = 81 кгс/см2,
где /?сма4 = 81 кгс/см2 принимаем по приложению 1.
Минимальная длина подушки упора из условия прочности ее на
скалывание вдоль волокон при ширине ее Ьп = 14,5 см
“ ТАЛ = ' И.5ЛГ- = 31,7 см < / » 32,8 см,
где Ъа = 14,5 см — ширина бруса нижнего пояса; 7?ск ~ 12 кгс/см2
по приложению 1, п. 7; I — 32,8 см — конструктивная длина упора
(рис. 58, а).
Крепление растянутого тяжа в узле Е производим при помощи шай-
бы. Размеры шайбы определяем из условия смятия нижнего пояса
поперек волокон. Необходимая площадь смятия нижнего пояса фермы
FS = = 164,9 см2,
КСМ9О 41
где Т?см90° = 40 кгс/см2 принимаем по приложению 1, п. 5 в. Так как
Fcm в узле Е равна требуемой площади смятия под шайбой в узле Г,
то шайбу в узле Е принимаем конструктивно размером 145 X 160 мм
толщиной 6Ш = 20 мм как в узле Г.
Опорный узел А (рис. 58, б). Для опирания верхнего пояса
А Б нижний пояс фермы в узле А конструируем с клееным упором из
шести досок сечением 35 X 145 мм (рис. 58, б).
Размеры опорной площади упора проверены при расчете панели
верхнего пояса А Б. Длину досок упора определяем из условия проч-
ности древесины на скалывание вдоль волокон /ТХ которое находим
по формуле
=------Л-— = 11,6 КГС/СМ2.
1 , а № 1 OR _
140
Рис» 59, Треугольная металлодеревянная ферма из клееных блоков.
Тогда
U , 18 490
b.R$ ~ 14,5-11,6
== 109,4 см;
принимаем 1У— 110 см.
Для предотвращения хрупкого разрушения опорного узла ставим
аварийные болты d — 20 мм в количестве 4 шт.
Рис. 60. Конструкция связевой фермы.
Необходимая ширина опорного бруса из условия смятия древесины
поперек волокон при опорной реакции фермы == Н 055 кгс и
-Ксмэо = 24 кгс/см2
Г— _ 11 055
“ 14,5 • 24 ~31’8 СК
Принимаем два бруса сечением 150 X 180 мм.
Длину опорного бруса определяем из условия прочности кирпичной
кладки стены с пилястрой при местном сжатии. Проектируем пилястры
сечением 250 X 500 мм с расчетной площадью F = 1250 см2 из кирпича
марки М75 на растворе марки М50, при этом расчетное сопротивление
кладки при местном сжатии
^сы = R -j f = 13 1/ = 17,8 кгс/см2 < v'R = 2 • 13 =
|/ ?см Г 1440
= 26 кгс/см2,
где R = 13 кгс/см2 — расчетное сопротивление кладки сжатию [261;
FCM = cla = 36 • 40 = 1440 см2, здесь с — 36 см — ширина двух.,
опорных брусьев сечением 20 X 180 мм; /п — 40 см — принимаемая
конструктивная длина опорных брусьев (рис. 58, б); v' — 2 — коэф-
фициент, принимаемый по [111.
142
Проверяем напряжение в кладке стены и пилястры под опорными
брусьями
Фш = = T,625 W = 12>3 кгс/см2 < = 17>8 кгс/см2*
где pv = 0,625 (см. [11], п. 4, 28, 4.29). Если оСм > Raw, то длину опор-
ного бруса следует увеличить.
Общий вид запроектированной фермы приведен на рис. 59, а свя-
вевой фермы на рис. 60.
Весовые показатели фермы
Вес фермы согласно спецификации элементов — 1,52 • 500 + 88 —
*= 848 кгс; то же, на I м2 площади покрытия — 9,4 кгс/м2 (здесь
1,52 м3 и 88 кг — расходы древесины и стали). Коэффициент собствен^
ного веса ke..B — 4,01, найденный по формуле (2), равен принятому в
расчете по табл. 1 (см. § 3). Следовательно, запроектированная ферма
эффективна.
ПРИМЕР 7. ПОКРЫТИЕ ПО ПЯТИУГОЛЬНЫМ
МЕТАЛЛОДЕРЕВЯННЫМ ФЕРМАМ С КЛЕЕНЫМ ВЕРХНИМ ПОЯСОМ
Запроектировать покрытие производственного здания шириной в
осях Г= 24 м и длиной 65 м. Район строительства г. Пенза. Деревян-
ные элементы ферм дощатоклееные из еловых досок, клей марки КБ-3.
Растянутые элементы и узловые детали из стали класса А-I марки
ВСтЗпс. Покрытие утепленное с рулонной кровлей. Конструкции за-
водского изготовления, группы А1.
Выбор конструктивной схемы покрытия. Под рулонную кровлю
с уклоном i — 1/10 принимаем в соответствии с заданными материала-
ми и способом изготовления трапецеидальные металлодеревянные
крупнопанельные фермы с верхним поясом из дощатоклееных блоков.
При шаге ферм В = 6 м укладываем по ним клеефанерные панели
коробчатого сечения размером 6 X 1,5 м.
Принятые панели покрытия при жестком креплении их к верхнему
поясу обеспечивают сплошное раскрепление верхних поясов ферм
против потери устойчивости из плоскости. Поэтому скатные связи жест-
кости не требуются. Предусмотрены вертикальные связи, располагае-
мые в плоскости опорных и промежуточных стоек и связывающие фер-
мы попарно в блок, удобный для монтажа.
Фермы покрытия опираются на дощатоклееные стойки, заанкерен-
ные в фундаменты, создавая в поперечнике рамный каркас здания.
Поперечная к оси здания ветровая нагрузка воспринимается рамами
каркаса. Продольная к оси здания ветровая нагрузка через торцовый
фахверк передается внизу на фундаменты, а вверху на ветровую ферму,
расположенную в плоскости верхних поясов ферм.
Конструктивная схема покрытия показана на рис. 61.
143
Рис.. 61, Схема покрытия:
{ рулонная кровля; 2 — навели покрытия; 3 — верхние пояса ферм: ветоовыа ®
фермы; 5 =» вертикальные связи; 6 « обвязочные брусья.
Расчету и конструированию подлежат панель покрытия, ферма по-
крытия и ветровая ферма.
Конструкцию и расчет клеефанерной панели покрытия см. пример 1,
вариант I.
Расчет и конструирование фермы покрытия
Определение общих размеров фермы (рис. 62). При пролете I = 24 м
расчетная высота фермы в коньке йор = V7 I = 3,6 м. Длина верхнего
пояса при i=l: 10 БГ — ]/122 + 1,22 = 12,06 м. Для придания
строительного подъема ферме опорные узлы опускаем на 15 см. Тогда
а геометрическая схема; б расчетная схема,
высота фермы на опорах БА = 3,6 — 12 • 0,1 + 0,15 — 2,55 м. Дли-
на раскосов: БД = V2,42 + б2 = 6,46 м; ДГ — У 3,62 + 62 = 7 м.
Длина стойки БД — (3,6 + 2,4)/2 = 3 м. Углы наклона к горизонту:
верхнего пояса —- tg = 0,1 и ат = 5° 40'; раскоса БД — tg а2 =
= 2,4/6 = 0,4 и а2 = 21° 50'; раскоса ДГ — tg а3 = 3,6/6 = 0,6 и
а3 = 31°.
Статический расчет фермы. Нагрузки от панели покрытия: нор-
мативная g"P — 63 кгс/м2; расчетная g^p = 72,5 кгс/м2 (см. при-
мер 1, вариант I).
Собственный вес фермы:
нормативный
и g«p + РсН 63 + 100 ..„„,„..9.
~ юоо 1000 — 14,76 кгс/см ;
ks.Bl 3,5 • 24 — 1
расчетный g| = 1,1 • 14,76 = 16,2 кг/м2.
Нормативная снеговая нагрузка на покрытие для III района
Рен = 100 кг/м2. Коэффициент перегрузки по п.
—= 0,78 равен исн = 1,5. Расчетная
Реи
5.7 [6] при
снеговая на-
грузка реи — 100 -1,5= 150 кг/м2.
Все нагрузки считаем приложенными к верхнему поясу фермы.
6 1529
145
Таблица IS. Расчетные усилия в стержнях фермы, кгс
w Л. В* ®
2 £«® = п ф 1=5 Г-1 О о Т-1 « Q ьГ СИ
S S
э к
со со со оо
О Оз СО 00
1 04 сч СЧ
1 со 1Л
ф СО «О СЧ сч ю со
я I
ф
о СО о 1,
*-* СЧ
а, 4- О СЧ 1
т со о !
СЧ СЧ
а || ед о д ч о 16 524 16 524 17 604 18 360 -2268 -5400 10 800 10 800
с I 1 + + 1 1
X
й? сп о о 00 О СЧ о о J
?s о о Ь- 00 00 О О ц
U СЗ О. ’З- ю ш Й СП •St4 О сч со Ц
К ГО W с о 1 1 + + 1 1 } и
S ед
О
S д
о .т; СЧ СЧ о Л СЧ о о о § Д
0J И ® М *""-И 00 со СЧ
Я? У ф ч г—< »—Ч СЧ ю ОТ CS!
о О 1 1 + + + 1 ! 1
у 0 ной узки 3194 СЧ о —< CD со СЧ со 194 со СО > со со СО СО
с S &II Оз О о о СО CD CD
S о аз fK 1 1 + +' 1 1
ед со со со СЧ
о ° А. СЧ *5f 'ф
со со СО СО o’ v—^4 СЧ сч
к X о с 4- + , 1 1 1 1
со
a ге й С> t1"’' оо LO^ 1ГЭ
ед со ж о о ©
о a х ft 5 1 1 + + 1 1
g
X
Й( ф сО СО сь
в СО CQ Ф <=>Л Ч СЧ СЧ 2,1 1,7 Щ о"
Ф + + ч~ 1 1 1
ф й
tr а
X н ® cq 4 hr
и о ф Л «1 °? Ч Q 03
ю X
О X
S 2 я X ИИ
5 ед ЕЙ
ft. £ (П сЗ •eg. ПОЯС ПОЯС реак
ед? <У
а » S :ед CJ <ед из
Й и о Ьй д
а о S ° ерх S М CQ ТОЙ ion,
в к А U О
146
Нагрузки в узлах В, Г, В':
от собственного веса
G = (gKpP + g|) B-L = g2’5 + Ч2) ' 6 • 24 = 3194 кгс;
от снега
р = plsB~ = 150 • 6 • 6 = 5400 кгс.
В узлах Б и Б' соответственно G/2 = 1597 кгс и Р/2 = 2700 кге.
Рис. 63. К расчету верхнего пояса:
а — схема дощагоклееных блоков; б — расчетная схема элемента..
Определение расчетных усилий. Продольные
усилия в стержнях фермы (см. рис. 62, б) определяются построением
диаграммы усилий от единичной односторонней нагрузки с последую-
щим умножением полученных значений на грузовые коэффициенты в
табл 15.
Подбор сечений элементов фермы. Верхний пояс. Рассчи-
тываем как сжато-изгибаемый стержень на продольное усилие Oj =•
= О2 = —26 298 кгс и местную поперечную нагрузку
gn=(^кр+Рса+4 в=(72>5+150+41б46 = 1395 кгс/к-
Для уменьшения расчетного изгибающего момента от местной по-
перечной нагрузки М& узлы верхнего пояса конструируются с вне-
центренной передачей продольных усилий О с отрицательным эксцент-
риситетом е (см. рис. 63), благодаря чему достигается разгружающий
момент Ме = Ое. Конструктивно это достигается смещением площадок
смятия в узлах на величину е относительно геометрической оси элемен-
та. Расчетный изгибающий момент в панели верхнего пояса
Мрасч = _ Ое.
6*
147
При подборе сечения пояса принимаем изгибающий момент
Afpacs = 0,65/Wg = 0,65 1395 86-’0-3*- = 0,65 • 6340 = 4121 кгс • м.
Задаемся расчетной шириной сечения b = 170 мм (по сортаменту
принимаем доски шириной 180 мм) и из формулы расчета стержня на
сложное сопротивление находим требуемую высоту сечения
___О мрасч^о = 26 298 , 412.100 • 6 • 130__
° ~ bit + fyn6WRv"~ 17. h^' 1 0,8 • 1,15 • 17 • • 130 “
— 130 кгс/см2,'
где £ = 0,8 — приближенный коэффициент, учитывающий увеличение
момента при деформации элемента; т6 = 1,15 — коэффициент к мо
менту сопротивления по табл. 18 [1].
Из приведенного выражения находим /г1р — 39,6 см.
При опирании дощатоклееного прямоугольного верхнего пояса
частью сечения на стальной башмак в опорных узлах и лобовым упором
элементов в промежуточных узлах следует учитывать местную кон
центрацию на опорах скалывающих напряжений. Находим требуемую
высоту сечения из условия максимальных скалывающих напряжений
в опорных сечениях по формуле (6.6) и п. 9.19 [91 (см. приложение 17)
1,5-4206.2,1 ,
т — -л-д—те— = — = 24 кгс/см2,
0,6 • bhIV 0,6 • 1/ • Лтр
где Q — поперечная сила на опоре, равная 1395 — 4206 кгс
йск — коэффициент концентрации скалывающих напряжений, при
нимаемый по приложению 17 при hzJh = 0,5 > 0,4, £Ск = 2,1
0,6 — коэффициент, учитывающий непроклеивание. Из приведенного
выражения находим hrp = 53,2 см, что больше hjp по прочности на
сжатие с изгибом. Принимаем высоту сечения пояса h = 528 мм
компонуя его из 12 досок толщиной 44 мм (5 см до острожки).
Проверяем принятое сечение. Геометрические характеристики
площадь поперечного сечения
F6p = bh = 17 • 52,8 = 898 сма;
момент сопротивления
W = (17 • 52,82)/6 = 7900 см3;
гибкость расчетная .<
5 1п 603 од л
Л ' 0,289 • h 15,26 d
При hcJh = 0,5 высота площадки смятия h0№ = 0,5 • 52,8
= 26,4 см.
Тогда конструктивно эксцентриситет продольных сил
£кон — g ' ~ 2 ” СМ.
148
Находим минимальную высоту площадок смятия торцов элементов
, Of 26 298 . , „ о . , „с .
^см.мин — — ~Т7~~Т26~ —’ СМ Йем ‘— 26s4 СМ.
Оптимальный эксцентриситет получим, приравняв напряжения в
поясе по середине панели и по краям, из формулы
__ М __________ 634 000 19 7 14 9
е°пг — Ot (В+ 1) ’ “ “26 298 (0,89 -j- 1) ~ U,/ СМ ^коа ~ СМ’
где
? == 1 • °i == 1 39,4* • 26 298 лор
S 3100 •/?сРбр 3100-130.898 ’ У’
Окончательно принимаем е = 13 см и высоту площадок смятия с
учетом подрезки в узлах на глубину 0,8 см (см. рис. 63):
Лсм = 52,8 — (2 • 13 + 0,8) = 26 см.
Проверяем принятое сечение пояса в середине крайней панели
при полном загружении снеговой нагрузкой:
/Ирасч = 6340 — 26 298 • 0,13 = 2921 кгс • м;
26 298 . 292 100-130 . , 2^1ОГ1 , ,
° 898 0,89 • 1,15 • 7900 . 130 ~ 63,4 кгс?сы < ^0 кгс/см .
Ввиду большого запаса прочности проверку на одностороннее
загружение снегом не производим.
Нижний пояс. Расчетное усилие t/2 = 29 220 кгс. Необхо-
димая площадь поперечного сечения металлического пояса
гр U9 29 220 1 о п 2
= "2100-= 13’9 СМ -
Принимаем сечение пояса из двух уголков 90 X 56 х 6 мм с общей
площадью 8,54 • 2 = 17,08 > 13,9 см2.
Стойки. Расчетное усилие сжатия Уг = —8594 кгс, расчетная
длина /С1 = 3 м. Задаемся гибкостью к = 120 < [150], при которой
высота сечения стойки
С _ “СГ ______ 300 о д .
П — "о,289 • X' — ~0^89П2(Г ~ б,М СМ‘
Принимаем стойки из трех досок толщиной 44 мм, шириной 170 мм.
Проверяем принятое сечение 132 х 170 мм. Фактическая гибкость
а зоо 7П. зюо „
Л 0,289 • 13,2 ~ ” 792 ~ ^,49.
Нормальные напряжения
& = ЛЭТЯ- =78-3 < 130 кгс/“’-
Раскосы. Расчетное усилие Ог = —5824 кгс, расчетная длина
1Р =s 7 м. Задаемся гибкостью % = 120 < [150], тогда
= "67289’. 1’20 = ^0,2 см;
149
Принимаем раскосы из пяти досок толщиной 44 мм шириной 170 мм.
Проверяем сечение 220 X 170 мм:
1 = (Жй = 142>8’’ = = 0,15.
Mj Л >
Напряжение
0 1T7374 ~ 103,8 < 130 кгс/см2.
Рис.. 64. Карнизный узел:
а — конструкция узла; б — к расчету стенки швеллера с вертикальным ребром жесткости;
в — к расчету горизонтального опорного листа..
Расчет и конструирование узлов. Карнизный узел Б
(рис. 64). Торцовый швеллер подбираем по изгибу от равномерно-
распределенной нагрузки
s = А- = = 1539 кгс/см.
Изгибающий момент
,, 1539 • 172 ,оо
/И =-----s----= 55 488 кгс • см.
О
Требуемый момент сопротивления
D7 — М — 55 488 — 26 4 см3
~ R ~ 2100 ~ СМ •
1S0
Принимаем швеллер № 27 с Wy = 37,3 см3 > 26,4 см3. Для со-
хранения высоты площадки смятия йом = 26 см навариваем на стенку
швеллера лист высотой йС1 =; 26 см, шириной 17 см. Находим толщи-
ну листа бет из условия его изгиба от давления торца верхнего пояса
(без учета работы на изгиб стенки швеллера)
= тяЬ = -r^S- = 59’2 < 130
Лист укреплен вертикальным ребром жесткости bp X бр =
— 100 х 14 мм (рис. 64). Рассматриваем участок 1 размером 85 X
Х260 мм как пластинку, опертую по контуру, в которой изгибающий
момент в полосе шириной 1 см равен М = ag0a2 = 0,118 • 59,2 • 8,52 =
= 513 кгс см, где а = 0,118 — коэффициент при соотношении сторон
пластинки 26/8,5 = 3,05 [8].
Определяем толщину стенки
5ci = = см; принимаем 6С1 — 14 мм.
Изгибающий момент в ребре жесткости
.. gpzp 629 • 272 Е-7О1-7
Мп = =----g-----= 57 317 кгс • см,
У о о
где gp — нагрузка на ребро, gp = 1,25 • 59,28 • 8,5 = 629 кгс/см
(см. схему на рис. 64, б).
Положение центра тяжести расчетного сечения
+ • 5,3 10 -5,3 о о
Z~ F ~ 8,5 • 0,6 + 1,4 • 10 ~ 2,8 СМ>
Момент инерции сечения
1 = 8,5 • 0,6 • 2,82 + 1,4 • 10 • 2,52 + = 244 см4.
Момент сопротивления
Гр = -^-=32,53 см3.
р 7,5
Требуемый момент сопротивления сечения
Гтр = 4е" = Лттг = 27 >29 < = 32>53 см3-
z\ £L\J\s *
Горизонтальный лист проверяем на изгиб от опорного реактивного
давления стойки (рис. 64, в), принятой сечением b х h ~ 170 X
X 220 мм.
Реактивное давление на лист
Я» 17 188 .с , 2
gi = = П7Т22 == 45 кгс/см • .
Давление верхнего пояса на лист
а _ g^n _ 1395 6,03 _ . г , 2
“ 2 . b • 15 ~ 2 • 17 • 15 10,0 КГС/СМ .
151
Расчетное давление на правый участок листа'
ёл — Si — 82 ==45 — 16,5 = 28,5 кгс/сма.
Изгибающий момент в плите, опертой на три канта с отношением
сторон п/7 = 0,64 в полосе шириной 1 см [8]
Л4л = agna2 = 0,085 • 28,5 • 172 = 700 кгс • см.
Требуемая толщина листа
я 1 /” 6 • 700 . .,
§IP ~ V 2100 ~ 1,41 СМ-
Принимаем горизонтальный лист толщиной б„ — 14 мм.
Рис. 65. Промежуточный узел верхнего пояса.
Для прикрепления швеллера к фасонке ручной сваркой электро-
дами Э-42 при высоте швов = 6 мм с каждой стороны необходима
следующая длина швов:
I ________.______21______। 1_____L_____26 298______I 1 рк
‘1Р ~ 2 • 0,85 • 0,7 - + 1 ”'2-0,85 "- 0,7.0,6- 1500
Для крепления нижнего пояса к фасонке длина швов высотой
йш = 6 мм определяется по формулам:
на обушке
/' U 2 1 28 016 2 , .
2 • 0,85 «”о,7 • "3 2.0,85 • 0,7 . 0,6 . 1500" 3 + 1
= 18 см;
на пере = 10 см.
152
Промежуточный узел В верхнего пояса
(рис. 65). Расчетные усилия: (Д = 0% — —26 298 кгс, — —8594 кгс.
Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются ло-
бовым упором через площадки смятия с йем = 26 см. Глубина прорези
для создания эксцентриситета е = 13 см равна 2е = 26 см. Стык
перекрывается с двух сторон накладками сечением 132 X 170 мм на
болтах d = 12 мм.
Усилия от стойки передаются на верхний пояс через площадку
смятия под торцом стойки. Расчетное сопротивление древесины ели
местному смятию поперек волокон находим по формуле (приложение 1)
/?см СО == Rz 90 [1 + -—|“пг) 18 + '13 2 4- 1'2') = 28 кгс/см2-
Требуемая площадь смятия
Гсм.1Р = = 308 см2 > 224 см2,
«см 90
Проектируем подбалку из древесины твердой породы, например
дуба, с Т?см9о = 2 • 28 = 56 кгс/см2. Тогда fCM.ip = 154 см2 <
< 224 см2. Длина подбалки находится из условия смятия древесины
элементов верхнего пояса поперек волокон в опорных сечениях?
Принимаем длину подбалки из условия постановки с ка;
роны пары глухарей d = 6 мм;
/б = 4 • 10d = 24 см > 21 см.
Толщину подбалки находим из условия изгиба по расчетной схеме,
показанной на рис. 65, б, от нагрузки
Vf 8594 с ,
g6 = -у- = —jj- = 505,5 кгс/см.
Изгибающий момент консоли
в (А?
Мб = - б'/-— = 505,58~ 2-- = 52 200 кгс • см.
Требуемая толщина подбалки
. 1f 6 Мл । Г 6 • 52 200 . о Q s, 1 -за
Лблр = у - - = у 17; 180- = 12,8 см; принимаем пб — 130 мм.
Промежуточный узел Д нижнего пояса
(рис. 66). Расчетные усилия: 1Д = 4-28 016 кгс, {/2 = +29 220 кгс,
Di = —5842 кгс и +872 кгс, Vx =—8594 кгс.
Для крепления к узлу уголков нижнего пояса необходимая длина
сварных швов высотой /гш = 6 мм для элемента БД', по обушку 180 мм, по
перу 100 мм; для элемента ДД’ соответственно 190 мм и 110 мм.
153
Усилие сжатия от раскоса Dy s= —5842 кгс передается на металли-
ческие диафрагмы узла (рис. 66, б). Давление на вертикальную диа-
фрагму
__ Df cos ад
§2 ~ р
5842 • 0,857
17 • 18
= 16,4 кгс/см2.
Изгибающий момент в диафрагме как пластинке, опертой по трем
сторонам, при 17/18 = 0,94 и а = 0,107 (табл. 13.1 и [81)
М2 = ag# = 0,107 • 16,4 • 172 = 507 кгс • см.
Рис. 66. Промежуточный узел нижнего пояса:
а — конструкция узла; б — * к расчету диафрагм; в фасонка с диафрагмами..
Требуемая толщина вертикальной диафрагмы
о1р = у 2100 = см’ принимаем c2=sl4 мм.
Растягивающее усилие от раскоса D\ = 872 кгс передается через
два болта d = 12 мм, несущая способность которых:
из условия изгиба
2 • 2 • 250б?а = 1000 • 1,22 = 1440 кгс > 872 кгс;
из условия среза
2 • я • d2 7?ср/4 = 2 • 3,14 • 1,22 • 1300/4 = 2920 > 872 кгс;
154
из условия смятия
2 • бн • d RCM — 2 • 0,8 • 1,2 • 3200 = 5760 кгс > 872 кгс;
из условия смятия древесины
2 • 2 • 50 • b • d = 2 • 2 • 50 • 17 • 1,2 = 4080 кгс > 872 кгс
Горизонтальную диафрагму рассчитываем на давление от стойки
г. = Т- “ /гпг = З8'2
Рис. 67. Коньковый узел.
Рассчитываем участок 1, опертый по трем сторонам. При соотноше-
нии сторон 6,6/17 — 0,38 коэффициент а = 0,06 и = 0,06 X
X 38,2 172 = 662 кгс • см.
Требуемая толщина листа
отр = у -~2100 = 1,38 см; принимаем / = 14 мм
Вертикальное ребро, поддерживающее горизонтальную диафраг-
му, рассчитываем как балку на двух опорах, нагруженную сосредо-
точенной силой Vr. Принимаем толщину ребра 6р — 14 мм, тогда тре-
буемая высота его
Oip = V ~4~6R = V ~4 ' 1 4 • 2100' = °’? СМ’ пРинимаем = "О мм-
Коньковый узел Г (рис. 67). Отдельные полуфермы, по-
ступающие на стройплощадку, соединяются между собой парными
деревянными накладками сечением 132 х 170 мм на болтах d = 12 мм
и металлическими фланцами на болтах d = 12 мм. Необходимый
эксцентриситет обеспечивается прорезью 260 мм.
Сжимающее усилие в раскосе D±= —5842 кгс передается парными
; накладками из швеллеров № 18 на фланцы через швы на торцах швел-
155
леров. Швы воспринимают усилие на срез sin сс3 = 5842 • 0,515 =
= 3009 кгс и на сжатие D\ cos а3 = 5842 • 0,857 ~ 5007 кгс. Напряже-
ния в швах высотой 1гш = 4 мм и общей длиной в одном швеллеое 1Ш =
— 7 • 2 + 16 = 30 см проверяем по формулам [6]:
01 = 2 • 0,85 • 0,7 • 0,4 30 ~ 212 кгс/™2;
СТ2 = ' 2 • 0,85 • 0,7 • 0,4 • 30 = 352 кгс/см2.
Суммарные напряжения V erf + al = ]/2 1 22 + 352а = 412 <
< 1500 кгс/см2.
Сжимающее усилие от раскоса на швеллеры передается через рас-
порку из швеллера № 18. Напряжение изгиба в распорке
-Д- = = Д42!17- = 1460 < 2100 кгс/см2, где Wo = 17 см3.
1г п 4 • М/ п 4 • 1 / у
Проверяем сварные швы, прикрепляющие распорку к швеллерам,
длиной 2 (7 • 2 + 16) — 60 см:
Di 5842
—Г-----Л 7 = 500 < 1500 кгс/см2.
mFw 0,85 * 0,7 • 0,4 • 60
Растягивающее усилие воспринимается двумя болтами d = 12 мм.
При одностороннем загружении фермы снегом в узле появляется
поперечная сила Q = PCij2 = 2700 кгс. Это усилие вызывает срез
четырех болтов d — 12 мм. Напряжение среза в болтах
4 . ltd2 = 3,14 • 1,2а = < 130^ КГСу/см2-
Для уменьшения свободной длины нижнего пояса и его провисания
предусматриваем подвеску из арматурной стали d = 10 мм.
Опорный узел А (рис. 68). Ферма опирается на колонны
через обвязочные брусья, выполняющие роль горизонтальных распо-
. рок вертикальных связей жесткости между колоннами. Высоту обвя-
зочного бруса подбираем по предельной гибкости X = 200 при расчет-
ной длине 6 м
йоб = —оа'а = Ю,4 см; принимаем йоа = 220 мм.
v,ZoV • 2UU
Ширину обвязочного бруса назначаем равной ширине опорной стой-
ки — 22 см
Необходимая длина горизонтального опорного листа находится из
условия местного смятия обвязочного бруса поперек волокон при'
(Я \
1 + -Гт , 9 =25,7 кгс/см2:
11 “f“ 1 ,Z /
1 А 17 188 on о < от
ton = -г—5---= "оо—«V = 30,3 см; принимаем 1оп = 310 мм.
®обЛ!см 90° 22 • 2t)>1
156
Толщину опорного листа находим из условия изгиба консольных
участков длиной 7 см от реактивного давления
17 188 pF- п / 2
g = 25,2 кгс/см ‘
Изгибающий момент в консоли шириной 1 см
л, 25,2 • 72 с10
/иоп = —~— = 618 кгс • см.
Требуемая толщина листа
6тр = 1/ •6'.^8- = 1,32 см; принимаем <50П — 14 мм.
Рис. 68. Опорный узел.
Проверяем опорную стойку на продольное сжатие. Гибкость
» _________________ 255 __ 255 _ g.
Л ~ ПуЖТ/Г — 0,289 • 17 ~ •
Коэффициент продольного изгиба
ф= -0,8.
Напряжения
° - = пгга- =57 < 130 кгс/см2-
Весовые показатели фермы. Расход древесины на ферму со связями
V — 3,68 м8, стали 600 кг. Собственный вес фермы g^ — 3,68 X
X 500 + 600 = 2440 кгс. Собственный вес на 1 м2 плана покрытия
£с в — = 16,94 кгс/м2, что мало отличается от принятого в расчете.
Коэффициент собственного веса по формуле (2)
ьФак ______1000 16,94____о q / паснете k — 3 51
/?C'B ~ (16,94 + 63+ 100) • 24 — d>y Расчете ftc.B о,о).
Расчет и конструирование ветровой фермы
Ветровые фермы расположены в торцах покрытия здания в плоско-
сти верхних поясов ферм (см. схему покрытия на рис. 61). Одним (на-
ружным) поясом ветровой фермы служат дощатоклееные прямоугольные
Рис. 69. Схема торцового фа-
хверка:
1 — колонны фахверка; 2 — горизон-
тальные ригели; 3 — вертикальные
связи; 4 — ветровая ферма..
при расчете на положительное
балки, уложенные поверху решетчатых стоек фахверка. Другим
(внутренним) поясом ветровой фермы служит верхний пояс ближайшей
фермы покрытия. Стойки ветровой фермы дощатоклееные прямоуголь-
ного сечения, перекрестные раскосы выполнены из круглой стали
класса A-I
Статический расчет. Определение нагрузок. Расчет
ветровой фермы производится на горизонтальные нагрузки, действую-
щие вдоль здания. Они складыва-
ются из внешних сил от ветра вдоль
оси здания и внутренних усилий,
возникающих под воздействием вер-
тикальных нагрузок на несущие кон-
струкции вследствие отклонения их
от вертикального проектного поло-
жения.
Определяем нагрузки от ветра.
Для II ветрового района по [6] ско-
ростной напор ветра g0 = 35 кгс/м2.
Нормативная ветровая нагрузка:
давление (с наветренной стороны)
§в.п = gokc = 35 • 0,65 0,8 = 18,2 кгс/м2;
при расчете на отрицательное давление (с подветренной стороны)
gs oi = 35 0,65 • 0,6 = 13,7 кгс/м2,
где k = 0,65 — коэффициент по табл. 7 [6]; с — 0,8 и 0,6 — аэродина-
мические коэффициенты по п. 6.7 [6].
Расчетная ветровая нагрузка на вертикальную поверхность горца
здания:
яри расчете на положительное давление
§в..п = йв.пПЕ = 1,2 • 18,2 = 21,84 кгс/м2;
при расчете на отрицательное давление
§в..от =1,2- 13,7 = 16,5 кгс/м2,
где пъ — 1,2 — коэффициент перегрузки по п. 6.18 [6].
Расчетная горизонтальная нагрузка на ветровую ферму, являющу-
юся составной частью фахверка (рис. 69):
при расчете на положительное давление
„ «в-п\ ’ 2 / 21,84-10,2 .... .
Йв.п —-----------§-----------~-------2----1 1 >4 кгс'м;
при расчете на отрицательное давление
§в.от = 16,5 10,2/2 = 84,2 кгс/м.
Горизонтальная нагрузка от внутренних сжимающих усилий а >
верхнем поясе фермы определяется согласно [9k
при снеговой нагрузке р£н = 150 • 6 = 900 кгс/м
ёФ = 0,03 - /7срн = 0,03 • 900 = 74,3 кгс/м;
при постоянной нагрузке (g£p + ~ В = ^72,5 -ф ~ 16,2^ 6 ==
= 495 кгс/м
g$ = 0,03 • 495 1gy"21 = 40,8 кгс/м,
где п — общее число ферм в покрытии; t — общее число ветровых
Рис. 70. Расчетные схемы ветровой фермы:
а — при положительном давлении ветра; б — при отрицательном давлении ветра..
Полная расчетная горизонтальная нагрузка на ветровую ферму:
при расчете на положительное давление ветра
§Ф = (gB.n + ёф) 0,9 •+ £ф = (111,4 + 74,3) 0,9 + 40,8 = 208 кгс/м;
при расчете на отрицательное давление ветра
ё* = (ёв-от + ёф) 0,9 + gi = (84,2 + 74,3) 0,9 + 40,8 = 183,5 кгс/м,
где 0,9 — коэффициент сочетания нагрузок по п. 1.12 [61 при одновре-
менном учете ветровой и снеговой нагрузок.
Определяем узловые нагрузки. При расчете на положительное
давление в промежуточных узлах ветровой фермы Рф = ёФ • 6 ==
= 208 • 6 = 1248 кгс, в крайних узлах фермы Рф/2 = 628 кгс.
При расчете на отрицательное давление соответственно Рф = 1100 кгс
и РфГ/2 = 550 кгс.
Определение расчетных усилий. В расчетной
схеме линейные размеры ветровой фермы принимаем по ее развертке
(рис. 70): длина стержней поясов /п = 6,03 м, длина стоек 1СТ = 5,5 м.
Для определения усилий в стержнях фермы (табл. 16) принимаем по-
лураскосную решетку с раскосами, работающими на растяжение при
расчете на положительное давление (рис. 70, а). При отрицательном
давлении ветра в работу включаются встречные раскосы.
Подбор и проверка сечений элементов фермы. Пояса фермы.
В поясе ветровой фермы, являющемся одновременно верхним поясом
фермы покрытия, дополнительное сжимающее усилие появляется при
159
Таблица 16. Расчетные усилия в стержнях фермы, кгс
Вид нагрузки Элементы фермы
Пояса Стойки Раскосы
9—8 1—2 2—3 1—10 2—9 3—§ /-.9 2—10 2-. 3—9
Положитель- ное давление ветра -f-2200 —2200 —2900 —2496 —1868 —1248 +2850 +920
Отрицатель- ное давление ветра —2640 0 +1900 +550 —620 0 — +2570 +940
отрицательном давлении ветра — 2640 кгс. Проверяем сечение на нор-
мальные напряжения
257 700 • 130
„ 26 298 4- 2640 , zo/ /ии • со <ол / 2
° =-------8§8-----+ ~0,89 • 1,15 ~7900 • 130 = 68’4 < 130 КГС/СМ ’
где Л1раСч = 6340 — 28 938 0,13 = 2577 кгс • м.
Подбираем сечения балок наружного пояса фермы. Расчетные на-
грузки и усилия:
вертикальная равномерно распределенная нагрузка от покрытия
и снега (без учета собственного веса балок)
g = (g₽p -р рРн) 3,25 = (72,5 + 150) 3,25 723,2 кгс/м,
где 3,25 — ширина грузовой площади;
продольные усилия сжатия при положительном давлении ветра;
О2-з = 2900 кгс;
продольное усилие растяжения при отрицательном давлении
О2-з = 1900 кгс.
Местный изгиб поясов ветровой фермы от внеузловой горизонталь-
ной нагрузки при покрытиях из панелей, обеспечивающих сплошное
раскрепление поясов из плоскости, не учитывается (п. 11.15 [9]).
Принимаем сечение балок 170 X 308 мм (по высоте из семи досок
толщиной 44 мм) и проверяем его на нормальные напряжения
— °2~3 ц_ м 2900 7>232 ' 6032 ' 6 —
°Г~ F + m6W — 17 • 30,8 + 8 • 1,15 • 17 • 30,8?
= 111,8 < 130 кгс/см2..
Стойки. Расчетное усилие У?_/о = —2496 кгс, расчетная длина
= 5,5 см. Принимаем стойки сечением 130 X 132 мм (из грех
досок по высоте). Сечение проверяем при % = „ .= 146, <р =*
L/j У '10
° 0,14 • 13 • 13,2 0,8 кге/см3 *с,
где 0,8 — коэффициент, учитывающий ослабление сечения отверсти-
ями.
Раскосы. Расчетное усилие О/_9 = 2850 кгс. Требуемая пло-
щадь сечения брутто
v 2850 1 по 2
^бр ~~ 0,7 . R 0,7 • 2100 ~ 1,У2 СМ ’
где 0,7 — коэффициент, учитывающий ослабление сечения нарезкой
Принимаем раскосы из круглой стали d = 16 мм с F — 2,04 см2 >
> 1,92 см2.
Расчет узлов. Конструкции узлов
опирания балок, выполняющих роль
наружного пояса ветровой фермы,
на колонны фахверка показаны на
рис. 71, 72 и 73.
Крепление стоек. При
постановке болтов в два ряда диа-
метр их принимаем d = 12 мм. Не-
сущая способность одного болта:
Рис. 71. Карнизный узел опирания наруж-
ного пояса ветровой фермы на колонну
фахверка.
ВиЗА
. d‘12 -12*60
по изгибу — 2 • 250 • d2 = 500 • l,22 = 720 кгс;
по смятию древесины — 2 • 50 • cd = 100 • 13 • 1,2 = 1560 кгс.
Требуемое количество болтов
2496 о с .
п ~ 720 ' = принимаем 4 шт.
Рис. 72. Промежуточный узел опирания наружного пояса ветровой
фермы на колонну фахверка.
161
Крепление раскосов. Привариваем раскосы швами
hm = 6 мм. Необходимая длина сварных швов
L, = ——--------h 1 = ,, п к28л£—гёлгг + 1 — 4,2 см;
2 . ₽/гш^ 2.0,5.0,6-1500
принимаем /ш = 5 см,
где р = 0,5 — коэффициент при сварке круглых стержней с пласти-
нами; 1 см — учет непроварки по концам шва.
Фасонки, к которым привариваются раскосы, работают на внецент-
1,2+1,6 , .
ренное растяжение с эксцентриситетом, равным----g—— = 1,4 см при
100 180 240 180 100
толщине фасонки 6Ф = 1,2 см. Расчетные
усилия: растяжение D^g cos 439 = 2109 кгс,
изгибающий момент Л4Ф = 2109 • 1,4 =
= 2953 кгс • см. Геометрические характе-
ристики фасонки при ширине йф = 12 см:
площадь сечения с учетом ослабления
двумя отверстиями d — 13 мм FBI = 12 X
X 1,2—2 лсР/4 = 12,14 см2; моментсопро-
Рис. 73. Средний узел опирания наружного пояса
ветровой фермы на колонну фахверка.
IV7 (12 —2,6) • 1,22 п „ о
тивления Vi/ф = —----------= 2,3 см3.
Напряжения
Dfa > Л4ф 2109 . 2953 , лсл oi м 1 2
Ст = -jr2- + ~w~ = "rnT + “23” = *460 < 2100 кгс/см2.
Болты, присоединяющие фасонки к поясу, растянуты усилием
sin 43° = 2850 • 0,68 = 1935 кгс. Проверяем болты d = 12 мм:
° = “гк = тлккг-п» = 1225 <2100
«и —
где /1 — 2 — количество болтов; р — коэффициент, учитывающий
ослабление сечения нарезкой резьбы.
Находим ширину шайбы, через которую усилие растяжения переда-
ется на пояс при длине шайбы 120 мм и толщине 12 мм,
йШб = -12~. 40 = 4,03 см; принимаем 60 мм,
здесь Т?см9о = 40 кгс/см2 — расчетное сопротивление древесины смя-
тию поперек волокон под шайбой (приложение 1).
Проверяем болты для крепления деревянных накладок, перекрываю-
щих стыки балок наружного пояса. Несущая способность четырех бол-
тов d = 12 мм N = 720 4 = -2840 кгс > 1920 кгс.
Проверяем опирание балок пояса фермы на колонны фахверка..
Расчетное усилие на промежуточную колонну g 6 + 156 = (72,5 +
+ 150) 3,25 • 6 + 156 = 4495 кгс (здесь 6 м — шаг колонн; 156 кгс —
162
Г6озди4хЮО
Рис. 74. Деталь крепления
панелей покрытия к верх-
нему поясу фермы.
собственный вес балок). Площадь опорного сечения 17,6 х 17 —
= 299,2 см2. Напряжения смятия в балках на опорах поперек волокон
4498
осм = 299“2 = 15,02 < 18 кгс/см2.
Крепление панелей покрытия. Расчетное усилие
на одну панель шириной 1,5 м при горизонтальной нагрузке §ф ~
= 208 кгс/м, N — 208 • 1,5 = 312 кгс. Усилие через деревянные бо-
бышки толщиной бб = 50 мм воспринимается гвоздями (рис. 74). Не-
сущая способность одного гвоздя d —
— 4 мм:
по смятию древесины бобышки —
35 • 5 • 0,4 = 70 кгс;
по изгибу гвоздя — 250 • 0,42 =
= 40 кгс.
Требуемое количество гвоздей 312/40 я»
« 8 шт При забивке в каждую бобышку
по два гвоздя к продольным ребрам пане-
ли прибивается четыре бобышки.
Находим глубину забивки гвоздей — й3 — 0 —- = -б—п . —
•! о • и/\гв о • oU * U,4
= 1,2 см.
Тогда длина гвоздей (рис. 74)
/гв == — 5 + 1,5d + 1,2 + 1,5 • 0,4 — 6,8 см; принимаем
гвозди 4 х 100 мм.
Длина бобышки — 15 d • 3 = 15 • 0,4 • 3 = 18 см.
В соответствии с п. 6.10 [6] крепление панелей покрытия по торцам
здания следует рассчитать на местное отрицательное давление ветра
при с = 2. Тогда расчетное давление снизу вверх на панели
g = g0 • & с • 1,2 = 35 • 0,65 • 2 • 1,2 = 54,6 кгс/м2, где 1,2 м —
ширина панели.
Постоянная нагрузка от кровли и трехслойных панелей
== 72,5 кгс/м2 > 54,6 кгс/м2.
Таким образом, расчет крепления панелей на отрыв не производим.
Крепление осуществляем двумя гвоздями 4 х 100 мм, вбиваемыми в
крайние продольные ребра панелей.
ПРИМЕР 8. ПОКРЫТИЕ ПО СЕГМЕНТНЫМ ФЕРМАМ
С КЛЕЕНЫМ ВЕРХНИМ ПОЯСОМ
Запроектировать утепленное покрытие пролетом L — 24 м, дли-
ной 64 м. Район строительства — г. Минск/Изготовление несущих кон-
струкций покрытия и элементов крыши — заводское, укрупнительная
сборка осуществляется на строительной площадке. Деревянные кон-
струкции группы А1.
Выбор конструктивной схемы покрытия и крыши. Принимаем в ка-
честве несущих конструкций покрытия сегментные фермы с верхним
поясом из клееных блоков. Шаг ферм — 6 м. Для обеспечения равно-
мерного распределения нагрузки между фермами в торцах здания и
т
пространственной жесткости покрытия расстояния между крайними фер-
мами принимаются 5 м Схема покрытия показана на рис.. 75. Прини-
мается прогонное решение крыши, так как применение плоских пане-
лей вызывает затруднение при креплении их к верхнему поясу кри-
волинейного очертания. Про-
гоны разрезные, расположен-
ные через 1,12 м в виде кле-
еного пакета таврового сече-
ния из досок толщиной 45 мм
после острожки (сосна II сорта
влажностью на более 12%).Се-
чение прогонов 120 X 180 мм.
Нижняя доска пакета шири-
ной 180 мм выполняет роль
полки, на которую укладыва-
ются элементы крыши.
Для обеспечения простран-
ственной жесткости покры-
тия устраиваются
связи по верхним
ферм и связи в плоскости ни-
сходящих раскосов (см. §5).
Рассматриваются три ва-
рианта фермы покрытия в за-
висимости от назначения со-
оружения.
. Вариант I: нет ограниче-
ний в отношении применения
металла по условиям эксплуа-
тации. Применяется метал-
лодеревянная ферма — сжа-
тые элементы из клееной
древесины, для которых при-
меняются пиломатериалы из
сосны влажностью не более
12% по ГОСТ 8486—66, клей
марки КБ-3; растянутые эле-
менты и соединительные де-
тали узлов из стали класса
С38/23.
Вариант II: химически агрессивная среда препятствует применению
мелкоразмерных металлических элементов и деталей. Применяется
деревопластмассовая ферма — сжатые элементы из клееной древесины,
растянутые элементы из ориентированного стеклопластика типа СВАМ
(СТУ 12249-66), фасонки из стеклопластика КАСТ В (ГОСТ 10292—74),
болтовые соединения из пресс-материала АГ-4С
Вариант III: основное требование к сооружению — безметальность
несущих и ограждающих конструкций. Применяется целиком дере-
вянная ферма — все элементы из клееной древесины, фасонки из
Рис. 75. Схема покрытия:
1 =- вертикальные связи; 2 ~ скатные связи;
3 прогоны; 4 объемные элементы крыши;
5 — обвязочный брус; 6 ветровая ферме; 7
сгойки жесткого торца; 8 *- вертикальные связи
между колоннами.
скатные
поясам
164
бакелизированной фанеры марки ФБС (ГОСТ 11539—65), нагельные
соединения из ДСП.
Конструкция крыши, варианты которой показаны на рис. 76, при-
нимается в соответствии с назначением сооружения, заданными мате-
риалами и особыми требованиями. Крыша по любому варианту может
быть как построечного изготовления, набираемая из отдельных эле-
ментов (варианты а, ..., е), так и индустриального, когда элементы
Рис. 76. Варианты конструкции крыши.
крыши шириной 1 м длиной 3 м изготавливаются на заводе (варианты
а', ..., е') в виде блоков. Поэлементный состав конструкции крыши
различных вариантов с геометрическими размерами элементов и сбором
нагрузок приведен в табл. 17.
Схема конструктивного расчета фермы. Геометрические
размеры фермы. Из условия размещения прогонов с шагом
1,12 м длина дуги по верхней грани верхнего пояса SB — 1,12 • 24 =
= 26,88 м. Принимаем центральный угол дуги а = 72°, тогда радиус
кривизны дуги по верхней грани верхнего пояса RB = (SB 180)/nd =
= (26,88 • 180)/(3,14 • 72) = 20,8 м. Радиус кривизны дуги по оси
верхнего пояса R = 7?в — 0,2 = 20,6 м (0,2 — половина высоты се-
чения верхнего пояса, которую приняли L/60— 0,40 м). Тогда длина
дуги по оси верхнего пояса
с tiRa 3,14 20,6 -72 лс „
5 = -W =---------180----' = 26’6 М-
3,14 20,6 • 72
Расчетная высота фермы в коньке находится из выражения R ~
*= (Г2 Ц- 4Я2)/8Я, откуда Н = 3,85 м.
Длины хорд А' Б', Б'В'
2/? sin = 2 2060 • sin 9° = 4120 • 0,1564 = 641,6 см.
О
165
Таблица 17. Нагрузка or собственного веса крыши, кгс/м2
Варианты конструкции крыши Норма тивная нагрузка Расчет- ная на*
Элементы крыши н £кр /г грузка P ₽кр
Кровля рубероидная трехслойная Рабочий настил из досок б = 40 мм Дощатые щиты б = 35 мм (МРТУ 13-02-2-65) Кровля из волнистых асбестоцементных листов марки ВУ (ГОСТ 8423—75) Кровля из волнистых листов светопрони- цаемого стеклопластика толщиной 2,5 мм (СГУ 301-4162-64) Кровля из волнистых листов фенольного стеклопластика толщиной 2,5 мм (МРТУ-21) Древесноволокнистые плиты сверхтвердые толщиной 3 мм (ГОСТ 4598—74) Утеплитель-пенопласт ФС-7-2 2x40 мм, у = 100 кг/м3 (МРТУ 6-05-958-65) Пароизоляция —1 слой пергамина Нижний настил: доски 6 =25 мм дощатые щиты 5 = 26 мм плоские асбестоцементные листы о = 6 мм плоские светопрозрачные листы 6 = 1,5 мм (МРТУ 6-11-72 67) плоские листы из фенольного стеклопла- стика 6 = 1,5 мм фанера марки ФК 6 = 8 мм Прогоны 120X180 мм через 1,12 м а, б, е а б в г д е а, б, в, dt е a, б, в, д3 е а б в г д е а, б, в, г, О, е 12 20 17,5 26 5,6 7 14,2 8 2,2 12,5 13 14 2,4 3 5,1 10 1,2 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,2 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 1,1 14,4 22 19,2 28 6,2 7,7 15,6 9,6 2,4 13.7 14,3 15,4 2,5 3,3 5,6 11
Итого нагрузка от крыши по вариан- там конструкции а б в г д е 64 7 62,7 60,2 18 30,2 51,5 73,1 70,9 66,4 19,7 34 58,6
Размер стрелки ВГ
2R sin2 -2- = 2 • 2060 • 0,15642 = 100,6 см, тогда ЕГ = 385 — 100,6 =
= 284,4 см.
Длина хорды Б Б'
2R sin = 2 • 2060 • 0,309 = 1268,4 см.
4
Длина раскоса БД
УЕГ2 + (БГ — ДЕ)2 = ]/2,8442 + (6,342 — 4)2 = 369,2 см.
Длина раскоса ДБ — ]/42 + 3,852 — 555,2 см.
166
Длина блока верхнего пояса — 2660/4 = 665 см.
Линейные размеры элементов определены без учета строительного
подъема, который придается ферме при сборке и равен: 77200 = 12 см.
В данном примере статический расчет и подбор сечений элементов
фермы даны в общем виде, так как конструкции фермы и крыши позво-
ляют принимать много вариантов решений покрытия.
Статический расчет. Определение нагрузок. Постоян-
ная нагрузка — от крыши и несущих конструкций покрытия со свя-
зями. Нормативные g«p и расчетные gpp нагрузки на 1 м2 площади по-
крытия для различных вариантов крыши приведены в табл. 17. Нагруз-
ка от несущих конструкций находится по формулам:
нормативная
Д- пн
н __ бкр I Нен
~~ 1000
^С.в
расчетная
4 = 4- и-
Находим нормативную нагрузку от снега (вес снегового покрова
для II района р0 — 70 кгс/м2) для ферм сегментного очертания
А = Р. ^тг - 70 = 53.2 кгс/м2
Временная нагрузка — от снега. Коэффициент перегрузки псн
находится по п. 5.7 СНиП П-6-71 «Нагрузки и воздействия» в зависи-
мости от отношения кр н——. Расчетная нагрузка от снега рРн =
Рен
= Ренхен- Ветровую нагрузку не учитываем.
Коэффициенты собственного веса kc в для разных вариантов ферм:
металлодеревянные — klc.s = 3 3,5;
деревопластмассовые — = (0,8 ч- 0,85) &с.в;
деревянные — == (0,85 ч- 0,9) &с.в.
Суммарные постоянные нагрузки:
нормативная gH = g“p + g$;
расчетная gp = gpp + gg.
Расчетная схема фермы показана на рис. 77, б. Узловые нагрузки:
на узел А:
_ £ L — Б Б' S
постоянная Од — gp • 6 * ——------- — ;
п р г» L — ББ' S
от снега Рд = ре и • 6 ---------;
4 L
на узлы Б и В:
L S
постоянная вБ,в = g₽ • 6 • ~
L S
от снега РБ в — Рр • 6 • -г- • -г-,
4 L
где отношение S!L учитывает кривизну верхнего пояса фермы при опре-
делении нагрузки на горизонтальную его проекцию. Продольные уси-
лия в стержнях фермы находим для двух комбинаций внешних нагру-
зок (рис. 77, в):
1-я комбинация — суммарная постоянная нагрузка и снег на всем
пролете;
2-я комбинация — суммарная постоянная нагрузка на всем пролете
и снег на половине пролета.
г я комбинация . 2-я комбинация у
8
Рис. 77. Схема фермы:
а ~ геометрическая; б « расчетная; в комбинации нагрузок.
Усилия от постоянной и временной нагрузок для обеих комбинаций
находятся умножением усилий от единичных нагрузок на грузовые
коэффициенты G и Р
Расчетные продольные усилия в стержнях фермы находятся как
суммарные от наиболее невыгодного сочетания усилий от постоянной на-
грузки и усилий от снега справа, слева или полного.
В табл. 18 приведены расчетные усилия в стержнях фермы для рас-
сматриваемых вариантов ферм и покрытий:
вариант I — металлодеревянная ферма и крыша типа «а»;
вариант II —деревопластмассовая ферма и крыша комбинирован-
ная по типу «а—д» с чередованием глухих и светопрозрачных участ-
ков;
вариант III — целиком деревянная ферма и крыша типа «б».
Вариант L Металлодеревянная ферма
Подбор сечений элементов фермы. Верхний пояс. Расчет
элементов верхнего пояса ведется по схеме сжато-изогнутого стержня.
Расчетные схемы элементов приведены, на рис. 78.
168
8
Таблица 18. Расчетные усилия в стержнях
4 W S о те £ *5 о Я s S И ® О Я >1 еГ о и, и, сГ "сГ « * с* Cj С) йГ
Расчет- ные уси- I ЛИЯ, кгс —20 600 —18 760 18 450 18 770 —798 1278 910 —1560 12 300
Вариант Г g И S о Ef р== = 2990 0516” 000 01“ 8970 9130 —956 1120 150 ИЗО —1340 —210 086S
Я гр узок м s £>е г0*"©* 1-1 о § оэте^ “° § § О со 7 1 9480 1 %40 ' со ' ха 03 1 6320
гной и временной н, t § Si s те 5 а £ » те £ ® *в; * Оч —15 250 —13 870 13 680 13 920 , —986 1274 1160 —1570 9120
Вариант Г. эвые циенты р = = 3284 —II 000 —10 000 9852 10 040 —1050 1210 164 1250 —1480 —230 6568
те £ о В н та Груз, коэффи: G = = 1270 О а 1Л ь. см со 7 7 3828 3880 о ' 2552
Усилия < Расчет- ные уси- лия , кгс 1 —21 140 —19 300 18 990 19 330 —779 1297 896 —1574 12 660
Вариант I 2 aS Л <У «а я Q В 0663 = ' == d 1 '—10 000 —9120 8970 : 9130 —956 1120 150 ИЗО —1340 —210 5980
Груз ^оэффхх G = 3340 —11 140 —10 180 005 01 OZOOT ''"”7С—' СМ 1 0899
Уеилия от единичной нагрузки полное СО о СО* СО 1 1 3,-06 ! 90 "0 о Ох‘
К5 c^S В « —< С-3 Т 7 со ьл 0,37 ш 7 U?
та И <У ч Й СО 7 7 О ю —0432 i 0(38 к>
Стерж* ни tq j дгп M.V из ВД'
элементы фермы и опарные реакци? Верхний пояс Нижний пояс Решетка 1 Опорная реакция
169
Стрела выгиба
f = Z/2 tga/16 - 320,8 • 0,0787 = 25,2 см.
Внешние нагрузки
gl = te<p + ёф + Рея) 6 cos g2 = (gip + g| + /&) 6 cos B2.
Расчетные продольные усилия Ov и O2 берем из табл. 18.
Рис. 78. Расчетные схемы элементов верхнего пояса:
а элемент Д5, б-~ элемент Б В..
В каждом элементе находятся изгибающие моменты, кгс • м:
от внешней нагрузки
Mg — gl2/8;
разгружающий момент от продольного усилия вследствие кривизны
элемента
расчетный изгибающий момент
М — Mg — Mf.
Клееные блоки верхнего пояса с целью стандартизации принима-
ются одинакового сечения, которое проверяется на расчетные усилия в
обоих элементах. Так как верхние пояса ферм по всему пролету свя-
заны между собой покрытием, потеря устойчивости их из плоскости
исключена и жесткость элементов проверяется только в плоскости
фермы.
Задаемся сечением верхнего пояса b X hB см в виде пакета из досок
толщиной 350 мм (с учетом острожки).
Геометрические характеристики сечения:
Fm = bhB- IFpaC4 = bhl/6; I = bh3B/12;
r = 0,289/iB.
Расчетная длина пояса при расчете на продольное сжатие равна
длине дуги — 1а = 665 см. Гибкость А. = /0/г.
Проверяем принятое сечение по нормальным напряжениям (п. 4л4
111)
Ot I n e e _ j_________
F6p + ^раоч'Иб Яи где ё “ 3100 • RcFm ’
т =, 1,15 — коэффициент к И7расч по табл. 18 СНиП П-В.4-71.
170
Нижний пояс. Требуемая площадь сечения стального пояса,
см2,
Ftp = при т = 1 и R = 2100 кгс/см2.
Принимаем по сортаменту два уголка с общей площадью FHi > FIp.
Радиус инерции одного уголка — гх, вес I м — gM.
Гибкость < = „ < 400 (не превышает допустимую для растя-
о • Гх
нутых элементов).
Проверяем принятое сечение. Изгибающий момент от собственного
веса
,, 2 • еи[*
М =---------
8-9
Момент сопротивления одного уголка
Fv = __L_ смз,
у t — с ’
величины /, t, с находятся по сортаменту.
Тогда
уг1- + <2100 кгс/см2.
По длине уголки соединены между собой планками с шагом 80 • гх.
Решетка. Все раскосы проектируем одинакового сечения
b х hp из досок толщиной 3,5 см, шириной, равной ширине верхнего
пояса. За расчетное усилие принимается максимальное сжимающее
по табл. 18.
Подбираем сечение по гибкости при 10 = 555,2 см; г = 0,289йр;
X = 150.
Отсюда
h = 1б
0,289 • А. ’
Количество досок в пакете и = /ггр/3,5 (округляется), фактическая
высота сечения раскосов hp — п • 3,5 см. Проверяем сечение:
-Й-< R. = 130 кгс/см’, <р = 3100(0,289 • А,)3
<pWip v l20
Сечения элементов фермы приведены в табл. 19.
Конструирование и расчет узловых соединений. Конструкции узлов
показаны на рис. 79. Все узлы центрированы по осям элементов.
Опорный узел. Расчетные усилия: Ог = —21 140 кгс, (/г =
= 18 990 кгс, Кл = 12 660 кгс.
Площадь опирания верхнего пояса на плиту башмака из условия
смятия торца
г О, 21 140 1С, 2
F“ = -st = ТГ - 164 “ •
171
Рис,. 79. Конструкции узлов фермы по варианту I:
а = опорный узел; б промежуточный узел верхнего пояса; в — коньковый узел; е — промежуточный узел нижнего пояса.
Таблица 19. Сечения элементов ферм
Ва-
ри-
ант
гы
Нижний пояс
Раскосы
клеедощатые
___ Стальной из g L 50*5
Г"1
I bXh = 12Х
Х(3,5хЮ) см
п = 10 досок
йХЛр = 12х
X (3,5X4) см
п ~ 4 доски
II bxh= 12Х X (3,5x7) см п = 7 досок "?3 I CsU , 12 bxhp — 12X X(3,5X4) см n = 4 доски
I т 2_ г с\Г К Ж II +LC °|' ..Io S । | о __lL_
SrT no 10 7ог =52см
III бХ/г = 12х X (3,5x10) см п = 10 досок Клеедощатый из досок I сорта bXftH = 12х(3,5х8) см п = 8 досок bxhp = 12x X (3,5X4) cm n = 4 доски
Длина плиты 1П = = 13,7 см; принимаем 1а = 150 мм.
Определяем толщину упорной плиты. Для этого рассчитываем
согласно [8] участок плиты, опертый по контуру, со сторонами b х а =
- 120 X 60 мм. При 12/6 = 2 = 0,1 и оп = ^ ‘У - = 118 кгс/см2
М = а^а? = 0,1 • 118 • 6а — 410 кге • см; 6П = У(6Л4)/7? =-
= К(6 • 410)/2100 = 1,1 см.
Принимаем толщину упорной плиты 6П = 12 мм.
Проверяем упорную плиту с тремя подкрепляющими ребрами 8 X
X 80 мм как балку пролетом Ъ == 120 мм на изгиб:
М. =.-----5----= 31 800 кгс • см.
О
Расстояние от наружной грани плиты до центра тяжести сечения
(рис. 79)
S 15-1,2-0,6 +3-8. 0,8-5,2 о .. _
У = У" =-------15.1,2 + 378.^8----= 2>44 СМ-
Момент инерции сечения
Л = --т*’- + °’8'- 3 + (15 • 1,2) (2,44 - 0,6)? +
1а 1а
+ 3.0,8 • 8(5,2 — 2,44)а = 245,64 см4.
173
Максимальные напряжения в упорной плите
= = 927 кгс/см2 < 2100 кгс/см2.
Боковые листы башмака принимаем толщиной бб = 10 мм. Элемен-
ты упорной плиты свариваем швами высотой 6 мм и 8 мм.
Рассчитываем горизонтальную опорную плиту башмака. Принимаем
плиту размером 200 х 250 мм. Проверяем обвязочный брус на смятие
под плитой поперек волокон:
12 660 Q, о /2 Г>
~рг— = 20~ 25 = 25,3 КГС/СМ2 & Рем 90-
Толщину плиты находим из условия изгиба:
консольный участок
,. 25,3 • б,52 „„ ,
/И —-------g--= 384 кгс • см;
средний участок
25,3 • 122 „„„
М =--------12-= 308 кгс • см.
Тогда
бпл = V(6M)/R = ]/(6 • 384)/2100 = 1,05 см; принимаем 6ПЛ = 12 мм.
Длина швов, крепящих уголки нижнего пояса,
, _ Vj 18 990 . „
ш ~ 2 • С'Лш«си = 2 1500 0,5 0,7 ~ 16 СМ;
принимаем швы конструктивно (рис. 79).
Промежуточный узел верхнего пояса
(рис. 79, б). Расчетные усилия: С\ = 21 140 кгс, О2 = 19 300 кгс,
Dr = —779 кгс, D\ = 1297 кгс.
Принимаем центральный узловой болт d = 20 мм; число срезов —
два.
Несущая способность болта:
по смятию древесины
2 - 50bdka = 2-50 -12 • 2 0,6 = 1480 кгс > 1297 кгс; по изгибу
болта
2 • 250 • d? Vka = 2 • 250 • 22 • У0,6 = 1540 кгс > 1297 кгс, где ka =
— 0,6 — коэффициент, учитывающий смятие древесины под углом
69° 45'11].
Стальные накладки принимаем сечением 8 X 80 мм. Проверяем
накладки на продольное сжатие на участке длиной 270 мм между за-
креплениями на усилие Dy при гибкости А = 27/0,289 • 0,8 =- 117 <
< 150 и <р = 0,22 [7]:
• 9 О Я R ' = 286 кгс/см2 < 2100 кгс/см2.
2 • 0,22 • U,о «о
Накладки крепятся к раскосам глухарями.
174
Несущая способность четырех глухарей d = 12 мм, I = 80 мм:
по смятию древесины
80// — 0,8/d . 4 = 80 • 7,2 . 1,2 • 4 = 2750 кгс > 1297 кгс;
по изгибу глухаря
4 250 • d2 = 4 • 250 • 1,22 = 1440 кгс > 1297 кгс.
Коньковый узел (рис. 79, в). Усилия от одного элемента
верхнего пояса на другой передаются лобовым упором. Расчетные уси-
лия в раскосах: = 896 кгс, D2 = —1574 кгс. Расчетное усилие, на
которое рассчитывается узловой болт, находится графически (1820 кгс)
и действует под углом 74Q 15' по направлению к волокнам древесины
верхнего пояса. Отсюда ka = 0,62 [1].
Находим требуемый диаметр узлового болта из условия его изгиба
(И
1820
d =
-------~___- = 2,15 см; принимаем d = 22 мм.
2 • 250 • УЖ
Проверяем древесину на смятие под болтом:
2 • 50 12 • 2,2 • 0,62 = 1630 кгс > 1574 кгс.
Стальные накладки сечением 8 X 80 мм крепим четырьмя глухаря-
ми d = 14 мм, I = 80 мм. Проверку их несущей способности не произ-
водим, так как запас очевиден (см. выше).
Промежуточный узел нижнего по яса (рис. 79, г).
Расчетные усилия: £>i= 1297 кгс, D2= — 1574 кгс. Стальные накладки
и глухари для их крепления рассчитаны выше.
Рассчитываем узловой болг, устаналиваемый в отверстия в уголках
нижнего пояса, на равнодействующее усилие усилий Di и D2, равное
2100 кгс.
Плечо усилия относительно грани уголка равно 0,8 см (толщина
накладки).
Требуемый диаметр болта по изгибу находим из выражения
М D'2 0,8 „
Г = ~ = 2 р ..... = 0,1 • d3;
А К
, ,3/ 2100 • 0,8 о
d — V ' 0,1 2100 2 см’
Проверяем несущую способность болта:
по срезу
2 (nd2/4) Rep = 2 • 3,14 • 1500 = 9400 кгс > 2100 кгс;
по смятию отверстия
2 (nd/2) tRCii = 2 • 3,14 • 0,5 • 1600 = 5020 кгс > 2100 кгс,
где t — толщина уголка.
Ослабление нижнего пояса отверстием компенсируется листовой
накладкой 8 X 100 мм длиной 240 мм, привариваемой в центре узла.
Вариант SI. Деревоплгстмассовая ферма
Подбор сечений элементов фермы. Верхний пояс. Расчет
элементов верхнего пояса производим как и в варианте I на расчетные
усилия из табл. 18.
Нижний пояс. Принимаем пояс из двух круглых стержней
из однонаправленного стеклопластика типа СВАМ. Требуемая площадь
сечения
Л?р = 1600 кгс/см2 — расчетное сопротивление СВАМ растяжению;
0,8 — коэффициент неравномерности работы стержней.
Принимаем два стержня диаметром dan с общей площадью FHT >
> FIp. Для закрепления стержней в узлах фермы на концах их устра-
иваются оголовки, состоящие из двух пластин из КАСТ-В с выбранны-
ми в каждой пазами глубиной dH.n/2 и прикрепляемые к стержням
на клею ПН-1. Из условия постановки нагелей диаметром d в два ряда
ширина оголовков Ьог = 6J + dH.n (округляется). Толщина оголовков
бог — ——Ь 0,5 см.
Проверяем принятое сечение оголовка:
где Rp = 110 кгс/см2 — расчетное сопротивление растяжению КАСТ-В;
4 — количество пластин; 0,7 — коэффициент, учитывающий ослабле-
ние отверстиями.
Требуемая длина, см, оголовков на условия прочности клеевой
заделки
I —________К?_____
°Г ' 2-/?кл^нл0,8’
где Дхл = 20 кгс/см2 — расчетное сопротивление сдвигу клея ПН-1.
Длина оголовков может приниматься конструктивно из условия
постановки расчетного числа болтов, которое определяется при расчете
опорного узла.
Решетка. Элементы решетки рассчитываются как для вариан-
та I.
Сечения элементов фермы приведены в табл. 19.
Конструирование й расчет узловых соединений. Конструкции узлов
показаны на рис. 80.
Опорный узел. Расчетные усилия: Ох = 15 250 кгс, Кг —
— 13 680 кгс, Ra = 9120 кгс. Опорная плита и боковые накладки баш-
мака выполняются из стеклопластика КАСТ-В, нагели — из пресс-ма-
териала АГ-4С. Находим толщину боковых накладок (с учетом ослаб-
ления отверстиями)
о __ О, _________ 15 250 __а ое
°н — ~T7&b7?cO,85 2 • 24 • 450 • 0,85 — СМ’
176
1
Рис. 80. Конструкции узлов фермы по варианту 11:
а___опорный узел; б — промежуточный узел верхнего пояса; в -=> коньковый узел; г промежуточный узел нижлего пояса;
оголовки тяжей нижнего пояса.
7 1529
где b,, — минимальная ширина накладок, принятая 24 см; Ra =
= 450 кгс/см2 — расчетное сопротивление КАСТ-В сжатию; 0,85 —
коэффициент, учитывающий ослабление отверстиями. Принимаем 6Н =>
— 10 мм.
Нагели для крепления верхнего пояса рассчитываются на изгиб
и на срез, а древесина на смятие. Несущая способность одного двухсрез-
ного нагеля d — 20 мм:
по смятию древесины
2 • 50 • b • d = 2 • 50 • 12 • 2 = 2400 кгс (табл. 20 [1]);
по срезу нагеля
2 (зтс?2/4) Rop = 2 (3,14 • 2а/4) 300 = 1880 кгс,
где Rap — расчетное сопротивление срезу;
по изгибу нагеля
2 • 0,44 • d2V7?й.н7?см.до = 2 • 0,44 • 4J/900 • 130 = 1210 кгс,
где RaiI — расчетное сопротивление нагеля изгибу.
Требуемое количество нагелей
о, 15 250 , о с „
п = — "ioin~" = 12,6; принимаем 13 шт.
IZiv
Проверяем боковые накладки из условия смятия отверстий наге-
лями
_______91__________________250____________0 89 < 1
2 . nbadRa • 0,75 “ 2 • 13 • 1 • 2 • 450 • 0,75 “ ’ '
Конструктивные требования по расстановке нагелей: расстояние от
торца верхнего пояса до первого нагеля в ряду и между нагелями
Si == Qd; расстояние от грани верхнего пояса до первого ряда s3 = 2,5 d,
между рядами s2 = 3d (и. 5.19 [1]).
Нагели для крепления нижнего пояса рассчитываются на изгиб
и на срез. Несущая способность двухсрезного нагеля d = 25 мм:
по изгибу при W = 0,1сР
4 •/?и • 1,2 4.900.0,1.2,58 . 1,2
—_—.— ---------=----------—j—.j----------= 1140 кгв,
6Н + 6ОР ’ -1-4
1+4
по срезу
2 (nd2/4) RaP = 2(3,14 • 2,52/4) 300 = 2830 кгс.
Требуемое количество нагелей
Vi 13 680 1О ,
п — -гтлтг = —, • = 12,1; принимаем 12 шт.
114U 114U
Расстояние между нагелями в ряду вдоль усилия 3,5d.
Проверяем накладки из условия смятия отверстий нагелями
_________ — -3 680_.____ — о 84 < 1
2 • n6HdRa . 0,75.0,8____________________________2 * 12 • 1 - 2,5.450.0,75 . 0,8_’
178
где /?0 • 0,75 — расчетное сопротивление на местное смятие по [291;
0,8 — коэффициент неравномерности работы стержней.
Рассчитываем горизонтальную опорную плиту. Необходимая шири-
на опорной плиты из условия смятия боковых накладок по приторцован-
ной поверхности
, _ 9120 . о
° п ~ 2 • 6Н7?С • 0,75 ~ 2 • 1 • 450 • 0,75 ~ ’° ’
принимаем максимально возможную Ьо.п = 24 см.
Необходимая длина опорной плиты из условия смятия об-
вязочного бруса поперек волокон под плитой
, ra 9120 ,ко
°'П “ »оЛ. “ 24-24 “ 15,9 СМ’
принимаем 1огп = b 4- 26н 4- 2/к = 12 4- 2-1 4- 2.-7 — 28 см > 15,9 см,
где размер 1К = 2 • 3,5 определен максимальной толщиной листов
из КАСТ-В, равной 3,5 см.
Боковые накладки скрепляются с опорной плитой клеем ПН-1.
Толщину опорной плиты находим из условия изгиба:
консольный участок
13 7.72
Л4 — —-------336 кгс . см.
средний участок
13,7 • 122 о.с
М = ----=-— = 246 кгс см,
О
где g0.n = -^3 = 13,7 кгс/см3; 6 = =
= 1^(6 • 336)/550 = 1,92 см; принимаем 6 = 22 мм.
Промежуточный узел верхнего пояса. Расчет-
ные усилия: Ог = —15 250 кгс, О2 = —13 870 кгс, Dt = —986 кгс,
Dy = 1274 кгс. Принимаем узловой болт из АГ-4С d = 22 мм, число
срезов — два.
Несущая способность болта (см. расчет варианта I):
по смятию древесины
2 • 50 b • d • ka — 2 • 50 • 12 • 2,2 • 0,6 = 1580 кгс > 1274 кгс;
по изгибу болта
2 • 0,44 • d2 //?и н/?ем.Др = 2 - 0,44 2,22 /900- 130 «
= 1460 кгс > 1274 кгс;
по смятию накладок, принятых толщиной 10 мм,
2 6Н d • /?а • 0,75 = 2 - 1 - 2,2 • 450 • 0,75 == 1480 кгс > 1274 кгс.
7’
Накладки из КАСТ-В принимаем сечением 10 X 140 мм. Проверяем
накладки на продольный изгиб на участке длиной 22 см между закреп-
лениями при гибкости £ = 22/(0,289 • 1) = 76 и <р в 0,53:
—. ____986_____— СС 7 г/Гс/сМ2
2 • <pF — 2 • 0,53 • 1 14 оо, / КГС/СМ < /у..
Накладки соединены с раскосами двумя болтами из АГ-4С d
» 16 мм.
Несущая способность двух двухсрезных болтов:
по
по
по
по
смятию древесины
2 • 2 • 50 • 12 • 1,6 = 3800 кгс > 1274 кгс;
изгибу болтов
2 • 2 • 0,44 • 1,6аК900 • 130 = 1570 кгс > 1274 кгс;
срезу болтов
2 • 0,5 • 3,14 • 1,62 • 300 = 2450 кгс > 1274 кгс;
смятию накладок
2 • 2 1 • 1,6 • 450 • 0,75 = 2160 кгс > 1274 кгс.
Коньковый узел. Усилия от одного элемента верхнего поя-
са на другой передаются лобовым упором. Усилия от раскосов:
®= 1160 кгс, £>2 = —1570 кгс. Равнодействующее усилие, на которое
рассчитывается узловой болт, находится графически из рис. 80
(1950 кгс) и действует под углом 74° 15' по направлению к волокнам
древесины верхнего пояса, отсюда ka = 0,62.
Требуемый диаметр болта из условия изгиба
о / 195Q
d = 1 -------г . - = 2,55 см; принимаем d = 30 мм.
у 2 • 0,44 К900 -130
Проверяем принятый болт:
по
по
по
смятию древесины
2 • 50 • 12 • 3 • 0,62 — 2230 кгс > 1950 кгс;
смятию накладок
2 • 1 • 3 • 450 0,75 = 2030 кгс > 1570 кгс;
срезу болта
0,5 • 3,14 • За • 300 = 4240 кгс > 1950 кгс.
Накладки из КАСТ-В сечением 10 х 140 мм крепятся к раскосам
болтами d = 16 мм. Проверку накладок и несущей способности болтов
не производим, так как запас прочности очевиден (см. расчет выше).
Промежуточный узел нижнего пояса. Расчет-
ные усилия: Di= 1274 кгс, D'2 — —1570 кгс, У2 = 13 960 кгс. Элемен-
ты нижнего пояса стыкуются в узле и крепятся к боковым накладкам
узла из КАСТ-В нагелями d 25 мм из АГ-4С в количестве 12 шт.
180
(несущая способность их определена при расчете опорного узла). Ми-
нимальная ширина боковых накладок из условия их разрыва с учетом
ослабления отверстиями
< _ _ 13920 о
н 2 • /?р 0,8 2-1100 • 0,8
см; принимаем конструктивно по
чертежу (рис. 80).
Накладки из КАСТ-8 сечением 10 X 140 мм и болты d = 16 мм из
АГ-4С для крепления их к раскосам рассчитаны выше. Накладки рас-
косов к боковым накладкам узла крепятся также двумя болтами d =
= 16 мм. В каждом раскосе накладка заводится в паз шириной 10 мм,
пропиленный в торце на расстоянии 50 мм от боковой грани, в другом
раскосе пропил выполняется на таком же расстоянии от противополож-
ной грани. Накладки крепятся к узловому болту, рассчитываемому на
равнодействующее усилие от усилий D\ и D'2, равное 2080 кгс, как балка
на двух опорах пролетом 12 см.
Требуемый диаметр болта по изгибу
d = j/ - 4,54 см; принимаем d = 46 мм.
Проверяем принятое сечение:
по смятию накладок
2 1 • 4,6 • 450 • 0,75 = 3100 кгс > 2080 кгс;
по срезу болта
0,5 • 3,14 • 4,62 • 300 = 9920 кгс > 2080 кгс.
Вариант III. Деревянная ферма
Подбор сечений элементов фермы.. Верхний пояс. Расчет и
конструирование элементов верхнего пояса фермы производим как
для варианта I.
Нижний пояс. Сечение пояса в виде клееного пакета из до-
сок I сорта толщиной 35 мм. Требуемое сечение пояса, см2:
F =
гр 0,8 • Rp ’
где Rp — расчетное сопротивление древесины растяжению; 0,8 — ко-
эффициент, учитывающий ослабление сечения.
Принимаем сечение пояса b X hn см площадью Абр « 1,2 • Frp
(ширина нижнего пояса равна ширине верхнего пояса, йн = 3,5 п,
где и — целое число досок).
Проверяем принятое сечение при моменте, кгс • м, от собственного
500 •
веса М. =----g'/jT— ^бр в м " где кг/м3 — плотность древесины,
I А
-g---расчетный прогиб:
(ЦЬТТ) + Ь (0,8 • йн)2 = 80 кгс^см2'
181
Решетка. Раскосы рассчитываем как для варианта I. Сечения
элементов фермы приведены в табл. 19.
Конструирование и расчет узловых соединений. Конструкции узлов
показаны на рис. 81.
Опорный узел. Расчетные усилия: 0х — —20 600 кгс, =
= 18 450 кгс, Ra — 12 300 кгс. Боковые накладки выполняются ив
бакелизированной фанеры марки ФБС, нагели и болты из ДСП-Б.
Принимаем толщину боковых накладок бн = 15 мм с вертикальным
направлением волокон наружных шпонов. Нагели для крепления на-
кладок к поясам рассчитываем по СНиП П-В.4-71, п. 5.14. По условию
постановки нагелей в два ряда при высоте нижнего пояса hH — 280 мм
принимаем диаметр нагелей 28/8 — 3,5 см. Несущая способность одного
двухсрезного нагеля d = 35 мм:
по смятию древесины
2 • 30 • bd = 2 • 30 • 12 • 3,5 = 2520 кгс;
по смятию фанеры
2 • бнб/7?фДМ= 2 • 1,5 • 3,5 • 255 = 2670 кгс,
где 7?ф.см = 255 кгс/см2 — расчетное сопротивление фанеры местно-
му смятию под углом 40° к направлению волокон наружных слоев
принято как среднее между 7?ф.с вдоль волокон и с поперек во-
локон наружных шпонов (по табл. 14 СНиП П-В.4-71);
по изгибу нагеля
2 • 0,44 • d2/^„ н^см.др = 2 • 0,44 • 3,52]/ 1300 • 130 = 4410 кгс:
по скалыванию нагеля
2 (лсР/4) /?ск = 2 (3,14 • 3,52/4) 70 = 1340 кгс,
где /?и.н = 1300 кгс/см2 и RCK = 70 кгс/см2 — расчетные сопротивле-
ния ДСП-Б соответственно изгибу и скалыванию.
Требуемое количество нагелей:
для крепления верхнего пояса
О, 20 600 о . с
пв — • [f-j• — —1340— = ’5»°’ принимаем 16 шт.;
для крепления нижнего пояса
пн — = —1340— = 3’°’ принимаем 14 шт.
Конструктивные требования: расстояние между нагелями в ряду
вдоль усилия 5d = 180 мм, расстояние от рядов до граней поясов
2,5d = 90 мм.
Рассчитываем опирание фермы на обвязочный брус. Необходимая
площадь опирания из условия смятия верхнего пояса в торце под углом
40° к направлению волокон древесины
Fcm = ~~ = = 246 см2.
АСМ40
182
Длина площадки смятия (ширина обвязочного бруса)
^=2Г = Т = 20 см"
Необходимая площадь опирания из условия смятия обвязочного
бруса поперек волокон древесины
р J2300 = 5h а
см Ясмэо 24
Длина площадки = 514/12 = 43 см.
Увеличиваем площадь смятия путем постановки с двух сторон
обвязочного бруса брусьев толщиной по 120 мм, тогда общая площадь
смятия — (20 4- 12 - 2) 12 = 528 см2 > 514 см2. Между торцом верх-
него пояса и обвязочным брусом помещается дубовый вкладыш раз-
мером 120 X 120 X 440 мм.
Промежуточный узел верхнего пояса. Расчет-
ные усилия: = —20 600 кгс, О2 == —18 760 кгс, = —-798 кге,
Di ~ 1278 кгс. Принимаем узловой нагель d = 35 мм. Несущая
способность двухсрезного нагеля:
по смятию древесины
2 • 30 • 12 • 3,5 • 0,6 = 1510 кгс > 1278 кгс, где коэффициент
0,6 учитывает смятие древесины верхнего пояса под углом (см. вари-
ант I);
по смятию фанеры
2 • 1,5 • 3,5 • 255 = 2670 кгс > 1278 кгс;
по изгибу нагеля
2 • 0,44 • 3,52/ 1300 • 130 • 0,6 = 3050 кгс > 1278 кгс;
по скалыванию нагеля
0,5 • 3,14 • 3,5а • 70 = 1340 кгс > 1278 кгс.
Принимаем накладки для крепления раскосов толщиной 15 мм,
шириной 140 мм. Проверяем накладки на продольный изгиб на участ-
ке длиной 240 мм между закреплениями при гибкости А = 24/(0,289 X
X 1,5) = 54,4 и ф =? 2500/54,42 = 0,84:
2ф^ = 2 0,84 • 1,5 • 14 = кгс/,см2 < 230 кгс/см2.
Накладки крепятся к раскосам четырьмя нагелями d«18 мм.
Несущая способность нагелей:
по смятию древесины
4 • 2 30 • 12 • 1,8 = 5180 кгс > 1278 кгс;
по смятию фанеры
4 • 2 1,5 • 1,8 • 255 = 5500 кгс > 1278 кгс;
по изгибу нагеля
4 2 • 0,44 • 1,82/ТжП30 == 4150 кгс > 1278 кгс;
184
по скалыванию нагеля
4 - 0,5 • 3,14 • 1,82 • 70 = 1420 кгс > 1278 кгс.
Коньковый узел. Усилия от одного элемента верхнего
пояса на другой передаются лобовым упором. Расчетные усилия от
раскосов: D2 — 910 кгс, П2 = —1560 кгс. Равнодействующее усилие,
на которое рассчитывается узловой нагель, находится графически
(1760 кгс) и действует под углом 75Q к направлению волокон древеси-
ны верхнего пояса, отсюда ka = 0,61. Принимаем центральный нагель
d — 42 мм. Несущая способность:
по смятию древесины
2 30 • 12 • 4,2 • 0,61 = 1840 кгс > 17< 0 кгс;
по смятию фанеры
2 • 1,5 • 4,2 • 255 = 3200 кгс > 1560 кгс;
по изгибу нагеля
2 • 0,44 • 4,2а/1300 • 130-0,61 = 4950 кгс > 1760 кгс;
по скалыванию нагеля 0,5 • 3,14 • 4,22 > 70 = 1930 кгс > 1760 кгс-
Фанерные накладки сечением 15 х 140 мм не проверяем, так как
запас прочности обеспечен. Крепим их к раскосам четырьмя нагелями
d = 19 мм (максимально возможный диаметр из условия их постанов-
ки в элементе шириной 140 мм). Проверяем нагели по их минимальной
несущей способности на скалывание:
4 • 0,5 • 3,14 • 1,9® • 70 = 1580 кгс > 1560 кгс.
Для унификации все нагели для крепления раскосов принимаем
диаметром d — 19 мм.
Промежуточный узел нижнего пояса. Расчет-
ные усилия: D\ = 1278 кгс, D2 — —1560 кгс, V2 = 18 770 кгс.
Элементы нижнего пояса стыкуются в узле и крепятся к боковым
узловым накладкам нагелями d ~ 35 мм (14 шт.), расчет которых
приведен выше.
Накладки принимаем толщиной 15 мм с горизонтальным направле-
нием волокон древесины в наружных шпонах.
Необходимая ширина накладок из условия их прочности на разрыв
с учетом ослабления определяется по формуле
, _ V2 _ 18 770 9fi
°н 2 бнЯф.р 0,75 2 - 1,5 • 320 - 0,75 “ 20 СМ’
принимаем Ьн = 28 см.
Расстояние между нагелями в ряду 5d, расстояние от рядов до на-
ружных граней элемента 2,5d.
Накладки для крепления раскосов рассчитаны выше. Они заводят-
ся в пропилы, выполненные в торцах раскосов и элементов нижнего
пояса. В раскосах пропилы толщиной 15 мм устраиваются на расстоя-
нии 450 мм от боковых граней (противоположных в раскосах), в эле-
ментах нижнего пояса — толщиной 30 мм, по оси. Накладки раскосов
185
крепятся к узловому нагелю, рассчитываемому на равнодействующее
усилие усилий Di и В2, равное 2080 кгс, как балка на двух опорах
пролетом 12 см. Требуемый диаметр нагеля
а = 1/ 4~.о t , 130Q — 3,64 см; принимаем а = 38 мм.
Весовые показатели ферм покрытия
Вариант I. Вес фермы согласно спецификации элементов — 1,465 X
X 500 + 11,2 4- 293 = 936 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия —
6,5 кгс/м2 (здесь 1,465 м3, 11,2 кг, 293 кг — соответственно расходы
древесины клея и стали). Коэффициент собственного веса kc.B = 3,1.
Вариант II. Вес фермы — 1,1 • 500 + 10 4- 192 = 752 кгс; то же,
на 1 м2 площади покрытия 5,2 кгс/м2 (здесь 1,1 м3, 10 кг и 192 кг —
соответственно расходы древесины, клея и конструкционных стекло-
пластиков). Коэффициент собственного веса kc.B — 2,5.
Вариант III. Вес фермы 2,265 • 500 4- 17 4- 0,13 • 650 = 1235 кгс;
то же, на 1 м2 площади покрытия — 8,6 кгс/м2 (здесь 2,265 м3, 17 кг и
0,13 м3 —; соответственно расходы древесины, клея и бакелизирован-
ной фанеры). Коэффициент собственного веса kz s = 3,8.
Коэффициенты собственного веса, найденные по формуле (2),
соответствуют теоретическим значениям коэффициентов, принятым в
расчете по табл. 1 (см. § 3). Следовательно, запроектированная ферма
эффективна.
ПРИМЕР 9. ПОКРЫТИЕ ПО ТРАПЕЦОИДАЛЬНЫМ ФЕРМАМ
СО СЖАТЫМИ ОПОРНЫМИ РАСКОСАМИ
Запроектировать несущие конструкции покрытия производственно-
го здания шириной 18 м. Длина здания 54 м. Кровля — рулонная.
Район строительства — г. Ленинград.
Материал конструкций — клееные брусья для сжатых и сжато-
изогнутых элементов и сталь ВСтЗпс — для растянутых.
Конструктивное решение. Покрытие принимается в виде утеплен-
ных панелей с обшивкой из асбестоцементных листов и деревянным
каркасом.
Несущие конструкции принимаем в виде трапецеидальных.'ферм со
сжатым опорным раскосом, которые могут быть применены при рулон-
ных кровлях. Шаг ферм принимаем 6 м, что соответствует пролету плит
покрытия.
Пространственная устойчивость покрытия обеспечивается прикреп-
ляемыми к верхнему поясу плитами покрытия и вертикальными связя-
ми по стойкам ферм.
Схема покрытия представлена на рис. 82. х
Расчетный пролет ферм I — 17,7 м. Высоту фермы принимаем =
= 2,53 мм, уклон верхнего пояса i = 0,1. Строительный подъем Дтр =
186
Геометрические размеры элементов фермы без учета строительного
подъема (рис., 83): стойки — А Б = 1640 мм, ГЕ = 2290 мм, размер
ВЖ = 1930 мм, раскосы — ДЕ = /2530М- 30003 = 3920 мм, АВ =
= К19302 + 2852 = 3390 мм; BE = V19302 + 30002 = 3610 мм;
Рис,, 82. Схема покрытия:
1 — фермы; 2 — вертикальные связи
панели верхнего пояса — В Г = ГД = ]/3002 + 30002 = 3020 мм;
БВ = ]/2852 + 28502 = 2870 мм.
Статический расчет фермы. Нормативная нагрузка на ферму от
панелей покрытия составляет gH = 83 кгс/м2; расчетная нагрузка о г
панелей покрытия g = 94 кгс/м2. Снеговая нагрузка рсн = 100 кгс/м2
Собственный вес фермы находим по формуле (1):
. = = __83 + 100__ = 12 кгс/м2.
Чф 1000 . 1000
kCBl ~ 3,3 17,7
187
Расчетная нагрузка на 1 м фермы:
постоянная gC B = (94 + 12 • 1,1) 6 = 643 кгс7м; учитывая возмож-
ную технологическую нагрузку, принимаем gCB = 670 кгс/м; снеговая
рсн = ЮО • 1,55 • 6 = 930 кгс/м;
Суммарная нагрузка q = 670 + 930 = 1600 кгс/м.
Узловая нагрузка на ферму:
постоянная G = 670 • 3 = 2010 кгс;
снеговая Р — 930 • 3 = 2790 кгс;
полная G + Р = 4800 кгс.
тпйннннншши
$
шп
Рис. 84. Расчетная схема и эпюра моментов для верхнего
пояса.
Усилия в стержнях фермы находим, построив диаграмму усилий от
единичной узловой нагрузки на левой половине фермы. При этом опор-
ные реакции (рис. 83):
D 0,5 - 8,85 + 1 - 11,85 + 0,975 • 14,85+0,475 - 17,7
•*\л ‘ 17 7 ед.,
РА, = 0,5 + 1 + 0,975 + 0,475 — 2,215 = 0,735 ед.
Усилия в стержнях от постоянной и временной нагрузок приведены
в табл. 20. Они определены умножением усилий от единичной нагрузки
на расчетные узловые нагрузки G и Р. В той же таблице приведены рас-
четные усилия в стержнях фермы.
Подбор сечения элементов фермы. Верхний пояс. Верхний
пояс принимаем из неразрезного клееного бруса прямоугольного се-
чения. Опирание концов бруса в узлах выполняем с эксцентриситетом
е =s 4 см.
188
Назначаем сечение бруса b X h = 140 X 300 мм и проверяем его
прочность и устойчивость на сжатие с изгибом.
Находим изгибающие моменты в верхнем поясе (рис. 84):
в узлах В и Д:
Мг = — Ne^ — 25 320 • 0,04 = 1010 кгс;
в узле Г:
I qP Ne\ I 1600 • За 25 320 • 0,04 \
-------у) = — (-------§---------------2 ) = 1295 КГС * М|
по середине панели
м _ qP Mi + М2 _ 1600 • З2
;ипр — 8 2 8
1010+ 1295
----£-----— 648 кгс • м.
Гибкость пояса в плоскости действия изгибающего момента
л = — = = 33,3,
г 9 ’ ’
где г — 0,289 • h = 0,289 -30 — 9 см.
Площадь сечения
Гбр = 14 • 30 = 420 см2.
С учетом ослабления одним горизонтально расположенным болтом
d »= 16 мм, Рнт = 397 см2.
Момент сопротивления
Гбр - 6-3- =2100 см3.
С учетом ослабления одним горизонтально расположенным болтом
Гнт = 2070 см3.
N , М7?с 25 320 129 500-130 = б3 g , б5 4 =
ГН1 ^расчЯн 397 0 849.2070 , 150 щ uu.-t
== 129,2 < 130 кгс/см2 = Rc,
Е . 33,32-25 320 _ о ло
где I 1 3100 . 130.420 0,849.
Проверку пояса из плоскости фермы не производим, так как он за-
креплен от потери устойчивости плитами покрытия.
Нижний пояс. Сечение пояса проектируем из двух равно-
боких уголков. Требуемая площадь сечения
р =* — 25 120 —• 12 0 см2
гтр 2100 — iz,u см .
Принимаем 2|^ 63 X 5, F == 2 • 6,13 — 12,26 см2.
Раскосы. Сечение центрально-сжатых опорных раскосов АВ
принимаем из клееных брусьев 180 X 180 мм, F = 324 см2 и проверяем
на продольный изгиб при гибкости стержня
Ь = ~о,^89Л = = 65 и ф = 0,65 (по приложению 24).
Проверка устойчивости раскоса:
= 0,65 324 = 102 < 130 кгс/см2 =
Таблица 20. Расчетные усилия в стержнях фермы, кгс
Сечение раскосов ДЕ и ДЕ*, в которых могут быть знакопеременные
усилия, принимаем из брусьев 140 X 140 мм, F = 196 см2.
Проверяем сечение на продольный изгиб при X — 0 289 .14"
= 97 и ф = 0,32 (приложение 24)
= "38 < * = 4° кге/“А
Рис. 85. Опорный узел:
а _ общий вид; б — схема к расчету опорной плиты; в — схема
к расчету упора раскоса..
Прочность раскоса на растяжение не проверяем, так как она оче-
видна. КЛ к
Раскос BE — растянутый. Принимаем его из двух уголков OU X о,
F = 2 • 4,8 = 9,6 см2. Напряжение растяжения
.889— = 900 < 2100 кгс/см2.
9,6
Стойки принимаем из брусьев 100 X 140 мм> ~ см2- Проверя-
ем сечение на продольный изгиб при % = 0j289 • 16 и ср — 0,5
(приложение 24)
4899_= 69 < /?„ = 130 кгс/см2.
0,50 • 140 с
Конструирование и расчет узловых сопряжений. Опорный
узел (рис. 85). Деревянная стойка и опорный раскос упираются в
сварной стальной башмак. Размеры опорной плиты назначаем конструк-
тивно: 150 X 300 мм, F = 450 см2 (рис. 85, б).
Напряжение смятия под опорной плитой
° = 4-= в 31’5 кгс/сма-
1М
190
Толщину опорной плиты определяем из расчета ее на изгиб. Изги-
бающие моменты в плите (для полосы шириной 1 см):
в пролете плиты с учетом разгружающего влияния опорной стойки
Vi , 2276
° Ы 2 3,5 15 • 15,6
М =-----g---(Z2 — 4Z?) =-------g--— (15,62 — 4 • 7,2а) =
= 98 кгс • см;
на консольном участке
.. <4 31,5- 7,22 С10
Мг = •—=-------g----= 818 кгс • см.
Требуемую толщину плиты для каждого участка (с учетом пластич-
ности) находим по формуле
я _ 1 ЛЛёлГ
°тр ~ V Тад-;
для среднего участка плиты
6гр = ]/” 1 2 . 2100 = 0,48 см;
для консольного участка
6тр — у . 2100 — 1,4 см.
Принимаем толщину плиты 10 мм, учитывая, что на консольном
участке совместно с ней работает на изгиб горизонтальная полка угол-
ка нижнего пояса толщиной 5 мм.
Наклонную стальную плиту башмака укрепляем ребрами жесткос-
ти из полосы. Размеры плиты 180 X 180 мм принимаем соответствующи-
ми сечению опорного раскоса. При этом на плиту будет передаваться
нагрузка
^ = Х;=-185П8- = 66 кгс/см -
Изгибающие моменты в плите шириной 1 см (по расчетной схеме 1,
рис. 85, в)\
на консольном участке
66 • 2,42
Мк = ——— = 190 кгс • см;
на средних участках
Мп =-----g-2--- 190 = 170 кгс • см.
Требуемая толщина плиты (с учетом пластичности):
бтр = у । 2 2100 = 0,67 см; принимаем о = 10 мм.
Проверяем также прочность листа на изгиб в перпендикулярном
направлении, рассчитывая его как балку таврового сечения пролетом
14 см, шириной 66 мм, с ребром 60 X 6 мм (см. рис. 85, в, заштрихован-
ная часть). Изгибающий момент в заданном направлении
66 • 142 • 6,6 lncQA
М =------а---- = 10 680 кгс • см.
о
Требуемый момент сопротивления балки (с учетом пластичности)
тту Л1 10 680 Д QQ О
^r₽ ~ T2F ~ 1,2 • 2100 — 4,23 СМ "
Для принятого сечения расстояние от центра тяжести до наиболее
удаленного волокна 5,3 см, момент инерции .34 см4 и момент сопротив-
ления
34
W =. -=-т- = 6,4 см3, что больше требуемого.
О,и
Узел В. Элементы, сходящиеся в узле, соединяются при помощи
металлической вставки (рис. 86). Верхний пояс упирается в стальной
лист толщиной 10 мм, усиленный ребрами жесткости. Расчет проч-
ности листа не приводится, так как проверка производится анало-
гично проверке соответствующей детали опорного узла.
Усилие от опорного раскоса передается на узловую вставку по-
средством двух уголков 63 X 5. Прочность уголков достаточна, так
как усилие в опорном раскосе меньше усилия в нижнем поясе, состав-
ленном из тех же уголков.
Длину сварных швов, прикрепляющих уголки к фасонкам вставки,
назначаем: у пера — 130 мм, у обушка — 120 мм. Высота швов соот-
ветственно 4 и 5 мм. Проверяем прочность швов.
= 2-0,7 (0,4 • 13 + 0,5 • 12)" = 1380 < = 1500 кгс/см2.
Усилие опорного раскоса передается с деревянного бруса на уголки
также при помощи сварного упора с плитой толщиной 6 = 10 мм и
размерами 130 X 152 мм. Проверка прочности плиты аналогична про-
верке упора в опорном узле.
Опорные ребра упора привариваем к уголкам сварными швами
Лш = 5 мм. Плита упора приваривается к уголкам также швами =
= 5 мм.
Проверяем прочность швов:
ДДщ = ' 0,7 (4 • 0,5 ."10 + 2 "б,5’>-6,3) = 1160 < ^у — I500 КГС/СМ2-
Уголки 50 X 5 растянутого раскоса привариваем к фасонкам
вставки швами, длина которых составляет: у пера — 60 мм, у обуш-
ка — 90 мм. Высота швов соответственно — 4 и 5 мм.
Проверяем прочность швов:
= 0,7 • 2(0,4 - 6 4-0,5 • 9)' = 890 < %у = I500 КГС/СМ2.
Конструкции узлов фермы показаны на рис. 86.
19J
?ис. 86. Общий вид фермы и конструкция узлов,
Весовые показатели фермы
Вес — фермы 1,622 • 500,+ 388 = 1200 кгс; то же, на 1 м2 площади
покрытия — 12,4 кгс/ма (здесь 1,622 м® и 388 кг — расход древесины и
стали). Коэффициент собственного веса Ас.в = 3,5 мало отличается от
теоретического значения, принятого в расчете по табл. 1.
ПРИМЕР 10. ПОКРЫТИЕ ПО МНОГОУГОЛЬНЫМ БРУСЧАТЫМ ФЕРМАМ
Запроектировать утепленное покрытие по деревянным фермам зда-
ния промышленного цеха, имеющего размеры 24 X 66 м. Район строи-
тельства — г. Ленинград (III район снеговой нагрузки). Материалом
для изготовления конструкций
служат брусья и доски сосновые
полусухие влажностью около
20%, профильная и круглая
сталь марки ВСтЗпс. Способ из-
готовления — построечный для
несущих конструкций, для огра-
ждающих— заводской. Группа
конструкций А1.
Выбор конструктивного реше-
ния покрытия. Верхний пояс
фермы в виде описанного около-
кругового сегмента правильного
многоугольника, стороны кото-
рого равны двум панелям верх-
него пояса и выполнены из брусь-
ев одинакового сечения и длины,
за исключением крайних пане-
лей, выполненных из тех же
брусьев, но половинной длины.
Углы перелома верхнего по-
яса располагаются в местах при-
мыкания к нему раскосов
(рис. 87, а). Вследствие этого в
раскосах преобладает растяже-
ние, а стойки являются только
сжатыми. Преобладание растя-
жения в наиболее длинных эле-
Рис. 87. Схема покрытия:
а — поперечный разрез; б — план покрытия;
в — продольный разрез здания; 1 панели
покрытия; 2 — фермы; 3 — вертикальные свя-
зи; 4 — скатные связи; 5 — распорки.
ментах решетки выгодно с точки зрения исключения влияния на них
продольного изгиба, а следовательно, сокращения их сечения.
Компоновку узлов верхнего пояса производим по способу, предло-
женному В. С. Деревягиным, с изменениями, внесенными ЦНИИСК:
в центре узла располагаем металлический вкладыш, к которому кре-
пим раскосы при помощи стальных планок и болтов. Узлы перекры-
ваем жесткими деревянными накладками на болтах, предназначенными
для обеспечения прочности и жесткости фермы во время монтажа
195
Нижний пояс фермы и его узлы конструируем в двух вариантах:
в металле и в дереве. При деревянном нижнем поясе используем обыч-
ные болтовые соединения, а также соединения с листовыми шарнира-
ми на нагелях. При металлическом — делаем его из двух уголков с
полками, обращенными внутрь сечения. Это решение обеспечивает
Рис. 88. Расчетная схема фермы.
Пространственная жесткость
наибольшую простоту кон-
струкций.
Ограждающие элементы
покрытия принимаем из па-
А> нелей с обшивками из плос-
ких асбестоцементных листов,
которые крепятся к деревян-
ному каркасу винтами. Утеп-
лителем панелей служат жест-
кие плиты из минерального
войлока на синтетической
связке (см. пример 1, вари-
ант II). Панели на заводе об-
клеиваются одним слоем ру-
лонного материала. Общая
схема покрытия приведена на
рис. 87.
покрытия при шаге ферм В — 6 м.
Обеспечивается системой скатных и вертикальных связей. Скатные
связи расположены по торцам здания и в его середине. Вертикальными
связями соединяется каждая пара ферм (рис. 87, в).
Определение общих размеров ферм. Очертания фермы получим,
описывая вокруг сегмента с хордой I = 24 м и высотой hc№ = ~ 24 ~
= 4 м правильный многоугольник, у которого имеются четыре полные
стороны и две половинные. Половинные стороны касаются дуги круга
в опорных узлах (рис. 88). При этом получим радиус окружности
7? - 4 I = 4 • 24 = 20 м.
О о
Тангенс половины центрального угла
0,5/
tga = -p^yy-
“сер
0,5 . 24
20 — 2
= 0,75,
что соответствует углу а = 36,87°.
„ о n 2a 2 3,14 • 20 • 2 • 36,87
Длина дуги сегмента s = 2л/< -----------
«= 25,74 м.
Длину дуги верхнего пояса принимаем $вп = 25,74 — 2 0,15 =».
= 25,44 м, полагая по 0,15 м от торца первой панели до центра опорно-
го узла.
Длины дуг, соответствующие отдельным панелям верхнего пояса,
25,44 о t-л и
«п = —=2’544 м;
196
то же, для средних элементов верхнего пояса
sCp = 2 • 2,544 = 5,088 м.
Центральный угол одной панели верхнего пояса
= 360 ТЯГ - 360 2 ' зХ 20 = 7.287° = 7° 17'-
Углы наклона элементов АБ, БЕ и ЕЛ верхнего пояса к горизонту
соответственно равны: а3 — 5 • = 36° 25', а2 = 3 • ах = 21° 51',
аг = 7° 17'. Их тригонометрические функции: sin cq = 0,1268, tg =
= 0,1278, созаг = 0,9919, sin а2 = 0,3722, tga2 = 0,4010, cosa2 =»
= 0,9282, coscc3 = 0,1278, sina3 = 0,5936.
Длины элементов верхнего пояса по оси:
средних ЕЛ = БЕ = 2 • R = 2 • 20 • 0,1278 = 5,112 м;
крайнего — АБ = -I12 = 2,556 м.
Длины панелей нижнего пояса:
средней — 2ЛЛ4 — ЕЛ • coscq =5,112 • 0,9919 = 5,072 м,
промежуточной —ДК — 0,5 (5,072 + 5,112 • 0,9282) = 4,908 м;
крайней — АД = 0,5(5,112 • 0,9282) + (2,556 + 0,15)0,8047 =«=
— 4,556 м.
Длины стоек:
ИК = R • cosaj — (R — /leer) = 20 • 0,9919 —(20 — 4) = 3,838 м;.
ГД = 20 • 0,9282 — (20 — 4) = 2,564 м.
Высота фермы:
ЛМ = Ж + км • tgoq = 3,838 + 2,536 • 0,1278 = 4,162 м.
Вертикальные размеры:
ЕЖ = ИК — КМ . tgoq = 3,838 — 2,536 • 0,1278 =3,514 м;
БВ = ЕЖ — БЕ • sina2 = 3,514 — 5,112 • 0,3722 = 1,611 м.
Длины раскосов:
БД = /1 • 6112 + 2,3722 = 2,867 м;
ДЕ = У 3,5142 + 2,3722 = 4,239 м;
ЕК = У 3,5142 + 2,5362 = 4,333 м;
ЛК = V 4,1622 + 2,5362 = 4,872 м.
Углы между раскосами и нижним поясом:
tg ЖБДВ = = 0,679; ЖБДВ = 34° 10';
tg ЖЕ ДЖ = = 1,482; ДЕДЖ = 56° 00';
tg Д.ЛКМ = = 1>641; А.ЛКМ = 58° 38'.
Статический расчет фермы. Нагрузка от собственного веса1
асбестоцементных панелей покрытия составляет: нормативная §кР =
19F
= 83,3 кгс/м2, расчетная gKp = 94 кгс/м2 (см. пример 1, вариант II).
Нагрузки отнесены к 1 м2 поверхности крыши.
Полный вес крыши, приходящийся на одну ферму, gKpBS/B.n =
= 94 • 6 (4 • 5,112 + 2 • 2,556 + 2 • 0,15) = 14 585 кгс, где В =
= 6 м — расстояние между фермами; SZB.n — длина элементов верх-
него пояса между центрами опорных узлов.
Узловую нагрузку находим, полагая вес покрытия и снеговую на-
грузку равномерно распределенными между узлами. От веса покрытия
получим 6кр — -^р85 = 1460 кгс. Снеговая нагрузка III района
Рен = ЮО кгс/м2. Для однопролетных сводчатых покрытий вводится
коэффициент
I 24
с = — -57-4" — 0,75 (см. [6], табл. 6, схема 2 и примеча-
ние 6).
Коэффициент перегрузки псн = 1,55.
Расчетная снеговая нагрузка на один узел верхнего пояса фермы
_ n^cP^Bl _ 1>55 . 0>75 . юо . 6 • 24 1б74 кгс
^сн ’ «уз “ 10
где «уз = 10 — количество узлов верхнего пояса (карнизные узлы
принимаются за один узел).
Собственный вес фермы вычисляем по формуле
= e-PcH + g? = 0,75- 100 + 89,1 = 7 , 2
1000 1000 кгс/м,
4.24’
£
где go = g“p — — 83,3 • 1,07 = 89,1 кгс/м2 — нормативный вес крыши,
отнесенный к плану покрытия; kc.B = 4 — коэффициент собственного
веса фермы, взятый ориентировочно по данным табл. 1.
Расчетный собственный вес фермы со связями, приходящийся на
один узел верхнего пояса,
z; __. „ 17,4 -1,1 • 1,1 6 • 24 кгс
----— ----------------16 ’ ~ dUU КГС’
где п и псв, равные 1,1 — коэффициенты перегрузки и учета веса
связей.
Расчетные узловые нагрузки:
постоянная — GCB = 1460 + 300 = 1760 кгс;
временная — Рсн = 1674 кгс;
полная — Сс в + Рсн = 1760 + 1674 = 3434 кгс.
Определение продольных усилий в стержнях фермы. Строим диа-
грамму усилий для единичной нагрузки.
Опорные реакции от единичной нагрузки с левой стороны фермы
(рис. 87):
а 1 (2,184 + 4,556 + 6,928 + 9,464)+ 0,5 • 12 191.
А Д' — gj— = 1, Z1,
Ra~ 5- 1,21 = 3,79.
198
Усилия от постоянной и временной нагрузок получены умножением
единичных усилий на грузовые коэффициенты GCB = 1,76 тс и Рсн —
= 1,67 тс. Усилия в элементах фермы при одностороннем и полном
загружении, а также расчетные усилия приведены в табл. 21.
Таблица 21. Усилия в элементах фермы, тс
S <v д _ 3 5 о £ и §- «У Си О 5 ч Ф в s Ф Фо а 1 Стержни У силия от единичной нагрузки Усилия от постоянной нагрузки GC.B = Ь76 тс Усилия от вре- менной нагрузки ОС.В = 1,67 ТС Расчетные усилия Обозначение усилий
слева справа полной слева справа 4* —
Верхний пояс АБ БГ ГЕ ЁИ ИЛ —5,55 —5,25 —5,25 —4,25 —4,25 —2,03 —2,27 —2,27 —3 —3 —7,58 —7,52 —7,52 —7,25 —7,25 —13,34 —13,24 —13,24 —12,76 —12,76 1 1 1 1 1 ОО ОО СО 1 00 00*03 со со —3,41 —3,82 —3,82 —5,03 —5,03 26,05 25,86 25,86 24,92 24,92 Т"* N N й И ооооо
Нижний пояс АД дк. К'К +4,45 4-4,35 4-3,45 4-1,62 4-2,35 +3,45 +6,07 +6,7 +6,9 + 10,69 +11,8 + 12,15 +7,47 +7,29 +5,79 +2,73 +3,95 +5,79 20,89 23,04 23,73 U1 Ut Ut
Раскосы БД ДЕ ЕК КЛ 4-0,53 4-0,86 —0,24 4-1,42 +0,6 -0,42 + 1,01 —0,35 +1,13 +0,44 +0,77 +0,47 +1,99 +0,78 +1,35 +0,83 +0,90 +1,44 —0,4 +2,39 +1 —0,71 +1,69 —1,58 3,89 2,22 3,04 3,22 0,75 Pt
Стойки ГД ик —1 —1 0 0 —1 —1 —1,76 — 1,76 —1,67 —1,67 0 0 3,43 3,43 Vt V,
Опор- ные реак- ции 3,79 1,21 1,21 3,79 5 5 8,8 8,8 6,36 2,02 2,02 6,36 17,18 17,18 Ra R'a
Расчет верхнего пояса. В элементах верхнего пояса, кроме продоль-
ных усилий, действуют изгибающие моменты от местной нагрузки (вес
панелей покрытия), которую принимаем равномерно распределенной
вдоль пояса. Наибольший изгибающий момент от местной нагрузки
возникает в панелях ЕИ и ИЛ, наименее наклоненных к горизонту.
В них составляющая нагрузки, перпендикулярная к оси элемента,
^кр "Ь ^СН 1460 + 1674 Л 1 ОЛА /
<71 = —Ес7т7о— ' COS а, = —_ .7..^— • 0,9919 — 1240 кгс/м.
ЕЛ/2 1 5,112/2 ’
То же, в панелях БГ и ГЕ
COS ttg 0,9282 , , Z?A /
7г = ~ = 1240 n OO1Q = 1160 кгс/м.
41 cos «J 0,9919
199
То же, в панели АБ
cos a, 0,8047 , ЛЛ1- >
q = q-------S- = 1240 л = Ю05 кгс/м.
43 cos aj 0,9919
Отсюда видно, что влияние изгибающего момента по направлению к
опорному узлу падает примерно на 20%, тогда как продольное усилие
возрастает всего на 5%. Поэтому проверку прочности верхнего пояса
делаем только для панелей ЕИ и ИЛ.
Продольное усилие в узлах В и Л (а также в узле Б) прикладываем
с эксцентриситетом вниз от оси элемента (рис. 89, а). Тогда в этих
ff'
Рис 89, К расчету верхнего пояса фермы.
узлах на концах элементов верхнего пояса возникают отрицательные
моменты Моп = —N • е, которые уменьшают как положительные мо-
менты в середине панели, так и отрицательные на средней опоре И.
Эксцентриситет е назначаем из условия равенства моментов в середине
панели и на концах ее по абсолютным их величинам. Элемент ЕЛ
представляет собой двухпролетную неразрезную балку. В этом случае
для определения величины е получим выражение
/0,07 .tfa--!LL\l- = N.e.
\ 6 / 6
Однако при некоторой просадке узла И отрицательный момент
в этом узле уменьшается и можно положить, что достигнет нуля.
Тогда в соответствии с рис. 89, б получим
(0,125 • q^--^]-L = N е.
Полагая ориентировочно, что для обоих расчетных случаев £ =
— 0,8, qr = 1240 кгс, N — 24 920 кгс и пролет панели 1П = 2,556 м.
получим: для первого случая 0,07 -q-Л е = — = 0,062 W + 4 V 1 — 0,0620,02
гоо
для второго случая
О.125 • ?iZn п Лпс <7iZn n ппс 1240 . 2,5562 п Г1О
= 77ГГТ\ " 0’096 “ = 0,096 ~~24-920" « °’03 М‘
N 2 )
Принимаем в узлах Б, Е и Л эксцентриситеты е ~ 3 см.
Производим проверку сечения пояса в середине панелей ЕИ и ИЛ„
Отрицательный момент в узлах Е и Л
Моп = О3 • е — 24 920 3 = 74 760 кгс • см.
Момент в середине панели в недеформированном состоянии и при
условии, что в узлах Г пИ узловые моменты равны нулю
м _ Я11п Моа _ 12,40 . 65 330 74 760
М — 8 2 ~ 8 2
64300 кгс • см.
Принимаем сечение пояса 220 X 180 мм, F6v = 396 см2, IFgp =*
256 н
— 1452 см3, гибкость в плоскости системы X. — - >, -0—= 40,3;
=. _ 1 40,32 • 24 920 .. п »
ё 1 ' 3100 . 130 • 396 —
Проверяем прочность пояса при U7paC4 = IF6p:
в середине панели по формуле
03 , Af./?c 24 920 , 64300-130 ,П1/П ,ол
Диг £ГрасчЯи ~ 396 + 0,76 - 1452 • 150 ~^r< “ I30 КГс/см .
Возле узлов Е и Л в сечении 1—1 (рис. 89, в) по той же формуле,
но без учета коэффициента |
24 920 , 74 760-130 2
396 ' + 1452- 150 ~~ Ю/,7 < 130 КГС/СМ ,
на сжатие в сечении 2— 2
s = 86,5 < 130 кгс/см2, где 16 = 22 — 2е — высота сечения
торца пояса в узле (рис. 90).
Расчет стоек и раскосов. Сечения стоек и раскосов принимаем одина-
ковыми (180 X 130 мм), исходя из условий прочности, предельной
гибкости и смятия под углом к волокнам в узлах.
Проверяем прочность наиболее длинного раскоса ЛК при гибкости
X = = 130 < Хпр = 150, ср = 0,183 и Fpae4 = 13 X
X 18 = 234 см2 с учетом продольного изгиба
= 0,183 - 234 ~ < 1S0 кгс/см2.
201
Определяем необходимый размер стойки ИК по ширине из условия
смятия пояса под углом 90°. Расчетное сопротивление смятию для пло-
щадки длиной 13 см определим по приложению 1:
/?см90 — /?с90 (1 +' 1-। । п ) — 18 fl 4*
\ ЬСМ "Г' 1 9*" ] \
Требуемая длина площадки смятия
_ Vf _ 3430 _ о
«сиэо ~ 18-28
гъ ) = 28 кгс/см2-
10 -f- 1, / /
см < 13 см.
Проверяем стойку ИК на продольный изгиб при X — —зТб- =
= 102 < А,пр = 150 и ф = 0,298 (приложение 24):
= 3430 = 49,2 < 130 кгс/см2.
Ф^расч 0,298 • 234
Здесь и выше радиус инерции стоек и раскосов г = 0,289 • 13 —
= 3,76 см.
При предельной гибкости 7пр = 150 и длине 10 — 487 см ширина
сечения стоек и раскосов
/о 487 1 1 о / 1 о <
0,289 ЬПр = 1,289 • 150 ' = 11,2 < 16 СМ‘
Расчет узла верхнего пояса. Основным элементом узла является ме-
таллический вкладыш, составленный из двух плит и трех расположен-
202
ных между ними ребер. В центре вкладыша через ребра пропущен болт,
к которому крепятся стальные планки раскосов (см. рис. 90). Плиты
вкладыша воспринимают равномерно распределенное давление от брусь-
ев верхнего пояса, которое определяем по максимальному усилию
Ох = 26 050 кгс,
26 050 „
~ 18 (22— 6) ~ 90 кгс^см
Для расчета плиты выделяем полосу шириной 1 см и рассматри-
ваем ее как двухпролетную балку, опорами которой являются ребра
(рис. 90). Над средней опорой допускаем образование шарнира плас-
тичности, в котором изгибающий момент
Мт = /?= 2100-Ьр = 757 кгс • см.
Наибольший момент в пролете действует на расстоянии х от
крайней опоры:
М^-^-х — —= g.9..-8’7 3,4 -
*пл *
90 • 3,42 757 Q , к
------х-------г^-3,4 = 515 кгс • см.
Z О, I
Здесь /пл — пролет плиты:
, 18 — 0,6 0„
/пл = —т>-----= 8,7 см.
1 2а
Толщина плиты принята бпл = 12 мм, ребер бр = 6 мм, = —у- =*
= 0,24 см3. Напряжение изгиба в плите
= Б*'’. = 2140 « 2100 кгс/см®.
Ширину ребер понизу назначаем Ья = 30 мм, тогда ширина их
’ поверху
Ьв = Ьв + 2/i sin а = 30 + 2 • 160 • 0,127 = 70 мм.
Для фиксации положения брусьев пояса при сборке по бокам
вкладыша привариваем упоры из стальных полос толщиной 6 мм.
Расчет центрального болта производим для узла Б, где действует
наибольшее усилие в раскосе Ог = 3890 кгс (рис. 90). Проверяем
прочность болта и стенок вкладыша на изгиб, срез и смятие.
Изгибающий момент получим, полагая, что усилие раскоса дей-
ствует с плечом е = 1,2 см относительно ребра вкладыша (рис. 90):
М = 0,5^6 = 0,5 • 3890 • 1,2 = 2380 кгс • см.
2Q3
Приравнивая этот момент несущей способности болта по изгибу,
получим
М = RW = 2100 -0,1 • do = 2380 кгс • см,
откуда d0 = j/"2ioQ3^°o i = 2,09 « 2,2 см.
Несущая способность такого болта на срез по площади сечения
брутто
Тср = 3,799 . 1500 = 5700 > 3700 • 0,5 = 1850 кгс. Напряжение
смятия в ребре ^8,,90 „ = 1470 < Дск = 3800 кгс/см2 (см. [7],
табл. 8).
Элементы решетки крепим в узлах Б, Д,Е, К и Л при помощи сталь-
ных планок сечением 80 X 6 мм. Планки присоединяем к раскосам и
стойкам болтами (или глухарями) d = 12 мм. Определяем несущую
способность двухсрезного болта (или двух глухарей):
по смятию накладок
Тем - 2 • d6Z?cM == 2 • 1,2 • 0,6 • 3800 = 5460 кгс;
по изгибу болта
Тв = 2 • 250 • d2= 2 • 250 • 1,22 = 720 кгс;
по смятию среднего элемента
Тсм ср = 2 • 50 • cd = 2 • 50 • 18 • 1,2 = 2160 кгс;
Необходимое число болтов для крепления раскоса БД: п = г~~ ~
* расч
3890
= 720 = 5,2 шт.; принимаем пять болтов (или по пять глухарей с
каждой стороны раскоса).
В зависимости от конструкции нижнего пояса рассматриваем три
варианта ферм: вариант I — ферма с металлическим нижним поясом;
вариант II — с деревянным; вариант III — с шарнирным соединением
элементов нижнего пояса.
Вариант I. Ферма с металлическим нижним поясом
Расчет нижнего пояса. Нижний пояс принимаем из двух равнобоких
уголков 63 X 5, площадью сечения 2 • 6,13 = 12,26 см2. Делаем
приближенную проверку сечения в узле К, где N = 23 730 кгс и воз-
можный момент от эксцентриситета /Иэко = (23 730 — 23 040) 4 =
=s 2760 кгс • м при предполагаемом е — 4 см.
Проверку делаем по формуле
/V । ^эке 23 730 , 2760 OOAQ , „
2FHI + 2№Н1 ~ 12,26 + ' 2 • 5,06 “ 2208 кгс/см >
где
М4
где b — ширина уголка; г0 — положение центра тяжести уголка (по
сортаменту).
Проверка величины е производится после конструирования уз-
лов нижнего пояса.
Расчет опорного узла, В опорном узле соблюдаем центровку примы-
кающих к нему элементов. Конструкционной основой узла служит
стальной сварной башмак, состоящий в основном из двух фасонок и
Рис. 91. Опорный узел фермы (вариант I):
а —* общий вид; б сечение верхней опорной плиты; в «=* расчетная
схема горизонтальной опорной плиты.
двух плит (рис. 91). В верхнюю плиту упирается верхний пояс фермы,
а нижняя плита служит для опирания фермы на опору.
Размеры нижней плиты находим из условия передачи ею опорной
реакции фермы на железобетонную подушку из бетона марки М150 с
призменной прочностью Rnp — 65 кгс/см2.
Требуемая площадь плиты
F — А — 17 180 — 264 см2
— «пр “ 65 — 204 СМ
Конструктивно принимаем площадь плиты F = 24 X 34 = 816 см2.
Толщину плиты определим из расчета ее как двухконсольной балки,
нагруженной равномерно распределенной нагрузкой
А 17180 сп. ,
а — -г— = —— = 504 кгс/см.
чпл 34
Фасонки башмака располагаем заподлицо с боковыми гранями верх-
него пояса. При толщине фасонок 6ср = 8 мм пролет плиты /пл =
= 18 — 0,8 = 17,2 см, а вылет консолей с — (34 — 17,2) X 0,5 =
= 8,4 см.
20S
Наибольший момент получим над опорой
л, ас2 504 • 8,42 ,
/Иоп = -у- =---= 17 750 кгс/см.
Требуемая толщина плиты
6-17 750 = 1 4б см.
24 • 2100
к — 1/ 6 ’ ^оп
" ™ ~ V bR
Принимаем 6ПЛ = 14 мм.
Толщину верхней плиты назначаем также 6п.л = 14 мм. Для уве-
личения ее прочности на изгиб привариваем к ней снизу два уголка
63 X 5 мм, которыми плита разделяется на три участка: один средний
и два консольных. Наибольший момент действует над опорами плиты.
Принимаем размеры плиты соответственно сечению верхнего пояса
(220 X 180 мм). Тогда равномерно распределенная нагрузка на плиту
N 26 050 CKQ , 2
? = х; = 22Й8 = 65’8 кгс/см
Изгибающий момент в плите (на 1 см ширины)
,, qc2 65,8 • 4,72 7ОС
М = -у- = = 726 кгс-см.
2
Напряжение изгиба
~ = 726 = 2220 «2100 кгс/см2,
w1 U ,uZZ
62 2
где W1 = = -У- = 0,327 см3.
О о
Проверяем прочность плиты, усиленной ребрами, в плоскости,
перпендикулярной к плоскости фермы и проходящей через ось бруса.
Расчетное сечение представлено на рис. 91, б.
Площадь сечения двух- уголков Fyi = 12,26 см2, го же, плиты
Гпл = 1,4 • 22 = 30,8 см2; собственный момент инерции двух уголков
/уг = 2 • 23,1 = 46,2 см4, г0 = 1,74 см, b — г0 = 6,3 — 1,74 =
= 4,56 см.
Расстояние от центра тяжести составного сечения до центра тяжести
плиты
Дуг (~~ + Ь — гЛ
\ 2 / 12,26(0,7 + 4,56) , с
Дуг + Fnn — 12,26 + 30,8
Момент инерции составного сечения
1 = 46,2+ 12,26(4,56 + 0,7— 1,5)2 + 30,8 . 1,52 = 288,8 см4.
Наименьший момент сопротивления
пу — 288,8 — 49 8 см3
W ~ 6,3+ 0,7 —1,2 — 4У>° см •
206
Изгибающий момент
.. 22 • 65/. 17,22 со
М =------------— = 53 700 кгс • см.
о
Напряжение изгиба
1Г = 49 8 = 1077 < 2100 кгс/см2.
Уголки нижнего пояса привариваются к фасонкам узла швами
высотой Ншв = 5 мм.
Необходимая общая длина сварных швов на один уголок, рассчи-
тываемая по усилию U1 в нижнем поясе и при сварке электродами Э-42
и Э-42А /шв= —= 19,8 см. Аналогично
определяем длины швов, которыми привариваются плиты к фа-
сонкам. Фактические длины швов показаны на рис. 91.
Расчет узла нижнего пояса. Расчет производим для узла Д, где
усилия в раскосах от полной нагрузки D± = 4-3890 кгс и D2 =
= 4-2220 — 710 = 1510 кгс.
Углы наклона раскосов к нижнему поясу: 0Х = Z. ВДВ = 34° 10';
— Д-ЕДЖ = 56° 00'; cos Pi — 0,827, sin Pj = 0,562, cos P2 =
= 0,559, sin p2 ~ 0,829.
Составляющие усилий в раскосах вдоль пояса:
Ях = ^ • cos pi = 3890 • 0,827 = 3217 кгс;
Я2 = О2 • cosp2 = 1510 • 0,559 = 845 кгс;
— D, • sin Р2 = 3890 • 0,562 = 2186 кгс;
У2 = Da . sin р2 = 1510 • 0,829 = 1254 кгс;
Н = Я, — Н.г = 3217 — 845 = 2372 кгс;
V = Уг 4- У2 = 2186 + 1254 = 3440 кгс.
Конструкция узла D показана на рис. 92. Уголки пояса соединены
в узле планкой 120 X 6 мм по горизонтальным полкам. К вертикаль-
ным полкам в центре узла приварены отрезки планок 80 X 6 мм, через
отверстия которых пропущен узловой болт. Этот болт служит для при-
соединения планок элементов решетки. Нижний конец стойки упирает-
ся торцом в горизонтальную планку. В торце стойки сделан вырез для
пропуска болта.
Расчет узлового болта производим на суммарное действие усилий
и D2. Равнодействующая их
Д = /1510* 4- 38902 = 4170 кгс.
Плечо равнодействующей относительно отверстия в вертикаль-
ной планке принимаем равным е = 1 см. Тогда М = 4170 • 1 =
= 4170 кгс • см.
Требуемый диаметр болта по изгибу
d6 = 1/"а-|417п1ПП ~ 2,7 см с площадью F6 — 5,7 см2.
jf Vj 1 * ZLvU
207
Несущая способность болта на срез
Тер = F6 - 7?ср = 5,7 . 1500 = 8580 > 3980 кгс:
Напряжение смятия в вертикальной планке
щ-тД—о- = п « 41<7 -V = 1286 < з800> кгс/см2,
0,6 • dg 2 0,6 • 2,7 • 2
где 0,6 см — толщина планки; 2 — количество планок.
Рис. 92 Узел нижнего пояса фермы (вариант I).
Проверяем планки на растяжение усилием Dr = 3890 кгс;
= 624 < 2100 кгс/см2>
2гнг 2 • о, 12
где Fm = 0,6 (8 — 2,8) = 3,12 см2.
Проверка планки размером 6 X 80 X 140 мм на внецентренное
сжатие (вследствие изгиба планок) производится в соответствии с [7] i:s
усилие Л/ — = 750 кгс. Площадь сечения планки
F6p = 0,6 -8 = 4,8 см2.
При толщине 6 = 6 мм и свободной длине I — 140 мм:
1 __ 14 _о j.
0,289 - 0,6
г] = 0,775 4- 0,0015 - 81 = 0,896 (по [7], табл. 58);
tn = /ср = 0,9 —g- = 90,
208
< 0,6 -f* 1,2 A A °
где Zcp = ——— = 0,9 см — полусумма утолщении элементов с про-
тивоположных сторон; W = 0,66 ‘ 8 = 0,48 см8; q>™ = 0,094.
Подставляя полученные величины в формулу, находим
“ -о;09^.8 - 1668 <2100 кгс/“а-
Г бр
Для контроля расчета прочности нижнего пояса, произведенного
выше, определяем эксцентриситет крепления решетки в узле Д
е = -£ + г0 + 6 = 4- lf74 + 0,6 - 3,7 < 4 см.
Вариант II. Ферма с деревянным нижним поясом
Нижний пояс выполняем из брусьев, принимая их одинаковыми по
размерам с брусьями верхнего пояса. Однако по качеству брусья ниж-
него пояса относятся к I категории, а верхнего — ко II.
В узлах пояса поставлены деревянные накладки на болтах и шты-
рях. Сечение пояса получим из расчета на растяжение по наибольшему
усилию = 23 730 кгс:
г. 23 730 ,
^бр “ 0,8 • 80 — 37 СМ ’
где 0,8 — коэффициент, учитывающий возможное ослабление сечения
пояса. Принимаем сечение нижнего пояса равным верхнему из брусьев
220 X 180 мм, Fop = 22 х 18 = 396 см2. Болты и штыри d — 22 мм
размещаем в два продольных ряда, при этом площадь пояса нетто
FHI = 396 — 2 • 2,2 • 18 = 316,8 см2.
Напряжение растяжения в поясе
Ор = = 75 < Rp = 80 кгс/см2.
Определяем необходимое количество двухсрезных нагелей d = 22 мм
при толщине накладок а — 100 мм. Несущая способность на один срез
Трасч — Ю71 кгс, а для двухсрезного болта Тб = 2 « 1071 = 2142 кгс.
‘Требуемое количество нагелей
Ставим нагели в шесть рядов по два нагеля в ряд с одной стороны
стыка в средней панели и по пять рядов — в других панелях нижнего
пояса фермы.
Накладки в узлах принимаем сечением 2 х 10 х 22 = 440 см2 >
> 396 см2.
Расчет опорного узла. Узел проектируем с металлическими натяж-
ными хомутами и с лобовым упором верхнего пояса в деревянный
вкладыш (рис. 93, а).
8 «329
209
Рис. 93. Узлы нижнего пояса фермы (вариант II):
а =- опорный узел; б »= промежуточный узел.
Проверяем вкладыш на смятие под углом 36° 25':
Of 26 050 С- О . п г <7 ,9
Осм = р~ = —39g— = 65,8 > = 57 кгс/см2.
g5 g_57
Перенапряжение смятия составляет——100 — 15%. Егомож-
что считать допустимым при условии отбора на вкладыш наиболее плот-
ной древесины сосны. При отсутствии таковой вкладыш следует делать
«з дуба.
ata
Горизонтальная составляющая усилия Ох, равная =20 890 кгс,
воспринимается стальным упором из четырех уголков: два го-
ризонтальных и два вертикальных. Рассчитываем горизонталь-
ные уголки, которые работают на изгиб при пролете 1е = 25 см и
20 890 -
нагрузке q — —pg—- = 1160 кгс/см (см. схему рис. 93, а). ‘
Изгибающий момент
М = (/? — 4а2) = (252 — 4 • 3,52) = 89 200 кгс . см.
„ , „ 89 200
Требуемый момент сопротивления одного уголка U7ip = -z—
= 21,2 см3.
Принимаем 2 НО X 70 X 7; 1Х — 152 см4; у0 = 3,57 см;
W = = ., 152 „ = 20,5 21,2 см3.
b — у0 11 — 3,57 ’
Вертикальные уголки принимаем того же сечения, так как пролет
их меньше, а нагрузка та же.
Тяжи рассчитываем на растяжение с учетом снижения прочности
материала в нарезанной части — 0,8) и неравномерности распреде-
ления усилия между четырьмя тяжами (/г2 = 0,85):
с гр 20 890 1 л о
^нт — 0,8 • 0,85 • 2100 ~ 4’6 СМ '
Примем четыре тяжа d = 27 мм с площадью нетто
FH1 = 4 • 4,18 = 16,72 > 14,6 см2.
Опорная подушка и подбалка изготовляется из древесины березы,
пропитанной антисептиком. Ширину подушки b находим из выраже-
ния
г ю «. 17180 . 2
FCM = 18 • Z; = -в-= —эд = 447 см> откуда
УЧм90 аа>4
b — — 24,9 ж 24 см.
Здесь Т?см90 = 24 • 1,6 = 38,4 кгс/см2 — расчетное сопротивление
смятию древесины березы (бука) в опорных плоскостях конструкций
(см. приложение 2).
При необходимости выполнения опорных частей узла из сосны
FCM = - -24-— =714 см2; b = -jg- = 40 см.
Подушка проектируется из двух брусьев шириной по 20 см.
Расчет узла нижнего пояса Д. Узел выполняется аналогично это-
му узлу варианта I с заменой уголков брусом 220 X 180 мм. Раскосы
крепятся при помощи стальных планок, присоединяемых в узле к
центральному, болту. Решение узла центрированное. Равнодействую-
8’ 2U
щая двух раскосов 7? =4170 кгс направлена под углом а ~ 54° к
оси нижнего пояса.
Узловой болт проходит через элемент пояса и две накладки
(рис. 93, б). Планки раскосов расположены в зазорах между поясом
и накладками. При этом болт является четырехсрезным. Однако в рас-
чете, вследствие податливости соединения накладок с поясом, срезы
между планками и накладками учитываем (в запас прочности) коэф-
фициентом условий работы, равным 0,5. Тогда расчетное количество
срезов т = 2 + 2 • 0,5 = 3.
Принимаем болт d = 28 мм, для которого при а = 54° коэффициент
снижения несущей способности среза табл. 21 [1]
ka = 0,6 + ЦтД = °>66; Л = 80 • 9 • 2,8 • 0,66 = 1330 кгс;
и и
То = 50 • 18 • 2,8 • 0,66 = 1665 кгс; Тй = (180 • 2,82 + 2 92) х
X ]/0,66 ~ 1280 кгс, что меньше чем 250 • d? = 1960 кгс
(СНиП П-В.4-71, табл. 20).
Расчетная несущая способность болта на один срез ТраСч =
— 1280 кгс < — Др- = 1386 кгс, т. е. несколько меньше Действу-
ющего на него усилия. Небольшое (7%) перенапряжение допускается
вследствие имеющегося запаса прочности в приведенном расчете.
Вариант ill. Ферма с шарнирным соединением элементов
нижнего пояса
В варианте III соединения элементов нижнего пояса выполнены в
узлах при помощи листовых стальных шарниров и нагелей из круглой
стали.
Расчет опорного узла. Узел решен в виде сварного столика, прива-
ренного к листу шарнира (рис. 94, а). К нему же на болтах и штырях
присоединен элемент нижнего пояса 220 X 180 мм. Принимаем наге-
ли d = 20 мм и ставим их в два продольных ряда. Стальной лист шар-
нира имеет ширину b = 180 мм и Ьа1 — 18 — 2 • 2 = 14 см. Толщину
листа 6 = 12 мм находим по наибольшему усилию в поясе в узле Д
U2 = 23040 кгс и действующему там моменту Л4ЭКС (расчет см.
ниже).
Проверяем сечение нижнего пояса на растяжение при #маКо =
- и3-.
Ui 23 040 n on / 2
'FHI 396 — 104 — ' 9 < 80 кгс/см ,
где 104 = 1,2 • 18 4- (22 — 1,2) -2-2 —площадь ослаблений пояса
двумя нагелями и листом.
Количество нагелей в опорном узле определяем по формуле
где Трасч *= (200 + 25а) d2 и а == = 5,5.
111
Принимаем max а = 5 [1]. Тогда расчетная несущая способность наге-
ля на один срез Трас, = (200 + 25 • 5) 2г = 1300 кгс. Для двухсрез-
ного нагеля т = 2. Количество нагелей в соединении
20 890
2 • 1300
п =
= 8 шт.
Ставим четыре болта и четыре штыря.
Рис. 94. Узлы нижнего пояса фермы (вариант III):
а — опорный узел; б «промежуточный узел; в и г — эпюра изгибающего момента в
листовом шарнире.
Верхнюю плиту столика, служащую упором верхнего пояса, рас-
считываем как двухконсольную балку, нагруженную равномерно рас-
пределенной нагрузкой q — 65,8 кгс/см2.
Принимая расстояние между ребрами плиты 1а — 10 см, получим
величину консоли с ~ 18 ~ 10 = 4 см (схема рис 94, а).
Изгибающий момент над опорой плиты шириной 1 см
243
.. 65,8 • & спс
Мм “ —~2------“ 526 кгс • см; при этом момент в пролете
М = _ 5оо = 323 кгс . см < Л40П.
Требуемая толщина плиты
s i/”бТИоп 1/^6» 526 , QQ to
бпл = у = у ~21оу = 1>23 СМ & 12 мм.
Общая длина сварных швов высотой 6 мм
. 26 050 _д 1 д
/шв — '0>7 . о>6 , 1500 см.
Нижняя плита узла, как и в варианте I, опирается на железо-
бетонную подушку из бетона с призменной прочностью /?пр =®
= 65 кгс/см2. Необходимая площадь опирания плиты F^ = 264 сма.
Принимаем длину плиты /пп = 10 + 2 • 0,6 + 8 • 2 == 28 см. Здесь
учтены расстояние между ребрами столика 100 мм, толщины ребер по
6 мм и восемь диаметров анкерных болтов d — 20 см. Ширину плиты
принимаем равной также 8 • d = 8 • 20 = 160 мм, учитывая увеличен-
ные отверстия для анкеров. Площадь опирания Fn„ — 28 - 16 =
= 448 сма. Равномерно распределенная нагрузка по этой площади
<7 = == 38,3 кгс/см2. Наибольший момент действует над ребром
28—10—0,6 о~ ,
столика при вылете консоли плиты с — -----%—— == 8,7 см (рис. 94);
38,3.8,73 ...к
М = — 2 — 1445 кгс • см.
“I /“ 6 • 144Л
Находим толщину плиты опл = .|/ ~2f(y)~ ~2<0 см-
Расчет узла нижнего пояса Д< В этом узле действуют усилия ниж-
него пояса U1 = 20 890 кгс и (/2 = 23 040 кгс, равнодействующая
раскосов 7? = 4170 кгс (полученная при полном загружении фермы
снегом) и усилие в стойке = 3430 кгс. Усилия 1/т и t/2 воспринима-
ются полосой листового шарнира. На нее же опирается своим торцом
стойка. Для восприятия усилия R снизу полосы приварен штырь d =
= 24 см, к которому крепятся стальные планки раскосов (рис. 94, б).
Проверяем прочность штыря:
по изгибу:
при плече усилия е — 1,2 см момент
М = 4170 • 1,2 = 5010 кгс • см;
момент сопротивления штыря
F = 0,1 • d? = 0,1 « 2,4s = 1,38 см3;
напряжение изгиба
= -9-01iV = 1820 < 2100 кгс/см2;
214
по срезу
= 462 < !500 кгс/см2,
W £ • *г, OZ,
где 4,52 см2 — площадь сечения брутто штыря d = 24 мм;
по смятию
= !ГГ(ПГТ =1450 < 3800 кгс/см2.
W •&, *1 • \J j О 1 £
В этих формулах 2100, 1500 и 3800 кгс/см2 — расчетные сопро-
тивления изгибу, срезу и смятию черных одиночных болтов ([7],
табл. 8).
Проверяем полосу листового шарнира сечением 180 X 12 мм с уче-
том эксцентричного приложения усилий элементов решетки в узле.
При толщине листа бл = 12 мм и штыре d = 24 мм эксцентриситет
е = 0,5 (1,2 + 2,4) = 1,8 см. Равнодействующая всех элементов ре-
шетки (включая стойку)
R = U2 — Ut = 23 040 — 20 890 = 2750 кгс.
Момент от эксцентриситета
/Иэкс = 2750 *1,8 — 4950 кгс . см.
Расчетная площадь сечения полосы с учетом ослабления двумя
болтами (рис. 94, б)
Fm = 18. 1,2 — 2.2 = 17,6 см2.
Момент сопротивления
w, 18 • 1,22 . ОГ1 ,
W — —— = 4,32 см3.
6 ’
Напряжение
t/g г ^уЗЛ 23 040 , 4950 1ООС . , »
Fm 2Г ~ 17,6 2-4,32 ~ 1886 < 2100 КГС/СМ,
где Л4уЗЛ = 0,5 • /Иэко (см. рис. 94, в).
Проверяем сечение бруса нижнего пояса по последнему от узла Д
ряду нагелей с учетом ослаблений и влияния узлового изгибающего мо-
мента, который принимаем в расчетном сечении по величине таким же,
как в узле.
Площадь сечения нетто
FHI = 396— 102 = 294 см2.
Считая брус расчлененным на две половины прорезью листового
шарнира, получим момент сопротивления (рис. 94, б)
1V7 о 18 — 2-2/18— 1 V о
1FHI = 2----s~---------- = 337 см3.
О \ 2 /
Напряжение в поясе
U । MsKC ' 23730 X 4950-80 _
Fm 2,- Гнг • 7?и 294 + 2 - 337-130 ~
— 80,7 + 4,5 — 85 > 80 кгс/см2.
Из этого расчета следует, что влияние узлового момента на элемент
нижнего пояса невелико и составляет 5/80 • 100 6%.
1-1
Рис. 95. Общий вид покрытия:
а — поперечный разрез; б продольный разрез; 7- рулонная кровля; 2 — кровельные
панели; 3 — фермы; 4 =» вертикальные связи.
Проверяем узловые соединения верхнего пояса на монтажные уси-
лия (см. § 2).
Боковые накладки и болты узлов верхнего пояса рассчитываем в
предположении, что кантовка фермы делается захватом за коньковый
узел. При этом верхний пояс работает как двухпролетная балка, нагру-
женная собственным весом верхнего пояса и решетки, который услов-
но принимаем равным половине полного веса фермы:
' 17,4 -6 .
ёф = -sf— = — — = 52 кгс/м>
гДе ёф — 17,4 кгс/м2 — собственный вес фермы.
Изгибающий момент в среднем узле такой балки
М — 0,125 • ёф/в.п = 0,125 • 52 - 12,872 = 1080 кгс • м,
1 25,74 4 п о*?
где /в,п = —— = 12,87 м.
Принимаем накладки из брусьев сечением 150 X 150 мм. Соединяя
их с верхним поясом тремя болтами d = 12 мм с каждой стороны от уз-
216
ла и делая подтески для двух планок решетки на 2 • 6 = 12 мм, по-
лучим:
Fщ = (15 — 1,2.2) (15 — 1,2) = 174 см2;
= 174 • 15 ~ 1,2 = 399 см3 (для одной накладки);
W = 399 • 2 = 798 см3 (для двух накладок).
и < 108 000 юс п гл
Напряжение изгиба в накладках —798— = 135 < RH = 1о0х
X 1,2 = 180 кгс/см2, где й?а— расчетное сопротивление изгибу круп-
ных брусьев при учете монтажной нагрузки.
Усилия растяжения в болтах получим, разделив момент М на пле-
1,2 А с
чо, равное половине длины накладки —— = 0,6 м и на количество
болтов, равное 3:
108 000 саА ЮСА
—™—5~ = 600 кгс < Тб = 1250 кгс.
60-3 и £
Поперечный разрез покрытия с общим видом фермы и связей при-
веден на рис. 95.
Мероприятия по химической защите древесины по элементам кон-
струкций указаны в приложении 26 и § 6.
Весовые показатели ферм покрытий
Вариант I., Вес фермы 1,29 • 500 + 464 = 1109 кг, то же, на 1 м2 пло-
щади покрытия 7,7 кг/м2 (здесь 1,29 м3 и 464 кг — соответственно рас-
ход древесины и стали). Коэффициент собственного веса kc.B — 1,86.
Вариант II. Вес фермы 2,79 • 500 +391 = 1784 кг, то же, на 1 м2
площади покрытия 12,4 кг/м2. Коэффициент собственного веса kc.B =
= 2,9.
Вариант ПК Вес фермы 2,21 • 500 + 336 = 1441 кг, то же, на
1 м2 площади покрытия 10 кг/м2. Коэффициент собственного веса
&с.в = 2,39.
Фактические коэффициенты кс в, найденные по формуле (2), меньше
по величине, чем теоретические значения коэффициентов, принятые
в расчетах по табл. 1, что свидетельствует об эффективности запроек-
тированных ферм покрытий (см. § 3, гл. I).
Глава IV. ЗДАНИЯ И СООРУЖЕНИЯ
ПРИМЕР 11. СКЛАД МИНЕРАЛЬНЫХ УДОБРЕНИЙ
Запроектировать деревянное покрытие склада минеральных удоб-
рений размерами в плане 18 х 24 м. Район строительства — г. Ир-
кутск. Покрытие опирается на сборные железобетонные фундаменты с
21Z
кирпичным заполнением. Кровля холодная из асбестоцементных плос-
ких или волнистых листов унифицированного профиля (ГОСТ 16233—
70). Материал конструкций: доски и брусья из воздушно-сухой сосны;
металлические изделия из стали класса С38/23, марки ВСтЗпс.
Выбор конструктивного решения покрытия. Основную несущую
поперечную конструкцию выбираем в виде трехшарнирной системы
Рис. 96. Поперечный разрез и план
склада:
1 — оконные проемы; 2 - конвеерная гале-
рея; 3 — пристройка для загрузки склада;
4 сборные железобетонные фундаменты.
стрельчатого очертания (рис. 96),
соответствующей габариту хра-
нимого в складе материала. По-
крытие сборное щитовое под
кровлю из асбестоцементных вол-
нистых листов нормального про-
филя. Распор от покрытия и бо-
ковое давление материала удоб-
рения передается на железобе-
тонные фундаменты. Для умень-
шения распора стрелу подъема
принимаем равной -у I. Для ос-
вещения предусматриваем про-
емы в покрытии, а для загрузки
содержимого склада на ленточ-
ный конвейер пристройку для
элеватора. Выгрузка произво-
дится через ворота в торце зда-
ния. Конвейер для транспорти-
ровки минеральных удобрений
располагаем у шелыги свода. Из-
готовление элементов конструк-
ций — заводское. Устойчивость
и пространственная неизменя-
емость здания обеспечиваются
жесткостью кровельных щитов, которые крепятся гвоздями к несущей
конструкции и заанкериваются на фронтонах.
Вариант I. Кружально-сетчатый свод
Кружально-сетчатый свод, образуемый из дощатых косяков в по-
перечном сечении, имеет снаружи круговое очертание. Соединение ко-
сяков конструктивно решаем в виде узлов на шипах (безметальное ре-
шение системы архитектора С. И. Песельника). Сетку свода принимаем
ромбическую с острым углом, величину которого определяем, исходя
из принятого шага косяков с = 1000 мм.
Основные размеры свода. Расчетный пролет, равный расстоянию
между центрами узлов сетки свода на опорных брусьях, I = 18 м.
„ t I г> /911
Стрела подъема свода / == -х- == 9 и или ~ = -гз- = — > —.
4 I 10 Z о
118
Радиус внешней поверхности свода (рис. 97)
о _ Zo л. As
R-%+т-
12,72s , 1,1
~ 8-1,1 -г" 2
= 18,936 м,
где /0— длина хорды полусвода,
/о = |/(4 )2 + = 12,72 м;
принимаем f0 = 1,1 м > ~ /0 = — 12,72 = 0,85 м
1 u 10
(стрела подъема дуги полу свода).
Длина свода В = 24 м. Угол <р раствора полусвода
. <р 16 12,72
2 2R 2 • 18,936
= 0,3358; -f- = 19° 37' 24";
ср = 39°14'48".
Длина дуги полусвода
е л/?ф л 18,936 • 39,247 ю лло
= “180“ --------Тб---------12’963 М‘
Рис. 97. Основные гео-
метрические размеры сво-
да.
Длина дуги без конькового бруса Sg — Sg — 0,1 = 12,863 м.
При этом шаг сетки по дуге поперечного сечения свода
AS' = = 1,608 л? 1,61 м — при восьми панелях в полу-
О О
своде.
Центральный угол, стягиваемый дугой AS',
л z AS' • 180° 1,608 • 180° .о rq, t nW
п . 18jg36 — 4 02 12 .
Угол ах между направлением оси косяка и образующей свода
ctgOi = — = 2 118 936 _ 0 04247 = 0,62 1 72,
27? sin
откуда ах = 58° 07' 48"; sin ах = 0,84925; cos аг = 0,52799.
При шаге косяков по опорному брусу с = 1000 мм длина заготовки
(см. рис. 120, a) g
L » L, + 24 + 2f, = + 2» + 2/, - +
+ 2 • 70 + 2 • 31 = 2096 л 2100 мм,
219
№,
2Л<
Рис, 98. Развертка в плане расположения кро-
вельных щитов на покрытии:
1 нормальный щит; 2 «w нормальный фронтонный
щит; 3 укороченный фронтонный щит; 4 опор-
ный брус; 5 » коньковый брус; 6 ** фронтонная
арка.
где Д = b cos (180° — 2ах) = 70 • cos 63° 44' 24" = 70-0,44245 = 30,9 as
31 мм; b — 70 мм — толщина досок косяков.
Эта длина может быть получена при распиловке досок длиной 4,25 м.
Конструкция и расчет кровельных щитов. Кровля устраивается из
обрешетин — прогонов, сшитых в щиты, шириной 1,5 м, при длине нор-
мального щита 4 м, нор-
мального фронтонного
4,78 м и укороченного
фронтонного 2,78 м. Каж-
дый щит состоит из трех
обрешетин, располагаемых
через 0,5 м и соединенных
с помощью деревянной ре-
шетки в жесткую в своей
плоскости конструкцию
(рис. 99, а, б). Торцовые
стыки щитов в смежных
панелях располагаются
вразбежку (рис. 98). Щиты
к косякам крепятся гвоз-
дями. Рядовой и укорочен-
ный фронтонные щиты
снабжены снизу упорными брусками, служащими для восприятия
продольного распора свода (рис. 98, в и 98, г). Нагрузки на 1 м2 поверх-
ности крыши приведены в табл. 22.
Расчет ведем на два сочетания нагрузок.
1-е сочетание нагрузок: собственный вес и снег. Обрешетины рас-
считываем как рабочий настил с расчетной схемой в виде двухпролет-
ной неразрезной балки пролетом 1 м. При расстоянии между осями
брусков 0,5 м нагрузка от собственного веса и снега составит:
нормативная
<7Н = (gc.B + Рен) 0,5 = (43,2 + 28) 0,5 35,6 кгс/м;
расчетная
q = (£см + Рен) 0,5 = (47,5 + 43,4) 0,5 — 45,5 кгс/м.
Принимая угол наклона крыши по линии, соединяющей шелыгу
свода с краем выступающего открылка окна (см рис. 96, штриховая
линия), получим:
tg “1 = ~ 0,722; ах « 35® 50', sin cq == 0,5854,
cosaj = 0,8107.
Составляющие расчетной нагрузки:
нормальная
qx = q cos ах ==s 45,5 • 0,8107 = 36,9 кгс/м;
220
Таблица 22. Нагрузки на крышу, кгс/м2
Вид нагрузки Нормативная нагруз- ка Коэффициент перегрузки Расчетная нагрузка
Собственный вес элементов крыши Асбестоцементные плоские листы толщиной 10’мм, у = 1900 кгс/м8 Кровельные щи гы (ориентировочно по данным примера 2 вариант II ) 19 1,1 20,5
11 1,1 12,1
И того Средняя нагрузка на 1 м2 горизонтальной проек- ции от собственного веса крыши Собственный вес оборудования и перемещаемого материала Монорельс с тельфером для ремонта конвейе- ров 30 Н' СЛ £кр 1 = 30-25,962 _ 18 = 43,2 90 1,1 1,1 32,6 47,5 100
Вес галереи конвейеров (ориентировочно), прило- женный в точках подвеса конструкции галереи 180 1,1 200
То же, перемещаемого материала Снеговая нагрузка для II географического райо- 65 1,2 80
р/' = рос * = 1,55** 43,4
на (г. Иркутск) [6], п. 5.2, табл. 4 приложения IV Ветровая нагрузка для III географического = 70-0,4= 28 р” = k *** ср” = 1,2 54 с
района (г. Иркутск) [6], п. 6.4, табл. 6 прило- жения IV = 1 45 • с = 45 с
* с— коэффициент перехода, принимаемый по [6], табл. 5, схема 2. с = —^ =
= —— = 0,25 < 0,4. Принимаем с = 0,4.
о У
** Коэффициент перегрузки для снеговой нагрузки принят по [6], и. 5. 7 в зави-
ЙС.В ёс.в 43,2
симости от отношения ——. В нашем случае —j— = "уд- = 0,61 да 0,6.
Рен Рен
*** k — коэффициент, зависящий от высоты и типа местности, определяемый со-
гласно [6], п. 6.5, табл. 7. Для нашего случая местность типа А и высота соору-
жения до 10 м, k — 1.
Примечания: 1. Согласно [6], п. 2, табл. 5, снеговая нагрузка учитывает-
ся на участке кровли, ограниченном уклоном а = 50°, с учетом коэффициента
формы с = 0,4. Второй вариант загружения, указанный в п. 2, табл. 5 [6] не
учитываем, так как снеговая нагрузка в данном случае не определяет размеры се-
чений арки.
2. В таблице приняты следующие обозначения:
с — аэродинамический коэффициент, принимаемый с наветренной стороны на
участке активного давления сг — 0,7, а на участке отрицательного давления с2 =
= —1; с заветренной стороны соответственно cs =—1 и =—0,3 (рис. 100);
р”— нормативная ветровая нагрузка, кгс/м2.
221
скатная
qv — <7 sin ax — 45,5 • 0,5854 = 26,6 кгс/м.
Изгибающие моменты;
Мх = 0,125 р/ = 0,125 • 36,9 Г2 = 4,61 кгс м;
= 0,125?/ = 0,125 26,6 • I2 = 3,33 кгс • м.
в *
Рис. 99. Дощато-гвоздевые щиты:
а — поперечный разрез щитов 1, 2 и 3 (расположение в плане см. рис. 98); б — план
щита 1; в — торец щитов 2 — 3; г — продольный разрез фронтонного щита типа 2 и 5;
/ — торцовая арка; 2 упорный брусок
Принимаем сечение обрешетки 50 X 50 мм.
Тогда W, = IF, = = 20,8 см3;
Мх , Мп 461 , 333 оо ,с । »д оо п I •> -
Гх wv ~ 20,8 W ~ 22’ ® 6 — 38»2 кгс/см <
< 130 • 1,15 = 150 кгс/см2,
где 1,15 — коэффициент условий работы, принимаемый согласно [I],
п. 6.15.
Прогиб не проверяем, ввиду очевидного запаса.
2-ё сочетание нагрузок: собственный вес и сосредоточенный груз / =»
*= 100 кгс.
322
Рис. 100. Распределение аэро-
динамических коэффициен-
тов по поверхности свода.
Рх = 1,2 • 100 • 0,9034 =
Производим проверку щита у шелыги свода, где угол наклона а8 =«
= 90° — (пАф + фо) = 90° — (39° 14' 48" + 25° 22' 36") = 25° 22' 36*
(рис. 97).
Тогда sin as = 0,4287, cos ag = 0,9034. Так как расстояние меж-
ду брусками более 150 мм, сосредоточенный груз передается одному
бруску.
Изгибающие моменты:
Мх = 0,0703 gxP + 0,207/\/ =
= 0,0703 • 21,5 • I2 + 0,207 • 108,4 х
X 1 = 1,511 + 22,438 = 23,949 кгс • м;
Му = OSXWgyP + 0,207/у =
= 0,0703 • 10,2 • I2 + 0,207 51,4 1 =
= 0,717 + 10,638= 11,355 кгс/м,
где gx = 0,5 • 47,5 0,9034 = 21,5 кгс/м;
= 108,4 кгс; gy = 0,5 - 47,5 0,4287 = 10,2 кгс/м; - Ру = 1,2 • 100 • х
X 0,4287 = 51,4 кгс.
Напряжение изгиба
= 115,1 + 54,6 = 169,7 кгс/см2 < 130 X
Д),о 2и,о
X 1,15 • 1,2 = 180 кгс/см2,
где 1,2 — коэффициент условий работы, согласно [1], п. 6.15.
Статический расчет свода. Для расчета свода выделяем полосу ши-
риной 1 м. Статический расчет свода производим отдельно для каждого
вида загружения.
Определение нагрузок. Постоянная: а) собственный вес
крыши на 1 м2 подсчитан в табл. 22; б) расчетный собственный вес кон-
струкции галереи и двух лент конвейеров передается на свод в виде
двух сил, расположенных на расстоянии 1,5 м симметрично относи-
тельно конька и равных GK0H = 200 • 1 = 200 кгс; в) собственный вес
свода определяется по формуле
ькр I Нея I '-кои . /л<ои I Кт/ 0 5/ 43,2 + 28 + 32,2
£свс- 1000 _! 1000 Х
W 13-18 ‘
X 1,1 =31,6 -1,1 = 34,8 кгс/м2,
где (G”0H + ркон + р?) 4 = (180 + 65 + 0,5 • 90) = 32,2 кгс/м2;
&с.в = 13 — ориентировочный коэффициент собственного веса кружаль-
но-сетчатого свода.
Собственный вес свода, отнесенный к 1 м2 поверхности свода:
221
нормативный
и' _ с в
&С.В0 £
31,6 -18 n 7 о
' 25,926 ~ ~ 2 кгс/м ;
расчетный
&вс = 325-9268- = 24’2 КГС/м2‘
Временная: а) расчетная снеговая нагрузка (см. табл. 22) на 1 м
горизонтальной проекции расчетной ширины свода рсн = 43,4 • 1 =
= 43,4 кгс/м; б) расчетный вес груза на
‘ конвейер, принятый ркон = 80 • 1 =
=80 кгс/м и приложенный в точках
W подвеса конструкции галереи; в) рас-
HanpaeZni^C четная нагрузка от тельфера для ре-
ветра монта конвейеров в виде сосредоточен-
/ЙУ н°го груза Рт = 100 кгс, приложенная,
в шелыге свода. Собственный вес са-
’ мого тельфера и монорельса условно
Рис. 101. Расчетная схема рас- считаем включенным в эту нагрузку;
пределения ветровой нагрузки г) расчетная ветровая нагрузка, нор-
на поверхности свода. мальная к хорде каждой половины сво-
да, определяемая по табл. 22. Распреде-
ление ветровой нагрузки по своду приведено на рис. 101.
Нагрузки на расчетную полосу приведены в табл. 23.
Таблица 23. Нагрузки на расчетную полосу свода, кгс/м
Нагрузки Вес покрыт; я, включая вес свода Снеговая нагрузка Ветровая нагрузка
Нормативная (30,0 + 21,9) 1 = 51,9 28-1 = 28 . 45С-1 = 45С
Расчетная (32,6 + 24,2) 1 = 56,8 43,4-1 = 43,4 54С-1 = 54G
С — расчетная полоса свода.
Расчетные уси-
нагрузок.
н ы е сочетания
Примечание.
Расчет
лия в своде определяем как для трехшарнирной арки при основном со-
четании нагрузок, включающие: собственный вес покрытия свода' и
ограждающей конструкции и собственный вес конструкции галерей
и двух лент конвейеров; снеговую и ветровую нагрузки, нагрузку от
груза на конвейерах, нагрузку от тельфера для ремонта конвейеров с
умножением усилий от этих нагрузок на коэффициент сочетания пс =
= 0,9, согласно [6], п. 1.12. Изгибающие моменты, продольные и попе-
речные силы определяем для расчетных сечений, расположенных в
серединах панелей свода (рис. 102).
Определение координат расчетных сече-
ний свода. Принимаем шаг сетки AS = ..12г963 ~ 1,62 м, Д<р =
1,62 • 180® 4о сл,. гт
= л , 18 936 — 4 54 . Получаем семь панелей с равными длинами,
224
определяемыми центральным углом Аф. Сечения (90 и 70 (рис. 102)
соответствуют серединам крайних панелей полусвода,"отстоят от пяты
и шелыги свода на расстояниях, определяемых центральными углами
Рис. 102. К определению
координат сечений свода.
Рис. 103. К определению
геометрических размеров
свода.
Аф00 = 2° 27' и Аф7С = 2° 29' 48". Геометрические размеры и координа-
ты сечений по длине свода даны в табл. 24.
Геометрические размеры, необходимые для вычисления координат
сечений по длине свода (рис. 103):
tga = 9/9 = 1; а = 45°; Фо = 90° — а — ф/2 = 90° — 45Q—
= 25°22'36" да 25°23': IJ2 = PcosrP1) = 18,936 - 0,9035 =
= 17,108 мда 1711 см; //0 = Дзтф0 = 18,936-0,4287 = 8,11 м = 811 см.
Рис. 104. Эпюра моментов ог
постоянной нагрузки.
Рис. 105. Эпюра моментов от
односторонней снеговой на-
грузки.
Определение усилий в расчетных сечени-
ях свода. Расчет ведем от единичной нагрузки. Определяем изги-
бающие моменты от. постоянной единичной нагрузки по всей длине сво-
да. Для подъемистого свода с отношением fH = 1/2 усилия от постоян-
ной единичной нагрузки находим из условий ее равномерного распре-
деления по длине свода.
225
Таблица 24. Координаты расчетных сечений свода
Сече- ния Фп = Фо + «Дф COS sin (f>n е е- О 8 Э- С V) * Координа- ты, ем
хп _ _й_ — R cos <рп S а: 1 й ©• g W 0 с
0 Ос 0 2° 27' и и । ю ЬО КЗ ЬЭ 7Z “т о ся ел Ч; ~ 1 ооо и 73 СЛ КЗ КЗ Ё" с о кз со Р '+' ' й и i КЗ ° из 1 КЗ £ =? 4^ 7 & I 0,9036 0,8843 0,4287 0,4669 1711 1675 811 884 0 36 0 73
/с 7° 21' 32° 44' 0,8412 0,5402 1592 1023 119 212
2с 12° 15' 37° 38' 0,792 0,6106 1500 1156 211 345
8с 17° 09' 42° 32' 0,7369 0,676 1395 1280 316 469
4с 22° 03' 47° 26' 0,6764 0,7365 1281 1394 430 583
5с 26° 57' 52° 20' 0,6111 0,7916 1157 1489 554 688
6с 31° 51' 57° 14' 0,5412 0,8409 1023 1592 688 781
70 36° 45' 62° 08' 0,4674 0,884 885 1674 826 863
«с 39° 14' 48” 64° 37' 24" 0,4287 0,9035 811 1711 900 900
Изгибающие моменты в сечениях свода определяем по формуле:
= Ахп gSnxc Нуп,
где А — левая опорная реакция свода; Sn — длина дуги на участке
свода от левой опоры до точки п расчетного сечения; хс— расстояние
по горизонтали от середины дуги до точки п. Значения хп и их вы-
числение приведены в табл. 25
Принимая значения постоянной нагрузки на 1 м свода g = 1,
л D 1 * 12,963 *2 -«л
получим: опорные реакции А = В =.....~----------~=
и распор из уравнения 2Л1С = 12,963 (9 — 5,27) — 9Я = 0/ откуда
Н = 5,372. Изгибающие моменты от единичной и расчетной постоян-
ной нагрузок приведены в табл. 26.
Эпюра изгибающих моментов показана на рис. 104. Определяем
изгибающие моменты от равномерно распределенной односторонней
снеговой нагрузки в пределах уклона кровли а = 50° (рис. 105).
Опорные реакции при единичной нагрузке рся = 1:
J = 0’5'оснхсн о + Хсн) == о,5 • 1 • 6,39 (18 + 6,39) = 4 329.
18
/
°>5/>cAh и — хсн) 0,5 • 1 • 6,39 (18 — 6,39) _ о
- — -- — z,uo.
lift
Таблица 25. Расстояния хп от середины дуг Sn до точек п
Сечения Расстоя- ния от центра окруж- ности до точек rif м Длина дуг, м Углы Расстояния по горизон- тали, и
sn S'n 2 МДф ^А<Р m —+ <Ро от центра ок- ружности до се- редины дуг in, м ,гс от середины луг до точек п, м
d)Vw > сч
о О
1 2 3 4 5 6 7 8 9
0 17,11 0 0 0 25° 23' 0,9035 17,11 0
0 16,75 0,81 0,405 2° 27Л 26° 37* 0,894 16,93 0,18
Ц 15,92 2,43 1,215 7°21* 29° 04* 0,874 16,55 0,63
2а 15 4,05 2,025 12° 15' 31° 31* 0,8525 16,14 1,14
зв 13,95 5,67 2,835 17° 09' 33° 58* 0,8293 15,7 1,75
4а 12,81 7,29 3,645 22° 03' 36° 25* 0,8048 15,24 2,43
5а 11,57 8,91 4,455 26° 57' 38° 52* 0,7786 14,74 3,17
6в 10,23 10,53 5,265 31° 51' 41° 19' 0,7511 14,22 3,99
7в 8,85 12,15 6,075 36° 45' 43° 46' 0,7222 13,68 4,83
8а 8,11 12,963 6,482 39° 14' 45° 00* 0,7071 13,38 5,27
Примечания: 1. Начало координат принято на левой опоре в точке О (рис. 102).
2. Расстояния xQ получены как разность значений граф 8 и 2.
Таблица 26. Изгибающие моменты в сечениях свода о г нагрузки, распределенной
по всей длине свода, кгс-м
Нагруз- Расчет- Сечения
ки ные пара- метры 0 °C. 1 зс Sc «о 7С 8
1 g = 1 уЖ хп Ахп xz Sn gSftXQ Уп. НУп 0 0 0 0 0 0 0 0 0,36 4,67 0,18 0,81 0,15 0,73 3,92 0,6 1,17 15,42 0,63 2,43 1,39 2,12 11,39 2,64 2,11 27,35 1,14 4,05 4,62 3,45 18,53 4,2 3,1 40,96 1,75 5,67 9,92 4,69 25,19 5,85 4,3 55,74 2,43 7,29 17,71 5,83 31,32 6,71 5,54. 71,82 3,17 8,91 28,24 6,88 36,96 6,62 6,88 89,18 3,99 10,53 42,01 7,81 41,96 5,21 8,26 107,07 4,83 12,15 58,68 8,63 46,36 2,03 9 116,66 5,27 12,963 68,32 9 48,34 0
g = 56,8 кгс/м мп г 34 149,95 238,56 332,-28 381,12 376,01 295,92 115,3 0
Распор . н = А'1 = 2f _ 2,06 • 18 2 • 9 = 2,06.
Изгибающие моменты в сечениях свода вычисляем по формулам:
при х tC (0,5/ — хсн) (левая половина свода)
Мп = Мо — Нуп = Ахп — Ну„,
227
при (0,5Z — Хен) < х 0,5/
м, - Ах, - 4--'>С!- - НИ-'
при х > 0,5/ (правая половина свода)
Мп== А' (I — хп} — Нуп.
Вычисление изгибающих моментов приведено в табл. 27 и 28;
эпюра изгибающих моментов от односторонней снеговой нагрузки в
своде на рис. 106.
Таблица 27. Изгибающие моменты для загруженного снеговой нагрузкой (левого)
полусвода, кге-м
Ila груз- ки Расчетные параметры Сечения
0 °C 2с | 4с 5с 1 8
г 4 0 1,558 5,151 9,134 13,679 18,614 23,982 29,783 35,757 38,96
g = 1 —(0,5Z—хсн)]г 0 — — 0,-151 1,428 4,292 9,116 15,961 18,54
0 1,503 4,367 7,107 9,661 12,009 14,172 16,088 17,777 20,42
0 0;055 0,784 2,027 3,867 5,177 5,518 4,579 2,019 0 .
g «= 43,4 кгс/м «п 0 2,39 34,03 87,97 167,83 224,68 239,48 198,73 87,624 0
Определяем изгибающие моменты от ветровой нагрузки слева.
Так как высота здания меньше 10 м ветровой напор считаем одинако-
вым по всей высоте. Согласно принятой расчетной схеме ветровой на-
грузки (рис. 101) опорные реакции вычисляем для единичной нагруз-
ки ръ — 1 по формулам [26]:
V 0,55рв I 0,55 • 1 • 18 о лтк. т/ >
Уа~ 8 cos2 а 8 • 0.7072 ~ "А — 8 cos2 а —
— 1’05.' 1 ~ 18_ — 4 725
8 • 0,7072
Таблица 28. Изгибающие моменты для незагруженного снеговой нагрузкой
(правого) полу свода, кге-м
Нагруз- ки Расчет- ные пара- метры Сечения
71с 61с 51с 41с 31с г1с ;1с °1с 0 .
1 - хп 8,26 6,88 5,54 4,3 3,16 2,11 1,19 0,36 0;
А'У — хп) 17,015 14,172 11,412 8,858 6,509 4,346 2,451 0,741 0
g= 1 17,777 16,088 14,172 12,009 9,661 7,107 . 4,367 1,503 0
Мп —0,762 —1,916 —2,76 —3,151 —3,152 —2,761 —1,916 —0,762 0
g = 43,4 кгс/м Мп -33,0 -83,15 -119,78 -136,75 —136, 75 —119,78 —83,15 —33 • оУ
228
Распор
и 1 (v I °’55^вг ~ I8. [о 475 J-
= —'2TV'4 +та^/“ 2.9 г-4/0 +
0,55 • 18
8 • 0,707® /
O,95pBZ \
8 cosaa j
^-(4,726-
°.95 • 18_\ = 0 45
8-0,707®/ ’
Рис. 106. Эпюра моментов
от снеговой нагрузки по
всему пролету.
Рис. 107. К определению уси-
лий в сечениях свода от ве-
тровой нагрузки слева.
Изгибающие моменты определяем по формулам:
при х < -у (для левого полусвода)
Мп — — VAxn + НАуа + 2 (± МРвп);
при х > -у (для правого полусвода)
Мп = — VA,_ (I — х„) + НА,уп + 2 (± MPJ,
здесь МРвп — момент от ветровой нагрузки относительно точек п.
Необходимые расстояния хп до точек п вдоль хорды от соответству"
ющей опоры (рис. 107) подсчитаны в табл. 29.
Таблица 29. Определение расстояний хп до точек п, м
Расчетные параметры Точки п
0 18 0 0е 1 /с 2 % 3 5О 4 5 5с 6 7 8
Хи 0 0,36 1,19 2,11 3,16 4,3 5,54 6,88 8,26 9
Ип 0 0,73 2,12 3,45 4,69 5,83 6,83 7,81 8,63 9
Уб 0 0,36 1,19 2,11 3,16 4,3 5,54 6,87 8,26 9
Ьу = УП — У о 0 0,37 0,93 1,34 1,53 1,53 1,29 0,93 0,37 0
0 0,26 0,66 0,95 1,08 1,08 0,91 0,66 0,26 0
— Уп 0 1,03 3 4,88 6,63 8,25 9,66 11,05 12,21 12,73
пт~ 0,707
0 0,77 2,34 3,93 5,55 7,17 8,75 10,39 11,95 12,73
229-
При высоте здания более 10 м опорные реакции, распор и изгиба-
ющие моменты необходимо подсчитывать с учетом переменности по
высоте ветрового напора (см. [6]).
Вычисление изгибающих моментов для левого и правого полусво-
дов приведено в табл. 30 и 31. Эпюра моментов приведена на рис. 108.
Рие. 108, Эпюра моментов от ветро-
вой нагрузки слева.
Рис. 109. Эпюра моментов о\
собственного веса и полезной
нагрузки на галерее.
Определяем изгибающие моменты от сосредоточенных сил Р, при-
ложенных симметрично относительно конька (нагрузка от галереи).
Опорные реакции от единичной нагрузки Р — 1
Д = Д'=р=1.
Распор найдем из уравнения = 9Л — 9Я — 1,5Р = 0,
откуда
Н в e М - 1 . = 01834.
Изгибающие моменты определяем по формулам:
при х^а
Мп — Ахп~ Нуп-,
Таблица 30. Изгибающие моменты от ветровой нагрузки слева
в левом полусводе, кгс-м
На- грузки Расчетные параметры Сечения
0 Оо 2с 4С 5С «с 'с 8
- Уд'Хп 0 —0,-89 —2,95 —5,22 —7,82 —10,64 —13,71 — 17,02 —20,44 —22,275
нА«п 0 3,61 10,49 17,08 23,22 28,86 33,81 38,66 42,72 44,55
0В = 1 0 —0,21 —1,91 —5,40 —10,78 —17,43 —21,94 —23,97 —23,42 —22,275
М'п 0 2,51 5,63 6,46 4,62 0,79 —1,84 —2,33 —1,14 0
₽в = = 54 кгс/м 0 135,5 304 348,8 249,5 42,7 —94,4 -125,8 —61,6 0
230
Таблица 31. Изгибающие моменты от ветровой нагрузки слева
в правом полусводе, кгс-м
Нагруз- ки Расчетные парамет- ры Сечения
71с 61с 51с *1с «10 21с '1с «1с
-V<z- —39,03 —32,51 —26,18 —20,3.2 —14,94 —9,97 —5,62 —1,7 6
Рв = 1 НА'«п 3,88 3,51 3,07 2,-62 2,11 lf 55 0,95 0,33 0
32,36 21,88 13,49 7,94 4^62 2,32 0,82 0,09 0
•» с —2/79 —7,12 —9,-62 —9,76 —8,-21 —6,1 —3,85 —1,28 0
Рв ~ = 54 кго/м Л4„ —150,6 —384,6 —519,48 —527,04 —443,34 —329,4 —207,9 —63,12 0
I
при а < х < -у
Л10 — Ахп Р (хп а) Нуп,
где а — 7,5 м — расстояние по горизонтали от опор до точек при-
ложения грузов Р.
Вычисление изгибающих моментов приведено в табл. 32. Эпюра
изгибающих моментов дана на рис. 109.
Таблица 32. Изгибающие моменты ог двух сосредоточенных сил, кгс-м
Нагрузки Расчет- Сечения
ные пара- метра 0 0а 2с | зс «с 6’с zc 8
Р = 1 Нуп Р (хп - а) 0 0 0,36 0,61 1,19 1,77 2,11 2,88 3,16 3,91 4,3 4,88 5^54 5,-74 6,88 6,51 Of 26 7,2 —0,76 9 7,5 —1,5
М'П 0 —0,25 —0,58 —0,77 —0,75 —0,58 —Of 2 0,37 0,3 0
Постоянная GKOH = = 200 кгс/м о е 0 —50 -116 —154 —150 —116 —40 74 60 0
Временная р == 'кон — «=80 кгс/м ТИ^кон п 0 —20 —46,4 61,6 —60 —46,4 —16 29*6 24 0
Определяем изгибающие моменты от сосредоточенного груза РТ в
шелыге свода (от тельфера).
р
Опорные реакции при Рт = 1: А = А' = —== 0,5.
Распор из условия 27ИО = 0: Н — 0,5.
231
Равнодействующая опорных реакций Ra — Ra- = 9с.тп =
& Ъ111
^=TW = 71 кгс (PhC- П°)-
Изгибающие моменты в сечениях свода
Л4Я т — РаУп = Ра'Уп>
уп — расстояния от хорды до точки п дуги арки (стрелка кривизны)
приведены в табл. 29.
Рис. 110. К определению уси-
лий в сечениях свода от со-
средоточенной силы.
Рис. 111, Эпюра моментов ог соб-
ственного веса и загрузки тель-
фера.
Вычисление моментов от сосредоточенной нагрузки Рг =»
= 100 кгс приведено в табл. 33. Эпюра изгибающих моментов дана на
рис. 111.
Таблица 33. Изгибающие моменты от сосредоточенного груза
Р= 100 кгс в шелыге свода, кгс-м
Расчетные параметры Сечения
0 °0 '° 3® 5® 7® S
М?* = -РаУ'п = -Ра'Уп 0 —19 —47 —67 —77 —77 —65 —47 —19 0
В табл. 34 подсчитаны значения расчетных изгибающих моментов.
Продольные силы определены только для сечений, где значения момен-
тов наибольшие при симметричном и несимметричном загружении,
по которым производится проверка сечений. Как видно из таблицы,
максимальный изгибающий момент при симметричном загружении воз-
никает в сечении бс,'а при несимметричном загружении в сечении 5С,
.для которых определяем продольные силы IV по тем же сочетаниям на-
грузок, при которых получены наибольшие значения Мб и Af5(j.
Продольные силы определяем -по формуле *
Nn = Qo cos <р„ -I- Н sin ср„,
* Формулы для (а также для Q) имеют необычный для строительной механики
вид, так как выведены в зависимости от углового параметра <р(г, отличного от обще-
принятого угла ф между касательной в данной точке и горизонталью, проведенной
через эгу точку.
232
s
Таблица 34. Расчетные изгибающие моменты в сечениях свода; кгс •
ия, кгс м с S О 0) S 2 5 CJ а >> вясЛсН •вн кеннэкэйз -}- eh -Э1ГЭ daLsa 4" Eisir -odn 7т eh лэнэ -J-K13H •НКО10ОП БВН1/ОЦ о — co t© со^сч^ СОЮФ^СЧ СОСЪСП СЧ Ф —ч ф ф С© С"Г С© Ф С© сч С© СО LO —" сч ОГ'-ЮСОСООО—< О О — CD —< ф СО CO — ФО СЧ СО ф СО со Ф СЧ 1 с© ф ф Ф СО —< 1 1 1 1 1 1 1
се о я* о и 1 при не* 1 HOM 31 EXQlf -OdU % EH ЛЭНЗ 4-IfPH -НКО1ЭОН КЕН1ГОЦ со-- со ie ь- <о> со^сп ф.ао'53!’"^ о 2 <§ сч о оГ 1© оо сч сч со со оо i©"*2 2 2 л I^SLOCONOCOC^00 - С4-ф°?11° 1 — со ф i© ю сч — СЧ СЧ — | 1 |
Основные при СИМ- ] метрич- । ном за- 0) * S S я toirodu Лиээа on лэнэ иен -HHOIDOD KEHITOJJ — СОФ — UOt©C© СО L© СЧ С©" СО НО 1Л оГ ОФ—< 1© —ч 1© Ю ОО СЧ С || СЧ СО Ф Ф сч СПй0 1©—ФСО — Ь- О 1© U0 СО С©" сч" 1© со :счоо1©1© — ио — фо СЧ ф ф С© СЧ | |
к (0 К <я £ ЭЛЯ 001 = 'rf вйэфчкэ! 10 О—' Ф СО Ь-. Ь- С© Ф —-С 1 1 1 1 1 1 1 1 ©SlCb-b-SSO) > — ФсОЬрГ|-СОФ^у<0
® О 2 V а аз >» °* СО В и/эля 08 = ия НОЯ^у в^а^адноя ю Ф СО Фъ со^ ОСО — о<ОСОО?Ф ОСЧфсОсОФ — СЧСЧС СО Ф СО Ф ФООСОО—"соо >СЧСЧ— ФСОсОФСЧО } 1 11 1 1
[ нагруз- 54 кгс/м нноцою цоавби л — СП ФСО юсосо О Г- о> оо Ь- сГ ф о ^ЮОСЧФСЧ — СЧ ио х- 1 СЧ С© ф ЮЮ со — 1 1 1 1II 1 1 СО 00 Ф b- I© 00 1-0 —"1О ф" сч"аГоо Ф I©" сосчоэфффос©- | —< | | сч с© с© — °
1 Ветровая ра А'в = ( HHodoio goasu о CQtOb- — но'фСООСч'"^11ГО— с ^СООФФФФСЧС© — с© со СЧ СО — | с© со I© о ф” оГ ь- со о> ь-Г со 1© СО — СЧФСЧОСОО — СО 1© 1© ф СО СЧ |
У X и а Kisirodu Хиээа он L© О СО —ТппС'ГюФ <г-чОСЛСЧХС^ — —Юс-- ^СОфСО0000 — — ° СО со 1© . 2 2 0О — СЧ СгГ о ^2<=,оос©софс©о III
я нагрузка, 10,-4 кгс/м FTHOdOIO. ^OSBdU 0 о со со о - °9. m ООСОСЧСОСОСЧСОСО Ь-СО СЯ>Ф Г- '’Ч осооо — — — — ооеооооососчсоооФ'СЧ | | | | | | | | — СЧ СЧ — СОСО о
л и о 0) и О в raHodoio goaair э 00 b-; U0 г-^<о О-" Ф О ОО о v ф со со сч с© сп оо СЧОООО — сч сч — о О со со о г. с©е©счс©еосчс©с© С© SO — — — — ОО С© о
га а W/OIH § BBHL'OU со со — с© Ю ф~ СЧ Ю со О L© — ФООООСОСОЬ-Ь-- О |СО — СЧ с© СО — о СО L© о С0 1©" сч" ф" —> г- ь- с© со 00 00 Ф ] — оо со сч — с© 1 о
<5 СЧ si И к О И/Э1Я 00! = HOS10 иэаэкв! ю 0 —50 —116 —154 — 150 -116 —40 74 60 0 со о ф со О ф О — LDl© — о соь-ф — — LO о
и О с = И/Э1Я g‘9S = § Ei/oso HioOHxdason он со С© — С© о со сч" — со СО L© ф1Лс©еоооь-сг> — о СО — СЧ СО с© С© СЧ — о с© —с© «о. 1©* (71 СО —" СЧ СХЭ о — СОЬ-00ѩѩ1©Ф_ — СЧ с© с© с© сч — с© О
S е я с© О — СО ф СО со о с© т~х—ц4сЧсЧ.о О' —Г сч” CQ ф" L©" СО со ф сч с© ф ог — ф ’“l °0, °0,. 00 оэ" — сч' С©" Ф U0 со"р^ — ч—« •“< —W—Ч
ВННЭЬЭЭ 1 О О Q U О О О Ч=>^Э’--чСЧ=©ф1©>СОЬчО0 QQOOOOOU Г* с© с© Ф С© Сч ***
При учете одновременно двух и более кратковременных нагрузок, согласно [6],- п. 1,12,- вводится коэффициент сочетаний nQ
23J
где Qo— балочная поперечная сила; <рп — <р0+ пАф — угловой пара-
метр (рис. 97); ф0— угол наклона радиуса, проходящего через опор-
ную пяту свода; п — номер рассматриваемого сечения, принимая нача-
ло отсчета в левой опорной пяте свода.
Вычисления расчетных продольных сил для сечений 6а и 5а приве-
дены в табл. 35. Значения функций углов ф„ даны в табл. 24.
Расчет элементов свода. По наиболее опасному сочетанию изгиба-
ющего момента и продольной силы в сечении 50 (табл. 34, 35) про-
изводим подбор сечений косяков свода. Для этого сечения:
Afgc = 57 550 кгс • см; N$c — —- 723 кгс.
Задаемся рекомендуемыми размерами косяка в середине его длины
при h = 220 мм, b — 70 мм,
h 22
Проверяем принятое сечение [1]: -у = — = 3,14 < 4,5;
Д 210 n с ,n . h 22
= 9,5 < 10 с размерами гнезда: высота п2 ~ -у = —у =
— 5,5 см, ширина а = 2,23, b —0,2 = 2,23 >7—0,2 = 15,4 см и /к = 210 см.
Геометрические характеристики: Т’бр = 7 • 22 — 154 сма;
Роел = 5Д . 7 = 38,5 см2; FHr = — F0CJl — 154 — 38,5 — 115,5 см2;
b(h?-h32) 7(223 — 5,53) ,
— - 6Л — 6 . 22 — 555 см .
Проверку косяка на сжатие с изгибом производим по формуле:
N , Жо _ 723 ,
2/ysincq + ^ГН1Х^вйф sin ctf ~ 2 . 115,5 • 0,84925
+' "О^Г- 555 • 130 72 • 0,84925 ~ %’7 + ^7’8 = кгс/см2 < Ro =
= 130 кгс/см2,
где = 2 — коэффициент разгружающего действия фронтонов
при 4- = = °>926 <1 i27D; “1 = 58° °7'48" <sinai =•
= 0,84925) — угол между косяком и осью свода;
а = 1 _ ______1 265* .425 _ п ,9
3100 F6pRc ~ 1 — ^ioo“154“. 130" ~
здесь к — расчетная гибкость свода,
. 4,5.'о 4,5 . 0,5 • 25,926 оск
Л— h ~ 0,22
где l0 ~ 0.5S = 0,5 • 25,926 — расчетная длина дуги свода при несим-
метричном загружении ([1], п. 6,23); NK — продольное усилие в косяке,
л г ^5с 723 л ое
= ’2 sin at 2 • 0,84925 425 КГС’
134
Таблица 35. Расчетные продольные силы; кгс
иясЛаз -вн ион -1ЭЬЭ5Й “ 298 344 248 254 300 125
W
э1я -‘BHgXdj
-вн квнгэьэв^ сч Ю О см со 43
00 СМ .-4 со
00 о сч
Stlfe СО LQ <N <м СЛ
LO —4 <о
ф 1&
р» ?* ь- сч lO
я а — ю СО со
tn <м *гН со
а: w а: о о СО —‘
ф со о СО Ф СО
о — о О и
чГ Ф ^4 Ф (?)
я я Q0 Ъ- оэ со С--*
и и Ф О о о о о
<м со <р
я И со 00 •—< о
й L0 о* Tf <м"
>» —
Я. ® IS
й наг cos т <л О .171 ,312 5412 6111 СО LCO СП см
о « аз ® о < сч О ф со"
£ О' О'
S — .1 аз
я « к£ ?- и» см —< сч —< СМ ъ—
и V) ^Н т—1 ’ф **"*<
От со О 0,5' 0,6 0,5 9'0 0,5 СО ф
163 83
со II ff
11 II СО
•Ч о
О| Л о е 2 4 F-4 ф со СР со с\ см
1 1
693- ,693 -
<м
6
К(
ф
С О д S
сх о
§ -ОН & ф д CJ >1
в ф" 2 „ ЕЙ Ф ч о Ч О и
я л д 2 st Ф с
к о t: о
st я 5Э д S. U 2 m «3
CQ ф ь- и сх
с д и
S ч д 0J о е CCJ щ
я о Um Д
к Д д Д
К к к д Д
° ® о о О
О Й ф Ф
О § о д д
Я ч я о о
К
<дЗ
Д
примечание. В числителе приведены значения продольных сил в сечении 6С •"* при симметричном загружении? в знаменателе — в сечении 50 при
несимметричном загружении,
235^
Вследствие того, что IJh = 210/22 = 9,5 < 10 проверяем косяк на
поперечное раскалывание:
х = = 5750 172^- 21,53 кгс/см2 < Rm = 24 кгс/см2,
01 I • У । ,ио
„ Р 2М 2 ’ 57 550 ело г-СЛ
где Q = ~ == -ц- = —2То“ = 548 ~550 кгс;
е ЬЛ2 7 • 5,52 оа а ч г 7 ‘ 5,53 гп л: л
S - —х— =------о2— = 26,6 см3; I = —~— = 97,05 см4.
о о 12
Рис. 113. Схема разложения
сил в узлах свода у торцовой
арки.
Макс
JO
Ык^5Мкес
Нх*504кгс
Рис. 112. Схема работы ко-
сяков в плоскости их наи-
меньшего момента инерции.
Проверяем принятое сечение косяка в пределах светового проема
изгиб из плоскости из-за внецентренного примыкания косяков
узлах. Проверку производим по комбинации усилий для сечения
2/с, где М2,а = — 435,6 кгс . м; N2 == [(12,963 — 1 • 4,05) 0,792 4-
4- 5,372 • 0,6106] 56,8 4-(1 • 0,7920 4- 0,834 - 0,6106) • 200 4- [(4,329 х
X 0,792 4- 2,06 0,6106) 43,4 —(4,725 - 0,792 4- 0,45 - 0,6106) 54 4-
4- (1 • 0,792 4- 0,834 • 0,6106) 80 4- (0,5 - 0,792 4- 0,5 - 0,6106 х
X 100] 0,9 = 992,1 « 992 кгс (продольная сила Ntic в сечении 2/с под-
считана по формуле, приведенной на с. 232 для соответствующих видов
нагрузок, которые приняты в этом сечении).
Изгибающий момент от эксцентричного крепления в направлении
меньшего момента инерции косяка (рис. 112)
МЭкс = ~ 584 х 7 = 4088 кгс • м,
где NK — усилие в одном косяке,
лг Л?81с 992 ко.
AL — -х-т----= а —« 584 кгс.
к 2 sin aj 2 - 0,t4925
на
в
Прочность косяка проверяем на внецентренное сжатие с учетом из-
гиба в двух плоскостях по формуле
N , MRa_____________________0.5Л4эко/?о _ 992_________
2FHIsinaf + ёхГнм/?иАф sin «£, + ^нггА 2 . 115,5-0,84925
136
, _______ 43 560 • 130_____0,5 - 4088 130 _r , . oo ofi , n9
0,52-555-130.2.0,84925 0,763-147.130 ~0,1 + 00,00 + lo,az
«112,2 кгс/см2 < 130 кгс/см2,
здесь
W - (h — hs)b* _ (22-5,5)7* _ 3. /g _ 0,5 210
6 6 —134,/ CM, hy — — 0|289 . 7
= 51,9; F6p = 0,5 (20 + 22) - 7= 147 CM2;
e _ 1 Л'к _ 1 51,9* - 584 _
3100 p' p 3100-147-130 ,z
Г бр 'с
Площадь брутто косяка вычислена по средней высоте между опорой
и серединой сечения косяка.
Крепление щитов ограждения к фронтону.
Крепления щитов ограждения к фронтону производим по наибольшей
продольной силе в сечении 2^,
где ЛГ2/ — —922 кгс. Продоль-
ное растягивающее усилие в на-
правлении образующей свода
(рис. 113)
= /V2/c ctg ах =
= 992 • 0,62172 = 616 кгс.
Фронтонный щит крепится с
помощью упорных брусков и на
ГВОЗДЯХ// — 5 ММ, I 150 ММ рис, Деталь прибивки фронтонных
(рис. 99, г). Несущая способ- щитов к торцовой арке:
НОСТЬ ГВОЗДЯ на ОДИН Срез ПО 1 — гвозди; 2 — центр узла; 3 — косяк;
приложению 7 ТГВ = 100 КГС. 4 " 1орцовая а₽ка; 5 “ Фронтонный щит.
Необходимое количество гвоздей для прибивки щита к торцовой
арке'на расстоянии между смежными узлами
Np 616 о с
Пгв = = ~ioo“ « 6,2 6 шт.
Забивая по три гвоздя в торцовую арку (по количеству досок в ее се-
чении) через брусок щита ограждения, получим на расчетном участке
О 161 п . д
пгв = 3 -=- « 9 шт. > 6 шт.
Кроме того, в каждом щите забиваем по три гвоздя в четвертные брус-
ки, служащие для соединения щитов между собой. Деталь забивки
гвоздей дана на рис. 114.
Настенные брусья опираются на сборные железобетонные фунда-
менты, расположенные через 2 м, т. е. через один опорный узел свода,
и работают на изгиб (деталь настенного бруса показана на рис. 115, е).
Брусья прикрепляются к фундаментным столбам анкерными болтами
237
Рис. 115. Конструкция свода:
а геометрические размеры свода; б — схема торцового каркаса; в — поперечный разрез;
е — торцовый фасад; д — развертка часги свода в пиане; е дегаль настенного бруса;
/ — кружальная торцовая арка; 2 — решетчатая стойка; 3 — промежуточная стойка;
4 — горизонтальная ферма; 5 — подкос; 6 — • руберойдная кровля; . 7 — дощаю-г везде*
вые щиты; 8 — асфальтовый пол по основанию из гощего бетона; 9 — левый опорный брус;
10 — коньковый прогон; 11 =» анкерные болты; 12 торцовые стеновые щиты
d — 22 мм. Общий вид конструкции свода со схемой торцового каркаса
приведен на рис. 115.
Расчет настенного бруса. Настенный брус (рис.
115, г) рассчитываем как однопролетную балку, испытывающую косой
изгиб при действии одной сосредоточенной силы No посередине пролета
(рис. 117), равной продольной силе в опорном сечении свода от посто-
янной нагрузки + снег по всему пролету + временная нагрузка,
т. е. от технологического оборудования:
No- [(12,693 • 0,9036 + 5,372 - 0,4287) 56,8 + (1 - 0,9036 + 0,834 х
X 0,4287)200] + [(6,39 • 0,9036 + 4,12 . 0,4287)43,4 + (1 - 0,9036 +
Рис. 116. К определению
геометрических характе-
ристик настенного бруса.
Рие. 117. Схема разложения
нагрузки, действующей на
настенный брус.
+ 0,834 • 0,4287) 80 + (0,5 . 0,9036 + 0,5 0,4287) 100] 0,9 =
1479,5 » 1480 кгс (продольная сила No в сечении 0 подсчитана по
формуле, приведенной на с. 232, при учете всех действующих нагрузок).
Действующей поперечной силой пренебрегаем.
Задаваясь размерами врубки по горизонтали и вертикали для врез-
ки косяков, определяем геометрические характеристики сечения с
учетом ослабления от врезки (рис. 116):
F = 22.22 — 0,5 • 9,5 - 20 = 389 см3.
Положение центра тяжести по вертикали и горизонтали (рис. 116):
Si 0,5.9,5 • 20.7,83
F ~ 389
= 1,9 см;
0,5 • 9,5 • 20 • 4,33 , .
Xi = ------Hjgg-----— = 1,07 г® 1,1 ем.
Моменты инерции:
1Хо = 22^ + 22 - 22-1,92 - (---369’"- + 0,5 9,5 • 20 • 9,732
= 11 684 см4; = ---1'22-- + 22 - 22 - 1,12 —
• 223_ + о,5 - 9,5 • 20 - бДЗ2') = 15 НО см4.
239
Моменты сопротивления:
= =-2^84 =90б см3;
= 4- = 4Д2-- = 1248 см3.
Mg Ixi, 1
При действии силы No под углом
составляющие по осям х0 и уй (рис. 117): Nx = Мо sin (a 4~ у0) ~ 1480 х
X sin 70° 23' — 1480 • 0,9420 = 1394 кгс; Ny— Мо cos (a + у0) = 1480 X
'ТЛООО'’ _ _ 1ЛОЛ . Л ООК'Т_______________________________
a + y0= 45°+ 25° 23'= 70° 23'
Рис. 118, Схема разложения нагруз-
ки, действующей на торцовую арку.
X cos 70°23' = 1480 • 0,3357 =
= 497 кгс.
Изгибающие мбменты:
1 4 4
= 697 кгс • м;
М _ _ 497-2 _
тУ~ 4 — 4 ”
= 249 кгс • м.
Проверяем настенный брус на
прочность:
Мх Мд 69 700 24 900 _
+ ~ 906 + 1248
= 76,9 4-20,0 = 96,9 кгс/см2 <
< 130 • 1,15 • 1,2 = 180 кгс/сма,
где 1,15 — коэффициент согласно [11, п. 3.1, табл. 8; 1,2 — то же,
согласно [1], п. 3.1, табл. И.
Проверка прогиба в данном случае не является решающей и про-
изводится обычным способом.
Проверка сечения торцовой арки. Торцовую
арку можно рассматривать как неразрезную балку, пренебрегая кри-
визной, ввиду ее пологости. Опорами балки являются стойки и подко-
сы элементов торцового каркаса (рис. 115, б). Для расчета выделяем
участок, находящийся в наиболее неблагоприятных условиях работы.
Выбираем участок 5—6—7 (рис. 118) с учетом наклона:
. , 863 — 688 175 А «лол ооо л
tg«2 = 82(7-—554 = -272' = 0»6434, откуда а2 = 32 45 .
Составляющая qx нагрузки на 1 м2 поверхности свода (табл. 22):
qx — ёав 4- Рен — 48,8 4- 36,5 = 85,3 кгс/м, где gGB ~ (32,6 4- 0,78 X
X 32,6) • cos 32° 45'= (32,6 4- 25,4) + 0,8410 = 48,8 кгс/м; рсн =
=43,4 cos 32° 45'= 43,4 - 0,8410 = 36,5 кгс/м.
Нагрузка, действующая на 1 м торцовой арки
огВ /, 2 \ 85,3 - 24 /, 2 \ ГОО .
= 2 (1 ~ Ж) * 2----\1 “ ~ 682 КГС/М’
где В = 24 м — длина свода (В < 2,5S).
240
Собственный вес торцовой арки
ga — 0,06 • 0,22 • 2 • 500 = 13,2 кгс/м.
Изгибающий момент как для двухпролетной неразрезной балки:
Яшке = 0,125 (^ + ga) ll = 0,125 (682 + 13,2) 1,582 = 216,9 кге-м,
где 1п = -——— = 1,58 м — средняя длина хорды для двух участ-
ков 5—6 и 6—7.
Принимаем сечение арки из досок (косяков) с размерами косяка в
середине b X hk— 60 X 220 мм и по концам,& X hk — 60 X 200 мм.
Напряжение изгиба
^мака 21 690 лп 7 ! 2^1 ОЛ 1 2
—— = - 436 = 49,7 кгс/см2 < 130 кгс/см2,
TV7 П Л б 222 Л ОС 3
где w иг = 0,9 —g— = 436 сма — момент сопротивления одного не-
разрезного косяка с учетом ослабления гвоздями в пределах 10% пло-
щади сечения. Принимаем окончательно сечение арки из трех досок.
Гвозди, скрепляющие косяки между собой, принимаем диаметром
dri = 5,5 мм, длиной I = 175 мм, размещая их в один вертикальный
ряд возле стыков.
Определяем расстояние между гвоздями
а = А — 2 • 15drB = — 2- 15. 0,55 = 62,5 см.
Требуемое количество гвоздей
„ М 21 690 ооч
Прв 'аТгъ 62,5 • 121 — 2,9~3 шт->
где Ттв = 121 кгс — минимальная несущая способность гвоздя на
один срез в несимметричном соединении. Ставим конструктивно по
четыре гвоздя с каждой стороны стыка.
Крепление косяков к торцовой арке. Рас-
чет ведем на поперечную силу в сечении 7С от полного загружения соб-
ственным весом и снегом на половине пролета.
Поперечная сила в сечении 7С
Q7c = B + Q"ttPoH = — 1,792 • 341 — 2,130 273 = - 1192 кгс,
где О,г — поперечная сила при загружении равномерной единичной
нагрузкой по всей длине свода, Qn = Qo sin <Pn — # cos cpra = (12,963 х
X 0,884 — 1 • 12,150 0,884 — 5,372 0,4674 = —1,792; sin <po = sin
62° 08'= 0,884; cos 62° 08' = 0,4674; Qn— поперечная сила при загру-
жении арки единичной нагрузкой на Va пролета слева на длине хсн =
= 6,39 м; Q'H = [4,329—1 (8,26 -2,61)] 0,884— 2,06 • 0,4674 =—2,13;
gCE = 682 = 341 кгс/м — нагрузка на 1 м торцовой арки ог
36 5
собственного веса; рсн = 682 -g5’3 = 273 кгс/м — нагрузка на 1
от снега на х/2 пролета на участке кровли с уклоном до 50°.
241
9 1529
Принимаем гвозди dPB = 5,5 мм, I = 175 мм. Требуемое количество
гвоздей на одну панель для крепления двух косяков
Пгв = *= 9,85 «10 шт-.
В каждом конце косяка забиваем по шесть гвоздей. Деталь крепле-
ния косяка свода к торцовой арке показана на рис. 119.
По 6 гвоздей 8=5,5; 1=175
8 каждый косяк
Рис. 119. Торцовая арка и крепления к ней косяков свода:
1 — торцовая арка; 2 — косяки.
Определение геометрических размеров ко-
сяков. Шаг косяков по опорному брусу с = 1000 мм. Проекция дли-
ны верхней грани (без шипов) на нижнюю грань косяка (рис. 120, а)
L, = ~= 1893,96 « 1894 мм.
1 cos 0,52799
&
Скос верхней грани косяка
А = Я (1 — cos = 18 936 (1 — 0,99910) « 17 мм.
Торцовый скос боковой грани косяка
/2 = (hK-71)tgp = (220- 17) 0,02523 = 5,1 5 мм.
Здесь угол Р определяется -из выражения
sin ₽ = 1,18 sin = 1,18 sin 1° 13' 30" = 1,18 . 0,02138 =
= 0,02523, откуда ₽ = 1°26' 42" и tg р = 0,02523.
Длина косяка по нижней грани (без шипов)
Т2 = Д —2/2 = 1894 — 2 • 5 = 1884 мм.
243
Полная длина косяка по нижней грани (включая шипы)
Ьа — Ьг + 3,23b = 1894 -f- 3,23 • 70 = 1894 + 226 = 2110 мм.
Длина шипов косяка получается геометрическим его построением
согласно формулам к рис. 120, а.
Для торцовой арки проекция верхней грани косяка на направление
нижней грани (рис. 120, в)
L] = 2R sin -^ = 2 • 18 936 sin 2° 27' = 37 872 0,04275 = 1619 мм.
а и
Рис. 120. Конструктивные элементы и узлы свода:
а — косяк и его детали; б — узел свода; & косяк торцовой арки.
Скос верхней грани косяка торцовой арки
Д= /?(1 — cos-~C)= 18 936(1 —0,99910) = 15 мм.
Скос боковой грани косяка торцовой арки
fl = (Лк — Д) tg = (220 — 17) 0,04279 = 8,7 « 85 мм.
Длина косяка торцовой арки по нижней грани
LI = Ц — 2fl =. 1619 — 2 • 8,5 = 1602 мм.
Размеры врубки в опорных брусьях в местах опирания косяков
даны на рис. 115, е.
Угол наклона v пяты врубки v = 90ч------2- — 0, где 0 опреде-
ляется из выражения
‘S 6 = = 1.01123, откуда 0 _ 45" 19" 12’,
9*
242
здесь / = 9 м — стрела подъема свода; I = 18 м — пролет свода; =*
= 0,2 м — ширина конькового прогона.
Находим угол у (рис. 115);
у = 90° — -9О1^4-- — 45° 19' 12" = 25° 03' 24";
cos у == 0,90589; sin у = 0,42351.
Ширина врубки по горизонтальной пласти опорного бруса
а ~ hK cos у = 220 • 0,90589 — 199,3 мм.
Ширина врубки по вертикальной пласти
6 =/iK sin у == 220 -0,42351 = 93,17 «93,2 мм.
Глубина врубки
йвр = a sin у == 199,3 • 0,42351 = 84,4 мм.
Длина врубки по направлению опорного бруса при г = 0,59 b =>
= 0,59 • 70 = 41,3 мм
Д == г 4- 2/1вР = 0,595 + 2ftBp = 41,3 + 2 • 84,4 = 210,1 «210 мм.
Указания по изготовлению и монтажу с в о -
д а. На косяки отбирается лесоматериал II качественной категории,
прямослойный; на настенные брусья и коньковой прогон — III ка-
чественной категории. Весь материал должен быть воздушно-сухим с
влажностью не более 18%.
Косяки, настенные брусья и коньковой прогон изготавливаются
на заводе по заранее заготовленным шаблонам. Сборка свода произ-
водится в следующем порядке; предварительно на передвижных под-
мостях у пят торцовой арки собираются два монтажных участка; по
центрам узлов прочерчиваются линии и по этим линиям производятся
сквозные пропилы сетки в узлах. При этом пропилы должны быть рас-
положены перпендикулярно к нижней грани сквозного косяка.
В результате такой операции получаются монтажные участки аба
и абв угловых частей свода у пят торцовой арки. Отрезанные косяки
монтажного участка служат шаблонами для всех остальных косяков,
примыкающих к настенным брусьям и к торцовой арке.
Дальнейшая сборка производится симметрично от обоих настенных
брусьев к коньку свода с пришивкой косяков гвоздями к торцовой ар-
ке, настенным брусьям к коньковому прогону. Для поддержания сетки
свода в проектном положении во время сборки применяются передвиж-
ные подмости. Собранные участки конструкции покрываются щитами,
скрепляемыми с косяками гвоздями drB = 5 мм, I ~ 150 мм (по одному
гвоздю на каждое пересечение брусков щита с косяками свода).
Мероприятия по химзащите указаны в приложении 43 и § 6.
Вариант II. Трехшарнирные стрельчатые клееные арки
В этом варианте, учитывая опасность вредного химического воздей-
ствия на стальные элементы, несущие конструкции принимаем в виде
безметальных трехшарнирных арок стрельчатого очертания с такой же
244
стрелой подъема, как в предыдущем варианте = у / = 9 м^. По-
крытие опираем на сборные железобетонные фундаменты, воспринима-
ющие распор от арок. Шаг арок принимаем применительно к типовому
решению,8 равным 4,5 м [15]. Покрытие предусматривается из асбесто-
цементных волнистых листов унифицированного профиля (ГОСТ
16233—70) по деревянным прогонам с шагом 1,5 м. Продольная устой-
чивость покрытия/обеспечивается постановкой горизонтальных свя-
зей из брусьев между соседними арками у торцов здания и через 28 м
по длине. Спаренный связевой блок устанавливается в середине длины
здания. Конструктивная часть, связанная е технологическим назна-
чением сооружения, остается такой же, как в варианте I. На рис. 121
дана схема поперечного разреза и решение связей. Решение торцового
фахверка см. на рис. 115, б.
Расчет прогона. Прогоны кровли проектируем разрезными из брусь-
ев. Вследствие малой жесткости кровли из волнистых асбестоцемент-
ных листов в плоскости ската, прогоны рассчитываем на косой изгиб.
Предварительно задаемся сечением прогона 130 X 150 мм. Собственный
вес кровли §кР в 22 кгс/м2.
То же, прогонов = 0,13 • 0,15 • 500-^- — 6,5 кгс/м2.
Всего £ g“p — 22 + 6,5 = 28,5 кгс/м2.
Средняя нагрузка на 1 м2 горизонтальной проекции от собственного
веса крыши
SgnpS 28,5 • 25,926 ., , »
Явкр = = - 18 ’ яв41 кгс/м2.
Нагрузка на 1 м прогона:
постоянная:
нормативная g«'p = gBpb = 41 • 1,5 = 61,6 кгс/м;
расчетная g'Kp = ng*p = 1,1 • 61,6 = 67,7 кгс/м;
снеговая:
нормативная — р“' = рвнЬ = 28 • 1,5 = 42 кгс/м;
расчетная — р'сн = првн = 1,55 • 42 = 65,1 кгс/м.
Полная вертикальная нагрузка на прогон:
нормативная qB = g»p -f- = 61,6 4- 42 = 105,8 кгс/м;
расчетная q = g"Kp -ф р'сд = 67,7 4- 65,1 == 132,8 кгс/м.
Проверяем сечение прогона у конька. Составляющие вертикальной
нагрузки:
= gHcosccs = 105,8 cos 25° 23' = 105,8 • 0,9036 = 95,6 кгс/м;
qx = gcosa8 = 132,8 cos 25° 23' = 132,8 • 0,9036 = 120 кгс/м;
q* = ^sinag = 105,8 sin 25° 23' = 105,8 • 0,4287 = 45,4 кгс/м;
qy = q sin a8 = 132,8 sin 25° 23' = 132,8 • 0,4287 = 56,9 кгс/м,
245
72000'
где as = 90°— (<ря + <р0) — угол между касательной и горизонталью в
данной гонке.
Изгибающие моменты от составляющих расчетной нагрузки
ЧхР 120 • 4,5?
Мх — — =-----j----= 303,75 кгс • м;
х 8 8 ’
лл 56,9 • 4,5? , . .
= —!—g—— = 144 кгс • м.
» о о
Моменты сопротивления:
Wx = = 487 см3; Wy = = 422 см3.
х 6 У Q
Напряжение в прогоне от расчетных нагрузок
Г7 + rf- = ~48^ + ~422~ = 62’4 + 34’J = 96’5 КГС/СМ <
< 130 кгс/см2.
Прогиб проверяем по нормативным нагрузкам
где
t _ 5?"Zi __4’5 ' 0,956 • 4504 _ . .
'х ~ 384Е1Х 384 . 105 • 3656 ~ 1 СМ’
_ _ 5 . о,464 • 450* _ л „„
'У 384Е/д ~ 384 • 105 • 2746 U’°° СМ*
Тогда
f =‘КМ2 + 0,882 = 1,65 см
и относительный прогиб
f _ 1,65 1
I ~ 450 ~ 273
1
200
Производим контрольную проверку в сечении 2а при а2 = 52° 22'.
Составляющие вертикальной нагрузки:
_ 105,8 cos 52° 22' = 105,8 • 0,611 == 64,6 кгс/м;
132,8 cos 52° 22' = 132,8 0,611 =81,2 кгс/м;
= 105,8 sin 52° 22' = 105,8 0,7916 = 83,8 кгс/м;
qy= 132,8 sin 52° 22' = 132,8 • 0,7916 = 105,1 кгс/м.
Изгибающие моменты от составляющих расчетной нагрузки:
81,2.4,5? о._ - .. 105,1-4,53
Мх — - = 205,5 кгс • м; Му =-------g-----= 266 кгс • ц.
247
Напряжение от расчетных нагрузок
20551 + = 42,2 + 63 = 105,2 кгс/см2< 130 кгс/см2.
487 1 422 z ’ 1 ’
Прогибы от составляющих нормативной нагрузки
, 5 • 0,646 • 4504
“ 384 . 105 • 3656
= 0,94 см; fy =
5 0,838 • 4504 .
384 • 105 • 2746 “ 1’’
Тогда
( = У0,И-+1,62,»1.7« Т=Т5Г=Т®-
1
200
Подбор сечения арки. Расчетные усилия в арке определяем исполь-
зуя расчеты, выполненные в варианте I. Арки раскреплены прогонами
кровли, соединенными со связевыми фермами. Подбор сечения произ-
водим по усилиям в сечении 50 (табл. 34 и 35), где действует положитель-
ный момент и раскреплена сжатая кромка, а также в сечении 5/0 с
отрицательным моментом и раскреплением растянутой кромки.
Для сечения 5С: ' Msa = 575,5 • 4,5 « 2590 кгс • м, Nge — —723 х
X 4,5 — —3254 кгс.
Для сечения 3Iq: Мз; = —463 • 4,5 = —2084 кгс • м; Л/у7 =
= — {[(12,963 — 1 • 5,67) 0,7369 + 5,372 • 0,6761 • 56,8 + (1 • 0,7369 +
+ 0,834 • 0,676)200 + {{[4,329— 1 (3,16 —2,61)] 0,7369 + 2,06 х
X 0,676} 43,4 — (4,725 • 0,7369 + 0,45 • 0,676) 54 + (1 • 0J369 +
+ 0,834 • 0,676) 80 + (0,5 . 0,7369 + 0,5 • 0,676) • 100 } 0,9} 4,5 =
= — 922 кгс, где sin<p„=sin 42° 32'= 0,6760; cos 42° 32'= 0,7369.
Остальные значения см. выше.
Поперечное сечение принимаем прямоугольным постоянной высо-
ты и ширины. Доски соединяем по длине зубчатым шипом. Арку ком-
понуем из 13 досок сечением 35 X 95 мм, получаемых после острожки
досок сечением 40 X 100 мм при полном сечении арки b X h= 95 X
X 450 мм, при = 4,7 < 5 (см. [1], п. 4.9).
Гибкость арки
л _ ^расч _ 0,55 ___ 1296,3 __ 1DR й
Л г ~ 0++ — 0,289 • 45 ~ 1UD’ ’
где /расч ~ 0,53 = 0,5 • 2592,6 = 1296,3 см, согласно [1], п. 6.23.
70b2 70 • 9 52
Так как 150 см > —— = 140 см, то кроме проверки
на прочность производится расчет с учетом устойчивости плоской
формы изгиба.
Проверку на прочность производим по формуле +
* и
248
,. = 3254 L 2 59 000 • 130 ~ 7 R j_ 1Л9 й _
*" ёхГхтгн/иб/?и 428 т ' 0,785 3206 -1-1-130 ~ ‘ ’° 1U/>S ~
= 110,4 кгс/см3 < 130 кгс/см2, здесь Fai ~ F6p = bh = 9,5 • 45 =
- 428 см2; FBI = Wx = = 3206 см3; Ъх = 1 - х
ио о1UU
w N 106,8s х 3254 _ _ , Г11
Х F6pRa — * 1 3100 X 428 X 130 ~ °’785’ тгн — 1, согласно [1J,
п, 3.2, табл. 12 в зависимости от — -189^’6- = 541 > 500; тл —
О <5,0 0
= 1 (см. fl], п. 4.9, табл. 18, при-
мечание).
Расчет на устойчивость плос-
кой формы изгиба (см. [9], п. 4.4,
формула (4.10)) производим по
формуле
;7расч । /^расч V < j
^Фу.э^с \ уп^О /
где фу э =
= -^-(о,75 + О,Об4) =
3100 Л . п 12,962 \
= "472^ \0’75 + 0106 155“/ =
Рис. 122. Деталь опорного узла:
1 — арка; 2 — фундамент; 3 — стеновая
панель; 4 — гнутый утолок 255Х 100 X
ХЮ мм; 5 — болт d == 16, I — 150 мм;
6 — швеллер 120 X 60 X 5, Z = 50 мм;
7 — болт d = 16, I = 495 мм; 8 — анкер-
ный болг d = 24 мм; 9 — толь, 10 — кре-
пежная деталь 6=6 мм; 11 — прогон
сечением 130 X 150 мм; 12 — брус сече-
нием 70 X 100 мм; 13 гвозди == 5 мм
I = 125 мм.
= 0,702,
1 ______ 12,96______ 479-
'у ~ 0,289b 0,289 -9,5 ’
/гб2 160 9,53 _ п 9
Фб.уп = ~ 45 - 1296 U’ U/’
k — 160 — коэффициент, принима-
емый по приложению 35;
= Фбуп f 1,75 А. + о, 14 4) = 0,247 (1,75 X +- 0,14
= 0,247 • 4,09= 1,01.
Подставляя в формулу значения, получаем:
3254 |/ 259 000 V ПП00 1ЛЙМ л сот i
428 • 0,702 • 130 “Н 0,785 • 3206 • 1,01 - 130 ) °,083 + 0,614 0,697< 1.
г
Следовательно, условие устойчивости выполнено и сечение достаточ-
но без дополнительного раскрепления.
Конструкция и расчет узлов арки. Опорный узел. Для соз
Дания шарнирности в опорном узле арку в месте упора в фундамент сре-
заем в торце симметрично относительно ее оси как показано на рис. 122.
249
5
Рис 123. Деталь конькового узла:
а — фасад; б — план; 1 — арка; 2 — болт d =
= 16; I = 270 мм; 3 — клееные накладки сече-
нием 70 X 180; I = 900 мм; 4 — крепежная де-
таль 6=6 мм, 5 —бол! d — 12 мм; I — 140 мм;
6 — швеллер 120 X 60 X 5 мм; Z — болт d =
= 16 мм, I = 495 мм.
Вследствие незначительной величины продольного усилия в арке
и малой доли напряжений сжатия по сравнению с напряжениями
изгиба, напряжения смятия при минимальных конструктивных раз-
мерах опорной площадки не будут опасными и проверку торца арки на ,,
смятие не производим. Предусматриваем крепление арки к фундаменту
с помощью гнутых уголков из листовой стали класса С 38/23, марки
ВСтЗ псб толщиной 10 мм ,
на болтах диаметром 16 мм.
Уголки крепятся в фундаменте
анкерными болтами диаметром
24 мм. Крепление гнутых угол-
ков, также как и анкерных
болтов рассчитываем на вос-
приятие поперечной силы в
сечении ох с учетом сочетания
нагрузок: QOj = (<2б°ст sin фп — /,
— Hn0CI cos <р„) + (QFsin <рп —:
— /7вр cos <р„)
= {[(12,963 • (
— 5,372 • 0,9036)
+ (—1 • 0,4287 +
X 0,9036) 200 4-
X 0,4287 4- 0,5 •
X 20 + (— 6,389 •
+ 4,12 • 0,9036)
X (—2,475
• 0,9
0,4287
56,8
0,834
+
0,9036) х
0,4287 +:
43,4 +
0,4287 -К
+ 4,95 • 0,9036) 54 + (—1 X
X 0,4287 4- 0,834 • 0,9036) X
X 80 4- (-0,5- 0,4287 4-0,5 X
0,9036) 80] 0,9} 4,5 = 354,55 X
X 4,5 = 1595,5 « 1596 кгс,:
где sin ср„ = sin 25° 23' = 0,4287; cos ср„ = cos 25° 23' — 0,9036.
В формуле для определения поперечной силы QOl нагрузка от тель-<
фера Д = 100 кгс (см. табл, 41) состоит из нагрузки от собственного
веса тельфера с монорельсом Рт.с..в и временной нагрузки при ремонте-
Рт.вр = 80 кгс.
Количество болтов для прикрепления гнутых уголков
Пб = п^Ти = '2-640 = 1 >24 2 ^уки,
где иСр = 2 — количество срезов одного болта; Тъ = 640 кгс — ми-
нимальная несущая способность болта на один срез. у
Принимаем п6 = 4 штуки.
Проверяем анкерные болты на срез (см. [7], и. 3.4, табл. 7):
= 291,2 кгс/см2 < = 1300 кгс/сма,
2J7HT 2 • 2,74 ’ у
где Fa7 = 2,74 см2 (см. приложение 10).
250
Проверяем анкерные болты на смятие (см. [7] п. 3,4, табл. 7):
4=^- — л9? = 347 кгс/см2 < 7?см = 3400 кгс/см'2,
ГСМ ’’О
где FCM = 2<МД= 2 • 1 • 2,3 = 4,6 см2.
Коньковый узел. Соединение полуарок в коньковом узле
предусматриваем упором торцов со срезкой их сверху и снизу, как по-
казано на рис. 124, а. Концы полуарок перекрываются парными кле-
еными деревянными накладками, обеспечивающими восприятие по-
перечной силы при односторонней нагрузке на арки и поперечную же-
сткость арки из плоскости.
Поперечная сила в узле при несимметричном загружении от снега и
ветра слева определится по формуле
QS ~ Qbh + Qa,
здесь
Qch = {{А — 1 [хп ~ (0,5/ — хсв)]} cos фп + Н sin ф„} рсв =
= {(4,329 — 1 [9 — (0,5 • 18 — 6,39)]} 0,4287 + 2,06 • 0,9035} 43,4 =
= — 119 кгс;
где sin фп = sin 64° 37'24" = 0,9035; cos 64° 37' 24" — 0,4287; осталь-
ные расчетные параметры см. с. 226, 227)
<2В = [— Va sin ф„ + НА cos (рп — 0,35/ cos <р„ ф- (х'п — 0,5/) cos ф„] рв,
у/ 0,55 • 1 -1 0,55 • 1 • 18 о
где VA — 8COS2a — 8 • 0,707« — 2,472;
= - ТГТГ»2.472 + 2,473) 4,95.
Подставляя значения в формулу для определения QB, получим:
<2В = j — va sin ф„ + НА cos ф„ — '-J ' Z° cos ф„ + '
+ 1 (%; — 0,5/0) cos ф„] рв = [— 2,472 • 0,9035 - 4,95 • 0,4287 —
— 0,35 • 1 • 12,72- 0,4287 + 1 (12,72— 0,5 - 12,72)0,4287] 54 =
= —3,537 • 54= 191 кгс (расчетные параметры,
входящие в формулу см. с. 226).
Полная поперечная сила в коньковом узле Q8 =—119—191 —
= —310 кгс.
Для крепления накладок на каждой полуарке ставим по три болта
диаметрохм 16 мм (рис. 123).
Изгибающий момент накладок
ЛД = Qs = 310 = 4340 кгс см.
251
Принимаем накладки сечением 70 X 180 мм, склееные из пакета досок
сечением 35 X 7Q мм.
Напряжение в накладках
а = W" = = 5>7 кгс/см2 < 130 кгс/см2,
zlv н 2 • о/о
•т 7 • 182 07О о
где W„ = s— = 378 см3,
н 6 6
Усилия, действующие на болты:
17 — Qs _ 310 310 — 564 кгс; — 256 кгс.
1 । 'V< со * * с?! Г । 1-2S 62 310 ~ 0,55 310
’ 2 j в! Л-1 28 ~ 1,21
Расчетная несущая способность одного двухсрезного болта при
толщине накладок а = 7 см
Тн = Пср^аУд = 2 • 0,6 • 569 = 683 кгс,
где k„, — коэффициент, учитывающий снижение расчетной несущей
способности при действии усилия под углом к волокнам, принимаемый
согласно [1], и. 5.15, табл. 21. В нашем случае а — 90° и /га = 0,6.
Усилие, воспринимаемое двумя двухсрезными болтами в ближай-
шем к коньковому узлу ряду
= 2TH = 2 • 683 == 1366 кгс > 564 кгс.
Весовые показатели вариантов покрытия
Для выполнения условия сопоставимости по расходу материалов
на покрытие, решенное как пространственный (свод) по плоским ар-
кам, необходимо соблюдать следующие требования: а) секция свода
принимается шириной 4,5 м, равной шагу арок в варианте II; б) учи-
тывается расход материалов на связи пространственной жесткости по-
крытия по аркам.
Вариант I. Вес свода шириной 4,5 — 4,1 • 4,5 • 500 = 2475 кгс
(здесь 1,1 м3— расход древесины на 1 м ширины); то же, на 1 м2 площа-
ди покрытия — 30,6 кг/м2. Коэффициент собственного веса, найден- т
ный по формуле (2), /гсв = 13,5, что немного больше принятого в рас-
чете.
Вариант П. Вес арки — 1,12 500 4- 7,2 + 23,6 — 591 кгс; то
же, на 1 ма площади покрытия — 7,3 кгс/м3 (здесь 1,12 м3, 72 кгс и :
23,6 кг — соответственно расходы древесины клея и стали). Коэффи-
циент собственного веса &е.в = 3,6, найденный по формуле (2), находит-
ся в пределах рекомендуемых значений (табл. 1).
Вес арки, связей жесткости, а также прогонов и распорок согласно j
спецификации элементов 591 + 787 + 306 — 1686 кгс; то же, на 1 м2
площади покрытия 20,8 кгс/м2. Коэффициент собственного веса &с.в == !
— 5,3.
252
ПРИМЕР 12, ТРЕХШАРНИРНАЯ РАМА СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННОГО
ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
Запроектировать несущие конструкции теплого сельскохозяйствен-
ного производственного здания группы Б2 рамной системы в трех
вариантах заводского изготовления. Пролет рамы I — 18 м. Высота от
чистого пола до внутреннего узла примыкания ригеля к стойке — 3 м.
Длина здания 54 м. Место строительства — г. Брянск.
Выбор конструктивного решения здания. Учитывая назначение
здания и удобство его возведения и эксплуатации, основную несущую
поперечную конструкцию решаем в виде трехшарнирных клееных рам
с уклоном наружной грани двухскатного ригеля i = 1 : 4. Ограждаю-
щие конструкции проектируем в виде утепленных асбестоцементных
панелей с деревянным каркасом размером 1495 X 5980 X 230 мм
(рис. 125). Стены так же, как и крышу, проектируем панельными. По
длине здания рамы располагаем с шагом В = 6 м. Шаг крайних рам
для образования свеса кровли и решения .угла пересечения панелей у
торцов сокращаем до Вкр = 5,5 м. У торцов здания и в середине его
длины в плоскости стоек рамы располагаем вертикальные связи, обес-
печивающие его продольную устойчивость. В плоскости ригелей рам
устраиваем скатные связи, которые прикрепляем к рамам в плоскости
стоек связевых ферм и располагаем их по длине здания в тех же местах,
где и вертикальные связи (рис. 124). Расстояние между связевыми фер-
мами при этом не превышает рекомендуемого предельного — 24ч- 30 м.
Вариант I. Рама из прямолинейных клееных элементов
Компоновка здания и покрытия показаны на рис. 124. Высота сече-
ния в карнизном узле принимается h = (1/12 ч- 1/30) I— 1500 ч-
600 мм. После предварительных прикидок принимаем высоту ис-
ходя из толщины доски 45 мм; h ~ 45 • 24 = 1080 мм (т— l\. Высоту
I 10,/ I *
в пяте стойки назначаем hn — 650 мм (что больше 0,4/i = 43 см); высо-
ту в коньке принимаем /гк = 35 см (что больше 0,3/г = 32 см). Из
рис. 126 для карнизного узла находим необходимые геометрические
размеры:
л “ таг=137 « Зе = =4-sin38" = S.. o,6ie=
= 42,2 «42 см; в связи с малостю угла принимаем Зе' «Зе; 3h' =
= Зе'cos 16° 30'=42 • 0,959 «40 см; 3h = 3ecos 14° = 42,2 • 0,97 =
= 40,9 «41 см; e'h' = Зе' sin 16° 30' = 42 0,284 = 11,9« 12 см;
fg = 3g tg = 42 • 0,113 = 4,75 « 5 см, здесь tg а2 = ~ 0,296;
а2= 16° 30'; tgc^ = -?§- = 0,346; a3=19°; tga4 =-^ = 0,118;
a4 = 6°30'.
Принятые кровельные панели рассчитаны для III климатиче-
ского снегового района СССР, что соответствует заданному району
2J3
S.45
(г. Брянск). Поэтому конструкцию панели принимаем для данного
примера без расчета, который приведен в примере 2, вариант II.
Определение нагрузок на рамный поперечник. Нагрузка на 1 м2
поверхности крыши приведена в табл. 36.
Расчетный собственный вес рамы определяем по формуле
„Н I
__ £кр “Г Рен
gc.B.p — юоо
45,3 + 100 , . OQ . , 2
п = “Тосю---------1,1 = 23,1 кгс/м2,
7 18 ~ 1
где &0.в = 7 — коэффициент собственного веса, принятый по данным
табл. 1.
Рис. 125 Асбестоцементная панель покрытия:
1 — верхняя обшивка из асбестоцементных листов; 2 — утеплитель-пенопласт на скн-
тетической связке; <3 — нижняя обшивка из стеклопластиковых полиэфирных листов:
4 '=- винты — 5 мм, I «= 60 мм.
Нагрузку от собственного веса стеновых глухих и остекленных
панелей, которые принимаем по конструкции аналогичными кровель-
ным, считаем передающейся непосредственно на фундамент через
железобетонные рандбалки (рис. 124).
Определяем расчетную нагрузку на 1 м ригеля рамы (см. табл. 36
и формулу собственного веса).
Постоянная нагрузка
р = f J^P. + gc }ь = + 23,1) 6 = 450 кгс/м.
6 \ cos« 1 SV1 р/ \ 0,97 /
2SS
Таблица 36. Нагрузки на поверхность крыши, кгс/м2
Вид нагрузки Норма- тивная Коэффи- циент пе- регрузки Расчетная нагрузка
1 2 3 4
Собственный вес элементов панели f рис. 125} Асбестоцементные плоские листы толщиной 8 мм, у = = 1900 кгс/м3 0,008 • 1900 15,2 Ц 16,7
Каркас из древесины [(0,04 . 2 + 0,075 . 2 -|- 0,04) 0,22 -1- 0,06 • 0,1 • 1,23] 500 • pg 22,3 1,1 24,5
Утеплитель-пенопласт на синтетической связке толщи- ной 50 мм, у = 100 кгс/м3 0,05 1,223 • 100 pg 4,1 1,2 4,9
Подшивка из стеклопластика 0,0015 X 1400 2,1 U 2,3
Шурупы 1,8 1,1 2
Итого 45,3 50,5
Снеговая нагрувка для III климатического района (г. Брянск) [6], п. 5.2, табл. 4 р"н — рос = 100 • 1, где с = 1 для простых двухскатных покрытий с плоской крышей а < 25° ([6], п. 5.4, примечание, табл. 5, ва- риант I) 100 1,575* 157,5
Ветровая нагрузка для I ветрового района СССР ([6], п. 6. 4, табл. 6) 27 1,2 32,4
•Коэффициент перегрузки для снеговой нагрузки принят по [6], п. 5,7,- в зависимости от or-
ношения ёкр/Рсн В нашем слУчаейкр/^сн = 4S<3/100 = °<453-
Снеговая нагрузка /?сн= РсиЬ~ 157,5 • 6 = 945 кгс/м, где cos а =
= 0,97 для угла наклона ригеля а = 14°.
Аэродинамические коэффициенты для скатов крыши и заветренной
стены принимаем по интерполяции (согласно [6], п. 6.9, табл. 8) в за-
висимости от отношения НИ = 270/1800 = 0,15 и а = 14Q для сх;
от НИ для с2; от НИ и ВИ = - да 2,95 для с3. Тогда сх= —0,55;
с2 = —0,4 и с3 = —0,5 (рис. 128).
Расчетная ветровая нагрузка (табл. 36):
левая полурама:
на ригеле — р".Р = —32,4 • 0,55 • 6 — —107 кгс/м,
на стойке — рв.СР = +32,4 • 0,8 • 6 = 156 кгс/м;
правая полурама:
на ригеле — рв.Р = —32,4 • 0,4 • 6 — —78 кгс/м;
на стойке — р"а» = 32,4 • 0,5 • 6 = — 97 кгс/м.
256
Для упрощения вычисле-
ний расчетных усилий ветро-
вую нагрузку, действующую
нормально к скатам кровли,
заменяем ее составляющими:
на ригеле левой полурамы:
рв\ = -107-0,97=104 кгс/м;
р”г — — 107-0,24=26 кгс/м,
где а = 14°, sin а = 0,24;
cos ос = 0,97; на ригеле пра-
вой полурамы:
рвв= —78-0,97= — 76 кгс/м;
pg г — 78 • 0,24 = 19 кгс/м.
Статический расчет трех-
шарнирной рамы. Определяем
расчетные усилия в сечениях
рамы от постоянной нагрузки
по всему пролету (рис. 127).
Опорные реакции
Рис. 126. К определению геометрических
размеров карнизного узла с непосредствен-
ным соединением ригеля и стоек биссектрис-
ным стыком на зубчатый шип.
Л = Д = 4- = 4501 17)35 = 3903,75 кгс.
S 5- Z £
Рис. 127. К расчету рамы на вертикальную нагрузку;
а = геометрическая схема; б — схема нагрузок.
257
Распор
Н = 250^7-13?_ = з491 ] кгс
g 8/ 8-4,85 0^31,1 кк,
Изгибающие моменты подсчитываем по формуле:
Мп = Ах — — Нёу,
где хну — координаты центра тяжести сечений (для стойки принимаем
начало в пятовом шарнире, для ригеля — в коньковом шарнире).
Подсчет изгибающих моментов для равномерно распределенной
постоянной нагрузки приведен в табл. 37.
Таблица 37. Расчетные изгибающие моменты в сечениях рамы от постоянной
нагрузки
Сечения Координаты, м Произведения, кгс-м Расчетный изгибаю- щий мо- мент, кгс-м
Л У X2 4?х
1 0,101 0,9 0,010 394,3 3142 2,3 —2750
2 0,218 1,935 0,047 851 6755,3 10,6 —5915
3* 0,265 2,355 0,07 1034,5 8221,5 15,8 —7203
4 8,01 2,375 64,2 — - 8308,8 14445 —6136
5 7,5 2,255 56,25 — 7872,4 12656,3 —4784
6 6 1,78 36 — ,1 6214,2 8100 —1886
7 4,5 1,335 20,25 — 4660.6 4556,3 104
8 3 0,89 9 —- 3107 2025 1082
9 1,5 0,445 2,25 — ! 1553,5 506,3 1047
10 0 0 — 0 0 0 0
* Контроль для сечения 3 с наибольшим моментом — = 3491,1 -2,495 —--—
в-—7202 кгс-м.
Определяем расчетные усилия от снеговой нагрузки на левой по- •
лураме (рис. 127, б).
Опорные реакции:
А₽он = = -g-945 • 17,35 = 6148,4 кгс;
Лрсв = "^~945 • 17,35 = 2049,6 кгс.
Распор
w „ рснР _ 945 17,352 „
' 16f 16-4,85 “ 3665,7 кгс.
Изгибающие моменты для сечений 0—3 подсчитываем по формуле
= А„сих — — Н Рсяу.
258
То же, на ригеле для сечений 3—10 левой полурамы
М-п ~ ----— + QloX-
На ригеле правой полурамы
Мп = Н Рсну — Q10x,
где Qio— поперечная сила в сечении 10.
Остальные обозначения см. выше.
Изгибающие моменты от снеговой нагрузки на левой полураме
даны в табл. 38.
Таблица 38. Расчетные изгибающие моменты в сечениях рамы от снеговой на-
грузки на левой полураме
Сече- ния Координаты, м Произведения, кгс-м Расчет- ный из- гибаю- щий мо- мент> кгс-м
X У X2 АР снХ НРсн& О.ЗРсн-'2 Qio-k
0 0 0 0 0 0 0 0 0
1 0,101 0,9 0,01 620,7 3299,1 4,7 — —2683
2 0,218 1,935 0,047 1339,7 7093,1 22,2 —5776
3 * 0,265 2,355 0,07 1629,3 8632,7 33,1 —7037
4 8,01 2,375 64,2 — 8724,4 30334,5 16417,3 -5193
5 7,5 2,255 56,25 8266,2 26578,1 15372 -2940
6 6 1,78 36 — 6524,9 17010 12297,6 1812
7 4,5 1,335 20,25 4893,7 9568,1 9223,2 4544
8 3 0,89 9 — 3262,5 4248 6148,8 5163
9 1,5 0,445 2,25 — 1631,2 1063,1 3074,4 3643
10 0 0 0 0 0 0 0 0
9’ 1,5 0,445 — 1631,2 3074,4 —1443
8' 3 0,89 3262,5 6148,8 —2486
Т 4,5 1,335 — — 4893,7 9223,2 —4330
6' 6 1,78 —. — 6524,9 — 12297,6 —5773
5' 7,5 2,255 —- — 8266,2 15372 —7106
4' 8,01 2,375 — 8724,4 — 16417,3 —7693
3'** 0,265 2,355 8632,7 543,1 —8090
2' 0,218 1,935 — — 7093,1 — 446,8 —6646
Г 0,101 0,9 — 3299,1 207,1 —3092
О' 0 0 — 0 — 0 0
945.8 41s
“ Контроль для сечения 3 — М3 — —3665,7-2,495 +----------~-------2049,6-8,41 = 7032 кгс-м
** Контроль для сечения 3' — М3’ = — 3665,7-2,495 + 2049,6 8,41 = 8091 кгс-м.
Определяем усилия от ветровой нагрузки слева (рис. 128).
Опорные реакции находим из равенства нулю суммы моментов всех
сил относительно шарниров рамы:
ЯМо = (156 + 97) + (— 26 + 19) 2,25 ^2,7 +
259
— 104 • -Ц?— - 76 • 8,675 (8,675 4- 4- В*о 17,35 = 0,
откуда В° = 670,3 кгс; -
= (156 4- 97) 4- (— 26 4- 19) 2,25 (2,7 4- +
+ 7бЛф1+ Ю4 • 8,675 (8,675 +-^-) + 17,35 = 0,
$
атпйпшшшпш&шшш1ш}
1
Рис. 128. К определению ветровой нагрузки на раму.
откуда
Д° = 891,2 кгс;
2ЛЬ(слева) = Нв0 • 4,85 — 891,2 • 8,675 — 156 • 2,7 (^- 4- 2,15^ +
+ 2б2^4_Ю4 о, I®
откуда г
77^ = 1078,8 кгс; \
2Л4/Й (справа) = 77^-4,85 4-670,3.8,675 — 97.2,7^4-2,15^— ‘
,_19Л^_76 W.Q,
откуда
Но' = — 411,3 кгс.
Изгибающие моменты от ветровой нагрузки, кгс • м (рис. 128)1 ('
Л4й = 0; I
Mi = 1078,8- 0,9 —156 —891,2- 0,101 = 818,5; 5
Л42 == 1078,8 • 1,935— 156-Ь^- —891,2 - 0,218= 1601,2;
260
М3 = 1078,8 • 2,355 — 156 — 891,2 • 0,265 + 104 =
= 1886,3;
М4 = 1078,8 • 2,465 —891,2-0,665 —156-M^- +
+ 104-5^- = 1615,7;
М5 = 1078,8 -2,595 — 891,2 • 1,175—156-^^- +
+ 104-^1 = 1297,2;
М6 = 1078,8 • 3,07 — 891,2 - 2,675— 156 • 2,7^- + 0,37) +
+ 26 + 104 = 577,8;
М7 *= 1078,8 - 3,515— 891,2 -4,175 — 156 • 2,7^ + 0,815) +
+ 26^+ 104^=73;
Ms = 1078,8 • 3,96 — 891,2 • 5,675- 156 • 2,7 + 1,2б) +
+ 26 + 104 = - 188,6;
М9 = 1078,8 • 4,405 — 891,2 - 7,175 — 156 • 2,7^ + 1>705') +
+ 26^+104^- = -213,9;
Мю ~ 0;
М9- = —411,3 • 4,405 + 670,3 • 7,175 — 97 • 2,7+ 1,705) —
_ 19-Ь^_ — 76-Ц— = 213,7;
Ms, = — 411,3 • 3,96 + 670,3 • 5,675 — 97 • 2,7 + 1,2б) —
_ 19_Ьр__7б1ф1= 253,6;
Mr = — 411,3 • 3,515 + 670,3 , 4,175 — 97 • 2,7^+ 0,815) —
76^=117,2;
251
М6 = — 411,3 3,07 4- 670,3 • 2,675 — 97 • 2,7 4- 0,37^ —
— 19 — 76 = — 192,8;
Л45/==— 411,3 • 2,595 4-670,3- 1,175-97-?^^ —
— 76-Ц^= —651,9;
М4. = — 411,3 • 2,4654-670,3.0,665 — 97^^1 —
_76Д№52_==_. 879,7;
М3, = — 411,3 • 2,355 + 670,3 • 0,265 — 97 —
_ 76 -2^- = — 1062,7;
М2- = — 411,3 1,935 4- 670,3 • 0,218 — 97-Ь^-
_ 76_0^1 в —833,2;
Mt, = — 411,3- 0,9 4-670,3- 0,101—97^ — 76 =
= — 342,1;
Мо. = 0.
Как видим, ветровая нагрузка разгружает раму, поэтому в сочета-
ниях нагрузок ее не учитываем.
В табл. 39 приведены значения расчетных изгибающих моментов от
расчетных загружений и сочетаний нагрузок без учета ветровой на-
грузки. При значительной крутизне кровли и большой высоте стен рас-
чет на ветровую нагрузку необходимо производить и учитывать усилия
от нее в сочетаниях нагрузок,.
Продольные и поперечные силы определяем по формулам:
Nn — Qn sin <рл 4- Н cos q>„;
Qn = Qn COS <p„ — H sin cpn,
где % — угол между касательной в центре тяжести рассматриваемого
сечения п и горизонтальной осью в этой точке; — поперечная сила
в сечении п (координата которого х) балки с горизонтальной осью;
N3 =*> 11 732 • 0,788 4- 10 823 • 0,616 = 15 910 кгс,
где Q° = А — qx = 12 102 — 1395 • 0,265 11 732 кгс, здесь А =
= Ag+ ЛРса + ЛРсв = 3903,8 4- 6148,4 4- 2049,6 ~ 12102 кгс; q =
262 «.
Таблица 39. Расчетные изгибающие моменты в сечениях рамы, кгс м
Сечение Пос гоян- ные на- грузки по всему пролету Значения моментов
Снеговые нагрузки Ветровые нагрузки Расчетные усилия ог 1-й комби- нации на- грузок
слева справа по всему пролету слева справа
0 0 0 0 0 0 0 0
1 —2750 —2683 —3092 —5775 818 —342 —8525
2 —5915 —5776 —6640 —12422 1601 —833 — 18337
8 —7203 —7037 —8090 —15127 1886 — 1063 —22330
4 —6136 —5193 —7693 —12886 1615 —880 —19022
5 —4784 —2940 —7106 —10046 —652 — 14830
6 —1886 1812 —5773 —3961 578 —193 —7659
7 104 4544 —4330 214 73 117 4648
8 1082 5163 —2486 2677 -189 254 6245
9 1047 3643 —1443 2200 —214 214 (—1404) 4690 (-396)
10 0 0 0 0 0 0 0
9' 1047 —1443 3643 2200 214 —214 4690 (—396)
8'- 1082 —2486 5163 2677 254 —189 6245 (—1404)
71 104 —4330 4544 214 117 73 4648
61 —1886 —5773 1812 —3961 —193 578 —7659
5' —4784 —7106 —2940 —10 046 —652 1297 -14 830
4' —6136 —7693 -5193 —12 886 —880 1615 —19 022
8' 7203 —8090 —7037 — 15 127 —1063 1886 —22 330
2' —5915 —6646 —5776 — 12 422 —833 1601 -18 337
1' —2750 —3092 —2683 —5775 —342 818 —8525
О' 0 0 0 0 0 0 0
Примечание. При 2-й комбинации нагрузок ветровая нагрузка разгружает раму
= g + рсн = 450 + 945 = 1395 кгс/м; И = Hs + ЯРсн = 3491,1 +
+ 3665,7 • 2 10 823 кгс;
<Рз = -у~ = 52°, sin <рг = 0,788, cos ф3= 0,616;
N2 == И 802 • 0,994 + 10 823 • 0,113 = 12 951 кгс,
где = 12 102 — 1395 • 0,215 = 11 802 кгс;
<р^ = 83°30', sin = 0,994, cos<p4 = 0,113;
N4 = 11 174 0,284 + 10 823 • 0,959 = 13 552 кгс,
где Q° = 12 102 — 1395 • 0,665 = 11 174 кгс;
<рг = 16° 30', sin ф2 = 0,284, cos ф2-= 0,959;
No = 12 102 кгс;
Qo = — 10 823 кгс, где ф0 = 90°;
26J
Nto = 10 823 • 0,959 = 10 379 кгс;
Q10 = — Ю 823 0,284 = — 3074 кгс,
здесь
<р/й = = 16° 30' = 0,959.
Все нормальные силы сжимающие.
Подбор и проверка сечений элементов рамы. Проверку сечений
полурамы производим в карнизном узле, в центре которого действует
максимальный изгибающий момент /И3 — —22 330 кгс • м и продоль-
ная сила N3 — —15910 кгс.
Элементы полу рамы склеиваем из досок сечением 215 X 45 мм,
получаемых острожкой с четырех сторон досок сечением 220 X 50 мм.
Поперечное сечение полурамы в месте максимального момента принято
из 24 досок /гр= /гст — 4,5 • 24 = 108 см. Проверяем биссектрисное
сечение а — в (рис. 126). Находим коэффициенты жесткости согласно
приложению 19 по формуле схемы 6 для стойки и по формуле схемы
7 для ригеля [9]:
kK сг = 0,2 + 0,8 = 0,2 + 0,8 = 0,68;
Лж„р = 0,35 + 0,65 А- = 0,35 + 0,65= 0,56.
Приведенные высоты:
для стойки
^пр сг^ст 108 0,68 = 95,3 см;
для ригеля
hnp.p = hp У kx.p = 108 0,56 = 89,6 см.
Приведенная высота сечения полурамы
< _ Апр.ст«сг + йпр.р*р 95,3 • 2,355 4- 89,6 • 8,77 л
«пр — н J3 —90,8 см,
здесь длина полурамы /0= sCi + sp = 2,355 + 8,77 = 11,13 м; sCI и
sp — длины стойки и
Г ибкость
ригеля полурамы.
—
_-А__ — 1113 — 42 4
0,289/inp 0,289 • 90,8 ’
Коэффициент £ = 1_____________= 1________________42’4g‘ 15910 _
х\иэффициен1 ёх j 31()0 1 3100 . 1952 . 130 . 0>9 -
= 0,96, где F„p = hnpb = 90,8 • 21,5 = 1952 см2; тв — 0,9, согласно
[1], п. 1.5, табл. 1, п. 3 2, табл. 10.
Напряжение сжатия в биссектрисном сечении 3 определяем по фор-
муле (см. [9], п. 8. 15, формула (8.13))
N3 , Мз _ 15910 2233000 й
^Грасч 2504 0Г96~3~8 739 = 6’4 + 60 ~
^расч расч
= 66,4 кгс/см2 < тв/?сма=38 = 0,9 • 76 = 68,4 кгс/ма,
гы
где FpaC4 — расчетная площадь; FpaC4 = 0,85ft66 = 0,85 • 137 X
X 21,5 = 2504 см2; h6 = = 137 см; расчетный мо-
менг сопротивления И7раСч = 0,12 • he • b • те — 0,12 • 1372 • 21,5 X
X 0,8 = 38739 см3; те = 0,8 — коэффициент, определяемый согласно
[1], п. 4.9, табл. 18, для высоты расчетного сечения/1расч = 0,85 • 137=
= 117 см.
Проверяем напряжения в сечении 4
°в р
1 расч
М4
У^расч
13 552 1 902 200
2322 + 0,96 - 34 690
= 62,9 кгс/см2 <
< тв/?сма =117 кгс/м2,
здесь, ввиду малости угла для сечения 4 (а2= 2° 30'), расчетное со-
противление древесины принимаем Rc — 130 кгс/см2; Fpac4 = 108 х
X 21,5 = 2322 см2; 1Красч = т6 = 21,5 6 — 0,83 = 34 690 см3;
тб = 0,83 — коэффициент, согласно [1], п. 4.9, табл. 18, для высоты
расчетного сечения /грасч = 108 см.
Проверяем сечение рамы с учетом устойчивости плоской формы
изгиба. При этом учитываем, что по ригелю укладываются панели по-
крытия шириной 1500 мм, к стойке крепятся стеновые панели шири-
ной 1200 мм, а максимальное расстояние между соединяющими их свя-
70Z?2 70 • 21 52
зями меньше 1п = — = Зоб см, т. е. имеем сплош-
Р hnp 90,8
ное раскрепление растянутой кромки (см. [9], п. 4.2).
Заменяем полураму прямолинейным сжато-изогнутым элементом
переменного сечения (см. [9], п. 8.18 и 4.6) длиной от пятового шарнира
до точки нулевого момента в ригеле от равномерно распределенной на
всем пролете постоянной и временной нагрузок, сохранив при этом
значение расчетного изгибающего момента Л43.
Координаты нулевой точки определяем из уравнения момента, при-
равняв его нулю,
Мх = — Ну = 0 (начало координат принято в коньковом
шарнире),
где у — х tg а2 = 0,296х и tg а2 = 0,296, здесь а2 = 16°30'.
После подстановки получим уравнение 1395л:2— 6407,2л: = 0,
откуда хг— 4,59 м и х2— 0 (в коньковом шарнире).
Таким образом, условная расчетная длина
I. - + (»р - ^) = 2,355 + (8,77 - = 6,33 м.
Г ибкость
= Jgl = 24, где гпр = 0,289/1 = 0,289 • 90,8 26 см.
гпр Л
265
Коэффициент = 1 — 31Q0 ^322 . 13Q _ 0,д
нее значение продольной силы, N =
= 13 251 кгс.
Гибкость рамы из плоскости изгиба
, _ 1а _ 633
Гу" ~ 6,21
= 0,99, где N — сред-
Л/2 + Л'4 _ 12 951 + 13 552 __
2 ~ 2 “
= 102,
где + = 0,289 • h = 0,289 -21,5 = 6,21.
Для случая сплошного раскрепления прямолинейных внецентрен-
но-сжатых и сжато-изогнутых элементов прямоугольного сечения со
стороны растянутой кромки расчет ведем дальше в следующей после-
довательности.
Находим величину фуэ (см. [91, п. 4. 5, формула (4.11)):
% = Фу, = К75 + 0,06 LM] =
^у L \ пр / J
3100
1023
0,75 + 0,06 = 0,864.
Коэффициент k для вычисления <рб определяем линейной интерпо-
ляцией по приложению 18, п. 1:
~ = 0,37, fe = 190 + -1270~ j90) 13 = 231.
Sp *0 Oou 2t)
Тогда
_ _ kb2 231 • 21,52
Фб Фб.уп h^_ g0>8 , 633 — 1
Ф» - (1 .?5 + °’14 Лф) = 1 ’7 + °’'4 w) “
= 1,84 (cm. [9], n. 4.2 и 4.5, формулы (4.8) и (4.12)).
Проверка по [9], п. 4.4, формула (4.10), дает:
N ГМ.. \8
ср । / 1 4 \
Лрасч,Ру.Атв \ ^^расчФб.уп^и^в /
_ 13 251 / 1 902 200 _
~ 2322 • 0,864 • 130 • 0,9 + (0,99 • 34 690 -1,84 130 -0,9/ ~
= 0,054 + 0,0625 = 0,12 < 1.
.Устойчивость обеспечивается без постановки в узле дополнитель-
ных связей, раскрепляющих сжатую кромку.
Конструкция и расчет узлов рамы. Опорный узел (пятовой
шарнир). Конструкция узла показана на рис. 129, а, б, в.
266
Проверяем клеевые швы на скалывание
1 к 1 к Ю823 О1 „ , , . „
’ WT = 1 ’5 Т2УГ59 = 21 >3 кгс/см^ <
= 0,9 • 24 = 21,6 кгс/см2,
где 6расч = 0,6& = 0,6 • 21,5 = 12,9 см — расчетная ширина сечения,
согласно [1], п. 4.10, формула (16); hn — 65—2 • 3 = 59 см — шири«
на пяты за вычетом симметричной срезки по 3 см.
Рис. 129. Деталь пятового шарнира:
а — вид спереди (вертикальная связь условно снята); б — разрез по 1—Г, в — разрез
по 2—2; г — расчетная схема башмака; 1 стойка рамы; 2 <— подкос вертикальной
связи сечением 150Х 150 мм; 3 — опорный уголок |_ 200 X 125 X 12 мм; 4—стенка башма-
ка — 215X14 мм; I = 240 мм; 5 —фасонка для крепления вертикальных связей — 220х
X 5 мм, I = 380 мм; 6 — болт d — 18 мм, I — 275 мм; 7 •— болт d — 14 мм, / = 180 мм;
8 — анкерный болт d — 24 мм; 9 — железобетонный фундамент; 10 »- цокольная железо^
бетонная обвязка на теплом бетоне,.
Проверяем древесину на смятие в месте упора стойки рамы на фущ
даменг
Осм = = 9’5 КГС^См2 < 1 КГС/СМ2,
где fCH = 21,5 • 59 « 1269 см2.
Высота вертикальной (тыльной) стенки башмака из условий смятия
древесины поперек
О-о 10 823 qq Q
^вЯсм90 21,5-0,9-24 СМ-
см.,
Принимаем /гб = 24
Для определения толщины этой стенки из условий изгиба ее как
пластинки с частичным защемлением на опорах с учетом развития
пластических деформаций при изгибе сначала находим момент
ЯЬ. 10 823-21,5 ,.г.,
М = -пг =-----rs—— = 14 о43 кгс • см,
16 16
где Н = Ну f Лрсн = 3491 1 ф- 2 - 3665,7 10 823 кгс.
267
Требуемый момент сопротивления
тт?7 14 543 /••
— -% — 210(Г ~ 6,92 СМ •
Тогда толщина пластинки
6 = ^^ = /1,73^1,32 см.
Принимаем 6 = 14 мм.
Траверсы проектируем из неравнобоких уголков 200 X 125 X
X 12 мм. Проверяем вертикальную полку уголка приближенно без
учета горизонтальной полки на внецентренное растяжение по фор-
муле
н
2F
2 в.п
о =
. М 10 823 . 101 736 Q<5O . . _.од
+ = 27^6 + TT70J = 239)4 + 719)6 =
= 959 кгс/см2 <2100 кгс/см2,
где FBJI =1,2. 18,8 = 22,6 см2; Гв.п = ЬЦ18!88 = 70,7 см3;
HhB.n 10 823-18,8 mi -7ОС
М = —=------------2—~ = 101 736 кгс • см.
Крепление траверсы (уголков) башмака к фундаменту предусмат-
риваем двумя болтами d — 24 мм, работающими на срез и растяжение
(рис. 129, а).
Сжимающее напряжение под горизонтальными полками башмака
для бетона М 150
' о — = - сявд6-- = 17,4 кгс/см2 < 60 кгс/см2,
“ w ооаУ
1Л17ОС то- W2 2 • 12,5 • 37,5?
где М = 101 736 кгс • см — см. выше; щ = -g— =---------:--------=
— 5859 см3; b и I — ширина и длина опорной плоскости уголков баш-
мака.
Проверяем анкерный болт на растяжение по ослабленному нарез-
кой сечению
а0 = = 642 кгс/см2 < 0,8/?р = 0,8 • 2100 =
Гнг 0,1 /
= 1680 кгс/см2,
где
= -^273637'5 = 2035 КГС-
-у л • Z • О/ ,о
Напряжение анкерного болта на срез
т = -nS-— = =1197 кгс/см2 < RCp = 1300 кгс/см2.
2г бр 2 •
Карнизный узел (рис. 130, а, б, в). Основным вариантом
в примере принято непосредственное соединение ригеля и стоек зубча-
268
тым шипом (рис. 130, а). Этот вариант не лишен недостатков, заключаю-
щихся в недоиспользовании прочности древесины в участках, распо-
ложенных у стыка
7 /г /о
..
9
J5O
22
215
Деталь карнизного узла:
7
ММ, I =»
полоса «- 60 X
14 мм»
зо
22
Рис. 130.
а — вариант непосредственного соединения
ригеля со стойкой на зубчатый i шип; б —
разрез по 1 — 1 (кровельные и стеновые
панели условно сняты); в — разрез по
2—2 (стеновые панели условно не пока-
заны); г — вариант с узловой^пятиугольной
вставкой; 1 «- ригель рамы; 2 — стойка
рамы; 3 — панель кровельная рядовая;
4 — панель стеновая рядовая; 5 — панель
стеновая оконная; 6 — зубчатый шип;
7 — распорка сечением 150 X 180 мм;
8 — уголок L 140 X 90 X 8
= 210 мм; 9 — стальная
X б мм, I = 530 мм; 10 болт d
I — 220 мм; 11 — уголок L 140X 90x8 мм,
I — 570 мм; 12 винты d — 6 мм, I =» 70 мм; 13— деревянные кобылки сечением 120 X
X 40 мм, I — 550 мм, через 500 мм; 14 — опалубка из досок толщиной 25 мм; 15 — ас-
бестоцементный лист толщиной 10 мм; 16 — слой толя; 17*— минераловатный войлок;
18 — уголок 1.90 X 90 X 6 мм, I = 150 мм; 19 — болт d = 14 мм, 7=180 мм; 20 — фа-
сонка связей — 170 X 5 мм, I = 340 мм; 21 —• горизонтальные связи из брусьев сечением
150 X 150 мм; 22 — глухарь d = 12 мм, I = 100 мм..
Разновидностью решения узла является узел с пятиугольной встав-
кой (рис. 130, г).
Произведем проверку напряжений для варианта карнизного узла
с пятиугольной вставкой, основные размеры которого даны на
рис. 131:
3h = 62 cos 16° 30' = 62 • 0,959 - 59,5 « 60 см;
eh = 62 sin 16° 30' = 62 • 0,284 ~ 17,5 см;
fg-= 62 sin 6° 30' = 62 • 0,113 7 см.
269
Тогда моменты и продольные силы для сечений Ь'— d' и Ь'— c'l
Mb._d, = Н he_10 — = 10 823 • 2,32 ---1395 2 7,82 =
— — 17 540 кгс • м;
Л4.» = А • 1о~з — =
= 12 099 • 0,265 — 10 823 • 2,355 —
Рис. 131. К определению геометри-
ческих размеров карнизного узла с
пятиугольной вставкой на зубчатый
шип.
= -22 330 4g-
= — 16 450 кгс • м <
< — 17 540 кгс • м;.
Nb’_d' = (Л — gZ0_e) sin а2 +
4-77 cos сх2 = (12 099 —
— 1395 • 0,859)0,284 -f-
4- 10 823-0,959 = 13 475 кгс;
Nb'-e- = (Л — gZ0._z) sin а4 +
4- Н cos cq = (12 099 —
— 1395 • 0,195)0,994 4-
4- 10 823 • 0,113 =
= 12 979 кгс < 13 475 кгс,
здесь he-i6', ho-^s и 7i0_g —расстояние по вертикали, от центра тяжес-
ти качения до точки приложения усилий; 13.-ю, 10~з, k-e и Zo_./ — то же,
расстояния по горизонтали.
Оставляя полученные выше коэффициенты жесткости, приведенную
высоту, гибкость и коэффициент проверяем напряжение в сечении
Ь'—d'.
Высоту сечения находим из подобия треугольников 1
Ь' — d' = h' — 108 ~ 106 см.
1235
Напряжение сжатия (смятия) по сечению Ь' — d’
13 475 , 1754000 г о , гл о кп ? 2
°ь' ~~ 2279 + 0,955 • 33 418 ^,9 + 54,8 60,7 кгс/см <
< тв/?сма=38= = 0,9 • 77 = 69,3 кгс/см2,
где Fpacq = h'b = 106 • 21,5 = 2279 см2; 1)7расч = тб —
= 21’5'1О.У- 0,83 = 33 418 см3.
470
Остальные обозначения см. выше.
Коньковый узел (рис. 132, а, б, в). Торцы клееных олоков
ригеля в узле соединяем впритык не по всей высоте, а со срезом
крайних досок под углом по 25 мм для большей шарнирности узла и
предотвращения откола крайних волокон при повороте элементов шар-
нирного узла. Боковая жесткость узла обеспечивается постановкой
парных накладок сечением 200 X 125 мм на болтах d — 20 мм.
Рис. 132. Конструкция и расчетная схема конькового узла рамы.
а_— общий вид узла; б — разрез узла по 1—в — расчетная схема узловых накладок;
г — эпюра изгибающих моментов в накладках: 1 <—• ригель рамы; 2 — деревянные на-
кладки сечением 200Х 120 мм, I = 1200 мм, 3 болт d = 18 мм, I =з 465 мм; 4 — раскос
горизонтальных связей сечением 150 X 150 мм; 5 — фасонка связей — 300 X 5 мм,
I = 400 мм; 6 — уголок |__ 140 X 90 X 8 мм, I « 580 мм; 7 — распорка связей сечением
150 X 180 мм; 8 — уголок 140 X 90 М 8 мм, I = 300 мм; 9 *- болт d = 14 мм, Z =
= 180 мм; 10 — болт d = 14 мм. I = 220 мм; 11 — глухарь d = 12, I = 100 мм
Расчетные усилия в узле: Ню — 10 823 кгс, Q/o ~ —3074 кгс.
Напряжение смятия в горцах ригеля при а = 16° 30'
Н ю 10 823 . .. . , 2 п п п , 1 г
ЦСм = -р— — 672 6 ' = 16,1 КГС/СМ2 < /Пв/?сма = 0,У • 11о =
= 103,5 кгс/см2,
„ р ?io ?1() 21,5 • 30 с 2
где < см — C0StZ2 — cos 16°ЗО'-“ 0,959 — 672,6 см.
Поперечная сила Ql0 воспринимается накладками и болтами
(рис. 132, в). При расстоянии между болтами 240 мм и е2= 960 мм
находим'вертикальные усилия в болтах:
V1 = ~гЪг = 3074 ^4Т96- = 2459 кгс=
V2 = — Q/o 4- =- — 3074 -J- 2459 = — 615 кгс.
271
Расчетная несущая способность двух двухсрезных болтов d = 20 мм
из условий изгиба нагеля при направлении усилий под углом к во-
локнам а = 90° (для накладок)
47в = 4 250Д = 4 • 250 • 2аК0,575 . 0,9 = 2728 кгс >
> V\ = 2459 кгс.
Напряжение в накладках
о = - = -3,-Ло°’ — 22,6 кгс/см2 < 117 кгс/см2,
И^Н Г * Обо
где М = Q/0 -j- = 3074 « 12 = 36 888 кгс • см.
ГН1 = 2 (Гбр - Ц70СЛ) = 2 р-56‘^-
12,5 • 22 \ 3
—-------1 = 1633 СМ.
Вариант II. Рама из гнутоклееных элементов
Ограждающие конструкции стен и покрытия аналогичны варианту I.
Несущие конструкции принимаем в виде гнутых клееных рам с укло-
ном ригеля 1 : 4 (верхней наружной грани сечений) и с шагом 6 м.
Расчетная схема, геометрические размеры рамы и нагрузки на нее
даны на рис. 137, а, б.
Статический расчет рамы. Расчетные изгибающие моменты, про-
дольные и поперечные силы подсчитываются аналогично статическому
расчету трехшарнирной рамы для варианта I. Для рассматриваемого
варианта подсчитываем расчетные изгибающие моменты и продольные
силы только для расчетного сечения в карнизном узле, где они будут
наибольшими и отличающимися от предыдущего варианта I. Осталь-
ные величины остаются без изменений, приняты без пересчета и при-
ведены на эпюрах М и N (рис. 133).
Координаты точки на криволинейном участке оси рамы с макси-
мальным изгибающим моментом определяем из условия равенства нулю
поперечной силы:
Q — (А — qx} cos ср — Н sin ф = 0,
где ф — угол наклона касательной к оси рамы в расчетном сечении,
определяемый подбором; х — координата расчетного сечения по оси
абсцисс, равная в нашем случае: х = е 4- rcp (cos ф4 — sin <р). При
<р = 45°25' х = 0,13 + 2,59 (0,982 — 0,712) = 0,829 м и поперечная
сила Q = (12 053— 1395 - 0,829) • 0,702— 10 735-0,712«0, где
д _ ql _ 1395-17,28 _ _ q* _ 1395- 17,282 _
А - 4Г --------2 - КГС, ti - - —87^85
= 10 735 кгс;
cos ф4 = cos 10° = 0,982; sin ф = sin 45° 25'= 0,712;
ордината расчетного сечения
у = 0,75 4-Гер (cos ф — sin ф4) = 0,75 4- 2,59 (0,712 — 0,174) = 2,14 м,
где sin ф4 = sin 10° = 0,174; cos ф — cos 45° 25' = 0,712.
272
Максимальный изгибающий момент в расчетном сечении
Мх = Ах — А- —Ну = 12053 - 0,829 — _
— 10 735 • 2,14 = 13 460 кгс • м.
Продольное усилие в расчетном сечении
ЫЯ — (А — </х) sin ф + Я cos <р = (12 053 — 1395 • 0,829) 0,712 +
+ 10 735 • 0,702= 15294 кгс.
Рис, 133. К расчету гнутоклееной рамы:
а ** схема рамы и сечения^ б •=* расчетная схема; в — эпюра моментов (справа) и нор-'
мальных сил (слева).,
Подбор и проверка сечений элементов рамы.- Сечение рамы — пе-
ременной высоты с постоянной шириной b = 175 мм из досок толщи-
ной 14 мм после острожки с двух сторон с толщины 19 мм.
Высоту сечений назначаем: в криволинейной части карнизного уз-
ла h — 1,4 • 64 да 90 см; в пятовом шарнире hn = 1,4 • 52 => 72,8 да
да 72 см (что больше 0,4/г — 36 см); в коньковом шарнире hK — 1,4 х
X 20 = 28 см (что больше 0,3 h = 27 см).
Коэффициенты жесткости, применительно к характеру эпюры мо-
ментов, определяем, согласно приложению 19, по формуле схемы 6
для стойки и по формуле схемы 7 для ригеля:
/?ж.ст“0,2 4-0,8-^= 0,2 + 0,8-^= 0,84;
= 0,35 ф 0,65 A. s 0,35 + 0,65 0,53.
а уи
to 1S29
273
Приведенные высоты:
для стойки ftnp.ci = h-/kx.ci — 90 /0,64 — 90 • 0,944 = 85 см;
для ригеля йпр.р = й]/^ж.р = 90 0,53 = 90 • 0,811« 73 см.
Приведенная высота полурамы
1 _ ^пр.сг^ст + ^ГН5ГН + hpSp _ 85 • 0,75 + 90 • 2,89 + 73 • 6,97
ftnP ~ l0 ~ 10,61 ' “
_ 832,7
~ 10,61
где — Set "Ь 5гн 4" 8р = 0,75 -j- 2,89 4- 6,97 = 10,61 м, srH —
Чр“ 2 • 3,14 • 2,59.64° о Qn
= ~з^) = 360° :— = 2,89 м —длина гнутой части; sor —
длина прямолинейного участка стойки: sp — длина ригеля полура-
мы (рис. 133, б).
Гибкость
= 78,5 см,
^ = — = = 47,
гпр z2,7
где гПр = 0,289 • 78,5 = 22,7 см.
Коэффициент = 1 — ?П^б“£ствтгн = 1 — 3100-1374.130-0,9-0,8’
= 0,915, где 2% = /гПр& =78,5 • 17,5 = 1374 см2; тгн = 0,8 — опреде-
ляется согласно [1], п. 3.2, табл. 12, в зависимости от г/а = 214/1,4 =
= 153; тв = 0,9 — определяется согласно [II, п. 3.2, табл. 12 в в зави-
симости от группы конструкций.
Напряжение сжатия, согласно [9], п. 8.16, формула (8.4),
N , Mka и 15 294 , 1 346 000-1,13 , „„ 0
°с~~Грасч + УГрасч ~ 1575 ‘ 0,915-20 672 ~ У,/ 1' ~
= 90 кгс/см2 < mBrnPBA!0 = 0,9 • 0,8 • 130 = 93,6 кгс/см2,
где Красч — расчетная площадь поперечного сечения криволинейного
участка; Красч — h b = 90 • 17,5 = 1575 см*; Й7раеч — момент со-
противления расчетного сечения,
IFpaC4 = т6 ~ = 0,875 17,5 ' = 20 672 см3;
О О ’
ke — 1,13, определяется в зависимости от = 2,88 по
приложению 20.
Проверяем на устойчивость плоской формы изгиба для случая рас-
крепления рам элементами кровельных панелей со стороны растяну-
той кромки. В карнизном узле предусматриваем для крепления пане-
лей дополнительно стойки и ригель (см. рис. 133, а).
Расстояние между связями, крепящими панели к раме, должно
быть не более 1500 мм, а в пределах карнизного узла обеспечивается
раскрепление верхней кромки по граням крайних панелей, при этом
274
свободная длина верхней кромки между связями будет равна 2250 мм,
, 70S? 70 • 17,53 ' п
что меньше, чем /р = —- =--------— = 275 см. Поэтому в соответ-
ствии с [9], п. 4.2, имеет место сплошное раскрепление растянутой
кромки.
Находим координаты нулевой точки для нулевого момента в ри-
геле при равномерно распределенной нагрузке по всему пролету рамы
из уравнения
-----Hy = Q (при начале координат в коньковом шарнире),
где у = х tg аа = х tg 16° 30' = 0,296х; Н = 10 735 кгс (см. с. 272).
После подстановки получим квадратное уравнение
— Ю 735 • 0,296х = 0, решая которое найдем
Л 2 • 10 735 • 0,296 .
*1 = 0; Х2 =------1395“------= 4’56 М-
G учетом уклона
х, = —= 4,56/0,959 = 4,75 м.
2 cos 16 30 '
Расчетная длина рамы l0 = scr + srH + (sD— х'г) = 0,75 2,89 +
+ (6,97 - 4,75) « 5,86 м.
Г ибкость
7 586 _лд
х 0,289 . 77,8 —
Коэффициент
е __ 1 262 • 15 294 _ „ дду
3100 • 1374 • 130 • 0,9 • 0,8
Проверку выполняем согласно [9], п. 4.6, формула (4.10), с
заменой <ру и фб на фу.э и <роу.п.
Гибкость рамы из плоскости изгиба
1 ___ 1б_______586 __ 11 к
У гу ~ 0,289 • 17,5 ~
Согласно [9], формула (4.11), находим
зюо Л . п \ зюо
= Фу.э = 0,75 + 0,06 X
Л.У \ "пр /
X (о,75 + 0,06 = 0,234 • 4,15 = 0,97.
По [9], формулы (4.8) и (4.12),
ЧЧуп = & йпр/0 = 160 77>8 , 586 = 1’07 и ‘Ро уп
275
10'
- ФИ, (1.75 - 1.07 (1,75 + 0,14 ~
в? 1,07 • 1,286 = 1,38, где k— 160, взято по приложению 18, п. 3.
Проверяем условие устойчивости по [9], формула (4.10):
N , { М V 15 274
РрасчФ;,э^н®в Д ^расчФоуп^гЛ J “ 1515.0,97 • 130 • 0,8 .0,9 ~
+ (оде “°.113 + °.°03 -°.11е < L
Рив. 134. К определению гео-
метрических размеров карнизно-
го узла с гнутоклееной вставкой
на зубчатых шипах:
1 — гнугоклееная вставка; 2 « зуб-
чатый шип..
Значения величин, входящих в форму-
лу, см. выше (с. 273—275).
Таким образом, устойчивость обес-
печивается без постановки в узле до-
полнительных связей, раскрепляющих
сжатую кромку.
Конструкция и расчет узлов рамы*
Опорный узел (пятовой шарнир).
Конструкцию опорного узла принимаем
аналогично конструкции такого же узла
варианта I.
Проверяем клеевые швы на скалы-
вание
т = 1,5
Qo _ 1 с _ 10 735 _
IpacA “ 1,5 ~ 0,6 - 17,5.72 “
= 21,1 кгс/см^ < тв/?ск
= 0,9 • 24 = 21,6 кгс/см*.
Все другие расчеты, относящиеся к
конструкции узла, см. вариант I.
Карнизный узел. Решение карнизного узла представляем
в двух вариантах: в виде гнутоклееных полурам, склееных целиком
из пакета досок (рис. 133, а), и с гнутоклееными вставками (рис. 134
и 135, а, б), представляющими собой прогрессивное решение, благода-
ря возможности соединения вставки с элементами рамы вдоль волокон,
значительному уменьшению радиуса кривизны узла без дополнитель-
ных потерь прочности при гнутье (снимается введение коэффициента
условий работы на гнутые элементы тгн), возможности изготавливать
вставки из фанеры, шпона толщиной >1,5 мм или тонкого пиломатери-
ала и, наконец, созданию рамных конструкций с широким диапазоном
угла наклона ригеля к стойке.
Проверяем принятое сечение для варианта решения карнизного
узла с гнутоклееными вставками.
Уточняем расчетные изгибающие моменты и продольные силы.
Находим координаты точки на криволинейном участке оси рамы с
276
максимальным изгибающим моментом (рис. 135). При ф — 47° Q =>
= (12 053 — 1395 • 0,36) 0,682 — 10735 • 0,731 « О,
где х =* 0,11 + 0,93 (0,998 — 0,731) 0,36 м,
здесь е =s 0,11 м; cos <p4 ~ cos 3е 20'— 0,998; sin =; 0,058; sin 47°=
!= 0,731; cos 47*- 0,682.
Ордината расчетного сечения
у 1,9 + 0,93 (0,682 — 0,058) = 2,48 м.
Рис. 135. К расчету гнутоклееной рамы о гнутоклееной вставкой на зубча-
тых шипах в карнизном узле:
а ня геометрические размеры и сечения: б ». расчетная схема и схема загружения рамы.
Здесь и ниже значения А, Н и других расчетных величин определе-
ны аналогично расчету варианта II на с. 272.
Максимальный расчетный изгибающий момент и продольное уси-
лие в сечении 2 (рис. 135, б)
М3 = 12 053 • 0,36 — 239Ц°’361 ю 735 - 2,48 = —22 375 кгс • м;
’ N3 = (12 053 — 1395 • 0,36) 0,731 + 10 735 • 0,682 = 15 765 кгс.
Для сечений 3 и 1 расчетные усилия:
М3 = 12 053 • 0,72 — -А395 ^’7^ _ 10 735.2,53 = —18 843 кгс - м;
N3 = (12 053 — 1395 • 0,72) 0,281 4- 10 735-0,959 = 13390 кгс,
277
где х'= 0,11 + 0,93 (0,998 — 0,342) = 0,72; у' = 1,9 + 0,93 (0,959 —
— 0,281) = 2,53 м, здесь sin ф2 — sin 16® 30' — 0,281; cos <р2 = 0,959;
cos 70° = 0,342;
М. —22 375 = —16 803 кгс • м< 18 843 кгс • м;
1 4 уь 253
Л’2 = (12 053 — 1395 • 0,11) 0,998 + 10 735 • 0,058 = 12 498 кгс <
< 13330 кгс.
Сечение рамы принимаем переменной высоты с постоянной шириной
b = 215 мм из досок толщиной 45 мм после острожки с двух сторон о
толщины 50 мм. Высота сечения: в криволинейной части hra = 86 см;
в пятовом шарнире hn — 4,5 • 14 = 63 см; в ключевом шарнире /гк «
= 4,5 • 6 = 27 см.
Коэффициенты жесткости по приложению 19, формулы схем 6 и 7г
£ж.сг = 0,2 + 0,8 -g- = 0,786, kx.p = 0,35 + 0,65 -g- = 0,554.
Приведенные высоты:
/г 01, = 86 }<0?786 — 86 . 0,923 = 79,4 см; /гпр.р = 86 ^554 =
= 86 • 0,8215 = 70,7 см.
Приведенная высота полурамы
, 79,4 - 1,9 + 86-1,144-70,7.8,26 846,5 Q
йпр - —-2~-ii,3i------------- = их = 74>9 см>
где /0= 1,9 +1,15 + 8,26= 11,31 м; sPH = — 3^о'7°-°- = 114 см.
Гибкость
1______1131_____ел
Л*~ 0,289-74,9
Коэффициент = 1---------3100 xio! ш-с;,9~ = °’93, где Fap ~
= 74,9 • 21,5 = 1610 см2.
Напряжение сжатия
- -та?+=8-5 + 93’4 “101-9 кгс/“’’ <130 =
= 117 кгс/см2,
где FpaC4 = 86 • 21,5 = 1849 см2; IFpac4 = 0,885 --’g 86"- = 24 438 см8.
Сечение в точке 3 не проверяем, в виду очевидного запаса.
Коньковый узел. Решение конькового узла принимаем
такое же как в варианте I с соединением полурам впритык с помощью
деревянных накладок сечением 200 X 120 мм на болтах d = 18 мм.
Расчетные усилия: Н — 10735 кгс, Q10= Н sin ср = —10 735 X
X 0,284 = 3045 кгс.
278
Проверка прочности древесины ригеля рамы на смятие, расчет
накладок и болтов производятся аналогично расчету, выполненному
для варианта I.
Вариант III. Рама из клеефанерных элементов
При аналогичных предыдущим примерам размерах, конструкции
ограждения и фундаментов изменяем конструкцию несущих рам, при-
нимая их из сосновой древесины и березовой фанеры марки ФСФ,
сорта В/ВВ с влажностью 8—12%. Качество древесины пиломатериа-
лов и фанеры должно удовлетворять требованиям [9] и ГОСТ 3916—55.
Склеивание элементов полурам производится на водостойком фе-
нолоформальдегидном клее марки КБ-3, удовлетворяющем требовани-
ям [10]. Возможно применение алкилрезорцинового клея ФР-100.
Связи рам проектируем из брусьев с соединением их на болтах и
металлических поковках. Монтажные соединения клееных блоков
проектируем на болтах и с помощью металлических поковок на глухих
нагелях и глухарях.
Подбор сечений элементов рам. Сечения подбираем по расчетным
усилиям, найденным в первом варианте рамы (табл. 39).
Задаемся размерами сечений рамы. Принимаем высоту сечения:
в карнизном узле h — 950 мм в пяте ст°йки hn = 450 мм (что
больше 0,4/i — 380 мм); в коньковом узле hK = 300 мм (что больше
0,3h ~ 285 мм) (рис. 136).
Подбор сечения производим по усилиям в сечении 4, где изгибаю-
щий момент М4 = 19022 кгс • м.
Требуемый момент сопротивления сечения
= плот = 26 419 см3’
ni'Ql\p OU
где = 80 кгс/см2 — расчетное сопротивление древесины растянутого
пояса при наличии ослаблений, определяемое по [1], табл. 8; тв — см.
выше.
Требуемый момент инерции
/? = =26 419 = 1 254 900 см4.
Задаваясь толщиной фанерной стенки 6ф = 12 мм из условия 1ТХР —
= /" + /|, определим
' % = г» _ /ф = г» _ , тогда г, = [/п + Рп (±\*\ ,
здесь Гх — момент инерции пояса относительно нейтральной оси;
У* — то же, стенок; /п — собственный момент инеопии пояса.
279
Пренебрегая собственным моментом инерции пояса Zn, найдем пло-
щадь сечения пояса
1 109 146
2 • 47,5^
= 245,7 СМа,
где 75 = 1 254 900- - 9-- 0,85 = 1 109 146 см4, . 850W
Ij- Худ ivv \Jv4x
Рис. 136. Общий вид, геометрические размеры и поперечные сечения рамы из
клеефанерных элементов.
F
п
Принимаем ширину досок пояса Ьа — 105 мм. Тогда суммарная тол-
щина досок пояса
тя 245,7 оо .
^а~ ~Ьп ~" 10,5" ~ 23,4 СМ>
Принимаем пояса из шести досок: двух, примыкающих к фанерной
стенке, сечением 105 X 35 мм и четырех сечением 105 X 40 мм между
ними, т. е. 2бп = 230 мм » 234 мм. Общий вид рамы с принятыми
сечениями показан на рис. 136.
Из рис. 137 находим геометрические размеры:
для карнизного узла
ab 'cos~^8° = "о 788 = 120 CMi 0e~3f~ 0,5ab sin 38s =
= 0,5 • 120 • 0,616 = 36,96 ~ 37 см, 3h = 48 . cos 16° 30' = 48 X
X 0,959 = 46,1 « 46 см, g/ = 37 • sin 6° 50' = 37 • 0,959 = 35,5
« 35 cm, 4h = 48 sin 16° 30' = 48 • 0,284 = 13,6 14 cm;
180
длина ригеля (рис. 136)
__ (0,5 • 1755 — 25)
Sp ~ ' cos 16° 30'
852,5
0,959
= 889 см.
Проверку полурамы производим в сечении, отстоящем от центра
карнизного узла вдоль ригеля на расстоянии ~ 50 см (рис. 137,сечение
3). Расчетные геометрические характеристики сечения находим приве-
дением его к древесине сосны поясов. Подсчитываем усилия в расчет-
ном сечении.
Расстояние от пятового шарни-
ра до рассматриваемого сечения по
горизонтали х = 25 + 46 = 71 см,
то же, по вертикали у = 233 +
4- 14 = 247 см.
Расчетный изгибающий момент
в сечении 3
М^Ах-^--Ну^
12 241 • 0,71 — -13- 20,712 —
— 11 118 • 2,47 = —19 122 кгс • м,
где
„ ql 1395 • 17,55
А = — =.-2—'— = 12 241 кгс;
Рис. 137, К определению геометри-
ческих размеров карнизного узла кле-
ефанерной рамы.
„ q? 1395 • 17,552 .. 1 1О
Н = ~8Г = --8-7-4,85-- - В И8 КГС.
Расчетное продольное усилие
N3 = (А — qx) sin <р + Я cos ср = (12 241 — 1395 • 0,71) • 0,284 +
+ 11 118 -0,959 = 13 857 кгс.
Расчетная поперечная сила
Q3 = (A — qx) cos <p — Я sin ф=« (12 241 — 1395 -0,71)0,959— 11 118 х
X 0,284 = 7632, кгс.
Находим коэффициенты жесткости по формулам схемы 6 для стой-
ки и схемы 7 для ригеля (приложение 19):
= 0,2 + 0,8 — = 0,578; /гж.р = 0,35 + 0,65 = 0,554.
Приведенные высоты:
для стойки hnp.M = h lAkx'cr = 95 0,56 = 95 • 0,831 = 78,95 см;
для ригеля /1пр.р = h = 95 ^0,545 = 95 • 0,8215 = 78,05 см.
281
Приведенная высота сечения полурамы
1 _ ^np.ciSci 4- Лпр.р5р 78,95 • 2,38 4~ 78,05 • 8,89
Ппр - ---------------7^27 -
881,8 «л о
~ТГ^7 ~~ СМ’
где 10 — длина полурамы, Zo= sGT 4~ sp = 2,38 4- 8,89 = 11,27 м.
, Приведенная площадь для этой высоты
Fnp = 2 (S8nbn) + -f* ЕбфЯпр = 2 (2 • 3,5 • 10,5 + 4 • 4 • 10,5) +
+ 0,85 • 2 • 1,2 - 78,2 = 639,4^640 см?.
Приведенный момент инерции
/ — 26п6" -4- Ей h (hf> 4- £ф 2бф?1пр
7пр — 4 J-;, Н 2>оп(7п|-2-у -f- ----—— —
= 2[+ 23 . 10,5 (S7)’] + 2 • 0,85 '-2 -J’7- =
= 609 781 см4.
Приведенный радиус инерции сечения для полурамы
Гпр
пр
609 781 оп 0
"б40" = 30>8 ем-
Гибкость
л 1127 л л «
Коэффициент
36,62-13 857
3100 • 640 • 130 • 0,9 и,У<3,
Fnp/?C«B
5=1 Zi_
ix 3100
Напряжение сжатия в сечении 3
о = ._А_ л_____ 13 857 1 912 200 _ 9„ , ,
в ^расч + УГрас, 677 + 0)9з . 21 313 ~ 20’5 +
4- 96,4 = 116,9 <117 кгс/см2,
где FDaC4 = Fnp = 2 (Ейп&п) + -f*- 26Л =. 2 (2 • 3,5 • 10,5 + 4 • 4 х
Пд
X 10,5) -)-• 0,85 • 2 • 1,2 • 95 = 677 см2; Ц7расч = Гпр = 2 =з
2 1 012 372 о, л.о з
=-------------= 21 313 см8,
. 0Г2бп&п , , ( h, Vl , £ф W3 9 Г 23 • 10,5® ,
здесь /пр = 2 4- 26п&п ----f— = 2 [-------jr- +
4- 23 • 10,5 + 0,85 • 2-Ь-2- ’ 95-~ = 1 012 372 см4.
282
Ввиду малости углов а = 2° 30'— в ригеле и а4 = 6° 30' — в стой-
ке расчетное сопротивление принято без поправок на угол, т. е. тв/?с =
= 0,9 • 130 = 117 кгс/см2. Проверяем сечение рамы на устойчивость
плоской формы изгиба. Порядок расчета аналогичен расчету вари-
анта I.
Находим координаты нулевой точки из уравнения момента, при-
равнивая его нулю и принимая начало координат в коньковом шарнире:
Мх — —Ну 4- = 0 или 2Н • tg сс2 = <?х2,
где у = х tg а2= 0,296.x.
После подстановки получим:
1395х2 —2 • 11 118 • 0,296% = 0,
откуда
„ 2 • 11 118 0,296 л „с,
= 0, Х2 =------ТжГ-------= 4,72 М.
Условная расчетная длина полурамы
l0 = ScI ф. fs -—= 2,38 4- 8,89 — (4,72/0,959) = 6,35 м.
- \ г COS CCg /
Гибкость
^=i = -3^-=20>6-
Коэффициент
? . 20,62 • 13 857 _ п р7к
~х ~ 1 3100 • 640-130-0,9 ~ и,У/0,
Гибкость рамы из плоскости
л ___ __ 635 ___
Гу — 8,25 ’
где
r'"/^ = !Z^F=8'2S<:“'
о т , Мф £ф , <= h .2 Е*\ п / 10,5 • 238 ,
Здесь Ту „пр — 21 |2 + 12 Е '4 I 2 -*4*
+ та,2И,28 0.85 + 1)2.78)2 . 12,р . 0,85^ = 43 652 см4.
Находим величину
_______ ___ 3100 . ГЧ (Л/? I ^0 \ 3100
фу.э — Фэ.у — —72— 0,/Ь + и, 1)0 -Т------- -а X
г*У L \ ПР J J 11 ~
X [о,75 + oW^^yi = 0,522(0,75 ф 3,956) = 0,522 • 4,706 - 2,46.
L \ I<jZi j
233
Коэффициент k для вычисления фв определяем линейной интерпо-
ляцией по приложению 18, п. 1:
-Л- = - .238 . =, о,37; k = 190 + 13 да 232.
Sp tg ООО
Тогля пх — го- - 232 • 25,4’ Q
Югда <рб - Фо.уи - = -73-^5- = 3;
фб.'уп *= Фб.уп (1J5+ о, 14= 3 (l,75-g- +
4-0,14= 4,02.
Проверяем условие устойчивости по [9], формула (4.10):
'^раеч'Ру.э^в Д Е^равчФб;уп/?игВв у = 640.2,46 • 130.0,9 ***
+ ( 0^75 . 21 313 • 4,02 • 13О".“оу) ~ 0,074 0,185 e 0,250 < 1-
Следовательно, устойчивость обеспечивается без постановки в карниз-
ном узле дополнительных связей, раскрепляющих сжатую кромку,
однако из конструктивных соображений вертикальные связи уста-
навливаем по биссектрисе карнизного узла (см. рис. 136).
Проверяем клеевой шов на касательные напряжения между поясом
и стенкой по формуле
ф ==. =
^пр.ф^Д
7632 • 10 202 • 1,175 о_ , п п п а ел , ®
” '"1Т9Тозо"-'2,-'"ю,Т'= 3,7 КГ®7СМ? < отв^ф.ск = 0,9 • 6 = 5,4 кге/см’,
где Sa —• статический момент пояса,
S = = J? • 10,5-.84,5 _ 10 202 см2.
7кр.ф—полный, приведенный к материалу стенки момент инерции се»
чения, /пр.ф » /ф + = 2 + _ 2 х
х + J 191030 ем4;
7?Ф.ск — расчетное сопротивление скалыванию вдоль волокон наруж-
ных слоев; п — число вертикальных клеевых швов, связывающих
стенку с поясом (п == 2); h& = 105 мм — высота (ширина) пояса.
284
Проверяем прочность фанерной стенки на срез в том же сечении по
формуле
Сз5ир.ф 7632-14 710 опп
" W6* '°* '1 191 030-2 «1,2 ~ 39 >2 кгс/см~ < «в-^ф.ср —
== 0,9 • 60 = 54 кгс/см2,
где 5пр ф — статический момент половины сечения фанерной стенки
и пояса, Зпр.ф = Зф + 5Д = 2 + 2бп&п -Ь1Дп А = 2 Х
1,2 • 952 t по тс 95—10,5 1л„1п з с
X —1~8"~---Ь 23 ‘ I9,3 2 - о 85' = 14 710 см8; Зф — статический мо-
мент сечения фанерной стенки.
Проверяем прочность фанерной стенки на главные растягивающие
напряжения по формуле
гг л °И-Ф । 1 /~I ®и-Ф V । ™-2 59,2 t
ст₽ Фй ~----j— + 1/ —g— J + Тф = — —g h
+ ]/"(-¥9?+ 84>8' — 29>6 + 45-6 = 16 КГС/СМ2 <твЯф.р4Бо =
= 0,9 • 40 == 36 кгс/см2,
где /?ф,р45° — расчетное сопротивление фанеры на растяжение под
углом 45°, определяемое по приложению 21; он.ф — нормальное напря-
жение от изгиба, определяемое на уровне внутренней кромки сжатого
пояса,
_ _ 1912 200 г 74 сп о , , h — 2ЛП
аи-ф ' ** 'и'эГозб.-Г “ 69>2 кгс/см ’ гДе У - —2-“'
— касательное напряжение, определяемое также на уровне внутрен-
ней кромки пояса,
Фз^пр.ф
а,------
> 7632-13 067 „. я т . ,
"“"Ж" “ 030“ 2 7Г,Г =34’8 кгс/см -
Пр.ф Ф ’
Здр.ф — статический момент пояса, относительно нейтральной оси,
' з;рф + -hf
= 4- 2 . 1,2 . 10,5 • = 13 087 см3.
2 * v,ou
Проверяем фанерную стенку на устойчивость из ее плоскости в се-
чении по середине панели на расстоянии %!= 90,8 см от центра карниз-
ного узла (вдоль оси ригеля).
Проверку производим на действие изгибающего момента и попереч-
ной силы без учета продольного усилия, которое считается переда-
ющимся на пояса.
285
Расчетное расстояние между ребрами жесткости в свету (рис. 136, а)
а = 96,5 — 10,5 = 86 см.
Отношение = 58,3 > 50 — проверка на местную
Оф 1
устойчивость стенки необходима.
Определяем усилия в середине рассматриваемой панели.
Расстояние Xi по горизонтали от центра узла:
xi= 90,8 • cos а2 = 90,8 • cos 16° 30' = 90,8 • 0,959 = 87 см.
Расчетный изгибающий момент
Мг=о,87 = 12 241 • 0,87 — n 118.2i26 =
— — 15.000 кгс • м, где у = 2,52—=2,26 м.
Расчетная поперечная сила
^=о,87 = (12241-1395 • 0,87) 0,959—11 118 • 0,284 « 7418 кгс.
. Значения расчетных усилий см. на с. 281.
Находим нормальные и касательные напряжения в расчетном се-
чении по формулам, приведенным выше (см. с. 285)
Сти ф 1076 510-2 — 48,7 кгс/см ,
„„„ , 2-1,2.918 , 23 [91»-(91—2-10,5)31 tn„rtn
где /Пр..ф =---J2----4-----1----11 .~о"85--- ~ см4>
91 —2 • 10,5 = 70 см — высота отсека, равная расстоянию между внут-
ренними кромками поясов;
7418-13 937
1 076 510 • 1,2 • 2 — ^0,2 Кгс/см ,
где 13 937 = 2 ——а-——(- 23 • 10,5 — L ---статический момент,
о £ '
Находим критические напряжения (см. [9], п. 6.17):
нормальные сги.ф.кр — «и ( —\ — 180 I------—j = 526 кгс/см2,
где kB находится по приложению 22 в зависимости от марки фанеры,
отношения у = и ориентации наружных волокон рубашек стенки;
яег
в нашем случае == =1,22 и по графику ka = 180;
Касательные
Тф кр — ———j 35/----I —-102,2 кгс/см ,
_ где == 35, берется по приложению 23.
286
В последней формуле, если а < /гот, вместо /гет принимается а.
Проверку стенки на совместное действие нормальных и касатель-
ных напряжений производим по формуле
+ -г4- = + ~S- = 0,0925 + 0,3933 = 0,485 < I.
°и.ф.кр Тф.кр 1и2>2
Порядок проверки местной устойчивости в других панелях такой
же — здесь не приводится ввиду очевидного запаса.
Конструкция и расчет узлов рамы. Опорный узел (пятовой
шарнир). Конструкция узла аналогична конструкции опорного узла
варианта I (см. рис. 129).
Проверяем на скалывание сечение на опоре (рис. 136):
QoSnp 11 118- 4522 п пг , „
Ф ьпр/пр “ 25- 190 147 — 9>°° кгс/см <-.0,6 X
X msRCK — 0,6 • 0,9 • 24 = 12,96 кгс/см2,
где йпр = Ьд + = 23 + 2 • 1,2 • 0,85 = 25 см;
S"p — статический момент пояса относительно нейтральной оси,
S"p = 8Д + 5ф = (26Л) О,5йо + 26фйп • 0,5йо =
= 23 10,5 • 0,5 • 34,5 + 0,85 -2-1,2- 10,5 - 0,5 х
X 34,5 = 4522 см3; /пр = 1Д + =
* Сд -Сд
~ ...?3^58- + 2 - l,2-4S3 . 0>85 = 190 И7 см4_
Все остальные расчеты выполняются аналогично расчетам, приве-
денным в варианте I для опорного узла.
Карнизный узел. Конструкцию принимаем по рис. 138.
Проверяем трехлобовой упор в нижнем переломном узле, считая
в запас, что все усилие от момента воспринимается поясами без участия
стенок. Усилие, приходящееся на наименьшую площадку трехлобового
упора (рис. 138, а, г), NCM = 12 750 кгс (по масштабу силового много-
угольника).
Углы силового многоугольника (рис. 138, г), определяются из
рис. 137 и 138, г.
Напряжение смятия в площадке при а = 27° 50'
^см 12750 оо с , з - п
Сема == у- = j54 г - = 82,6 КГС/СМ2 < твКСЫа =
— 0,9 • 95 = 85,5 кгс/см2,
где Rcm а = 27°бо' = расчетное сопротивление смятию в лобовом упоре
под углом; Вт, = 23 • 6.7 я» 154,1 см2 — площадь смятия.
237
Усилие, действующее на верхний и нижний замки,
N = ± = ± 2 5°О,ОО2 = ± 21 739 кгс,
-*•“ hQ 115
где Л4з = 12 241 - 0,25 — = 11 118- 2,52 = —25 000 кгс • см;
h0 = 115 см — плечо пары сил (см. рис. 138, в).
ВидА
Рис. 138. Деталь карнизного узла:
а общий вид; б — вид А; в — расчетная схема замка; г — многоугольнй-п. сил для трех-
лобового упора; 1 — ригель рамы; 2 —* стойка рамы; 3 — ребра жесткости шириной 95 мм;
d — ребра жесткости шириной 70 мм; 5 — стальная полоса — 100 X 8 мм, I =1105 мм;
6 — глухарь d = 10 мм, I = 100 мм; 7 — глухой нагель d = 10 мм, Z = 100 мм; 8 я сталь-
ная полоса — 100 X 8 мм, I = 540 мм; S — шайба — 55 X 55 X 10 мм; 10 «- газовая
труба d = 28 мм, I = 70 мм; 11 — болт d = 22, I — 450 мм; 12 — болт d — 30 мм, I =
= 350 Мм; 13 — уголок 140 X 90 X 10, I = 330 мм; 14 = уголок 80’ X 80 К 8,
= 330 мм; 15 заглушка’-— 70 X 70 X 5 мм.
Требуемая площадь нетто болтов по растяжению
F^~2L. 21 739 2
Гнт — = - 21-0q = 10,35 см2,
где R6 — 2100 кгс/см2 —расчетное сопротивление болтовых соединений
нормальной точности для стали класса С 46/29 марки 09Г2С определя-
ется согласно [7], п. 3.1, табл. 7.
Принимаем два болта d — 30 мм, Faj = 2 • 5,06 = 10,12 см2 «=*
да 10,35 см2.
Стальные полосы для передачи усилия с замков на элементы рамы
принимаем предварительно сечением 100 X 10 мм.
288
Рассчитываем шов, прикрепляющий стальную полосу к сварному
башмаку:
. N 21 739 „ Qno л ,
Йш «=-----------— = -л—гГЧ—77л--Г 7кл7Г = 0,398 » 0,4 см.
4(3 (7Ш— 1)7?“ 4.0,7 . (14 —1) . 1500
Полосу привариваем двухсторонним швом Нш = 6 мм. Для крепления
полосы к поясу принимаем глухие стальные нагели dB— 10 мм, 1а =
₽= 100 мм (что больше 5d„— 50 мм).
Несущая способность нагеля по изгибу
Та 250 da =s 250 • I2 =з 250 кгс.
Требуемое количество нагелей, включая 20% глухарей монтажно-
го назначения,
N'1 22 630 . -
П ~ 2Та ~~ 2 . 250 ~ 45 шт<’
М3 1 912 200 посол
да N = = w=-w = 22 630 кгс-
Нагели размещаем в три ряда в шахматном порядке с расстоянием меж-
ду ними вдоль волокон 7dg = 70 мм; поперек волокон досок пояса
от кромки s2=s 3dH= 30 мм; расстояние между рядами s3= 4dH = 40мм >
> 3,54.
Проверяем металлическую полосу на растяжение:
о = -JI— = -аД- з= 1616 кгс/см2 < 7?п = 2100 кгс/см2, где Унт —
2-7
площадь сечения нетто одной полосы, Fm =* Fe? — F0<M — bb — nd8 «=?
= 10 • 1 - 3 • 1 • 1 =* 7 см2.
Проверку нагелей на смятие в металлических накладках произво-
дим по формуле
Оси = = -о 639°-г = 3772 кгс/см2> /?см = 3400 кгс/см2.
Здесь и выше: п — количество нагелей в накладке; dH — диаметр
нагеля; S6 — суммарная толщина элементов в соединении.
? Учитывая значительное перенапряжение на смятие, принятую
предварительно толщину накладок увеличиваем, принимая их оконча-
тельное сечение — 100 X 12 мм Пересчет как на растяжение, так и
на смятие не производим, ввиду очевидного запаса.
Проверяем сечение коробчатых' башмаков растянутого замка
(рис. 138).
Башмак принимаем из двух уголков: 140 X 90 X 10 мм и 80 X
X 80 X 8 мм, свариваемых в коробчатое сечение (рис. 138).
г : Положение центра тяжести сечения
I- где ~ 22,2 • 4,6 + 12,3 • 6,7 = 184,5 см2; F = 22,2 + 12,3
= 34,5 см2.
289
Момент сопротивления сечения
V... - -fet = -nS&r “68-2
где
1Ха__Хо = 444 + 22,2 • 0,9I2 + 73,4 + 12,3 • 2,1? = 589,8 см4.
Максимальный изгибающий момент в середине пролета (рис. 138, в)
Na 21 739-7,7 оогпк
Ммакс — 2 — 1 2 — о95 КГС СМ.
Напряжение
о = -^2- = = 1227 кгс/см? < R = 2100 кгс/см2.
”мин Ьо,2
Нижний замок, расположенный в сжатой зоне, делаем из двух
трубок d — 28 мм, I — 70 мм, привариваемых к стальным полосам, и
стяжного болта dg = 22 мм, пропускаемого через трубки. Все крепле-
ния и элементы выбраны конструктивно.
Коньковый узел. Торцы клееных блоков полурам в конь-
ковом шарнирном узле соединяем впритык со срезом по краям по 25 мм
для большей шарнирности и с перекрытием деревянными накладками
сечением 200 X 150 мм на болтах d = 18 мм. Расчетные усилия в узле:
Н = 11 118 кгс, Q = 3158 кгс.
Все проверочные расчеты выполняются аналогично расчету, дан-
ному в варианте I.
Весовые показатели рам
Вариант I. Вес полурамы согласно спецификации элементов —
1,89 • 500 + 20 + 50 — 1015 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия —
19,3 кгс/м2 (здесь 1,89 м3, 20 кг и 50 кг — соответственно расходы дре-
весины, клея и стали). Коэффициент собственного веса ka.B = 6,4,
найденный по формуле (2), близок к теоретическому значению, приня-
тому в расчете по табл. 1.
Вариант II. (Гнутоклееная рама). Вес полурамы— 1,68 • 500 -Г
+ 22 + 44 = 906 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия — 17,6 кгс/м2,
Коэффициент собственного веса Ав.в = 6,03 равен теоретическому
значению, принятому в расчете по табл. 1.
Вариант III. (Рама с гнутой карнизной вставкой). Вес полурамы —-
1,65 • 500 + 25 + 44 = 894 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия —
17,2 кгс/м2. Коэффициент собственного веса Ас.в = 5,9 меньше приня-
того в расчете по табл. 1.
Вариант IV. Вес полурамы — 0,72 • 500 + 8 + 51 4~ 0,2 • 650 =
== 550 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия 10,4 кгс/м2 (здесь 0,2 м8—
расход фанеры). Коэффициент собственного веса = 3,6 значитель-
но меньше принятого в расчете по табл. 1.
Сопоставление коэффициентов собственного веса рам, найденных по
формуле (2) с теоретическими (табл. 1) свидетельствует об эффективное-/
ти запроектированных конструкций (см. § 3).
ПРИМЕР 13. ДВУХШАРНИРНАЯ РАМА ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
ИЗ ДОЩАТОКЛЕЕНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Запроектировать деревянное утепленное одноэтажное однопролет-
ное здание сборочного цеха размерами (в осях) 18 X 54 м. Цех оборудо-
ван краном грузоподъемностью 5 т легкого режима работы. Отметка
головки подкранового рельса +9,90 м. Стойки сплошностенчатые сту-
пенчатого типа опираются на бутобетонные фундаменты из бетона мар-
ки Ml00. Район строительства г. Вилюйск. Материал конструкций:
пиломатериалы из полусухой сосны на клее ФР-100; металлические из-
делия и прокат из стали класса С 38/23, марки ВСтЗпс. Крыша с рулон-
ной кровлей. Стеновое ограждение из утепленных панелей. Освещение
боковое через оконные проемы. Изготовление конструкций заводское.
Выбор конструктивного решения здания. Для обеспечения попереч-
ной жесткости цельнодеревянного здания при наличии крановой на-
грузки применены дощатоклееные рамы со ступенчатого типа стойками,
защемленными в фундаменты и с шарнирным опиранием ригеля в виде
двухскатной дбщатоклееной балки. Таким образом, схема поперечника
представляет собой двухшарнирную раму (рис. 139, а). Покрытие име-
ет теплую из клееных панелей крышу с рулонной кровлей (рис. 139, г),
а ограждающие конструкции стен выполнены ребристыми трехслойны-
ми из панелей аналогичных кровельным панелям.
Подкрановые балки приняты разрезные.— металлические асиммет-
ричного составного сечения с опиранием на ступени стоек, усиленные
металлической обоймой и опорным листом. Пролет балок равен шагу
рам — 6 м. Устойчивость и пространственная неизменяемость здания
обеспечивается установкой вертикальных связей, а также надежным и
прочным креплением панелей к элементам (ригелям и стойкам) рамного
поперечника. Вертикальные связи располагаются: в надкрановой час-
ти — по оси плоскости шатровой ветви; в подкрановой части — в плос-
кости подкрановой балки, в крайней и средней панелях — по длине
здания.
Устойчивость ригелей обеспечивается установкой горизонтальных
связей в тех же панелях, где устанавливаются вертикальные связи.
Горизонтальные усилия от ветра на торец здания воспринимаются
клееными стойками постоянного по высоте сечения, размещаемыми
через 6000 мм (рис. 139, б, в).
Определение основных размеров поперечной конструкции. Расчет-
ный пролет рамы I = 18000 мм. Ширину подкрановой части колонны
принимаем он= 900 мм, что составляет -gggQ- = «н и находится
в пределах рекомендуемой ширины (х/5 -н 1/12) йн, где — 8850 мм —
высота подкрановой части колонны (ее определение см. ниже).
Привязку наружной грани колонны к оси колонны Ьо принимаем
нулевой (&0= 0) как для невысокого здания при шаге колонн 6 и и при
оборудовании кранами грузоподъемностью менее 30 т (рис. 139, а).
Тогда пролет крана
Цр = I — 2А, = 18000 — 2 • 750 = 16 500 мм, где % — расстояние
между привязочной осью и осью подкрановой балки, равное 750 мм
291
Рис. 139. Схема деревянного клееного каркаса одноэтажного промышленного здания: {
а — поперечный разрез здания; б — продольные разрезы 1—1 и 2—2; в — план каркаса; е «я плав j
покрытия; 1 — ригель-балка, 2 — колонна; 3 — вертикальная связь; 4 — подкрановая балка; 5 -*
распорка; 6 — кровельная панель; 7 — стеновая рядовая панель; 8 — стеновая оконная панель»
9 — стеновая торцовая панель; 10 — горизонтальные связи по верхним поясам ригелей; 11** стой-
ка.торцового фахверка; 12 —• кровельная карнизная панель: 13 — кровельная торцовая пая «ль.
для кранов грузоподъемностью до 50 т включительно при отсутствии
проходов в надкрановой части. Ширину надкрановой части колонны
принимаем кратной толщине строганых с двух сторон досок толщиной
45 мм в пакете:
Ьв = 45 • 9 = 405 мм (9 досок).
Ширина подкрановой части bs % + — — 750 + 150 = 900 мм,
откуда 900/45 = 20 досок. Здесь а0— ширина опорного листа.
Для свободного прохода крана должно выполняться условие 4-
+ (Ьв— &о) + 60 или X = 230 + 405 + 60 = 695 мм < 750 мм, где
- часть кранового моста, выступающая за ось рельса; 60 мм — зазор
между краном и колонной по требованиям правил безопасности при
ZEp = 17 000 мм.
Колонну принимаем из условий удобства изготовления и общей ус-
тойчивости спаренной на болтах общей шириной 2 X 150 = 300 мм.
‘Расстояние от уровня рельса до нижней кромки балки-ригеля рамы
® А + 100 + 150 = 1650 + 100 + 150 == 1900 мм,
где 100 мм — минимальный зазор между конструкцией крана и ниж-
ними выступающими частями несущей конструкции; 150 мм — раз-
мер, учитывающий габарит выступающих вниз элементов ригеля и
возможный прогиб его. Округляя полученное расстояние до величины
кратной высотному модулю 200 мм принимаем /i2= 2400 мм.
Полная высота цеха от уровня пола до низа основных конструк-
ций покрытия
h = /ix 4- h2 = 9900 + 2400 = 12 300 мм,
где hr= 9900 мм (по заданию).
Эту высоту в зданиях с мостовыми кранами следует принимать
кратной 1,8 м при Н >• 10,8 м (в нашем случае за вычетом 300 мм —
высоты выступающего фундамента под колонну).
Далее устанавливаем высоту верхней части колонны
hB = hn,6 4- /ге.п + hp 4- = 600 4- 20 4- 130 ~4- 2400 = 3150 мм,
где йп.б = 600 мм /п.б^ — высота подкрановой балки, предварительно
принимаемая % пролета балки (шага рам); hO B = 20 мм —•
толщина опорной плиты; hp — 130 мм — высота кранового рельса
(железнодорожный рельс типа IVa, допускаемый при грузоподъемнос-
ти кранов до 20 т); высота окончательно уточняется после расчета под-
крановой балки.
Отметка низа подкрановой балки
h— hB~ 12 300 — 3150 = 9150 мм = 9,15 м.
Полная высота колонны будет:
Н = h — == 12 300 — 300 =s 12 000 мм.
Высота нижней подкрановой части колонны:
ha == Н — hB 12 000 — 3150 8850 мм.
29Э
Высота ригеля (балки) посредине пролета
Лриг = e/s ~ х/12) I = (х/8 4- х/12) 18 000 = 2250 4- 1500 мм.
Принимаем hpm — 2000 мм 1 j.
Высота балки на опоре с учетом уклона верхнего пояса i = 1 : 12
/гоп = 2000 — ~ 9000 1250 мм.
Округляя до величин, кратных модулю 200 мм, принимаем hon =
-= 1200 мм.
Определение нагрузок. Нагрузки на поперечник
рамы. Принятые кровельные панели рассчитаны для III климатиче-
ского снегового района СССР, что соответствует заданному району
(г. Вилюйск). Поэтому расчет не проводим, а нагрузку принимаем по
данным, приведенным в варианте I примера 1
Нагрузки на ригель рамы (табл. 40).
Таблица 40. Нагрузки на поверхность крыши, кгс/м2
Вид нагрузки Нормативная нагрузка Коэффициент перегрузки Расчетная нагрузка
Постоянная нагрузка от веса панелей (см. вариант 1 примера 2) Снеговая нагрузка для III климатическо- го района (г. Вилюйск) [6], п. 5.2, табл. 4, приложения IV Т’сн = Рв° ~ Ю0-'1 где с ~ 1 для простых rfp = 56 Ркр =65
двухскатных покрытий с плоской крышей под углом а 25° [6], п. 5.4, примеча- ние, табл. 5, вариант I Рен = ЮО 1,55* Рен = 155
Ветровая нагрузка для II ветрового ра- йона СССР [6], п. 6.4, табл. 6 На наклонных участках учитывается кровли не
* Коэффициент перегрузки для снеговой нагрузки принят по [6]? п. 5.7,- табл. 6 в завися/
лйости от отношения В нашем случае S“p/P^H ~ 56/100 = 0,56.
Расчетный собственный вес ригеля (балки) определяем по форму-
ле (1)
0 — gKp Рсн Ррасп п — 56 100 + 13 1 1 _ OR 8 кгс/м2
gc.B.p — 1000 П~ 1000 1,1 - 2Ь,8 КГС/М ,
ka3l 7 • 18 1
где k0.B = 7 — коэффициент собственного веса, принятый по данным
табл. 1 [121; ррасп — собственный вес распорок,
Н 0,125 • 0,75 • 5 • 500 . о , ,
Ррасп = ------------ПГ~------------ 13 КГС/М2,
18
294
Нагрузки на поверхность стены. Собственный
вес стеновых панелей как глухих, так и остекленных принимаем для
расчета одинаковым. Для глухих стеновых панелей подсчет нагрузок
по конструктивным элементам приведен в табл. 40.
Расчетные нагрузки на колонну (рис. 140).
Постоянная нагрузка от крыши: крыша — gKp (0,5/ 4~ йкар) В = 65 (9 +
4- 0,5) 6 = 3705 кгс; ригель (балка) — gCB • 0,5/ • В = 26,8 • 0,5 х
X 18 • 6 = 1447 кгс; распорки —
ррасп^ * 0,5 • / " В — 13 • 1,1 X
X 0,5 • 18 • 6 = 772 кгс; ко-
лонна сечением 300 X 405 мм на
длине, равной высоте балки на
опоре — Ьв, сБ, honyn = 0,405 X
X 0,3 • 1,2 » 500 • 1,1 = 80 кгс,
где йкар = 500 мм — вылет кар-
низа крыши; св — ширина ко-
лонны, принимаемая предвари-
тельно = 300 мм; В — шаг рам,
В = 6000 мм.
Тогда
Ag = 3705 4- 1447 + 772 4-
4- 80 = 6004 кгс.
Нагрузка на 1 м ригеля
6004 ,
g = 0,5 - 18 = 667 КГС/М-
Вес стеновой панели на вы-
соту балки на опоре
Рг — gzihoaB = 56 • 1,2 • 6 =
— 403 кгс.
Рис. 140. Схема приложения вертикаль-
ных нагрузок на колонну и эпюра про-
дольных сил N в сечениях.
Вес стеновых панелей глу-
хих и с остеклением:
для надкрановой части на высоту от отметки 9,15 до 12,30 м
Д°2 =^ст(12,3 — 9,15)5 =56(12,3 — 9,15)6 = 1058 кгс;
для подкрановой части на высоту от отметки 0,3 до 9,15 м
ХР8 == £ст (9,15 — 0,3)5 = 56 (9,15 — 0,3) 6 = 2974 кгс.
Собственный вес колонны:
надкрановой части при ее сечении 300 X 405 мм
GB = bBcBhsyn = 0,405 • 0,3 • 3,15 -500-1,1 = 210 кгс;
подкрановой части при сечении 300 X 900 мм
Ga = bticahayn = 0,9 • 0,3 • 8,85 • 500 • 1,1 = 1314 кгс.
Таблица 41, Нагрузка на поверхность стены, кгс/м2
Наименование элементов Норма тивная нагруз- ка Коэффи- циент пе* регрузки Расчетная нагрузка
Асбестоцементные плоские листы (наружная об-
шивка) 0,01 • 1900 19 1,1 20,5
Фанера (внутренняя обшивка) 0,08 • 640 5,1 1,1 5,6
Каркас из древесины 0,04 х 0,125 X 5 X 500 j jg 10,5 1,1 11,6
^Утеплитель (минераловатные плиты) на синтетиче-
0,06-300.0,99
скои связке • руд 15 1,2 18
Итого = Scr £ст
=Й 49,6 да 50 = 55,7да56
Собственный вес подкрановой балки с учетом веса подкранового
фельса с креплениями определяется по формуле
Сп.б = [(gn,.6 "Ь gp) kgtl] 1П'Г: = [(®gl -J- gp) k6tl] ls,r, —
= [(24.6 + 31) 1,1 • 1,1] 6 = 1272 кгс,
где a6 = 24 ч- 37 кгс/м2 для пролетов I = 6 ч- 24 м и кранов средней
грузоподъемности; gp — нормативный вес подкранового рельса типа
IVa; Ag = 1,1 —коэффициент, учитывающий вес креплений.
Снеговая нагрузка на всем покрытии:
Лсн = Pgh (I + 2акар) 0,5В = 155 * 19 • 0,5 • 6 = 8835 кгс.
Вертикальная крановая нагрузка (рис. 141):
Омако = М/’макс ^УУТ-е = 1,2 • 8700 (0,416 -ф 1,0
+ 0,75 + 0,167) 0,85 = 20 697 кгс;
Рит — пРт^у(па да 1,2 • 4000 • 2,333 « 0,85 ==- 9516 кгс,
где /г = 1,2 — коэффициент перегрузки, согласно [61, п. 4.8; Рмако
= 8700 кгс — наибольшая крановая нагрузка от колеса крана Q =
= 5 т; — сумма ординат линии влияния крановой нагрузки на
колонну; п0 — коэффициент сочетания для кранов легкого режима ра-
боты, согласно [61, п. 4.15.
Расчетные внешние моменты от крановой нагрузки определяем,
считая, что центральные оси сечения подкрановых участков колонн
совпадают с их средними геометрическими осями:
А1„акс *= 7)макс0,5 (йн — а0) = 20 697 (0,75 — 0,45) — 6209 кгс • м;
/Ииин = Рмнн0,5 (Лн — а0) да 9516 (0,75 — 0,45) - 2855 кгс • м.
296
Tn = nf (Qo + gT
Рмакс
Рмаю Рмакь Рмакс
Рис,, 141, Линия влияния опорного
давления на колонну и ее загружение
нагрузкой от кранов.
Определяем поперечное торможение кранов. Расчетное усилие тор-
можения тележки, приходящееся на одно колесо крана
~ пв = 1,2.0,1 (5000 + 2200) х
X 0,85 — 183,6 кгс,
где f = 0,1 — коэффициент трения; п — 1,2 — коэффициент перегруз-
ки (см. выше); gT = 2200 кгс — вес тележки; k = 0,5 — отношение
числа тормозных колес тележки
к полному их числу; пх— 2 — чис-
ло колес с одной стороны крана;
п0 —см. выше. Полное усилие от
поперечного торможения на один
рельс
Гмакс = = 183,6 • 2,333 =
= 428,3 кгс.
Продольное торможение кранов
Т пр — 0,5/2Рмакс • tip — 0,5 X
х 0,1 • 4 • 8700 0,85 = 1 479 кгс.
Суммарные расчетные постоян-
ные вертикальные нагрузки на колонну приведены на рис. 140.
Моменты в сечениях от эксцентричного приложения вертикаль-
ных сил:
М°с_с = — Р . 0,5 (йв + dH) = — 403 • 0,5 (0,405 + 0,141)
= — НО кгс • м;
Мь-ь = -- Nb'-b’0,5 — + Оп.б0,5 (ha —а0) =
= —7675 * 0,5 (0,9 — 0,405) + 1272 • 0,5 - 0,6 = — 1518 кгс.
Нормативная ветровая нагрузка определяется по формуле
рв “
где рв = 35 кгс/м2— нормативный скоростной напор ветра на высоте
до 10 м над поверхностью земли по табл. 57 [11; k'= 1,11 —коэффици-
ент, учитывающий изменение скоростного напора ветра, зависит от
высоты определяемой по [6], п. 6.5, табл. 7; с — аэродинамический ко-
эффициент, принимаемый в соответствии с указаниями [61, п. 6.7,
п. 1.2, табл. 8.
Эпюры скоростного напора ветра даны на рис. 142.
Определяем средние значения ветрового напора. Вследствие его
значительного изменения по высоте скоростной напор принимаем по-
стоянным и равным рв = 35 кгс/м2 [11 до 7/ =- Юм, на остальной высо-
те здания
Р? = (р« + plk') k - (35 4- 35 . 1,11) 0,5 = 37 кгс/м2,
0,5 — коэффициент осреднения ветрового напора.
297
Расчетная равномерно распределенная нагрузка по высоте колонны
с наветренной стороны Рг= пер*В = 1,2 • 0,8 • 35 • 6 = 202 кгс/м,
где В — шаг поперечных рам.
То же с подветренной стороны
Pi = псрвВ — 1,2 • 0,6 • 35 • 6 = 151 кгс/м.
Расчетная сосредоточенная нагрузка на уровне нижнего пояса
ригеля, с наветренной стороны
= ncp*Bh0 = 1,2 • 0,8 • 37 • 6 • 2,2 = 470 кгс.
Рис. 142. Эпюра скоростного напора ветра и аэродинамические
коэффициенты на поперечную раму.
То же, с подветренной стороны
= 1,2 • 0,6 • 37 • 6 • 2,2 «352 кгс.
Определение усилий в элементах рамы. Расчетные усилия: изгиба-
ющие моменты М, поперечные Q и продольные силы N в характерных
сечениях (в месте сопряжения колонны с ригелем, на уровне подкра-
новой ступени и в основании колонны). Расчетную схему выбираем
в виде двухшарнирной рамы со ступенчатыми жестко защемленными в
фундаменты стойками и шарнирным примыканием ригеля.
Расчет производим по готовым формулам, принимая за неизвестные
продольные усилия в ригеле (см.: Примак Н. С. Расчет рамных конст-
рукций одноэтажных промышленных-зданий. Киев, Вища школа, 1972,
с. 224—225).
Расчетные загружения рамы: постоянная нагрузка от собственного
веса покрытия, стенового заполнения и каркаса здания, снеговая на-
грузка, вертикальная нагрузка от кранов, поперечное торможение
кранов и ветровая нагрузка.
Расчет производится по упрощенной расчетной схеме. ,
Определение расчетных усилий в колоннах рамы. По значениям уси-
лий /И, Q и N определяются расчетные усилия в раме, вызванные от-
дельными загружениями и составляются расчетные сочетания
(табл. 42).
298
Таблица 42. Расчетные усилия в колонне ЛС рамы (рис. 140) с учетом продольных сил только от вертикальных нагрузок
(Ж в кгс-м, N и Q в кгс)
Расчетные усилия 1324 8061 1909 3480
0) о н t£ О C3 о S О При выборке усилий на 1 == 1 3 о 1 1 1 1 1 (3, 4, 5, 8, 9) —4004 —35 526 1072 (3, 4, 5, 7, 9) —20 079 —39 814 2525
| | со 0 —15242 372 S3 1 1 " 1 1 1 1 1 1
аюоодг 5 1 (N 0 (3, 4, 9) —2880 —15 627 1201 (3. 5, 8, 9) —5421 —27 574 872 о? и-оо)Ю СО 04 Т. | |
Ммак ! ^СООТВ +м | о 1 1 (3, 5, 8, 10) 3277 —7675 752 (3, 4, 10) 4594 —16 898 1850 (3, 6, 7, 10) 19 552 —21 799 2799
Ветровая нагрузка спра- ва 2 512 2363 987 2363 987 ОО 8 1 й
03 и ф О) 0 310 —1978 946 —1978 946 —18262 2734
j Крановая нагрузка 1 От поперечного торможения на колонне правой 751 Т 0 о . сч +1 +1 юе ±1526 ±301
левой | - 4=127 ±49 ч=127 +111+ "2530 ±127
Вертикальная при £>макС на колонне правой о 0 - 444 1398 444 г- СО Й LO 3 -y СТ) 2472 —9516 444
• левой tO 1 ° 1 1398 —444 —4811 —20697 —444 —882 —20697 —444
кваогэнэ <М lO СО О СО OJ ос со | СО ю со О оЗ го
еиеЛОлвн ввннкоюоц 0 —6407 149 —468 —7675 149 1050 —8947 149 ю гп ГО ^го® eq
8й1гиэЛ Дня С-4 5^0'
ОН оий) кииэьэз <L J Ъ—Ь т с
Примечание. В графах И,- 12? 13? 14 расчетные усилия по лучены в результате сочетаний усилий» приведенных в графах,- которые ука*
заны в скобках.
29?
При составлении сочетаний нагрузок необходимо руководствовать-
ся указаниями [6], п. 1.11, 1.12, 1.15.
Подбор сечений колонны. Расчет колонн рамы состоит из подбора
сечений колонн, проверки подкрановых ступеней, расчета башмаков и
анкерных креплений.
Как следует из табл. 42 наиболее невыгодными комбинациями на-
грузок будут:
для сечения Ь'— Ь’ (чуть выше уровня подкрановой ступени)
Mb'—b’ ~ 2880 кгс • м; Nb’-b' = —- 15 627 кгс; QMaK0 — 1908 кгс;
для сечения в заделке
= —20 090 кгс • м; Na_a-——39 814 кгс; QMaK0 = 3480 кгс.
Расчетные длины отдельных участков колонны в плоскости рамы оп-
ределяем по формуле /раоч = р/, где I — длина соответствующего
участка; р — коэффициент расчетной длины, определяемый, согласно
17], п. 5.4, 5.6, приложение 7. При верхнем неподвижном конце шар-
нирно опертом или закрепленном от поворота, значение коэффициен-
тов plt для нижнего участка колонны определяется по формуле
И1 _ +.Й g-J>. _ ^2^ + 0.ИЧ3.55^1Г _ 1121Л
. Pf + Pi nr
где t — —i-p—— = ----параметр, представляющий отношение
продольной силы в нижнем участке колонны к соответствующей ей
продольной силе в верхнем участке, отвечающих наиболее невыгод-
ным для колонны расчетным комбинациям загружений рамы (см.
выше).
гп , Nr 39 814 + 15 627 о
Тогда/ — — • 15627 ' — 3,55.
Значения р12 и рц находим по [7], табл. 66, приложение 7 в за-
висимости от отношения и По скорректированным предвари-
ла hi
тельно принятым размерам:
г 25 • 40,5? . „л „по л
Ц ~-----12---= *3° 392 см4;
. 25-90? . ,
/2 = —jTj = 1 518 750 см4.
Тогда
. — *38 392 _ „ qq. 1В _ 315 „ „кк
/г — 1 518 750 ~ ’ 1Н ~ 885 —
По интерполяции находим: р12= 1,85 и рп= 0,85.
Отсюда коэффициент р2 = — 1,96 < 3,
где
Ci = V4т = V = °>355 • = 0.622.
1 /н г bob г loo ЗУ2 * 3,55
300
Проверяем сечение надкрановой части колонны.
Прочность проверяем по формуле (см. [1], п.4.14)
NB , 15 627 . 288 000-130 1 7 К . лй
ЬсГрас.А ~ 893 + 0,894 - 6809.150
«= 65,5 кгс/см2 < 130кгс/см2,
где ’бЖ' “* 52-7’ ZP !’96 ’ 315 =
= 617,4 СМ;
t ...Я.......... ^1-..... 52,^. 15 627
s* 3100 F6pR0 3100 • 1013. 130 и’ э ’
Fbx = Рбр — Foen e bhB — 3dBb &= 25 ♦ 40,5 — 3 • 1,6 • 25 =з
« 1013 — 120 » 893 CM2;
^раоч “ m6Wa^ ea 1,0 • 5809 = 5809 cm3;
FHT 0,85Г6р 0,85 -2-'40’5- 5809 cm3,
0,85 — коэффициент, учитывающий ослабление сечения болтами.
Проверку устойчивости на центральное сжатие в плоскости, пер-
пендикулярной плоскости изгиба, производим без учета изгибающего
момента согласно [1], п. 4.15:
~F~^ = 1 1013-W *= 42)9 кгс/см2< 130
где
Грасч =5 F6p = 25 • 40,5=з 1013 см2, так как
Гоол = Рбр = 11,8% Гбр < 25%Ебр;
К ~ 0,289 • Ь~ ~ 0,289 . 12,5 = 37,2 И 9,33‘
Проверяем подкрановую часть колонны. Ее прочность проверяется
по формуле (20) (см. [1], п. 4.14):
Л1Н , MHRC 39 814 , 2 008 000-130 __10с , оп 4
^расч^и 2028 ф 0,95 - 23 625 - 130 + 0У’* ~~
— 109,0 кгс/см2 < 130 кгс/см2,
гдеЕнт Ебр — Еоол = 25 * 90 — 4 . 2,2 • 25 = 2250 — 222 2028 см2
(при ослаблении четырьмя болтами d = 2,2 см);
‘ = ^’ Twir = 4I-4; 1, - = 1,217 885 = 1071,1 ш;
₽ = I - 1 41,42- 39 814 _ 0 д,
-х 3100F6pRc 3100 • 2250 • 130 ’
IFpaB4 = m6IFHI = 0,875 • 27 000 = 23 625 см3,
301
где IFHT » 0,81ГбР = 0,8 -25 ‘690? = 27 000 см3; тб — коэффициент
к моменту сопротивления, согласно [1], п. 4.9, табл. 18; 0,8 — коэф-
фициент, учитывающий ослабление.
Проверяем устойчивость подкрановой части в плоскости, перпен-
дикулярной плоскости изгиба на центральное сжатие:
Na-a 39 814
% Рраач " 0,27 • 2250
— 65,5 кгс/см2 < 130 кгс/см2,
где
Fpac4 = F6p = 2250 см2, так как Foan = - ^бр = 9,8% F6p <
<25%F6p.
Гибкость подкрановой части учитываем как гибкость составной
стойки:
ЛПр
где
", _ • 885 _ до.
у “ гу ~ ' 0,289 • 25 “ °’
7пр = 1,14 • 98 да 112 < [120] (см. ниже) и фр = 0,27.
Расчетную длину с учетом защемления стойки в фундамент (см. рис.
144) определяем согласно [1] п. 4.5.
Коэффициент приведения гибкости
= 1/1 + ~ /1 + °’078 7208^yA- = 1,141
где ka — = у—j—ga— = 0,078 — коэффициент податливости со-
единения, определяемый по формулам [1], п. 4.6, табл. 16; для сталь-
1 2
ных нагелей d = 1,6 см < -у- • 25 = 3,56 см; па = Q 7у = 2,67 —
расчетное количество срезов связей в одном шве на 1 м длины элемента'
при двух болтах через 75 см; 10= 0,8 - .8,85 = 7,08 м — расчетная
длина элемента, м; b и h — ширина и высота поперечного сечения эле-
мента см; пш — расчетное число швов в элементе.
Расположение вертикальных связей в плоскости подкрановой вет-.
ви показано на схеме рис. 139, б.
Сопряжение верхней часта ступенчатой колонны с нижней. Прове-
ряем смятие древесины под опорной плитой от максимальной нагруз-
ки кранов и собственного веса подкрановых балок (рис. 143)
осм = ... = . 1272+р29 697.. = 28,8 кгс/см2 < 130 кгс/см2,
где FCm ™ Ьай = 25 • 30 = 750 см2.
302
Рис. 143. Деталь подкрановой ступени:
а — общий вид; б — вид А (сбоку); в — план по 1^-1; 1 — подкрановая часть колонны?
2 — надкрановая часть колонны; 3 — обойма 200 X 10, I — 2300 мм; 4 — уголрк 90 X
X 90 X 6 мм, I = 1060 мм; 5 болг d = 16 мм, I ~ 310 мм; 6 — подкрановая: балка;
7 —• опорные ребра жесткости подкрановой балки; 8 — опорная плита 300 X 20 мм,
7 = 390 мм; 9 — гнутая накладка 200 X 10 мм, I — 420 мм; 10 — болг d = 28 мм,
Z= 250 мм; 11 — глухарь d = 10 мм, I — 70 мм; 12 хомуг 200 X 10 мм, I —
О= 820 мм; 13 —’ болт d = 16 мм, I — 285 мм:
Требуемое количество болтов для восприятия торможения на верх-
нюю часть колонны:
У* л по
«б = = 2~.~64б" = °’33; пРинимаем пб = 3.
мин
Здесь Тмин = 640 кгс — минимальная несущая способность нагеля
d = 1,6 см на один срез.
Опорную плиту к окаймляющему ободу из полосовой стали —200 X
X 10 мм привариваем поперечными швами толщиной 8 мм и длиной по
300 мм. Обод крепится к колонне четырьмя болтами d = 16 мм.
303
Расчет базы колонны. Конструкция крепления колонны к фундамен-
ту показана на рис. 144. Башмаки заанкерены двумя болтами, работа-
ющими на растяжение и срез. Сжимающие усилия передаются непосред-
ственно на фундамент через торец колонны.
Составляем сочетания расчетных усилий, вызывающих наибольшие
растягивающие усилия в анкерных болтах.
впал
г
Рис. 144. База колонны и эпюры напряжений в ее торце:
а «’фасад; б « вид А (сбоку); е, г — эпюры напряжений; / — колонна; 2 « стеновые
панели; 3 — траверса 190 X 10 мм, I = 785 мм; 4 — ребро жесткости 120 X 8 мм, 1 =
=* 240 мм; 5 болт d == 22 мм; I = 315 мм; 6 — опорная плита 128 X 20 мм, I ==190 мм;
7 анкерный болт d = 36 мм; 8 — ребро жесткости 200 х 8 мм, I = 260 мм; 9 — фун-
дамент; 10 « ранд-балка; 11 — раскос вертикальной связи сечением 140 X 175 мм;
12=— глухарь d = 10 мм,- I == 70 мм; 13 хомут 175 X 10 мм, I = 780 мм; 14 « болт<
d = 28 мм; 15 планка 150 X 1.0 мм, I = 190 мм-
Согласно табл. 42 наибольшие усилия дают комбинация 1, вызван-
ная сочетанием загружений (3, 6, 7, 10) и комбинация 2 — от загружен
ний (3, 4, 5, 7, 9). При этом (см. [6], п. 2.2, примечание 1) усилия от
постоянных нагрузок при расчете анкерных болтов должны принимать-
ся с коэффициентом перегрузки, равным 0,9 вместо принятого в расче-
те рамы 1,1.
Тогда расчетные усилия в сечении колонны на уровне подошвы
колонны будут равны (табл. 42):
304
для 1-й комбинации
= — 266 + 0,9 (2472 + 2530 + 17 018) = +19 600 кгс • м;
Л/4 = — 13 235 — °.9 • 9516 = — 19 393 кгс;
для 2-й комбинации
Л42 = — 266 — 0,9 (399 + 882 + 2530 + 18262) = —20084 кгс-м;
/У2 = — 13 325 4т-----О.9 (8835 + 20 697) = — 37 484 кгс.
Эти комбинации дополняем еще двумя:
3-я комбинация от загружений 3 и 10:
Л43 = — 266 -р4 + 17 018 = 16800 кгс • м;
°C----------р
Л/8 = _ 13 235 = - 10 829 кгс;
4-я комбинация от загружений 3 и 9:
=—266 44- -- 18 262 = ~ 18 480 кгс •м;
N. = 13 235 44- = — Ю 829 кгс.
4 1,1
Строим эпюры напряжений для торца колонны.
1-я комбинация дает следующие краевые напряжения:
Ni_ Mi_________ 19 393 _ 1 960 000 ____, 2.
w ~ 2250 33 750 ’ kiucm ,
-%- + = —8,63 + 58,07 = 49,44 кгс/см2.
F 1 W 1
о р = -
Положение
нулевой точки в эпюре напряжений
+ЛЛН 66,7 .90 R
х, =---------= „„ _ , — = 51,0 см.
1 4- ап 66,7 + 49,44
Расстояние от оси анкерных болтов до центра тяжести сжатой
зоны эпюры напряжений в торце колонны
У1 — — xi — 9,5) = -f- 51,6 + (90 — 51,6 — 9,5) = 63,3 см.
•О о
Расстояние от оси сечения колонны до центра тяжести сжатой
зоны эпюры напряжений
G1 = __ = 27,8 см.
11 1529
305
Усилие, действующее на анкерные болты в зоне I (подкрановая
зона),
„г Afj — Уу?! __ 1 960 000 — 19 393 27,8 _ 22 554 кгс
У1 63,3
Аналогично вычислены значения х, у и а для 2-й, 3-й и 4-й комби-
наций усилий. По этим данным построены расчетные эпюры напря-
жений для комбинаций (рис. 144).
Для шатровой зоны
M!V - 4 848 000.^ 10 829 -28,7 23 947 кгс.
63,5
Требуемая площадь сечения Анг анкерных болтов для подкрано-
вой зоны
г, № 22 554 о а
^Р=3^ = 2Й4ОО- = 8’05 СМ -
Принимаем болты ds — 42 мм
FHt = 10,25 см2, Fgp ~ 13,84 см2.
Для шатровой зоны
г, .V,v 23 947 о к, а
2U 400 = 8’55 СМ-
Принимаем анкерные болты также
da = 42 мм; FHI = 10,25 см2; FsP = 13,84 см2.
Определяем толщину опорной плиты башмака, рассматривая
ее как опертую на три канта от нагрузки стОвр для 2-й комбинации
усилий.
Находим среднее удельное давление на плиту
= = 63,59 кгс/см2,
ср 2 *
где о? = 76,15 ^7,6-~ 19) - — 51,03 кгс/см2 — ордината эпюры на-
пряжения по внутреннему краю плиты башмака (рис. 144).
Расчетный изгибающий момент
Л1 = ₽Оссрйг = 0,0877 • 63,6 • 162 = 1427,9 кгс • см,
где {3 — 0,0877 при — =]§§ = 0,68, согласно [8], табл. VIII. 11.
Тогда 5ПЛ « У ~~ = У6 ’ « У 4,07 « 2 см.
306
Принимаем толщину плиты 6ПЛ == 20 мм.
Требуемая длина швов толщиной hw = 6 мм для крепления ребер
жесткости
/ №v 23 947 . --
ш “ n^Rf ' 2.4.0,7.0.6 . 1500 - 4>СМ'
Из условий прикрепления высоту
ребер принимаем конструктивно.
а общий вид; б ** вид А (план); в вид Б (сбоку); 1 ригель-балка; 2 — колонна;
3 *=* связевая. распорка; 4 раскос горизонтальных связей сечением 140 X 175 мм;
5 уголки: 140 X 90 X 8 мм, I *= 800 мм для крепления распорок; 6^ то же, НО X
X 9Q X 8 мм, I = 500 мм; 7 болг d = 14 мм, I == 285 мм; 8 — то же, d = 14 мм, I ®
« 190 мм; 9 — глухарь, d = 10 мм, I — 120 мм; 10 — глухарь d — 10 мм, I = 70 мм;
11 « гнутая накладка 150 X 8 мм, I ~ 420; 12 хомут 140 X 80 мм, Z = 660 мм; 18 =*
болг ^=16 мм, I = 200 мм; 14 «« контргайки; 15 болт d= 16 мм, 2=310 мм..
Задаваясь диаметром болтов d ~ 22 мм для прикрепления траверс
к колонне, находим требуемое их число.
Для подкрановой траверсы
"6 = 7V“ = riw = 9’3M~10fflT'
“ср1 мин
Принимаем 10 болтов.
Для шатровой траверсы
jV1v 23 947 nn ,n
«б = ~ -у—" ” 2Т1210 =9>9 ШТ‘ « 10 ШТ’
ср мин
11
307
Принимаем 10 болтов.
Здесь лср — количество срезов в одном нагеле; Тщн — минималь-
ная расчетная несущая способность нагеля d = 22 мм на один срез.
Проверяем траверсы на растяжение по ослабленному болтами се-
чению
23 947 ооп z о о * он / °
(Тп — —В = 5—ГТ7Г = 820 КГС/СМ2 <2100 КГС/СМ“,
р Пгнт 2 • 14,0
где
Fa; = F6p — F0CJl = Ь8тр — nd8iP = 19-1 — 2-2,2-1 = 14,6 см2.
Сопряжение ригеля с колонной.; В месте опирания ригеля-балки на
колонну (рис. 145) проверяем древесину на смятие поперек волокон j
асм = = 64-"7О98-35- = 21’5 Krc/W < Яем90. = 24 кгс/см2,
где
FCM = b6hB = 17,5 • 40,5 = 709 см2.
Прикрепление ригеля-балки к нормальной (не связевой) колонне
производим конструктивно шестью болтами d ~ 16 мм (рис. 145).
Весовые показатели рамы
Вес ригеля согласно спецификации элементов — 5,04 • 500 + 33 =
2553 кгс; то же, на 1 ма площади покрытия 23,6 кгс/м2 (здесь 5,04 м3
и 33 кг — расходы древесины и клея). Коэффициент собственного ве-
са ригеля /?в.в = 5,4, найденный по формуле (2), соответствует теорети-
пттлтгптттттп 1-т ♦-» ТТ ТТ ГТ flVMIfT т Т-1 t-1 /ТТТЛ'ТЧА ГТ<\ 1Т1П&ГТ 1
ческому значению принятому в расчете по табл. 1.
Вес колонн — 2,43 • 500 + 26 + 422 = 1663 кгс (здесь 422
расход стали). Вес рамы — 2553 + 1663 = 4216 кгс; то же, на
площади покрытия 39 кгс/м2. Коэффициент собственного веса
^а.в = 8,6 соответствует теоретическому значению (табл. 1), что
рит об эффективности конструкции.
кг —
1 м’
рамы
гово-
ПРИМЕР 14. ОПОРА РЕТРАНСЛЯТОРА
Запроектировать опору-башню ретранслятора высотой 25,5 м. I
Башня проектируется для II ветрового и III снегового районов. Мате- |
риал несущих конструкций башни — клеефанерные трубы, а пилома-
териал из полусухой сосны. Узловые соединения на болтах, металли- I
ческие изделия и тяжи решетки башни из стали класса С38/23, марки |
ВСтЗпс. Изготовление конструкций — заводское. Стойки башни они- [
раются на фундаменты из бетона марки М100. Грунты глинистые с ма- |
лой структурной вязкостью 7?гр = 2,5 кгс/см2. I
Конструктивные решения башни. Основную несущую конструк- |
цию — ствол башни — проектируем пирамидального типа с пере- I
I
303 I
i
крестной решеткой ’(рис. 146). По высоте башню разбиваем на пять
панелей (ярусов). Расстояния между ригелями приняты по условию
монтажа башни из типовых клееных трубчатых блоков длиной 5 м с
наружным диаметром трубы!) = 300 мм. В плане башню проектируем
квадратного сечения с размером сторон: в основании (по верху поду-
шек фундаментов) — 5 X 5 м, на уровне рабочей площадки — 3 X 3 м.
Пространственную жесткость конструкции обеспечиваем постановкой
диагональных распорок жесткости (рис. 146) и переходных площадок,
Рабочую площадку проектируем квадратной с размерами сторон
5 X 5 м. На рабочую площадку ведут маршевые лестницы шириной
0,85 м и переходные площадки с перильным ограждением высотой 1 м.
Лестницы предусматриваем под углом 65—70° к горизонтали. Ширина
переходных площадок принята 1,1 м в верхнихш 1,3 м в нижних яру-
сах: башни. В первом ярусе башни проектируем металлическую верти-
кальную лестницу с отметки +3,00 м (рис. 147, а).
309
Предусматриваем анкеровку стойки башни в бетонные столбчатые
фундаменты, размеры которых должны быть определены из расчета на
прочность их и устойчивость башни. Конструкции рабочей и переход-
ных площадок проектируем с учетом свободного стока дождевой воды.
, 5000. \
Рис. 147. Схема лестничных мар-
шей и переходных площадок:
а — разбивка лестничных площадок;
б — разрез и план переходной пло-
щадки,,
Рис. 148. К определению углов на-
клона стоек и длины ригелей башни:
а\—в плоскости грани; б—в плоскости
диагонали,.
Определение геометрических размеров башни. Схема башни и попе-
речные сечения ее на уровнях диагональных распорок показаны на
рис. 146. Длину ригелей определяем по формуле
^риг = Ьв + 2/гг tg р,
где £,=; 3 м — ширина башни на отметке +25,50 м; h{ — расстояние
от рассматриваемого ригеля до вершины башни (рис. 148, a); tg р —
тангенс наклона грани башни к вертикали ф « 2’ 20');
*^ = -^- = +2Г“0’04’
Н — 25 м — высота башни от верха подушек фундаментов до центра
тяжести несущего ригеля рабочей площадки 1—2—3—4 (рис. 146),
Ъа = 5 м — ширина башни по низу (на отметке + 0,50 м).
Длину панелей стоек для расчета принимаем по их вертикальным’
проекциям, так как угол наклона стоек к диагонали основания башни
(рис. 148, б) составляет р' = 86° 45', a sin 86q 45' = 0,997 1.
Длину раскосов определяем по формуле
/раск = //г* + [0,5 (^ + ^)]2,
310
Рис. 149. К определению
длины раскосов промежуточ-
ных ярусов башни.
где i&h, bB — длины ригелей рассчитываемой панели; hn = 5 м — высо-
та панели башни (рис. 149).
Длины элементов башни приведены в табл. 43. Схемы поперечных
сечений башни на уровнях ригелей приведены на рис. 146.
Статический расчет башни. Вертикальная нагрузка.
Собственный вес каркаса башни до рабочей площадки с диагональными
распорками, переходными площадками и
лестничными маршами принимаем по дан-
ным аналогичных проектов башенных кон-
струкций:
G6 = п§бУб =1,1 • 45 • 410 = 20 295 кгс,
где п — 1,1 — коэффициент перегрузки
для собственного веса; §б =40 ч-50 кгс/м3 —
вес 1 м3 конструкции башни, включая соб-
ственный вес лестничных маршей, рабочей
и переходных площадок (принимаем —
= 45 кгс/м3); Уб — объем башни при высоте
ее от верха фундаментов до оси несущего
ригеля рабочей площадки Я = 25 м, т/б =
= -J- Н (S + S,4- KSSX) = 0,33-25-(25 +
+ 9 + ]/*25 • 9) » 410 м3, здесь S = 5 х
X 5 = 25 м2; Sx= 3 • 3 = 9 м2— площади
нижнего и верхнего оснований башни.
Определяем расчетную нагрузку от собственного веса опорных стоек
ретрансляторов на отметке 25,5 м рабочей площадки. Собственный
вес двух («о.о = 2) решетчатых опорных стоек ретрансляторов с креп-
лением (рис. 146, 155)
6о.с = ««о.с^о.с = • 2 • 70 = 155 кгс,
где /1=1,1 — коэффициент перегрузки собственного веса опор;
go.o = 70 кгс — вес решетчатой опоры ретранслятора.
Находим собственный вес конструкций оборудования. Вес одного
ретранслятора марки АДЭ с подставкой составляет g" — 320 кгс, а вол-
новода диаметром 70 мм — = 25 кгс/м. На площадке устанавлива-
ются два ретранслятора и подключаются два волновода длиной 25 м
каждый, тогда суммарный расчетный вес всего оборудования 0Об —
= «(2g" + 2gfH) = 1,2(2 • 320 + 2 • 25 • 25) = 2270 кгс, где п =
= 1,2 — коэффициент перегрузки для веса оборудования, который
принимаем по [6], табл. 2.
Временная нагрузка на площадках определяется из условий экс-
плуатации и принимается; для расчета основных элементов башни
(стоек, ригелей) согласно [6] в половинном размере — = 100 кгс/м2
и с коэффициентом перегрузки « = 1,4, тогда расчетная нагрузка
Лр= «р“р = 1,4 • 100 = 140 кгс/м2.
311
Для расчета балок рабочей й переходных площадок — та же на-
грузка, но в полном размере (рвр.пл = 200 кгс/м2, п = 1,4), тогда рас-
четная нагрузка psp.m = првр.пл = 1,4 • 200 = 280 кгс/м2.
Определяем нагрузку для расчета настилов площадок (см. [6],
п. 3.5 и 3.7):
рнасг = 300 кгс/м2; п ~ 1,2;
Рнаот — 1,2 • 300 = 420 кгс/м2.
Ветровая нагрузка. Расчетное горизонтальное статиче-
ское давление от ветра определяем по [6], п. 6.3 (раздел ветровые на-
грузки)
f = nBqBokC,
где пв~ 1,3 — коэффициент перегрузки от ветра (см. [61, п. 6.18);
qo = 35 кгс/м2 — скоростной напор, принимаемый по [6], табл. 6;
k — коэффициент, учитывающий изменение скоростного напора вет-
ра по высоте (см. [61, табл. 7) для сооружений типа А: для от-
метки 4- Ю м (I—II ярусы башни)—kr ~ 1, для отметки+20 м
(Ш—IV ярусы башни) — Л2= 1,25, для отметки +25 м (V ярус) —
ks~ 1,325, а для отметки +30 м — /г4= 1,4; С — аэродинамический
коэффициент, принимаемый в соответствии с указаниями п. 6.7—
6.10 [6].
Для решетчатой башни С = Спр (см. [6], п. 16, 17, 18, табл. 8)
Спр = Сф (1 + ц),
где С* — коэффициент лобового сопротивления для плоской фермы
SC fi
([61, п. 16), Сф = —здесь СХ1 — коэффициент лобового сопро-
тивления элемента фермы, принимаемый для стоек и ригелей при сред-
нем диаметре их dcp = 25 см Сг= 0,41 по графику п. 14 [61 при
4+Р 4 • 0,25/1,3 35
Re '---------- = —о й?’= 5,575 • 105.
0,145- 10-4 и.ио.ю
где +Р = 0,25 м; пв ~ 1,3 — коэффициент перегрузки от ветра; qB «
= 35 кгс/м2 — скоростной напор ветра по табл. 6 [61; Д — площадь
проекции элемента фермы на ее плоскость; S = 0,5 • [(Ьн + 0,3) +
+ (Ьв + 0,3)1 Н = 0,5 [(5 + 0,3) + (3+0,3)] 25 - 107,5 м2, здесь 0,3 -
средний диаметр стоек; т] — коэффициент, учитывающий давление
ветра на заветренную грань башни, который определяем по табл. 17
[61 при = ~~ и = 1, так как размеры граней башни равны.
Для оборудования рабочей площадки СОб = 1,4, для балок рабочей
площадки принимаем С2= 1,4, а для элементов переходных площадок
и лестничных маршей с перилами принимаем С3 в половинном размере
Cs=0,5; С2= 0,5 • 1,4 =- 0,7, так как они находятся в середине объема
башни.
312
Определяем коэффициент заполнения грани башни ф£ =.....$ При
подсчете площадей элементов фермы принимаем средние диаметры и
полную длину их по табл. 43.
Таблица 43. Длины элементов башни
Ригели Панели стоек Раскосы
Обозначения Обозначения l2i СМ Обозначения
стержней 1ц СМ стержней стержней 1 СМ
1—2— 5—4 500 2—5, 3 —5' 500 2—5', 3 —5 594
5—5' 340 5—6, 5'—6’ 500 5—6’, 5’— 6 616
6—6'- 380 6—7, 6’—7’ 500 6—7’, 6’—7 640
7—7’ 420 7—8, 7'—8' 500 7—8', Т—8 666
8—8’ 460 8—9, 8'—9’ 500 8—9', 81—9 693
Ъ1г = 2100 = 21 м 2/2 = 2500 = = 25 м Ъ13 = 3209 = 32,09 м
Маршевые лестницы (рис. 147, б, 158) проектируем из тетив сечени-
ем 60 X 150 мм, поручней 60 X 80 мм и балясин 40 X 40 мм с шагом
250 мм, высотой 850 мм. Сумма проекций на 1 м маршевых лестниц
Fn = 0,15 + 0,06 + 0,04 0,85 = 0,346 м2.
Ли
Рабочий настил переходных площадок проектируем из досок тол-
щиной 6Н = 40 мм, поручни — из брусов 60 X 80 мм, опорный брус
для крепления балясин принимаем сечением 60 X 80 мм и балясины —
40 X 40 мм с шагом 250 мм и высотой 850 мм. Сумма проекций на 1 м
перильного ограждения переходных площадок
п = 0,04 + 2 0,06 + 0,04 0,85 = 0,296 м3.
Ли
Определение суммы проекций элементов фермы, лестничных мар-
шей и' перильного ограждения переходных площадок 2/£ на вертикаль-
ную плоскость приведено в табл. 44.
Таблица 44. Площади элементов башни
Элементы Сред- ний диа метр, м cx,i Пло- щадь 1 м, м2 Расчетная суммарная длина элементов, м Суммарная площадь f/, м2
Стойки 0,3 0,41 — 2 25 = 50 15
Ригели 0,2 0,41 21,0 - 5 = 16 3,2
SA = 18,2
Раскосы 0,024 1,4 — 2-32,09 = 64,18 1,54
Балки переходных пло- щадок 1,4 0,15 21 —5 = 16 2,4
= 3,94
Лестничные марши — 0,7 0,346 U’3u0,924 ~“°’1 7,99
Перильное ограждение пе- реходных площадок 0,7 0,296 2-1,1 + 2-1,3 = 4,8 1,42
2/з = 9,41
313
Коэффициенты заполнения и коэффициенты ip определяются по
табл. п. 17 [6] при ЫН — 1 и S = 107,5 м2 (площадь грани башни по кон-
туру):
S/f 18,2 1 дгч S/2. 3,94 р, nor с\ 1
<р; = -г = вдГ = °’169; % = = w = 0(036 < 0(1 ’
<р3 = 0,087 да 0,1; 11! = 0,866; т]2 = 1,0; ц3 = 0,99.
О 1V/ ,0
Средний для элементов ствола башни аэродинамический коэффи-
циент
СпР = С1Ф1 (1 + nJ + С2ф2 (1 + т]2) + СзФз (1 + цз) = 0,41 • 0,169 (1 ф
+ 0,866) + 1,4 • 0,036 (1 + 1) + 0,7 • 0,087 (1 + 0,99) = 0,3465.
Определение периода собственных коле-
баний башни. Период собственных колебаний башни для выяс-
нения учета динамического воздействия ветровой нагрузки определяем
по формуле
. r_6,281/£d±za±zzzg:,
’ г ёУ1
где g = 981 см/с2— ускорение силы тяжести; Рг, ...,Рп — сосредото-
ченные грузы от веса одного яруса башни; ylt ..., уп — горизонтальные
прогибы центров тяжести грузов Рг.Рп при действии на верхний
конец башни горизонтальной силы X = 1.
Определяем сосредоточенные грузы Plf ..., Рп, которые прилагаем
в уровне ригелей ярусов башни. Расчетная схема приложения грузов
Plt ..., Рп приведена на рис. 150, а.
Собственный вес башни Gg = 20 295 кгс распределяем поровну на
пять ярусов башни.
Вес конструкций опор ретрансляторов с оборудованием на отмет-
ке + 25,5 м рабочей площадки
Pi = G0.c + 2 • п • g“ = 155 -J- 2 • 1,2 • 320 = 925 кгс.
Вес двух волноводов на одном ярусе башни
GB + 2nglh{ = 2 • 1,2 • 25 • 5 = 300 кгс,
где п = 1,2 — коэффициент перегрузки для веса оборудования (табл. 2
161); hi = 5 м — высота панели яруса башни.
Вес одного яруса башни с двумя трубами волноводов Р2=Р3 = Р4 =«
« Р8 = 2- G6 + GB = ~ 20 295 + 300 « 4360 кгс.
Горизонтальные прогибы уи .... уп башни определяем графо-ана-
литическим методом как консоли со ступенчатым изменением сечения,
загруженной сосредоточенной силой X = 1 (рис. 150, б). Расчет про-
изводим по средним моментам инерции на участках башни I и II. Эпю-
ра изгибающих моментов и схема фиктивной консоли показаны на
рис. 151, а, б. Изгибающий момент в защемлении башни
М ХН = 1 • 25 = 25 кгс • м.
314
Моменты инерции сечений башни со стойками из клееных труб (см.
размеры сечений на рис. 150, в, s) определяем для уровней 1—1, 2—2
на расстояниях 5 и 17,5 м от оси несущего ригеля рабочей площадки
Рис. 150. Расчетные схемы к определению периода собственных колебаний
башни:
а — схема приложения вертикальных сил; б — условная схема башни с горизонтальной
силой X = 1.
(рис. 150, б). Расстояния между осями стоек определяем по формула
It = bB + 2xi tg (3,
где ba = 300 см — ширина башни на уровне оси ригеля рабочей пло-
щадки; tg Р = 0,04 — тангенс угла наклона грани башни к вертикали;
— расстояние рассматриваемого сечения от оси несущего ригеля.
На уровне 1—1 при 500 см 1±= 300 + 2 • 500 • 0,04 = 340 см.
Момент инерции сечения на уровне 1—1
Л = 4[Р1(0,5/1)2]£ = 4[125,73(0,5- 340)2] 0,6 = 8,72 • 10* см\
315
где
s ,2L (D2 - df) = (302 — 27,22) = 125,73 cm2,
k — 0,6 — коэффициент снижения момента инерции вследствие подат-
ливости решетки и соединений (принимаем ориентировочно).
На уровне 2—2 при х2= 1750 см, /2== 300 + 2 • 1750 • 0,04 “
— 440 см момент инерции
72 = 4 [Fa (0,5Z2)2] k = 4 [175,84 (0,5 • 440)2] 0,6 = 20,426 • 10е см4, где
F2 = A (£>2 — dl) = (30а — 262) = 175,84 см2.
Рис. „151. Расчетные схемы к определению прогибов башни:
а « эпюра моментов oi горизонтальной силы X = 1; б — фиктивная схема консоли?
в ** эпюра прогибов..
При вычислении моментов инерции Л и /2 моментом инерции стоек от-
носительно собственных осей пренебрегаем.
Горизонтальные прогибы ylt ..., уп вычисляем как ординаты эпюры
моментов от фиктивной моментной нагрузки -т4й— (рис. 151, б, в):
в центрах тяжести приложения грузов Plt Р2 по формуле
& w + w
а в центрах тяжести приложения грузов Р3, Pt, Ръ по формуле
1/1 =
где Мх — ордината эпюры моментов в консоли, нагруженной силой
X -= 1; 2<вцхщ —статический момент грузовой площади фиктивной
эпюры моментов Мх для II участка относительно рассматриваемого
сечения; Еоцхл — то же, моментов Мх для I участка; Е =
= 1,1 • 105кгс/см2— модуль упругости древесины; 0,85; 11; /2 — мо-
менты инерции сечения консоли на участках I и II.
S16
Прогибы консоли в центре тяжести приложения грузов Р„, Р.
(рис. 146, а, б, в):
1 / 2000 • 500’ , 2 • 5003 \
Уъ — 0,85 • 1,1 • 105 • 20,426 • 106 2 + 3-2 j Ь^ОУЬХ
,_4 1 j 1500 . 10002 , 2 . 1000’ \
X 10 Cm; yt = '0 85 . j д . 106-ф 20,426 • 10+ 2 ' 3 • 2 J
₽ 5,67155 • 10~4 cm.
Аналогично определяем прогиб в центре тяжести приложения гру-
за Р3
у3 = 11,77939 • 10“4 см.
Прогибы в центрах тяжести приложения грузов Р2, Рг
1 1 кол / 1500 . КпгД , 15002
Уг ~ 0,85 • 1,1 • 106 • 20,426 • 106 [ ' ^00 2 + 500J 4 2 х
ф, /2- 1500 , Knn\l , 1 /500s , 2 500s \
Х !. 3 Ф OUU^ о,85 . i,i . 10б . 8,72 . юЦ 2 ' 3 * 2 ) ~~
= 19,92826 • 10 4 см; уг = 0,85 . 1,1 10’ . 20,426 10е ^00 • 1500 X
X ^~2 h Ю00) 4 2 у 1500 4- 1000) + 0,85 1,1 • 10’ ”"8,727’10’ Х
X X \ = 28,68914 • 10-4 см.
\ 4 О /
Подставив в формулу периода собственных колебаний башни зна-
чения сосредоточенных сил и полученных выше прогибов, получим
Т — 0,6747 с > 0,25 с. Далее для определения нагрузок необходимо
найти коэффициент динамичности £ по [6], п. 6.12. Для этого определя-
ем параметр 8 = р^-, где Т — 0,6747 с, v = 4 “ 4 X
X V 1,3 • 35 = 26,98 м/с при коэффициенте перегрузки пв= 1,3 и ско-
ростном напоре ветра $ — 35 кгс/м2 для II ветрового района.
По [61, рис. 3, график 2, при е = 0,015 определяем коэффициент
динамичности g = 1,53.
Расчетные ветровые нагрузки по зонам.
Разбиваем башню на четыре зоны:
I — от отметки 0,00 м до отметки + 10,50 м 10,00 м;
II — от отметки 4-10,50 м до отметки +20,50 20,00 м;
III — от отметки +20,50 м до отметки +25,50 м« 25,00 м;
IV — от отметки +25,50 м до отметки +30,00 м.
Расчетная ветровая нагрузка:
на отметке +10,50 м « 10,00 м
Ръ = пвСжЕМо = 1>3 • 0,3465 • 1,53 • 1,0 • 35 = 24,1 кгс/м2;
па отметке +20,5 м
РЁ = 1,3 • 0,3465 • 1,53 • 1,25 • 35 = 30,2 кгс/м2;
317
на отметке +25,5 м
Рв = 1,3 • 0,3465 • 1,53 • 1,325 • 35 = 32,1 кгс/м2;
на отметке рабочей площадки +25,5 м
Р3 = 1,3 • 1,4 • 1,53 1,325 • 35 = 170,7 кгс/м2;
на отметке +30,00 м
Рв = 1,3 • 1,4 • 1,53 1,4 • 35 = 180,3 кгс/м2,
3000
Рис. 152, К определению ветровых нагрузок на башню:
а — эпюра^ ветровых нагрузок; б схема башни; в ** схема загружена ветром I* г
схема загружения ветром II.
где коэффициенты kt принимаем из расчета, произведенного выше;
коэффициент Сх для башни Сх = Спр = 0,3465, а для оборудования и:
рабочей площадки Сх — СОб = 1,4.
Средняя ветровая нагрузка в пределах зон (рис. 152, а):
I — Рв = 24,1 кгс/м2;
II — X1 = 0,5 (24,1 + 30,2) = 27,2 кгс/м2;
Ш — р1" = 0,5 (30,2 + 32,1) = 31,2 кгс/м2;
IV — Р1ъ = 0,5 (170,7 + 180,3) = 175,5 кгс/м2.
Узловые вертикальные нагрузки. Нагрузки на
одну стойку от собственного веса элементов башни по ярусам:
Р2._5 = (Pi + Р2) = 4 (925 + 4360) - 1320 кгс;
Р5_е = Р2-5 + y = 1320 + 0,25 4360 = 2410 кгс;
318
Рис. 153. К расчету фермы на ветровую нагрузку:
а — расчетная схема фермы; б — диаграмма усилий к схеме [.
Р6_7 = Ре_6 + 0,25Р2 = 2410 + 0,25 • 4360 = 3500 кгс;
Л-л = Рб-7 + 0,25Р2 = 3500 4- 0,25 • 4360 = 4590 кгс;
Рм = Р?-з + 0,25 <?б + °.5Gb) == 4590 + 0,25 (0,2 • 20 295+0,5 х
X 300) = 5645 кгс.
Временной нагрузкой на лестницах, переходных и рабочей пло-
щадках при определении усилий в стойках пренебрегаем.
Узловые нагрузки от ветра на одну ферму башни до отметки +25,5 м
определяем по формуле
/>узл = 0,5РХ
где Рв — расчетная ветровая нагрузка на боковую поверхность башни;
Рв~ грузовая площадь ветровой нагрузки на I ярус башни (рис. 153).
319
Нагрузку в узле 2 от ветра на рабочую площадку и оборудование
выше отметки +25,50 м (рис. 152, б) определяем по формуле
n' rp.n*i + ГР*2 208 . 25,25 + 1680 27,75 9^75 кгп
Г2 Н6 ~~ 25 ’
где Wp.n — равнодействующая ветровой нагрузки на рабочую площадку
высотой ha — 0,5 м и шириной Ьп — 5 м, IFp n = 0,5РвУ^п^п = 0,5 X
Таблица 45. Узловые нагрузки
Уз- лы Элементы Расчетная ветровая нагруз*- ка 0»5Рв, кгс/м2 Грузовые площади и2 Узловые нагрузки ^узл’ кго
2 Рабочая пло- щадка с обо- рудованием = 2075
2 Ярус башни 0,5-31,2 == 15,6 0,5 [3 + 0,5 (3 + 3,4)] X X 2,5 = 7,75 Р2 = 120
5 То же 0,5 [0,5 (31,2 + 27,2)] = = 14,6 3,4-5 = 17 Р5 = 250
6 » 0,5-27,2 = 13,6 3,8-5 = 19 Рв = 260
7 » 0,5 [0,5 (27,2 + 24,1)] = = 12,8 4,2-5 = 21 Р7 = 270
8 0,5-24,1 = 12,1 4,6-5 = 23 Рв = 280
9 0,5-24,1 = 12,1 0,5 [0,5 (5 + 4,6) + 5] X X 2,5 = 12,25 Р3 = 150
X 175,5 • 0,5 • 5 = 208 кгс; Wp — равнодействующая ветровой нагруз-
ки на оборудование рабочей площадки с ретранслятором диаметром
Dp~ 3,5 м, Wp= 0,5 P™kp • = 0,5 • 175,5 • 2- 3,'44 ' 3,52 =
— 1680 кгс, здесь kp — 2 — коэффициент, учитывающий давление
ветра на второй ретранслятор; х1= 25,5 — 0,5 — 0,5/хп = 25,2-5 м;
х2 = 30 — 0,5 — 0,5Dp= 27,75 м — ординаты приложения равнодей-
ствующих И7р.п, 1^р, от верха отсчитываемых фундаментных подушек.
Грузовые площади определяем по схемам рис. 152, а, б, а длину
ригелей — по данным табл. 43. Вычисление узловых нагрузок приве-
дено в табл. 45.
Загружение башни ветровой нагрузкой. Баш-
ню рассматриваем как пространственную стержневую систему, со-
стоящую из плоских вертикально поставленных ферм. При направле-
нии ветра, нормальном к грани т —{щ (схема загружения I) рабо-
тают две фермы, расположенные в плоскостях т — т? и тх— т\
(рис. 152, в).
При направлении ветра по диагонали башни т — mi (схема загру-
жения II) работают фермы всех граней башни (рис. 152, г).
320
Максимальные усилия в решетке ферм Уреш получим при схеме
загружения I. Максимальные усилия в стойках получим при схе-
ме загружении II. При этом усилия в стойках определяются по формуле
Мет = 2<рЛАст cos 45° = 1.838ML,
где Мм — усилие в стойке по схеме загружения I; <р = 1,3 — коэф-
фициент, принимаемый по [6], табл. 8, п. 18.
Таблица 46. Усилия в стойках башни от постоянной и ветровой нагрузок, кгс
Панели Постоянная нагрузка дгпост Усилия от ветровой нагрузки Расчетные усилия
Л'1 ЛЙ1 = 1,838 Л'1 XIV1 SJV11
2—5 0 0 0 0
3—5’ —1320 —3300 —6065 —4620 —7385
5—6 +3300 +6065 +890 +3655
5'—6‘ —2410 —6270 —11525 —8680 —13935
6—7 +6270 +11525 +2770 +8025
6'—7' -8800 —16175 —12300 —19675
7—8 +8800 +16175 +4210 +11585
7'—87' —11300 —20770 —15890 —25360
8—9 + 11300 +20770 +5655 +15125
8'—9' —13590 —24980 —19235 —30625
Графическое определение усилий в стержнях башни производим по
схеме загружения I Ферма с перекрестной решеткой рассматривает-
ся как статически определимая путем разложения ее на две раскосные
фермы. Расчетная схема фермы приведена на рис. 153, а, а узловые
нагрузки — в табл. 45.
Вертикальные реакции фермы от ветровой нагрузки
Л n SAf 67 875 .„[--г
А — В = —т— = —=— = 13 575 кгс,
ЬИ 5
где SM = (2075 +• 120) 25 + 250 • 20 + 260 • 15 + 270 • 10 + 280 х
X 5 = 67 875 кгс • м.
Горизонтальная реакция фермы от ветровой нагрузки
Н = SP;= 2075 + 120 + 250 + 260 + 270 + 280 + 150 = 3405 кгс.
Определение усилий в стержнях башни. Уси-
лия в стержнях фермы при загружении по схеме I от ветра получаем
построением диаграммы усилий (рис. 153, б).
Расчетные усилия в стойках №ст, /V" для схем загружения ветром
I и II приведены в табл.. 46.
Из диаграммы усилий (рис. 153, 5) следует, что расчетные усилия в
раскосах изменяются от = + 3250 кгс до = 4- 3900 кгс. Для
расчета раскосов-тяжей принимаем максимальное усилие №=2V^=
= +3900 кгс. Усилия в ригелях изменяются от Ns-s' = —2230 кгс до
321
*= —2425 кгс, поэтому для расчета сечений всех ригелей при-
нимаем Макс = Ns^g' — —2425 кгс.
Расчет и конструирование элементов рабочей площадки на отметке
+25,5 м. Рабочую площадку (рис. 154) конструируем в виде балочной
клегки с основными несущими балками Б-1 (ригели 1—2—8—4;
Рис. 154, Конструкция и план рабочей
площадки на отметке +25,5 м.
Рис 155. К определении, [давления
ветровой нагрузки на балки рабо-
чей площадки.
Г—2'— 3'—4'), которые укладываются на. стойки башни. По балкам
Б-1 с шагом а = 1 м укладываются несущие поперечные балки Б-2,
Б'-2, Б-3, а по ним располагаются доски настила размером 40 X 180 мм.
Планы рабочей площадки и балочной клетки приведены на рис. 154.
Балки Б-2, Б'-2. Нагрузка от оборудования одного ретранс-
лятора с расчетным весом ngp = 1,2 • 320 = 384 кгс передается-
на две балки Б-2, Б'-2 в виде двух сосредоточенных сил
Р = 0,25-Роб = 96 кгс.
Расчетная равномерно распределенная нагрузка на балки Б-2,
Б'-2 по длине
9а = + <7б + Рвр + /’ев = 26,4 + 29,7 + 280 + 140 = 476,1 кгс/м,
где qK — нагрузка от веса настила толщиной 6Н = 40 мм при шаге ба-
лок Б-2, Б'-2 и Б-3 а = 1 м, коэффициенте перегрузки п = 1,1 и плот-
ности древесины у = 600 кгс/м3, qa - n8tiya =1,1- 0,04 • 600 • 1 —
= 26,4 кгс/м; q6 — нагрузка от собственного веса балок Б-2, Б'-2, се-.
>22
чение которых ориентировочно принимаем &2 х /г2 = 180 X 250 мм,
q6 — nbjirf = 1,1 • 0,18 • 0,25 • 600 = 29,7 кгс/м; рвр— временная
нагрузка на рабочей площадке при рвр — 200 кгс/м2 и коэффициенте
перегрузки пвр = 1,1, рвр = пвррвра == 1,4 • 200 • 1 = 280 кгс/м;
рси — снеговая нагрузка для III снегового района (/?сн = Ю0 кгс/м2,
Пев = 1,4) при шаге балок а = I м, = п№р1ва = 1,4 • 100 • 1 ~
= 140 кгс/м.
Воздействие ветровой нагрузки на зеркало ретранслятора диамет-
ром D — 3,5 м определяется в виде сосредоточенных грузов Ръ.
Решающей комбинацией воздействия ветровой нагрузки для балок
Б-2, Б'-2 и Б-1 будет расчетная схема I (рис. 155), тогда сосредото-
ченные'силы на балку Б-2
Р = 0,5 -^2- = 0,5 = 1900 кгс,
где Мв—изгибающий момент в основании четырехстоечной опоры
зеркала ретранслятора от сосредоточенной ветровой нагрузки для
IV ветровой зоны, Мв = РвНр — 1690 • 2,25 = 3802,5 кгс • м,
здесь Р’в = Р™ = 175,5 А11_3£2. = 1690 кгс, Р™ = 175,5 кгс/м3
принимаем из расчета ветровых нагрузок по зонам, а высоту при-
ложения равнодействующей ветровой нагрузки на зеркало ретрансля-
тора Яр = 2,25 м определяем по рис. 155.
Расчетная схема для балки Б-2 и схема нагрузок на нее приведены
на рис. 156, а, а для балки Б'-2 — на рис. 156.
Опорные реакции балок Б-2, Б'-2 при /к = 1 м, 1пр = 3 м А2 = В2=
= Рв + Р + 0,5?2 (2/к + /пр)= 1900 + 96 + 0,5 • 476,1 (2-1+3) =
= 3186 кгс; А2 = В2 = — Ps + Р + 0,5<72 (2/к + /пр) = —614 кгс.
Расчетный изгибающий момент в средине пролета балки Б-2
(рис. 156, а)
М2 = 40,5/пр - (Рв + Р) /пр - 0,5у2 (/к + 0,5/пр)2 = 3186 • 0,5 х
ХЗ —(1900 + 96) |-0,5 • 476 (1 + 0,5 • З)2 = 2293 кгс • м.
Расчетная сжимающая сила в балке Б-2 определяется как в ригелях
2—2', 3—3' башни при направлении ветра на грань 2—3—9'—9
Ярцг = 0,5 (Р2 + Р2)= 0,5 (120 + 2075) = 1098 кгс.
Проверяем напряжение в принятом брусе балки Б-2 по формуле
о — ^риг _L. _ 1098 I 229 300 • 130 _ 2 44 ,jl 107 06 =
2 ~—р— '?>,/?„ 450 '0,99-1875-150
— 109,5 кгс/см2 < т67?0 == 1,02 • 130 = 132,6 кгс/см2, где F2 = b2h2 =
= 18 • 25 — 450 см2, % = - - 6252 = 1875 см2, Rc = 130 кгс/см2; #н =
= 150 кгс/см2 принимаем по приложению 1;
ь_< М^риг ____ । 41,52 • 1098 = 0 99
£ ~ 1 3100 • m6RzF2 ~ 1 3100 • 1,02 • 130 - 450 ’ ’
323
здесь m6 = твтн = 0,85 • 1,2 = 1,02 — коэффициент условий работы
башни (коэффициенты условий работы mz, тв принимаем по прило-
жению 3);
'2 0,289/г2
—“22— = 41,5 — гибкость балки Б-2.
0,289 • 25
Напряжение скалывания в опорном сечении бруса балки Б-2
= = 3133'14?„ • = Ю,62 кгс/см2 < m6RCK = 1,02 • 24 = 24,48
кгс/см2, где£, = 0,125&2/i2 = 0,125
= 23 438 см4; 7?ск == 24,0 кгс/см2
j 4 (%
Мрцг___I/? Npu1". У?
• 18 • 252 = 1406 см3, /2=—Л
принимаем по приложению 1.
Рис. 157. К расчету балки Б-1 рабо-
чей площадки.
НМПОИШИМ1И1И
\ 1^1000^1000 _ । : юоо -1, iooo^p=fooit\
ГГ Ъ-з® 1
Рис. 156, К расчету балок рабочей
площадки:
а е- балки 5-2; б балки Б'-2.
Балку Б-S проектируем из бруса сечением Ьг X й2 = 180 X
250 мм. Расчетное опорное усилие балки Б-3 на балку-ригель Б-1
4 = 0,5<72 (2/к + /ПР) = 0,5 • 476 (2 • 1 + 3) = 1190 кгс.
Балка-ригель Б-1. Расчетная схема балки и схема нагру-
зок приведены на рис. 157. Принимаем сечение балки Б-1 из бруса
ЬхХ 4= 180 X 220 мм, тогда нагрузка от 1 м балки составит q'c —
~ ribjitf = 1,1 • 0,18 • 0,22 • 600 = 26,1 кгс/м.
Для определения расчетной опорной реакции А! балки Б-1 прирав-
няем нулю сумму моментов сил относительно опоры 4 (рис. 157)
4 • 3,5 + 4 . з — 4 • 2,5 — 4 • 1,5 + 4 • 0,5 + 4 0,5 — 4 5 • 1,5
= 0.
Из этого уравнения определяем 4= 1965,7 кгс, тогда
4 — 2 • Л2— 2 • А2 — Аг + 4 4* <7 б (2/к + /пр) — 2 • 3186 — 2 • 614 —
— 1966 + 1190 + 26(2 • 1 + 3) = 4499 кгс.
Эпюра изгибающих моментов балки Б-1 и ее ординаты приведены
на рис. 157. Из эпюры изгибающих моментов в балке Б-1 следу-
ет, что расчетными будут опорный момент на опоре В1г т. е. Л'Д, =»
= —1606,1 кгс • м и в пролете /Ипр == +1568 кгс • м.
324
Проверяем расчетное нормальное напряжение в опорном сечении
сжаго-изогнутой балки Б-1 без учета коэффициента g по формуле
оп К2~з , мв& 2195 , 160610.130 Р1ПСОС п
3g6 + и52 . 150 — 6 + 95,85 — 101,9 кгс/см
< tn6Ra — 1,02 • 130 = 132,6 кгс/см2, где N2„3— сжимающее уси-
лие в балке Б-1 как в ригеле 2—3 башни (рис. 168, a); —
= Р2 + р2 = 120 + 2075 = 2195 кгс; Fx = bjh = 18 • 22 = 396 см2;
W7! = 18 622 = 1452 см3; Rc = 130 кгс/см2 и RB = 150 кгс/см2 при-
нимаем по приложению 1.
Расчетное нормальное напряжение в пролетном сечении балки
Б-1 с учетом коэффициента |
пр _ ^2—з , ^пр^о _ 2195 I. 156800 -130 — б + 96 79 =
01 — Ft + — 396 0,967 . 1452 -150
= 102,8 кгс/см2 < tn6RQ — 132,6 кгс/см2,
где В = 1 ^2~3 = 1 47,22 ' 2395 = 0,967
S I 3100m6FcFi 3100 • 1,02 . 130.396
и гибкость стержня
X — ^nP — 300_____ и 7 2
1 0,289^ 0,289 • 22 ’ •
Прогиб консоли балки Б-1 от нагрузки Л2= 3186 кгс в сечении 7
(рис. 157)
= ~ЪтвЕ1± = 3 • 0,85 • 106 • 15 972 = СМ’ ГДе ^ = 50 СМ
(рис. 157); Е = 105 кгс/см2; /х = ,2dL = 18= 15972 см4.
Относительный прогиб консоли f&Jb = 1/510 < [1/400] меньше
нормативного [f/bl — 1/400 для несущих балок проектируемого соору-
жения.
Проверяем касательные напряжения в балке в опорном сечении Вг
BfSf 4498,8 • 1089 1*7 1 / 2 n i лл пл
И = = 15972. 18 = 17,1 кгс/см2 < тб7?ск = 1,02 • 24 =
= 24,48 кгс/см2, где Sj = 0,125^/г? = 0,125 • 18 • 222 = 1089 см3;
R = 15 972 см4.
Таким образом, принятые сечения балок Б-2, Б-1 удовлетворяют
требованиям прочности и жесткости.
Расчет и конструирование переходной площадки на отметке +5,5 м.
Несущими элементами переходной площадки (рис. 158) являются бал-
ки Б-1 и Б-2 пролетом/р= 460 см, по которым укладывается рабочий
настил из досок 40 X 180 мм.
Балка Б-1. Балка Б-1 переходной площадки воспринимает на
себя вес лестничного марша, временную и снеговую нагрузки на ней
в виде двух сосредоточенных грузов Рх (рис. 159, а), а также половину
325
веса настила переходной площадки, временной и снеговой равномерно
распределенных на ней нагрузок qr.
Вес лестничного марша определяем по фактическим размерам
элементов (рис. 158) при плотности древесины у = 600 кгс/м3 6Л.М =
пТ/'л.м'У == 1,1 • 0,494 • 600 = 326 кгс, где п = 1,1 — коэффициент
Рис. 158. Конструкции лестничного марша и переходной пло-
щадки на отметке 4*5,5 м.
перегрузки; Ул.м — объем пиломатериалов на лестничный марш,
Ул.м = Уба л "У Упор + Укос + Усг = 0,019 + 0,05 + 0,094 + 0,331 =
— 0,494 м3, здесь Убал — 2 • 0,04 • 0,04 • 0,85 • 7 0,019 м3 — обгем
древесины балясин 40 X 40 мм; УПОр= 0,06 • 0,08 X 5,2 • 2 = 0,05 м3
— объем пиломатериалов поручней; Укоо = 0,06 х 0,15 • 5,2 • 2 --
= 0,094 м3 и Усг = 0,06 • 0,18 • 0,85 • 36 = 0,391 м3 — то же, косоуров
и ступеней. В формулах для Упор, Ук00 2 — количество поручней и
косоуров, а для УОт— 36 ступеней.
Реакция косоуров на балку Б-1 (рис. 159, а)
Рг = 0,5 • 6л.м 4- (рвР 4- Рен) 0,5 • 0,85/л.м = 0,5 • 326 4- (230 +
+ 140)0,5 • 0,85 • 1,8 = 485 кгс,
326
где рвр = 280 кгс/м2, ров = 140 кгс/м2— расчетная временная и снего-
вая нагрузки; /л.м = 1,8 м — длина проекции лестничного марша на
горизонтальную плоскость; 0,85 м — ширина лестничного марша.
Равномерно распределенная нагрузка на балку Б-1
Qi ~ (^наст Ч* Д'вр 4- Ран) ~Ь 7б “ (1,1 "0,04 • 600 -Ц- 280 140) 0,6 4-
+ 19,8 = 288 кгс/м,
здесь Ья = 0,6 м — ширина грузовой площади настила площадки на
балку Б-1’, q& = 1,1 • 0,15 • 0,20 • 600= 19,8 нагрузка от собственного
веса балки Б-1, размеры которой
принимаем b X h — 150 X 200 мм;
§нааг = 1,1 • 0,04 • 600 = 26,4 кгс/м2
нагрузка от дощатого настила тол-
щиной 40 мм.
Определяем реакцию балки Б-1 на
ригель из условия S/Ив, = 0
Pt (2Zp-1,25)+0,5^ _
485 (24,6 — 1,25) + 0,5 • 288 • 4,62
— 4,6 ~
— 1480 кгс.
Ординату сечения х с макси-
мальным изгибающим моментом Мх
(рис. 159, а) определяем из условия
Рис. 159. К расчету элементов переходной
площадки:
а — балки Б-t; 6 = балки Б-2; в = ригеля 1,-8^
= 0, где Мх = Агх — Рх (х — 0,2) — Рх (х — 1,05) — 0,5?,х2.
После дифференцирования уравнения для Мх получим
v Al — 2 • Рх 1480 — 2 • 485 . «« . , , # ipk? о
х — -~~----------------ом------= 1,77 м; /И, = Мх = 1057,8 кгс • м,
91 ZOO л л
Проверяем напряжение в балке Б-1
<?! =^7= *°iооо° = 105,8 кгс/см2 < maRa — 0,85 • 150 = 127,5 кгс/см2,
Где = -15— — Ю00 см3; /?и = 150 кгс/см2 (приложение 1).
В сечении ригеля, где устанавливается балка Б-1, в трубе проекти-
руем вкладыш.
Балка Б-2. Расчетная схема балки приведена на рис. 159, б.
Реакция балки Б-2 на ригель башни
Л2 = 0,5<73Zp = 0,5-311 4,6 = 715 кгс,
327
где q2 = qt+ ?огр = 288 23 = 311 кгс/м — равномерно распреде-
ленная нагрузка на балку Б-2; qorp = 23 кгс/м — нагрузка от 1 м
ограждения переходной площадки по рис. 158.
Подбор сечений стержней башни. Стойки башни проектируем из
клеефанерных труб длиной /п = бмснаружнымдиаметром/) = 300 мм.
Разбиваем башню на два участка (рис. 150, б), в пределах которых
проектируем трубы одного сечения по максимальному усилию в стой-
ках для этого участка.
Стойка 8'— 9'. Сечение трубы в пределах II участка для пане-
лей 8'— 9', Т— 8', 6'— Т определяем по расчетному усилию в пане-
ли 8'—9', равному Ng’—у = 30 625 кгс. Принимаем внутренний диаметр
трубы d2 — 260 мм, тогда геометрические параметры сечения трубы:
расчетная площадь брутто — Fz = ~ (D2— dl) = 175,8 см3, радиус
инерции — ra = [/ £)2+ dj =-^ К302 + 262 = 9,92 см, гибкость стерж-
ня — 72 = — 50, коэффициент продольного изгиба ф2
= 0,8 (приложение 24).
Проверяем прочность сжатой стойки 8'— 9': ’
щ = ./Д = 217,7 кгс/см2 < m6R$,e « 1,02 • 230 =
ф2Д2 U’° ’ 1/0,6
= 234,6 кгс/см2,
где тб = 1,02 — коэффициент условий работы башни; /?ф.а —
= 230 кгс/см2 — расчетное сопротивление сжатой клееной фанеры попе-
рек волокон по приложению 4.
Стойка 5'—6'. Расчетное усилие в стойке Ny^-g' = 13 935 кгс.
Сечение трубы в пределах I участка для панелей 3 — 5', 5'— 6' проек-
тируем с наружным диаметром/) = 300 мм и внутренним = 280 мм.
Геометрические параметры сечения трубы:
Pi = Т № - (302 - 282) = 91,1 см2; Н = 4 =•
= -4-К302 + 282 = 10,26 см;
По приложению 24 определяем коэффициент продольного изгиба
<Ф1 = 0,81.
Проверяем принятое сечение стойки 5'— 6' на прочность:
01 == 2^2 = 0 = 188,7 кгс/см2 < тб/?ф.с = 1,02 • 230 =
= 234,6 кгс/см2.
Раскосы. Раскосы башни проектируем из крутого тяжа из ста-
ли класса С38/23 марки ВСтЗпс с расчетным сопротивлением R —
= 2100 кгс/см2. Для всех ярусов башни предусматриваем раскосы
328
одинаковыми по максимальному усилию NgS = 3900 кгс, определяе-
мому из диаграммы усилий (рис. 153, б).
Необходимая расчетная площадь сечения нетто раскоса
„ Nnj, 3900 О О О 2
= mjR ' “ 0,8 • 2100 — 2,32 СМ ’
где /«1= 0,8 — коэффициент условий работы для тяжей.
Назначаем диаметр тяжа брутто б®р = 22 мм с расчетной пло-
щадью брутто Г°р = 3,799 см2.
Ригели. Ригели проектируем из клеефанерных труб одного се-
чения. Максимальное расчетное сжимающее усилие в ригелях по диа-
грамме усилий (рис. 153, б) будет в ригеле <?х— 8i NS1-s' ——2425 кгс.
На ригель 8Г— 81 опираются балки Б-1, Б-2 переходной площадки.
Расчетная схема ригеля приведена на рис. 159, в.
Ригель проектируем из клеефанерной трубы с наружным диаметром
Dp = 240 мм и внутренним диаметром dp = 200 мм. Геометрические:
параметры сечения:
Fp = -J (D2 - 4) = -J (242 - 202) = 138,2 см2 = 0,01 382 м2;
= 41/пГмГ = 4- /242 + 202 = 7«81 см;
j _ Ф _ 410 _ чо 5-
Ар - — — 7j81 -
wp= ir21 =702’3 см3-
Изгибающий момент в ригеле под балкой Б-1
Л4Р = Вр — А2 (1 — 0,15) — 7Р • 1 • 0,5 = 1229 кгс • м, где Вр —
= ~~ [А2 (Zp - 0,15) - А, (1Р - 1)] - 0,5gpZp = 1841 кгс; А2 =
= 715 кгс и Л,» 1500 кгс принимаем из расчета переходной пло-
щадки; qp = 1,1 • Fpy = 1,1 • 0,01382 • 600 = 9,1 кгс/м.
Проверяем напряжение в сжато-изогнутом ригеле:
N
_ мр8ф.с _ 2425 122 900-230
°Р“ Fp + ^р/?фн — 138,2 + 0,882 702,3 • 250 ‘Ф00-!-
4- 182,53 = 200,1 кгс/см2 < тбГф.,с = 1,02 • 230 = 234,6 кгс/см2, здесь
Р 8,-81
i = 1 ~ 3100 • тбЯф Fp- ПРИ габ = 1>2> ^Ф с = 230 кгс/см2 и /?Ф.И =
— 250 кгс/см2 (приложение 4) получим g = 0,882.
Подбор сечений диагональных распорок.
Диагональные распорки диафрагм башни (рис. 146, 158) проектируем
из клеефанерных труб. Сечение их определяем из условия максимальной
гибкости [%]др = 150. Распорка в уровне верха подушек фундаментов
.... 32»
имеет наибольшую длину /др= Iq-9-У 2 = 500]/ 2 = 707 см. Принима-
ем для нее клеефанерную трубу с наружным диаметром £>д.р — 160 мм
и внутренним диаметром йд.р — 120 мм.
Для принятого сечения определяем геометрические характеристики:
/д р = Т ₽) = Т(162 - 122) = 87’9 см2; р == Т х
X + 4 Р = 4-/162 + 122 = 5 см,
тогда расчетная гибкость стержня
-Vp = = 141,4 < [Х]д.р = 150.
яр
Распорки верхних ярусов башни принимаем такого же сечения.
Конструирование и расчет узлов ствола башни. Узел 3.
В узле 3 к стойке в плоскостях т — т' и т'— пц крепятся тяжи
раскосов башни, а в плоскостях т — т' и т1— mi на торец трубы
стойки укладываются балки Б-1 рабочей площадки (рис. 154). Тяжи
раскосов башни приняты с расчетным диаметром брутто d%p — 22 мм
(см. расчет раскосов). Такого же диаметра проектируем болт для креп-
ления его к стойке башни (рис. 160, а), а под кольцо и гайку проектиру-
ем шайбы 90 X 90 X 7 мм (см. расчет узла 8i). Для сборки и натяжения
тяжей предусматриваем натяжное устройство (рис. 160, а).
Для фиксации балки-ригеля Б-1 на стойку в центре вкладыша
(dB = 285 мм длиной 320 мм) предусматриваем штырь = 20 мм
длиной 160 мм. Балку-ригель в узле 3 к стойке крепим двумя наклад-
ками размером 100 X 160 X 540 мм, которые к стойке и балке Б-1
крепятся болтами d5 = 16 мм, /6 = 500 мм. Болты, крепящие балку
Б-1 к накладкам стойки, необходимо проверить на прочность по сдви-
гающему усилию в ригеле 2—3
Np—3 = Р2 + Р'2 = 120 + 2075 = 2195 кгс.
Это усилие воспринимается двумя парами двухсрезных болтов в узлах
2 и 3 (рис. 160). Расчетное усилие N6, воспринимаемое двумя болтами:
Уб = 0,5Ж = 0,5 • 2195 == 1098 кгс.
Принимаем болты d6 = 16 мм, тогда минимальная, несущая способ-
ность двух двухсрезных болтов из условия изгиба при толщине наклад-
ки а = 100 мм
[Л76]из = 2-2. тб (180^ + 2 • а2) ]/£Г = 4 • 1,02 (180 • 1,62
+ 2 102) УЖ = 2089 кгс > N6 = 1098 кгс,
где т6 = 1,02 — коэффициент условий работы (см. расчет балок Б-2,
Б'-2)\ ka = 0,6 — коэффициент, учитывающий направление расчетно-
го усилия под углом а к волокнам.
Так как стески в трубе стойки не проектируются, то в накладках
предусматриваем выборку с внутренним радиусом R 0,5 D = 150 мм
»30
Рис. 160. Конструкции узлов башни:
в узла 3; б » промежуточного узла
(рис. 160, б, деталь б—б). Расчет глубины сегмента выемки /i0 приве-
ден в расчете узла
Узел 8\, Конструкция промежуточного узла 8i показана на
рис. 160, б. Центрируется узел по центру тяжести стойки. Тангенс
угла наклона раскосов 7Х— 8t, 9L— 8i к оси ригеля Sx— 8t составляет
/у —____________is___________________500_______, __ । лл i?
& ,риг л-//рир ;РИР А 500 — 0,5 (500 — 460) ,и ’
тогда а = 46Q 10', где 1а = 500 см — длина панели стойки.
Стыки панелей слоек в узле перекрываются двумя парными наклад-
ками в двух перпендикулярных плоскостях башни. Накладки проек-
тируем из брусьев 100 X 160 X 920 мм. Ригели 8г— 5; и 8i — 8' в
плоскостях граней тх—mi и —т' башни крепятся к стойкам
тавровыми фасонками (узел /, рис. 160, б).
Для проектирования крепления раскоса 9Х— 8\ определяем рас-
четное усилие в раскосе — +3900 кгс. Горизонтальная состав-
ляющая усилия при а = 46° 10' Np = cos а = 3900 • 0,693 =
— 2702,7 кгс. Принимаем болт а|р = 22 мм (F^ = 3,8 см2) и
квадратную шайбу с размерами 90 X 90 X 7 мм (Гщ = 81 см2).
Проверяем напряжение смятия под шайбой болта
-Оси = "'гбр д’сбр" = gf^fg » 35 кгс/см2 < тб/?СМ9о = 1,02 • 40 =
= 42,8 кгс/см2,
где Рсмэо = 40 кгс/см2 принимаем по приложению 1; тб = 1,02 — ко-
эффициент условий работы башни.
Крепление ригеля к стойке проектируем тавровой фасонкой (узел
/, рис. 160, б). Расчетное сжимающее усилие в ригеле —
= —2425 кгс. Кроме того, ригель работает как балка, поддерживающая
переходную площадку. Опорная реакция ригеля на стойку Вр -
= 1841 кгс (см. подбор сечения ригеля).
Во вкладыше ригеля (dB= 210 мм, /в = 250 мм) делаем пропил
6П = 12 мм для тавровой фасонки из стали марки ВСтЗпс с расчетной
прочностью R ~ 2100 кгс/см2. Для крепления фасонки к ригелю про-
ектируем два болта d6= 20 мм из стали марки 5.6 с расчетной прочнос-
тью Rap = 1500 кгс/см2.
Горизонтальное усилие в одном болте Л/, = 0,5 Л^и+ = 0,5 X
X 2425 = 1212,5 кгс и вертикальное NB— 0,5 Вр = 0,5 • 1841 -
= 920,5 кгс. Расчетное суммарное усилие в болте
N? = Y'nT+nI = V1212,52 + 920,5s = 1522,5 кгс.
332
Минимальная несущая способность одного двухсрезного (пвр = 2)
болта из условия изгиба его во вкладыше при а = 0,5 (dz — бп) = 0,5 X
X (21 — 1,2) = 9,4 см
[Т^из = псртб (1804 + 2а2) = 2 • 1,02 (180 • 22 + 2 - 9,42) 0,85 =
= 1686,6 кгс > Мр = 1522,5 кгс,
где Vka = 0,85 при d6= 2 см и а — 37° 10', так как tg а = =
/Vp
= 0,759.
Тавровую фасонку проектируем из листов 200 X 160 X 10 мм и
250 X 180 X 10 мм, свариваемых двухсторонним швом hm — 6 мм
электродом Э-42 и крепящихся к стойке четырьмя болтами d6 = 16 мм,
/б = 380 мм.
Рассчитываем стык стойки башни, перекрываемый двумя парами
накладок (рис. 160, б). Накладки крепятся к ветвям стоек болтами
dg— 16 мм, /б= 550 мм. Расчетное усилие в стыке N = +11 585 кгс.
s“7i
Минимальная несущая способность одного двухсрезного болта
(rtGp = 2) из условия изгиба
[Тб1из=«сртб(1804+ 2а2) = 2 1,02(180 • 1,62+ 2 - 7,72) = 1182,Окгс,
где а — b — hc = 10 — 2,3 = 7,7 см; b = 10 см — толщина бруса
накладки; h0—высота сегмента выемки материала, которую при наруж-
ном диаметре стойки D = 2 • R- 2-150 = 300 мм и хорде выемки
S = 160 мм определяем по формуле
h0 = 0,5 (D — /Г>2 — S2) = 0,5 (30 — /302 — 162)'= 2,3 см.
Необходимое количество двухсрезных болтов с одной стороны
стыка
N , ,
„ 81~71 11 585 . Q
п6 — —— = ,_о—пттг — 4,9 шт.,
где пн = 2 — количество парных накладок. Принимаем шесть болтов
и располагаем в трех рядах по два болта.
Длина накладки ZH= 2 (4 • 7ds) = 920 мм.
Узел 9*. Конструкция узла приведена на рис. 161. В узле 9'
проектируем крепление стойки к фундаменту. В плоскостях граней
башни т — т' и т’— ту. к стойке башни крепятся ригеля 9 — 9- —
— 9'— 9i и тяжи раскосов 9'— 8, 9'— 8г. Расчет и конструирование
узлов крепления ригеля и раскосов к стойке приведены в расчете
узла
Крепление диагональной распорки —9' (рис. 161) проектируем
таким же как у ригелей. Принимаем конструктивно болты диаметром
16 хм, длиной 220 мм и длиной 16 = 380 мм для крепления фасонки к
стойке (рис. 161, разрез 1—/).
. Рассчитываем крепление стойки к фундаменту. Анкеры, крепящие
стойки к фундаменту, конструируем из круглой стали марки 09Г2С
333
(J?p == 1700 кгс/см2) по [7], табл. 7). Стойка к фундаменту крепится
двумя анкерными болтами.
Растягивающее усилие в стойке (см. табл. 46) при ветровой нагрузке
на грань 3 — 3'— 91 — 9'
М1 = 0,9 + N11 = — ту— 0,9 + 20 770 = 16155 кгс,
Вид А Ви85
Рис. 161. Конструкция опорного узла 9‘
где 1,1, 0,9 — коэффициенты перегрузки, принимаемые по [61, табл. 1
и примечанию 1. При двух анкерных болтах (па = 2) требуемая пло-
щадь нетто анкера
.-.а а 16 155 . гу г- о
- ТТТ700- = 4"75 ’•
Принимаем анкеры <ДР = 30 мм (F(Sp = 7,065 см2, Рнт — 5,06 см2.
Для крепления анкеров проектируем сварной столик (рис. 161).
Анкеры опираются на плиту 6 = 20 мм, которая приваривается элек-
334
тродами Э-42 к швеллеру № 20 швами кш — 6 мм. Швеллеры к стойке
через прокладки 100 X 160 X 730 мм крепятся болтами d6 = 22 мм.
Конструкцию прокладок анкерных столиков принимаем такой же
Рис. 162, К расчету башни на
опрокидывание..
как для стыковых накладок в узле
§1, но со скосами.
Требуемое количество двухсрез-
ных болтов (яор = 2) при а = 7,7 см
п = '^а — *6 *55 _ g шт
6 17б1Из “ 2020
где [7б]из = пбтб (18О$з + 2а2) —
= 2 • 1.02 (180 • 2,22 + 2 • 7.72) =<
= 2020 кгс.
Длина опорного швеллера
3Sj + 4rf3 = 3 . 1'60 + 4
ЮОО
Рис. 163. Геометрическая схема
фундамента.
• 2,2 = 56,8 см; принимаем
/ш = 580 мм.
Напряжение в швеллере по ослабленному болтами сечению
2 . о 52 = кгс/сма < R = 2100 кгс/см2,
НТ
где 23,4 см2— площадь швеллера; 2 • 2,2 • 0,52 => 2,28 см2 — ослаб-
ление стенки швеллера двумя болтами.
Проверка башни на устойчивость при опрокидывании. Объем
фундамента определяем из условия устойчивости на опрокидывание
по формуле
ЛДд к-
М
/мопр
335
где /Иуд — удерживающий момент от постоянных нагрузок, веса
фундаментов и грунта засыпки; /Иопр — опрокидывающий момент от
ветровой нагрузки; К — коэффициент запаса устойчивости на опро-
кидывание, принятый равным 1,8 (не менее К == 1,4). Расчетной схе-
мой башни при определении Л4УД и МОпр является схема II загружения
ветром (рис. 162). Расчет фундаментов производим по нормативным
нагрузкам.
Фундаменты под стойки башни принимаем из бетона марки М 100
с плотностью Уб = 2,2 т/м3.
Удерживающий момент тс • м, относительно оси, проходящей через
опору т' /Иуд = 4N^gbB cos 45° + G@4ba cos 45Q = pj-4 • 5,6455 x
X 0,707 4-4 • 5 . 0,707 Go = 72,564 4- 14,14 Go, где n = 1,1 — коэф-
фициент перегрузки для собственного веса башни; Л'™' = 5645 кгс —
по табл. 46; Ьн = 5 м — сторона нижнего основания башни; Go — вес
фундамента под стойку и вышележащего грунта засыпки.
Опрокидывающий момент по схеме II загружения ветром /Иопр =
= — [2М1 ф • 2 -cos 45° = ~ 67,875 • 1,3 • 2 . 0,707 = 191,385 тс. и,
п‘ 1,3 ’
здесь п = 1,3 — коэффициент перегрузки от ветровой нагрузки,
S/И — 67 875 кгс • м — расчетный изгибающий момент в основании
башни по схеме загружения ветром I; <р — 1,3 — коэффициент, прини-
маемый по [6], табл. 8, п. 18.
Определяем вес опоры из уравнения /Иуд//ИОпр = К
- Л1опрК - 72,564 191,385-1,8 — 72,564 ln OQ
=-------Г4Д4-----“--------14714-------= 19,23 тс.
Вес опоры состоит из веса фундамента G(J. и грунта засыпки Grp
Go —G^ 4- Grp = 4- Vrp?rp>
где V<j, — объем фундамента; Угр — объем грунта засыпки; уб= 2,2 т/м3
и угр = 1,8 т/м3— плотности бетона и грунта засыпки.
Принимаем глубину заложения фундамента йф= 2,5 м. Фундамент
изображен на рис. 163. Объемы фундамента и грунта выражаются рас-
четными формулами: V* = 1 • 1 • 0,5 4- 1 • 1 • 2 4- 0,5Л2= 2,5 ф
4- 0,5Л2; УГр = 2 - Л2— 1 • 1 2 = 2Л2— 2.
Подставив расчетные величины в формулу для определения веса
опоры, найдем сторону основания фундамента Л = 192 см. Прини-
маем квадрашые фундаменты со стороной А = 200 см.
Проверяем напряжения в грунте при наибольшем вертикальном
давлении на подошву фундамента по II схеме загружения ветром-
(рис. 164):
Аймаке = ~ № 4- ~^-.S + Сф + Grp = 5645 + ТТ24 980 +
«^2 . 1 , 1 1,0
4- 9900 4- 10 800 = 49 390 кгс,
где и N1^ по табл. 43; 1,1, п2 = 1,3 — коэффициенты пере-
грузок; бф = Уфуб = (2,5 4- 0,5 2 • 2) 2,2 — 9,9 тс; Grp = УГр?гр “
= (2 • 2 - 2 — 2) • 1,8 = 10,8 тс.
гзб
Момент от горизонтальной реакции в опорном узле башни по схе-
ме II загружения ветром в основании фундамента (рис. 164)
~ ~Н] <р • 2 • cos 45° (/1ф + 0,5) = ~ 34051 1,3 • 2 X
X 0,707 (2,5 + 0,5) = 722 200 кгс • см.
Рис. 164. К определению рас-
четных нагрузок на фундамент
и напряжение под подошвой
фундамента.
Рис. 165. План и разрез фундаментов башни.
Напряжение в грунте под подошвой фундамента
__ ^макс — Alp - „
гр ~ W Kl₽’
где = А2= 40 000 см2— площадь основания фундамента; И7ф =
~ 0,1179 А3— 943 200 см3—момент сопротивления основания фунда-
мента относительно оси т — rn'i,
„в 49 390 722 200 , п .7Й£? о „ , , п
Омаке------ 4Q-QQQ — §43 200 ~ — 1,235 — 0,766 — — 2,0 К1 с/см“ < /?гр =
= 2,5 кгс/см2;
п’ин — — 1,235 -ф 0,766 = — 0,469 кгс/см2 < /?гр.
Vi 18 1526 ш
Таким образом, растягивающих напряжений на подошве фундамен-
та нет.
План и разрез фундаментов приведены на рис. 165.
Весовые показатели башни ретранслятора
Вес башни согласно спецификации элементов — 3,38 • 700 + (1,4 + :
+ 12,3) 600 + 2625 = 13 210 кгс; то же, на 1 м3 объема башни
32,2 кгс/м3 (здесь 3,38 м3, 1,4 м3, 12,3 м3 и 2625 кг — соответственно
расходы клеефанерных труб, круглого леса, пиломатериалов и стали).
При расчете башен из клеефанерных труб с легкой полезной нагруз-
кой на рабочей площадке (ретрансляционные, геодезические, прожек-
торные башни и др.) рекомендуется принимать вес 1 м3 конструкции
башни g6 = 30 -н 40 кгс/м3, а для водонапорных башен — = 40
50 кгс/м3.
Мероприятия по химической защите древесины указаны в прило-
жении 43 и § 6.
I
ПРИМЕР 15. КУПОЛЬНОЕ ПОКРЫТИЕ ПЛАНЕТАРИЯ
Запроектировать купольное покрытие демонстрационного зала
планетария диаметром D = 40 м. В соответствии с назначением купол
должен иметь форму полусферы. Принимаем схему купольного покры-
тия, показанную на рис. 166. Полусфера состоит из двух частей: ниж-
него яруса в пределах двухэтажного здания планетария и верхнего
яруса — собственно купола, опирающегося на каркас здания. Группа
конструкций А1. Район строительства — г. Ленинград.
Определение геометрических размеров купола. Центр полусферы
находится на отметке 0,00. Отметка верха этажерки здания 8 м. На-
ходим диаметр' описанного круга нижнего опорного кольца купола из
формулы
при R = 20 м и f — 20 — 8 — 12 м; £>н = 36,67 м.
Количество ребер купола при расстоянии между ними по нижнем
кольцу я» 6 м
__ л • DH _ 3,14 • 36,67
П ~ В ““
Принимаем четное количество
х 36,67)/20 = 5,75 м.
Центральный угол
sin = —
2 2R
где = 66° 20'.
п = 20
36,67
40 '
19,19 шт.
ребер, тогда В = (3,14
0,916,
О
III
II
р -- ! f
“ 8 • f + 2
6
1=Ы000
а
Рис. 166, Схема купольного покрытия: |
« — продольный разрез; б план; 1 —- арки; 2 — скатные связи; 3 — панели покрытия;
4 — монтажные вертикальные связи; 5 & нижнее кольцо; 6 — верхнее кольцо; 7 — кар-
кас здания; 8 ~ опоры.
•Угол между горизонтом и линией, проходящей через нижнее опор-
ное, кольцо, <х0 = 90° — 66°20' = 23°40'.
Длй|аг дуги купола > Чк/Л
о я • D • ср 3,14 • 40 66°20' , е п <
....... 6 = -~W~" = ---------"W----------=45-21 м-
Принимаем диаметр описанного круга верхнего опорного кольца
Ds ~ 2 м.
Л !?/
33?
Длина одного ребра — (45,21 — 2)/2 = 21,6 м. Высота полуарки
/р = R - R cos -J- = R (1 - cos 33°10') = 20 (I - 0,8372) == 3,26 мф
Выбор конструктивного решения купола. Принимаем ребристую-
конструкцию. Несущие ребра, поставленные радиально по кругу с
шагом В = .5,75 м, опираются верхними концами в верхнее опорное
кольцо, а нижними на распорное кольцо. Верхнее кольцо проектору-
Таблица 47. Нагрузки от собственного веса крыши, кгс/м2
11
Элемента крыши Нормативная нагрузка ёкр п РасчетнаЖ нагрузка 41
Кровля руберойдная трехслойная на битумной 12 1,2 14,4
мастике
Плиты покрытия: 1,1 8,8
каркас из досок 8
обшивки — (0,01 + 0,006) 650 10,4 1,1 1,2 11,5
утеплитель б = 80 мм, у = 100 кг/м3 пароизоляция — один слой пергамина 8 9,6
2,2 1,1 2,4
Итого 40,6 46,7
ем стальным многогранным, нижнее — железобетонным. Нижнее коль-
цо, воспринимающее распор, опирается на двухэтажную этажерку
здания и на/отдельно стоящие опоры.
Пространственная жесткость купола обеспечивается скатными: и
вертикальными связями (рис. 166), связывающими ребра попарно./
Покрытие купола решено из трехслойных клеефанерных панелей-
Благодаря жесткому креплению панелей к ребрам они образуют коль-
цевые пояса купола и воспринимают кроме местной нагрузки мериди-
альные усилия. Кровля рулонная трехслойная, утеплитель — пено-
пласт марки ФС-7-2 (МРТУ 05-968-65), 6 — 80 мм, у = 100 кг/м8.
Изготовление несущих и ограждающих конструкций — заводское.
Рассматриваем два варианта конструкции несущих ребер купола.
Вариант I. Несущие ребра купола дощатоклееные из древесины
сосны влажностью не более 12% (ГОСТ 8486—66), клей марки КБ-3,
соединительные детали в узлах из стали класса С38/23.
Вариант II. Несущие ребра купола клеефанерные коробчатого
сечения; стенки из фанеры строительной марки ФСФ из древесины
лиственницы, пояса из древесины сосны. Клей КБ-3, соединительные
детали в узлах из стали класса С38/32.
Статический расчет. При расчете купола не учитываем его простран-
ственной работы, расчленяем его на отдельные плоские арки пролетом
I — 36,67 м и в запас прочности рассчитываем их на все виды нагру-
зок как плоские системы.
Определение нагрузок. Постоянные нагрузки: соб-
ственный вес несущих ребер купола со связями и собственный вес кры-
ши (табл. 47).
Временные нагрузки:' длительная — вес полотна звездного неба со
стационарным оборудованием (роб == 50 кгс/м2, = 50 • 1,1 =
= 55 кгс/см2), кратковременные — снеговой покров и ветровой напор-
Wtwclu1
p
ШМ1НШ1НН11НН1Н1Н
нагрузки.
Рис. 168. Схема распределения
ветровой
W0
t *36170 ‘—
5й
4&Q.B
1000 ’ “ — 15,5 кгс/м2;
1
= 15,5 1,1 =
района по [6] р0=
Рио. 167, Схема распределения
снеговой нагрузки.
Собственный вес арки по формуле (1)
4 + рн 40,6 4-100
1000
kcJ
= 17,05 кгс/м2.
Снеговая нагрузка (рис. 167): для III снегового района по [6] р0=
= 100 кгс/м2 (на 1 м2 горизонтальной поверхности). Нормативную
снеговую нагрузку определяем по формуле ря = рос. Коэффициент с
находим по указаниям [6], табл. 5 (по аналогии со сводчатым покры-
тием)
с = = Ц" ~ 0’38’ принимаем с = 0,4.
Тогда рн = 100 • 0,4 = 40 кгс/м2, /+= 40 • 1,6 = 64 кгс/м2, где
п = 1>6— коэффициент перегрузки, который находим по указаниям,
п. 5.7 СНиП при §кр/р0= 40,6/100 = 0,406.
Учитывая разницу в профиле проектируемого покрытия с профилем
арочного покрытия по п. 2, табл. 5 [6], несколько изменяем схему
снеговой нагрузки. -
Ветровой напор (рис. 168): для II ветрового района скоростной на-
пор ветра g0— 35 кгс/м2, коэффициент, учитывающий изменение ско-
ростного напора на высоте до 21 м, k = 0,9. Распределение ветрового
напора по высоте купола определяем согласно указаниям табл. 8 [6]:
при а0 =23° 40' = 35 0,9 0,73 = 23 кгс/м3; = 23-1,2 =
га = 45° g» = 35 • 0,9 .(-0,1) = - 3,2 кгс/м2; = -3,8 кгс/м’;
1 а = 90° §-«= 35 • 0,9 (-1,2) = -37,8 кгс/м2; g₽ =-45,4 кгс/м2;
ЩД 1528
Ш
341
при а = 135° g«= 35 • 0,9 (— 0,2) = — 6,4 кгс/м2; g? = — 7,6 кгс/м2;
при а == 156° 20' §“ = 35 • 0,9 • 0,14 = 4,4 кгс/м2; gg = 5,3 кгс/м2.
Схема ветровой нагрузки свидетельствует, что при принятом про-
филе купола она разгружает арки, поэтому ее в статическом расчете не
учитываем. Ветровая нагрузка не может
Рис. 169. Расчетная схема арки.
«уж
1-36670
поднять покрытие, так как
максимальная ордината ее
эпюры 45,4 кгс/ма меньше
ординаты эпюры от соб-
ственного веса покрытия
(46,7+ 17,2 = 63,72 кгс/м2),
которая к тому же распре-
делена равномерно по пло-
щади покрытия. Следова-
тельно, крепление арок
к нижнему опорному
кольцу на отрыв не про-
изводим.
Расчетная схема арки.
Арки считаем трехшарнпр-
ными. Расчетная схема ар-
ки показана на рис. 169.
Расчетная нагрузка от соб-
ственного веса арки, отне-
сенная к 1 м2 горизонталь-
ной проекции,
£с.в5 17,02 • 45,21
gc.B --
= 21 кгс/м2;
36,67
I
то же, от крыши
ЙР5 46,7 • 45,21 „ . ,
gKP = —= —зёГет----------------= 57>6 кгс/м2;
то же, от стационарного оборудования
55 • 45,21 ст с , 9
goc = —67,6 кгс/м •
В соответствии с треугольным очертанием в плане грузовых пло-
щадок нагрузки по пролету на каждую полуарку распределяются со-
гласнотреугольному закону. Максимальные величины эпюр расчетных
нагрузок (рис. 169):
от собственного веса арки
Gc.b = gc.BB = 21 • 5,75 = 120,75 кгс/м2;
от собственного веса крыши
Скр = 57,6 •. 5,75 = 331,2 кгс/м;
от снега
Pj = 64,0 • 5,75 = 368 кгс/м, Ру = 64 • 4,8 — 307 кгс/м;
342
Таблица 48. Определение усилий в расчетных сечениях арки при нагрузках: g в;
£кр’ Роб' Pl’ Pl/2
: Селения арки j Равчетние схемы Усилия в сечениях арки
0 1114 J' 2' Т С Л
2 1 <?б» № Н, кг Л!^ = Л1б — - Нуп, кго-м =~ Сб cos ап 4- + Н sin ап, кгс Qtl^ = Q6 sin K/i - — H sos v.n, КГС -
0 0 0 0 0 0 1093,6 3036 3549,2 3334 2812 . 556,6 1546,2 1836,3 1658,3 860 0 0 0 0 0 1224,9 3401,0 4040,2 3718,8 2921 III, 05 >— К> —* 1 GO ОО СО С0 0'1 С©^ Оооо\рС>Со
1 2867,1 7963,2 9456 8658 7062 756,5 2101,1 2495,2 2299,1 1777 128,6 355,7 421,8 500,6 2830,8 936,8 2601,9 3089,8 2825,2 1911,5 63,9 177,4 210,8 220,1 491,7
5490,7 15 252 18 112 16 670 12 805 391,2 1086 1290 1170 648 625,8 1738,2 2062,4 212217 5287,6 679,8 1888,2 2242,6 2027,7 1074,3 41 113,9 60,3 72,4 72,0
If 4 7857 21 075 25 025 22 882 16301 108,2 300 361 288 —234 1074,8 2985,5 3540,8 3483,4 6239,2 564,1 1566,8 1860,6 1670,6 757,2 —55,2 -153,3 —182 —196,6 —468,3
6680,9 18 558 22 370 19 951 10 391 0 0 0 -39 -563 0 0 0 0 0 556,6 1546,2 1836,3 1658,3 860 0 0 0 -39 —563
8' 7857 : 21 075 25 025 20 551 7104 108,1 300 361 —384 -563 1074,8 2985,5 3540,8 1148,8 -2958 564,1 1566,8 1860,6 1478,9 663,4 —55,2 —153,3 —182 —840,5 —784,5
2' 5490,7 15 252 : 18112 15 257 4163 391,2 1086 1290 —1278 —563 625,8 - 1738,2 2062,4 763,5 —3353,4 679,8 1888,2 2242,6 688,9 441,9 41 113,9 75,4 -1768,8 —941,6
Г 112867,1 < •17963,2 •Й456 - •17268 • И730< 756,5 2101,1 1996 —2363 -563 128,6 355,7 421,8 —890,8 —2501,2 936,8 2601,9 3089,8 -731,6 125,9 63,9 177,4 210,8 -2791,8 —1019,9
1>>|. J43
Продолжение табл. 48
0 1 2 J 4 Расчетные ехемы н Усилия в сечениях арки
j'2'?' О1 //
3 й.
К ,м„ = мб - Л'п = Qn =
& ГС Л4б, Qg, кгс Н, кгс — = Qq cqs 4~ »= Pg sin аг, —
£Г КГС-М 4- Н sin ап, — Н eos х,п(
б КГС кгс
0 1093,6 556,6 0 1224,9 —71,3
0 3036 1546,2 0 3401 —198,6
О' 0 3549,2 1846,3 0 4040,2 —235,9
0 —2363 1658,3 0 —1499,5 —2466,6
0 —563 860 0 —170,8 -1013,6
от оборудования
;»об =* 67,6 • 5,75 = 386,2 кгс/м.
Определение расчетных усилий. Усилия в арках находим (табл. 48)
в пяти сечениях по длине полуарки (рис. 170) по формулам:
Мп = М6 — Нуп,
Nn — Q6 cos а(1 + H sin an;
Qn~ Q6 since,, — f/cosam
где /И6 и Q6 — изгибающий момент и поперечная сила в сечении, опр<-
деленные как для балки пролетом /; Н — распор арки; an — угол на-
клона радиуса, проходящего через точку п; уп — ордината расчетного
сечения.
Таблица 49. Координаты сечений арки
| Сечения | 'ЛП - -== ад 4- 4- П&г? cos <хГ/ sin ап R cos a„ R sin ari Координаты, см .
— R cos Уп = лШ — R sin atl — ~ fo " ту
0 23" 40' 0,926 0,401 1834 800 0 ooCi
1 40° 15' 0,763 0,646 1526 1292 307,5 492
2 56" 50' 0,547 0,837 1094 1674 739,5 87!
3 73° 25' 0,285 0,958 570 1970 1263,5 1170
4 90е 0 1 0 2000 1833,5 12 000
Вычисляем координаты сечений (табл. 49). Для этого разбиваем
полуарку на четыре равных части. Получим четыре панели равной
длины с центральным углом
Да =
90° — 23° 40'
= 16=35'.
344
Вычисление значений Л4б и Q6, распора арки Н и усилий в сечениях
арки произведено в табл. 48, а расчетных усилий в табл. 50.
Таблица 50. Расчетные усилия
Сечеиия i Сочетание нагрузок Расчетные усилия Наибольшие усилия
Мрасч’ кгс м А'расч» кгс Фрасч’ кгс кгс ^макс» кгс
3 S’c.B + ?кр + Роб + Рц-2 13 840 4748,7 859,8 — —
1' "Г" £кр ^/12 -2016,9 3664,6 2551 — —
0 .^с.в £кр + ^об + Pl __ — — 12384,7
и' ^С.В ^кр ^об Pl — — — — 2972,5
Расчет и конструирование элементов купола производим по двум
вариантам.
Вариант I. Клеедощатые арки
Подбор сечения арки. Принимаем сечение арки прямоугольным
, I 3667
постоянным по всей длине, задавшись высотой п — = —гя— --
ЬО ЬО
73,3 см. Принимаем сечение bxh — 175x720 мм из 16 досок axb —
- 45 X 175 мм (до острожки по сортаменту 50 X 180 мм).
Геометрические характеристики сечения арки:
F = 17,5 • 72 = 1260 см2;
, 17,5 . 723 х
— — = 544 32и см4;
12 ’ •у ;
; • V . .... ;
Wx = = 15 120 CM8;
6
p 17,5 • 72- ч
S* — —l_— — 11 340 cm8,
о
Коэффициент условий работы тв — 1, коэффициенты к моменту
сопротивления при, изгибе клееных гнутых элементов тги == 1 (для
гнутых элементов при Ria — 2000/4,5 — 444) и тб = 0,98 (при h =
= 72 см) определяем по табл. 12 и 18 [1].
Проверка принятого сечения. Клеефанерные плиты покрытия ши-
риной 1500 мм обеспечивают при свободной длине арки из плоскости
, un _70- 17,5а лп„
Zp ~ 150 см < —72^“ == 296 ем
сплошное раскрепление при положительном моменте сжатой кромки,
а при отрицательном — растянутой. Тогда в соответствии с п. 4.5
[9] проверку сечения 3 арки на прочность выполняем по формуле
^расч । ^расч __ 4749 1 384 000
Fp “ 1260 + 0,9 • 15 120 • 0,98
107,5 кгс/см* 2 <
< 130 кгс/см8,
гпа vr^rhrhiiTi TjQTT-г t 1 ^^расЧ _ i 108s • 4749 п n
где коэффициент — 1 — 3100 _ RF — 3i00 _ 130 . 1260 — 0,9
при гибкости полуарки К = = ГГо^ГГгё = 108>
где /р = у.
Проверяем арку на устойчивость при совместном действии отрица-
тельного изгибающего момента и нормальной силы по формуле (п. 4.4-
[9]) в сечении 1':
N / М
гурасч ; I tr 4расч
3665 t / 201 690 I®
^,Ф;.У1Л ) 1260 ‘ °-87 130°>92 • 15 120 • ^ЗЗ • 130 /
= 0,1 < 1.
Находим коэффициенты фу.э и фб.ув. Гибкость полуарки из плос-
кости изгиба
kv- “OS
461,3.
в
Фб.уп — фб.уи
4521
2 • 0,29 . 17,5
Тогда <ру., - Зф”(о,75 + 0,06 - дау (о.75 + 0,06 = 0,87
+ 0,14 А) - 0,3 (1,75 AL + 0.14
1 о, „ kb2 160- 17,52 - 2 Л„ ,, , : д
= 1,33, здесь фб.уП = у— = = °’3, К0ЭФФиц.иент k = И
определяется по приложению 18. п. 6.
Коэффициент
1082 • 3665 п „о
3100 130 • 1260 и,УЛ
Условие устойчивости (0,1 < 1) выполняется с большим запасом
без раскрепления сжатой кромки. Предусматриваем между каждой
парой полуарок только монтажные вертикальные связи (см. схему
покрытия на рис. 166).
Проверку принятого сечения на Умакс не производим ввиду оче-
видного запаса прочности.
Проверяем клеевой шов в сечении на скалывание:
т----= -ё2ылдп"*~п3т~-~~ = 3,53 кгс/см2 < 24 • 0,6 = 14,4 кгс/см2,
г — l b 5т4 320 • 17,а ’
здесь 0,6 — коэффициент возможного непроклея.
В соответствии с требованиями к категориям элементов деревян-
ных конструкций (табл. 2 [1]) компануем пакет из досок следующим об-
разом: три нижние доски из досок древесины 1-го сорта (4,5 • 3 —
= 13,5 см >0,17 . 72 = 12,2 см), три следующие доски растянутой зоны
и три верхние доски из древесины 2-го сорта, средние доски — 3-го
сорта.
Конструирование и расчет узлов. Опорный узел (рис. 171).
Расчетные усилия: N ~ 12 385 кгс, Q = 2972 кгс (из табл. 50).
Узловой шарнир рассчитываем на равнодействующую усилий У и
Q, равную Уш = 12 700 кгс. Требуемый радиус шарнира (см. СНиП
П-В. 3-72, п. 4)
_ _ 12 700
~~ 1,25 • /ШЯСМ.Ш ~ Т25ТТ6П600' ~ U,D6 СМ’
где /ш — длина шарнира, равная 10 см; Rc№.m = 1600 кгс/см3— рас-
четное сопротивление местному смятию при плотном касании для ста-
ли класса С28/23.
Конструктивно принимаем стержень с/ш= 30 мм. Для гнутого про-
филя башмака принимаем половину трубы с наружным сЦ — 40 мм
и толщиной стенки 5 мм (ГОСТ 8732—78).
Проверяем сварные швы высотой /гШБ = 4 мм, прикрепляющие тру-
бы к боковым ребрам опорного башмака. Требуемая длина швов:
, W 12 385
ТР 2 • R™ 0,7 ~ 2 1500 • 0,7 • 0,4
14,7 см >2^-= 3,14 • 4 = 12,6 см.
11Ж । ’
Принимаем боковые ребра толщиной бб= 8 мм. Проверяем их на
знеиентренное сжатие при условии приварки к .ним труб односторонни-
. 0,8 4-0,4
ш швами (эксцентриситет продольного усилия е — ----g---
-= 0,6 см):
1В=А/ . М? 12385 , 12385-0,6 177л т а
W + 2ПЦ - Т-5Г ад + -тадзг- = 1774 кгс/с" <
II
347
<2100 кгс/см2, где 1F6 = —— -24 ‘g°’8- = 2,56 см8,
здесь Ьб= 24 см — расчетная ширина боковых ребер по середине вы-
соты.
Рис. 171. Опорный узел клеедощатой арки:
1 — узловой шарнир; 2 — боковые ребра опорного башмака; 3 — оголовок; 4 — трубчй
тый профиль; S — боковые накладки; 6 — ребро жесткости; 7 и 8 «*» элементы скатных
связей; S — нижнее опорное кольцо.
Опорный башмак крепится к арке через боковые накладки болтами,
воспринимающими поперечную силу и изгибающий момент от нее,
равный Q • е. Находим количество болтов, считая, что момент в сое-
динении образован парой сил с плечом ег = 24 см, действующими вдоль
рядов поперек волокон древесины. Расчетное усилие в каждом болте
’ „ Qe , Q 2972-38 , 2972 OC.Q
Лгб = ^ + Т:=-2Г^ + —= 2648 кгс-
Принимаем болты d — 30 мм. Несущая способность одного двух-
срезного болта поперек волокон древесины [11 п. 5.14:
34 8
из условия смятия древесины — 2 • 50 • b • d • ka = 100 • 17,5 X
X 3 • 0,5 = 2630 кгс я» 2648 кгс; ___
из условия изгиба болта — 2 • 250 • d2 • \/ka = 500 • З2 0,5 =
. 3240 кгс > 2648 кгс;
из условия среза болта и смятия накладок несущая способность
гораздо больше.
Проверяем болты на момент от пары сил с плечом е2— 9 см вдоль
волокон древесины. Усилие в одном болте
Qe 2972 -38 ,. оо
-4183 кга-
Равнодействующее расчетное усилие
р/~= р/"4183s + = 4240 кгс.
Несущая способность одного двухсрезного болта вдоль волокон дре-
весины:
из условия смятия древесины — 2 • 50 • b • d — 2 • 50 • 17,5 х
X 3 = 5250 кгс > 4240 кгс;
из условия изгиба болта —2 • 250 • d2 — 2 • 250 • 32= 4500 кгс>
> 4240 кгс.
Конструктивно принимаем размеры боковых накладок 170 X 600 мм
по условию размещения болтов. Находим толщину накладок по
прочности на изгиб в ослабленном сечении из выражения М = Q • е —
— при
$7 = 2 О7 — 2 3)а . тогда § — _______=
iv нт — 6 s iVl Дс1 vH — /? » 2 • 113
6 • 2972 • 38 . „
2100 • 2 • 121 ~ CM’
принимаем 6H= 14 мм.
Находим минимальную длину оголовка при ширине, равной ширине
, N 12 385
арки, из условия смятия торца арки 10г = = ртУЛзо =
= 5,4 см; принимаем конструктивно /ог — 40 см.
Оголовок работает на изгиб, как балка на двух опорах пролетом,
равным /ш — 2 4- 5В) = 10 — 2 (0,4 -ф 0,8) = 7,6 см. Требуемая тол-
щина оголовка при gor = — 310 кгс/см, Мор — ==
7 6 б2
= 2236 кгс • см и 1У0Г = ——g—• Из формулы Мог — RW№ нахо-
... я т/" 6’2236 n п) я in
дим оОР = у =~—g-r--- — 0,91 см; принимаем оор = 10 мм.
к о нь ковый узел (рис. 167). Расчетные усилия N —
597 кгс и Q = 563 кгс меньшие, чем в опорном узле. Принимаем кон-
< жтивно стальной башмак аналогичным башмаку опорного узла.
’асчет верхнего опорного кольца. Кольцо принято стальным
14t
многоугольным из швеллера. Длина окружности, проходящей через
оси узловых шарниров, SB =3,14 • 200 = 628 см. Длина одной сторо-
ны многоугольника
, SB 628 .
В ~ п ~ 20 — см>
опорного башмака при длине узлового
что достаточно для размещения
Рис. 172. Коньковый узел клеедощатой арки: .
1 — узловой шарнир; 2 — боковые ребра башмака;
3 — оголовок; 4 — трубчатый профиль; 5 — боковые
накладки; 6 — ребра жесткости; 7 верхнее опор-
ное кольцо.
шарнира
Ъ + 2 . <5Н + 2 =
= 17,5+ 2 1,4 + 2 =
= 22,3 см.
Подбир аем швеллер
опорного кольца по ус:
чивости:
где п — число сторон пра-
вильного многоугольник а;
1Х — момент инерции сече-
ния кольца относительно
вертикальной оси; Н —
распор арки, равный
5597 кгс (табл. 50); ср —
половина внутреннего угла между сторонами многоугольника,
созФ = 0,139;
„ / 4 • 3,14 +2,1 • 10е • 1Х 5597
7VKp — 20 31,+ > 2 • 0,139
1Х = 23,8 СМ4.
Принимаем из условия конструирования узла швеллер № 20 с
7^ = 113 см4.
Расчет стыка полуарки. Полуарка при длине хорды с опорными,
башмаками в торцах приблизительно 21 м высотой с учетом расчетных
размеров (^р+ h = 3,24 + 0,72 = 3,98 м) превышает транспортный
габарит. Предусматриваем укрупнительную сборку полуарки перед
монтажем. Стык располагаем в сечении 1. Расчетные усилия в стыке
(см. табл. 48);
в сечении 1 (при нагрузках gc,B + gKP + роб + pit/ —
= 3736,9 кгс • м, Nt= 8540 кгс, Qi= 702,5 кгс;
в сечении Г (при нагрузках +.в ++р + .+/2)—
= —2016,9 кгс • м, AZj_= 3664,6 кгс, (+= —2550,5 кгс.
>Я
Конструкцию стыка, так как изгибающий момент в нем знакопере-
менный, принимаем такой, при которой можно производить натяжение
в стыке в процессе эксплуатации (рис. 173).
а
Рис. 173. Стык полуарок;
ОВ- конструкция стыка; б — расчетная схема накладок; 1 — стяжные болты; 2 — боко-
Шьаеснакладки; 3 — болты для крепления боковых накладок; 4 вертикальные ребра;
ОШ узловые накладки; 6 и 7 элементы скатных связей.
Расстояние между стяжными болтами — е — 72 — 2 • И = 50 см.
Находим расчетные растягивающие усилия в соединении
/ Лц \ п / 373 690 8540 п ,с,.о /
1/2 = 1602 кгс;
/А!.. Лщ\/о / 201 690 3665 \ о 11П|
/V,. —2_______L / 2 ==—— /2=1101 кгс.
\ е 2 / \ Ф 2 /
За расчетное усилие принимаем Az6 = 1602 кгс. /
Определяем количество болтов d — 12 мм для крепления накладок
к элементам полуарки. Определяющей является несущая способность!.
из условия изгиба болта, равная: 2 • 250 • da= 500 • 1,23— 720
Тогда
п = — 2,2 шт.; принимаем четыре болта d = 12 мм.
Находим диаметр стяжных болтов по разрыву ослабленного
бой сечения
Унт = = 0,76 см2; принимаем болты d — 14 мм.
Толщину вертикальных ребер находим из условия изгиба пластины
опертой по трем сторонам с размерами b X а — 80 X 64 мм (см. [8],
табл. IX.4). Давление на 1 см2 пластины
1602 о, о /о
g ~ щДП = 31,2 кгс/см2.
При Ыа = 8/6,4 = 1,25 коэффициент р = 0,122 и изгибающий момещ
М — рцй2= 0,122 • 31,2 • 6,4а= 153,4 кгс • см (на ширину 1 см).
1 62
Толщина вертикальных ребер при IF = — — из формулы М. = R
X IF равна
6 ш — 0,66 см; принимаем 6 = 8 мм.
Толщину накладок и ребер жесткости так же принимаем 8 мм
расчета ввиду очевидного запаса прочности.
Боковые деревянные накладки, обеспечивающие жесткость узл;
из плоскости и болты, крепящие их, рассчитываем на поперечную
силу. Размеры и расчетная схема накладок приведена на рис. 173,
Усилие, воспринимаемое парой крайних болтов
Qh 2551 • 16
Л\ = = ---== 2268 кгс.
Усилие, воспринимаемое средними болтами
N2 ~ М — Q = 2268 — 2551 = —• 283 кгс < 2268 кгс.
Принимаем болты d — 18 мм. Несущая способность двух двухсрезн
болтов из условия изгиба
2 • 2 • 250 • d21000 1,82 0,87 = 2800 кгс > 2268 кгс,
здесь ka~ 0,75 учитывает смятие древесины под уголом 90° при/
= 18 мм.
Боковые накладки принимаем сечением 150 X 100 мм из ;ус|5
размещения болтов длиной 880 мм в два ряда. Проверяем накладИ
изгиб в сечении ослабленном двумя болтами d = 18 мм:
М = Q • 1Х = 2551 • 16 -40 816 кгс см, Г1П = 2^1^-=^,8)
= 420 см3,
° ~ “ТЙУ”" КГС//см2 < = 130 кгс/см2.
6
352
Вариант !!. Клеефанерные арки
1ВЛ
1
Подбор сечения арки, Принимаем сечение арки прямоугольным
коробчатым постоянным по всей длине. Задавшись высотой h — =
- _ЗЦ1_ ~ 81,4 см, принимаем h — 850 мм. Толщину фанерных сте-
нок принимаем равной 8СТ = 12 мм. Используем фанеру из древесины
лиственницы марки ФСФ сорта В/ВВ волокнами рубашек вдоль оси ар-
иакКИ. Пояса выполняем клееными из пяти досок 195 X 45 мм(доострож-
|И|ки по сортаменту 200 X 50 мм) сечением ЬаХ пп = 195 X 225 мм.
Устраиваем в поясах по два пропила, с тем чтобы ширина пояса при-
клеиваемого к фанерной стенке не превышала 100 мм.
Геометрические характеристики сечения арки, приводимого к дре-
весине при Еф/Ед = 70 000/100 000 = 0,7 в плоскости изгиба: /пр.д- =
= 2 + 19,5 . 22,5 - 31,252) ф 2 0,7 = 979 926 см4;
= 23 057 см8; Епр = 2 • 19,5 - 22,5 ф 2 • 1,2 • 85 X
X 0,7 — 1020 см2; S* ~ 19,5 • 22,5 31,25 — 13 711 см3 (относительно
0,5 - S = 0,5 • 4521 72 6
т/~97992б'^ ' '
/ — |/ 1020
пр
Проверяем принятое сечение по расчетным усилиям в сечении 3
70 • &2
(табл. 50). Для клеефанерных плит при ф = 150 см < —— =
_ —_а_ — 395 см имеем сплошное раскрепление сжатой кромки
|||и положительном моменте.
; Расчет ведем в соответствии с п. 4.5 [9]:
нейтральной оси)
4749 , 1 384 000. 130 г,, о D 2
“ 1020 + 0,94-23 057-130 63,„К! с/см < 100 кгс/см ,
й _ 72,6* -4749 g
ъ 3100 . 130 • 1020 ’
; Растягивающие напряжения в фанерной стенке при E^JER~ 0,7.
пот — 63,2 • 0,7 — 43,2 кгс/см2« 70 • 0,6 = 42 кгс/см2,
|ф70 кгс/см2= /?ф.р — расчетное сопротивление лиственничной фа-
сфна растяжение [13]; 0,6 — коэффициент, учитывающий снижение
нечетного сопротивления в стыках фанерной стенки (п. 4.23 [1]).
Проверяем устойчивость верхнего пояса арки из плоскости изгиба
:| = - -*6.5" ф = °’94-
aG = оп/ф = 63,2/0,94 = 67,3 кгс/см2 < /?с = 130 кгс/см2.
illfe . . л '
I
Проверяем арку на устойчивость в сечении Г при совместном действии/
отрицательного изгибающего момента и продольной силы по формулЦ
п. 4.4 [9] при сплошном раскреплении растянутой кромки:
^расч , / ^расч 1________ 3665 .
,У?С + „„R. I “ 1029 • 0Т99Н30
^прФб.уп^о
201 690 \2
0,96 • 23 057 - 1,47 • 130 )
Находим коэффициенты фуэ и Фб уп при гибкости полуарки из
, 0,5 - S 0,5 - 4521 - осс
кости 7У 0,29 - b 0,29-21,9
/ ,2 \ / \
3100 п fp \ 3100 /п , А 452F \ А
ФУ.э ~ 2 I 0,7о-р 0,0610,750,06 j—ggg I — 0,99,
фб.уп = Фб.уп (1,75 А + о, 14 \ = 0,39 р ,75 + 0,14
. = 1,47,
kb"1 160.21,9а-2 п оп
где фб.уп - Ыр = — 85 . 452Г™ ~ °’39’
коэффициент k — 160, находится по приложению 18, п, 6.
Коэффициент
пло
I.CK
Условие устойчивости (0,06 < 1) выполняется с большим запасоА
Предусматриваем между каждой парой полуарок только монтажи
вертикальные связи (см. схему купола).
Проверку сечения арки на продольное усилие Айакс не произвол
ввиду очевидного запаса прочности.
Проверяем клеевой шов между шпонами фанеры в месте приклейк
к стенкам поясов на максимальную поперечную силу в сечении О' Q>
— 2972,4 кгс:
QSX 2972,4-13 711 п ,
Тщ ~ IpA^ " 979 926-22,5-2 — 0>92 КГС/СМ < /?ф.ск — 4 КГС/
где п — 2 — число вертикальных .клеевых швов.
В этом же сечении проверяем фанерную стенку на срез на уро
нейтральной оси
тет = = 19,2 кгс/см2 <
здесь статический момент полусечения относительно нейтральной/
*= " 0,7 = 13 711 + 2 - 1,2 - 42,5 0,7 = 15 220Й
5, + SQ1 • 0,7 = 13 711 + 2 • 1,2 • 42,5
Проверяем прочность фанерной стенки на главные растягивающие
напряжения в расчетном сечении (формула (6.17) [9])
„ °И-Ф I
Ср.фа — — ~— -Г
2 9 г —---------
+ Тст = 14 + У142 + 19,23 = 10 кгс/см2 < /?ф.рС£ =
и
_ .1 384 000-20 _ 28 , „
979 926 ™ 26 кгс7см >
— 21 кгс/см2,
где сги,ф — нормальные напряжения от изгиба на уровне внутренней
кромки поясов,
М.
аи.ф = j
1 Пр,Х
/?Ф.ра = 21 кгс/см2 расчетное сопротивление фанеры на растяжение
под углом а, находится по приложению 21 с перерасчетом с березовой
фанеры на лиственничную с учетом коэффициента
III
18
8
=70 0>53. tg 2а =
р.:;. берез *3v °и.ф
а = 54° 507
38,4 , лл*?
= 1,407 и
стенки на местную
11
hCT 85— 2.22,5 QQ о кл
При -д— =-----------pg—- = 33,3 < 50 проверка
устойчивость не требуется.
По концам полуарок (от торцов до первых стыков фанерной стенки)
сечение выполняем сплошным дощатоклееным из 19 досок с устройством
Цбсьми пропилов шириной 0,5 мм, глубиной до 30 мм с расстоянием
между ними в свету 90 мм < 100 мм.
Верхний пояс проектируем из древесины II сорта, нижний —
II сорта.
1|(|щКонструировани-е и расчет узлов. Принимаем в узлах опирания по-
луарок стальные башмаки и валиковые шарниры.
: О норный узел (рис. 174). Расчетные усилия: N =
12 385 кгс, Q = 2972 кгс (табл. 50).
Стальной башмак крепится к арке болтами, воспринимающими
перечную силу и момент Q < е = 2972 • 32 = 95104 кгс • см. Рас-
етиое усилие, действующее на каждый ряд болтов
Q & . Q 95 104 2972 ....
/Ур == + ^- = -уу- +-^- = 9411 КГС.
Принимаем болты d = 30 мм. Несущая способность одного двух-
|йнрго болта поперек волокон древесины:
||||фтусловия смятия древесины —- 2 • 50 bndka = 2 • 50 • 19,5 X
111/0,5 — 2925 кгс;
из - условия изгиба болта 2 • 250 • d2 У ka== 500 • З2 ]Й0,5 =
: 3240 кгс.
•11
Ш
' ш
Pm. 174. Опорный узел клеефанерной арки:
а — конструкция узла; б — расчетная схема валикового шарнира; / — узловой валик;
2 — боковые ребра башмака; 3 — оголовок; 4 — ребра жесткости; 5 — соединение/ фа*
меры стенок «на ус»; 6 продольные прорези через 9 см.
Количество болтов
9411 0 0 л
птр = “555^- ~ 3,3; принимаем четыре болта в ряду.
Размеры боковых накладок принимаем конструктивно 8 Х/320 X
X 450 мм. Проверяем накладки на изгиб в ослабленном сечешш:
tv? л 0,8 (27 — 6)2 п,г я 95104 О1П слд.. л /
1КНТ ~ 2 -к~А—----- = 117,6 см3; ст = -—пстт-— = 810 кгс/см<
1 b 117,6
2100 кгс/см2.
Продольное усилие в арке передается на башмак лобовым упором в
оголовок, длина которого
tor ~
N = 12 385 4 о
baRc 19,5 • 130 ~ 4,6
см < 32 см.
Рис. 175. Коньковый узел клеефанерной арки;
узловой валик; 2 — боковые ребра башмака; 3 & оголовок; 4 — ребра жесткости;
$ «= верхнее опорное кольцо.
Оголовок работает на изгиб, как балка на двух опорах пролетом
Ь = 21,9 см от нагрузки g ~ —Уу— — 390 кгс/см.
390 • 91 Ч2 21,9 • б!,
: Л40Г — —-g—-L— — 23 381 кгс • см, lFor — —-g—- ; Из формулы
/Иог= R • W'or находим
« 1 Г 23 381 • 6 1 <70 о 1 о
== 1/ -пг-о—FTC™- ~ 1,73 см; принимаем оог = 18 мм.
ч 41 1 V V
Рассчитываем валиковый шарнир на равнодействующую от усилий
Л7 и Q, равную Л?в= 12 700 кгс. Находим трубуемый диаметр:
из условия изгиба как двухконсольной балки (рис. 174, б)
,, NB л 12 700 п tnrmn
ЛИ ~ __х 2 = —5— 2 — 12 700 кгс - см;
в 2 2
тс? Мв 12 700 , Оо
Гв = « 6,04 см8; ds = у -g-у- = 1,83 см;
из условия среза
3,14*4
=- ——- 1500 • 2 == 12 700 кгс, откуда d8 = 2,31 см;
из условия смятия накладок
Мь/?сып = 0,8 dB • 3800 -2 =12 700 кгс, откуда <Д == 2,03 см.
Принимаем диаметр валикового шарнира dB = 24 мм.
Коньковы й у з е л (рис. 175). Расчетные усилия по величине-
в коньковом узле меньше, чем в опорном. Принимаем конструкцию
стального башмака аналогичной башмаку опорного узла.
Рис. 176. Стык полуарок:
2 — стяжные болты; 2 — бо-
ковые накладки; 3 -- крепле-
ние боковых накладок-; 4 —<
вертикальные ребра; 5 де-
ревянные узловые накладки,
Расчет верхнего опорного кольца. Принимаем конструкцию коль-
ца такой'же, как в варианте I данного примера. Расчет стыка полуар-
ки (рис. 176) аналогичен расчету варианта I.
Весовые показатели купельного покрытия
Вариант I. Вес полуарки согласно спецификации элементов —
2,7 500 + 0,32 • 500 + 14 4~ 154 = 1678 кгс; то же, на 1 м2 площа-
ди покрытия 31,7 кгс/м2 (здесь 2,7 м3, 0,32 м3, 14 кг, 154 кг — соответ-
ственно расходы пиломатериалов на полуарки, досок на связи, клея,
стали на узловые детали и верхнее опорное кольцо). Коэффициент соб?
ственного веса по формуле (2) /гс.п = 5.
Вариант II. Вес полуарки — 2,26- 500 4- 0,43 - 650 4~ 0,32 • 500 4-
4- 15 4- 146 = 1730 кгс; то же, на 1 м2 площади покрытия —
32,7 кгс/м2 (здесь 0,43 м8— расход фанеры). Коэффициент собственного
веса Ас.в = 5,15.
Следовательно, теоретическое значение коэффициента собственного
веса принятое в расчете меньше фактического, что объясняется отсут-
ствием надежных данных о весовых показателях купольных покрытий.
358
Г лаза V
ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКАЯ ОЦЕНКА
КОНСТРУКТИВНЫХ РЕШЕНИЙ
ПРИМЕР 16. - ОПРЕДЕЛЕНИЕ ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИХ ПОКАЗАТЕЛЕЙ
НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ ПОКРЫТИЙ
' При определении технико-экономических показателей несущих
конструкций (ферм) рассматриваются варианты покрытия, разработан-
ные в примере 8, для которых применяются различные конструкци-
онные материалы. Экономическая оценка конструкций проводится
согласно методике НИИЭС Госстроя СССР [19, 20, 30] по общепринятой
номенклатуре показателей (см. табл. 2): расход и стоимость материа-.
лов, заводская стоимость, стоимость в деле, приведенные затраты.
Стоимость материалов принималась как для I территориального
района.
Геометрические размеры ферм показаны на рис. 77.
Вариант L Металнадеревянная ферма
Расчетные поперечные сечения элементов фермы и конструкции
тузлов даны в табл, 19 и на рис. 79. Определение технико-экономиче-
।- ских показателей производится по методике, приведенной в § 8. Стои-
Цйость в деле фермы определяется по формуле (3).
Расход пиломатериалов на изготовление деревянных клееных
элементов фермы находится по формуле (см. § 8)
Гпил = ЛотхГдР = 1,35 1,465 = 1,978 м8,
где Аотх — суммарный коэффициент отходов, йотх = здесь
1,06 — учитывает отходы при раскрое пиломатериалов на черно-,
вые заготовки; = 1,01 — учитывает опиловку досок на зубчатый
. шип; k3 = = 1,142 — учитывает острожку досок с двух сторон;
= 1’083 — учитывает острожку клееного заготовочного бло-
ка с боковых граней (здесь 40 мм и 130 мм — размеры досок по сорта-
менту; 35 мм и 120 мм — размеры досок в клееном пакете); /?Б— 1,02 —
учитывает обработку торцов заготовочных блоков; значения коэффи-
циентов kx, k2, k3, kit k& находятся по рекомендациям [10], откуда
/готх = 1,06 • 1,01 • 1,142 1,083 • 1,02 = 1,35;
Гдр — расход древесины в деле (по чертежу, рис. 79) складывается из
пиломатериалов на верхний пояс, решетку, узловые накладки и равен:
Гдр= (26,6 — 0,5)0,12 • 0,35 + [2(3,69 — 0,45) + 2 (5,52 — 0,55)] х
X 0,12 0,14 4-0,1 = 1,095 ф-0,27 -]- 0,1 = 1,465 м3;
Расход пиломатериалов (хвойных обрезных досок толщиной 40 мм)
-найден по сортам соответственно категориям элементов деревянных
конструкций запроектированной фермы (рис. 79). Учитывая, что решетка
9S9-
сорта.
Расход клея находится по формуле (7)
G — +3+°:2~ Р 1 208 + -°’3 0 297 = 11 2 кг
°кл ~ 0,035 10 11 и° + 0,035 • 4 и+У/ КГ’
где 1,208 м8= 1,095 • и 0,297 м3= 0,27+Д—- объемы древесины в
заготовочных блоках соответственно верхнего пояса и элементов ре-
шетки.
Расход металлоизделий (уголка + .. _ ....
вого металла, болтов, гаек и глухарей для -узловых соединений)
найден по чертежу конструкции фермы.
Стоимость изготовления фермы находится по формуле (11)
Сиз = 0,6 -50,2(1 +1,3) = 30,12 + 39,15 = 69,27 руб.
Расчет трудозатрат на изготовление фермы по вариантам на основа-,
нии калькуляции трудовых затрат на основные технологические опера-
ции приведен в табл. 51, помещенной в конце примера. Для варианта I .
трудозатраты ТОг11 = 50,2 чел. • ч. При изготовлении заготовочных-
клееных блоков принята гвоздевая запрессовка, позволяющая органи-
зовать производство ферм при действующем лесообрабатывающем за-
воде (цехе).
Трудоемкость склейки одного заготовочного блока криволинейного-
очертания находим по формуле (исследования В. С. Сарычева)
^в.п —^0,0095 + 1,73 • Ь8 + 0,4 • Ъ ~~л.—~~ + &крФ+гв^ ^бл ж
\ псл 1
= ^0,0095 + 1,73 • 0,12 • 0,035 + 0,4 • 0,12^ + 2,19 = 0,6 X
X 6,78 — 4,82 чел. • ч,
где b =0,12 м и 6 = 0,035 м —ширина и толщина доски взаготовк
«м — Ю — количество досок в пакете; kKp — 2,19 — коэффициент
учитывающий трудоемкость запрессовки криволинейных блоков; /бл
'= 6,78 м — длина заготовочного блока, равная 6,65 • k6— 6,78 м.
Принимаем для запрессовки гвозди Цв = 3 мм длиной 7ГВ = 100 7
По графику 3 приложения 27 устанавливаем трудоемкость забив:
100 гвоздей, которая равна /гв ~ 0,6 чел, - ч. Запрессовку выполняв
через два слоя в два ряда пятью парами гвоздей на 1 м блока, тогр
общее количество гвоздей на 1 м
пп ~ 5 • 2 s=! 50 шт.
Трудоемкость склейки заготовочных блоков элементов решетки
щей длиной 17,2 м при гвоздевой запрессовке четырьмя парами :г
дей на 1 м блока ^ггв = 4 • 2 == 16 шт. j
= ^0,0095+ 1,73 0,12 • 0,035 + 0,048-|- + 0,6 17,2 =
= 2,55 чел • ч.
50 X 5 на нижний пояс, листо-
еде
нижнего пояса (не деревянных); Ц
8
элементов; +п= 0,75чел. • ч
ные по графикам 1 и 2 приложения 27; £
на
фе
ттксм мя оаскосов пиломатериалы П1 Трудоемкость сборки фермы из заготовочных блоков, состоящая из
слабо нагружена, прини а д- , суммарной трудоемкости отдельных операций (транспортирования за-
готовочных деталей, приторцовки блоков в узлах, образования отвер-
стий, установки болтов и пр.), находится по формуле
Фо — 4,4 • G + 1,54 Кдр + Тп + 2/0/г0 4- 0,165 • £др =
= 4,4 • 0,293 +1,54- 1,465 + 0,75 -А- + 0,4 -А_ + 6 +
+ 10,2-1^-+ 0,165 • 42,58 = 19,1 чел. • ч.
6 — 0,293 т — вес соединительных деталей в узлах и элементов
ч ’дР= 1,465 м3—объем деревянных
---------------8
чел. ч — трудоемкость приторцовки загото-
вочных блоков верхнего пояса, находится по графику 4 приложения
27; Та= 0,4 чел. ч — то же, для элементов решетки; п0— 47 и
47 — соответственно количество отверстий и болтов, принятое
усредненно; 6 чел. • ч и 1б= 10,2 чел. • ч — соответственно затраты
времени на сверление 100 отверстий и постановку 100 болтов, найден-
™ 1 .. о _ 42,58 м — суммарная дли-
деревянных элементов. Себестоимость фермы находим по форму-
(4):
С3 = (125,83 + 69,27 + 5,76+ 5,29 + 2,56) 1,028 • 1,112 =
= 236,29 руб.
Транспортные расходы на перевозку фермы на стройплощадку на
расстояние до 50 км находим по формуле (12):
Сг = (4,08 + 1,13 + 1,03) 1,025 + 0,2 • 1,465 = 6,71 руб.,
где 4,08 руб,—тарифная плата за перевозку 1 т груза на расстояние
до 50 км, находится по ценнику 3, ч. I, стр. 32; 1,465 • 0,5 + 0,293 »»
= 1,025 т — вес фермы; (1,13+1,03) руб.— стоимость погрузки и
разгрузки 1 т груза; 0,2 руб.—цена за тару и реквизит на 1 м8 конструк-
"ии (п. 256, Ценник 3, ч, I).
j : Стоимость фермы в деле подсчитана по вариантам в табл. 52, при-
еденной в конце примера. Для варианта I Сй = 337,1 руб.
- Капитальные вложения в производство ферм на предприятиях
еревообрабатывающей промышленности найдем по формуле (14):
К = 180 • 1,465 + 0,645 - 11,2 + 234 • 0,293 = 338,9 руб.,
де 180 руб, - год/м3— удельные капитальные вложения в производство
клееных деревянных конструкций при организации цеха на существу-
^"’ем ДОКе; определяются согласно нормативам удельных капитало-
ложений по промышленности строительных конструкций на 1976—
°80 г. (СН 469-74); 234 руб. • год/т — удельные капитальные вложения
^производство металлоизделий (там же); 0,645 руб.-год/кг— удель-
1,-’° капитальные вложения в производство приготовления клея в це-
клееных конструкций (Методические указания НИИЭС).
1||||++г' < ЗЙ-с
1йв
Приведенные затраты находим по формуле (13):
Сп = 1,185(337,1 4-0,12 • 338,9) + 0,03 • 337,1 10,4 = 552,83 руб,
где 1,185 и 10,4— коэффициенты р и р, найденные по графикам рис. 7
для эксплуатации ферм в течение 20 лет.
Вариант Н. Деревопластмассетая ферма :
Расчетные поперечные сечения элементов фермы и конструкции >
узлов даны в табл. 19 и на рис. 80. Стоимость в деле фермы определяет- 4
€я по формуле (3). I
Расход материалов на ферму находится по чертежу, по сортам и ’
соответственно категориям элементов деревянных конструкций. Об-:
щий расход древесины на изготовление фермы
Упил = /г0ТХУдр = 1,35 • 1,1 - 1,486 м3,
где Дотх — 1,35 — суммарный коэффициент отходов при механиче-
ской обработке древесины на различных технологических операциях
/см. вариант I); Кдр — расход древесины в деле (по чертежу конструкв
ции, рис. 80), состоит из пиломатериалов на верхний пояс, решетку,
узловые накладки:
удр = (26,6 — 0,5) 0,12 . 0,245 + [2 (3,69 — 0,4) + 2 (5,52 — 0,5)]
X 0,12 • 0,14 +0,053 = 0,765 + 0,282 + 0,053 = 1,1 м8.
Расход клея находим
с __ 0,3 (7 — 1)
°кл 0,035 . 7
где 1,032 — 0,765 • ktkb
по формуле (7):
1,032 + 0,38 = 10,02 кг,
, и 0,38 = 0,282 • k^— объемы древесины
заготовочных блоках соответственно верхнего пояса и элементов реш
ки до их обработки (см. вариант
Расход стеклопластика СВАМ
.объемной массе у = 2 г/см3
Gcbam = 2
= 2 (24 + 0,24) 100 • 2 = 54,92
Расход стеклопластика марки КАСТ-В толщиной
ч 7-vr- / Q
I).
на нижнии пояс
(см. рис. 80) пр]
(L + 0,24) у =
кг.
л -__________________ ... . 10 мм на фассйй
в узлах (рис. 80) при его объемной массе 1,85 г/см3 и А>тх — 1,15
Gkact-b = (0,5 • 52 • 96 + 14 • 50 + 14 81 + 14 • 58 + 20 • 144) +х-
X 1,85 • 1,15 = 64 кг.
То же, толщиной 20 мм на оголовки элементов нижнепг пояса
Gkact-b = 18 • 4 • 2 • 72 • 6 • 1,85 = 115 кг.
Трудоемкость изготовления фермы определена по калькуля
трудовых затрат на основные технологические операции (смл табл,
•в конце примера).'
362
Трудоемкость склейки элементов (см. вариант I):
одного заготовочного блока верхнего пояса
tB.n = (0,0095 + 1,73 • 0,12 • 0,035 + 0,048 +
+ 2,19 • 0,6—^6,78 = 3,91 чел. - ч;
Элементов решетки общей длиной 17,4 м
/р = (0,0095 + 1,73.0,12- 0,035 + 0,048 -~ + 0,6-—-) 17,4 =
= 2,57 чел. • ч.
Трудозатраты на сборку фермы (см. вариант I)
Ас = 4,4 • 0,077 + 1,64-1,1 + 0,65 + 0,4 А- + 7 -Ц- +
+ 10,2 -Щ- + 0,165 • 42,7 = 33,14 чел. • ч.
При подсчете трудоемкости сверления отверстий для установки бол-
тов приняты усредненные болты d = 22 мм длиной 300 мм в количест-
ве 135 шт.
Себестоимость фермы находим по формуле (4):
Cs = (1481,73 + 78,72+ 4,32 + 3,97) 1,028- 1,112 = 1793,28 руб.
Транспортные расходы (см. вариант I)
Ст = (4,08 + 1,13 + 1,03) • 0,797 + 0,2 - 1,1 = 5,19 руб.,
где 0,797 = 1,1 • 0,5 + 0,17 + 0,064 + 0,013 — масса
------------ _ „--VUfJ
ра) составляет Са= 2355,78 руб.
. , , фермы, т.
Стоимость в деле фермы по варианту II (см. табл. 52 в конце приме-’
гКАЛ гчгча.-глэт Г* __ ООСГСГ 'ТО
Капитальные вложения в производство ферм на предприятиях
--------- - '
деревообрабатывающей промышленности (см. вариант I)
К = 180 - 1,1 + 0,645 10,02 + 1500- 0,247 = 574,96 руб.,
где: 1500 руб. • год/т — удельные капитальные вложения в производ-
ство изделий из конструкционных пластмасс (Методические указания
НИИЭС).
Приведенные затраты (см. вариант I) находим по формуле (13):
' Сп = 1,185 (2355,78 + 0,12 -575) + 0,015 • 2355,78 • 10,4 =
= 3247,5 руб.
Вариант 118. Деревянная ферма / /
Проектные размеры сечений элементов фермы и конструкции узло-
лх соединений приведены в табл. 19 и на рис. 81. Стоимость в деле
>ермы определена по формуле (3).
36J .
«1
Расход пиломатериалов (обрезных досок) по сортам соответственно
категориям элементов деревянных конструкций находим по чертежу
запроектированной фермы (рис. 81):
- на верхний пояс
II сорт — (26,6 + 0,3) 0,12 • 0,035 • 4 = 0,455 • 1,35 = 0,615
III сорт — (26,6 + 0,3) 0,12 -0,035 • 4 = 0,678 - 1,35 = 0,916 м3; у
на нижний пояс
I сорт — (24 -= 0,44) 0,12 • 0,28 = 0,79 • 1,35 == 1,0б7 м3;
на решетку (так как решетка нагружена слабо, принимаем пилома*
теоиалы III сорта) — 2 (3,69 — 0,5) + 2 (5,52 — 0,6) 0,12 • 0,14 =1
=‘0,272 1,35 = 0,37 м3;
на узловые накладки
IV сорт — 0,084 м8,
'здесь 1,35 — коэффициент отходов при механической обработке
древесины на различных технологических операциях (см. вариан'
Суммарный расход древесины:
в деле (без учета отходов)
Удр = 0,455 + 0,678 + 0,79 + 0,272 + 0,07 = 2,265 м3;
в черновых заготовках
Упкл = 0,615 + 0,916 + 1,067 + 0,37 + 0,084 = 3,052 м».
Расход клея на изготовление элементов верхнего и нижнего поясоф
и решетки находим по формуле (7):
л „ 0,3 (10 — 1) j пк 1 I 0V (8 *~~ 1) л о7р । ОУ (4 1) q q
~ 0,035-10 1,2Ь + ' 0,035 8 + 0,035-4 0,3
~ 17,1 кг,
где 1,251 = (0,455 + 0,678) k^- 0,872 = 0,79 и 0,3 = 0,272
объемы заготовочных блоков элементов фермы до их обработки; ЙрЯ
= 1,083 и k5— 1,02 — коэффициенты, учитывающие острожку клееных
блоков с боковых граней и обработку торцов (см. вариант I).
Расход фанеры марки ФБС толщиной 15 мм на фасонки в узлах с
учетом коэффициента отхода при раскрое 1,05 (см. чертеж):
уф= 4(0,5 - 1,16 • 1,8 + 0,14 • 0,75 + 0,14 • 0,6 +0,14 - 0,57 + 0,23х
X 2,74) . 0,015 = 0,125 • 1,05 = 0,131 мФ
Трудоемкость изготовления фермы определена по калькуляции тр;
довых затрат на основные технологические операции (см. табл. 5.1Г ]
конце примера). ' ‘ ...
Трудоемкость склейки одного заготовочного блока (см. вариант
верхнего пояса
= У0095 + 1,73 • 0,12 0,035 + 0,048 +
+ 2,19-0,6 j 6,94 = 4,93 чел. • ч,
где 6,94 м — длина заготовочного блока, равная (6,65 + 0,15) fe8;
364
©
..
S
g.-
я
g|27
s
•&
««'я
S
®
* 2 СО э СО 0,75 2,09 5,2 10,4 6 Cxf 6,09 39,9 V
—
?о трудо • ч по ва 1 0,07 0,5 0,67 j 9 ‘Z 5,2 j 15,64 2,52 ГГ££ 40
8S ГО 0.57 0,79 00 М‘9 19/28 2,55 1 Ж ся 04 О' о
й и груда, чел,-ч 0,33 0,63 0,07 2,6 3,91 * 4,82 **
о . а ш 0,8 сч 29,9 сч 17,4
• Q S ; GJ <5 w -S о « 0,2 0,8 9'6 — 1
0,3 0,9 11,4 1,2 1,2 , 17,2 1
8
о ч
g а
S LQ
к _7
1
я
О<
о
Й
о
S
а;
Й
S
S
г
S
§ =я
4>
?o
а
ж
2
Я
g
и
з
S
Ь£
О
5
о
ь.
И
§2
г® л
§+
Q.LO
с 8
8
у
О
§
о
а
S3
к
04
„GN
ц
о .
т
5
и .
H
<y a
a a
я tz
с is
О S
к
rs
gy
s=£ S
PS
&E
§
t£
О
С
О
©.
sa
g
5
<О
%
s
О
G
e
о
s
XJ
g
к
5
У /8
23 ~
X
Ф
a
a
и
₽
s
о
S
gj
•Е5
g
u
S
,О
X§S
S
5
3
S
о
5
н
g 1 О Ь»ч
о О
. о & <У
ь* 2 о
S 32 Р CQ
Ь
Й
fe 1.
|
s'i
365
Таблица 52. Расчет стоимости ферм в деле
Наименование материалов и элементов затрат Вариант I Вари
Количе- ство Цена за единицу,- руб. Стои- 1 мость,- 1 руб. Количеств во
Пиломатериалы (доски обрезные толщиной 40 мм) м8 с учетом йотх = 1,36: 0,592
веохний''пояс, сорт II 0,603 48,4 29,2
сорт III 0,904 39,5 35,71 0,442
нижний пояс, сорт I «=«=»
решетка, сорт ill 0,373 39,5 14,73 0,381
накладки толщиной 80 мм, сорт III 0,098 38,2 3,58 0,071
Итого 1,978 1,486
Клей КБ-3 (из расчета 0,3 кг/м2), кг 11,2 10,02
Смола Б, кг 8,8 0,33 2,73 8,02
Контакт керосиновый (из расчета 20%), кг 2,4 0,127 0,27 2
Металлоизделия, кг:
уголок 50x5 (масса 1 м = 3,77 кг) 182 0,115 20,93
листовой металл толщиной 8—-12 мм 80,5 0,111 9,26
болты, гайки, глухари 30 0,314 9,42 i
Итого Конструкционный стеклопластик, кг: нижний пояс, СВАМ, у = 2 кг/см3- 125,83 64,92
КАСТ-В, д = 20 мм 115
накладки в узлах КАСТ-В, 6 = 10 мм йотх = 1,15 64 : !
болты, гайки, нагели из АГ-4С 12,65 !
Итого 1
Фанера марки ФБС толщина 15 мм, м8 Болты, нагели, гайки из ДСП-Б (толщи- ~ i
на различная), -у = 1,3 г/см3, кг
Итого •
Сушка пиломатериалов, и8 1,978 2,91 5,76 1,486:1
Антисептирование или огнезащита, м? 1,465 3,61 5,29 1,1т®:
©краска металлоконструкций ма 7,5 0,075 2,56 «»==. г:
(последние три позиции учитываются со стоимостью материалов) Основная заработная плата произведет- 50,2
венных рабочих, чел.»ч 0,6 30,12 61,6
Цеховые и общезаводские расходы, % 130 30,12 39,15 I I3C
Всего заводская стоимость, руб. 208,71
Коммерческие ра-ходы, % 2,8 208,72 4,17 2,8
Плановые накопления, % 11,2 212,88 23,41 Hl
Всего себестоимость, руб. 236,29
Транспортные расходы на перевозку од- ной фермы, руб. 6,71
Складские расходы, % 2 243 4,86
Стоимость монтажа фермы, руб. 17,6
Накладные расходы, % 19,8 265,46 52,56 19,8
Плановые накопления, % 6 318,02 19,08 6
Всего стоимость в деле Сд, руб. 337,1
’66
ант П Вариант 1П
Цена за единицу, руб. Стои- мость, руб. Количест- во Цена за единицу, руб. Стой- мость,- Руб. Обоснование расчета
Рабочий чертеж фермы
48,4 39,5 39,5 38,2 28,65 17,46 15,05 2,68 0,615 0,916 1,067 0,37 0,084 48,4 39,5 57,4 39,5 38,2 29,77 36,18 61,25 14,62 3,06 Ценник I, ч, I, л. 136 То же, п. 140 » » п. 132 » » п, 140 » » п. ИЗ
0,33 0,127 2,65 0,25 3,052 17,1 13,7 3,4 0,33 0,127 4,52 0,42 Прейскурант 05—01, часть II, п. 1—133 Ценник 1, ч. I, п. 1—250
Ценник 1, ч. I, п, 1—737 То же, п. 1—727 » » п. 1—75
10,9 4 598,62 496,24 Прейскурант 05—01, ч. 11 То же, п. 5—048 » » п. 1—219
4,47 2,7 286,08 34,15 1481,73 0,131 346 45,35 » » п. 1—215 » » п. 1—077 Прейскурант 07—06, п. 335
34,75 0,354 12,30 То же, п. 745
: 2,92 3,61 Ц л 4,32 3,97 3,052 2,265 2,91 3,61 207,47 8,88 8,18 Калькуляция Киевского ДОКа ЕРЕР — 15, п. 251 ЕРЕР —20, п. 81
0,6 36,96 1568,74 •1612,66 36,96 41,76 1568,74 43,92 180,62 88,7 130 2,8 11,2 0,6 53,22 337,88 347,34 53,22 60,13 337,88 9,46 38,9 Калькуляция (табл. 51), мето- дические указания ЦНИИСК Методические указания НИИЭС То же » »
1793,28 386,24
1799,47 1852,04 2222,44 5,19 35,8 17,60 370,40 133,34 2 19,8 6 394,55 420,04 503,21 8,31 7.82 17,60 83,17 30,19 См. расчет /Методические указания НИИЭС ЕРЕР-20, и. 9‘ Методические указания НИИЭС То же
2355,78 533,4
367
нижнего пояса
/н.п =40,0095 + 1,73 • 0,12 * 0,035 + 0,048 -|-+ 0,68,16
= 2,03 чел. • ч,
где 32 — количество гвоздей, необходимое для запрессовки 1 м блока
четырьмя парами в четыре ряда; 8,16 = 8 • й5—длина заготовочного
блока, м.
Трудоемкость склейки заготовочных блоков элементов решетки
общей длиной 17,4 м равна 2,57 чел. • ч (см. вариант I).
Трудозатраты на сборку фермы (см. вариант I)
/сб = 4,4 • 0,129 + 1,54 • 2,265 + 0,65 + 0,6 — + 0,4 +
1
121
100
121
100
54
100
^- + 0,165 • 67,7 = 39,9 чел,- ч
где 0,129 т — 0,125 • 0,75 + 0,035 — масса соединительных деталей
в узлах; 6 и 8 — соответственно трудоемкости сверления отверстий и
постановки болтов (на 100 шт.) d — 35 мм, длиной I = 200 мм для креп-
ления элементов верхнего и нижнего поясов к узловым фасонкам (по
приложению 27); 4 и 9 — то же, для крепления решетки в узлах и бо-
ковых накладок болтами d= 19 мм, длиной от 200 мм до 320
67,7 м — общая длина деревянных элементов фермы.
Себестоимость фермы находим по формуле (4):
С3 = (207,47 + 53,22 + 60,13 + 8,88 +8,18) 1,028 • 1,112 =
— 386,24 руб.
мм:
Транспортные расходы (см. вариант I) на перевозку фермы на рас-
стояние до 50 км находим по формуле (12):
Ст = (4,08 + 1,13+ 1,03) 1,26 + 0,2 • 2,265 = 8,31 руб.
где вес фермы равен 2,265 • 0,5 + 0,129 = 1,26 т.
Стоимость в деле фермы по варианту III составляет Сд= 533,4 руб.
(табл. 52).
Капитальные вложения в производство ферм на деревообрабатыв
ющем предприятии (см. вариант I) находим по формуле (17):
К = 180 • 2,265 + 0,645 17,1 + 300 • 0,131 + 1500 • 0,035 =
= 509,83 руб.,
где 300 руб. • год/м3— удельные капитальные вложения в произвол
фанеры на деревообрабатывающих предприятиях (Методические у
зания НИИЭС).
Приведенные затраты (см. вариант I) находим по формуле :(13
Сп = 1,185 (533,4 + 0,12 • 510) + 0,015 • 533,4 10,4
и
ИИ
1
(3.
1.
ПРИЛОЖЕНИЯ
Расчетные сопротивления Д древесины сосны и ели
Вид напряженного состояния и характеристика элементов
1. Изгиб;
а)
б)
в)
все элементы, за исключением указанных в подпунк-
тах «б» и «в»
элементы прямоугольного сечения с размерами сто-
рон 14 см и более при высоте сечения до 50 см
(1?иотИ1 = 130* 1,15)
элементы из круглых лесоматериалов, не имеющие
врезок в расчетном сечении (йити2 = 130 • 1,25)
Растяжение вдоль волокон:
а) элементы, не имеющие ослабления в расчетном сече-
НИИ
б) элементы, имеющие ослабление в расчетном сечении
(Др/ир = 100-0,8)
Сжатие и смятие вдоль волокон
Сжатие и смятие по всей поверхности поперек волокон
Смятие местное поперек волокон:
а) в опорных плоскостях конструкций (Ясм90исм —
= 18.1,33) -
б) в лобовых врубках (Ясмтсм2 — 18-1,65)
в) под шайбами при углах смятия от 90 до 60°
(^см90тесмЗ == 18-2,2)
Скалывание вдоль волокон при изгибе и в соединениях
JISC для максимального напряжения (7?сктСк = 12-2)
7. Скалывание поперек волокон для максимального напря-
жения (7?CKgOmCK = 6.2)
П риложение 1
Обозначение кгс/см
Яи 130
ЛитИ1 150
йити2 / 160v
Rp 100
Rpmp 80
RC;X - 130
^сЗОС^смЭО 18
^смЭО^см 24.
^смЭО^смЭ 30
^смЙ0тсмЗ 40
7?Ck®Ck 24
^ск90тск 12
Примечания: 1. Расчетное сопротивление древесины местному
смятию
поперек волокон на части длины (при длине незагруженных участков не менее длины
(Идсицадки смятия и толщины элементов), за исключением случаев, оговоренных в
п, 5 данной таблицы, определяется по формуле .....
8 \ / •
^см90 = ^С98 ( 1 +
де /?„9В — расчетное сопротивление древесины сжатию и смятию по всей поверхности
перек волокон (п, 4 данной таблицы); 10в — длина площадки смятия вдоль волокон
ревеспны, см, т •
36»
;ig
2.
ЛОКОН
Расчетное сопротивление древесины смятию под углом а к направлению во-
определяется по формуле
р ________________Iм
ст® гр \
\ “см90 /
Расчетное сопротивление древесины скалыванию под углом к направлению
волокон определяют по формуле
3.
1
a —
~~ sin3 «
1к90 /
Продолжение прилож. 2
Породы древесины Значения та к сопротивлениям
растяжению, изгибу,- сжатию и смятию вдоль волокон (^Ср» Ясм) сжатию и смятию поперек волокон У%90’ ^смЭО) скалыванию ^ск*'
Мягкие лиственные Ольха, липа Осина, тополь 0,8 0,8 1,3 1 1,1 0,8
Примечание. Коэффициенты тп, указанные в данной таблице, на фачеоу
не распространяются. ’ * ‘ L у
4. Расчетное среднее по площадке скалывания сопротивление древесины скалы-
ванию в соединениях 7?^ определяют по формуле
рср _____д__
“СК 1 1
<Л
tits
®i®
I
К
1 + |-~
С
где /ск __ расчетная длина плоскости скалывания, принимаемая не более 10 глубин®!
врезки в элемент; е —-плечо сил скалывания; р — 0,126 и 0,25.
Разрешается принимать расчетное среднее сопротивление скалыванию древесины
сосны и ели в лобовых врубках П.^— 12 кгс/см2 при учете длины скалывания не более
двух толщин брутто элемента и 10 глубин врезки.
5. Расчетное сопротивление изгибу элементов из круглых лесоматериалов, имею- .
ших врезки в расчетном сечении, принимается как для элементов прямоугольного
описанного сечения соответствующих размеров в месте ослабления.
6. В конструкциях построечного изготовления расчетные сопротивления на
растяжение, принятые по п. 2а и 26 данной таблицы, снижаются на 30%.
1®
И®
1
111
, Приложение 3
Таблица 1. Коэффициенты условий работы шв конструкций различных групп,
находящихся в условиях повышенной влажности, температуры или проверяемых
на воздействие только постоянной и временной длительной нагрузок
Группы конструкций Значения тв
Al, А2, Б1 1
АЗ, Б2 0 9
В, Г1 0,85
Г2, Д1, Д2 0,75
ПриложениеЯТЯя
Переходные коэффициенты тп к расчетным сопротивлениям древесины
разных пород по отношению к сосне и ели
liii
II
Значения тл к сопротивлениям
Породы древесины растяжению,- изгибу, сжатию и смятию вдоль волокон (₽Cpj -^И’^с^см) сжатию и смятию поперек волокон (Яс90»' ^см90^ скалыванию ^ ^ск’ ^ск90^11Я
Хвойные < ® W®®® !®/Д!!!«Й iilllll <:3®Ц®Ш®О
Лиственница 1,2 1,2 1 ygiltll
Кедр сибирский 0,9 0,9 0,9 ® ® ®®у®®®“' i«i
Пихта 0,8 0,8 0,8 ® у®®1®!11 ®!®iill
Твердые лиственные Дуб 1,3 2 1.3 ®!!!1й1Я ®!®44цД4Д:
Ясень, клен, граб 1,3 2 1,6 aiilli
Акация . 1,5 2,2 1,8
Береза, бук 1,1 1,6 1,3 111 :|/1||1Йй11
Вяз, ильм 1 1,6 . j
9Ж® ими
I
И1И
I
Примечание. Коэффициенты, указанные в данной таблице, для всех групп
конструкций умножаются на снижающие коэффициенты в следующих случаях:
а) при установившейся температуре воздуха в производственных помещениях
от -}-35 до 4~50°С—на коэффициент 0,8;
б) когда усилия в элементах (в соединениях), возникающие от расчетной постоян-
ной и временной длительной нагрузок, превышают 0,8 расчетной полной нагрузки-—
на коэффициент 0,8,
Таблица 2. Дополнительные коэффициенты тгн для гнутых элементов
Вид напряженного состояния элементов. Обозна» чение расчет- ных сопротив- лений
125
Значения тгн для отношения rKfa
150
200
1Иав
Bi®
Bill
Сжатие и изгиб
Растяжение
> Ra
0,7
0,5
0,8
0,6
0,9
0,7 .
250
1
0,8
Я®/ Пр и ме ч а н ие. Обозначения, принятые в таблице: гк-~ радиус
гнутого элемента; а — размер сечения одной изгибаемой доски или бр;
.управлении радиуса кривизны.
590
и более
1
I
кривизны
'руска в на-
371
Продолжение прилож. 3
Таблица 3. Коэффициенты условий работы ms конструкций при воздействии
кратковременных (ветровой, монтажной и сейсмической) нагрузок
п/п. Нагрузка Значения шк
для всех видов со- противления, кроме сопротивления смя- тию поперек волокон ^Ср’ ^8» -^см* ^с9О ^ск90 для сопротивления смятию поперек волокон ^см90
1 Ветровая 1,2 1,4
2 Монтажная, кроме указанной в п, 4 1,2 1,4
3 Сейсмическая 1,4 1,8
4 5 Гололедная и монтажная при монтаже проводов воздушных линий При обрыве проводов и тросов воздуш- ных линий 1,45 1,9 1,6 2,2
Примечание. Расчетные сопротивления древесины при расчете конструкций
на воздействия, предусмотренные данной таблицей, повышают независимо от введе
ния коэффициентов для учета основных или особых сочетаний нагрузок.
Приложение 4
Таблица 1. Расчетные сопротивления строительной фанеры
йф, кгс/см2
Вид фанеры * р, £ S ё s . L. S i и Ъ е
i раст кию сжат ^ф.С к 2 скал кию г .(срез
Фанера клееная березовая марок ФСФ и ФК сор-
та В/ВВ:
а) семислойная толщиной 8 мм и более:
вдоль волокон наружных слоев 130 100 160 6'(бй|1
поперек волокон наружных слоев 70 70 50 8(65)||
б) пятислойная толщиной 5—7 мм:
вдоль волокон наружных слоев 135 ПО 160 <6 еди
поперек волокон наружных слоев 60 60 25 1 Olli
в) трехслойная толщиной 4 мм:
вдоль волокон наружных слоев 140 115 160 6 (<
поперек волокон наружных слоев 50 50 : 8:(50)
Фанера бакелизированная марок ФБС и ФБСВ тол-
шиной 7 мм и более:
вдоль волокон наружных слоев 320 280 330 818110)
поперек волокон -наружных слоев 240 230 250 1:8120)
Примечание. Расчетные сопротивления изг ибу и срезу д аные в: направле-
нии, перпендикулярном плоскости листа.
572
П родолжение прилож. 4
Таблица 2, Модули упругости Е& и сдвига йф и коэффициенты Пуассона цф
строительной фанеры в плоскости листа
Вид фанеры £Ф’ КГС/СМ2 g4- кгс/см2 ФЬ
’i Фанера клееная березовая марок ФСФ и ФК сорта В/ВВ: а) семислойная толщиной 8 мм и более:
вдоль волокон наружных слоев 85 000 7500 0,07
поперек волокон наружных слоев 70 000 7500 0.06
б) пятислойная толщиной 5—7 мм:
вдоль волокон наружных слоев 95 000 7500 0,07
поперек волокон наружных слоев 60 000 7500 0,06
в) трехслойная толщиной 4 мм:
вдоль волокон наружных слоев 110 000 7500 0,07
поперек волокон наружных слоев Фанера бакелизированная марок ФБС и ФБСВ толщи- ной 7 мм и более: 50 000 7500 0,05
вдоль волокон наружных слоев 150 000 14 000 0,075
поперек волокон наружных слоев 110 000 14 000 0,06
Приложение 5
Расчетная плотность древесины, кг/м3
Породы В защищенных от увлажнения деревянных конструкциях В поверхностно увлажняемых и высыхающих конструкциях В свеже- срубленном состоянии
Хвойные
Лиственница . 650 800 900
Сосна, ель, кедр, пихта 500 600 850
Твердые лиственные Дуб, бук, береза, клен, ясень, граб, акация, вяз, ильм 700 800 1000
Мягкие лиственные Осина, тополь, липа, ольха 600 600 800
Приложение 6
Рекомендуемый сортамент пиломатериалов для несущих деревянных конструкций
(по СНиП Н-В.4-71, приложение 2) .
Толщина, мм Ширина,- мм
100 130 150 180 200 220 250
16 100 130 - -
19 100 130 180 _— —
7/ 25 100 130 150 180 — — —
32 100 130 150 180 —. — : —
40 100 130 150 180 — — —.
щ/ 50 100 130 150 180 200 220
373
П родолжение прилож. 6
Толщина. Ширина, мм
100 130 150 180 200 220 250
60 100 130 150 180 200 220 —
75 100 130 150 180 200 220
100 100 130 150 180 200 220 —"
130 130 150 180 — —
150 — 150 180 200 — —
180 — — — 180 — 220
200 — — — — 200 — 250
220 — — — — —— —* 250
250 — — — 2t>0
Примечание, з 0,25 м от 1 до 0,65 Размеры зиломатери алов по д пине уста! ювлены с П рилоэ градацией /сгнив 7
Расчетные сопротивления древесных пластиков
Вид и марка изделий Расчетные сопротивления, кгс/см2
растяже* Н'ЙЮ изгибу сжатию скалыванию д (срезу) ' д
Яр «Р «и « и «с Яс Г>К Аск(ср) Яск(ср)
Древеснослоистые пластики: ДСП-Б б = 15 -г- 60 мм 1650 1090 1950 1300 1160 800 105 70
ДСП-В б = 15 <- 60 мм 830 450 1125 600 900 470 100 <0 .
ДСП-В 6 = 3-е- 12 мм 1050 560 1425 760 1125 600 125 30
Плиты древесноволокнистые: сверхтвердые 180 60 300 100 180 60 100
твердые 120 50 240 100 120 50 70 35
Плиты древесностружечные ПС-1, ПС-3: группа А 72 29 102 30 102 25 Щ:.'Д
» Б 54 21 78 23 78 19 —
374
Продолжение прилож. 7
Вид и марка изделий Расчетные сопротивления, кгс/см3
растяже- нию изгибу сжатию скалыванию (срезу)
и «с «с ск(ср; ^ск(ср-)
Плиты др ев ес нос гр у жечные ПТ-1, ПТ-3: группа А 90 36 130 39 130 32
» Б 72 29 102 30 102 25 —
Примечание. Индекс «к» означает кратковременные характеристики.
Приложение 8
Расчетные физические характеристики древесных пластиков в плоскости изделия
Вид и марка материала Модули упругости, кгс/см2 Модули сдвига, кгс/см2
£к Е GK G
Дневеснослоистые пластики: ' ДСП-Б 300 000 150 000
ДСП-В 180 000 70 000 — —
Плиты древесноволокнистые: сверхтвердые 50 000 12 500 20 000 5000
твердые 30 000 7500 14 000 3500
Плиты древесностружечные: группа А: при растяжении 25 000 10 000
при сжатии и изгибе •15 000 6000 —>
группа Б: при растяжении 20 000 8000 ,
при сжатии и изгибе 12 000 4800 —. •—‘
Приложение 9
Коэффициенты mt снижения
расчетных сопротивлений ДСП
в конструкциях, находящихся
в условиях повышенных температур
Приложение 10
Коэффициент т( снижения модуля
упругости древеснослоистых пластиков
(ДСП) в конструкциях, находящихся в
условиях повышенных температур
1 ештеоатура, °C Значения mj при растяжении и сжатии для
ДСП-Б дсп-в
ДЛ Д-20 1 1
1А.Н-50 0,74 0,94
Иг <4-100 0,66 0,88
Температура, “С Значения т; при видах ДСП -
ДСП-Б : / ДСП-В к
4-20 1 с-i-Т
4-50- 0,67 0,65
4-100 0,48 0,42
Продолжение прилож. И
Таблица 2. Сортамент фанерных труб (ГОСТ 7617—-64)
Наименование изделия яяутреи- I , нкй диа- I метр 1 । Размеры, мм Плотность, кг/м3
: толщина стенки наруж> ный диа- метр : диаметр обточки длина об- точки
Фанерные трубы в звеньях длиной 50 6,5 63 60,5 75
1,4—1,о м с укрупнением до L = 5— 100 8 116 112,7 100
7 м 150 И 172 167,3 140
200 И 222 217,3 140 700
250 13 276 270,2 175
300 13 326 320,2 175
Таблица 3. Сортамент фанерных швеллеров (ГОСТ 22242—-76)
л» про- филя Геометрические характеристики
мм bt мм мм F, см3 СМ Ось х Т ем4 и?г см3 Ось /, см* 'ХЦ гм3 Поперечное сечение профиля
10 12 12а 14 14а 16 19 22 25 30 100 120 120 140 140 160 190 220 250 300 60 60 80 60 80 80 80 80 80 80 10 ' 10 10 10 10 10 10 10 10 12 20 22 26 24 28 30 33 36 39 53 2 1,86 2,65 1,65 2,5 2,37 2,21 2,06 1,94 1,77 253 398 519 584 753 1040 1579 2259 3096 5863 51 66 86 83 108 130 166 205 248 379 62 67 152 71 169 171 182 191 199 252 45 61 83 55 95 100 111 121 132 174 гф.,. У У ***,*&*&-& 45
Приложение 12
Расчетные физические характеристики стеклопластиков
Наименование Коэффициент линейного расширения д-10—t;
Модуль упругости КГС/СМ3 Коэффициент Пуассона м
Е
Стеклопластик полиэфирный Н1СТОВОЙ 60 000 30 000 0,4 25
Стеклотекстолит: ВйЖАСТ-В 240 000 190 000 0,15 10
вСВАМ 1 : 1 285 000 240 000 0,13 10
11ВАГ-4С 1:1 180 000 150 000 0,15 10
377
П рияожение 13
Расчетные сопротивления стеклопластиков
Расчетные сопротивления, кгс/см2
Наименование и марка растяже- нию изгибу сжатию срезу (сдвигу)
Др рК М; «и «с Re
Стеклопластик полиэфирный листо- вой 360 150 780 150 540 150 270 90
Стек л отекст о лит: КАСТ-В (для усилий, действу- ющих вдоль основы при 6 < < 7 мм) 1700 1100 900 550 700 450 520 300
СВАМ 1:1 3370 1600 6250 2500 3000 1400 1120 550
АГ-4В 1:1 600 360 900 540 980 600 —
АГ-4С 1: 1 3750 2200 1880 1100 1500 900 —- — •
Примечания: 1. Содержание волокна для полиэфирного стеклопластика
принято 20%, а для СВАМ—65%,
2. Расчетные сопротивления при сдвиге даны в направлении, перпендикулярном
плоскости листа.
3. Индекс «к» означает кратковременные расчетные характеристики.
П риложение 14
Коэффициенты условия работы стеклопластиков, эксплуатируемых
в различных атмосферных условиях nij
Наименование материалов Значения коэффициентов т.;
к расчетным сопротивлениям к длительным модулям \ упругости и сдвига
в районах средней ПОЛОСЕ страны В южных районах ’ страны в районах средней полосы страны В ЮЖ районах... страны •
Стеклопластик КАСТ-В толщиной 2—7 мм 0,7 0,7 0,8 0,8
Стеклопластик полиэфирный листовой 0,75 0,65 0,85 0,8 .
Примечания: 1. Приведенные коэффициенты условий работы включают
влияние периодического увлажнения и нагрева стеклопластиков в процессе эксплуа-
тации в атмосферных условиях.
2, В случаях применения материала КАСТ-В толщиной от 1 до 2 мм; приведен-
ные коэффициенты умножаются на 0,8, а при толщине, меньшей 1 мм, умножаются
на 0,6.
378
Приложение 15
Расчетные сопротивления клеевых соединений
Наименование еклеиваемвгх материалов Марка клея Расчетное сопротивле- ния, кгс/см3
равно- мерно- му от- рыву сдвигу
Стеклопластик полиэфирный с алюми- ЭПЦ-1 36 20
нием
Стеклопластик (полиэфирный) с пено- КБ-3 * *
пластами
Древесина сосны вдоль волокон со
стеклопластиком полиэфирным ПН-1 — *
Древесина сосны с древесиной КБ-3 — *
Фанера с фанерой или с древесиной КБ-3 * X
сосны вдоль волокон
Фанера бакелизированная со сталью КБ-3 с подслоем БФ-2 — 22(18)
Примечания: 1. X — расчетные характеристики определяются прочностью
склеиваемых материалов.
2. Значение в скобках относится к склеиванию поперек волокон наружных
шпонов, а без скобок — вдоль волокон.
Приложение 16
Определение приведенной ширины сечения обшивок ребристых панелей
||1П — изотропный материал (асбестоцемент, алюминий и др.);Д? — ортотропный'
материал — стеклопластик; 3 — фанера; I — пролет панели;
панели между продольными ребрами каркаса. •. .< < т ' у
379
Приведенная ширина сечения растянутой обшивки ребристой панели находится
по формуле
II
6пр = 11 + 1б («р “ i) k-
Приведенная ширина сечения сжатой обшивки ребристой панели
С = Мр + 1б («Р ~ О kq,
где Пр — количество продольных ребер каркаса; k — коэффициент неравномернс
нормальных напряжений по ширине обшивки, находится по графику; <р — ре;
ционный коэффициент, который находится по формуле <р — 1 / 811; о — кр1
I' °сж
/<5
ческие напряжения равные 7 • Ео6 ; асж — нормальные напряжения в обп
1б/
яи
318
V№
!
зИ»1
»
"111
ке над ребром.
И»
яи
Прилоясение 17 ял
Определение коэффициента концентрации скалывающих' напряжений
Скалывающие напряжения в дощатоклееных элементах прямоугольного сечения
по нейтральной оси (или в ближайшем к ней шве) при опирании частью сечения в тор-
цах определяются по формуле
т1Л5^ск
hbp С ^к,
где Q — поперечная сила на опоре; 1ск — коэффициент концентрации скалываю!
напряжений; h высота сечения на опоре; 5р — расчетная ширина сечения^ фаФЙЦ)
с учетом непроклея 0,66; Rcii — расчетное сопротивление скалыванию древесинй8Й|1|||!
изгибе, равное 24 кгс/см!
Яя«
1И
П риложепйёр^1
К2
п/п,
1
Расчетная схема
полурамы и полуарки
Эпюра моментов
з заменяющем
прямолинейном элемент
...
Значение
к оз ф ф и циентг!
^-//2
1Р
//?
1901111
270
300 .
11111118
380
Продолжение прилож. 18
* В схемах предусматривается
изгиба в промежуточных сечениях
Эпюра моментов
в заменяющем
и р ямол и н е йном э леме н те
ьр -0,max I
Мраы' Мтах
постановка раскрепляющих
по всей их высоте.
Значение
коэффициента
245
210
285
140
285-
160
210
210
140
210
связей из плоскости
36«
Приложение 19
Определение коэффициента при нахождении прогиба клееных балок
прямоугольного сечения переменной высоты по приведенному моменту
инерции сечения /пр = &ж/тах
Значение коэффициента
йж — 0,1 + 0,9
k№. = 0,2 + 0,8 /
I h ]
kx = 0,15 + 0,85 —
кж = 0,4 + 0,6
йж = 0,2 + 0,8
kx = 0,35 + 0,65 ^2.
Приложение 20
Определение коэффициента fcc, учитывающего распределение напряжений
в сжатой зоне кривого бруса
гср — средний радиус кри-
визны бруса’
h — высота поперечного
сечения
382:
Приложение 21
Расчетное сопротивление фанеры марок ФСФ и ФК сорта В/ВВ из древесины березы
при растяжении под углом « к волокнам:
Приложение 22
Коэффициенты кИ для определения краевых критических напряжений изгиба ои ф кр
при растяжении волокон в наружных слоях фанеры вдоль пролета
/ — для бакелизированной фанеры марок ФБС и ФБСВ толщиной 6 > 7 мм; 2 —
для березовой фанеры марок ФСФ и ФК сорта В/ВВ толщиной 6 > 8 мм.
383'
Приложение 25
л.Огнезащитная обработка деревянных элементов зданий и сооружений
Элемента конструкций Назначение огнезащитной обработки Способ обработки Вид антипиренов Расход материалов
Несущие и ограждающие коист- Получение трудносгора- Пропитка водными растворами МС-1 Поглощение сухой соли
рукции зданий, возводимых в со- ответствии с противопожарными нормами из трудносгораемых ма- териалов емых материалов антипиренов в цилиндрах под давлением СП ББК-2 не менее 75 кг на 1 м3 древесины
Элементы открытых сооружений Получение трудновозго- Пропитка водными растворами 'Го же Поглощение сухой соли
. (мосты, эстакады, башни, выш- ки и т. п.) раемых материалов антипиренов под давлением или в горяче-холодных ваннах с последующим покрытием ат- мосфероустойчивой огнезащит- ной краской не менее 50 кг на I древесины
Деревянные конструкции (стро- Защита от возгорания Поверхностная обработка вод- » » Расход сухой соли не ме-
пила, фермы, арки, прогоны и т. п.) промышленных и сель- скохозяйственных производст- венных зданий, предназначенных для: скота, ценного оборудова- ния, и материалов у Деревянные стены, перегородки, перекрытия промышленных и сельскохозяйственных производ- ственных;-зданий; .с - й . : ' • : м • : в закрытых помещениях То же ными растворами антипиренов Поверхностная обработка огне- защитными обмазками Покрытие асбестоцементными или гипсовыми листами, а так- же штукатуркой толщиной не менее 15 мм Фосфатное покрытие ОФП-9 нее 100 г на 1 м2 поверх- ности
1
o,s
0,5
0,4
0,5
Приложение 28
График для определения геометрических характеристик волнистой стенки
Графики для определения трудоемкости
W hs/ts
Приложение 27
отдельных операций сборки конструкций
йЯИи:
is'iiii
Willis
«й
Г11
ЖИ««
в —график трудоемкости просверливания отверстий, чел.-ч на 100 отверстий, в за-
висимости от глубины и диаметра, мм;
б— график трудоемкости постановки болтов, чел. -ч на 100 болтов, в зависимости
от их длины, мм;
в — трудоемкость забивки гвоздей, чел. • ч на 100 гвоздей, в зависимее™ от их длины, мм;
г — трудоемкость приторцовки заготовочных деталей, чел.-ч на 100 торцов, в за-
висимости от площади поверхности торца, мм2.
Приложение. 28 .....
Соотношение между единицами физических величин СГС и единицами СИ
На- грузки и меха- Наименова- Единица Соотношение
СГС СИ
ничес» кие ха- ракте- ристики нне величины Наименование Обозна- чение Наименова» ние Обо- значе- ние единиц .
Нагрузки Сила, на- грузка, вес Момент силы Килограмм-сила Тонна-сила Килограмм-си- ла-метр кгс тс КГС‘М Ньютон Килоньютон Ньютон- метр ~ н кН Н.м 1 кгс=9,81 И — = 0,01 кН 1 тс == 9,8 кН 1 кгс-м= = 9,8 L Н-м - = 0,01 к1Ьм
386
111
Продолжение прилож. 28
На- грузки и меха* вичее- кие ха- ракте- ристик- Наименова- ние величины Единицы Соотношение единиц
СГС СИ
Наименование Обозна- чение Наименова- ние Обо- значе- ние
Момент па- ры сил Тонна-сила- метр тс • м Килоныо- тон-метр кН • м 1 тс • м = = 9,81 кН-и
S а Поверхност- ная нагруз- ка Килограмм- си- ла на квадрат- ный метр кгс/м? Ньютон на квадратный метр Н/м2 1 кгс/ма = = 9,81 Н/м2
& S3 ЙЯ Тонна-сила на квадратный метр Килограмм ’Си- ла на метр тс/м2 кгс/м Килоньютон на квадрат- ный метр Ньютон на метр кН/м2 н/м 1 тс/м = = 9,81 кН/м2 1 КГС/М = = 9,81 Н/м =- = 0,01 кН/м
-i' Линейная нагрузка Тонна-сила на метр тс/м Килоньютон на метр кН/м 1 тс/м = = 9,81 кН/м
W S3 eg Механиче- ское напря= Килограмм-сила на квадратный кгс/см2 Паскаль Па 1 кгс/см2 = = 981 000 Па
£ <У S жение сантиметр Мегапаскаль МПа. 1 кгс/см2 = = 0,1 МПа
ст* & Модуль упругости, Килограмм-сила на квадратный кгс/см2 Паскаль Па 1 кгс/см2 — = 981 000 Па
Механи теристи модуль сдвига сантиметр Мегапаскаль МПа 1 кгс/см2 = = 0,1 МПа
СПИСОК ЛИТЕРАТОРЫ
1. СНиП П-В.4-71. Деревянные конструкции. Нормы проектирования.—Мл Строй-
издат, 1972.
2. СНиП I-B, 13-62, Лесные материалы, изделия и конструкции из древесины. Ml,
Стройиздат, 1963.
3. СНиП Ш-19-75. Деревянные конструкции. Правила производства и приемки?
монтажных работ,— Мл Стройиздат, 1976.
4, СНиП I-B. 28-62. Материалы для защиты деревянных конструкций от гниения, ??
поражения древоточцами и возгорания.—М.: Стройиздат, 1964.
СНиП 8-62, Защита строительных конструкций от гниения и возгорания.?:?
Правила производства и приемки работ.— М,: Стройиздат, 1964,'
СНиП П-6.-74. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования.—Мл СтройизД
дат, 1976.
СНиП П-В 3-72*. Стальные конструкции. Нормы проектирования,—Мл Строй*
издат, 1974.
_ Справочник проектировщика,— М. : Госетройиздат, 1960.
9. Руководство по проектированию клееных деревянных конструкций / ЦНИИСК
им, Кучеренко Госстроя СССР.—М. : Стройиздат, 1977.
10. Руководство по индустриальному изготовлению деревянных клееных конструк-
ций для строительства,— М. Стройиздат, 1975.
11. Руководство по проектированию каменных и армокаменных конструкций,— М. t
Стройиздат, 1974,
12. Рекомендации по проектированию и расчету строительных конструкций с приме-
нением пластмасс.-— М. : Стройиздат, 1969.
13. Рекомендации по расчетным сопротивлениям и модулям упругости фанеры иа
древесины лиственницы.—М. : Стройиздат, 1977.
14. Пособие по расчетным характеристикам клееных соединений для строительных
конструкций.—М. : Стройиздат, 1977.
15. Типовые конструкции и детали зданий и сооружений. Серия 1.863-3,
Трехшарнирные стрельчатые клееные деревянные арки. Рабочие чертежи / Гос-
комитет СМ СССР по делам строительства (Госстрой СССР).— М., 1976, вып. 1.
16. Указания по проектированию деревянных конструкций временных зданий и соо-
ружений (СН 432-71).—М. : Стройиздат, 1972.
17. Деревянная рама здания / Госстрой СССР. Центральный институт научной??™--.
формации. Информационный листок № 18. Серия 18А-14.—М., 1977.
18. Технические правила по экономному расходованию основных строительных? мате-
риалов (ТП 101-73).—М. : Стройиздат, 1973.
19. Методические рекомендации по технико-экономической оценке проектных реше-
ний промышленных зданий и сооружений / НИИЭС Госстроя СССР.—- М;,??1?972.. '
20. Методы технико-экономического обоснования и оценки проектных решений?шро*—
мышленных зданий и сооружений.— М.: Стройиздат, 1972. ....
21. Г р и н ь И. М. Строительные конструкции из дерева и синтетических материа- '
лов. Проектирование и расчет.— Киев : Вища школа, 1975. ; •
Иванов В. А. Деревянные конструкции.— Киев : Госетройиздат УССР,
1962. - ... .
Иванов В. А. Соединение с листовым шарниром на нагелях.— Сборник науч-.....
ных трудов КИСИ.— Киев: Гостехиздат УССР, 1951.
Иванов Ф. В, Конструкции из дерева и пластмасс,— М,—Л, ; Стройиздат,
1966.
т г Ss:s,ssTOsss»Bioil*iM
:: . ' ' ?**:::?П1Ж1“вИ1И1111
1
?. ? ' 1 с?СДМ
? : ? ст????;1ВаИИШ
в.
6.
7.
8.
22,
23.
24.
И
II
сссс
с®
#»
alls
ааа:
1
388
25, И в а н о в А, М., А л га з и н о в Л. Д., М а р т и н е ц Д. В, Строи-
тельные конструкции из полимерных материалов.™ Мл Высшая -школа, 1978.
26. Конструкции йз дерева и пластмасс (примеры расчета и конструирования) / Под
ред. проф. В. А. Иванов а.-— Киев': Буд1вельник, 1970.
27, Конструкции из дерева и пластмасс / Под ред. проф. Р. F. Карлсена. 4-е изд,— М.:
Стройиздат, 1975,
28. Конструкции о применением фанеры и профилей.—Труды / ЦНИИСК..—М.:
1975, вып, 50.
29, Применение пластмасс в строительных конструкциях и частях зданий / Под ред,
А. М. Иванова.— М. : Высшая школа, 1965.
30, Сарычев В. С. Эффективность применения железобетона, металлических и Дере-
вянных конструкций,— М.: Стройиздат, 1977»
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие ...........................
Принятые обозначения основных расчетных величин ......... . » .
Глава 1, Основы проектирования конструкций из дерева и пластмасс , . , «
§ 1. Основные конструктивные положения ................
§ 2. Рекомендации по расчету плоских конструкций на монтажные силовые
воздействия ...............................
§ 3. Определение собственного веса конструкции и ее экономической эффектив-
ности по весу
§ 4. Номенклатура несущих конструкций .................
§ 5. Пространственное крепление плоских несущих конструкций покрытий
§ 6. Мероприятия по защите деревянных конструкций от гниения ......
§ 7. Защша от возгорания . . .
§8. Технико-экономическая оценка конструкций из дерева и пластмасс . . . .
Глава 11. Панели и балки покрытий
Пример 1. Панели покрытий .......................
Вариант I, Клеефанерная утепленная панель для покрытий промышленных
зданий .
Вариант И. Асбестоцементная утепленная панель покрытия с деревянным кар-
касом и соединениями на шурупах , .... .
Вариант III. Утепленная панель покрытия с обшивками из плоских листов
стеклопластика или фанеры пролетом 12 м
Пример 2. Двухскатные балки покрытия , « , , . . ....... « . . .
Многослойные клееные балки
Вариант I. Клееная дощатая балка
Вариант II. Клееные дощатые армированные балки . «
Клеефанерные балки
Вариант III. Клеефанерная балка с плоской стенкой ...........
Вариант IV. Клеефанерная балка с волнистой стенкой ..........
Глава 111. Плоские несущие конструкции покрытий
Пример 3. Трехшарнирные арки покрытия ................
Вариант I. Арка из прямолинейных клееных элементов ..........
Вариант II. Арка из криволинейных клееных блоков ........ . ;
Пример 4. Покрытие по треугольным брусчатым фермам 1
Вариант I. Ферма с нижним поясом и растянутыми раскосами из круглой ста-
ли
Вариант И. Ферма с нижним поясом и растянутыми элементами решетки из -
уголков ... ......
Пример 5. Покрытие по фермам из фанерных профилей
Вариант I. Ферма крупнопанельная ........
Вариант II. Ферма со шпренгельной решеткой . . ,
Пример 6- Покрытие по треугольным металлодеревянным фермам из клееных
блоков .............................. .
Пример 7. Покрытие по пятиугольным металлодеревянным фермам с клееным
верхним поясом
If
II
3
Б
7
1
9
№
16
17
21
29
30
35
35
36
42;
4S
Пример 8. Покрытие по сегментным фермам о клееным верхним поясом ... 163
Вариант I. Металлодеревянная ферма .................. 168
Вариант II. Деревопластмассовая ферма ................. 176
Вариант Ш. Деревянная ферма .....................181
Пример 9. Покрытие по трапецеидальным фермам со сжатыми опорными раско-
сами .................................. 186
Пример 10, Покрытие по многоугольным брусчатым фермам ......... 195
Вариант I. Ферма с металлическим нижним поясом 204
Вариант II. Ферма с деревянным нижним поясом .............. 209
Вариант III. Ферма с шарнирным соединением элементов нижнего пояса . . . 212
Глава IV. Здания и сооружения ..................... 217
Пример 11. Склад минеральных удобрений 217’
Вариант I. Кружально-сетчатый свод .................. 218
Вариант II, Трехшарнирные стрельчатые клееные арки .......... 244
Пример 12. Трехшарнирная рама сельскохозяйственного производственного
здания . 253
Вариант I. Рама из прямолинейных клееных элементов , , . ...... . 253
Вариант II. Рама из гнутоклееных элементов ............... 272
Вариант III. Рама из клеефанерных элементов . . ... ....... . . 279
Пример 13. Двухшарнирная рама промышленного здания из дощатоклееньгх
элементов ............................... 291
Пример 14. Опора ретранслятора . . . 308
Пример 15. Купольное покрытие планетария 338
Вариант I., Клеедощатые арки ................. , , . . 345
Вариант II. Клеефанерные арки 353
Глава V. Технико-экономическая оценка конструктивных решений ..... 359
Пример 16. Определение технико-экономических показателей несущих конст-
рукций покрытий ............................ 359
Вариант I. Металлодеревянная ферма .................. 359
Вариант И. Деревопластмассовая ферма 362
Вариант III. Деревянная ферма .................... 363
Приложения .............................. 369
Список литературы 388
57
57
751
6с
71 ....
75 '
7с
7:
iS
HI
390
Вениамин Александрович Иванов,
Виталий Захарович Клименко,
Леонид Иванович Кормаков,
Леонид Петрович Кунацкий,
Григорий Михайлович Носов,
Людмила Андреевна Пашун,
Павел Иванович Сикало
КОНСТРУКЦИИ ИЗ. ДЕРЕВА
И ПЛАСТМАСС
Примеры расчета и конструирования
3-е изд., перераб. и доп.
Редактор А. И. Ч ер касенко
Переплет художника С. В. Назарова-:
Художественный редактор А. Е. Кононов
Технический редактор Т. И. Т рофимова
Корректор И. П. Б ер у с
ИБ № 4492 у J ед- Л
Сдано в набор 25.04.80. Подп. в печать 03.02.81. БФ 11024,- Формат
бОхЭСУм- Бумага типогр. № 2. Лит. тара. Вис. печать. 24,5. печ. л. :
26,35 кр.-отт. 25,33 уч.-изд. л. Доп. тираж 12 000 экз. Изд. № 4227
Зак. 1529. Цена 1р.
Головное издательство издательского объединения «ВиЕвд школвй-
252054, Киев-54,- ул. Гоголевская, 7.
Отпечатано с. матриц: Головного црёдпрйятия-рёсйублййнскёгййяройзвёдв
ственного объединения «Полиграфкнига»;:о Госк0шйдата:йУСЙЦй852ВаЖ
Киев-57, ул. Довженко,: 3,- в \ Харьковской гор;оДскдй1-Ййпогра:фЙйй:4Жх40:
.Харьков-3, Университетская, 16. Зак. 546., - г -JI: