Индустриальные деревянные конструкции. Примеры проектирования - Карлсен Г.Г.

Author: Карлсен Г.Г.
Tags: сооружения и части сооружений по виду строительных материалов и методам возведения строительство строительные конструкции строительные материалы деревянные конструкции деревообработка
Year: 1967
Similar
Примеры расчёта и проектирования деревянных конструкций
Индустриальные деревянные конструкции. Примеры И60 проектирования
Индустриальные клееные деревянные конструкции
Применение клееных деревянных конструкций за рубежом
Text
                    
Г. Г. КАРЛСЕН,
д-р техн, наук проф.
М. Е. КАГАН,
д-р техн, наук проф.
Г. В. СВЕНЦИЦКИЯ,
канд. техн, наук доц.
Б. А. ОСВЕНСКИИ,
канд. техн, наук доц.
Ю. В. СЛИЦКОУХОВ,
канд. техн, наук доц.
ИНДУСТРИАЛЬНЫЕ
ДЕРЕВЯННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
ПРИМЕРЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Под редакцией
заслуженного деятеля науки и техники РСФСР,
д-ра техн, наук проф. Г. Г. КАРЛСЕНА
Допущено
Министерством высшего и среднего специального образования СССР
в качестве учебного пособия для студентов
инженерно-строительных вузов и факультетов
Сканировал и обрабатывал
Лукин А.О.
ИЗДАТЕЛЬСТВО ЛИТЕРАТУРЫ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ
МОСКВА	1067
УДК 624.011.1 (075.8)
Рецензенты:
канд. техн, наук доц. И. Я- ИВАНИН и коллектив кафедры
конструкций из дерева и пластмасс Ленинградского ордена
Трудового Красного Знамени инженерно-строительного
института.
Научный редактор — инж. С. И. НЕШУМОВ
В книге изложены примеры проектирования и расчета ин-
дустриальных деревянных конструкций для покрытий. Приве-
дены решения панельных и балочных конструкций, простейших
комбинированных систем, арочных и рамных конструкций, де-
ревянных и металло-деревянных ферм, кружально-сетчатых
сводов и купольного покрытия.
Конструкции ориентированы на заводское изготовление.
Большое внимание уделено клееным конструкциям.
Изложению примеров предпосланы три главы, в которых
рассмотрены области и формы эффективного применения дере-
вянных конструкций в современном строительстве, требования
к производству высококачественных, долговечных -и экономич-
ных деревянных конструкций и особенности компоновки эле-
ментов клееных конструкций
Книга допущена Министерством высшего и среднего спе-
циального образования СССР в качестве учебного пособия для
строительных вузов и факультетов; она рассчитана также на
широкий круг инженеров-проектировщиков, научных работни-
ков, строителей н технологов деревообрабатывающей и строи-
тельной индустрии.
3—2—5
20-66
ПРЕДИСЛОВИЕ
Учебное пособие содержит примеры проектирования индустри-
альных деревянных конструкций для покрйтий различного назна-
чения, относящихся к области оптимального использования конст-
рукционной ^древесины:
утеплейные клеефанерные панели для бесчердачных покрытий
(пример 1);
балки клеефанерной конструкции (пример 2);
простейшие комбинированные системы (пример 3);
арки и рамы (примеры 4, 5, 6 и 7);
фермы (примеры 8,9, 10 и II);
кружально-сетчатые своды (пример 12) и
купольные покрытия (пример 13).
Переход на новую, заводскую, технологию изготовления дере-
вянных конструкций существенно сказывается на их компоновке,
методах конструирования и расчета элементов деревянных конст-
рукций и их соединений. Поэтому в пособии большое внимание уде-
лено проектированию и расчету клееных, при необходимости без-
метальных, балочных, арочных и сводчатых деревянных конструк-
ций заводского изготовления.
Книга должна служить пособием для 'студентов строительных
вузов и факультетов, а также для инженеров-проектировщиков,
строителей и технологов.
Примерам проектирования индустриальных деревянных конст-
рукций предпосланы общие положения, в которых освещаются:
основные области и формы эффективного применения «деревян-
ных конструкций (глава I);
производственное обеспечение высокого качества, требуемой
долговечности и экономической эффективности индустриальных де-
ревянных конструкций (глава II);
особенности конструирования и соединения элементов клееных
деревянных конструкций (глава III).
1*
з
Содержание пособия построено на теоретических основах, из-
ложенных в учебнике коллектива авторов под редакцией проф.
Г. Г. Карлсена «Деревянные конструкции», издание 3-е, 1961,
В приложении к книге приведены вспомогательные таблицы и
перечень рекомендуемых литературных источников.
Работа авторского коллектива распределилась следующим об-
разом: главы I, II, III, примеры 1 и 3 написаны д-ром техн, наук
проф. Г. Г. Карлсеном; примеры 6 и 13 — д-ром техн, наук проф.
М. Е. Каганом; примеры 4, 7, 8, 9, 10, 11 и введение к примеру 8—11
канд. техн, наук доц. Г. В. Свенцицким;-пример 12—канд. техн, на-
ук доц. Б. А. Освенским; примеры 2 и 5 — канд. техн, наук доц.
Ю. В. Слицкоуховым.
Материалы по изготовлению и расчету соединений на клее-
стальных шайбах с примером составлены канд. техн, наук
доц. В. Н. Силиным. В разработке примеров 6 и 13 участвовали
инженеры Л. К. Ермоленко и М. Б. Джуринский.
Фотографии к рис. 15, а, б; 5.12 и 7.4 любезно предоставлены
А. С. Поволоцким, А. С. Белозеровой и С. Е. Штейнбергом.
Авторы
ВВЕДЕНИЕ
Огромные масштабы капитального строительства требуют бы-
строго развития и технического совершенствования строительной
индустрии и промышленности строительных материалов, макси-
мального сокращения сроков, снижения стоимости и улучшения
качества строительства путем его последовательной индустриали-
зации, быстрейшего завершения перехода на возведение полно-
сборных зданий и сооружений по типовым проектам из крупнораз-
мерных конструкций и элементов промышленного производства.
Эти требования Программы КПСС успешно претворяются в
жизнь при строительстве жилых и промышленных зданий, возводи-
мых из сборного железобетона. Однако в производстве строитель-
ных конструкций из дерева индустриальные способы изготовления
с применением комплексной, механизации не получили еще у нас
должного развития. Неудовлетворительно используются в строи-
тельстве высокие конструкционные качества и малый объемный
вес древесины, недостаточно внимания уделяется разработке ти-
повых проектов несущих и ограждающих индустриальных дере-
вянных конструкций и, главное, отсутствует соответствующая про-
изводственная база для индустриального их изготовления..
Потребность нашего народного хозяйства в экономичных, лег-
ких конструкциях из дерева велика. Для обширных районов СССР
древесина является местным, наиболее доступным строительным
материалом, причем в таких районах, как Сибирь, Дальний Вос-
ток и др., объем заготовки древесины далеко не достигает естест-
венного прироста ее; запасы только перестойной древесины на
корню измеряются десятками миллиардов кубических метров. Ис-
пользование деревянных конструкций для рассредоточенного мало-
этажного строительства в сельских местностях, а также для сбор-
ных инвентарных зданий, производственных и складских зданий,
особенно в области химического производства и т. п„ может обес-
печить значительную экономию металла и цемента по сравнению
с железобетонными конструкциями при одновременном повышении
эксплуатационного качества сооружений.
Вес деревянных конструкций примерно В пять раз меньше веса
железобетонных; это позволяет значительно уменьшить транспорт*-
ные расходы на перевозку конструкций и использовать облегченное
5
крановое оборудование при монтаже, что особенно важно для
строительства в удаленных, мало освоенных районах.
Долговечность деревянных конструкций в современных услови-
ях можно обеспечивать соответствующими конструктивными мера-
ми и стерилизующей сушкой лесоматериалов для закрытых соору-
жений, а также пропиткой антисептиками древесины для открытых
сооружений, не защищенных от атмосферных осадков. Применение
в деревянных конструкциях элементов крупного цельного или мо-
нолитно склеенного сечения значительно уменьшает возгораемость
древесины.
Различают два основных вида деревянных конструкций: кле-
еные, собираемые из элементов, склеенных из досок или из досок и
фанеры, и неклееные, собираемые из деревянных элементов цельно-
го сечения, в основном брусчатых.
Основные положительные свойства клееных конструкций: инду-
стриальность изготовления с широким использованием комплекс-
ной механизации и поточности производства, возможность изготов-
ления балочных и арочиых конструкций крупных сечений для пере-
крытия значительных пролетов с использованием маломерного н
разносортного пиломатериала.
Клееные конструкции в ряде случаев могут проектироваться без
применения металла или с весьма ограниченным использованием
его в виде мелких деталей для соединений, которые можно доста-
точно просто защитить от коррозии. Безметальные конструкции
имеют особенно большое значение для зданий с химически агрес-
сивной средой.
В зарубежных странах, и в частности в США, производство
строительных клееных деревянных конструкций продолжает раз-
виваться, поскольку в ряде случаев такие конструкции оказыва-
ются более экономичными, чем металлические и железобетонные.
Даже страны, не имеющие своей лесной сырьевой базы, использу-
ют импортную древесину для изготовления широкого ассортимен-
та деревянных конструкций (Англия, Бельгия, Франция и др.).
Обязательным условием для организации производства кле-
еных деревянных конструкций следует считать наличие на дерево-
обрабатывающем заводе сушилок, клеевой лаборатории, отапли-
ваемых цехов, оснащенных специальным оборудованием, и цеха
защитных покрытий (антисептирования, окраски и пр.). Такое пра-
йзводство должно обслуживаться квалифицированным техничес-
ким персоналом, обеспечивающим нормальный технологический
процесс и тщательный контроль качества склейки древесины.
У нас имеются необходимые предпосылки для организации за-
водского изготовления клееных деревянных конструкций: химиче-
ская промышленность производит требуемые синтетические клеи,
разработаны прогрессивные методы и режимы склейки древесины
и отверждения клеевого шва, выявлены оптимальные режимы су-
шки пиломатериалов и т. д. Однако предпосылки эти реализованы
лишь частично. Производственная база для изготовления клееных
б
деревянных конструкций в ближайшие годы еще не сможет удов-
летворить всей потребности строительства в клееных конструкциях.
Поэтому при проектировании клееных деревянных конструкций
следует учитывать конкретные возможности и условия заводского
изготовления их для того или иного строительства.
Расширение заводского производства клееных конструкций и
их применения в строительстве не исключает использования совре-
менных индустриальных конструкций из неклееной древесины, ко-
торые обычно проще в изготовлении и не дороже клееных. Выбор
типа конструкции требует технико-экономического обоснования
для каждого конкретного случая. Варианты сопоставляются с уче-
том условий эксплуатации и производственных возможностей изго-
товления конструкций.
Глава I
ИНДУСТРИАЛЬНЫЕ ДЕРЕВЯННЫЕ КОНСТРУКЦИИ,
ОБЛАСТИ ПРИМЕНЕНИЯ
§ 1. ОСНОВНЫЕ ПРЕДПОСЫЛКИ
Оценивая возможности и ожидаемую эффективность дальней-
шего развития деревянных конструкций и использования в строи-
тельстве древесины — древнейшего из конструкционных материа-
лов, необходимо учитывать, что речь идет не о возрождении «тра-
диционного», «избяного» строительства. Перед нами поставлена
задача определить главные направления дальнейшего прогрессив-
ного развития индустриальных деревянных конструкций, выявить
области и формы эффективного их применения. Индустриальные
деревянные конструкции должны в полной мере удовлетворять сов-
ременным требованиям надежности и долговечности в эксплуата-
ции, а также требованиям комплексной механизации и экономич-
ности в поточном производстве.
В отличие от железобетонных конструкций деревянные конст-
рукции находят наиболее эффективное применение в легких покры-
тиях и в тех сооружениях, где с наибольшей полнотой используют-
ся малый объемный вес древесины при относительно высоких проч-
ностных и упругих характеристиках работы ее вдоль волокон и
малые коэффициенты теплопроводности поперек волокон. Эти фи-
зико-^механические показатели определяются природной своеобраз-
но рассредоточенной трубчато-волокнистой структурой древесины
(рис. 1), малым удельным весом и высокой прочностью древесин-
ного вещества. Прочность древесинного вещества (вдоль волок-
на) почти не уступает прочности стали, а удельный вес его (1,5) в
пять раз меньше.
В настоящее время, в условиях широкого развития строитель-
ства предприятий химической промышленности и складов мине-
ральных удобрений, особое значение приобретает также высокая
химическая стойкость безметальных сухих клееных деревянных
конструкций.
С другой стороны, в производственных зданиях с влажным ре-
жимом эксплуатации, в сырых подземных частях сооружений и т. п.
значительно увеличивается объемный вес древесины, снижаются ее
прочностные и упругие характеристики. Кроме того, в условиях
8
переменного увлажнения древесина подвергается биологической
агрессии; в сосредоточенном многоэтажном строительстве примем
нение деревянных конструкций, как правило, недопустимо в связи
с опасностью распространения пожара вследствие горючести дре-
весины. Эти основные природные недостатки древесины существен-
но ограничивают области эффективного применения деревянных
Рис. 1. Макро- и микроструктура древесины сосны
в продольном — тангенциальном (а) и в поперечном
(б, в, г) срезах
г. с. — годовые слои: с. л. — сердцевинные лучи
конструкций в строительстве. Лишь за последние годы заметно
расширились возможности устранения этих недостатков путем ра-
ционального использования деревянных конструкций в сочетании
с железобетонными, а также с биостойкими и несгораемыми конст-
рукционными, теплоизоляционными и кровельными материалами.
2—979
9
§ 2. ДЕРЕВЯННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
В СЕЛЬСКОМ СТРОИТЕЛЬСТВЕ
Технология основных видов сельскохозяйственного производ-
ства ориентирована на рассредоточенное обслуживание обширных
территорий. Отсюда потреб-
Рис. 2. Характерные схемы легких сбор-
ных конструкций для сельских склад-
ских сооружений (размеры в .и)
а, б, в — при продольном транспорте; г, д,
е — при поперечном транспорте
ность отдельных хозяйств в
местных складах для зерна,
сухих кормов, минеральных
удобрений и т. п.
На рис. 2 приведены- ха-
рактерные схемы легких
арочных и рамных сборных
клееных конструкций для
складов и навесов Вес та-
ких сооружений в несколько
раз меньше веса аналогич-
ных железобетонных соору-
жений. Применение дере-
вянных конструкций дает
значительную экономию
стали и цемента, а также
снижает транспортные рас-
ходы. Для монтажа этих
легких конструкций не тре-
буется тяжелого подъемно-
го оборудования и специальных подъездных путей. Приведенные
на рис. 2, г, д, е схемы конструкций могут быть использованы так-
же для животноводческих
зданий, зданий ремонт-
ных мастерских и др.
Возведение преимуще-
ственно трехшарнирных
арочных и рамных конст-
рукций позволяет приме-
нять легкие столбчатые
(в сверленых гнездах),
рамные или свайные фун-
даменты в сочетании со
сборными железобетон-
Рис. 3. Характерные схемы конструкций покры-
тий производственных зданий в сельских мест-
ностях (размеры в м.)
ными цокольными ограж-
дениями ленточного типа.
На рис. 3 приведены
характерные схемы по-
крытий производственных
зданий для сельской местной промышленности. В них пре-
1 См. примеры 5, 6 и 7.
10
обладают наиболее доступные брусчатые металлодеревянные
сквозные конструкции *. В таких зданиях целесообразно примене-
ние сборных железобетонных опорных колонн, жестко защемлен-
ных в фундаментах, особенно в случаях использования мостовых
кранов для внутрицехового транспорта.
Рис. 4. Характерные схемы конструкций покрытий общественных зданий
в сельских местностях
а — металлодеревянные фермы на кирпичных опорах; б — клееные аркн на железо-
бетонных контрфорсах
На рис. 4 приведены схемы покрытий для сельских обществен-
ных зданий.
§ 3. ДЕРЕВЯННЫЕ КОНСТРУКЦИИ В ПРОМЫШЛЕННОМ
И ГРАЖДАНСКОМ СТРОИТЕЛЬСТВЕ
В строительстве промышленных зданий использование инду-
стриальных деревянных конструкций целесообразно главным обра-
зом для легких покрытий средних и больших пролетов. Существен-
ное (примерно в 5 раз) снижение веса таких конструкций по срав-
нению с железобетонными уменьшает вес всего здания и его
фундаментов, облегчает перевозку конструкций, упрощает и уско-
ряет монтаж.
Опорами для таких конструкций, как правило, служат железо-
бетонные колонны или рамы для балочных ферм и контрфорсные
сооружения для распорных арочных клееных конструкций (см., на-
пример, схемы рис. 5, в и 4,6). Сочетание легких клееных покры-
тий с опорами из несгораемых и биостойких материалов дает мак-
симальный экономический эффект в большепролетных малоэтаж-
ных зданиях (сборочных цехах, ангарах, гаражах и др.).
В таком же сочетании индустриальные деревянные конструк-
ции могут быть использованы в покрытиях зданий культурно-быто-
вого назначения: крытых рынков, стадионов, теннисных кортов,
клубных концертных залов и кинотеатров (рис. 6).
В частности, применение для большепролетных распорных по-
крытий крупноблочных кружально-сетчатых сводов клеефанерной
конструкции в наибольшей мере ориентировано на заводское изго-
товление стандартных элементов (так называемых «косяков»),
пригодных для перевозки на сотни километров и в то же время
1 См. примеры 8, 10 н 11.
2*	11
достаточно укрупненных для монтажа с автомобильных кранов
без лесов.
Деревянные арочные безметальные конструкции по сравнению
с металлическими и железобетонными более стойки к в оз действ и-
Рис. 5. Характерные схемы клееных ферм (а, б) и арок (в) в покрытиях
промышленных зданий на железобетонных опорах
ям химически агрессивной среды. Поэтому весьма целесообразно
применять деревянные безметальные покрытия из клееной древе-
Рис. 6. Характерные схемы клееных конструкций
большепролетных покрытий общественных зданий
а — кружально-сетчатый свод из клеефанерных косяков;
б купольное покрытие
сины в зданиях химических заводов и складов химических про-
дуктов.
Деревянные конструкции не рекомендуются для помещений, в
которых вероятно конденсационное увлажнение, — бань, прачеч-
12
ных, пропарочных цехов, сушильных камер и других зданий с
влажным режимом эксплуатации. Такие здания следует строить из
железобетона. Это требование относится и к горячим литейным
цехам, покрытиям над стеклоплавильными печами, над централь-
ными котельными и к прочим сооружениям с горячими производ-
ственными процессами, в которых трудно избежать нагрева частей
здания до t >50° С.
§ 4.	ДЕРЕВЯННЫЕ КОНСТРУКЦИИ В ТРАНСПОРТНОМ СТРОИТЕЛЬСТВЕ
Рис. 7. Характерные схемы дощатоклееных
и клеефанерных конструкций пролетных строе-
ний автодорожных мостов
а — балочных; б — консольно-балочных; в арочных
вес клееных деревянных конструкций
В северных и восточных районах РСФСР, богатых лесом, за-
мену обветшавших и постройку новых пролетных строений авто-
дорожных мостов целесообразно производить с применением дере-
вянных конструкций. При
этом необходимо учесть,
что в условиях крайне тя-
желого ледового режима
пролетные строения по-
стоянных мостов должны
перекрывать, как прави-
ло, увеличенные пролеты.
Кроме того, требуется,
чтобы срок службы новых
мостов был увеличен и из-
мерялся бы не 15—20, а
40—50 годами.
Задача эта вполне раз-
решима, если обеспечить
рациональное проектиро-
вание и индустриальное
производство сборных
конструкций мостов из
клееной древесины с при-
менением заводского ан-
тисептирования. На рис. 7
приведены характерные
схемы пролетных строе-
ний дощато-клееных и
клеефанерных несущих
конструкций. Собственный
пролет'.ых строений автодорожных мостов средних пролетов при-
мерно в 4—5 раз меньше, чем железобетонных при той же грузо-
подъемности. Облегчение конструкций имеет особенно большое
значение для ускоренного возведения мостов в мало освоенных
районах.
13
§ 5.	ДЕРЕВЯННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
В ИНВЕНТАРНЫХ ЗДАНИЯХ
В суровых условиях Севера и Востока страны остро ощущается
потребность в передвижных и сборно-разборных инвентарных зда-
ниях. Многие миллионы строителей, лесорубов, изыскателей, ли-
нейных работников, прокладывающих в этих районах новые пути
сообщения, каналы, трубопроводы, линии связи и электропередачи
и др., должны быть обеспечены теплым жильем и зданиями куль-
турно-бытового назначения, а также помещениями для передвиж-
ных электростанций, ремонтных мастерских, складов, радиостан-
ций, лабораторий и т. п.
На постройку временных зданий и сооружений ежегодно затра-
чиваются большие средства. Затраты можно резко сократить, при-
меняя многократно оборачиваемые конструкции, легкие транспор-
табельные сооружения инвентарного типа.
На основе многолетних изысканий признано, что целесообраз-
ное применение инвентарных передвижных «домов-вагонов»
и сборно-разборных бесфундаментных зданий ведет к коренному
усовершенствованию организации строительства гидроэлектро-
станций, сокращению сроков строительства и значительному
уменьшению общего числа рабочих, занятых на строительстве.
В сельских местностях многие сотни «передвижных механизи-
рованных колонн» также нуждаются в сборно-разборных здани-
ях — жилых и производственных.
В инвентарных зданиях должен быть обеспечен нормальный
тепловлажностный режим эксплуатации даже в случае установки
зданий на лед замерзшего озера или болота. Для этого требуется
высокое термическое сопротивление не только стен и верхнего по-
крытия, но и нижнего горизонтального перекрытия.
Вместе с тем конструкции инвентарных зданий должны обла-
дать большой прочностью и живучестью, необходимыми в услови-
ях передвижения их за тягачом по бездорожью. Во избежание пе-
рекосов и образования щелей, даже в случае неравномерной про-
садки или при местном выпучивании грунта, рекомендуется
опирание сооружения на три точки.
Всем этим требованиям при одновременном обеспечении мини-
мального веса сооружения в наибольшей мере отвечают клеефа-
нерные конструкции, в которых в качестве теплоизоляционного
заполнителя используются легчайшие пенопласты (вспениваемые
в полости панелей коробчатого сечения и не дающие осадки даже
при длительных вибрационных и ударных воздействиях) (см. § 12).
Организация серийного производства клеефанерных панелей
для основных видов инвентарных зданий — первоочередная зада-
ча домостроительных комбинатов. Экономическая эффективность
производства таких панелей в короткие сроки окупит необходимые
расходы на достройку или реконструкцию ныне законсервирован-
ных домостроительных комбинатов.'На этих же комбинатах необ-
14
ходимо организовать массовое производство щитовых дверей, в
которых фанера может быть заменена твердыми древесноволок-
нистыми плитами. В утепленных панелях сборно-разборных покры-
тий, стен и дверных полотен с исключительно высокой эффектив-
ностью используются как конструкционные преимущества работы
сухой древесины вдоль волокон, так и высокие теплоизоляционные
ее свойства поперек волокон.
Потребности строительства в крупнопанельной многократно
оборачиваемой инвентарной опалубке могут быть удовлетворены
серийным производством на деревообрабатывающих комбинатах
унифицированных клеефанерных щитов из бакелизированной фа-
неры.
Глава II
ПРОИЗВОДСТВЕННОЕ ОБЕСПЕЧЕНИЕ ВЫСОКОГО
КАЧЕСТВА И ЭКОНОМИЧНОСТИ ДЕРЕВЯННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
§ 6.	ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Новый унифицированный ассортимент индустриальных дере-*
вянных конструкций создается в современных условиях одновре-
менно с новой заводской технологией. Проектировщику деревянных
конструкций необходимо разбираться в вопросах комплексной ме-
ханизации и автоматизации поточного производства, вникать в
развитие сложных проблем организации и экономики заготовки,
сборки и монтажа строительных деталей и конструкций и т. п.
Технология производства деревянных деталей и конструкций
начинается в лесу. Лес — неиссякаемый источник ценного органи-
ческого сырья, важный орган водообмена и регулирования клима-
та. Для бережного сохранения и правильной эксплуатации лесов
необходима систематическая вырубка и вывозка деревьев, достиг-
ших зрелого возраста. Наши леса могут ежегодно давать до одно-
го миллиарда кубических метров древесины. Сейчас заготовки
древесины ведутся в объеме лишь нескольких сот миллионов ку-
бических метров. Освоение необъятных таежных пространств —
дело сложное, трудоемкое, рассчитанное на много десятков лет.
Но уж та древесина, которую с затратой большого труда вывезли
из леса, вся, без остатка, должна идти в дело.
Развитие химии полимеров создает новые, благоприятные тех-
нико-экономические предпосылки для превращения даже отходов
лесной и деревообрабатывающей промышленности в ценнейшие
полуфабрикаты и изделия. Для многих видов продукции целлю-
лозно-бумажной промышленности пригодны различные древесные
отходы; можно было бы в несколько раз увеличить объем этой
продукции путем использования отходов, ежегодно остающихся
только от лесопиления и деревообработки.
Комплексная механизация процессов лесопиления, тепловой
сушки и производства тарного картона, арболитовых, цементно-фиб-
ролитовых, твердых древесноволокнистых и столярных плит, а так-
же водостойкой фанеры на постоянно действующих лесопромыш-
ленных комбинатах будет способствовать эффективной утилизации
16
всей древесной массы, собираемой с закрепленных за ними лесных
угодий. В первую очередь должна быть прекращена дальняя же-
лезнодорожная перевозка сырых пиловочных бревен, поставляемых
Рис. 8. Трещины в бревне (а)
на десятки тысяч карликовых лесопильных установок, размещен-
ных главным образом в безлесных районах.
Для конструкционной древесины длительная сухопутная пере-
возка пиловочного круглого леса недопустима не только по эконо-
мическим соображениям — при высыхании бревна в сердцевинных
плоскостях образуются трещины (рис. 8), которые при последую-
щей распиловке не срастаются; доски,
выпиленные из сухопутных пиловочных
бревен, непригодны для изготовления
ответственных деревянных конструк-
ций. Доски же и бруски, выпиленные
из свежесрубленных или сплавных
бревен, сохраняют свою целостность
как при естественном высыхании, так, и
в процессе скоростной тепловой сушки.
Концентрация процессов окорива-
ния, лесопиления, сушки и других ви-
дов первичной обработки деловой дре-
весины вблизи от лесосырьевых баз
способствует защите ее от растрески-
вания и загнивания при перевозке и
хранении; это имеет исключительно
большое значение для качества пило-
вочных бревен и фанерного кряжа, а
следовательно, и для качества пило-
материалов, фанеры и остальных ви-
и коробление досок (б), вы-
званные неоднородностью
структуры природной древе?
сины
Деформации древесины при усушке
или разбухании ее в пределах меж-
ду точкой насыщения волокон
(Ц7~ЗО%) и абсолютно сухим со-
стоянием ее: А/«0,1 %; А г«3	6% и
А/«6^- 12%. При нагреве на +30°С
линейное термическое расширение
древесины соответственно в 10—100
раз меньше: Д/^о*0,01%;Дг^о*0,07 •+
-5-0,08% н Д//о«0,09 -s-0,12%
дов продукции деревообработки.
Строительные бревна, заготовляемые из отборных мачтовых
стволов хвойных пород и применяемые без продольной распиловки
для свай и элементов гидротехнических сооружений и мостов, для
опор линий электропередач и линий связи, для радиомачт и т. п.,
следует еще в процессе первичной обработки, до погрузки на реч-
ной или железнодорожный транспорт, Подвергать высокотемпера-
турной, стерилизующей сушке в неводных жидкостях (в петрола-
туме) и креозотированию.
Первичная обработка круглого леса на предприятиях, разме-
щаемых в непосредственной близости от лесной сырьевой базы,
должна обеспечивать превращение его в продукцию, выдерживаю-
щую дальнюю сухопутную перевозку без ущерба для качества про-
дукции. Поэтому в производственную программу таких предприя-
тий непременно следует включать; лесопиление, переработку
отходов лесопиления и тепловую стерилизующую сушку пилома-
териалов. Первичная обработка лесного сырья приводит к избытку
дровяных отходов, поэтому все производство и сушильное хозяй-
ство здесь могут обходиться даже без привозного топлива.
Если предприятия первичной обработки древесины располага-
ют сырьем для лущения фанерного шпона, то в их производствен-
ную программу необходимо также включать изготовление фанеры
на водостойких клеях.
Деревообрабатывающие и домостроительные комбинаты, не
имеющие своей лесной сырьевой базы, следует снабжать сухими
пиломатериалами, водостойкой фанерой и прочими транспорта-
бельными полуфабрикатами — продукцией первичной обработки
древесины.
В отличие от предприятий первичной обработки древесины де-
ревообрабатывающие и домостроительные комбинаты планируют
ассортимент продукции и объем своего производства не столько
в зависимости от состава лесной сырьевой базы, сколько приме-
нительно к запросам района потребления.
§ 7.	ОБЕСПЕЧЕНИЕ ТРЕБУЕМЫХ ДОЛГОВЕЧНОСТИ
И КАПИТАЛЬНОСТИ ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Основные силы нашей страны в годы первой пятилетки были
направлены на создание металлургической и машиностроительной
индустрии. Строительная индустрия тогда только еще зарожда-
лась. Бревна и доски, врубки и гвозди, лопата, топор и пила слу-
жили почти универсальным средством для постройки промышлен-
ных и жилых зданий, транспортных и сельскохозяйственных соо-
ружений. Главной предпосылкой применения того или иного
строительного материала были доступность и возможность исполь-
зования его при минимальных капитальных вложениях.
В годы Великой Отечественной войны деревянные конструкции
широко использовались в строительстве; как на фронте, так и в
тылу они изготовлялись преимущественно из местной, свежесруб-
ленной древесины. Стерилизующая сушка древесины и защитное
антисептирование ее в эти трудные годы практически не могли
быть обеспечены. В качестве теплоизоляционных материалов при-
менялись местный грунт, торф-сфагнум, опилки и шлак. Кровель-
ные и другие гидроизоляционные материалы выпускались низко-
го качества и в недостаточных количествах. Железобетонные и тем
более металлические конструкции применялись лишь в особо от-
ветственных сооружениях. Все это приводило к резкому снижению
долговечности и капитальности деревянных частей зданий и соору-
жений. Некоторыми строителями из этого частного явления дела-
ется общий вывод о якобы неизбежно малой долговечности дре-
весины. Данные современной науки и достоверный практический
опыт опровергают обоснованность такого вывода. На самом деле
природная целлюлоза, образующая остов древесинного вещества,
относится к высокопрочным и весьма стойким во времени мате-
риалам.
Так, например, возраст древесины калифорнийской секвойи (рис. 9) и неко-
торых других пород деревьев исчисляется тысячелетиями. До наших дней сохра-
18
пились в Горбуновском торфянике в Свердловской области деревянные изделия
поселений 3-го и 2-го тысячелетий до н. э. Сохранились деревянные саркофаги
и скульптурные памятники древнего Египта.
Здоровая древесина, не подверженная поражению деревораз-
рушаюшими грибами и древоточцами, очень долговечна. Задача
строителей, следовательно, сводится к тому, чтобы обеспечить та-
кие нормальные условия производства и эксплуатации деревянных
конструкций, которые бы
полностью исключали био-
логическую порчу дре-
весины.
Для деревянных частей
сооружений, эксплуатируе-
мых в условиях вечной мерз-
лоты или расположенных
всегда ниже наинизшего
уровня грунтовых вод или
зеркала пресных водоемов,
вообще не требуется спе-
циальных защитных меро-
приятий.
Для деревянных конст-
рукций постоянных сооруже-
ний, подверженных перемен-
ному увлажнению при поло-
жительных температурах,
необходимы специальные
защитные мероприятия, не
только конструктивные, но и
технологические. Жизне-
деятельность дереворазру-
шающих грибов в сухих ус-
ловиях эксплуатации зами- рис g Калифорнийские секвойи (Sequoia
рает, однако возможность gigantea) в возрасте 2000—3000 лет
случайного, местного увлаж-
нения древесины и опасность разрушения даже сухой древесины
древоточцами требуют проведения хотя бы самых простых техно-
логических мер защиты от биологической порчи деревянных кон-
струкций, даже укрытых от атмосферных осадков.
Важнейшим из технологических защитных мероприятий явля-
ется тепловая сушка древесины со сквозным прогревом ее до тем-
пературы около 80° С. Такой прогрев необходим для полной сте-
рилизации древесины, для умерщвления всех грибных гиф и спор,
всех жуков, личинок и яичек древоточцев, которыми заражается
древесина еще в лесу. Кроме того, тепловая сушка уменьшает ги-
гроскопичность древесины и опасность впитывания влаги при слу-
чайном увлажнении в процессе транспортирования, хранения
и эксплуатации деревянных деталей.
19
Развитие новых методов высокотемпературной (больше 100° С)
скоростной сушки деревянных заготовок в неводных жидкостях
(в петролатуме и т. п.) или в камерах с «перегретым паром» су-
щественно облегчает реализацию и широкое распространение этого
экономически эффективного способа сушки.
Для древесины, прошедшей стерилизующую сушку и конструк-
тивно защищенной от эксплуатационного увлажнения, глубокая
антисептическая обработка по существу не требуется. Легкая по-
верхностная пропитка деталей и узлов кремнефтористым аммони-
ем или органикорастворимыми антисептиками (типа оксидифенил),
водостойкая окраска или лакировка целесообразны лишь для про-
филактической защиты от последующего случайного заражения
дереворазрушающими грибами или древоточцами. Обработанная
такими невымываемыми антисептиками древесина в виде сухих
чистых заготовок или деталей выдерживает при плотной укладке
дальние, даже заокеанские, перевозки. Без стерилизующей сушки
плотная укладка лесоматериалов при перевозке и хранении не до-
пускается.
Химическое консервирование древесины посредством глубокой
пропитки ее антисептиками имеет решающее значение для защиты
от гниения открытых деревянных деталей и конструкций, подвер-
женных совместному воздействию влаги и воздуха при положи-
тельных температурах (от 0 до 80° С), т. е. эксплуатируемых в ус-
ловиях возможного развития дереворазрушающих грибов. Глубо-
кой пропитке маслянистыми антисептиками (креозотированию)
необходимо подвергать деревянные мосты, шпалы, причальные со-
оружения, опоры линий электропередач, столбы проволочной свя-
зи, градирни и т. п., а также сооружения, эксплуатируемые в со-
леных водоемах, зараженных морскими древоточцами, или в суб-
тропических районах, зараженных термитами.
В Советском Союзе развитие скоростной высокотемпературной
сушки бревенчатых и брусчатых заготовок в петролатуме (или
других неводных жидкостях), совмещенной в едином технологиче-
ском процессе с глубокой пропиткой маслянистыми антисептиками,
обеспечивает благоприятные предпосылки для организации быст-
рой заготовки и возведения прочных и долговечных открытых
деревянных конструкций. В условиях использования местной свеже-
срубленной древесины производится высокотемпературная сушка-
пропитка (в отличие от обычной автоклавной) без предваритель-
ной воздушной подсушки лесоматериалов в течение 1—2 лет. Сро-
ки высокотемпературной (около 120° С) сушки бревен в петролату-
ме измеряются всего лишь сутками.
Достижения науки и техники обеспечивают возможность ко-
ренного усовершенствования технологических процессов деревооб-
рабатывающей промышленности и значительного увеличения сро-
ков службы древесины в сооружениях, даже не защищенных от
атмосферных осадков и грунтовой сырости. Планомерная реализа-
20
ция этих достижений в ближайшие годы имеет большое народно-
хозяйственное значение.
Капитальность строительства характеризуется не только долго-
вечностью сооружений,
но и огнестойкостью и
пожарной безопас-
ностью их.
Биологический про-
цесс разрушения дре-
весины сравнительно
просто можно предотв-
ратить антисептиче-
ской пропиткой древе-
сины малыми дозами
б) ,

стойких ядохимикатов.
Предотвратить горение
древесины, ослабить
теплотворную способ-
ность ее сквозной про-
питкой большими объе-
мами антипирена мно-
Рис. 10. Пример облагораживания структуры дре-
весины путем послойного склеивания сухих досок
водостойкими клеями
а — образование и раскрытие трещин в бревнах или
брусьях природной структуры в результате неравномер-
ности усушечиых деформаций в радиальном (г) и тан-
генциальном (0 направлениях: б — отсутствие трещин в
результате повышения однородности поперечной струк-
туры клееной древесины
го труднее. Использование
глубокой пропитки древеси-
ны антипиренами целесооб-
разно лишь в производстве
отделочных и декоративных
деталей мелкого сечения,
тонких панелей и мебели.
Пожарная безопасность
несущих деревянных строи-
тельных конструкций долж-
на обеспечиваться главным
образом конструктивными
мерами. В условиях совре-
менного развития строитель-
ной техники имеется воз-
можность использовать вы-
сокую огнестойкость массив-
Рис. 11. Пример повышения огнестойкости
до 1 ч 52 мин панельной (щитовой) дере-
вянной конструкции путем беспустотного
заполнения ее несгораемым утеплителем
(минеральным войлоком 97 мм) и оклейки
асбестоцементными листами (7 мм) по фа-
нере (7 мм). Средняя скорость переуглива-
ния деревянных стоек не превышает
1 мм/мин
а — графики изменения температуры; б — конст-
рукция щита; 1, 2, 3, 4 — графики температуры,
соответствующие термопарам /, 2, 3, 4
ных клееных деревянных
конструкций и без пропитки
антипиренами. Пределы ог-
нестойкости, т. е. длитель-
ности сопротивления внеш-
нему огневому воздействию
таких конструкций, значи-
тельно выше, чем открытых
металлических конструкций.
В многослойных клееных
21
элементах деревянных конструкций нет щелей; они не подверже-
ны растрескиванию (рис. 10).
Возможной стала борьба с возгоранием и развитием горения
деревянных элементов и в ограждающих частях зданий благодаря
эффективному сочетанию деревянных конструкций с несгораемыми
кровельными, теплоизоляционными и облицовочными материала-
ми (рис. 11).
Значительно возросла в наше время возможность повышения
капитальности деревянных конструкций также путем установле-
ния областей и форм эффективного их применения в условиях раз-
вития индустриального производства сборных железобетонных
конструкций.
Применение сборного железобетона в наиболее уязвимых уз-
лах смешанных сооружений значительно повышает их капиталь-
ность. При этом с наибольшей эффективностью могут быть, реали-
зованы комплексные (конструктивные и технологические) меро-
приятия по защите самих деревянных конструкций от гниения и
пожарной опасности, по обеспечению требуемой долговечности и
капитальности их в эксплуатации.
§ 8.	КОНСТРУКЦИОННЫЕ КЛЕИ.
ОСНОВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ К ТЕХНОЛОГИИ СКЛЕИВАНИЯ
В руководствах [29, 30] и указаниях [7, 12] приведены различ-
ные способы и режимы склеивания заготовок с использованием
соответствующего оборудования.
В данном пособии освещены лишь основные требования, предъ-
являемые к технологии изготовления несущих клееных деревян-
ных конструкций постоянных сооружений.
Необходимо чтобы:
1)	применяемый для склеивания конструкционной древесины
смоляной клей после твердения (полимеризации или поликонден-
сации) обеспечивал прочность клеевого шва, превышающую проч-
ность сухой древесины на скалывание вдоль волокон и на растя-
жение (раскалывание) поперек волокон
2)	клеевой шов был абсолютно водостоек и биостоек;
3)	теплостойкость шва была не ниже теплостойкости склеивае-
мой древесины;
4)	долговечность службы клеевого шва соответствовала бы
сроку службы конструкции в заданных условиях.
Составы и марки конструкционных клеев продолжают совер-
шенствоваться. В настоящее время требованиям прочности, водо-
стойкости, биостойкости, теплостойкости и долговечности наибо-
1 Это требование относится не только к прочности связи между частицами
затвердевшего вещества клея (когезионная связь), но и к прочности прилипания
затвердевшего клея к склеиваемым поверхностям (адгезионная связь).
22
лее полно отвечают феноло-резорциновый клей типа ФР-12 и фе-
ноло-формальдегидный клей типа КБ-3 *.
Основные виды конструкционных клеев, и в том числе феноло-
формальдегидные, феноло-резорциновые, мочевино-формальдегид-
ные и меламино-формальдегидные, относятся к термореактивным
смолам. В отличие от термопластичных смол они необратимо пере-
ходят из вязко-текучего в неплавкое твердое состояние в резуль-
тате химических процессов под действием катализаторов (отвер-
дителей) или нагрева. Твердение этих смоляных клеев с образова-
нием высокомолекулярных соединений происходит в результате
поликонденсации, сопровождающейся отщеплением побочных про-
дуктов (воды и др.). В технологии склеивания необходимо преду-
смотреть удаление этих побочных продуктов. В процессе склеива-
ния чистых досок происходит главным образом впитывание побоч-
ных продуктов самой древесиной, прилегающей к клеевому шву.
В поточном производстве клееных элементов целесообразно
обеспечивать сочетание химических, тепловых и временных факто-
ров формирования прочного клеевого шва.
Назначая режим склеивания [7, 12, 29, 30, 33], не следует исхо-
дить из резкого разделения на либо «холодное» отверждение, до-
стигаемое введением концентрированных химических отвердите-
лей, либо «горячее» отверждение с использованием только актив-
ного высокотемпературного прогрева.
Введение избыточного количества контакта Петрова (для клея
КБ-3) или других химических отвердителей, содержащих свобод-
ные кислоты, может со временем привести к ослаблению древеси-
ны, прилегающей к клеевому шву. Кроме того, при избыточной
концентрации химического отвердителя трудно своевременно, до
начала схватывания клея, завершить операции по нанесению клея
на большое число склеиваемых поверхностей многослойных паке-
тов досок и по окончательному обжатию их под прессом.
С другой стороны, трудно обойтись вовсе без химических от-
вердителей, поскольку контактный высокотемпературный прогрев
массивных деталей из древесины — материала малой теплопровод-
ности — при отсутствии химических отвердителей длится долго и
сопровождается опасными деформациями коробления еще до за-
вершения процесса схватывания клея.
Оптимальное соответствие требованиям поточного производства
обеспечивается непосредственным нагревом клеевого шва токами
высокой частоты (ТВЧ). В склеиваемом изделии, помещенном в
электрическом поле высокой частоты, избирательно нагревается
именно зона клеевого шва. При этом теплота не подводится снару-
жи, а генерируется непосредственно в клеевом шве, на всем про-
* Освоению каждого нового вида клея в дальнейшем будет сопутствовать си-
стематическое испытание его согласно «Инструкции» [33].
Резорциновые клеи нетоксичны в производстве; они обеспечивают повышен-
ную теплостойкость клеевого шва.
23
тяжении его. Нагрев и отверждение клеевого соединения заверша-
ются в кратчайшие сроки — от нескольких секунд до нескольких
минут даже при пониженной активности химического отвердителя.
Применение ТВЧ отвечает основному направлению прогрессив-
ного развития индустриального производства клееных деревянных
конструкций. Оно ведет к увеличению выпуска серийной продук-
ции, к конвейерной системе поточного производства, способствует
повышению производительности труда.
Согласно «Указаниям по высокочастотному склеиванию деревянных конст-
рукций и деталей» [12] влажность древесины при склеивании в электрическом поле
высокой частоты с нагревом клеевого шва до 140—150° С должна быть не выше
8—10%, а при склеивании с нагревом до 100° С — не выше 15—18%. Для склеи-
вания в поле ТВЧ непригодны клеи СП-2, ЦНИИМОД-1, пленочные клеи (из-за
малых диэлектрических потерь). Рекомендуются резорциновые клеи, а из феноло-
формальдегидиых — клей КБ-3.
Однако высокочастотный нагрев у нас пока еще находит лишь
ограниченное применение и используется преимущественно при
изготовлении тонких деталей, имеющих ширину шва не более
120 мм; он требует сложного оборудования и специального обслу-
живания и поэтому эффективен лишь в условиях массового произ-
водства клееных конструкций и деталей.
Для приклеивания тонких элементов (толщиной до 10 мм), на-
пример в случае изготовления клеефанерных панелей, может быть
использован контактный нагрев клеевого шва сквозь фанеру путем
прессования через нагревательные прокладки. Тем более оправда-
но применение подобного нагрева для приклеивания к деревянным
элементам тонких металлических шайб (клеестальных шайб
КСШ). Клеевой шов здесь быстро прогревается благодаря боль-
шой теплопроводности металла.
Для склеивания многослойных массивных конструкций в тече-
ние нескольких часов применяется теплый конвекционный нагрев
изделия (в запрессованном виде) воздухом, подогретым до темпе-
ратуры 60—90° С. С понижением температуры прогрева увеличи-
вается время выдерживания изделия. Приходится идти на расши-
рение утепленных складских емкостей, внутризаводского транспор-
та, прессового оборудования и т. п.
Из-за недостатка прессового и высокочастотного оборудования
в настоящее время находит применение «гвоздевое прессование»,
ориентированное на так называемое «холодное» отверждение клее-
вого шва в условиях комнатной температуры при длительных
(измеряемых сутками) сроках хранения в отапливаемых складских
помещениях.
Ни один из перечисленных технологических приемов склеива-
ния пока еще не может быть снят с производства. Но в каждом
из них должны обеспечиваться требуемое качество и необходимая
надежность склейки. Непременным условием структурной одно-
родности конструкционной клееной древесины являются: сплош-
ность, непрерывность клеевого шва и постоянная малая толщина
24
его (0,1—0,3 мм). Толстый клеевой дюв подвержен растрескива-
нию и отслаиванию из-за внутренних усадочных деформаций клея.
Для обеспечения сплошности и малой толщины клеевого шва
необходимо соблюдать тщательность машинной строжки и чисто-
ту склеиваемых поверхностей, равномерность и своевременность
нанесения клея механизированными клеевыми вальцами и непре-
рывность давления пресса до завершения процесса схватывания
клея. В напряженных элементах конструкций клей наносят на обе
склеиваемые поверхности. Это обеспечивает лучшую равномер-
ность распределения клея и способствует упрочнению адгезионных
связей.
Величина давления (прижима) при запрессовке клееных доща-
тых балок назначается для хвойных пород древесины ориентиро-
вочно 3—5 кГ/см2, а для твердых лиственных 5—10 кГ/см2.
Важнейшим из условий, соблюдение которых обязательно для
того, чтобы избежать местного нарушения сплошности клеевого
шва (т. е. «непроклея»), является условие сохранения интенсив-
ности давления (прижима) до завершения процесса прочного схва-
тывания клея. В этом отношении большие опасения вызывает ме-
тод обжатия склеиваемого пакета мощным гидравлическим прес-
сом с последующим ослаблением давления при переходе на
обжатие податливыми ваймами, прежде чем произойдет тверде-
ние клеевого шва в камере прогрева. Клей, однажды выдавленный
из шва, уже не возвращается в полость, образующуюся при ос-
лаблении прижима: получается так называемый «голодный шов».
Аналогичные явления непроклея наблюдаются при гвоздевом
прессовании в случае склеивания пакета недостаточно высушен-
ных досок. Гвозди работают как полезные стяжные связи при раз-
бухании поперек волокон хорошо высушенной древесины; но те
же гвозди работают как распорки, расслаивающие склеиваемый
пакет, если он набран из влажных досок, которые в процессе вы-
держивания в «камере прогрева» или в теплом складском помеще-
нии успевают усохнуть прежде, чем произойдет твердение клеевого
шва. Равномерный прогрев сухих досок, сшитых гвоздями, сам
по себе не вызывает распирающего действия гвоздей, поскольку
тепловое удлинение стали, пропорциональное kt ст = 13 • 10-6, мень-
ше соответственного теплового расширения древесины поперек
волокон, пропорционального ktKPgQ = (20н-40) 10-6.
§ 9.	ПОТОЧНОСТЬ ПРОЦЕССОВ СКЛЕИВАНИЯ
ДЕРЕВЯННЫХ ДЕТАЛЕЙ И ИЗДЕЛИЙ
Поточное механизированное и в высокой степени автоматизи-
рованное производство освоено у нас в массовом изготовлении
щитовых дверей, паркетных досок и других видов унифицирован-
ных клееных столярных изделий. В ближайшее время предстоит
освоить серийное производство крупнопанельных клеефанерных
конструкций для стен и покрытий.
25
В целях обеспечения поточности этого производства успешно
могут быть применены так называемые пресс-вагонетки. Оснащен-
ная винтовыми прессами с пружинными стабилизаторами давления
каждая пресс-вагонетка служит последовательно: 1) сборочным
кондуктором для точной раскладки нескольких ярусов чистых, об-
мазанных клеем заготовок каркаса и заранее стыкованных «на ус»
фанерных обшивок для панелей; 2) винтовым прессом, напрягае-
мым электрогайковертами до заданного давления, фиксируемого
тарированными пружинами, и 3) внутризаводским транспортом.
Этим транспортом панели доставляются от сборочной площадки
к электрогайковертам, подвешенным над путями движения ваго-
нетки, в камеру прогрева, где панели в запрессованном состоянии
прогреваются в течение нескольких десятков минут до температу-
ры 60—90° С, и в буферный- склад, где готовые панели остывают,
распрессовываются, калибруются и направляются на конвейер для
антисептирования внутренних полостей, заполнения их теплоизо-
ляционной засыпкой или пенопластом, для оклеивания рулонной
кровлей и для чистой малярной отделки.
В камере прогрева с кондиционированным тепловлажностным
режимом предусматривается конвекционный прогрев горячим воз-
духом сравнительно тонких фанерных оболочек, необходимый, для
отверждения клеевых швов. Конвекционный прогрев может быть
заменен и контактным прогревом с использованием в качестве теп-
лоносителя горячей воды или пара, а также с применением листо-
вых электронагревательных прокладок в случае замены передвиж-
ных винтовых прессов стационарным гидравлическим.
Принцип пресс-вагонетки и конвекционного прогрева может
быть использован для склеивания также и массивных многослой-
ных несущих деревянных конструкций. При этом существенно уд-
линится срок выдерживания снаряженной вагонетки в камере про-
грева; он будет измеряться часами, поскольку на прогрев каждого
миллиметра толщины склеиваемого пакета досок потребуется не
менее 1 мин. И все же на ближайшие годы простое оборудование
камеры прогрева окажется рентабельнее, чем сложное высокоча-.
стотное оборудование прессов большой мощности, необходимое
для прогрева клеевых швов шириной более 15 см в пойе ТВЧ.
К тому же при отсутствии непрерывного массового производства
деревянных конструкций это дорогостоящее мощное оборудование
будет нередко простаивать. Необходимо обеспечивать достаточ^
ную маневренность, «гибкость» прессовой оснастки вагонеток для
того, чтобы осуществлять в ней запрессовку пакетов досок как для
клееных балок пролетом 12—18 м, так и для элементов арочных
ферм пролетом 18—36 м.
К обязательным условиям структурной однородности много-
слойной клееной древесины в несущих конструкциях следует от-
нести монолитность продольного стыкования досок. Каждый блок
прогона или арочной конструкции на всем протяжении от одного
монтажного стыка до другого должен быть склеен из прочных, за-
26
ранее монолитно срощенных «лент», имеющих длину, равную дли-
не всего блока.
Сейчас проблема безметального сращивания досок на «зубча-
тый стык», практически равнопрочный с цельной древесиной по
всем видам силовых воздействий, решена [30] в полном соответст-
вии с требованиями заводского поточного производства. В совре-
менных условиях уже не нужно комбинировать зубчатое стыкова-
ние со стыкованием впритык с плотной приторцовкой; следовать
этому устаревшему указанию значит не только нарушать струк-
турную однородность многослойной клееной древесины, но и на-
рушать технологический Тпроцесс, терять темпы поточного произ-
водства, сужать возможности автоматизации его.
Как правило, целесообразно ориентироваться на раздельное
отверждение клеевого шва в зубчатом стыке и в пласти многослой-
ных элементов конструкций. Последовательное выполнение этих
двух операций позволяет без ущерба для темпов и эффективности
автоматизированного поточного производства с большей стро-
гостью соблюдать и контролировать выполнение технологических
требований, обеспечивающих: 1) продольное торцовое давление
(10—15 кГ/см2) и поперечное обжатие при склеивании зубчатого
стыка; 2) равномерность двустороннего нанесения клея на острые
зубцы без повреждения их; 3) нормальные сроки высокочастотно-
го прогрева клеевых швов и 4) целесообразное размещение досок
I, II и III категорий.
Возможность использования полного дечения напряженных
стыкованных элементов обеспечивается не только соблюдением
оптимальных геометрических параметров на фрезе (уклон зуба
около 1 : 9, затупление конца 0,3 мм, длина 36 мм и шаг 8 мм), но
и выполнением всех обязательных технологических требований в
процессе нарезки зубцов и склеивания стыков. Время выдержива-
ния в поле ТВЧ зубчатого стыка доски при толщине ее 40—50 мм
не превышает 30—40 сек.
Глава III
ЭЛЕМЕНТЫ ИНДУСТРИАЛЬНЫХ ДЕРЕВЯННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
§ 10.	КОМПОНОВКА СТРУКТУРЫ ЭЛЕМЕНТОВ
НЕСУЩИХ ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
ИЗ КЛЕЕНЫХ ПИЛОМАТЕРИАЛОВ
Рассредоточенная, трубчато-волокнистая, анизотропная струк-
тура древесины — главная особенность этого конструкционного
материала.
Еще в лесу ствол дерева, несущий тяжелую крону, подвержен
сжатию и поперечному изгибу, как консоль, защемленная корнями
в грунте. В результате естественного отбора на протяжении мил-
лионов лет формировались целесообразные размеры, форма ство-
ла и структура природной древесины.
В качестве элемента деревянной конструкции сухое бревно или
брус (окантованное бревно), утратив большую часть природной
влажности, работает уже в новом напряженном состоянии. Неоп-
ределенность условий возникновения усушенных напряжений и не-
возможность заранее установить место расположения и глубину
сердцевинных трещин существенно усложняют расчет и конструи-
рование бревенчатых и брусчатых элементов наземных инженер-
ных сооружений. Большие затруднения возникают при конструи-
ровании растянутых соединений вследствие опасности скалывания
и раскалывания бруса в зоне, ослабленной трещинами; слабым
звеном оказываются не сами волокна древесины, а связь между
ними.
Этим в большой мере объясняется предпочтение, которое от-
дается металлодеревянным фермам перед цельнодеревянными,
когда применяются сборно-разборные конструкции и когда не
предъявляются повышенные требования к огнестойкости и корро-
зионной стойкости конструкции. В металлодеревянных конструк-
циях все растянутые элементы и узлы изготовляются из стали.
В них хорошо исполЬзуется концентрированная структура этого
высокопрочного материала. Деревянные элементы в них работают,
как правило, на сжатие и изгиб с хорошим использованием рассре-
доточенной структуры древесины; стыковые и узловые сопряжения
сжатых бревенчатых и брусчатых элементов выполняются простым
лобовым упором. Отсутствие раскалывающих и скалывающих сил
28
в соединениях обезвреживает влияние усушенных трещин. Собст-
венный вес металлодеревянных ферм, как правило, меньше собст-
венного веса аналогичных цельнометаллических и цельнодеревян-
ных ферм.
Конструктивную основу цельнодеревяцных несущих элементов
зданий и сооружений массового строительства должна составлять
клееная древесина (и в том числе водостойкая фанера). В клееной
древесине устраняются некоторые недостатки природной древеси-
ны, но сохраняются и используются главные преимущества ее, и
прежде всего малый объемный вес, высокий коэффициент конст-
рукционного качества (/?/у), гвоздимость, хорошие тепло- и элект-
роизоляционные свойства и другие положительные качества сухой
конструкционной древесины рассредоточенной структуры.
Многослойная клееная древесина (в так называемых ламини-
рованных брусьях с плоскопараллельным расположением досок
или брусков, монолитно склеенных между собой) имеет осреднен-
ные физико-механические характеристики во всех поперечных и в
продольном направлениях. Чем тоньше и уже склеенные доски
(т. е. чем строже применение «принципа дробности» в производ-
стве клееной древесины), тем меньше сказывается влияние раз-
личия природных свойств дерева в радиальном (сердцевинном)
и тангентальном направлениях, тем меньше влияние природных
пороков (сучков, трещин, косослоя) и, следовательно, тем больше
конечная однородность структуры поперечного сечения клееной
древесины. Однако в отличие от древесноволокнистых плит и кар-
тона в производстве которых измельчение доводится до расщепле-
ния волокон с утратой ориентированного положения последних,
клееная древесина сохраняет свою трубчато-волокнистую структу-
ру с ясно выраженной продольной направленностью неразрушен-
ных волокон. Обезвреживается лишь расслаивающее и распираю-
щее действие сердцевинных лучей (см. рис. 1 и 8).
Природные недостатки древесины устраняются: 1) распиловкой
свежесрубленных бревен (прежде чем они успеют подсохнуть и по-
крыться «солнечными» трещинами); 2) тепловой стерилизующей
сушкой досок; 3) острожкой досок с приведением их в плоскость
и в точный размер; 4) монолитным склеиванием сухих строганых
заготовок и 5) защитной обработкой с гидрофобным покрытием
изделия.
В этот ряд технологически необходимых операций можно было
бы включить еще пропитку досок антисептиками или антипирена-
ми, предшествующую склеиванию. Однако рекомендовать эту до-
полнительную операцию, как. правило, нельзя. Пропитка антипи-
ренами н антисептиками ведет к ослаблению- клеевого шва. Необ-
ходимость строгания поверхностей досок непосредственно перед
склеиванием их приводит к непроизводительной потере значитель-
ной части пропиточного состава и, Главное, эта дорогостоящая до-
полнительная операция здесь вообще не нужна: в клееной древе-
сине при соблюдении технологических правил исключена возмож-
29
ность последующего образования усушенных трещин; в процессе
стерилизующей тепловой сушки устраняется опасность последую-
щей активизации внутренних очагов биологической порчи древесин
ны (если они проникли в толщу пиловочника еще в лесу, через
табачные сучки, скрытые ходы древоточцев и т. п.).
Конечно, даже при выполнении этих требований в пакете, скле-
енном из толстых досок,
Рис. 12_ Склеивание
сухих строганых тонких
досок (г). При расклад-
ке склеиваемых досок
рекомендуется «соглас-
ное» расположение годо-
вых слоев (виг) в це-
лях предотвращения рас-
трескивания, свойствен-
ного природной древеси-
не (а и 6}
все же могут появиться сердцевинные
трещины, особенно если при раскладке
досок сохранено природное расположен
ние годовых слоев, имевшееся в брев-
не до распиловки его (рис. 12,а и б).
Рис. 13. Пример
повышения несу-
щей способности
клееных балок пу-
тем целесообраз-
ного отбора пило-
материалов (уни-
фицированного
сортамента} по по-
рокам древесины;
рекомендуется:
Рис. 14. Примеры компо-
новки поперечной струк-
туры многослойных кле-
еных балочных (а), ароч-
ных (б) н стоечных или
свайных (в) деревянных
'конструкций
Во избежание такого растрескивания клееной древесины
СНиП I-B. 13-62 и др. требуют, чтобц для прямолинейных
клееных элементов конструкций применялись доски толщи-
ной не более 50 мм-, для гнутых клееных элементов — толщи-
ной не более 40 мм и не более '/зоо радиуса кривизны. Кроме того,
в целях уменьшения наиболее опасных, растягивающих усушенных
напряжений (<урэо) рекомендуется «согласное» расположение го-
довых слоев (рис. 12, в и г); при этом клеевой шов в основном ра-
ботает не на отрыв, а на менее опасные напряжения сдвига. В про-
изводственных инструкция'х должно содержаться простое требова-
ние, чтобы во всех слоях ядровую древесину располагали сверху
(т. е. в сжатой зоне балочных конструкций), а заболонную — снизу
(т. е. в растянутой зоне).
Чем тоньше склеиваемые доски, тем быстрее они просушивают-
ся и тем однороднее структура многослойной клееной древесины.
Вместе с тем, однако, увеличиваются и трудоемкость изготовления
30
конструкции, и расход клея, и потеря древесины. При этом, следо-
вательно, еще большее значение для экономики производства мно-
гослойных клееных элементов приобретает эффективное использо-
вание отходов.
Путем рациональной компоновки структуры можно не только
«осреднять» прочностные и деформационные свойства многослой-
ных клёеных элементов, но и совершенствовать их.
Даже в простейших видах клееных балок двутаврового профи-
ля (рис. 13) можно существенно повысить действительную несу-
щую способность конструкции путем отбора для растянутых эле-
ментов (I категории*) первосортных досок в количестве ’/* или !/3
от имеющихся на складе. Остальные 3Д или соответственно 2/3 от
общего количества досок должны быть использованы в сжатом по-
ясе (II категории *) и в стенке из досок (Ша категории *). В част-
ности, для конструкции балок, изображенных на рис. 13, во всех
отношениях целесообразно применять стенки из двух досок. В про-
цессе изготовления таких балок, воспринимающих часть нагрузки
полками нижнего пояса, целесообразно пользоваться гвоздевым
прессованием, поскольку, работая на выдергивание, гвозди снимут
с нижнего клеевого шва часть отрывающих напряжений. При этом
влажность древесины во время сборки обязательно должна быть
ниже наименьшей эксплуатационной влажности.
На рис. 14 приведены основные виды компоновки многослойной
структуры элементов несущих клееных конструкций балочного и
арочного типов. При такой структуре даже из маломерных пилома-
териалов могут быть склеены прямолинейные и криволинейные
брусья любых требуемых размеров.
Примером использования многослойных клееных деревянных
конструкций для покрытий больших пролетов может служить воз-
веденное в г. Генте (Бельгия) в 1964 г. арочное покрытие крытого
рынка пролетом Около 100 м (рис. 15). Трехшарнирные арки со-
стоят из полуарок кругового очертания постоянного сечения
(200X31 см).
§ 11.	КОМПОНОВКА. ФОРМЫ СЕЧЕНИЯ И ОЧЕРТАНИЯ
НЕСУЩИХ ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИЙ,
СКЛЕЕННЫХ ИЗ ДОСОК И ФАНЕРЫ
Использование при производстве многослойных клееных кон-
струкций принципа дробности способствует повышению структур-
ной однородности поперечного сечения клееной древесины, но оно
не может, конечно, устранить объемную анизотропию древесины.
Прочность и жесткость дерева поперек волокон в десятки раз мень-
ше, чем вдоль волокон. Влажностные и тепловые деформации де-
рева поперек волокон в десятки раз больше, чем вдоль волокон.
* См. СНиП I-B. 13-62, п. 3.8 и табл. 15.
31
Рис. 15. Арочное покрытие пролетом около 100 м для рынка, построенного
в г. Генте (Бельгия) в 1964 г. (фотоснимки «Luc de Rammelaere and
Hempel»)
a — доставка двух полуарок весом по 16 т к месту строительства из района распо-
ложения деревообрабатывающего предприятия: б — монтаж клееных прогонов (про-
летом 14 л) и пространственное крепление арок металлическими связями
32
В многослойных, склеенных из досок элементах деревянных
конструкций именно из-за анизотропии- древесины недопустимо
применение поперечных ребер жесткости, широко используемых в
металлических и клеефанерных конструкциях. Устойчивость по-
перечного сечения элемен-
тов конструкций, склеен-
ных' из досок, должна
обеспечиваться устойчи-
востью прямоугольной
(рис. 16, а) или замкну-
той коробчатой (рис. 16,е)
формы расположения
основных, т. е. продоль-
ных досок или брусков.
Двутавровая форма
(рис. 16,6) поперечного
сечения не свойственна
таким конструкциям.
При компоновке очер-
тания балочных и ароч-
ных многослойных кле-
еных конструкций следу-
ет избегать существенных
изменений в размерах ра-
диуса кривизны и высоты
сечения по длине элемен-
тов. Обычно эти измене-
ния приводят к недоста-
точно надежному клеево-
Рис. 16. Примеры компоновки поперечного сече-
ния клееных многослойных дощатых конструк-
ций. Для обеспечения поперечной устойчивости
(без применения ребер жесткости) рекоменду-
ется прямоугольное сечение — беспустотное (а)
или облегченное (в) с внутренними полостями,
используемыми для неводного аитисептирова-
ния. Во всех облегченных вариантах опорное
сечение должно быть дополнено до прямо-
угольного (б)
му шву при сплачивании кососрезанных слоев с продольными
слоями древесины (рис. 17, а, в) или к выклиниванию, кососрезан-
ной древесины в наиболее напряженные, растянутые рабочие слои
Рис. 17. Криволинейные многослойные клееные дощатые конструк-
ции В случаях склеивания изгибаемых досок не рекомендуется при-
менять переменную высоту сечения (а, виг). Недопустимо образо-
вание искусственного косослоя в клеевых швах (!!) и в растянутых
кромках изогнутых досок (!!!). Выклинивание кососрезанных тор-
цов допустимо лишь в сжатой зоне (б) и при отсутствии ор90
3—979	33
на поверхности элементов (рис. 17,г). В обоих случаях приходится
опасаться появления внутренних усушенных напряжений и ослаб-
ления связи между разнонаправленными волокнами.
В случаях, когда при компоновке большепролетных балочных
или арочных клееных конструкций оправдывается применение ра-
бочего сечения переменной высоты и когда в стенке, связывающей
верхний и нижний пояса, возможно появление растягивающих по-
перечных сил, следует от многослойной дощатой конструкции стен-
ки переходить к клеефанерной конструкции.
Фанера повышенной водостойкости (марки ФСФ) и бакелизи-
рованная фанера (для конструкций, не защищенных от атмосфер-
ных осадков), так же как и древеснослоистые пластики (ДСП), от-
носятся к новому виду структурных элементов деревянных конст-
рукций. Это листовой конструкционный материал.
Склеенный водостойкими синтетическими смоляными клеями
многослойный перекрестный древесный шпон (как правило, бере-
зовый) определяет физико-механические характеристики конструк-
ционной фанеры в направлениях продольных слоев, при этом по-
перечные слои шпона служат подчиненными им «прослойками».
Эти прослойки обеспечивают лишь косвенное — поперечное — ар-
мирование в механической работе продольных слоев шпона и сами
служат конструктивным остовом лишь в продольном для себя на-
правлении. Чем больше число слоев шпона, тем полнее проявле-
ние принципа дробности, тем выше однородность клееной фанеры
и тем меньше различие в физико-механических характеристиках
фанеры вдоль и поперек волокон наружных (покровных) слоев
шпона, так называемых «рубашек» (см. [7] табл. 14). У конструк-
ционной фанеры эти направления на обеих поверхностях ее
всегда совпадают.
Объемный вес строительной березовой фанеры уфСф«а650 кг/м3,
бакелизированной фанеры уФБС — 1050 кг/м3, а древеснослоистых
пластиков УдСП.в — 1250 кг/.и3.
В деревянных конструкциях, как правило, целесообразно при-
менять:
1)	для клеефанерных конструкций, защищенных от увлажне-
ния,— самую легкую фанеру (из водостойких видов фанеры), име-
ющую достаточно рассредоточенную структуру древесинного ве-
щества;
2)	для мостовых конструкций, инвентарной опалубки и т. п. —
более водостойкую и гидрофобную, бакелизированную фанеру;
3)	для сравнительно мелких деталей, при эффективном исполь-
зовании которых требования малого веса, повышенной устойчиво-
сти и жесткости сопротивления продольному сжатию и поперечно-
му изгибу не имеют существенного значения, — древеснослоистые
пластики, отличающиеся от фанеры тем, что все слои древесного
шпона в них не только склеены при более высоких давлениях, но и
пропитаны смоляными клеями.
34
На рис. 18 показаны характерные формы поперечного сечения и
очертания балочных клеефанерных конструкций для бесчердачных
покрытий.
Применение ребер жесткости в клеефанерных конструкциях
аналогично применению их в металлических сварных двутавровых
балках. В отличие от металлических конструкций, клеефанерные
конструкции технологически проще и экономически эффективнее
решаются при гнутых арочных формах многослойных клееных по-
ясов. В зонах сосредоточенных сдвигающих напряжений (около
Рис. 18. Характерные виды балочных клеефанерных конструк-
ций
а — без монтажных стыков (безметальные); б — со стыками в поясах,
перекрытыми накладками; ст. — заводские стыки фанеры «на ус>
опор) легко выполняется местный переход от двутавровой к трех-
стенчатой коробчатой форме поперечного сечения. В балках с па-
раллельными поясами, подверженных подвижной нагрузке, целе-
сообразно пользоваться по всей длине двустенчатой коробчатой
формой. Спрятанные в коробчатой полости диагональные ребра
жесткости, монолитно скленные с обеими фанерными стенками,
вовлекают их в работу устойчивого сопротивления сжимающим
главным напряжениям. Для обеспечения полноценного участия
фанерной стенки в работе на поперечный изгиб клеефанерной бал-
ки вертикальные стыки фанерных листов должны склеиваться «на
ус» (длиной /ус> 1 Обфан), при этом волокна «рубашек» фанеры
должны иметь продольное (горизонтальное) направление.
Коэффициенты собственного веса у клеефанерных балочных
конструкций значительно меньше, чем у массивных многослойных
дощатых клееных балочных конструкций. Однако в ближайшие го-
ды во многих случаях, несмотря на больший вес, предпочтение при-
дется отдавать дощатым клееным балкам, поскольку водостойкая
фанера должна идти прежде всего на производство инвентарных
крупнопанельных ограждающих конструкций различного назна-
чения.
3!
35
§ 12.	КОМПОНОВКА КЛЕЕФАНЕРНЫХ ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИИ
В ОГРАЖДАЮЩИХ ЧАСТЯХ ЗДАНИЙ
Целесообразность применения клеефанерных деревянных конст-
рукций в ограждающих частях отапливаемых зданий определяется
прежде всего удачным сочетанием малого веса и малой теп-
лопроводности поперек волокон древесины с высокой несущей
способностью клееных панелей, в которых фанера служит од-
новременно и непродуваемым ограждением, и настилом, и конст-
руктивными поясами пространственно жесткой коробчатой конст-
рукции.
Ни в одном из конструкционных материалов1— ни в легирован-
ных сталях и легких сплавах, ни в пенобетонах и пенопластах —
прочностные и деформационные свойства не сочетаются с весовы-
ми и теплоизоляционными свойствами столь эффективно, как в
дощатых ребрах каркаса и в фанерных поясах клееных панельных
конструкций.
В частности, коэффициент теплопроводности по СНиП II-A.7-62
у сухой древесины и фанеры (ХПОпер —0,12н-0,15 ккал/м- ч-град)
в 10 раз меньше, чем у железобетона, и в сотни раз меньше, чем
у стали и легких сплавов. В суровых климатических условиях Се-
вера и Востока СССР трудная для решения проблема «тепловых
мостиков» и борьбы с местным промерзанием в железобетонных
конструкциях обычно утрачивает свою остроту при использовании
клеефанерных панелей.
Коэффициент теплоусвоения [9] у сухой древесины и у фанеры
«попер—3,21-н3,71 ккал/м2 > ч- град. Это с избытком удовлетворяет
требованиям норм по теплоусвоению материалов верхнего слоя по-
лов группы. I (жилых помещений, больниц, детских яслей-садов и
т. п.); у бетонов s6~ 7-«-12 ккал!м2-ч-град, что превышает требуе-
мые 5 ккал/м2 • ч-град (согласно табл. 13 СНиП П-А.7-62). Замена
конструкционной фанеры твердыми древесноволокнистыми плита-
ми оправдана для малогабаритных и слабонапряженных стеновых,
перегородочных и дверных панелей.
Для утепления клеефанерных панелей следует применять, как
правило, несгораемые и биостойкие минеральные теплоизоляцион-
ные материалы. По условиям удобства заводского поточного про-
изводства панелей предпочтение следует отдавать не закладным
(плитным), а засыпным или вспениваемом материалам, которые
можно вводить в состав ограждающей конструкции после заверше-
ния процесса склеивания ее.
От компоновки ограждающих частей зданий в наибольшей мере
зависят долговечность и огнестойкость сооружения. Несоблюдение
при этом основных законов строительной физики ведет к резкому
снижению эксплуатационного качества и капитальности сооруже-
ния. Особенно опасными являются условия, способствующие обра-
зованию внутренних зон конденсационного увлажнения (угрожаю-
щих скрытым гниением) и внутренних полостей взаимного обогре-
36
ва (угрожающих скрытым распространением стойких очагов го-
рения). То и другое должно быть исключено.
На рис. 19 приведены две основные схемы решения ограждаю-
щих частей отапливаемых малоэтажных зданий применительно к
климатическим условиям, в которых преобладает более холодная
температура наружного воздуха по сравнению с внутренней темпе-
ратурой отапливаемого помещения. Эти схемы не относятся лишь к
влажным южным климатическим зонам СССР; не распространяют-
ся они, конечно, и на такие здания,
как здания холодильников и т. п.
По схеме рис, 19, а с полным от-
рывом отапливаемого объема зда-
ния от грунта решаются, как прави-
ло, малопролетные здания при глу-
боком промерзании грунта. Для
районов вечной мерзлоты всегда ре-
комендуются подобные схемы с «то-
чечным» опиранием конструкции;
даже многоэтажные здания опира-
ются здесь на столбчатые или свай-
ные фундаменты, заякориваемые в
вечномерзлых слоях грунта. Интен-
сивное проветривание подполья в
зимнее время исключает опасность
местного подтаивания и нарушения
несущей способности мерзлого осно-
вания; при этом, конечно, требуется
повышенная интенсивность тепловой
изоляции в составе нижнего (цо-
кольного) перекрытия.
По схеме рис. 19,6 без отрыва
отапливаемого объема здания от
грунта решаются протяженные здания при- мелком промерзании
грунта. В теплых климатических условиях в любое время года про-
сто возводятся стены из кирпича или местных каменных материа-
лов на ленточных фундаментах; повышенная теплоемкость массив-
ных стен, пола и чердачного перекрытия под проветриваемым чер-
даком благоприятно влияет на микроклимат жилых помещений в
условиях континентального жаркого лета. Использование здесь де-
ревянных конструкций целесообразно лишь для покрытий. В север-
ных и восточных районах возрастает потребность в легких и транс-
портабельных, сборных и сбориб-разборных крупнопанельных
конструкциях как для покрытий, так и для цокольных перекрытий
и для стен. При всех условиях применения деревянных конструк-
ций в современном строительстве должна быть обеспечена их дол-
говечность и пожарная безопасность. Особое внимание при этом
уделяется компоновке ограждающих конструкций. В однослойных
неутепленных кровельных покрытиях и, в частности, над чердаками
Рис. 19. Структура ограждающих
конструкций покрытий и перекры-
тий для характерных схем отап-
ливаемых зданий
а — в условиях глубокого промерзания
грунта влн вечной мерзлоты, при ма-
лых пролетах; б — в теплых климати-
ческих условиях, при большой протя-
женности здания: 1 — осушающий про-
дух; 1 — пароизоляцня
37
(обязательно проветриваемыми) эта задача решается применени-
ем сборных несгораемых и биостойких асбестоцементных кровель;
весьма прогрессивным является переход от многодельных в вы-
стилке «этернитовых» асбестоцементных плиток к укрупненным
волнистым асбестоцементным кровельным листам усиленного

профиля — ВУ. Укладка ли-
стов ВУ непосредственно по
спаренным прогонам способст-
вует повышению капитально-
сти кровельного' покрытия и
снижению трудоемкости его
монтажа.
В утепленных бесчердачных
ограждающих конструкциях
опасность внутреннего конден-
сационного увлажнения устра-
няется . усилением пароизоля-
ции облицовки со стороны ота-
пливаемого помещения и тепло-
изоляции холодных слоев ог-
раждения («шубу—на мороз»).
Для того чтобы избежать кон-
денсационного увлажнения
этих слоев в толще огражде-
ния, необходимо обеспечить
выход водяных паров сквозь
внешнюю (холодную) обли-
цовку, которая, следовательно,
должна обладать большей па-
ропроницаемостью, чем обли-
цовка со стороны отапливаемб-
го помещения.
На рис. 20 приведены при-
меры правильного решения сте^
[я случая дополнительного утеп-
Рис. 20. Примеры рационального
решения стен
а — при утеплении сруба; б—при утепле-
нии- брусчатых стен; в — при конструиро-
вании сборно-разборных крупнопанельных
стеи индустриального изготовления клеефа-
нерной конструкции; 1 — легкий минераль -
ный войлок или пенопласт,
2 — рейки; 3 — сухая гипсовая штука-
турка; 4 — пористый штукатурный иамет;
5 — фибролит; 6 — водостойкая фанера с
огнезащитной пористой окраской* 7 — то
же, с эмалевой паронзоляцнонной окраской;
8 — осушающий продух
новых ограждающих конструкций
ления существующих стен и при проектировании стеновых пане-
лей клеефанерной конструкции заводского изготовления.
На рис. 21 приведены примеры целесообразного в современных
условиях решения утепленных чердачного (а) и цокольного (б)
перекрытий.
Труднее решаются бесчердачные покрытия, в которых пароне-
проницаемая многослойная рулонная (рубероидная) кровля неиз-
бежно располагается с наружной, холодной поверхности утеплен-
ного покрытия. Во избежание опасного внутреннего конденсацион-
ного увлажнения изнанки этойщароизоляции и прилегающих к ней
холодных слоев теплоизоляционного заполнения (обязательно не-
сгораемого, например минерального войлока и т. п.) приходится
обеспечивать вывод наружу проникших в толщу ограждения водя-
38
них паров при помощи осушающих продухов, устраиваемых в тор-
цовых и коньковых сопряжениях панелей. Чем интенсивнее паро-
изоляцияч со стороны, отапливаемого помещения, тем меньше тре-
буемые размеры осушающих продухов и тем меньше требуемая
пропускная способность
холодных воздушных про-
слоек (недоступных «чер-
дачков»), через которые
водяные пары отводятся
к осушающим продухам.
В частности, в случаях
применения пористой или
засыпной теплоизоляции
(обязательно несгорае-
мой) целесообразно по
условиям технологично-
сти в производстве и
транспортабельности при-
менять сплошное запол-
нение внутренних поло-
стей утепленных панелей
и особое внимание уде-
Рнс. 21. Примеры рационального решения
перекрытий
а — чердачного клеефанерной конструкции; б —цо-
кольного; /. — приклеенный линолеум; 2 — водостой-
кая фанера (толщиной 8 мм)
лять надежности паро-
изоляционной облицовки или покраски со стороны отапливаемого
помещения
§ 13.	СОЕДИНЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ ИНДУСТРИАЛЬНЫХ
ДЕРЕВЯННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
При изготовлении элементов конструкций на заводе основным
способом сплачивания и сращивания сухих строганых пиломате-
риалов служат соединения на водостойких клеях. Согласно [1]
п. 6.38 клеевые соединения — на зубчатый стык — должны обеспе-
чивать равнопрочность стыка с цельной древесиной (см. [7] и [30]).
Многослойные клееные элементы рассматриваются при расчете
как цельные, без учета податливости клеевого шва.
Сборные соединения, монтируемые на месте строительства, дол-
жны быть на заводе доведены до такой степени готовности, чтобы
при сборке уже не требовались ни подгонка, прирезка или притор-
цовка контактных поверхностей, ни изготовление или врезка новых
вкладышей, накладок или креплений.
В построечных условиях для сопряжения несущих элементов
индустриальных деревянных конструкций в основном применяют
нагели и, в частности, болтовые нагели, способные работать не толь-
ко на изгиб, но и на растяжение в качестве монтажных или рабо-
1 В примере 1 иллюстрируются методы проектирования и расчета клеефанер-
ных конструкций для крупнопанельных сборных покрытий.
39
чих натяжных связей. В дальнейшем для безметальных конструк-
ций намечается замена стальных нагелей нагелями из нержавею-
щих материалов, в частности из стеклопластиков.
В металлодеревянных и арочных конструкциях; в которых рас-
тягивающие усилия воспринимаются стальными тяжами, основным
видом сопряжения деревянных блоков служат сжатые стыки,
решаемые простым лобовым упором. Торцовое смятие относится
к наиболее надежным видам работы древесины, но при проекти-
ровании напряженных шарнирных соединений приходится учиты-
вать возможные производственные отклонения сминаемых поверх-
ностей от строго параллельного направления и эксплуатационные
нарушения равномерности распределения напряжений смятия.
В таких условиях нужны дополнительные меры, повышающие на-
дежность работы соединения: рабочая зона местного смятия долж-
на окаймляться полосой плавного перехода к нерабочим зонам;
эта пограничная полоса служит резервной площадкой смятия,
вступающей в работу при перенапряжении края основной зоны
местного смятия. Кроме того, в условиях местного перенапряжения
торцовое вмятие твердых волокон летней древесины в мягкие во-
локна весенней древесины приводит к расклинивающему действию.
Во избежание опасности -растрескивания торцовой зоны необходи-
мо обеспечивать поперечное армирование стыкуемых концов стяж-
ными болтами, а в безметальных конструкциях предусматривать
оклеивание торцов тонкой водостойкой фанерой. В зоне, прилега-
ющей к торцовому упору многослойных клееных элементов, долж-
на быть обеспечена повышенная плотность склейки досок. ,В желе-
зобетонных опорных узлах предусматривается слегка вогнутая
цилиндрическая форма сминаемой поверхности опоры, повышенная
плотность бетона и косвенное армирование его стальными сет-
ками. Между железобетоном и торцом деревянного элемента обес-
печивается надежная гидроизоляция с -помощью утепленной про-
кладки.
В сборно-разборных растянутых стыках и узловых соединениях
рекомендуется применение шайб, т. е. стальных пластинок, обеспе-
чивающих рассредоточенную передачу деревянному элементу уси-
лия, сосредоточенно воспринимаемого шайбой от стального болта,
тяжа, хомута и т. п. Рассредоточенная связь между шайбой и дре-
весиной может осуществляться при помощи глухих нагелей малого
диаметра, глухарей, шурупов и гвоздей (см. [21], § 57) или при по-
мощи водостойких синтетических клеев (см. [21], § 65). Ниже при-
ведены краткие сведения по изготовлению и проектированию сое-
динений на клеестальных шайбах, недостаточно освещенные в учеб-
ной и нормативной литературе.
Стальную шайбу приклеивают к высушенному и остроганному
деревянному элементу в заводских условиях с применением кон-
дукторных и обжимных приспособлений, нагревательных прокла-
док и измерительной аппаратуры, обеспечивающей контроль дав-
ления и температуры. В случае приклеивания стальной шайбы к
40
бакелизированной фанере (ФБС) склеиваемую поверхность фане-
ры тщательно очищают от наружного слоя смоляного клея, кото-
рым пропитаны шпоны при склейке фанеры.
Поверхность стальной шайбы должна быть очищена от ржав-
чины и окалины пескоструйным аппаратом, обезжирена в горячем
щелочном растворе, промыта водой, быстро просушена и покрыта
тонким защитным клеевым подслоем жидкого клея БФ. Отверж-
дение подслоя производится в сушильном шкафу с последователь-
ным выдерживанием при / = 60°С (V4 часа), при / = 90°С (1 час)
и при t = 140° С (*/2 часа).
Для приклеивания стальных шайб к элементам деревянных кон-
струкций рекомендуются универсальные клеи БФ горячего отверж-
дения, выпускаемые промышленностью (по ТУ МХП 1367—49) в
виде спиртового раствора. Наилучшие результаты достигаются при
использовании пленочных клеев БФ, из которых заранее почти
полностью удалены летучие, мешающие образованию непрерывно-
го монолитного клеевого шва.
Горячее приклеивание стальных шайб с помощью пленки БФ
производят при температуре 140—145° С в течение 1 ч под давле-
нием 10 кГ/см2 (для мягких древесных пород) или 15 кПсм2 (для
твердых пород и фанеры). Отверждение клеевого шва, образуемо-
го пленкой толщиной 0,2—0,3 мм, обеспечивают контактным про-
гревом сквозь стальную шайбу, имеющую обычно небольшую тол-
щину (3—10 мм). Контактные нагреватели прокладывают между
плитой пресса и шайбой. Температуру контролируют с помощью
плоских термопар, располагаемых в характерных точках между
нагревателем и шайбой.
Конструированием и расчетом соединений на клеестальных
шайбах (КСШ) обеспечивают по возможности равнопрочную ра-
боту клеевого шва на скалывание, болта на изгиб и болта и шайбы
на смятие. При всех условиях обеспечивается прочное сопротивле-
ние болта на срез.
На рис. 22 приведен график, позволяющий просто определять
диаметр болта (d§) по расчетному усилию Тболта на один срез его
в соединении на КСШ (рис. 23) при различных значениях наимень-
шей из толщин шайб (сш) или накладок (сн) и плеча изгиба болта
(вб). Рабочая площадь шайбы при этом должна удовлетворять
Р шб

требованию ГШб = Тб,
см2 по условию прочности со-
противления скалыванию клеевого
шва. Здесь	—кГ/см2,
ск 1+р/скМ
где 0 = 0,15; /Ск—размер шайбы вдоль действия силы 7П[б; е =
h
~—смв симметричных, двусрезных соединениях;
h
е= — см в од-
2
носрезных соединениях; h — толщина элементов, к которым при-
клеены шайбы, в см.
4—979
41
Максимальное расчетное сопротивление скалыванию по клее-
вому шву под шайбой для сухой древесины сосны и ели прини-
мается:
при а = 0° . /?ск = 24 кГ/см2;
Рис. 22. График несущей способности соединений на клеестальных шайбах (на
один срез болта). Материал болтов, клеестальных шайб и накладок — сталь мар-
ки Ст.З; Я®=2100 кГ!см2\ Ясбр=1700 кПсм2- Ясбм =3800 кГ/с.и2
Для промежуточных значений угла а между силой Т^д и во-
локном деревянного элемента
R =--------------------------кГ/см2.
хск а	п	1
< , I ^СК	1,-0
I + -----— l I sin3 а
\^?СК 9в	I
42
Рис. 23. Пояснения к графику рис. 22
а — определение плеча изгиба болта (eg) между двумя клеестальными шайбами.
Типовая схема для расчета узлового болта; б — определение плеча изгиба болта
между шайбой и накладкой. Типовая схема для расчета болтов в стыках со сталь-
ными накладками; в — определение плеча (е) скалывающих сил Т прн двухсторон-
ней наклейке шайб; г — то же, при односторонней наклейке шайб; д — монтажный
наконечник, позволяющий использовать болт аналогично «оправке».
Примечание. Болты диаметром 1,4; 1,8; 2,2 и 2,7 см применять не реко-
мендуется.
Обозначения: eg —плечо изгиба болта в см определяется согласно схе-
мам а н б; с — наименьшая толщина в см стального элемента (шайбы или накладки);
------------изгиб болта; -- -------- срез болта;-смятие болта
На рис. 24 приведен пример конструктивного решения соедине-
ния на КСШ для одного из узлов мостовой фермы с ездой поверху.
К доскам верхнего пояса 2 (8x22) см2 посредством двух КСШ
приложена равнодействующая усилий раскосов £)3 и £)$, т. е. сила
R — 11 200 кГ под углом а = 26°34'. На каждую из шайб приходится
11 200 сспп г
усилие —-— = 5600 кГ.
Принимая размеры шайбы 18X34 см, имеем: длину шайбы
4*
43
/шб = 34 см; площадь клеевого шва (за вычетом площади болтово-
го отверстия +ОтВ~ 10 см2)
+шб = 18-34 — 10 = 602 см2;
р =---------------—---------= 22,1 кГ1см2
^скЗб^З^	/24	*
1-Ц—— 1J sins 26° 34'
рср = -----------=9,7 кГ1см2.
ск	34
' 1+0,15 —
Р'5т
Рис. 24. Пример узлового сопряжения КСШ
а —схема фермы; б — поле сил в узле А; в — силовой многоугольник;
г — конструкция узла А
Среднее скалывающее напряжение в клеевом шве под шайбой
равно:
т =	— 9,3 кГ)см2 < 9,7 кГ[см2.
44
Усилие, действующее на две внутренние КСШ, приклеенные
симметрично к обеим пластям сжатого раскоса, D3 = 10 600 кГ. На
каждую шайбу действует усилие —-— =5300 кГ, направленное
вдоль волокон древесины.
Принимая (в целях унификации) размеры для раскосных шайб
такие же, как и для поясных шайб, имеем:
1тб = 34 см;
7ш6 = 602 си2; е =	— 3 см и
4	4
= -----~24 34  = 3,9 ^Г/см2.
1+0,15 —
и
Действительное скалывающее напряжение в клеевом шве рас-
косных шайб
т =  5300 = 8,8 кГ)см2 < 8,9 кГ1см2.
Знакопеременное усилие в раскосе D3, равное +3500 кГ или
—1500 кГ, требует постановки двухболтовых шайб, позволяющих
жестко прикрепить стальные накладки.
Принимая размеры шайб 9х 18 см, имеем:
/шб = 18 см;
е = ~ = 3 см; /?'р =-------2------= 12,6 кГ/см2;
4	ск	18	'
1+0,15 —
О
за вычетом 15 см2 имеем
?шб = 9-18—15 = 147 си2.
Среднее
т =	=11,9 кГ)см2 < 12,6 кГ]см2
При подборе сечений болтов и шайб используем график (рис. 22
и 23). Принимая толщину КСШ сШб = 0,5 см и толщину накладок
сн=0,6 см, имеем плечо изгиба болта ?б = 0,6 + 0,2 = 0,8 см. Для наи-
большего усилия на один срез болта 76 = 5600 кГ получаем по гра-
фику при сШб = 0,5 см диаметр болта с!б = 2,95 см. Принимаем бли-
жайший больший диаметр с?б = 3 см. При таком диаметре болта
можно допустить плечо изгиба болта еб = 1,2 см, что с избытком
соответствует заданному eg = 0,8 см.
ИНДУСТРИАЛЬНЫЕ ДЕРЕВЯННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
В ОГРАЖДАЮЩИХ ЧАСТЯХ ЗДАНИЙ
Пример 1
СБОРНОЕ УТЕПЛЕННОЕ ПАНЕЛЬНОЕ ПОКРЫТИЕ
КЛЕЕФАНЕРНОЙ КОНСТРУКЦИИ
Спроектировать унифицированное утепленное безметальное
бесчердачное покрытие из крупноразмерных панелей заводского
изготовления для производственных помещений предприятий хи-
мической промышленности в IV районе территории СССР по весу
снегового покрова [6].
Кровля из рулонных материалов (рубероид) трехслойная. Пер-
вые два слоя рубероида наклеиваются на заводе с применением
мастик повышенной теплостойкости и механизированной плотной
прикатки каждого слоя. Уклон кровли от 5 до 40%.
Предельные прогибы настила, выполняющего одновременно и
роль прогонов; не должны превышать fH/l <. 1/200. Для пологих
покрытий (i = 5-4-10%) рекомендуются fH/Z< 1/250-:-- 1/300.
В качестве утеплителя используются вспученный перлит, верми-
кулит или другие несгораемые засыпные материалы, заготавливае-
мые на базе местного сырья и имеющие объемный вес у = 200 -ь
н- 350 кг/мг. Следует предусмотреть возможность заполнения бес-
чердачной конструкции засыпным утеплителем на деревообраба-
тывающем предприятии или в районе строительства.
Размеры и вес утепленных панелей должны быть такими, чтобы
их можно было доставлять по грунтовым дорогам на 5-тонном гру-
зовом автомобиле с прицепом. Монтаж панелей предусмотрено
производить с использованием автомобильного крана.
При сборке и креплении панелей должна предусматриваться
возможность в случае необходимости полного демонтажа покры-
тия и повторного использования панелей на другом строительстве.
Требования универсальности применения панелей при различных, даже весьма
малых, уклонах кровли, а также сборности и разборности конструкции бесчер-
дачйого утепленного покрытия существенно усложняют решение. Однако завод-
ское поточное производство всегда ориентировано на массовое или серийное изго-
товление; лишь в условиях широкой унификации и типизации заводской продук-
ции оправдываются затраты на оборудование комплексной механизации и авто-
матизации.
46
1. Компоновка рабочего сечения панели
На основании предварительных соображений, изложенных в
§ 12, и нижеприведенных подсчетов принимаем рабочее сечение па-
нели, показанное на рис. 1.1, а. Длина панели /1 = 6000 мм.
. При компоновке конструкции учтены следующие положения.
Ширина панели Ьа= 1500 мм соответствует нормальной ширине ли-
ста фанеры марки ФСФ [2]. Если в данном районе выпускается
Рис. 1.1. Рабочие элементы панели
а — рабочее сечение панели; б — расчетная схема; в — деталь
фанерного пояса со стыком «на ус> и крайнего ребра с
дубовым нагелем и эластичной прокладкой (показанной
пунктиром); / — фанерный пояс; 2 — клеевой шов; 3 — ребро
каркаса; 4 — глухой нагель
фанера шириной не 1525, а 1220 мм, то и ширина панели должна
быть уменьшена до Ьа= 1200 мм. Толщина фанеры принимается
6ф> 8 мм, чтобы исключить опасность местного повреждения фа-
неры при перевозке и монтаже, а также во избежание коробления
ее в направлении поперек волокон наружных шпонов. Направление
волокон наружных шпонов (рубашек) фанеры как в верхнем, так
и в нижнем поясе панели должно быть продольным для обеспече-
ния полноценного стыкования «на ус» листов фанеры при склеи-
вании из них непрерывной ленты.
Фанера — березовая, сорта НВ; число слоев 7. Расчетное сопро-
тивление вдоль волокон наружных шпонов /?ф.р = 7?ф.с= 100 кГ1см2\
модуль упругости Еф.р = Еф.с = 85 000 кПсм2. Ослабление стыком
«на ус» при /уС = 10 бф учитываем коэффициентом 0,8; /?ф/гус =
= 100-0,8=80 кГ/см2. Для дощатого каркаса, связывающего верх-
ние и нижние фанерные пояса (обшивки) в монолитно склеенную
многопустотную коробчатую панель, применены черновые заготов-
47
ки по рекомендуемому [1] сортаменту пиломатериалов сечением
50X180 мм. После камерной сушки (до 12—15% влажности) и че-
тырехсторонней строжки черновых заготовок на склейку должны
пойти чистые заготовки сечением (50—4)Х(180—2-5)=4бХ
X 170 мм [7].
В данном примере высота ребер (ширина досок) hp= 170 мм
принята по условию необходимого сопротивления теплопередаче.
Ширину ребер (толщину досок) рекомендуется назначать 6Р»
'Д/тр = 42,5 ~46 мм.
Наименьшему расходу материала в изгибаемых составных балках или пане-
лях двутаврового или коробчатого сечения соответствуют вполне определенные
соотношения площадей сечения ребер (Fр) и сечения поясов (Fn): для однород-
ных по R и Е сечений, рассчитываемых по условию прочности, справедливо ра-
венство Fp = Fn; для рассчитываемых по условию жесткости Fp = 3Fn. Но в дан-
ном примере при компоновке ребер из досок и поясов из водостойкой фанеры
приходится считаться с большей стоимостью фанеры (ориентировочно в 5 раз)
и с дефицитностью ее Поэтому наиболее экономичным будет такое решение, при
котором расход фанеры минимальный и максимально вовлекается в работу на
изгиб древесина дощатых ребер. Кроме того, в данном примере возможности из-
менять высоту сечения панели в большой мере ограничены теплотехническими
требованиями и необходимостью сплошного заполнения теплоизоляционной засып-
кой всей высоты пустот (% = 170 мм) во избежание неравномерного смещения
засыпки при транспортировании и монтаже панелей.
Выбор экономически оптимального решения в значительной ме-
ре зависит от полноты использования несущей способности конст-
рукционных материалов. В данном примере каждому из заданных
по второму предельному состоянию относительных прогибов сво-
бодно лежащего покрытия соответствует лишь одна минимальная
высота панели hn, при которой еще может быть полностью исполь-
зована несущая способность фанерных поясов: исходя из известной
5<т„ I	5<т„ I
зависимости	—!!_ <1/и//1 имеем й> —— |Z/fH.
24Ehn	lJ 1	24 Еп
Принимаем ориентировочно среднее значение коэффициента пере-
грузки п~1,3; расчетное сопротивление фанеры в поясах, вдоль
волокон наружных шпонов, с учетом стыкования ее «на ус» /?ф.р =
= 80 кГ/см2 и £ф = 85 000 кПсм2.
Тогда для покрытий, имеющих уклон i > 10%, при ] fH/l | < ——
получим
1 Q	1
^5000- 200 = 0,09-200= 18 ^—1.
Принятая полная высота панели (см. рис. 1.1) йп= 18,6 см I;
в этом случае решающее значение имеет первое предельное состоя-
ние при полном использовании несущей способности фанерных по-
ясов — = —— < —~ ,
I 206	200
48
Для пологих покрытий (/ = 5 -е- 10%) требуется fH/K и,
следовательно, hn > 0,09 • 250 = 22,5 см^-^-l. Для /гп=18,6 см<
<22,5 см расчет следует вести по второму предельному состоянию.
При этом несущая способность фанерных поясов недоиспользуется
на-50~ 206 1 00 «21%.
206
Количество ребер в коробчатом сечении панели определяется
главным образом по условию обеспечения достаточно малых про-
летов верхнего фанерного пояса, работающего на изгиб поперек
волокон наружных шпонов под местной сосредоточенной нагрузкой
Р = 100- 1,2=120 кГ [1].
Исходя из расчетной схемы рис. 1.2 имеем
стф.иэо = ^7 =^~-<7?ф.н9от = 5°-1>15-1,2 = 69 кГ/см2.
Отсюда расстояние между ребрами
с < 69'8'503Ф < 38,462 .
120-6
При 6ф = 0,8 см с < 38,4 • 0,82 = 24,6 см. Принято (см. рис. 1.1, а)
с = 149>8~4’6_ = 24,2 см < 38,461.
6	ф
Такая частая расстановка про-
дольных ребер целесообразна
также и по условию обеспечения
максимальной равномерности,
распределения (по поперечному
сечению) растягивающих и сжи-
мающих напряжений в фанер-
ных поясах изгибаемой панели.
С учетом неравномерности
распределения этих напряжений
согласно п. 52 [7] в расчетные ха-
рактеристики рабочего сечения
панелей (F, W и /) вводится не
полная, а приведенная ширина
фанерных поясов &пр. При доста-
точно близкой расстановке ребер
в свету	1 в приведенную
г о
Рис. 1 2. К расчету верхнего фанер-
ного пояса панели на аействие мест-
ной сосредоточенно приложенной вре-
менной нагрузки, изгибающей полосу
фанеры шириной 50 см
1/30/ и на каждое ребро при-
ел = 0,92 с.
ширину &пр включается 0,9 неопер-
той части ширины фанерного пояса.
В данном примере &0= 19,6 см <
нимается приведенная ширина фанерных поясов
6пр = 0,9 Ьо + &р = 0,9 • 19,6 + 4,6 = 22,2
49
Кроме того, необходимо учитывать снижение расчетной несу-
щей способности фанерного сжатого пояса умножением /?ф.с на ко-
эффициент местной устойчивости неопертой части фанерной пла-
стинки фм<1. При продольном направлении волокон наружных
шпонов фанеры приближенное значение коэффициента <рм может
быть определено по формуле <рм = 1—-—— . В данном примере
8000
фм = 1 — v ’ 7 - =0,885.
w	8000
Общее снижение несущей способности сжатого пояса можно
приближенно оценить коэффициентом Лс = -н£-фм= 0,92-0,885 =
С
= 0,815. При рациональной компоновке рабочего сечения панелей
и при одинаковой толщине фанеры верхнего и нижнего поясов этот
коэффициент целесообразно приравнивать коэффициенту ослаб-
ления растянутого пояса (стыкованием его «на ус») &р = 0,8. Для
этого требуется, чтобы срм >	= 0,87 и, следоватеьно,-^—- <
<1—0,87, откуда^- <]/0,13-8000 < 32. В данном примере-т- =
Оф	Оф
=	= зо,3 < 32,
0,8
Из приведенных соображений и подсчетов вытекают общие вы-
воды, рекомендуемые в процессе компоновки малопролетных (/ =
= 3~'-- 6 м) совмещенных панельных покрытий клеефанерной кон-
струкции:
а)	структура рабочих элементов панели должна быть ориенти-
рована в основном на продольную работу древесины: вдоль проле-
та должны быть направлены волокна наружных шпонов фанеры,
волокна продольных ребер каркаса и даже торцовых диафрагм, за-
мыкающих полости панелей над опорами'. Постановку попереч-
ных диафрагм не следует допускать: они не способствуют увеличе-
нию фм и не способны воспринимать сдвигающие силы; работая как
«колодки», они могут оказать опасное, распирающее действие на
пояса;
б)	расстояние между ребрами каркаса не должно превышать
с < 38б1 2ф (по условию местной прочности фанеры на изгиб поперек
волокон наружных шпонов) и с < 32 бф (по условию местной ус-
тойчивости продольно сжатой фанеры);
в)	толщина фанеры сжатого и растянутого поясов должна быть
одинаковой (бф > 8 мм); равнопрочность работы поясов при Оф <
1 Усушечные напряжения, возникающие вследствие сплошного (над опорой)
склеивания под углом 90° каркасного блока с широким фанерным листом, обезвре-
живаются путем членения оклеиваемых поверхностей на полосы шириной < 5 см
продольными пропилами глубиной 3—5 см.
50
< 100-0,8 = 80 кГ1см2 обеспечивается соблюдением условия с <
< 32 6ф и тщательным стыкованием «на ус» фанеры при /ус Юбф
как в растянутом, так и в сжатом поясах;
г)	полное использование напряжения Оф = 80 кПсм2 может быть
обеспечено:
для условия | fa/l | < 1 /200 при hn — I и
33
„ If//1 < 1/250 „
При меньшей высоте рабочего сечения панели приходится до-
пускать недонапряжение фанерных поясов;
д)	если рабочая высота панели заранее задана (как в данном
примере), то следует варьировать либо толщину фанерных поясов
(согласно п. 2.50 [2] бф = 8; 9; 10 или 12 мм), либо расстановку
ферм (1=6; 4,5 или 3 м).
2.	Проверка прочности и жесткости панели
на общий изгиб
За расчетную ширину полосы покрытия принимаем &ПОк=1 м.
В зоне продольного сплачивания (через 1,5 или 1,2 м) жесткость
панелей несколько повышается вследствие удвоения крайних ре-
бер каркаса. Это увеличение жесткости целесообразно, поскольку
оно повышает сопротивление панели кручению при несимметрич-
ном приложении нагрузки. В основном расчете увеличение краевой
жесткости не учитывается, а возможность сдвига в шве при несим-
метричном нагружении предотвращается постановкой глухих наге-
лей (вставных шипов; см. рис. 1.1). Наклоном панели (5—10%)
при расчете пренебрегаем в запас прочности.
Нормативная и расчетная нагрузка на 1 м2 панели
Кровля рубероидная трехслойная д" пкр =12 -1,2 = 14,4 кГ/м2
Фанера ФСФ д^,лсв =640-0,008-2-1,1 = 10,2-1,1 = 11,3	>
Каркас из сосно-
„	46
вой древесины д“р пс в =500-0,17	1,1 ~ 16,2-1,1 = 17,8	>
Утеплитель вер-
196
микулит gyT ”зас = 300-0,17	1,2 = 41,3-1,2=49,6	>
Постоянная нагрузка	ga	а;	80	кГ/м2;	g ~ 93	кГ/м2
Снеговая нагрузка	рн	=	150	кГ)м2;	р = 210	»
Полная нагрузка на 1 м2 покрытия	?н = 230 кГ/м2;	q = 303	кГ/л.,"
Для полосы покрытия шириной	1м	?! = 230 кГ/м;	= 303	кГ/м.
51
Соответственные моменты инерции (Zi) и сопротивления (W\),
а также величины модуля упругости и расчетного сопротивления в
наиболее напряженных — крайних сжатых и растянутых — волок-
нах конструкции приводим ([7] табл. 14 и п. 52) к расчетным пока-
зателям семислойной фанеры, образующей рабочие пояса панели,
из березового шпона сорта НВ (£,ф.р = £,ф.с = 85 ООО кПсм2 и /?ф =
= 100 кГ/см2). При этом учитываем неравномерность распределе-
ния нормальных напряжений по ширине сечения путем приведе-
ния ширины фанерного пояса &0 в неопертой его части (в свету) к
уменьшенному значению (опр). В данном примере при — = ----------=
60	19,6
= 30,6 » 6
&пр = 0>9^о — 0,9-19,6 = 17,6 см
и, следовательно, полная расчетная ширина фанерного пояса
&ф= 100
17,6 + 4,6
19,6 + 4,6
= 92 СМ;
' £Д — 92(18,63—173)
Д“Ё7 -	12
100-4,6- 17з. 100.000
24,2-12-85 000
= 11 600 + 9130 = 20 730 см\
= -А = 20 730'2 = 2230 си3.
1	/г/2	18,6
Унифицированным расчетным пролетом панели считаем полную
длину ее, уменьшенную на 1%, т. е. /=600 — 6 = 594 см.
При расчете панели по первому предельному состоянию расчет-
ный момент
^/2	303-5,942	1ОО„ г
AL = —— =------------——- = 1338 кГм.
8	8
Максимальное напряжение в крайних волокнах фанерной обо-
лочки
Mt 1338-100	__ г, » .ОЛ г, 2
oth = —- —-------------60 кГ см2 < 80 кГ см.
ф	2230	'
В расчете по второму предельному состоянию
_ 5<7? /3	=	5-2,30-5943	_	1	/	1 \
I ~ 384E$Ji ~ 384-85 000-20 730 ~ 281 (	250 Г
В данном примере, предусматривающем использование унифи-
цированных панелей заводского производства в бесчердачных по-
крытиях даже при малых уклонах (1 = 5 =- 10%), решающее зна-
чение имеет расчет по второму предельному состоянию1, поскольку
1 С дополнительной поправкой по условию термического сопротивления.
52
заданное hn= 18,6= l< I. При fa=~ 594 = 2,11 см расчетное
сопротивление используется лишь на	100 = 75%; с этим прихо-
80
дится мириться, поскольку большие прогибы могли бы привести
к застою талой воды под снегом, особенно опасному в нижней
зоне пологого покрытия, прилегающей к карнизу.
Без ущерба для эксплуатационного качества покрытия можно
допустить I /“/7! <	- при больших уклонах кровельного покры-
тия (i> 10%). В таких покрытиях рассмотренная в примере уни-
фицированная конструкция может быть применена и для V райо-
на территории СССР по весу снегового покрова [6]. В соответствии
с изменением нагрузок прогиб покрытия при этом увеличится до
1	80 + 200	1
f /I =	• ——— = пролета, а напряжения возрастут до
_Л 93 4-200-1,4	ол Р/ о
ан = 60----—------— = 74 < 80 кГ см2.
93 4- 150-1,4	'
Для крутых уклонов кровельного покрытия (i> 10%) можно не
опасаться застоя талой воды под снегом при fn = ^-594=»2,6 см,
получаемом по второму предельному состоянию для V района.
Дополнительная проверка местной устойчивости сжатого «поя-
са» в зоне максимальных моментов для увеличенных снеговых на-
грузок (для V района) не требуется, поскольку <Тф = 74 кГ/см2 не
превышает 80 кГ/см2 и с = 24,2 слг = ЗО,Збф не превышает 32 бф.
Остается проверить надежность сопротивления скалыванию
клеевого шва: тмакс = —— < Дск.
7бр ^расч
Расчетное сопротивление скалыванию вдоль волокон при изги-
бе дощатых клееных конструкций принимается равным: /?ск =
= 24 кГ/см2-, возможность неполноты клеевого шва вследствие ча-
стичного непроклея согласно п. 4.10 СНиП II-B.4-62 учитывается
коэффициентом 0,5 при определении &Расч = 0,5&ск. Однако в дан-
ном случае решающее значение имеет опасность скалывания по
клеевому шву между наружным (продольным) и внутренним (по-
перечным) шпонами самой фанеры. В таких случаях следует ру-
ководствоватья п. 50 и табл. 15 [7]. Здесь &раСч принимается рав-
ным полной ширине клеевого шва, но расчетные сопротивления
снижаются до 7 кГ/см2. Пренебрегая в запас прочности влиянием
утолщения (уширения) ребер каркаса в опорном узле (рис. 1.3),
определяем для IV района
,, s /Ли дф \
— ?1 фф \ 2	2 ' _ 3,03-594-92-0,8-8,9 _
Тмакс-’	2У1йрасч	~	4,6	~
1 расч	2-20 730-100—-—
24,2
= 1,5 кГ!см2^7 К.Г[СМ2.
53
Для V района
, - 93 + 200-1,4	, о_ г, „
тыакс = 1,5------—----------= 1,85 кГ см2,
ыакс ’	93+ 150-1,4	’	'
что тоже значительно меньше /?Ск = 7 кГ1см2.
Следовательно, по условию тМакс< Rck уширения ребер карка-
са панелей около опорного узла не требуется; однако уширение это
Рис. 1.3. Конструкция панели и ее сопряжения с опорным узлом
1 — осушающий продух; 2 — торцовые вкладыши (на клею); 3 — фанерная обшнвка на
клею; 4 — ребра каркаса (46X170X5997 мм)\ 5 — теплоизоляционная засыпка; 6 — мине-
ральный войлок; 7 — клеевой шов; 8 — защитный желоб; 9 — опорный «каблучок» па-
нели; гл. н. — глухой нагель
все же целесообразно главным образом для вовлечения в работу
на сжатие и растяжение всей ширины верхнего и нижнего фанер-
ных поясов. Кроме того, утолщение концевых участков ребер обе-
спечивает возможность применения более тонких досок (&р до
Vs^p) без опасности их коробления и перекоса. В процессе произ-
водства работ оно облегчает формирование жесткой торцовой диа-
фрагмы путем закладки на клею доборных торцовых вкладышей;
облегчает замыкание полостей, подлежащих сплошному заполне-
нию теплоизоляционной засыпкой (см. рис. 1.3),
54
3.	Сопряжение продольных кромок панелей
На рис. 1.1 показан способ сплачивания продольных кромок
панелей. Герметизация и утепление шва обеспечиваются путем уп-
лотнения его при сборке покрытия с помощью податливой про-
слойки из пенопласта (типа поролон) или эластичной прокладки
(типа пороизол). В целях упрощения и ускорения сборки покрытия
прокладка должна быть заранее приклеена к одной из кромок па-
нели. Оклеивание эластичными прокладками обеих кромок не мо-
жет быть рекомендовано ввиду опасности повреждения их при
транспортировании и хранении в случае укладки панелей на ребро.
Сборка кровельного панельного покрытия должна начинаться с
нижних, карнизных панелей. После прочного закрепления карниз-
ной панели к ней придвигается и плотно прижимается кромкой сле-
дующая панель, расположенная выше по скату. Последними укла-
дываются «доборные» коньковые панели; в них размещакэтся аэра-
ционные и вентиляционные устройства.
При укладке панелей образуются швы, над которыми стыкуется
кровельный ковер. Через каждый стыковой шов при эксплуатации
покрытия должны беспрепятственно стекать дождевые и талые во-
ды. Стыки оклеивают тонкими, гибкими и прочными лентами (ши-
риной 60—100 мм) кровельного рулонного материала, армирован-
ного стеклянной или иной биостойкой тканью. Рулонную ленту
следует приклеивать холодной мастикой (типа резино-битумной,
МРВ-Х-П-80, см. СНиП I-B.25-62).
Решающее значение для надежности изоляции такого стыка
имеет прочность и неизменяемость сопряжения кромок панелей.
Соединения на вставных шипах (глухих нагелях) должны предот-
вратить вертикальный сдвиг в стыке и неодинаковость прогибов
кромок смежных панелей даже под давлением сосредоточенной
нагрузки, приложенной к краю одной из панелей. Вставной шип
круглого сечения работает как односрезный нагель. В данном слу-
чае должен быть применен цилиндрический дубовый нагель, пото-
му что в составе ограждающих частей зданий применение металли-
ческих деталей обычно приводит к конденсации водяных паров и к
коррозии. Тем более приходится опасаться коррозии в ограждаю-
щих частях производственных зданий химической промышленности.
В каждой панели поставлено по два нагеля, расположенных с
одной кромки, в третях пролета. Диаметр нагеля назначается с
учетом того, что при сборке покрытия нагель должен- свободно вхо-
дить в нагельное гнездо с небольшим зазором. Для того чтобы на-
гельные гнезда в кромках смежных панелей совпадали, они долж-
ны просверливаться во всех панелях при помощи одного инвентар-
ного кондукторного шаблона (см. [21], рис. 180—182), сделанного
из прямослойной первосортной сухой хвойной древесины.
Наибольшая расчетная нагрузка QHar, приходящаяся на один
срез нагельного соединения, может быть определена исходя из
предположения, что над каждым соединением на край одной из
55
смежных панелей будет сосредоточенно приложен груз Р=100Х
X 1,2 = 120 кГ. Поскольку соединенные нагелями края смежных па-
нелей прогнутся на одинаковую величину, то на каждый из них
придется груз, равный 0,5Л Следовательно, через нагельное сое-
динение на смежную ненагруженную панель должно быть передано
Qsar = 0,5/-’ = 60 кГ.
Расчетная несущая способность одного среза нагельного сое-
динения «по смятию» равна: /дуб до= 2Ос4/наг^эо Швр7п = 20 • 3,4 * 1,9Х
X 0,7 • 1,2 • 0,7 = 76 к/, где <Лиаг = 2—0,1 = 1,9 см\ снаг = 4,6—1,2 =
= 3,4 см\ &90 = 0,7; /ивр=1,2 и коэффициент, учитывающий пони-
женную плотность защемления нагеля, /и = 0,7. Это превышает
требуемую QHar=60 кГ.
Несущая способность нагельного соединения по изгибу нагеля:
Т'дуб9о= (45• 1,92 + 2• 3,42) K6J. 1,2-0,7=130 кГ (>60 кГ).
В целях упрощения и ускорения сборки покрытия целесообраз-
но заранее, еще на заводе, вклеивать нагели в гнезда со стороны
одной из кромок панелей на той же резино-битумной мастике, ко-
торая применяется для оклейки этой кромки эластичной проклад-
кой.
4.	Сопряжение торцовых кромок панелей
Устройство стыков панелей над верхним поясом фермы совме-
щенного покрытия не может быть выполнено путем сплошной ок-
лейки шва кровельным ковром по следующей причине: при перехо-
де от летне-осеннего к зимнему режиму эксплуатации под воздей-
ствием снеговой нагрузки и температурных деформаций в стыке
покрытия над опорой шов раскрывается; при этом неизбежно дол-
жен произойти разрыв кровельного ковра, если эти деформации не
обезвреживаются компенсаторами, безопасными для гидроизоля-
ции. Устройство компенсаторов в этом шве, расположенном вдоль
водостока, не вызывает особых затруднений, поскольку здесь бес-
препятственно могут быть устроены выступающие борта.
В примере панельного покрытия пролетом около 6 м для заданного IV райо-
на территории СССР ожидаемое максимальное раскрытие шва на уровне кро-
вельного ковра определяется следующим расчетом (см. схему на рис. 1.4, а).
При ?i = 303 кГ/м и I = 5,94 м тангенс угла поворота опорного сечения каждой
панели равен:
______________	3,03-5943
tg 0'/1= ~24£ф Ji = 24-85 000-20 730 =0,015-
При высоте опорного сечения панели hon = 186 + 46 = 232 мм ожидаемое
раскрытие всего шва при расчетной снеговой нагрузке достигнет
Дш?1 = /гОп- tg-091-2 = 232-0,015-2 = 7 мм.
На рис. 1.4,6 показаны примеры компенсированного сопряже-
ния опорных частей панелей. Во всех вариантах предусмотрено за-
полнение пазухи минеральным войлоком, стекловатой или иным
несгораемым пористым теплоизоляционным материалом в целях
56
обеспечения повышенной утепленности опорного узла. Пористое за-
полнение пазух не должно препятствовать действию осушающих
продухов через отверстия в торцовых вкладышах панелей. Эти
продухи необходимы на случай попадания конденсационной или
производственной влаги в замкнутые полости утепленных панелей.
Каждая из этих полостей через отверстия диаметром 50—75 мм в
каждом из торцов сообща-
ется с осушающим проду-
хом, непрерывно вентили-
руемым рассредоточенно по
всей длине нащельника или
сосредоточенно — в коньке.
Если влажностный ре-
жим в помещении характе-
ризуется относительной
влажностью воздуха <рвл>
>60%, то необходимо обра-
тить особое внимание на
тщательность гидроизоляци-
онного (лакового, эмалевого
и т. п.) покрытия нижней, ли-
цевой поверхности панелей.
Кроме того, целесообразно в
процессе изготовления пане-
лей перед засыпкой утепли-
теля предусмотреть антисеп-
тирование внутренних поло-
стей путем пропуска через
них неводного раствора ан-
тисептика (оксидифенил в
фурфуроле и т.п.). Для ан-
тисептирования, так же как
Рис. 1.4. Расчетная схема раскрытия
шва в стыке кровельных -панелей над
опорой (а) и варианты компенсирован-
ного сопряжения опорных частей пане-
лей (б) с применением нащельников из
/ — волнистого асбестоцемента;- 2 — водостой-
кой фанеры; 3 — термопластичной, армирован-
ной пленки; 3. Ж. — защитный желоб
и для засыпки утеплителя,
выполняемых после завер-
шения процессов склеивания
и твердения клеевых швов,
используются сквозные от-
верстия осушающих проду-
хов в торцовых вкладышах
(см. рис. 1.3).
Перед отправкой на строительство продухи заклеивают плотной
изоляционной бумагой во избежание транспортного увлажнения
полостей и высыпания утеплителя.
В процессе монтажа покрытия опорные «каблучки» панелей
должны фиксировать положение верхних поясов ферм и обеспечи-
вать пространственное крепление их. Для облегчения монтажа
верхние пояса ферм рекомендуется заранее оклеивать «защитным
желобом» клеефанерной конструкции (рис. 1.3).
57
5.	Особенности изготовления панелей
В крупносерийном и тем более массовом производстве целесо-
образна организация поточного, автоматизированного изготовле-
ния клееных панелей с применением тяжелого прессового обору-
дования по типу используемого в настоящее цремя в производ-
стве щитовых дверей.
При серийном производстве унифицированных клеефанерных
панелей целесообразно использование варианта склеивания — с
помощью так называемой пресс-вагонетки. Основные преимуще-
ства этого варианта: обеспечение стабильного напряжения обжа-
тия клеевого шва между каркасом и фанерными оболочками и су-
щественное снижение трудоемкости и сроков сборки. Гвоздевой
прижим может быть использован п|ш склеивании мелких, второ-
степенных элементов внутреннего каркаса (опорных боковых на-
кладок ребер каркаса, вкладышей и т. п.). Для обжатия основных
рабочих швов между каркасом и фанерой целесообразно приме-
нять мощные ваймы, смонтированные на вагонетках и затягивае-
мые электрогайковертами. Прессование производится на пресс-
вагонетке после укладки 6—8 ярусов панелей. В работе прессовой
оснастки вагонетки с помощью тарированных пружин должны
быть обеспечены равномерность и постоянство обжатия клеевого
шва до полного завершения твердения клеевого шва в камере
прогрева.
6.	Весовая характеристика панелей
Для ориентировочной оценки собственного веса конструкции
панельного покрытия определим коэффициент kc.3. При этом отне-
сем вес верхнего и нижнего фанерных поясов (обшивок), а также
вес ребер каркаса полностью к собственному весу балочной кон-
струкции, хотя фактически в них совмещены функции несущей
конструкции с функциями ограждающих частей здания.
Для заданного IV района:
рса = 210 кГ)м-,
S = £кР + gyr = 14,4 + 49,6 = 64 кГ)м и gc.B =	+ £реб =
= 11,3 + 17,8 = 29,1 кГ/м- kc в =-------°—gc-B— =
(Р + £ + £с.в)/
_	1000-29,1_____
(210+ 64+ 29,1) 5,94 = 16’
Для V района (при уклоне кровли более 10%):
рса = 280 кГ/м, g = 64 кГ/м и gc.B = 29,1 кГ/м;
.	_	1000-29,1
(280 + 64 + 29,1)5,94
58
Уменьшение Лсв для V района объясняется более полным ис-
пользованием несущей способности фанеры в связи с увеличением
нормируемого по второму предельному состоянию |/*//| до —-—
при условии увеличения уклона кровли (i>10%).
Полный вес 6-м панели, утепленной и оклеенной трехслойной
рубероидной кровлей, при ширине 1,5 м равен 850 кГ; при ши-
рине 1,2 м — 680 кГ.
Рис. 1.5. Схема укладки восьми утепленных панелей (илн 12 неутеп-
ленных панелей — пунктиром) на 5-тонный грузовой автомобиль
с одноосным прицепом-роспуском
На рис. 1.5 приведена схема,укладки на 5-т машину с прице-
пом восьми утепленных панелей общим весом 0,85-8 = 6,8 т для
покрытия площадью (6X1,5)8=72 м2. Не утепленных засыпкой
панелей весом по 0,4 т можно погрузить 12 шт. для покрытия
площадью (6Х 1,5) 12= 108 м2.
При замене клеефанерного совмещенного решения дощато-
гвоздевым щитовым ([21], рис. 60) применительно к нагрузкам,
принятым в примере, вес деревянных конструкций, включая вес
неразрезного прогона, увеличился бы на 60%. Но главное преиму-
щество индустриальной конструкции в значительном уменьшении
трудоемкости и сроков изготовления, ускорении монтажа и повы-
шении эксплуатационного качества конструкции.
Для климатических условий II и III районов территории СССР
требуется меньшая толщина совмещенного покрытия, чем приня-
тая в примере. В таких условиях целесообразно применять тонкое
панельное покрытие уменьшенных пролетов (4,5 или 3 м) с соб-
людением при этом принципа беспустотности заполнения панелей
утеплителем.
КЛЕЕНЫЕ И КЛЕЕФАНЕРНЫЕ БАЛКИ
Для бесчердачных покрытий промышленных зданий с неболь-
шой шириной (9—15 м) целесообразно применять в качестве не-
сущих конструкций клееные и клеефанерные балки.
Такие балки представляют собой конструкции заводского изго-
товления, доставляемые на строительство в готовом виде. В том
случае, когда перевозка элементов длиной 12—15 м затруднена,
клеефанерные балки изготовляют в виде двух по’лубалок. Каж-
дая полубалка длиной 6—7,5 м легко транспортируется. На месте
монтажа полубалки соединяют при помощи монтажного стыка на
нагелях или клеестальных шайбах.
Клееные балки состоят из пакета досок, склеенных по пласти
и образующих прямоугольное или двутавровое поперечное сечение.
Рекомендуемая форма сечения клееных балок из досок — прямо-
угольная.
В промышленных зданиях с двускатным покрытием клееные
балки также делаются двускатными, прямоугольного сечения.
Трудоемкость изготовления двускатных балок выше, чем балок
постоянного сечения, так как для создания наклона верхней грани
слои склеиваемых досок должны быть срезаны под углом и иметь
разную длину.
Клеефанерные балки применяют двутаврового или коробчатого
сечения, в которых пояса из досок удалены от нейтральной оси,
и поэтому материал в них используется более эффективно. В со-
ставных балках клеефанерной конструкции сплошная стенка из
водостойкой фанеры обеспечивает непрерывную связь между сжа-
тым и растянутым поясами. Основное назначение фанерной стен-
ки— воспринимать сдвигающие усилия. Кроме того, целесообраз-
но (как и в стальных сварных балках) использовать стенку в ра-
боте на сжатие и растяжение при изгибе ее на ребро, для чего
необходимо обеспечивать прочное соединение листов фанеры.
Предпочтительнее также располагать наружные шпоны фанеры
продольно (по оси балок), что позволяет стыковать листы фанеры
«на ус». При продольном направлении волокон наружных шпонов
фанеры расстояния между ребрами жесткости должны быть мень-
ше, чем расстояние между поясами балки в свету, и, как правило,
меньше 65 бф.
В конструкциях, не защищенных от атмосферных осадков и
других видов увлажнения, вместо строительной фанеры марки
ФСФ следует применять бакелизированную фанеру.
60
Очертание дощатых поясов клеефанерных балок определяется
главным образом назначением сооружения. В мостовых конст-
рукциях обычно применяются прогоны с параллельными- поясами.
Для кровельных покрытий промышленных зданий применяют
односкатные и двускатные клеефанерные балки с прямолинейным
очертанием верхнего пояса. Целесообразно в двускатных покры-
тиях делать криволинейное очертание верхнего пояса. Такие бал-
ки могут быть выполнены без монтажных стыков и без металли-
ческих деталей. В этом отношении клеефанерные балки с криволи-
нейным верхним поясом являются одним из примеров безметаль-
ных конструкций, которые могут быть рекомендованы к примене-
нию в помещениях химических производств.
В опорной зоне, характеризуемой максимальными значениями
поперечной силы и соответственно сдвигающего усилия, целесооб-
разно увеличивать связь между поясами наклейкой дополнитель-
ных наружных слоев фанеры в балках двутаврового сечения или
постановкой дополнительных внутренних листов фанеры в балках
коробчатого сечения.
В покрытиях над цехами или складскими помещениями с хи-
мически агрессивной средой следует отдавать предпочтение балкам
коробчатого сечения без выступающих полок нижнего пояса.
При изготовлении балок фанерная стенка заранее выкраива-
ется и стыкуется «на ус», а доски поясов соединяются на всю дли-
ну монтажного блока при помощи зубчатого стыка. Сплачивание
поясных досок должно производиться тоже на всю длину блока
(балки или полубалки) по проектному очертанию поясов. После
уравнительной чистой строжки каркас балки (в составе поясов и
ребер жесткости) склеивается под прессом с фанерной стенкой.
Отверждение клеевого шва производится при помощи гибких кон-
тактных электронагревателей. Все внутренние полости клеефанер-
ных конструкций коробчатого сечеиия целесообразно подвергать
защитному покрытию комбинированными растворами антисепти-
ков и антипиренов.
Малый вес (&с.в = 3-г-4) и высокие эксплуатационные качества
являются преимуществами балок клеефанерной конструкции.
Одним из требований, предъявляемых к современным клеефа-
нерным конструкциям при компоновке типовых решений, следует
считать экономное расходование фанеры, что, в частности, дости-
гается приданием верхнему поясу криволинейного очертания и
увеличением числа фанерных стенок только в опорных зонах.
Пример 2
ПОКРЫТИЕ ПО КЛЕЕФАНЕРНЫМ БАЛКАМ
ПРОЛЕТОМ 12 м
Спроектировать бесчердачное покрытие над отапливаемым про-
изводственным зданием шириной 12 м. Кровля рубероидная трех-
слойная. Район постройки — Московская область. Изготовление
61
конструкций заводское. Материалы — водостойкая фанера ФСФ,
пиломатериалы из сосны.
Для склеивания используется феноло-формальдегидный клей
марки КБ-3.
1.	Выбор конструкций и компоновка покрытия
В качестве несущих конструкций покрытия принимаем клеефа-
нерные балки. Расстановка балок вдоль здания через 6 м.
Утепленное панельное покрытие клеефанерной конструкции сог-
ласно примеру 1 укладывается непосредственно на верхние пояса
клеефанерных балок. Продольная устойчивость покрытия обеспе-
чивается надежным прикреплением щитов кровли к балкам.
В примере рассмотрены два варианта клеефанерных балок:
а)	двускатная с уклоном верхнего пояса 1 : 10 и расположе-
нием волокон наружных шпонов фанеры перпендикулярно оси
балки;
б)	с криволинейным верхним поясом и расположением волокон
наружных шпонов фанеры продольно (вдоль оси балки).
2.	Нагрузки
При определении нагрузки на балку ввиду малости угла на-
клона будем считать, что вес на 1 м2 горизонтальной проекции
покрытия равен весу, приходящемуся на 1 м2 поверхности покры-
тия.
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 горизонтальной
проекции покрытия приведены в табл. 2.1.
Таблица 2.1
Нагрузки на 1 м2 горизонтальной проекции покрытия
Нагрузки	Нормативная нагрузка в кГ/м*	Коэффициент перегрузки	Расчетная нагрузка в кГ!м?
Временная (снеговая)	 Постоянная:	100	1,4	140
рубероидная трехслойная кровля плитный утеплитель толщиной	10	1,1	11
10 см (400-0,1)		40 /	1,2	48
щит клеефанерный		30/'<°	1,1	33
собственный вес балки ....	7 J	1.1	8,5
Всего 		187,7	—	240,5
Собственный вес балки определен из выражения
62
1000
3,5-11,7
gH __ Sh 4~ Ph ___	80 -|- 100
8cb “	1000
kc.*l ~
где &C.B = 3,5.
Нагрузка на 1 м балки:
нормативная qa = 187,7-6 = 1126,2 к.Г!м-,
расчетная 9 = 240,5-6= 1443 кГ/м.
3.	Двускатная клеефанерная балка
Конструкция балкн
Балка имеет коробчатое сечение с двумя фанерными стенками
толщиной 10 мм каждая, приклеенными с наружных сторон поя-
сов. Верхний и нижний пояса балки одинакового сечения из четы-
рех вертикальных слоев досок. Средние слои досок сечением (с
учетом острожки) 14,5X4,5 см. Крайние слои, примыкающие к
фанерной стенке, состоят по высоте из двух узких досок сечением
7X3,5 см, между которыми имеется горизонтальный зазор 5 мм.
Такая конструкция поясов принята потому, что поперечная усушка
досок больше, чем фанерного листа, и при широких поясных дос-
ках могут возникнуть большие внутренние напряжения в клеевом
шве. Соединения досок нижнего пояса по длине выполняются зуб-
чатым стыком, при этом в одном сечении стыкуется только одна
доска. Стык первой доски (рис. 2.1) находится на расстоянии
1350 мм от опоры, а стыки следующих досок расположены через
750 мм друг от друга. Доски верхнего пояса имеют один стык
в коньке, который выполняется впритык и перекрывается парными
накладками на болтах. Стыки фанерных листов стенки перекрыты
фанерными накладками, обращенными во внутреннюю сторону
балки. Для повышения устойчивости фанерных стенок из плоско-
сти балки между стенками поставлены ребра жесткости, склеенные
из досок. Ребра жесткости расположены в стыках и посередине фа-
нерных листов, расстояние между ними составляет 750 мм. В опор-
ных сечениях поставлены парные (по ширине) ребра жесткости.
В случае перевозки конструкций в виде двух полубалок в сред-
нем сечении устраиваются монтажные стыки поясов и фанер-
ной стенки. Стыки верхнего и нижнего поясов перекрывают на-
кладками на стальных нагелях и болтах. Стык фанерных стенок
в среднем сечении, воспринимающий поперечную силу при одно-
стороннем загружении балки снегом, выполняется следующим
образом. К фанерным стенкам обеих полубалок в месте стыка с
наружных сторон стенок приклеиваются вертикальные бруски,
которые при сборке балки соединяются болтами. Отверстия для
болтов сверлят по шаблону на месте сборки балки, обеспечивая
точное совпадение соответствующих отверстий обеих полубалок.
63
2нс. 2.1. Двускатная клеефанерная балка
а — общий вид; б — поперечное сечение: в — де-
таль А; 1 — стык фанерной стенки; 2 — накладки,
перекрывающие стык фанерной стенки; 3 — ребро
жесткости
Геометрические размеры балки
При ширине здания 12 м расчетный пролет балки принимаем
равным: 1= 11,7 м.
Полная длина балки с учетом опорной площадки длиной 20 см
20
£=П,7н------2=11,9 м. Высоту балки в середине пролета выби-
раем из условия ее достаточной жесткости, определяемой допу-
стимым прогибомfв пределах —------— I \а также так, чтобы вы-
\	8	12/
сота не превышала размер фанерного листа.
Учитывая большие поперечные силы на опоре, высоту конца
балки принимаем йк=90 см.
64
При заданном уклоне 1 : 10 высоту балки в середине пролета
назначаем /гср=150 см. Действительный уклон верхнего пояса
-	,	.	(150 — 90)2	„
балки tga = r = ---------=0,101. Высота балки в опорном сече-
нии /го = 9О + О,1О1 • 10 = 91 см.
Статический расчет балки
Опорная реакция балки
. ql	1443-11,7	0..0 „
А = -L- —-------= 8442 кГ.
2	2
Поперечная сила в середине первой панели балки на расстоя-
. 60-10 — 0,5-9,5 ог> „
нии Xi = ЮН-------------------- 32,6 см
2
Qx = 8442— 1443-0,326 = 7970 кГ.
Поперечная сила в середине второй панели балки на расстоя-
нии х2 = 60 + ~~ = 97,5 см
Q2 = 8442— 1443-0,975 = 7032 кГ.
Изгибающий момент в середине балки
1443-11,72	ОИ-7ЕЛ г
^макс я — я — 24 750 кГ • м.
о	о
Расстояние от левой опоры до сечения, в котором нормаль-
ные напряжения имеют наибольшее значение:
*о (/Т7	\	76,5 (	0,101-1170	, \
1 + V	1 +	-------о-
= 446 см,
где высота между центрами поясов в опорном сечении h'o =
= 91 —14,5 = 76,5 см.
Изгибающий момент в расчетном сечении на расстоянии от
левой опоры хРасч=446 см
Мрасч =	(l ~ %расч) = ' 144324,46 (11,70 — 4,46) = 23 304 кГ-м.
Изгибающий момент в сечении на расстоянии от левой опоры
х2 = 97,5 см (середина второй панели)
Мх = -^320’975 (11,70 — 0,975) = 7554 кГ-м.
5—979
65
Проверка принятого сечения балки
Приведенные к древесине сосны поясов геометрические харак-
теристики балки в тех ее сечениях, в которых требуется проверить
напряжения, определяем по следующим формулам (рис. 2.1).
Приведенный статический момент половины сечения
5По = 5д+	— = (16-14,5 —2-3,5-0,5) —+ 0,65-^-й2 =
Е	2	8
Д = 114.25Й' + 0.1625Й2,
где	h' — высота между центрами поясов балки;
П — полная высота балки в сечении;
£ф=65 000 кГ/см2—модуль упругости фанеры поперек волокон
наружных шпонов;
£д = 100 000 кГ/см2—модуль упругости древесины сосны вдоль
волокон.
Приведенный момент инерции
_ г , г Еф _ Г2-4,5-14,53
пр — JД +
4-3,5-73
12
+ (16-14,5 — 2-3,5-0,5)+ 0,65йо -
= 5380+114,25й" + О,1О83йо,
где йо—высота фанерной стенки между поясами в свету.
Значения геометрических характеристик в различных сечениях
балки приведены в табл. 2.2.
Таблица 2.2
Геометрические характеристики сечений клеефанерной балки
Расстояния х от левой? опоры до сечеиия в см	Высота меж- ду центрами поясов h' в см	Полная высота h в см	h0 в см	Статические моменты по- лусечения 3Пр в см*	Моменты инерции +рв ел1‘	Статический момент пояса Sn в см3
0	76,5	91	62	10 087	699 780	8750
32,6	79,8	94,3	65,3	10 558	763 080	—
97,5	86,3	100,8	71,8	11 490	896 480	—
446	121,5	136	107	—	1 824 600	—
585	135,5	150	121	19 127	2 294 870	—
Среднее нормальное напряжение в нижнем поясе расчетного
сечения балки при х = 446 см, считая, что по высоте пояса напря-
жения распределены равномерно:
_	_ 2 330 400
Gp ~ 7пр 2 ~ 1 824 600
= 78 кГ[см2 < /?р = 100 кГ[см2.
66
Проверку скалывающих напряжений в стенках балки производим
в сечении на опоре, где поперечная сила имеет наибольшее зна-
чение:
_ QS0 8442-10 087	_ , г. , р. ,
То = — -° =-------------- = 6 1 кГ СМ2 =^60 кГ СМ2.
2бф7в 2-1,0- 699 780	1
Проверяем фанерную стенку балки на устойчивость ее из плос-
кости в середине первой панели на расстоянии от левой опоры
Х1 = 32,6 см. Расчетное расстояние между ребрами жесткости в
свету (см. рис. 2.1)
«! = 60— 10
9,5
2
1 \2
— I > 1 коэффициент устойчи-
= 45,25 см.
При условии (-----= (—-
\ «1 /	\45,2
вости принимается равным: <Рф= 1.
Проверку напряжений не производим, так как р более напря-
женном опорном сечении то = 61 кГ/см2, что примерно равно рас-
четному напряжению срезу фанеры /?ф = 60 кГ/см2.
Так как в следующей панели расстояние между ребрами жест-
кости больше, чем в опорной, проверяем фанерную стенку балки
на устойчивость из ее плоскости в середине второй панели на
расстоянии от левой опоры х2 = 97,5 см. Расчетное расстояние меж-
ду ребраМи жесткости в свету для этой панели а2 = 75—9,5 =
= 65,5 см.
Коэффициент устойчивости фанеры
Фф = у = (-g±.y =0,985.
\ «2 /	\ 65,5 /
Определяя сдвигающее усилие в сечении балки с наклонным
верхним поясом, учитываем, что часть поперечной силы (AQ) вос-
принимается вертикальной составляющей усилия верхнего пояса:
лг. „ . Mh' с .	755 400-86,3-247,35-0,101	r
Nt =-------F i =------------!----1---’--- = 906 кГ,
2J p	2-896 480
где 7^ = 16-14,5 —2-3,5-0,5 + 2-1 • 14,5-0,65 = 247,35 см2 — при-
веденная к древесине площадь пояса;
/Vn = -^j-rnp — усилие в верхнем поясе балки, считая, что нор-
мальные напряжения равномерно распределены по
высоте пояса.
Сдвигающее усилие по нейтральной оси на 1 см длины
= ("32 — 906) 11 490 = кГ
896 480
фанерной стенке с учетом коэффи-
rr> Qcr ^2 _________________ vQs &Q)
* СТ ----
/ 2	^2
Напряжение скалывания в
циента устойчивости
т __ ^СТ
2 2бф <рф 2-1-0,985
78,4
= 39,8 кГ]см2 < 60 кГ{см2.
67
Напряжения скалывания между шпонами фанеры в местах при-
клейки пояса к стенкам проверяем в опорном сечении, где попе-
речная сила имеет наибольшее значение:
т = -^-
2 6/в
8442-8750
2(14,5 — 0,5) 699780
= 3,8 кГ)см2 < /?шп = 10 кГ)см\
где /?пш=Ю кГ/см2— расчетное сопротивление скалыванию клее-
вых швов между шпонами фанеры в соответствии с [7, табл. 15].
Определение прогиба балки от нормативной нагрузки
Прогиб балки с учетом переменной высоты сечения и влияния
сдвигающих усилий определяем по формуле
f = Л +а—),
k	Р )
где/ср—прогиб, вычисленный для балки постоянного сечения
высотой, равной высоте двускатной балки в середине
пролета;
k—коэффициент, учитывающий переменность сечения;
а— коэффициент, учитывающий влияние скалывающих на-
пряжений на прогиб балки.
Прогиб балки постоянного сечения
, = 5<?и Z4 _	5-11,26-1170*	_
'ср ~ 384ЕД/Пр ~ 384-10s-2294870 “ ’ СМ‘
Коэффициент переменности сечения согласно [7]
k = 0,4 + 0,6 \ = 0,4 + 0,6-^- =0,739.
h	135,5
ср
Коэффициент, учитывающий влияние скалывающих напряже-
, ,	2 6*	2-1	1
нии на прогиб балки при	.
Согласно [7, табл. 17] а = 90.
Полный прогиб
/ = -М1 + а = -Ц- f 1 +90-^-) = 4,04 см.
h \ PJ 0,739 \	11702 /
Относительный прогиб
f = 4,04 = 1	1
I ~ 1170 ~ 290	200 '
Монтажный стык
При изготовлении на заводе двух полубалок балка будет
иметь монтажный стык. Стыки поясов балки в этом случае пе-
рекрываются деревянными накладками на стальных нагелях.
68
Накладки верхнего пояса не передают усилие сжатия и прикреп-
ляются болтами без расчета по четыре болта с каждой стороны
стыка.
К фанерной стенке обеих полубалок в месте стыка с наружной
стороны приклеиваются бруски, которые при сборке балки соеди-
няются между собой болтами. Болты рассчитаны на поперечную
силу в этом сечении при односторонней снеговой нагрузке.
Проверка размера опорной площадки
Длина площадки принята равной 20 см, а ширина площадки
р-авна ширине балки 18 см. Опорная площадь FCM=20- 18 = 360 см2.
Напряжение смятия
осм —	= -8442 = 23,4 кГ!см2 < 24 кГ)см2.
360
4.	Клеефанерная балка с криволинейным верхним поясом
Конструкция балки
Клеефанерная балка с криволинейным очертанием верхнего
пояса принята двутаврового сечения с фанерной стенкой толщиной
12 мм (рис. 2.2). В опорной зоне, где сдвигающие усилия макси-
мальные, а высота сечения небольшая, увеличиваем толщину фа-
нерной стенки путем приклеивания с наружных сторон поясов
двух дополнительных стенок из той же фанеры. Фанерные листы
стенки располагаем так, чтобы волокна наружных шпонов фанеры
были направлены по длине балки. В этом случае лучше исйоль-
зуется работа фанер'ы на сжатие и растяжение при изгибе балки,
а стыки стенки легко выполнить путем склеивания листов «на ус».
Верхний и нижний пояса балки приняты из восьми досок, каж-
дая сечением 70X45 мм (с учетом острожки), расположенных го-
ризонтально по четыре доски с каждой стороны фанерной стенки.
Соединения досок поясов по длине выполняются при помощи
«зубчатого стыка». Расположение стыков произвольное с расстоя-
нием между стыками соседних досок не менее двадцати толщин
доски. Ребра жесткости ставятся в местах стыков фанерной стен-
ки и в середине между ними.
Геометрические размеры балки
Длина клеефанерной балки остается такой же, как в вариан-
те а. Учитывая, что в опорной зоне толщина фанерной стенки уве-
личивается постановкой двух дополнительных стенок, высоту на
конце балки принимаем /гк = 50 см. Высоту балки в середине про-
лета назначаем /гСр=120 см.
69
Рис. 2.2. Клеефанерная балка с криволинейным верхним поясом
а — общий вид и план; б —поперечные сечения; в — деталь соединения досок поясов
«зубчатым стыком»; г — деталь стыка фанерной стенки «на ус»; Z — стыки фанерной
стенки
Радиус кривизны верхнего пояса кругового очертания
ляется по уравнению окружности:
P + hK)i 11,902 + 4(1,20-0,50)“
К ~	------------ = ----„	„„--„	----- = 2э,ОЗ/
опреде-
ли.
8(Лср —Лк)	8(1,20 — 0,50)
Полная высота балки в сечениях, расположенных на расстоя-
ниях х от левой опоры, дана в табл. 2.3.
Таблица 2.3
Полная высота балки в сечениях
№ сечеиия	Конец балки	0	1	2	3	4	5	6
Расстояние х от левой опоры в см	—10	0	90	190	290	390	490	585
Полная высота балки h в см	50	52,5	71,8	89,3	102,8	112,3	118	120
70
Статический расчет балки
Поперечные силы и изгибающие моменты в сечениях, подсчи-
танные по формулам, приведенным в расчете балки 1-го вариан-
та, даны в табл. 2.4.
Таблица 2.4
Изгибающие моменты и поперечные силы в сечениях балки
№ сечения	0	1	2	3	4	5	6
Расстояние х от ле- вой опоры в см	0	90	190	290	390	490	585
Изгибающие момен- ты М в кГ-м	0	7013	13 460	18 400	22 000	24 050	24 750
Поперечные силы Q в кГ	8442	7142	5702	4252	2805	1382	0
Проверка принятого сечения балки
Приведенные к древесине геометрические характеристики сече-
ний балки вычисляем по формулам варианта а, но при этом вместо
h0 учитываем полную высоту h. Значения геометрических характе-
ристик даны в табл. 2.5.
Таблица 2.5
Геометрические характеристики сечений балки
№ сечения	Расстояние х от левой опоры в см	Высота между осями поясов h' в см	Полная высота балки h в см	Статические моменты 3Пр В см>		Моменты инерции 'пр в сМ‘		Статиче- ские мо- менты пояса Sn в см3
				Основные	с учетом дополни- тельных стенок	основные	с учетом дополни- тельных стенок	
0	0	34,5	52,5	4645	5345	173 908	198 500	4295
1	90	53,8	71,8	7357	8671	405 013	467 823	—
2	190	71,3	89,3	9878	—	706 108	—	—
3	290	82,8	102,8	—	—	960 358	—	—
4	390	94,3	112,3	—	—	1 241 228	—	—
5	490	100	118	—	—	1 398 508			—
6	585	102	120	—	—	1 455 858	—	—
Средние (по оси нижнего пояса) нормальные напряжения в
расчетных сечениях подсчитаны по такой же формуле, как и в
первом варианте, а вычисление их значений дано в табл. 2.6.
71
Таблица 2,6
Вычисление нормальных напряжений в сечениях клеефанерной балки
№ сечения	1	2	3	4	5	6
М, кГ-см	701 300	1 346 000	1 840 000	2 200 000	2 405 000	2 475 000
J, CMi	467 823	706 108	960 358	1 241 228	1 398 508	1 455 858
М J	1,5	1,902	1,917	1,77	1,72	1,7
h' ——, см 2	26,9	35,65	41,4	47,15	50	51
Mh' о,, =	 ₽	2 J	40,4	68	79,3	83,5	86	86,6
Как видно из таблицы, нормальные напряжения во всех сече-
ниях балки распределяются более равномерно, чем в 1-м вариан-
те, и не превышают расчетного сопротивления растяжению, рав-
ного при отсутствии ослаблений в соответствии с [6] Rp=
—100 кГ/см2.
Так как отношение радиуса кривизны верхнего пояса к тол-
R	2563,7	осп
щине доски —— =-------= о70 > 250, то
бд	4,5
боты гнутых элементов тгн= 1,
Скалывающие напряжения в стенке
— QSnp _	8442-5345
° - Збф Jпр ~ 3-1,2-198 500
что примерно равно расчетному сопротивлению среза фанерной
стенки ДСр—60 кГ/см2.
Ребра жесткости поставлены на расстояниях а0, равных поло-
вине длины фанерного листа, уменьшенной на длину «уса» сое-
динения 10бф= 10 • 1,2=12 см, тогда
коэффициент условий ра-
балки в опорном сечении
= 63 кГ/см2,
Длина листа фанеры принята равной 180 см с учетом ее опи-
ловки на 3 см при выравнивании кромок.
Расчетное расстояние для проверки фанерной стенки на устой-
чивость из ее плоскости, равное расстоянию между ребрами в
свету:-
а = 84—= 74,5 см < 65бф = 65- 1,2 = 78 см.
Следовательно, коэффициент устойчивости фф=1, и проверку
фанерной стенки на устойчивость не производим.
Длину опорных участков балки с дополнительными фанерными
стенками принимаем равной 150 см. При этом дополнительные
стенки не будут иметь стыков, так как длина участка не превы-
шает длину листа фанеры.
Проверка скалывающих напряжений в сечении,
где обрываются дополнительные фанерные стенки
Расстояние от сечения до левой опоры х=150—10=140 см\
полная высота балки Л—81,1 см.
Расстояние между осями поясов /г'=81,1—18 = 63,1 см.
Изгибающий момент Л1= ~(11,70—1,40) = 10 410 кГ • м.
Поперечная сила Q = 8442—1443-1,40 = 6422 кГ.
Статический момент половины сечения Snp= 124,5 • 63,1 +
+ 0,1275-81,12=8695 см3.
Статический момент пояса Sn = 124,5 • 63,1 = 7856 см3.
Момент инерции сечения /пр= 13 608 +124,5 • 63,12 + 0,085 • 81,13=
= 554 358 см\'
Угол наклона верхнего пояса tga =------------------=0,1762.
Е	&	2563,7 —(120 — 81,1)
Уменьшение поперечной силы при наклонном поясе AQ =
_1 041 000-63,1-267,36-0,1762 = 280О кГ
~	554 358-2
Напряжения в фанерной стенке толщиной 12 мм
Т = (6422-.280°)8695 = 47 5	< 60 кПсм?.
1,2-554 358	'	'
Напряжения между шпонами фанеры в местах приклейки поя-
са к стенкам проверяем в двух сечениях:
а)	на опоре, где поперечная сила максимальная:
тшп—-------------=2,54 кГ см2 <	— 7 кГ см2,
шп 4-18-198500	1	п /	>
где /?шп=7 кГ/см2— расчетное сопротивление скалыванию клее-
вых швов фанеры по [7, табл. 15];
б)	в сечении на расстоянии от левой опоры х=140 см, где об-
рываются дополнительные стенки и в связи с этим уменьшается
площадь приклеивания пояса к стенке:
(6422-2800) 7856 =	2 кГ1смг^
шп 2-18-554 358
Проверка прогиба балки
Прогиб балки в середине пролета определяем, пользуясь общей
формулой перемещений:
/-У f ььЛз-а* + Ул (-8'-^
J £д 7Пр	J Од Т’пр
6—979
73
где Mt и Qi—изгибающий момент и поперечная сила от единич-
ной нагрузки (Р=1), приложенной в середине
пролета балки по направлению прогиба;
М„ и — то же, от равномерно распределенной норматив-
ной нагрузки (<7Н= 1126,2 кГ1м)-,
G:i— модуль сдвига древесины;
k—коэффициент, учитывающий неравномерность рас-
пределения касательных напряжений по попереч-
ному сечению балки.
Так как балка имеет криволинейное очертание, то она при
подсчете интегралов по методу Верещагийа разбивалась по длине
на 14 участков. В пределах каждого участка момент инерции при-
нимался постоянным, равным моменту инерции в середине участ-
ка. При решении первого интеграла прогиб равен 2,36 см.
Второй интеграл, учитывающий влияние касательных напряже-
ний, дает значительное увеличение прогиба. Полный прогиб балки
с учетом влияния сдвигающих напряжений равен: ?=5,4 см. Отно-
, f 5,4	1^1
сительныи прогиб — = ——— = —— <   .
н I 1170	216	200
Прогиб балки можно определить и графоаналитическим мето-
дом с учетом изменения момента инерции по ее длине.
Проверка опорной площадки на смятие поперек волокон
Принятый размер опорной площадки
Ксы = 20 (2 • 7 + 1,2 • 3) = 352 см2.
Напряжения смятия опорной площадки
<тсм= — =	= 24 кГ/см2 = Н'си = 24 кГ[см2.
см FCM 352	см	'
5.	Расход материалов
Расход материалов для изготовления клеефанёрных балок,
рассмотренных в примере расчета, дан в табл. 2.7.
Коэффициенты собственного веса балки (&с.в) вычислены по
формуле
д	1000£с.в
/v С В "	1 А
Z(pH+gH+gHc.B)
где р", g" и g*B—нормативные нагрузки в кГ/м2.
Как видно из табл. 2.7, балка с криволинейным верхним поя-
сом более экономична. При почти одинаковом расходе древесины
расход фанеры в деле на изготовление такой балки на 39% мень-
ше, чем для балки 1-го варианта.
Уменьшение расхода фанеры для 2-го варианта балки полу-
чено потому, что уменьшена высота балки и волокна наружных
74
Таблица 2.7
Расход материалов на одну клеефанерную балку
Наименование материалов	Единица измере- ния	Двускатная балка с наклон- ным верхним поясом (1-и вариант)		Балка с кри- волинейным верхним поя- сом (2-й вариант)
		без монтаж- ного стыка в середине пролета	с монтажным стыком в се* редине про- лета	
Фанера марки ФСФ ....	м3	0,312	0,307	0,19
	кг	200	196,5	121,6
Древесина сосны			0,78	0.91	0,73
		390	455	365
Клей феноло-формальдегидный, Марки КБ-3		кг	15	14	14
Стальные болты 		шт.	8	24	
	кг	3,75	11,21	
» нагели ......			40	
			13,16	
Полный вес балки		кГ	609	690	501
Вес балки (расчетный) иа 1 № проекции покрытия т . .	»	8,66	9,83	7,15
Коэффициент собственного ве- са балки йс.в		—	3,59	4,05	2,98
шпонов (рубашек) фанеры в этом варианте* направлены вдоль оси
балки, в результате чего отношение модуля упругости фанеры к
модулю упругости древесины повысилось с 0,65 в 1-м варианте до
0,85 во 2-м варианте.
Кроме того, в балке с криволинейным верхним поясом вместо
двух стенок толщиной по 10 мм каждая по всей длине балки, как
сто принято в 1-м варианте, поставлены одна стенка толщиной
12 мм и две дополнительные стенки такой же толщины только
в наиболее опасных опорных зонах длиной по .150 см.
Расход фанеры при изготовлении балок с криволинейным верх-
ним поясом фактически будет несколько больше из-за больших
отходов фанеры при выкраивании криволинейных заготовок.
6.	Монтаж балок покрытия
Монтаж клеефанерных балок производится краном соответ-
ствующей грузоподъемности и длины стрелы.
6*
76
При заготовке на заводе отдельных полубалок они предвари-
тельно на месте строительства соединяются монтажным стыком.
При подъеме балка захватывается тросом в двух точках (в тре-
тях или четвертях длины). Под захватные петли следует подло-
жить деревянные подкладки, чтобы не было обмятия кромок поя-
сов балки. Если балку поднимать без траверсы, захватывая ее
непосредственно тросом в двух точках, то на участке между точка-
ми захвата от натяжения троса появятся сжимающие усилия.
В этом случае балка обязательно должна быть проверена между
точками закрепления на устойчивость ее из плоскости.
ПРОСТЕЙШИЕ КОМБИНИРОВАННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
К простейшим комбинированным конструкциям относят мало-
пролетные стержневые системы, воспринимающие внеузловые на-
грузки или реакции.
В деревянных конструкциях простейшие комбинированные си-
стемы широко используются в виде консольных и стропильных,
подкосных, ригельно-подкосных, шпренгельных и подвесных, ба-
лочных и распорных систем^
Особенности конструирования и метода расчета (путем расчле-
нения комбинированной системы на стержневую и местную), об-
щего для всех видов простейших комбинированных систем, иллю-
стрируются на примере 3 расчета простейшей треугольной фермы.
Пример 3
ПОКРЫТИЕ ПО ТРЕУГОЛЬНЫМ БЕЗМЕТАЛЬНЫМ ФЕРМАМ
ПРОСТЕЙШЕЙ КОМБИНИРОВАННОЙ КОНСТРУКЦИИ ПРОЛЕТОМ 12 м
Спроектировать бесчердачное покрытие пролетом 12 м над
отапливаемым зданием цеха химического завода. Кровля рубе-
роидная, трехслойная. Изготовление конструкций заводское. Стро-
ительство расположено в районе г. Красноярска.
1.	Выбор конструкции и компоновка покрытия
Учитывая возможность заводского изготовления клееных кон-
струкций, небольшой пролет покрытия (12 м) и опасность хими-
ческой агрессии, принимаем в качестве несущих конструкций по-
крытия простейшие безметальные треугольные фермы из клееной
древесины. Утепленное кровельное покрытие принято панельное,
безметальной клеефанерной конструкции согласно примеру 1. Па-
нели кровельного покрытия укладываются непосредственно на
верхние пояса ферм, расставленных вдоль здания с шагом $ф = 6 м
между осями. Продольная жесткость покрытия обеспечивается
жесткими панелями ограждения, надежно прикрепленными к верх-
ним поясам ферм. Схема фермы, опирание ее на колонны и распо-
ложение панелей кровельного покрытия показаны на рис. 3.8.
2.	Геометрические размеры фермы и нагрузки
Расчетную схему принимаем по рис. 3.1 с характерным для
треугольных деревянных ферм отношением
77
± =	=	; i = tga = -^- = 0,4; a = 2l°4&;
I 12	5 ’	5	6
cosa = 0,928; sina = 0,371.
Нормативная снеговая нагрузка для a=21°48' (<25°) на 1 м2
горизонтальной проекции кровли согласно [6] для IV района тер-
ритории СССР
р«н = Ро с = 150-1 = 150 кГ/м2.
Рис. 3.1. -Расчетная схема треугольной фермы (простейшей
комбинированной системы) -
<7ф = ^сн §“1260+720= 1980 кГ!м горизонтальной проекции
фермы
Нормативная нагрузка от собственного веса кровли на 1 м2
горизонтальной проекции покрытия
g*=	= 86,2 кГ /м2.
Sk₽ cos a 0,928
Нормативная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции фермы
<7ф = Рсв5ф + £кР5ф + £ф= 150-6 + 86,2-6 + ^ =
= 900 + 517 + 90 = 1507 кГ/м,
517	р,
----= 90 кГ/м.
-1
где ориентировочное значение собственного веса фермы на 1 м го-
ризонтальной проекции фермы предварительно определяем при
&с.в ~ 5,
н __ Рен +gKp ___ 900 +
~	1000	~ 1000
kQ,Bl	5-12
Расчетная нагрузка
<7Ф = ^н«сн + £”₽ ”кр + ёфпф = 90°-1,4 + 517-1,2 + 90-1,1 =
= 1260 + 621 + 99 = 1260+720= 1980 кГ/м.
78
3.	Расчет фермы
Максимальная опорная реакция A = B—q-^~ — 198^'12 — ц 880 кГ.
При односторонней снеговой нагрузке опорные реакции соот-
ветственно равны:
A = -jL+±. PslL = ^L + ±.
2	4	2	2	4	2
В =	= Z29^2. -L . 1260'12 = 6210 кГ.
2	4	2	2	4	2
Эта треугольная ферма представляет собой простейшую комбини-
рованную систему. При конструировании таких ферм следует учи-
тывать, что верхний, наклонный, пояс, несущий распределенную
нагрузку, работает одновременно не только как сжатый элемент
стержневой системы, но и как наклонная балка. Воспринимаемая
поясом рассредоточенная внеузловая нагрузка вызывает в нем
местные моменты, поперечные и продольные силы. Местные про-
дольные силы, имеющие переменное значение по длине наклонного
пояса, геометрически складываются в узлах фермы не только с
продольной силой сжатия, действующей в стержневой системе, но
и с поперечной силой в местной системе.
Простейшие комбинированные системы рассчитываются по об-
щим методам строительной механики. Для наглядности конструи-
рования и расчета узловых сопряжений могут быть использованы
простейшие графические построения, предусматривающие расчле-
нение комбинированной (К) системы на простые: местную (М) и
стержневую (С) (рис. 3.2 и 3.3). Связь между местной и стержне-
вой системами осуществляется при помощи временно вводимых
«местных» сил Дм, Бм, Вм и т. д., которые являются опорными
реакциями для элементов местной системы и узловыми нагрузка-
ми для стержневой системы. Направление этих сил рекомендуется
принимать одинаковым с направлением действующих нагрузок;
в примере принято вертикальное направление, поскольку учитыва-
ются лишь вертикальные силы тяжести снеговой нагрузки и собст-
венного веса ограждающих и несущих частей сооружения. В пре-
делах каждой из систем при помощи местных сил Дм, Бм, Вм
и т. д. обеспечивается равновесие. После раздельного рассмотре-
ния обеих систем (М и С) и построения для каждой из них соот-
ветствующих эпюр N, Q и М производится сложение эпюр и сил.
Местные силы Лм, 5М, Вм и т. д., совпадающие по величине и по-
ложению, но имеющие противоположные знаки, при этом взаимно
уравновешиваются.
От раздельного рассмотрения местной и стержневой систем мы
вновь возвращаемся к исходной, комбинированной системе К. При
окончательном расчете и конструировании ее элементов учитыва-
ются и разгружающие моменты, возникающие в случае внецент-
79
Рис. 3.2. Эпюры N и М и силовые многоугольники, характеризующие
равновесие сил в узлах А, Б и В при симметричном нагружении фермы
М — местная система; С — стержневая система; К — комбинированная система
80
Aw VfcH ~7
'1980кГ!н t*
,i_£3 ^'^г^изр.пц
Рис. 3 3. Эпюры N и M и силовые многоугольники при "дюсторо»»
приложении снеговой нагрузки
81
ренного приложения сжимающих сил Nc в узловых сопряжениях.
Учитывается также и дополнительный момент от продольной силы
Nd при деформации пояса путем деления расчетного изгибающего
t 1 X2 Nc
момента на g= 1— ------.
3100/?cF6p
Преимущества этого универсального приема проявляются глав-
ным образом при графическом решении узловых сопряжений, а
также при рассмотрении несимметричных и монтажных нагрузок.
В решении данного примера методом последовательного при-
ближения получены требуемые размеры прямоугольного сечения
многослойного, склеенного из 13 досок, верхнего пояса фермы:
&ХЛ = (18 —0,6)Х(4 —0,5) 13= 17,4X45,5 см2.
Проверка несущей способности верхнего пояса
при снеговом нагружении обоих скатов кровельного покрытия
F = bh = 17,4-45,5 = 791 см2;
&Ла	17,4-45,5а	слип з
и/0=-----—--------------— = 6000 см3;
6	6
J =	= -17’4'45-5-3.. = 136 600
12	12
расчетная длина одной панели верхнего пояса
0,5-1200
--------- = 646
cos 21° 48'
сл4;
0,5/
cos а
см;
гибкость

сопротивления кле-
—-------= 49 2
0,289-45,5
Согласно [1], принимаем расчетный момент
еного сечения Й7расч = Wokw = 6OOO • 1,15 = 6900 см3 и 7?и = 130 кГ[см2.
На рис. 3.2 приведено графическое построение эпюр нормальных
сил и моментов для местной и стержневой систем. Ниже, на рис.
3.4 и 3.5, выявлена величина эксцентрицитета еи= 15,4 см прило-
жения сжимающих усилий, одинаковая как в опорном, так и в
коньковом узле, а следовательно, и в наиболее напряженном от
поперечного изгиба сечении верхнего пояса — в середине длины
его панели. В этом же сечении А/с= 15 980 кГ (см. рис. 3.2).
^2
Расчетный момент, изгибающий верхний пояс, М = ^—^—Ысеи=
8
== 198015 980-0,154 = 8900 — 2460 = 6440 кГ-м.
8
Напряжение в поясе
Ус . MRC	15980 . 6440-100-130	о .
Fa.T	lWp3C4Ra	791	0,8787-6900-130
+ 106,3 = 126,5 < 130 кГ/см2,
82
где
Е=1—	= _ 49,22-15980	= 0 8787
ЗЮОЯс^бр	3100-130-791
Проверка несущей способности верхнего пояса
при одностороннем снеговом нагружении одного (левого) ската покрытия
На рис. 3.3 приведены эпюры М и N. Геометрические данные
и величина эксцентрицитета остаются неизменными, но сжимаю-
щее усилие и величина разгружающего момента в обеих панелях
уменьшились.
Расчетная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции нагру-
женной снегом (левой) панели <7Лев=Рсн+£кр+£ф= 1260 + 621 +99=
= 1980 кГ/м-, для ненагруженной (правой) панели <7прав = £кр+£ф =
= 720 кГ/м.
Соответствующие местные опорные реакции (местные узловые
нагрузки) равны: Лм=5м.лев= -19|°— =5940 кГ и 5м.Прав = -бм =
=22о+ =2160 кГ
2
Расчетная сила сжатия, одинаковая в середине пролетов левой
и правой панелей, Мс=Ю900 кГ (см. рис. 3.3).
„	~	.	49,22.10900	ПП|7„
Соответствующее £= 1---------2— = 1-----------------=0,9172.
J	3100/?с?'бр	3100-130-791
Максимальный момент, изгибающий нагруженную панель верх-
/2	2
него пояса в середине панели, Л1лев = 5лев п___дг е — 1980-62 __
8	с и 8
— 10900-0,154 = 8900— 1678 = 7222 кГ  м.
Максимальные напряжения в этом сечении
— Ne _1_	— 10900 ।	7222-100-130	_
~ FHT ' gU7pac4 Ra “ 791	' 0,9172-6900-130 “
= 13,8 + 114,2 = 128 кГ/см2« 130 кГ(см2).
Максимальные напряжения в правой панели, не нагруженной
снегом, можно не проверять, поскольку максимальное значение
790. 62
изгибающего момента Мправ=-------------10 900-0,154=1562 кГ-м
много меньше, чем Млев=7222 кГ • м.
Конструкция и расчет опорного узла
Для обеспечения сборно-разборности и безметальности покры-
тия в качестве основного конструктивного сопряжения поясов фер«
мы в опорном узле применено соединение на лобовой врубке
(рис. 3.4). Аварийный болт и анкерное крепление, так же как и
все остальные металлические детали, примененные в данной кон-
струкции, не относятся к числу основных конструктивных элемен-
83
Рис. 3.4. Опорный узел фермы (а) и карнизный узел сопряжения кровельных и стеновых панелей (б)
2 — нижний пояс фермы; 2 — верхний пояс фермы; 3 — аварийный болт 0 30 мм; 4 — железобетонная стойка; 5 — многослойная
рубероидная прокладка; 6 — кровельные панели; 7 — стеновая панель, опирается на цоколь из сборного железобетона; 8 — за-
щитный антнсептированный желоб: 9 — нащельник из оцинкованной стали; 10 — слезник из оцинкованной стали; // — асбесто-
цементная облицовка; 12 — гвоздевое крепление панелей; /3 — сплачивание продольных кромок панелей
тов. Малые габариты этих деталей позволяют применить надеж-
ные способы антикоррозионной защиты при изготовлении их.
Размеры сечения растянутого пояса фермы в опорной зоне
значительно увеличены по высоте — доведены до размеров сечения
верхнего пояса, чтобы компенсировать ослабление пояса глубо-
кой лобовой врубкой, отверстием для аварийного болта и подрез-
кой снизу. Кроме того, увеличение высоты опорной части
растянутого пояса повышает равномерность распределения скалы-
вающих напряжений в концевой части его и, следовательно, позво-
ляет избежать чрезмерного увеличения расчетной длины скалывае-
мого конца растянутого пояса.
При полном нагружении обоих скатов покрытия сила лобового
упора верхнего пояса, сминающая опорную врубку, направлена
под углом р = 38°40' и равна: Л7СМ= 19 000 кГ (см. рис. 3.2 и 3.4, а).
Расположив врубку под прямым углом к направлению наиболь-
шего сминающего усилия и вычислив для угла смятия асм=Р =
= 38°40' расчетное сопротивление смятию древесины нижнего
пояса
Г)	/?см	130	р , g
38° 40’ ~	7+	7	, iqq	X	—71 кГ/CM ,
1 + ——— 1 I sin3 38° 40'	1+|----—1)0,2436
U?CM90	/	\ 30	)
определим требуемую площадь смятия:
FCM> 1-ур- = 268 СЛ{2 = 17,4-15,4 см2.
Глубина врубки /гВр= 15,4 cos 38°40'= 15,4 • 0,78= 12 см. Эта
величина не должна превышать */3—'Л полной высоты Лбр опор-
ной части растянутого пояса.
Сохраняя кратность толщине строганых досок (3,5 см), при-
нимаем /гбр = 3,5 • 13 = 45,5 см. Располагая дополнительные слои
досок, приклеенных сверху и снизу, симметрично относительно оси
нетто растянутого пояса и центрируя опорную реакцию на пересе-
чение этой оси с максимальной силой 7VCM, определяем плечо гори-
зонтальных сил скалывания как расстояние (по вертикали) от
центра сминаемой площадки до оси нетто растянутого пояса еск=
= 16,75 см (см. рис. 3.4, а).
Для определения требуемой длины скалываемой площадки 1СК
т	"
из условия Fcr =? blCK > —— преобразуем формулу (30) из [1]:
РСР
2VCK
/?ср= ___^5____,
СК	I ’
1+₽—
еск
здесь /?ск=24 кГ)см2, 0 = 0,25 (для врубки с односторонним распо-
ложением площадки скалывания);
еск = 16,75 см; b = 17,4 см и Тск = Np = 14 850 кГ,
85
Подставляя вместо RCK его значение
< /?ср =
t;	СК
р/Ск
^СК___
1+р^- ’
^ск
определяем требуемую длину скалываемой площадки:
/ >------------------=---------14 850-16J.5-----~76 4Л1.
Лск^ск —Т'скР	24-17,4-16,75— 14850-0,25
При односторонней снеговой нагрузке (см. рис. 3.3) сущест-
венно уменьшается =Л7р = 10 120 кГ. Но при этом с ненагру-
женной стороны уменьшается и плечо е'ск =12,5 см (см. рис. 3.4).
Для этого случая напряжение
т =
10 120
17,4-76
7,5 кГ/см?
24	„
меньше Rck~	76~ =9,5 кГ/см2.
1 + 0,25-—-
12,5
Достаточность /ск=76 см во врубке со стороны, нагруженной
снегом, в проверке не нуждается, поскольку здесь одновременно
с уменьшением Тск в благоприятном направлении изменяется и
несущая способность врубки на скалывание: с увеличением еск
повышается и /?£₽.
В конструкции опорного узла, решенного с помощью лобовой
врубки, необходимо дополнительное крепление, обеспечивающее
неизменную плотность прилегания сопрягаемых элементов при
сборке и монтаже фермы. В условиях нормальной эксплуатации
конструкции болтовая связь не участвует в работе опорного узла;
жесткость сопротивления сдвигу односрезного нагельного соеди-
нения слишком мала для того, чтобы можно было учитывать раз-
гружающее влияние его на работу лобовой врубки.
Однако использование монтажной болтовой связи в качестве
«аварийной» на случай скалывания концевого выступа лобовой
врубки представляется целесообразным.
В данном примере рабочее сечение монтажного болта опреде-
лено из расчета его несущей способности на растяжение в каче-
стве «аварийной» связи.
В работе опорного узла независимо от характера нагружений
фермы предусматривается неизменность положения силы опорной
реакции (см. рис. 3.4, а). Реальность этого предположения доста-
точно надежно обеспечивается простейшими средствами путем
прокладки многослойной рубероидной подушки, играющей роль
пластического шарнира и одновременно роль гидроизоляционной
прослойки между деревянным узлом фермы и железобетонной
опорой.
86
Расчетное напряжение смятия опорной плоскости фермы попе-
рек волокон древесины при полном снеговом нагружении равно:
л“aKs — J*1 = 22,8 кГ/см2, что не превышает расчетного сопро-
тивления Кем 90 = 24 кГ/см2, принимаемого согласно [1].
В зоне опорного узла нижний пояс, усиленный относительно го-
ризонтальной оси, ослаблен врубками несимметрично. Максималь-
ная сила Мр здесь приложена с эксцентрицитетом ^=2,75 см, и
максимальные напряжения в ослабленном сечении равны:
_ __________14 850	_________ 14 850-2,75-6-80 _
(17,4 — 3,1)(45,5 — 12 — 6,5) +	14.3-27М30	~
= 38,5 + 14,5 = 53 кГ/см2 < 80
кГ /см2.
Конструкция и расчет стыка нижнего пояса
Растянутый стык нижнего пояса решаем на шести стальных
двусрезных нагелях .диаметром 24 мм в полунакладке (рис. 3.5).
Толщину каждой из накладок принимаем равной ^накл — 13—0,6 =
= 12,4 см.
Рис. 3.5. Стык в середине нижнего пояса фермы (стальные нагели
диаметром 24 мм; шайбы 70X70X6 мм)
Основное сечение растянутого пояса в зоне стыка оставляем
без усиления; в отличие от опорной зоны в средней части длины
растянутого пояса значительно меньше опасность нарушения цент-
ральности растяжения. Наибольшее напряжение в ослабленном
сечении
Стр = ----14850-----= 43,3 кГ/см2 < 80 кГ/см2.
р 17,4(24,5-2-2,4)	1	1
Несущую способность каждого рабочего среза симметричного
двусрезного стального нагеля определяем как наименьшее из зна-
чений:
Тс симм = 50cd = 50 • 17,4 • 2,4 = 2090 кГ;
7\ = 8(Ы = 80-12,4-2,4 = 2380 кГ-,
Ти= 180d2 + 2a2 = 180-2.42 + 2-12,42 = 1345 «Г;
Та = 250d2 = 250  2,42 = 1440 кГ.
87
t т	«	M,	14 850 < а л л п
На каждый срез нагеля приходится сила	= 1240 к!,
не превышающая наименьшей несущей способности Гияг= 1345 кГ.
Расстановку нагелей принимаем: поперечную $2 = 8,5 см
03,5-2,4 = 8,4 см); $3 = 8 см (>3-2,4 = 7,2 см) и продольную
st= 17 см (>7• 2,4= 16,8 см).
Полная длина каждой из накладок равна: /Накл = 2 -17-4= 136 см.
Структуру многослойных клееных накладок принимаем одинако-
вую со структурой поясов.
Для обеспечения жесткости стыкового сопряжения в работе
нижнего пояса на сжатие при монтаже фермы крайние четыре па-
ры нагелей снабжаем нарезками и используем в качестве стяжных
болтов (см. рис. 3.5).
Конструкция и расчет стыка сжатого пояса
в коньковом узле (рис. 3.8)
При полном симметричном снеговом нагружении покрытия
верхние концы сжатого пояса подвержены сминающему действию
горизонтальной силы й/см=14 850 кГ; они стыкуются простым ло-
Рис, 3.6. Коньковый узел покрытия
а — увел фермы; б — узел сопряжения кровельных панелей; в — к расчету накладок
и болтов при одностороннем снеговом нагружении покрытия
бовым упором. Размеры и положение сминаемой площадки в
коньковом узле назначаем из расчета на обеспечение приложения
силы, сжимающей верхний пояс, с таким же эксцентрицитетом
еи= 154 мм, как и в лобовой врубке опорного узла. Максимальное
напряжение смятия
88
о» -	= 64 rf/rf <R_ lt. «• = 100 кГ/сл.’,
При несимметричном нагружении снегом лишь одного из ска-
тов покрытия в коньковом узле возникает поперечная сила Q =
1	12
= —1260----- =1890 кГ. Полагая, что эта сила должна быть вос-
4	2
принята коньковыми накладками, обеспечиваем достаточно проч-
ное крепление последних двусрезными нагельными соединениями.
Учитывая кососимметричную схему работы накладок и при-
кладывая к ним силу Q в плоскости конькового стыка, т. е. в точ-
72
ке перегиба их оси (рис. 3.6, в), определяем силу Tt = Q----=
60
12
= 1890-1,2 = 2268 кГ и силу 7’2 = Q-^-=378 кГ.
При диаметре стального (болтового) нагеля d=l,6 см; а=
= 10,5 см; есим=17,4 см и асм = 90° временная несущая способность
одного среза нагеляТ90„ < ka Tnir &вр = 1^0,6 • 640 • 1,25 = 619 кГ.
Два двусрезных нагеля могут воспринять 47'9о = 4 -619 = 2476 кГ,
что превышает заданную силу 7’1 = 2268 кГ. Для восприятия силы
7'2 = 378 кГ с избытком достаточно одного двусрезного нагеля,
обеспечивающего несущую способность 27'д0 = 2 • 619= 1238 кГ.
Указанная на рис. 3.7 расстановка нагелей удовлетворяет тре-
бованиям норм.
Максимальное напряжение изгиба накладок в сечении, ослаб-
ленном двумя нагельными отверстиями, d=l,6 см:
=	= 189°~12'8’7- = 23,8 кГ/см2 < Ra = 130 кГ!см2.
JaT	8300	1	1
4.	Весовые характеристики элементов конструкции
Вес стальных деталей фермы 62 кГ (6,5%).
Полный вес фермы G“B ф =960 кГ (100%).
Вес 1 м фермы g”B ф = ~~~ = 80 к.Г[м.
Фактический коэффициент собственного веса фермы
k 1000'80 _ 4 46-
с,в,ф 12(900 + 517 + 80)	’ ’
это не превышает /гс-в.ф = 5, принятого в первом приближении.
Расчетный собственный вес фермы бс.в,ф = G”n и=960 • 1,1 =
= 1056 кГ и соответственно на 1 м пролета £+в.ф = 80 • 1,1 =
= 88 кГ/м.
5.	Монтаж конструкций покрытия
В целях фиксации положения ферм и облегчения пространст-
венного крепления их к верхнему поясу ферм приклеивается вспо-
89
могательный защитный желоб, фиксирующий положение опорных
пят «каблучков» кровельных панелей клеефанерной конструкции
(см. пример 1).
В карнизном узле (см. рис. 3.4, б) защитный желоб служит
связью со сборным стеновым панельным ограждением. Он проч-
но перекрывает просветы, оставляемые как в опорных, так и в
коньковом узлах для электропроводок и других коммуникаций.
Собственный вес защитного желоба, который составляет около
6 кГ1м горизонтальной проекции фермы, необходимо учитывать
в монтажном расчете элементов фермы. Монтажный расчетный
вес фермы с защитным поясом составляет:
GM0HT = 1056 + 6-12 = 1128 кГ и £монт = -Ц|^- = 94 кГ/м.
На рис. 3.7 приведена расчетная схема подъема фермы с по-
мощью автомобильного крана в предположении простейшего за-
хвата конькового узла без траверсы или иных вспомогательных
приспособлений. Нижний пояс работает в качестве распорки на
сжатие; верхний пояс — на растяжение. Связь между ними обес-
печивается нагельной работой аварийных болтов. Определение
расчетных усилий в узлах производим с использованием графи-
ческих построений, как для простейшей комбинированной систе-
мы. Вес стыковых накладок и металлических связей считаем при-
ложенным сосредоточенно, в узлах. Нагрузки принимаем по спе-
цификации с учетом коэффициента перегрузки пс.в=1,1. Динамич-,
ность приложения монтажных нагрузок в расчете отдельно не учи-
тываем, полагая, что она компенсируется существенным увеличе-
нием несущей способности элементов деревянных конструкций при
кратковременном приложении нагрузок.
Наибольшая монтажная сила сжатия в нижнем поясе (рис. 3.7)
2УС = 682 кГ воспринимается сечением /?Расч= 17,4- 24,5 = 426 см2
с весьма малым напряжением. Решающее значение имеет большая
гибкость сжатого стержня из плоскости фермы при свободной дли-
не /Расч=1200 см. В расчете полагаем, что парные накладки, плот-
но охватывающие поясной стык (при помощи подтяжки болтов
непосредственно перед кантовкой и подъемом фермы), жестко-
стью своей компенсируют стыковое ослабление пояса.
Гибкость Х=----------- = 239; ф =
17,4-0,289	т
IT	Nc 682
Напряжение сжатия <тс=
Rcqi =130-0,054 = 7 кГ/см2.
3100 _ 3100
X2 “ 2392
= 1,6 кГ/см2 не превышает
= 0,054.
В опорном узле взаимодействие между концами верхнего (рас-
тянутого) и нижнего (сжатого) поясов, несущими местную узло-
вую нагрузку 156+117 = 273 кГ (рис. 3.7), оценивается силой
690 кГ. На аварийный болт, работающий как нагель, при подъ-
еме фермы приходится 7=680 кГ; это не превышает несущей спо-
90
$>нш ffl8xf
Рис. 3.7. Эпюры N и М и силовые многоугольники от мон-
тажных нагрузок при подъеме фермы
““““для узла Б; --------для узлов В и А;
---------для узла Г
91
собности стального нагеля диаметром 3 см: при избыточном за-
щемлении (а~40 см) Тнаг=250 • 32 = 2250 кГ.
В коньковом узле вся монтажная сила тяжести фермы GMOht =
= 1128 кГ передается крюку стрелы крана мягкими стропами,
охватывающими коньковые накладки. Концы каждой из панелей
верхнего пояса сопряжены с накладками тремя двусрезными бол-
товыми нагелями диаметром 1,6 см, работающими под углом
асм=33° на действие силы 820 кГ. Несущая способность этих на-
гелей 7^=3-2-640 ]/"0,9 = 3640 кГ значительно превышает данную
силу. Половина веса нижнего пояса и вес стыковых накладок как
при подъеме фермы, так и в условиях эксплуатации ее через под-
веску и коротыш передаются коньковым накладкам (рис. 3.6).
Остальные элементы конструкции как при кантовке фермы,
так и при подъеме ее не претерпевают существенных силовых воз-
действий и в монтажной расчетной проверке не нуждаются.
6.	Ограждающие конструкции
На рис. 3.8 приведен общий вид фермы в поперечном разрезе здания сборно-
разборной конструкции. В сборном железобетоне решены основные колонны зда-
ния, фундаменты (стаканного типа) и цоколь, непосредственно соприкасающиеся
с грунтом. Стены и покрытия — из сборных панелей клеефанерной конструкции.
Рис. 3.8. Общий вид сборно-разборной треугольной фермы клееной конструк-
ции (р"н= 150 кГ/м?-, 5ф = 6 м; рф = 1980 кГ/м-, йс.в=4,46)
Сама несущая конструкция, отделенная от ограждающей части покрытия ан-
тисептпрованным «защитным желобом», не нуждается в химических мерах защиты
от биологической агрессии. Изготовленные из высушенной клееной древесины
массивные, гладко остроганные, с закругленными ребрами, покрашенные нли лаки-
рованные водостойкими красками элементы фермы требуют лишь временной за-
щиты от загрязнения при транспортировании. В зарубежной практике для этих
целей применяют прочную бумажную упаковку.
Количество гвоздевых связей (или глухарей), которыми опорные пяты кро-
вельных панелей должны быть (сквозь «защитный желоб») пришиты к верхнему
92
поясу фермы, назначается в Зависимости от конструкции торцовых стен и вели-
чины продольных сил, которые должны быть восприняты покрытием. В рассмат-
риваемом примере устойчивость здания в целом определяется устойчивостью
железобетонных колонн; несущая способность крепления панелей к верхнему поясу
определяется при этом из условия восприятия скатной составляющей вертикаль-
ной нагрузки, действующей на каждый полупролет фермы (не считая собствен-
ного веса самой фермы). При максимальном снеговом нагружении расчетное
значение скатной составляющей для опорных пят каждого ряда панелей равно:
6
?ск = (1260 + 621) — sin 21 48' = 2090 кГ.
Для восприятия скатной силы (без учета разгружающих сил трения) гвоз-
2090
дями диаметром 5,5 мм, длиной 175 мм требуется забить -^у-= 17 гвоздей, т. е. по
4 гвоздя в опорную пяту каждой панели. Количество связей можно уменьшить до
двух иа каждую опору панели, если заменить гвозди диаметром 5,5 мм глухарями
диаметром 10 мм. Каждый из этих вариантов имеет свои достоинства и недо-
статки. Гвозди просто забиваются, но для выдергивания их гвоздодером в сборно-
разборных конструкциях требуется применение специальных конических шайб
(см. рис. 3.4,6). Глухари просто вывертываются коловоротом, но для завинчи-
вания их необходимо предварительно сверлить гнезда диаметром 0,8 dT„. В обоих
вариантах повреждаются верхние слои клееной древесины верхнего пояса фермы.
В.целях повышения долговечности основной несущей конструкции, рассчи-
танной на эксплуатацию в условиях химически агрессивного или влажного про-
изводства, целесообразно защитный желоб не пришивать к верхнему поясу метал-
лическими связями, а заранее приклеивать его водостойкими клеями.
7.	Вариант фермы арочного очертания
Если здание рассчитано на однократную сборку и фермы опи-
раются на пилястры массивных каменных стен, то целесообразно
отказаться от лобовой врубки и применить вариант укороченного
опорного узла с металлическими поковками, заранее прикреплен-
ными глухарями к нижнему поясу. На рис. 3.9, б приведен вари-
ант такого металлодеревянного решения опорного узла. На рис.
3.9, а показана схема фермы с криволинейным арочным верхним
поясом, к которой и относится вариант укороченного опорного уз-
ла. На этом примере вновь подтверждаются технико-экономиче-
ские преимущества арочного решения клееных деревянных конст-
рукций.
Замена треугольного очертания верхнего пояса криволиней-
ным позволяет уменьшить высоту сечения верхнего пояса с 45,5
до 31,5 см. Собственный вес фермы при этом уменьшается при-
мерно на 15%, коэффициент собственного веса — с 4,46 до 3,8.
Экономическая эффективность арочного решения фермы до-
стигается без существенного усложнения процесса производства
работ; потребуется лишь новая оснастка пресс-вагонеток. Выпук-
лое «сводчатое» очертание панелей кровельного покрытия дости-
гается приданием трапециевидной формы торцовым вкладышам.
Сводчатость очертания ограждающей конструкции покрытия спо-
собствует повышению его эксплуатационного качества: повыша-
93
Рис. 3.9. Сборная клееная фер-
ма с криволинейным арочным
верхним поясом
а —схема фермы;, б — деталь опор-
ного узла; / — защитный желоб;
2 — нащельник нз оцинкованной
кровельной стали; 3 — минеральный
войлок; 4 — подферменникн нз лист-
венницы нли дуба; 5 — анкер
ется жесткость клеефанерной конструкции — как отдельных па-
нелей, так и покрытия в целом.
Треугольному очертанию кровельного покрытия можно отдать
предпочтение лишь по соображениям использования асбестоце-
ментных волнистых кровельных листов; в некоторых случаях
сводчатое решение потолка не рекомендуется по требованиям
строительной акустики.
АРКИ И РАМЫ
Распорные арочные и рамные деревянные конструкции, пяты
которых уперты в железобетонные фундаменты или контрфорсы,
относятся к наиболее рациональным видам клееных деревянных
конструкций. Безметальное решение наземной части таких конст-
рукций позволяет эффективно использовать их в производствен-
ных и складских зданиях с химически агрессивной средой.
Обычно рекомендуемая трехшарнирная схема таких конструк-
ций оправдывается прежде всего необходимостью облегчить изго-
товление и транспортирование монтажных блоков; при этом не-
трудно обеспечить простое сопряжение полуарок и полурам в
коньковом узле. Кроме того, применение статически определимой
схемы позволяет облегчить конструкцию фундаментов. В пологих
арках следует предусматривать устройство строительного подъе-
ма, т. е. повышение при монтаже конькового узла с учетом боль-
шей или меньшей податливости фундаментов.
Очертание арочных конструкций, максимально приближенное
к очертанию кривой давления от постоянных, длительно действу-
ющих нагрузок, обезвреживает влияние ползучести древесины;
полные расчетные напряжения от сжатия с поперечным изгибом
достигаются лишь кратковременно при действии ветровых и од-
носторонних снеговых нагрузок.
Кривизна очертания полуарок принимается, как правило, по-
стоянной; лишь в концевых зонах, на длине 30—40 см от торцово-
го среза, сохраняются прямолинейные участки склеиваемых до-
сок; такое решение целесообразно, поскольку оно способствует
упрощению технологии склеивания полуарок и уменьшению рас-
калывающих напряжений в зоне опорных и конькового шарниров.
В рамных гнутых многослойных клееных конструкциях, очер-
тание которых существенно отклоняется от очертания кривой дав-
ления, неизбежно местное увеличение изгибающих моментов и
соответствующее местное увеличение высоты сечения. При этом не-
обходимо исключить выклинивание косообрезанных торцов край-
них досок в зону растянутой кромки рамы; все дополнительные
слои досок должны приклеиваться к сжатой, вогнутой кромке
рамы.
Некоторое усложнение производства работ, увеличение веса и
повышение стоимости рамных конструкций по сравнению с ароч-
ными конструкциями оправдывается при сравнительно небольших
пролетах и при необходимости использования ног рамы в качест-
ве опор для стен.
96
При больших пролетах рам и, особенно, при консольных вы-
пусках ригельной части рам следует применять разборную конст-
рукцию ног (пример 6), облегчающую транспортирование рам по
частям.
Пример 4
ПОКРЫТИЕ ПО ТРЕХШАРНИРНЫМ АРКАМ
КРУГОВОГО ОЧЕРТАНИЯ ПРОЛЕТОМ 12 м
Спроектировать деревянное покрытие пролетом 12 м над неота-
пливаемым зданием склада. Кровля рубероидная. Изготовление
конструкций заводское. Строительство склада расположено в
районе г. Тамбова.
1. Выбор конструкций и компоновка покрытия (рис. 4.1, 4.2)
В качестве несущих конструкций покрытия принимаем клееные
трехшарнирные арки из гнутых плашмя досок (основной вари-
ант). Арки размещены вдоль здания через 6 м. Ограждающая
часть покрытия состоит из прогонов, расположенных по аркам на
расстоянии 1 м друг от друга, и дощатых щитов с рубероидной
кровлей. Во втором варианте приняты кружальные дощатые арки,
размещенные вдоль здания через 1 или 2 м. В этом варианте кро-
вельные щиты укладывают непосредственно по кружальным ар-
кам. Пространственная жесткость покрытия обеспечивается кро-
вельными щитами, надежно прикрепленными к прогонам или
непосредственно к аркам.
2. Нагрузки
Таблица 4.1
Нормативные н расчетные нагрузки на 1 м2 плана здания
Наименование	Нормативная нагрузка в кГ!м*	Коэффи- циент перегрузки	Расчетная нагрузка в кГ!л?
Кровельный щит из досок при приведенной толщине 2,4 см	При длине дуги арки 14,6 м и пролете 12 м: (0,024.1-1) X 14,6 X 500	— 14,6 12	1,1	16,1
Рубероид	„ 14,6	1,1	8,1
	6	12 “',3		
П рогоны сечением 2(15 X	2(0,15-0,04.1) 500-14,6._7 q	1,1	8,05
Х4) см через 1 м по дуге арки	12		
Собственный вес арки	2,7	1,1	3
Временная нагрузка — снег	42,5	1,4	60
Итого	g» = 74,4		£ = 95,25
7—979
97
Рис. 4.1. Покрытие с клееными арками
в — общий вид и план кровли; б— детали опирания прогонов кровли; в — щит кровли из досок 16X100 мм
Рис. 4.2. Клееная арка
а — общий вид; б — деталь опирания арки на железобетонный фундамент; в — деталь
конькового шарнира; г — поперечное сеченне арки
Собственный вес арки определен при &с.в = 3 из выражения
= рн +^...... = 42,5-|-(14,6 + 7,3-|-7,3) = 7_Н7 =
6	1000	1000	26,8
W	342-1
Нормативная снеговая нагрузка на арку определена с учетом
цилиндрической формы покрытия (см. [6]):
р»н = Ср = 0,425- 100 = 42,5 кГ/м\
где с =	= 0,425.
8/	8-3,53
7*
90
Величина нормативного ветрового напора <?о=35 кГ1м2. С уче-
том формы покрытия (СНиП П-А.11-62) и коэффициента пере-
грузки п=1,2 расчетная ветровая нагрузка, действующая нор-
мально к дуге арки (см. рис. 4.3,6), определяется по формуле
12000
Рис. 4.3. К расчету арки
а — эпюра моментов от единичной Погонной на-
грузки. расположенной на левой, половине арки;
б — эпюра ветровой нагрузки прн действии ветра
слева;. определение вертикальных опорных реак-
ций н распора; в — эпюра моментов от давления
ветра слева
q = 1,2^оС
f	3,53	„ опс
для — — -— = 0,295 s
I 12
яь;0,3 имеем
с = — 1 и = + 0,4;
<7! = 35-0,4-1,2 =
= 16,8 кГЛи2;
% = —35-1-1,2 = —
— 42 кГ/м* и (?3 = —
-35-0,4-1,2 = —
— 16,8 кГ /м\
3. Расчет элементов
кровли
Кровельный- щит (см.
рис. 4.1, в) состоит из до-
щатого настила толщи-
ной 16 мм, соединенного
снизу поперечными и ди-
агональными досками, и
рубероидного ковра, при-
клеенного сверху на-
стила.
Щиты кровли являют-
ся одновременно благо-
даря прибитым снизу ди-
агональным элементам и
продольными ветровыми
связями. Кроме того, они воспринимают скатную составляющую
нагрузки, исключая косой изгиб прогонов кровли.
Прогоны кровли поставлены через 1 м по дуге арки (см.
рис. 4.1, 6), они выполнены из парных досок по неразрезной
схеме.
Расчет элементов кровли производится так же, как в приме-
ре 10.
4. Расчет клееной арки
Расчетная нагрузка на 1 м арки (табл. 4.1):
а) постоянная g— (16,1 + 8,1 + 8,05+3)6=211 кГ/м-,
100
б) временная — снег р = 60-6=360 кГ/л;
в) временная — ветер 9] = 16,8-6= 101 кГ1м\ q2=—42-6=
= —252 кГ/м- q3 = —16,8-6= —101 кГ/м.
Для определения усилий в арке от постоянной и временной
снеговой нагрузки достаточно произвести расчет арки на единич-
ную нагрузку 9=1, расположенную на левой половине пролета.
Усилия в арке при нагрузке 9=1 на всем пролете получаются пу-
тем алгебраического суммирования усилий, полученных от одно-
сторонней нагрузки в симметричных точках дуги (пролета) арки.
Предварительно определяем геометрические размеры арки: 1=
= 12 м-, /=3,53 м.
Радиус арки
7? = -Р + 4/а- = 6,865 м.
Координаты х и у точек арки определяем через 0,1/. Начало
координат — левая опора А (см. рис. 4.3, а)
уп = у/_Хлу_с. c = R — / = 6,87 — 3,53 = 3,34л.
Например, для точки 1
хх = 0,1/= 1,2 л; у^Кб.в?2 —(6 — 1,2)2 —3,34 = 1,61л.
Распор арки при нагрузке на половине пролета
Опорные реакции:
Л = -^-9/= 4,59;
B = ±-ql= 1,59.
Изгибающие моменты в левой половине
Мп = (7ИО)Л - Нуп =	- (2,559) уп.
Например, для точки 1
M1 = q [(4,5 1,2—	— 2,55 • 1 ,б] = + 0,69.
Изгибающие моменты в правой половине (х — от правой опо-
ры Б)
Мп — Бхп — НуП'
Например, для точки Г‘.
М\ = 9(1,5-1,2 - 2,55-1,6) = — 2,289.
101
Таблица 4.2
Изгибающие моменты в кГ • м.
М точки	1	От единичной на- грузки			От постоян- ной нагрузки § = 211 кГ/м	От снеговой нагруз- ки р — 360 кГ/м			От ветра		Расчетные вели- чины моментов (с учетом сочета- ния нагрузок)
	слева на 1/2	спра- ва на Z/2	на 1		слева на 1/2	справа на 1/2	иа 1	слева	справа	
А	0	0	0	0	0	0	0	0	0	0
1	+0,60	—2,28	—1,68	—354	+216.	—822.	—606	+990	+270	-1176; + 731
2	+1,50	—2,82	—1,32	-279	+5'40	—1020	—480	+930	+153	—1299; +1046
3	+1,79	—2,55	—0,76	—160	+645	—920	—275	+474	—46	—1080; + 850
4	+1.35	—1,55	—0,20	-42	+486	—558	-72	+255	—125	— 657; + 625
5	0	0	0	0	0	0	0	0	0	0
4'	—1,55	+1.35	-0,20	-42	-558	+486	—72	—125	+255	—
3'	-2,55	+1.79	-0,76	—160	—920	+645	—275	— 46	+474	—
2'	—2,82	+1,60	—1,32	-279	-1020	+540	—480	+153	4-930	—
/'	—2,28	+0,60	—1,68	—354	-822	+216	—606	+270	+990	—
£	0	0	0	0	0	0	0	0	0	—
В табл. 4.2 приведены величины
изгибающих моментов от еди-
ничной нагрузки q, от постоянной нагрузки и от временной снего-
вой нагрузки. Эпюра моментов дана на рис. 4.3, а.
Для расчета арки на временную ветровую нагрузку определяем
равнодействующие, приложенные посередине соответствующих дуг
и равные (см. рис. 4.3, б):
/?! = + 101-3,45 = + 349 кГ- Т?2 =-252-7,7 = — 1940 кГ;
R3 = — 101-3,45 = —349 «Л
Силы R пересекаются в центре окружности, причем R} и R3
дают горизонтальную равнодействующую, равную 520 кГ, которая
вызывает опорные реакции:
V. = 520 ^-4 = 145кГ и УБ = — 145 кГ.
л	12
Полные опорные реакции:
Л = _ 1^2 + ns = _ 825 ц Б = -	— 145 = - 11 15кГ.
Величины распора (см. рис. 4.3, б) определяются из условия
Мс = - 825  6 — 349 • 5 +	1,85 + Нд 3,53 = 0.
Здесь 5 и 1,85 — плечи сил %Иу относительно точки С, оп-
ределенные графически.
„	4910
Г1 А-
А 3,53
Аналогично НБ = 810 кГ.
= 1390 кГ.
102
Изгибающие моменты в арке определяются в точках 1 (полови-
на дуги 0—2), 2, 3 и 4 (делят дугу 2—5 на три равные части) в
левой половине арки и в симметричных точках правой половины
(см. рис. 4.3, б, в).
Точка 4:
Mt = 1390-3,4 —825-4,7- —349-4 + 252— 1,25 = + 255 кГ-M.
*	3
Здесь 3,4; 4,7; 4 и 1,25 — плечи соответствующих сил относительно
точки 4.
Точка 2':
Л4'= 870-2,5 — 1115-2,35 + 349-1,7= + 153кГ-м.
Аналогично определяются моменты в других точках.
Точка 5:
М5 = 0;
Л46 = 870-3,53 — 1115-6 +349-5 + ~ 1,85 =
= 6611 — 6700	0 (разница 1,3%).
При одновременном сочетании снеговой и ветровой нагрузки
с постоянной в величины моментов от двух первых нагрузок вво-
дится в соответствии с п. 1.7 и 1.8 СНиП П-А.11-62 коэффи-
циент 0,9.
Максимальный момент 1299 кГ • м в точке 2 получается без
учета ветровой нагрузки. Нормальная сила в той же точке при том
же загружении:
М = Qo sin ф + Н cos <р;
I
9	6—24
sin q>2 = —----= -—— = 0,523; ф, = 31 ° 30';
R	688	>	> Y2
созф2 = 0,853;
от постоянной нагрузки:
Н = 21 b 122 = 1077 кГ;
8-3,53
Лапост = (“^-211-2,4 )0,523+ 1077-0,853= 1317/сГ;
от временной нагрузки — снега на правой половине арки:
= 360+^ = 922
16-3,53
= (^у^) 0,523 + 922-0,853 = 1064/сГ.
Всего А2= 1317+1064=2381 кГ.
103
Принимаем сечение арки из девяти досок 28^< 130 мм (см.
рис. 4.2, г), толщина досок до острожки 32 мм.
R 6880	осп	1
— = — = 246^250 и <рг.н = 1;
Cl
h = 28-9 — 252 мм; Ь = 130мм;
F = 25,2 -13 = 327,6 см2;
Г = -13'25-22 = 1378 сма;
6
«	7	°-55
гибкость Л = -------
0,5-1460
0,289-25,2
Здесь S— 1460 см — длина дуги арки.
- . __?381_ = 0,82;
327,6-130
129 900-130
5=1
lOO2
3100
ЛЫЪ = 2381	= 122 з < \30 кГ/см2.
F W£,R„	327,6	1378-0,82-130
Для расчета фундаментов необходимо знать максимальные
распор и вертикальные опорные реакции:

8-3,53
л = £=(2И±360)11 = 3420/сЛ 5 * * * * * * * * * * * * * * * * *
,2
5. Расчет кружальной дощатой арки
Особенности конструкции
Вариант покрытия с несущими конструкциями в виде кружаль-
ных арок рассмотрен для двух случаев расстановки арок: через
2 м и через 1 м (рис. 4.4).
В обоих случаях покрытие монтируется из заранее собранных
укрупненных блоков шириной вдоль здания 2 или 1 м, состоящих
из двух полуарок и кровли. В собранном из таких блоков покры-
тии арки будут спаренными и имеют четырехслойное сечение
(рис. 4.4,в, г).
В зависимости от места изготовления арок и транспортных воз-
можностей на строительство подают или готовые блоки, или же
отдельные элементы покрытия: косяки арок и щиты кровли. В> пос-
леднем случае блок покрытия собирается на месте и монтаж ве-
дется готовыми блоками, что обеспечивает при сборке покрытия
пространственную устойчивость гибких арок. Для предохранения
блока от перекоса между соседними арками ставятся распорные
доски.
104
CO
I
O£Sf
Рис. 4 4. Покрытие с кружальными арками
а — общий вид; б — деталь опирания арки на мауэрлат и железобетонный фундамент; « — расположение спаренных
арок при ширине монтажного блока 2 м; г — то же, при ширине монтажного блока 1 м
Кружальные арки состоят по дуге из восьми косяков и имеют
двухслойное сечение со стыками, смещенными на полудлину ко-
сяка. Косяки обоих слоев арки, а также спаренные арки после
установки блоков соединяют друг с другом гвоздями.
Расстановка спаренных арок через 2 м (рис. 4.4, в)
В соответствии с предыдущим расчетом на одну (двухслойную)
арку приходится: М— 1299 : 6 = 217 кГ • м и 7V=2381 : 6 = 397 кГ.
Принимаем сечение косяка 180x50 мм (рис. 4.5, а, б).
Учитывая, что нагрузка от кровли передается на второй слой
косяков только частично и что косяки этого слоя не упираются
в мауэрлатный брус, принимаем, что не только М (как обычно
при двухслойном решении), но и N воспринимаются одним слоем
косяков.
18-5 = 90 см2- 1F=	= 270 ел?.
6
г,	г	.	0,55	0,5-1460
Расчетная гибкость арки Л —----- =--------= 141*;
г	г 0,289-18
g=l_Jill.i = 0,78.
3100 90-130
т_т	397 ,	21 700	, Л юл г/ я
Напряжение о =--------------= 107,4 < 130/сг /см2.
1	90	270-0,78
Необходимое количество гвоздей d=4 мм и /гв= 110 мм для
соединения двух слоев косяков при расстоянии между центрами
групп гвоздей а = 0,726 м (рис. 4.5, в) и Ггв = 64 кГ (приложе-
ние 3) -.
"Г, = 7^17 ° М.0,78.0,726	(СМ. рис. 4.5,8, д).
Щиты кровли, имеющие размер 2x1,86 м в соответствии с дли-
ной косяка поверху, состоят из рабочего настила 22X100 мм, ра-
ботающего на пролете 2 м, и элементов решетки щита из досок
того же размера (см. рис. 4.5, е).
Расчет рабочего настила по однопролетной схеме производится
так же, как и в покрытии с клееными арками.
Фундаменты опоры устраиваются через 4 м вдоль здания.
В промежутке между ними арки опираются на мауэрлатный брус,
сечение которого определяется расчетом на изгиб. Опорная реак-
ция от арок, опирающихся на мауэрлат посередине его пролета,
л	3420 л 1 1 лл Г-	и 2921 Q Л-7/? Г-
А =----2=1140 кГ; распор Н=-------- 2 = 976 кГ.
6	6
Верхняя плоскость мауэрлата расположена перпендикулярно
нормальной силе арки (рис. 4.4, б):
7V= Asina + Ясояа = 1140-0,874 + 976-0,485 = 1472/сЛ
* При гибких косяках с —— + 10 податливость связей можно не учитывать.
Принимаем брус 20X20 см\ 117=1333 см3;
,,	1472-4	,	„	147 200
Л4 = —— = 1472/сГ-л/; о = —	= 111 < 130 кГ/см*.
**	1оои
Рис. 4.5. Косяки кружальных арок и щиты кровли
а — косяк первого слоя: б — косяк второго слоя; в — к опреде-
лению размеров длин и скоса косяков; г и д — размещение
гвоздей 4X100 мм в стыках косяков; е — кровельный щит при
шаге арок 2 м; ж — то же, при шаге 1 м
Прогиб мауэрлата от нормативной нагрузки
qH = 71,7 + 2,7 = 74,4 кГ/м;
расчетная нагрузка
<7Р = 35,25 + 60 = 95,25 кГ/м;
8*
107
= 111	= 86,25 кПсм2;
95,25
/_____<ти/ _ 86,25 400 _ 1	1
I ~ SEh~ 6-100000-20 ~ 347	200 '
Расстановка спаренных арок через 1 м (см. рис. 4.4, г)
М = 1299:12 = 108 кГ-м; N = 2381:12 = 199 кГ.
Принимаем сечение косяков 150X40 мм:
F = 15-4 = 60gm2; W = 150 сж3.
„ ,	»	0,5-1460
Гибкость арки л = -----------= 168;
1	0,289-15
1682
3100
199	10 800
60 + 150-0,77
= 0,77;
60-130
1=1
= 96,8 < 130к/7слга.
Необходимое количество гвоздей 4X100 мм в стыках косяков:
10 800
Пгв =--------------
в 64-72,6-0,77
= 3 ГВОЗДЯ.
Щиты кровли заранее прибиваются к аркам, образуя монтаж-
ный блок шириной 1 м.
Рабочий настил и решетка щита (см. рис. 4.5, ж) выполняются
из досок 16X100 мм; рабочий настил рассчитывается на пролете
1 м. Фундаментные опоры в этом случае ставятся тоже через 4 м.
Сечение мауэрлатного бруса такое же, как в предыдущем случае.
Определение размеров косяка
Размеры косяка должны определяться с точностью до 1 мм.
Необходимо определить длину косяка поверху и понизу, величину
скоса и высоту косяка в торце по направлению радиуса (для ко-
сяков второго слоя) (см. рис. 4.5, а, б).
Отношение
f 1	;	12 000 осоп
— = — и f = ---------= 3529мм.
I 3,4	'	3,4
Z2 + 4/2	12 0002 + 4,35292	со_е
R —-----1—— =---------!--------= 6865 мм;
8-3529
sin а = — =	= 0,874; а = 60°56/.
2R 2-6865
Угол, стягивающий один косяк, — = 15°14';
108
угол, стягивающий половину косяка, Ф = -7- = 7°37/;
О
sin ф = 0,132545; cos ф = 0,991021; tg ф = 0,133725.
Длина косяка поверху. /к=2/?] tgq>, где /?j=# +	.
Длина косяка понизу: Гк = 2R2 tg ф, где R2 = R —	.
Величина скоса А = ——— .
2
Косяки второго слоя получаются из косяков первого слоя пу-
тем обрезки верхней грани в крайних четвертях ее длины, при
этом высота торца косяка по направлению радиуса
h' = ——------— since (см. рис. 4.5,6, в).
к cos ср	4	г	'
При высоте косяка /гк= 180 мм длина поверху:
/к= 2(6865+ у) 0,133725 = 1859,8	1860мм-
длина понизу:
1'=2 /6865 — —) 0,133725 = 1811,5ж 1812мм.
\	2 )
.	1860 — 1812 о.
Скос А —--------~— 24 лш.
Высота торца по направлению радиуса для косяков второго
слоя
h =---------------- 0,132545 = 121 мм.
к 0,991021	4
Длина по верху средней части косяка второго слоя:
и ' ‘к I860 _ОА
(/к)2 = -у = -у- = 930 мм.
Длина по низу косяка второго слоя такая же, как у косяков
первого слоя.
Аналогично вычисляются размеры косяков высотой hK—150 мм.
6. Монтаж элементов покрытия
Монтажные элементы покрытия с клееными арками состоят из
заранее изготовленных и привезенных на место сборки клееных
полуарок, неразрезных прогонов (монтажный элемент неразрез-
ного прогона приведен в примере 10) и щитов кровли.
109
Основным сборочным элементом покрытия с кружальными ар-
ками являются укрупненные блоки (см. рис. 4.4), состоящие из
полуарок с заранее прибитыми щитами кровли с наклеенным по
ним одним слоем рубероида.
В зависимости от местных условий монтажные блоки могут
или заранее привозиться в готовом виде на место сборки, или же
изготовляться на месте из косяков и щитов. Косяки арки в любом
случае изготовляются механизированным способом.
Монтаж покрытия с клееными арками производится следую-
щим образом. В середине пролета, под коньковым узлом, устанав-
ливается легкая переносная башня-стремянка, имеющая наверху
небольшую рабочую площадку. Подъемным краном поднимаются
и устанавливаются на опоры полуарки, коньковый конец которых
опирают на верх стремянки. С рабочей площадки производится
замыкание шарнира полуарок.
Первая установленная арка обычно раскрепляется тросами,
последующие крепятся к предыдущим прогонам и щитами кровли.
Если по каким-либо причинам немедленная установка прогонов и
щитов невозможна, ставятся временные дощатые связи по верх-
ним поясам арок.
Монтаж покрытия с кружальными арками аналогичен монтажу
клееных арок, но монтажным элементом здесь является не отдель-
ная полуарка, а пространственный блок, состоящий из полуарок
с заранее прибитыми щитами кровли.
Поднятые краном и поставленные на фундаменты и стремянку
блоки замыкаются в коньке постановкой на гвоздях конькового
косяка второго слоя. Соседние по длине здания блоки сбиваются
друг с другом гвоздями через кружальные арки и распорные дос-
ки. Никакого дополнительного раскрепления блоков из плоскости
не требуется (во время монтажа), так как они сами по себе пред-
ставляют устойчивую пространственную коробку.
7. Сравнение вариантов по расходу древесины
1.	Клееные арки:
а)	арка 14,6(0,252 • 0,13) — =0,422 л/3;
б)	прогоны 16(0,08 • 0,15) 6= 1,155 м3;
в)	щиты кровли (0,016 + 0,082) 14,6 • 6 = 2,120 м3.
Здесь и в дальнейшем 0,0082 — приведенная толщина решетки
щита.
Всего на секцию 12X6 м: 0,422+1,155+2,120 = 3,697 м3.
Приведенная толщина древесины на план = 0,0514 м —
= 5,14 см.
2.	Кружальные спаренные арки при расстановке через 2 м:
а) арка 14,6(0,1 • 0,18) =0,263 лг3; на секцию 12-6 м — 0,263 X
Х2- 3=1,58 м3;
ПО
б) щиты кровли (0,0220 + 0,0061) 14,6 • 6=2,46 л/3;
в) доски-распорки	(0,18 • 0,05 • 2)6  3 = 0,324; здесь 0,0061 —
приведенная толщина решетки щита.
Всего на секцию 1,58 + 2,46+0,324 = 4,364 м3.
Приведенная толщина на план =0,0606 м = 6,06 см.
3.	Кружальные спаренные арки при расстановке через 1 м;
а)	арка (0,08 • 0,15) 14,6=0,176 м3; на секцию 12x6 м—
0,176.2-6=2,11 ж3;
б)	щиты кровли (0,016+0,0082)14,6-6 = 2,12 л/3;
в)	доски-распорки (0,15 • 0,04 • 1)6 • 6=0,216 м3.
Всего на секцию 12X6 — 2,11+2,12 + 0,216 = 4,446 м3.
Приведенная толщина =0,0617 = 6,17 см.
Итак, при клееных арках приведенная толщина древесины на
план составляет 5,14 см, а при кружальных арках при расстанов-
ке через 2 л — 6,06 см; через 1 м — 6,17 см.
Наименьший расход древесины на покрытие получается при
клееных арках. Расход древесины на покрытие с кружальными
арками увеличивается:
о 6,06 — 5,14	_
при шаге 2м на —-----------— 100= 17,9%;
5,14
„	„	1л/ „ —100 = 20%.
5,14
При сравнении двух вариантов покрытия с кружальными ар-
ками расстановка арок через 2 м дает экономию древесины на
-17~ 6,06 100=1,82%.
6,06
Из приведенных подсчетов также следует, что расход древеси-
ны на несущие конструкции составляет: на клееные арки 11,5%
от общего расхода на покрытие; на кружальные арки соответст-
венно 36 и 47%.
Меньший расход древесины для покрытия с клееными арками
все же не дает возможности всегда рекомендовать к применению
этот вариант. Применение клееных арок требует налаженного
заводского изготовления клееных конструкций. При отсутствии та-
кового лучше применять кружальные арки на гвоздях, как более
простые в изготовлении.
Пример 5
ПОКРЫТИЕ ПО КЛЕЕНЫМ ТРЕХШАРНИРНЫМ АРКАМ
СТРЕЛЬЧАТОГО ОЧЕРТАНИЯ ПРОЛЕТОМ 45 м
Спроектировать покрытие склада химических продуктов шири-
ной 45 м. Склад неотапливаемый. Кровля рубероидная. Район
строительства — г. Орел. Конструкции покрытия — заводского из-
готовления.
111
1.	Выбор конструкции и компоновка
покрытия
Учитывая большой пролет (45 м) покрытия и опасность вред-
ного химического воздействия на стальные элементы, в качестве
несущих конструкций покрытия принимаем безметальные трех-
шарнирные арки стрельчатого очертания со стрелой подъема f=
= у/. Покрытие опираем на железобетонные фундаменты, которые
воспринимают и распор от арок. Расстановка арок вдоль здания
Рис. 5.1, Поперечный разрез и план покрытия
/ — монорельс тельфера; 2 — галерея; 3 — кровельные щиты; 4 — связи;
5 — арки; S—34060 — развертка по поверхности кровли
принята через 3 м. Холодная ограждающая часть покрытия
принята щитовой клеефанерной конструкции с рубероидной кров-
лей в два слоя. Щиты укладываются непосредственно на арки.
Продольная устойчивость покрытия обеспечивается надежным
прикреплением щитов ограждающей части к аркам и устройством
диагональных связей из досок между соседними арками, которые
расположены у торцовых стен и через 21 м вдоль здания. В сред-
ней части покрытия вдоль всего склада расположена галерея для
транспортера, а к коньковым узлам арок подвешен рельсовый путь
(монорельс) для тельфера.
На рис. 5.1 показаны схема поперечного разреза и план по*
крытия.
112
2.	Конструкция и расчет элементов щита
ограждающей части покрытия
Щиты ограждающей части покрытия (рис. 5.2) приняты криво-
линейными в соответствии с очертанием арок. Размер щита 300X
Х600 см. Щит состоит из продольных (вдоль здания) брусков
сечением 35x45 мм, получаемых после острожки брусков черновой
заготовки сечением 40X50 мм и приклеенных к ним сверху и сни-
зу поясов из пятислойной фанеры повышенной водостойкости мар-
ки ФСФ толщиной 8 мм. Бруски расположены друг от друга на
расстоянии (между осями), равном 250 мм. Фанерные листы верх-
Рис. 5.2. Клеефанерный щит
/. — продольные бруски: 2—файера; 3 — опорный брусок
Таблица 5.1
Нормативные и расчетные нагрузки
Наименование нагрузок и их подсчет	Нормативная нагрузка	Коэффициент перегрузки	Расчетная нагрузка
Постоянная нагрузка в кГ/м2 по- крытия: кровля рубероидная 	 клеефанерный щит		10 25,6	1,1 1,1	и 28,1
Итого		35,6	—	39,1
Временная нагрузка — снеговая в кГ/м2 проекции покрытия для III района СССР (см. [6]) р"=рос= = 100-0,4		40	1,4	56
113
него и нижнего поясов имеют направление волокон наружных
шпонов вдоль длинной стороны щита. Соединение фанерных ли-
стов между собой производится стыком «на ус». У опорных концов
щита между продольными брусьями приклеиваются сплошные
диафрагмы из продольных брусков, посередине каждой диафраг-
мы оставляется щель около 5 мм для уменьшения внутренних на-
пряжений в клеевом шве между фанерой и брусками. Один слой
рубероидной кровли приклеивается к верхнему поясу щитов на
заводе, а второй слой — после укладки щитов на арки. Конструк-
ция опирания щитов на арки и стыков между щитами принимается
аналогичной приведенной в примере 1.
Нагрузки приведены в табл. 5.1.
Расчет щита производится так же, как в примере 1.
3.	Основные размеры арки
Арка состоит из двух полуарок кругового очертания. Расчетный
/	45
пролет арки /=45 м. Стрела подъема f= — = — =22,5 м. Радиус
кривизны полуарки R = 31 м.
Рис. 5.3. Основные размеры арки
На рис. 5.3 показаны координаты центра кривизны полуарки,
основные углы и точки сечения k арки, в которых определяются
изгибающие моменты. Изгибающие моменты в арке определяем
в сечениях, расположенных через 2,5 м друг от друга считая по
горизонтали.
Ординаты оси арки в этих сечениях подсчитываем по уравне-
нию окружности
114
(7	\2
— + а — Xk j + (b + УьУ — R2-
В примере: a = b = 7,56 м\ =22,5 ж; /? = 31 м.
Значения ординат yh приведены в табл. 5.2.
Таблица 5.2
________________________Значения ординат уь___
№ сечения	0 и 18	1 а 17	2 и 16	3 и 15	4 а 14	5 и 13	6 и 12	7 и И	8 и 10	9
xk	0	2,5	5	7,5	10	12,5	15	17,5	20	22,5
Ук	0	6,63	10,69	13,7	16,07	17,99	19,54	20,78	21,76	22,5
Длина хорды полуарки 1о=]У 2 • 22,52 = 31,82 л*.
Половина хорды -у- = -31^82 = 15,91 м.
sin — = 15,91 = 0,51323; величина угла — = 30°52'46".
2	31	J 2
Угол а = 61°45'32" = 61,7589°; cos—=0,85826.
2
„	с лЯа<> 3,14.31-61,7589 оо .1С
Длина дуги полуарки 5а =	- =------—-------= 33,415л*.
4.	Расчетные нагрузки
Постоянная нагрузка:
а)	от веса ограждающей части (см. табл. 5.1) и собственного
веса арки на 1 м — g = 3 • 39,1 +181,5 = 299 кГ{м.
Вес арки подсчитан на основании существующих проектов;
б)	от веса конструкции галереи в виде двух сосредоточенных
нагрузок, приложенных симметрично на расстоянии 3 м от конька,
Р= 1300 кГ.
Вес конструкции галереи задан в соответствии с расчетом ее
элементов и весом конструкций транспортера.
Временная нагрузка:
а)	снеговая нагрузка (см. табл. 5.1) на 1 м горизонтальной
проекции арки рсв=56-3=168 кГ!м\
б)	вес груза на транспортере передается на арку в виде двух
сосредоточенных сил РВр, приложенных симметрично по обе сторо-
ны от конька на расстоянии 3 м, Рвр = 6000 кГ\
в)	нагрузка от тельфера в виде сосредоточенного груза, при-
ложенного в коньке арки, Рт = 3100 кГ. Постоянная нагрузка от
монорельса из-за ее малой величины отдельно не учитывается;
115
г)	ветровая нагрузка, если принять действие ее нормально к
хорде каждой полуарки, определяется по формуле
qB = kcnqt>,
где k— коэффициент, зависящий от высоты рассматривае-
мой части покрытия [6]. Значение k принимается:
для высоты до 10 м Ai = l,0; от 10 до 20 м k2= 1,0 +
+0л35 = 1)175; от 20	22 5 м бз=1)35+ 1,80^-1,35 х
X —= 1,378;
2
с— аэродинамический коэффициент, принимаемый: с на-
ветренной стороны на участке активного давления
Ci = 0,7, а на участке отрицательного давления
с2 =—1,0, с заветренной стороны для верхней поло-
вины хорды сз =—1,0, а для нижней половины хорды
с< = —0,3;
п=1,2— коэффициент перегрузки;
qQ— нормативная ветровая нагрузка при высоте соору-
жения до 10 м, равная 35X3=105 кГ)м.
Принимая в формуле расчетной ветровой нагрузки nqQ=l,0,
определим единичное давление ветра на различных участках арки
(см. рис. 5.6).
Активное давление с наветренной стороны на участке высотой
11,25лг:
а) для высоты до 10 м
91==А1С1.1(0= 1,0-0,7-1,0 = 0,7;
б) для высоты от 10 до 11,25 м
q^k^-1,0 = 1,175-0,7-1,0 = 0,822.
Отрицательное давление с наветренной и заветренной сторон:
а) для высоты от 11,25 до 20 м
q3 = q'3 = — k2 с2-1,0 = — 1,175-1,0-1,0 = — 1,175;
б) для высоты от 20 до 22,5 м
= <?; = — k3c2-1,0 = — 1,378-1,0-1,0 = — 1,378.
Отрицательное давление с заветренной стороны:
а) для высоты от 10 до 11,25 м
qs = — k2ct- 1,0 = — 1,175-0,3-1,0 = — 0,352;
б) для высоты до 10 м
qt = — ^-1,0 = — 1,0-0,3-1,0 = — 0,3.
116
5. Статический расчет арки
Статический расчет арки производим в табличной форме от-
дельно для каждого вида загружения. При этом для упрощения
расчета сначала за расчетную принимаем единичную нагрузку.
Определение изгибающих моментов в сечениях арки
от постоянной нагрузки, распределенной по всей длине арки
f 1
В высоких арках с отношением— = —нельзя рассматривать
постоянную нагрузку от веса
ленную на горизонтальную
проекцию арки, потому что
это приводит к большой
ошибке в определении вели-
чины распора и моментов.
В такой высокой арке сле-
дует считать, что постоян-
ная нагрузка равномерно
распределена по поверхно-
сти покрытия. При этом
равнодействующая от наг-
рузки на полуарке будет
расположена не в четверти
покрытия как равномерно распреде-
Рис. 5.4. Эпюра моментов в арке от посто-
янной нагрузки
пролета, как при равномер-
ной нагрузке на проекцию покрытия, а ближе к опоре.
В рассматриваемом примере равнодействующая постоянной на-
грузки, равномерно распределенной по длине полуарки, прило-
жена в точке дуги, которая отстоит от середины арки на расстоя-
нии 14,36 м (рис. 5.4). Принимая значение постоянной нагрузки на
1 м арки g=l, будем иметь: вертикальные опорные реакции А =
— В=^- =33,42; величину распора получим из уравнения
2 Мс = 33,42 (22,50 — 14,36) — 22,57/ =0,
откуда //=12,1.
Для той же нагрузки, если считать ее равномерно распреде-
ленной по горизонтальной проекции покрытия, распор будет ра-
вен //=16,75, и, следовательно, ошибка при таком расчете состав-
ляет для данного примера 38,4%.
Изгибающие моменты в сечениях арки определяем по формуле
Л1* = Axk — gskxc — Нук,
где	А— левая опорная реакция арки;
хк—расстояние по горизонтали от левой опоры до гори-
зонтальной проекции точки k расчетного сечения;
117
00
Таблица 5.3
Вычисление расстояний хс от середины дуг Sk до точек k
№ се- чения	Расстоя- ния от центра окружно- сти до точки k	cos (a^-J-C) — 	 0,5/-}-й—Xfe R	Углы		Длина дуг в м		Углы		/ а. ,	\ COS k -4-С \ 2	)	Расстоя- ния от центра окружно- сти до середины луг sk	Расстоя- ния1 хс от сере- дины дуг до точек k
			ч + с		Ak	Ak 2	2	а. -А- + с 2			
0	30,06	0,97	14°07'	0	0	0	0	14°07'	0,9698	30,06	0
1	27,56	0,8892	27°14'	13°07'	7,12	3,56	6°33'30"	20°40'30"	0,9355	29	1,44
2	25,06	0,8084	36°04'	21°57'	11,88	5,94	10°58'30"	25°05'30"	0,9056	28,05	2,99
3	22,56	0,7277	43° 18'	29°1Г	15,8	7,9	14°35'30"	28°42'30"	0,8771	27,2	4,64
4	20,06	0,6471	49°40'	35°33'	19,22	9,61	17°46'30"	31°53'30"	0,8491	26,3	6,24
5	17,56	0,5664	55°30'	41°23'	22,4	11,2	20°41'30"	34°48'30"	0,821	25,44	7,88
6	15,06	0,4858	60°56'	46°49'	25,38	12,69	23°24'30"	37°31'30"	0,7931	24,58	9,52
1	12,56	0,4051	66°06'	51°59'	28,16	14,08	25°59'30"	40°06'30"	0,7648	23,74	11,18
8	10,06	0,3245	71°04'	56°57'	30,8	15,4	28°28'30"	42°35'36"	0,7362	22,82	12,76
9	7,56	0,244	75°53'	61°46'	33,42	16,71	30°53'	45°	0,7071	21,92	14,36
Примечание. Начало координат в точке А (см. рис. 5. 3).
1 Значения х получены как разность расстояний, приведенных в графах 11 и 2.
sk — длина дуги на участке арки от левой опоры до точки k
расчетного сечения:

= 0,541а°;
180
хс— расстояние по горизонтали от середины дуги sh до то-
чек k\
И — распор арки;
у*— ординаты точек k.
Расчетная постоянная нагрузка g—39,1 • 3 + 181,5~299 кГ/м.
Значения хс вычислены в табл. 5.3, а изгибающие моменты от
единичной и расчетной постоянной нагрузок — в табл. 5.4
Таблица 5.4
Вычисление изгибающих моментов в сечениях арки
№ сечения	При нагрузке g = l				при рас- четной на- грузке £=299 кГ/м
		skxc		Mk	
0	0	0	0	0	0
1	83,55	10,24	80,06	—6,75	—2020
2	167,10	35,46	129,00	2,64	789,5
3	250,65	73,20	165,90	11,55	3455
4	334,20	120,00	194,-05	20,15	6007
5	417,75	176,90	217,70	23,15	6908
6	501,30	241,60	236,40	23,30	6955
7	584,85	314,00	250,80	20,05	6000
8	668,40	392,50	262,50	13,40	4003
9	751,95	480,30	271,65	0	0
Эпюра изгибающих моментов показана на рис. 5:4.
Определение изгибающих моментов в сечениях арки
от односторонней снеговой нагрузки
Левая опорная реакция при единичной нагрузке рсн=1 А =
3	3	3*45
= ~rPciJ= ~	~~ = 16,875; правая опорная реакция В =
8	8	8
= —/ — 5,625.
8
Распор Н =	*= — = — = 5,625.
16/	8	8	’
Расчетная снеговая нагрузка (рис. 5.5) рсн=56- 3=168 кГ/м
проекции арки.
119
Таблица 5.5
Вычисление изгибающих моментов для загруженной (левой) полуарки
№ сечения	При рсн =» 1				при рас- четной на- грузке РСн=168 кг/м
		рси xk 2		Mk	
0	0	0	0	0	0
1	42,19	3,12	37,28	1,79	300,5
2	84,38	12,50	60,00	11,88	1990
3	126,57	28,12	77,00	21,45	3605
4	168,75	50,0	90,40	28,35	4755
5	210,94	78,12	101,04	31,78	5340
6	253,13	112,5	110,00	30,63	5150
7	295,32	153,12	116,85	25,35	4250
8	337,50	200	122,06	14,90	2500
9	379,69	253,12	126,54	0	0

Рис. 5.5. Эпюра моментов в арке от одно-
сторонней снеговой нагрузки
Таблица 5.6
Вычисление изгибающих моментов для незагруженной (правой) полуарки
№ сечения	При нагрузке Рсн = 1					М& при на- грузке 168лГ/л<
	xk	l~xk	~B(l-xk)		Mk	
10	25,0	20,0	112,50	—122,06	— 9,56	—1609
11	27,50	17,50	98,43	—116,85	—18,42	—3100
12	30,0	15,0	84,37	—110,00	—25,63	—4305
13	32,50	12,50	70,31	—101,04	—30,73	—5150
14	35,0	10,0	56,25	— 90,40	—34,15	—5740
15	37,5	7,50	42,18	— 77,00	—34,82	—5850
16	40,0	5,0	28,12	— 60,00	—31,88	—5350
17	42,5	2,50	14,06	— 37,28	—23,22	—3905
18	45,0	0	0	0	0	0
120
Изгибающие моменты вычисляем по формулам:
для загруженной (левой) полуарки
2
Mk = Axk----P-^--Hyk-
для незагруженной (правой) полуарки
Mk = B(l — xk)—Hyk.
Вычисление изгибающих моментов приведено в табл. 5.5 и 5.6.
Эпюры изгибающих моментов в арке от односторонней снего-
вой нагрузки приведены на рис. 5.5..
Определение изгибающих моментов
в сечениях арки от ветровой нагрузки
В целях некоторого упрощения расчета считаем одинаковым
ветровой напор до отметки 10,69, соответствующей точке 2, и от
отметки 10,69 до отметки 19,54, соответствующей точке 6.
Рис. 5.6. Эпюра моментов в арке от ветровой нагрузки,
действующей с левой стороны
Определение вертикальных опорных реакций и распора от еди-
ничной (п<7о) ветровой нагрузки (рис. 5.6):
SМв = 45 А — 0,7• 11,08• 26,28—0,822• 4,83 • 18,325+1,175• 8,48 X
X 11,67+1,378-7,43-3,715+1,378-7,43-28,105 + 1,175-8,48-20,15 +
+ 0,352- 4,83-13,495 + 0,3-11,08-5,54 = 0, откуда А = — 9,02;
S МА = 0,7 • 11,08 • 5,54 + 0,822 • 4,83 • 13,495 — 1,175 • 8,48 • 20,15 —
— 1,378 • 7,43- 28,105 — 1,378 - 7,43 • 3,715 — 1,175- 8,48 • 11,67 —
-0,352- 4,83-18,325—0,3-11,08-26,28—45 В=0, откуда В=—14,75;
121
2Л4«В =—9,02-22,50 —22,5—0,7-11,08-26,28—0,822-4,83 X
X 18,325+1., 175 • 8,48 • 11,67 + 1,378-7,43-3,715 = 0.
2 Л4£Р= 14,75-22,5—22,5Нв — 0,3-11,08-26,28 — 0,352-4,83 X
X 18,325— 1,175-8,48-11,67— 1,378-7,43-3,715 = 0.
Решая эти уравнения, получим НА = — 14,46; Нв = 2,7.
Изгибающие моменты определяем по формулам:
в левой полуарке
Таблица 5.7
Вычисление расстояний а* до точек k
k	0 18	1 17	2 16	3 15	4 14	5 13	6 12	7 11	8 10	9
Xk	0	2,5	5,00	7,50	10,00	12,50	15,00	17,50	20,00	22,50
Uk	0	6,63	10,69	13,70	16,07	17,99	19,54	20,78	21,76	22,50
Уо	0	2,50	5,00	7,50	10,00	12,50	15,00	17,50	20,00	22,50
кУ^Ук—Уо	0	4,13	5,69	6,20	6,07	5,49	4,54	3,28	1,76	0
f=.0,707 Д//	0	2,92	4,02	4,39	4,30	. 3,88	3,21	2,32	1,245	0
,- kn= 0,707	0	9,2з'	15,10	19,38	22,70	25,40	27,60	29,35	30,75	31,82
ak=kn—f	0	6,31	11,08	14,99	18,40	21,52	24,39	27,03	29,50	31,82
Таблица 5.8
Вычисление изгибающих моментов в левой полуарке
№ сечения	От единичной нагрузки					кГ-M от расчетной нагрузки л<70=126 кГ/м
	ч	~Axk	ИЛ У/t	S + MqK	Mk	
0	0	0	0	0	0	0
1	2,5	— 22,55	95,60	— 13,98	59,12	7450
2	5,0	— 45,10	154,10	— 42,8	66,20	8345
3	7,5	— 67,65	198,0	— 79,35	51,0	6420
4	10,0	— 90,20	232,0	— 115,36	26,44	3340
5	12,5	—112,75	259,95	—136,50	10,70	1350
6	15,0	—135,30	282,10	—146,95	—0,15	—18,9
7	17,5	—157,85	300,0	—146,45	—4,3	—541
8	20,0	—180,40	314,0	—137,98	—4,38	—551
9	22,5	—202,95	325,1	—123	0	0
122
Таблица 5.9
Вычисление изгибающих моментов в правой полуарке
№ сечения	От единичной нагрузки					кГ-м от расчетной нагрузки «7О=126 кГ1м
	1~хк	-в(‘~хк)	ивУк		мк	
10	20,0	—295,0	58,56	217,82	—18,62	—2350
11	17,5	—258,12	56,00	167,8	—34,32	—4320
12	15,0	—221,25	52,75	123,35	—45,15	—5695
13	12,5	—184,38	48,50	85,22	—50,66	—6395
14	10,0	—147,50	43,40	54,73	—49,37	—6205
15	7,5	—110,63	37,0	34,10	—39,53	—4977
16	5,0	— 73,75	28,80	18,40	—26,55	—3340
17	2,5	— 36,88	17,90	5,98	—13,0	—1639
18	0	0	0	0	0	0
в правой полуарке
= - В - хь) + Н в Ук + S( ± Mqk),
где Mqh — момент от ветровой нагрузки относительно то-
чек k.
Вычисление ah — расстояний до точек k, считая по хорде от со-
ответствующей опоры, приведено в табл. 5.7 (рис. 5.3).
Изгибающие моменты для левой полуарки приведены в
табл. 5.8, а для правой полуарки — в табл. 5.9. Эпюра моментов
показана на рис. 5.6.
Определение изгибающих моментов в сечениях арки
от двух сосредоточенных нагрузок от галереи
Опорные реакции от единичных нагрузок Р=1: Л = В = Р=1,0.
Распор определяем из уравнения 2Л/С = 22,5Л—22,57/—ЗР = 0,
„	22,5 — 3	_
откуда Н= -т------=0,866.
22,5
Рис. 5.7 Эпюра моментов в арке с нагруз-
кой от галереи
123
Таблица 5.10
Вычисление изгибающих моментов от двух сосредоточенных нагрузок
№ сечения	При единичной нагрузке Р=1				кГ-м при постоян- ной нагрузке Р=1300 к.Г	кГ-м при времен- ной нагрузке Р=6000 кГ
	Лл>. к		p(xk~e)	Mk		
0	0	0	—	0	0	0
1	2,5	— 5,75	—	—3,25	—4225	—19 500
2	5,0	— 9,25	—	—4,25	—5525	—25 500
3	7,5	—11,89	—	—4,39	—5700	—26 340
4	10,0	—13,90	—	—3,90	—5065	—23 400
5	12,5	—15,60	—	—3,10	—4035	-18 600
6	15,0	-16,94	—	—1,94	—2521	—11 640
7	17,5	—18,00	—	—0,50	— 650	— 3 000
8	20,0	— 19,82	—0,5	+0,68	+ 885	+ 4 080
9	22,5	—19,50	—3,0	0	0	0
Изгибающие моменты вычисляются по формулам:
на участке от опоры до точки приложения нагрузки Р
Mk = Axk — Hyk-
на участке от точки приложения нагрузки Р до конькового
шарнира
Mk = Axk — Hyk — P (xk — e),
где e=19,5 м — расстояние по горизонтали от опоры до точки
приложения нагрузки Р.
Вычисление изгибающих моментов приведено в табл. 5.10. Эпю-
ра моментов показана на рис. 5.7.
Определение изгибающих моментов в арке
от сосредоточенной нагрузки от тельфера /Зт, приложенной в коньковом шарнире
Опорные реакции при Рт=1:
р
вертикальные А = В= =0,5;
Мс=Л-22,5 —Я-22,5=0,
откуда распор Я = 0,5.
Равнодействующая опорных реакций
Яоп= /л2 + Я2 = У0,52 + 0,52 = 0,707.
Изгибающие моменты в сечениях арки
М* = ЯопЛ
где / — расстояние от хорды до точки k дуги арки; значение f при-
ведено в табл. 5.7.
124
Вычисление изгибающих моментов от сосредоточенной нагруз-
ки Рт приведено в табл. 5.11. Эпюра изгибающих моментов дана на
рис. 5.8.
Таблица 5.11
Рис. 5.8. Эпюра моментов в арке с нагруз-
кой от тельфера
Вычисление изгибающих моментов
от нагрузки Рт
№ сечения	при Рт=1	при Рт == — 3100 кг
0	0	0
1	—2,06	—6386
2	—2,84	—8804
3	—3,10	—9610
4	—3,04	—9424
5	—2,74	—8494
6	—2,27	—7037
7	—1,64	—5084
8	—0,88	—2728
9	0	0
Изгибающие моменты от различных видов загружения и соче-
таний нагрузок приведены в табл. 5.12.
Из таблицы видно, что максимальный изгибающий момент воз-
никает при дополнительном сочетании нагрузок в случае несим-
метричного загружения арки.
Величина максимального момента Л13 = 44 344 кГ-м. Так как
расчетная гибкость арки при симметричном загружении, опреде-
,	, 0,7sa
ляемая по формуле Х= ——= , больше, чем при несимметричном
,	0,5Sa
загружении, при котором Х= ------ , то следует сделать проверку
напряжений в арке также при ее симметричном загружении.
Для симметричного загружения арки наибольший изгибающий
момент возникает в сечении 2 при основном сочетании нагрузок.
Величина этого наибольшего момента Л42 = 39 039 кГ • м. По этим
изгибающим моментам и должны быть определены размеры попе-
речного сечения арки с учетом нормальных сил, действующих в
этих сечениях. Определяем для сечений арки 3 и 2 нормальные
силы N для тех же сочетаний нагрузок, при которых получены
наибольшие значения М3 и М2.
Нормальные силы М3 и N2 определяются по формуле
W* = Q6*sinyA + tfcosYb
где Qe* — балочная поперечная сила;
yk— угол наклона касательной в точке k.
Из рис. 5.3 видно, что sin y& = cos (а^ + с), поэтому значение
sinyft и cos yft можно получить, пользуясь табл. 5,3: sin у3=0,7277
и cos уз = 0,6858; sin у3 = 0,8084 и cos у2 = 0,5887.
Вычисление Af3 и N2 приведено в табл. 5.13 и 5.14.
125
Сводная таблица изгибающих моментов в сечениях арки
Таблица 5.12
№ сечения	Xk, м	Постоянная наг- рузка §=299 кГ}м	Постоянная от галереи Р— =1300 кГ	Полная постоян- ная g+P	Снеговая нагрузка Рся— =168 кГ/м			Ветровая на- грузка ЛЛ,= =126 кГ1м		Временная нагрузка в кГ		Основное сочетание нагрузок	Дополнительное со- четание нагрузок	
					с левой стороны	с правой стороны	по всему пролету	с левой 1 стороны i	с правой стороны	от тран- спортера Р=6000	от тель- фера Рт =3100		при несим- метричном загруже- нии Ж	при сим- метричном загруже- нии
0	0	0	0	0	0	0	0	0	0	0	0	0	0 '	0
1	2,5	—2020	—4225	—6245	300	—3905	—3605	7450	—1639	—19 500	—6386	—32 131	—34 532	—32 787
2	5,0	790	—5525	—4735	1990	—5350	—3360	8345	—3340	—25 500	—8804	—39 039	—43 430	—38 633
3	7,5	3455	—5700	—2245	3605	—5850	—2245	6420	—4977	—26 340	—9610	—38195	—44 344	—36 620
4	10,0	6007	—5065	942	4755	—5740	—985	3340	—6205	—23 400	—9424	—31 882	—39 350	—29 486
5	12,5	6908	—4035	2873	5340	—5150	+190	1350	—6395	—18 600	—8494	—24 221	—31 902	—21 512
6	.15,0	6955	—2521	4434	5150	—4305	+845	—19	—5695	—11 640	—7037	—14 243	—21 375	—12 375
7	17,5	6000	—650	5350	4250	—3100	+1150	—541	—4320	— 3 000	—5084	— 2 734 + 5350	+ 9 175	— 1 926
8	20,0	4003	+885	4888	2500	—1609	+891	—551	—2350	+ 4 080	—2728	+ 6 240	+10 810	+ 9 362
9	22,5	0	0	0	0	О’	0	0	0	0	0	0	0	0
10	25,0	4003	+885	—	—1609	2500	—	—2350	—551	+ 4 080	—2728	+ 6 240	—	—
11	27,5	6000	—650	—	—3100	4250	—	—4320	—541	— 3 000	—5084	— 2 734 + 5350			—
12	30,0	6955	—2521	—	—4305	5150	—	—5695	—19	—11 600	—7037	—14 243	—	—
13	32,5	6908	—4035	—	—5150	5340	—	—6395	1350	—18 600	—8494	—24 221	—	—,
14	35,0	6007	—5065	—	—5740	4755	—	—6205	3340	—23 400	—9424	—31 882	—	—
15	37,5	3455	—5700	—,	—5850	3605	—	—4977	6420	—26340	—9610	—38 195	—	—
16	40,0	790	—5525	—	—5350	1990	—	—3340	8345	—25 500	—8804	—39 039	—	—
17	42,5	—2020	—4225	—	—3905	300	—	—1639	7450	—19 500	—6386	—32 131	—	—
18	45,0	0	0.	—	0	0	—	0	0	0	0	0	—	—
Примечание. При дополнительном сочетании нагрузок к моментам от временных нагрузок в соответствии с (6) вводится коэффициент 0,9.
Таблица 5.13
Определение нормальной силы в сечении 3 при несимметричном загружении
Вид нагрузки	От единичной нагрузки							55 я Л Я М в Я Я * С- я а	W3 от расчетной нагрузки в кГ
	®бз	sin Тз	0бз sin 7з	Н	COS 1,	Н cos Та	Л'а		
Постоянная, равномерно распределен- ная по дуге арки 		33,42—1,0 X	0,7277	12,81	12,1	0,6858	8,31	21,12	299	6300
Постоянная от галереи		Х15„8= =17,62 1,0	0,7277	0,728	0,866	0,6858	0,597	1,325	1300	1720
Снеговая на правой полуарке . . .	5,625	0,7277	4,10	5,625	0,6858	3,86	7,96	168	1340
Ветровая с правой стороны ....	—14,75	0,7277	—10,72	—2,7	0,6858	—1,86	—12,58	126	—1584
Временная от галереи		1,0	0,7277	0,728	0,866	0,6858	0,597	1,325	6000	7950
От тельфера		0,5	0,7277	0,364	0,5	0,6858	0,343	0,70	3100	2170
Расчетное значение ^3=16 908 кГ
Прим еч а Н|Н я: 1. Знак минус указывает, что нормальная сила вызывает растяжение в сеченнн арки.
2. При определений расчетного значения нормальные силы от временных нагрузок прн их дополнительном сочетании в соответствии с [61
умножаются на коэффициент 0,9.
Таблица 5.14
Определение нормальной силы в сечении 2 при симметричном загружении
Вид нагрузки	От единичной нагрузки							Расчет- z ная нагрузка	7V 2 от расчет- ной нагрузки в кГ
	^62	sin 7а	<?ба sin	Н	cos 7з .	Н cos Та .	Nt		
Постоянная, равномерно рас- пределенйая по дуге ар- ки 		33,42—1,0Х	0,8084	17,38	12,1	0,5887	7,12	24,5	299	7320
Постоянная от галереи . . .	Х11,88=21,54 1	0,8084	0,808	0,866	0,5887	0,51	1,32	1300	1715
Временная от галереи . . .	1	0,8084	0,808	0,866	0,5887	0,51	1,32	6000	7920
От тельфера 		0,5	0,8084	0,404	0,5	0,5887	0,294	0,698	3100	2160
Расчетное значение ЛГ2=19115 кГ
6. Подбор сечения арки
Поперечное сечение арки (рис. 5.9) принимаем прямоугольным
постоянной высоты и ширины. По высоте арка склеена из досок
Рис. 5.9. Попе-
речное сечение
арки
толщиной после острожки 35 мм.
По ширине сечение арки составлено из двух
досок шириной после острожки с двух сторон
175 и 125 мм.
Соединение досок по длине принято зубча-
тым стыком.
Сечение 3
При несимметричном загружении
М3 = 4 434 400 кГсм; Na = 16 908 кГ.
Принимаем высоту арки из 30 досок, при
этом размер поперечного сечения будет равен
105X30 см.
Гибкость арки при несимметричной на-
грузке
л  0,50 Sa   3342   11 п
г “ 0,289-105 “	°'
Площадь сечения арки Ка= 105 • 30 = 3150 см2.
Момент сопротивления арки
w = зона? = 55 125 сл*3
а 6
Коэффициент, учитывающий дополнительный момент от нор-
мальной силы:
? =	= 1______1102-16-908 .. s 0,839.
3100 FaRc	3100-3150-130
Коэффициент снижения расчетного сопротивления для гнутых
R 3100 оос	1 л
элементов при — = у^=886 тГн=1,0.
Коэффициент для определения расчетного значения Ц7р для
клееных элементов шириной более 14 см и высотой более 100 см
согласно [7] £w = 0,8.
Напряжение в сечении арки
_ М _ц Л43#с	= 16908	4 434 400-130	_
°с~ Fa ' mnikw “ 3150 + 1,0-0,8-55 125-0,839-130
= 125,2 < Rc = 130 кГ/см2.
Сечение 2
При симметричном загружении
М2 = 3 903 900 кГсм- N2 = 19 115 кГ.
128
Гибкость арки при симметричном загружении
.	0,7 Sa 0,7-6684
Л =-------=--------= 1эо.
г 0,289-105
Коэффициент, учитывающий дополнительный момент от нор-
мальной силы:
1=1
_L55^I9M5_ =
3100-3150-130
Fa; U7a; mrH; kw — те же, что в сечении 3.
Напряжение в сечении 2 арки
„	19 115 .	3903900-130	г/ 2
а. —-------Ь------------------— = 145 > 130 кГ см2.
3150	1,0-0,8-55 125-0,638-130
Увеличиваем сечение арки и принимаем его по высоте из 31
доски толщиной 3,5 см каждая, что составит /1=108,5 см. Ширина
остается прежней 30 см.
Для принятого нами сечения получим
Га = 108,5-30 = 3255 см2;
w  30-108,5*
% = °,70
1=1
= 58 860 СМ3;
6
-°t7-6684 = 149,5;
0,289-108,5
-?-49’52'19 115 = 1 --0,326 = 0,674;
3100-3255-130	’	’	’
19 115 ,	3 903 900-130 _iQnr/lon г, .
с 3255 + 1,0-0,8-58 860-0,674.130	2 Л < 130 к '
7. Конструкция и расчет опорного узла
В опорном узле арка упирается в фундамент, и для обеспечения
возможности поворота опорного сечения производим срезку торцов
арки, как показано на рис. 5.10. Учитывая, что напряжения сжатия
в арке составляют только 4,8% от напряжений изгиба, можно не
проверять торцы арки на смятие в опорном узле даже в случае
уменьшения поперечного сечения подрезкой. Для восприятия попе-
речной силы в опорных узлах служат анкерные болты, заделанные
в фундамент и соединенные с аркой через специальные уголковые
накладки, которые прикреплены к аркам глухарями.
Поперечную силу в опорном узле определяем по формуле
Qo = 0.6 cos уо — Н sin Yo,
где sin уо = 0,97; cos yo = 0,244; уо = 75°53'. Значения Qo для различ-
ного вида нагрузок определены в табл. 5.15.
Максимальная поперечная сила в опорном узле Qo = —1071—
—775— (911 + 123+ 3576+1125) 0,9 = —7011 кГ.
9—979
129
Для крепления стальных накладок к арке принимаем глухари
диаметром dr=20 мм, длиной /г= 160 мм.
Несущая способность глухаря:
а)	из условия изгиба
Ти = 250 d2 y~ka = 250 -22 У 0^55 = 740 кГ;
Рис. 5.10. Опорный узел арки
а — общий вид; б — деталь А\ / — гидроизоляция — два слоя рубероида
на битумной мастике
б)	из условия смятия древесины
Т = 35 cdk = 35 (16 — 1) 2-0,55 = 577 кГ.
CM	ft	'	'	1
Количество глухарей с каждой стороны арки
п —
7011
2-577
6 ШТ.
Анкеры принимаем из круглой стали da = 20 лл.
Таблица 5.15
Определение поперечной силы Qo в опорном узле
Вид нагрузки	От единичной нагрузки					<?0 от расчетной нагрузки в кг
	<?б	COS То	Н	sin •[„	0»	
Постоянная, равномерно рас-						
пределенная по дуге арки .	33,42	0,244	12,1	0,97	—3,582	—1071
Постоянная от галереи . , .	1,0	0,244	0,866	0,97	—0,596	— 775
Снег по всему пролету . . .	22,5	0,244	11,25	0,97	—5,423	— 911
Ветер слева	  .	— 9,02	0,244	—14,46	0,97	11,825	+1490
» справа 		—14,75	0,244	— 2,7	0,97	—0,978	— 123
Временная от галереи ....	1,0	0,244	0,866	0,97	—0,546	—3576
От тельфера		0,5	0,244	0,5	0,97	—0,363	—1125
130
Площадь поперечного сечения двух анкеров
лй! з 14.2а
Р = 2 — =	= 6 28 см2.
а 4	2
Напряжения анкеров срезу
асо =	= — = 1139 кГ/см2 < 1300 кГ/см2.
р Да 6,28
При толщине стального элемента 6=10 мм (рис. 5.10) расчетная
площадь смятия анкерными болтами равна:
FCM = 2dda = 2-1,0 -2,0 = 4 см2.
Напряжения смятию:
осм =	= — = 1753 кГ/см2 < 3400 кГ/см2.
FCM 4
8. Конструкция и расчет конькового узла
Соединение полуарок в коньковом узле производим упором их
торцов, срезанных сверху и снизу, как показано на рис. 5.11. Для
восприятия поперечной силы от односторонней нагрузки и обеспе-
Рис. 5.11. Коньковый узел арки
чения поперечной жесткости арки коньковый узел перекрыт пар-
ными деревянными накладками на болтах.
Поперечная сила в коньковом узле от несимметричной нагруз-
ки определяется по формуле:
Qk = Оз cosy9,
так как у9— 0; cosy9 = 1 и siny9 = 0.
9*	131
1. От снега на левой полуарке
ре»=(41 —=-^4=-4168=~945 кГ-
\ о	Z /	о	о
2. От ветровой нагрузки:
Qb = [— 9,02 — (0,7 • 11,08 — 0,822 • 4,83 — 1,175 • 8,48 -
— 1,378-7,43) 0,707] qa = (— 9,02 + 8,45 • 0,707) qB =*
= — 3,04<?в= -3,04-126 = — 383 кГ.
Полная поперечная сила в коньке
Qk = — 945 —383 = — 1328 кГ.
Для прикрепления накладок на каждой полуарке ставим по
4 болта диаметром 18 мм (см. рис. 5.11).
Момент, изгибающий накладки:
Мн = Qk = 1328 •15 = 19 920 кГ см.
Принимаем накладки из брусьев 7,5X20 см.
Момент сопротивления накладки
7,5-202 _пп „
wH =------= 500 см3.
6
Напряжения в накладках
Мя 19 920	г, 2
<тн = —=------= 19,9 кГ см2.
2№„	2-500
Усилия, действующие на болты:
=	= 1992 кГ;
20
90
-^ = 664 «Г.
30
Несущая способность одного среза болта:
а) из условия изгиба болта
Т'н = (180 d2 + 2а2) У Т=(180-1,82+2 • 7,52)]/'о,575 = 526 кГ;
T; = 250da V~k~ = 250-1,82- ]Л),575 = 810 кГ;
£6 =....4k
1--^-
«2
-^--1
S1
б)	из условия смятия крайнего элемента — накладки
Т;м = 80а^в = 80-7,5-1,8-0,575 = 620 кГ-,
в) из условия смятия среднего элемента — арки
Г = 50 cdk = 50-30-1,8-0,575 = 1550 кГ.
см	а	•	•
132
Расчетное значение Тр = 526 кГ.
Усилие, воспринимаемое одним срезом болта в ближайшем к
коньковому узлу ряду:
Т6 =
2пб
1QQ9
— = 500 < 526 кГ.
2-2
9. Расход материалов
Расход материалов в деле на секцию покрытия (размером
3X45 м) и на 1 м2 плана здания приведен в табл. 5.16.
Расход материалов
Таблица 5.16
Конструкция	На секцию покрытия				На 1 м- плана здания			
	древесины В ЛСа	!	3 л я ** ©• со	а ч ч Ss <У S И	клея в кг	древесины , в см	3 СУ * 5 ©• и	Я ч ч *8	3 О м 3
Арка	 Кровельные щиты .	21,98 2,27	3,22	35,12	214 28	16,3 1,68	2,38	0,26	1,59 0,21
Итого . . .	24,25	3,22	35,12	242	17,98	2,38	0,26	
Вес .клеефанерного щита размером 3X6 м £щ=289 кГ. Вес полу-
арки gna = 5620 кГ.
10. Монтаж покрытия (рис. 5.12)
Монтаж арок рекомендуется производить при помощи башни,
которая передвигается по оси строящегося здания. На эту башню
укладывают верхние концы полуарок, поднимаемые краном соот-
ветствующей грузоподъемности. Нижние концы полуарок при этом
устанавливают непосредственно на фундаменты. После установки
двух полуарок с верхней плошадки башни производится устройст-
во стыка конькового узла. Установив первые две арки, их раскреп-
ляют связями и затем укладывают кровельные щиты. После ук-
ладки щитов в первом пролете башню передвигают к месту уста-
новки следующей арки. Устанавливают третью арку и укладывают
щиты покрытия.
Все последующие арки монтируют в таком же порядке. Башню
передвигают на новое место только после закрепления устанавли-
ваемой арки к соседней кровельными щитами. По мере монтажа
арок и кровельных щитов наклеивают второй слой рубероида.
133
Рис, 5.12. Монтаж арок
Пример 6
ПОКРЫТИЕ ПО РАМАМ ПРОЛЕТОМ 18 м
ИЗ КЛЕЕНЫХ ПРЯМОЛИНЕЙНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Спроектировать покрытие для складского здания шириной 26 м
и длиной 51,6 м. Здание неотапливаемое. Кровля рубероидная.
Район постройки — Московская область. Изготовление конструк-
ций заводское.
1.	Выбор конструкций и компоновка здания
В качестве несущих конструкций покрытия принимаем клееные
рамы с прямолинейными элементами пролетом 18 м с двумя кон-
солями по 4 м. Принятая схема несущей конструкции покрытия
позволяет использовать здание в виде открытого навеса или с бо-
ковыми стенами, расположенными снаружи стоек или по концам
консолей (рис. 6.1,а, б).
Расстановка рам вдоль здания — через 6 м, кроме крайних
(рис. 6.2). Крайние рамы размещены на расстоянии 4,8 м от тор-
цовых стен. Это обеспечивает при неразрезных прогонах кровли
134
одинаковую величину нагрузки на все рамы. Кроме того, уменьше-
ние изгибающего момента в первом пролете неразрезного прогона
дает возможность выполнить его постоянного сечения по всей дли-
не здания.
Рис. 6.1. Конструктивная схема здания
а — с боковыми стенами по стойкам рам: б — с бо-
ковыми стенами по концам консолей; 1 — трех-
шарнирная рама; 2—кровельные щиты; 3 — про-
гоны кровли; 4 — прогоны стен; 5 — обшивка стен;
6 — стойки стен
Рис. 6.2. План здания и элементы покрытия
/ — трехшарннрные рамы; 2 — прогоны кровли;
3 — щиты покрытия; 4 — кровля
Ограждающая часть покрытия состоит из прогонов и кровель-
ных щитов. Прогоны неразрезные из спаренных досок укладывают-
ся на ригели рам на расстоянии 1,5 м друг от друга.
Кровельные щиты двухпролетные размером 1,125x3 м
(рис. 6.3) состоят из разреженного рабочего настила из досок
25X150 мм, расположенных через 300 мм (в осях), и верхнего за-
щитного настила из досок 19X80 мм, уложенных под углом 45° к
рабочему. Щиты транспортируются на место строительства с од-
ним слоем наклеенного рубероида. Второй слой наклеивается пос-
135
Рис. 6.3. Щит покрытия
0J
Гб. 3,5 *90
	
-IwW-
Рис. 6.4. Стыки кровельных щитов
а — вдоль ската кровли; б — над прогонами
\~190-
Рис. 6.5. Крепление прогона к ригелю рамы
136
ле укладки щитов на место. Кровельные щиты, укладываемые по
прогонам и надежно скрепленные между собой и рамами, обеспе-
чивают пространственную неизменяемость покрытия (рис. 6.4 и
6.5). Для обеспечения продольной устойчивости всего здания
в плоскости стоек рам установлены вертикальные связи, соединяю-
щие рамы попарно (рис. 6.6).
Уклон кровли принят i=l:
: 10, а = 5°42'. Ограждающие
конструкции стен состоят из
трех прогонов, расположен-
ных по высоте стойки, и вер-
тикальной обшивки из досок
толщиной 25 мм, соединяемых
в четверть между собой (рис.
6.1 и 6.6). Обшивка стен мо-
жет быть выполнена также из
казан на рис. 6.7.
щитов. Каркас торцовой стены по-
2.	Расчет элементов кровельного щита
и неразрезных прогонов кровли
Разреженный рабочий настил щита рассчитывается на нагруз-
ки, приведенные в табл. 6.1, а прогоны кровли — на нагрузки по
табл. 6.2. Расчет этих элементов производится аналогично приве-
денному в примере 10.
10—979	(37
Таблица 6.1
Нагрузка на 1 .«2 покрытия для расчета кровельных щитов
Вид нагрузки	Нормативная нагрузка в	Коэффициент перегрузки	Расчетная на- грузка в
Собственный вес кровельных щитов:	6,5	1,1	
рулонная кровля 				7
защитный настил 0,019x500 . . рабочий настил 0,025x0,15x500	10	1,1	И
0,30	6,3	1,1	7
Итого		22,8	—	25
Снег		100	1,4	140
Сосредоточенный груз	100 кГ	1,2	120 кГ
Таблица 6.2
Нагрузка иа 1 м2 покрытия для расчета прогонов
Вид нагрузки	Нормативная нагрузка в кГ/м*	Коэффициент перегрузки	Расчетная нагрузка в кГ/м*
Собственный вес:			
кровельный щит	 прогон из спаренных досок сече- нием 2X6X20 см / 2x0,06x0,20 „ \	22,8	1,1	25
I	Х500 ) . . . . \	1,5	/	8	1,1	9
Итого 		30,8	—	34
Снег		100	1,4	140
Полная нагрузка		130,8	—	174
3.	Основные геометрические размеры рамы
Геометрическая схема рамы приведена на рис. 6.8.
Задаваясь уклоном кровли г=1 : 10; ct = 5°42'; sina = 0,0993;
tga = 0,l; cosa = 0,995, определим длины консолей и основные гео-
метрические характеристики рамы:
	а	4	= 4,02 M;
Ui —			
	cos a	0,995	
их -----	и	2,2	= 2,21 M;
			
	cos a	0,995	
	s	6,8	= 6,824 м
«1 =			
	cos a	0,995	
			
138
По геометрическим размерам этой рамы найдем основные углы
между ее стержнями и необходимые тригонометрические величи-
ны. Величину угла 0, образованного стойками рамы и подкосами,
определяем из выражения
2,2
tg 0 =-----------=---------------= 0,431;
йст + utga 4,92,2-0,1
0 = 23°18'; sin0 = 0,395; cos0 = 0,918.
1*18000-
Рис. 6.8 Геометрическая схема рамы (a=5°42'; р=23°18'; у = 6Г;
4’=84°18/)
Величина угла у между ригелем и подкосом
у = 90° — a — 0 = 90° — 5° 42' — 23°18' = 61°;
cos у = 0,485; sin у = 0,875; tg у = 1,80.
Величина угла ф между ригелем и стойкой
я|> = 90° — a = 90° — 5°42' = 84° 18';
sin -ф — 0,995; cos чр = 0,0993; tgip = 10,02.
4.	Статический расчет рамы
Расчетная схема рамы приведена на рис. 6.9. На расчетной
схеме ось ригеля проходит через середину высоты сечения конца
консоли и середину высо-
ты сечения ригеля в конь-
ке. Появляющиеся при
этом эксцентрицитеты
приложения нормальной
силы в отдельных сече-
ниях ригеля в дальней-
шем учитываются в рас-
чете. Оси стойки и рас-
10*
139
г
i
коса являются их геометрическими осями. Ввиду частого распо-
ложения прогонов кровли нагрузку на ригель рамы считаем рав-
номерно распределенной.
Нагрузки:
1.	Собственный вес кровли с учетом веса прогонов (табл. 6.2):	(
нормативная нагрузка 30,8 кПм2\ расчетная нагрузка 34 кГ/м2.
2.	Собственный вес рамы с учетом веса связей
g"p + PcH	---30)8 + 100- 1,2 1,1 = 23 kW,
SC B 1000 с е 1000	,
-----_ 1 -----------------_1 !
fec В1	5(18 4-2-4)	>
где gK* и р"и — нормативные нагрузки от собственного веса i
и снега;
kc.B — коэффициент собственного веса для рамных кон- ;
струкций;
I — пролет рамы с учетом консолей;
пс— коэффициент, учитывающий вес связей;	I
ng— коэффициент перегрузки для постоянной на-
грузки.
Расчетная нагрузка от собственного веса конструкций на ри-
гель	(
g = (34 4- 23) 6 = 342 кГ/м.
3.	Снеговая нагрузка рСн= 140 • 6=840 кПм.
4.	Ветровая нагрузка ([6] п. 6.1) qn = qoCB,
где q;) = 27 кГ/м1—нормативный скоростной напор для I геогра-
фического района СССР при высоте до 10 м;
св— аэродинамический коэффициент.
Ветровая нагрузка на стойки рамы для здания с продольными
стенами (см. рис. 6.1, а и 6.12):
с наветренной стороны
Рв с = q«nBcBd = 27-1,2-0,8-6 = 156 кГ/м.
Здесь пв — коэффициент перегрузки, равный 1,2;	'
d=	6 м — расстояние между рамами вдоль здания;
с подветренной стороны
Р'вл = 27- 1,2-0,6-6= 117 кГ/м.
Ветровая нагрузка на ригель (см. рис. 6.12):
с наветренной стороны	!
Р;р = 27- 1,2-0,8-6 =	156 кГ/м;	:
с подветренной стороны	.
р;.р = 27 • 1,2• 0,4 • 6 = 78 кГ/м.
!
140
I
i
L
Определение усилий в элементах рамы
а) От собственного веса конструкций (рис. 6.10)
Нагрузку от собственного веса конструкции из-за малой вели*
чины уклона кровли (1 : 10) принимаем равномерно распределен*
ной по горизонтальной проекции плана.
Рис. 6.10. Эпюры М и N в раме от собственного веса конст-
рукции
Ввиду симметричности рамы вертикальные опорные реакции рав-
ны: A =A' = g(Q,5l±a) = 0,342(9+4) =4,44 т. Распор рамы найдем
из равенства нулю моментов сил относительно ключевого шарни-
ра С: .
Мс = 0;
/ а	0,342
4 —_-|-(0,5/ + а)2	4,44-9-——(9 + 4Р
Н =--------------------= -------------------- = 1,91 т.
h	5,8
141
Продольные усилия в элементах рамы:
в подкосах
в стойках
17 = Г = — A— Dcosp = — 4,44 + 4,85-0,918= + 0,003 Г;
в ригеле в сечениях у ключевого шарнира С
Nc = N'c = —cosa = — 1,91 -0,995 = — 1,9 т\
в сечениях у узлов В и В' с внутренней стороны
Nbb = N'b'B==Nc —	----и) sina =
= — 1,9 — 0,342-6,8-0,0993 = — 2,131 т-
с наружной стороны
Nbh =Nb'B = Nbb — £>cosy = — 2,131 +4,850-0,485 = +0,207 г;
в сечениях у узлов Б и Б' с наружной стороны
NBn = МБ,И — gasina = 0,342-4-0,993 = 0,136 т;
с внутренней стороны
NEB = NE'B = Ne« + v sin a = 0,136 + 0,003 • 0,0993 = 0,136 т.
Изгибающие моменты определяем в опорных сечениях ригеля
рамы (в узлах Б, В, Б', В'), а также в промежуточных сечениях
его в точках 1, 2, 3, Г, 2', 3', т. е. через каждые 1,7 м по длине про-
екции ригеля и в точках 4 и 4', расположенных посередине между
точками Б—В и Б'—В', и в точках 5 и 5', расположенных посере-
дине консолей:
МБ = МБ, =------= — 0’342'— = — 2,736 тм-
ь ь	2	2
/ д у
М„ , /иг,	= -0,684 гл.;
5	5	2	2	’
лл   дл	I rr i	0,342-6,82 ,
мв = МВ’ =------+ # tg as =------------------h
+ 1,91-0,1-6,8 =—6,608 тм-,
м _ лл _	> и*	0,342-1,73 .
М1 — Мг —	-	|- Н tg а х± =-----------F
+ l,91-0,t-l,7 = —0,169 тм.
Аналогично определяются изгибающие моменты в сечениях 2,
3, 2' 3';
142
при X2 = *2/=3,4 м М2 = М2' =—1,326 тм;
при Хз=Хз'=5,1 м М3 = М2' = —3,471 тм, где хп — расстояние
от точки С до рассматриваемого сечения;
МБ + МВ gu2 _ —2,736 — 6,608
2	+ 8 “	2
= —4,465 ТМ.
0,342-2,22
8
Рис. 6.11. Эпюры М и N в раме от снеговой нагрузки слева
Эпюры М и N показаны на рис. 6.10.
б) От снеговой односторонней нагрузки на левой половине ри-
геля (рис. 6.11)
143
Определение вертикальных опорных реакций:
/0,5/ +а \
Рен (0,5/ + а)	+0,5/1
л =-------------\-------------L =
I
/9 + 4	\
0,840(9 + 4) —	 + 9
v Ч 2	/	10,92-15,5
=------------------------- = -----__ = 9>4 т.
= Рен(0,5/ + а) — А = 0,84 (9 + 4) — 9,4 = 1,52 т.
„ Л'0,5/	1,52-9	_
Распор п =----------------с—— = 2,36 т.
Лр 5,8
Усилия и изгибающие моменты в элементах левой полурамы
п	н	2,36 к о~
sin р 0,395
V = — A — £>cosp = - 9,4 + 5,97-0,918 = —3,92 т;
Nc = — 7/ccosa + Vcsina = —2,36-0,995 + 1,52-0,0993 =
= — 2,197 т;
Vc=A'— 1,52 т — вертикальное усилие в шарнире;
NBb = Nc~ Pc. s sin a = — 2,197 — 0,84 • 6,8• 0,0993 =
= —2,197 — 0,567 = — 2,764 r;
A/fiH = NeB — D cos Y = — 2,764 + 5,97 • 0,485 = + 0,131 r;
/V£h = Рсна5’па = 0,84- 4-0,0993 = 0,335 r;
NSz = Ne. + V sin a = °>335 — 3>92’ °>0993 = 0,054 r;
.. Pen a2	0.84-42
/Ис = — —--- =-------------= — 6,72 TM\
Б 2	2	’
Реиs2 , и i , г/	0.84-6.82 ,
+ Higas+ Vcs^-----------^- +
+ 2,36-0,1-6,8+ 1,52-6,8 =— 7,484 тм-,
Pchxi . rr, , ,,	0,84-1,72 ,
—--------- P H tg a x, + Vc Xj —---------+
+ 2,36-0,1-1,7 + 1,52-1,7= + 1,775 tm.
Аналогично определяются изгибающие моменты в сечениях
2иЗ:
прих2 = 3,4л/ М2= +1,115 тм;
при х3 = 5,1 м Л4з = —1,968 тм-,
МБ + МВ р и2 _6 72_ 7 484	о,84-2,22	„ _п.
Mt =-----g------Ь	8— = -------2------1------8   = — 6,594 ™’
а .
М« = —	= — 1,68 тм.
6	2	2
144
Усилия и изгибающие моменты в элементах правой полурамы:
D' = D = —5,97 тм;
V' =— А' — D' cos ₽ = — 1,52 + 5,97-0,918 = +3,94 т;
N — N = — Н cos а — Vr sin а = — 2,36 • 0,995 —
— 1,52-0,0993 = — 2,499 т;
N„ =Nr,„ — О' cos у = — 2,499 + 5,97 • 0,485 = + 0,40 т;
= 0; *Б'В = *в,я = + 0,40 т; МБ. = 0;
мв, = Н tgas —Vcs = 2,36-0,1-6,8 — 1,52-6,8 = —8,731 тм;
Mr = Htgaxl — Vcxl =2,36-0,1-1,7— 1,52-1,7 = — 2,183 тм.
Аналогично в сечениях 2' и 3' имеем
Л42, = — 4,366 тм; Му = — 6,548 тм;
„ мв’ —8,731	. осс
Л4,, = —— =	—— = — 4,365 тм.
4	2	2
Эпюры М и N приведены на рис. 6.11.
в) От ветровой нагрузки слева (рис. 6.12)
Опорные реакции определяем из условия равенства нулю мо-
ментов всех сил относительно опор рамы. Для упрощения вычис-
А* 2,040 т
А"-1,000т
-0,126	+0,161
Рис. 6.12. Эпюры М и N в раме от ветровой нагрузки слева
145
ления заменим распределенные нагрузки от ветра, действующие
нормально к скатам, их составляющими:
вертикальными
cos а 1р = Рв. pcos а °’51 + а = р (0,5/ 4- а)
р р F cos а	F
и горизонтальными
Рв.р sin а /р = Рв.р sin а = Рв.р f0.
* v v sin а F
Тогда из уравнения 2А4Л, =0 определим величину левой опор-
ной реакции:
А = [- Р'в.р (0,5/ + а) (о,5/ +	_р^ (0,5/ + а) X
х (о,5/ -	+ (р;.р - р;р) f0 (o,5fo + h0) -
- (р'в.с + <с) "V" ] 7- = [- 0.156 • 13 (9 + 6,5) - 0,078 X
X 1 з (9 — 6,5) 4- (0,156 — 0,078) 1,3 (0,65 + 4,5) —
— (0,156 + 0,117)-^-!—==—2,040 т.
2 J 18
Величину правой опорной реакции определим из уравнения
2А4а = 0:
А' = | — Р' _ (0,5/ + а) (0,5/ —	_
-	(0,5/ + °) (о,5/ +	- (Р,р- Р„) /„ (0,5/,+ /.,)+
+ (р;,.+р;,.) -т-1 -J-=[- о,15б о+4» fo - -Ц+ -
— 0,078 (9 + 4) (9 +	— (0,156 — 0,078) 1,3 (0,65 + 4,5) +
+ (0,156 + 0,117)	~]-]7 = — 1 т-
Из уравнения ХЛ4с = 0 для левой полурамы определим величи-
ну распора у опоры А:
=Г— Л 0,5/ — P'h{_^_ + f\ + P' 2p_1_L =
л L	в-с ст( 2	7 в-р 2 . йр
= ^—2,04-9—0,156-4,9	+ 0,9^ +
, п 13,0542 11	„
+ 0,156-^— — = — 1,315 г.
146
1
hp
1
2 J 5,8
HA,= -A'-0,5l + P'BXh,
Аналогично найдем величину распора у опоры А'-.
th \	I2'
, (	---L f 1 _(_ Р’ —р_
ст \	2	В.р 2
Г	/ 4 0	\	14 0642
= — 1,0-9 + 0,117-4,9 1-^-+ 0,9) ' n n,7Q ’
= —0,075 т.
Вертикальные и горизонтальные усилия в шарнире С определим
из условия равенства нулю проекций Ьсех сил на оси х и у для
каждой полурамы.
Тогда из уравнения —A +P'B,p(0,5/ + a) + Vc = 0 для левой полу-
рамы получим
Vc= + А — Р;р(0,5/+с) = + 2,04 —0,156-13 = + 0,012 ?-;
из уравнения —НА + Р'^С hCT — Р'Б.р fo+Hc = O получим
Нг = +7/ —р' й +Р' f = 1,315-0,156-4,9 +
С 1 А В.С СТ 1 в.р ‘О’	’	т 1
+ 0,156-1,3 = + 0,754 т.
Соответственно для правой полурамы будем иметь
Vc, = —0,012 г; Нс, = — 0,754 т.
Усилия и изгибающие моменты в элементах левой полурамы:
-я-о,5р;.с/1,
;ct + 1,315 —0,5-0,156-4,9	. q Qc „
-- = --------------------- = _r Z.OO T\
sin0	0,395
V = — A—Dcosp = 2,04 — 2,36-0,918 = — 0,126 t-
= 0,468 TM-
CT * 8	8
Nc — + Hc cos a + Vc sin a = 0,754 • 0,995 +
+ 0,012-0,0993 = +0,751 r;
NBb = Nc = + 0,751 T-
N = N — D cos у = 0,751 — 2,36 • 0,485 = — 0,393 r;
Z>H	OB	•	’	'	*
P h t*O4 я
N =+Vsina------------BC CT..-—=—0,126-0,0993 —
/,в	1	2
_0,156-4,9.0,995 ==_0j393 7.;
2
Mc = + K, 4 - °'l5624,tB- = + 1.260 m;
s;	6 Я242
= p' „ —L - Hc tg a s + Vc s = 0,156
a B.p 2	G о *	'	2
147
*1
-0,754-0,1 -6,8 + 0,012-6,8 = 3,199 тм;
.. ^в.р /	\3 jj ,	,,	0,156 / 1
Мг =-------— ----- — Нг tg а х, 4- Vc х, =---(—
2	\ cos а/ с ь 1 с 1	2	\ 0,
— 0,754-0,1-1,7 + 0,012-1,7= +0,12 тм.
Аналогично для сечений 2 и 3 определяем:
М2 = 0,696 тм; М3 = 1,727 тм;
МБ + МВ Рв / и \2	1,260 + 3,199
Mi=--------------------— ----- =----------2----
2	8	\ cos а ]	2
0,156 / 2.2 \2
8
ТМ;
М5 = P'B.V
0,156-4,023 по,_
—---------— = 0,315 тм.
8
Усилия и изгибающие моменты в элементах правой полурамы:
V _ -Н'+О,5<1?;; _ 0,075 4-0.5-0,117'4,9 =
sin0	0,395
V' = — A' — D'cosp = + 1,0-0,914-0,918 = 0,161 т;
М„ = —Р’ -^- = — 0,117^- = — 0,351 тм;
ст	в.с 8	’8	’
Nc, = Нс cos а — vc, sin а = 0,754 • 0,995 — 0,012 • 0,0993 = 0,750 т;
NB,B = Nc, = 0,750 т;
NB.B = NB,B — D' cos у = 0,750 — 0,914  0,485 = 0,301 r;
,,	P' h.. ces а
NB,B = V sin а H-------------= 0,161 • 0,0993 +
, 0,117-4,9 0,995	_
'	= 0,301т;
2
О
4 092
Мб' = рв«— = 0,078^- = 0,630 тм;
Мв’ = р» — — ^ctgas — Vcs = 0,078 6-^
а в.р 2 с о	с »	2
— 0,754-0,1-6,8 — 0,012-6,8= 1,221 тм;
лл Рв.р / Xi X3 г. ,	г г	0,078 /
Mv = —---------- — Нс tg а х, — Vc х. =-- -
1	2	\ cos а / с 6	1 С1 2	\ С
-0,754-0,1 • 1,7-0,012-1,7 = — 0,034 т.
148
Рис. 6.13. Эпюры М и
W в раме от ветровой
нагрузки слева при
расположении стены
у конца консоли
Рис. 6.14. Эпюры Л1
и N в раме от ветро-
вой нагрузки слева
при открытом навесе
(1-й вариант нагру-
жения [6], табл. И,
п. 10 а)
149
Для сечений 2' и 3'-.
М2, = 0,160 тм; М3, = 0,579 гм;
Рис. 6.15. Эпюры Л4 и N в раме от ветровой нагрузки слева
при открытом навесе (2-й вариант нагружения [6], табл. 11, п. 10а)
Эпюры М и N приведены на рис. 6.12. Аналогично определя-
ются изгибающие моменты и нормальные силы от ветровой нагруз-
ки слева при расположении стен у концов консолей и при откры-
том навесе (рис. 6.13—6.15).
150
5. Подбор сечений элементов рамы
Подбор сечений элементов рамы производим по расчетным уси-
лиям (табл. 6.3).
Ригель
Ригель принимаем прямоугольного сечения с переменной вы-
сотой по его длине с учетом изменения эпюры расчетных изгибаю-
щих моментов. Наружное очертание ригеля
принято прямолинейным с заданным уклоном
для кровли 1=1 : 10.
Ширину сечения ригеля назначаем 190 мм
(после острожки). Размеры склеиваемых досок
в черновой заготовке—200X50 мм с двухсто-
ронней острожкой их по ширине и толщине до
190X45 мм. Влиянием продольных усилий в ри-
геле при предварительном подборе сечений пре-
небрегаем ввиду незначительной их величины.
Принятые сечения затем проверяем на сжатие
с изгибом.
Требуемую высоту сечения ригеля в узле В
в месте примыкания подкоса к ригелю (Л4 =—
—22,823 тм) определяем из условия прочности
его на изгиб:
Рис. 6.16. Сечение
I—1 ригеля в ме-
сте примыкания
подкоса (см.
рис. 6.20)
&М
bkw RH
6-2 282 300
19-0,9-130
= 78,6 CM,
где kw — 0,90 — коэффициент условий работы на изгиб для кле-
еных конструкций при ширине сечения b >14 см
и высоте Л=80 см (см. [1] табл. 18, п. 6.39);
Л4— расчетный изгибающий момент;
b— ширина сечения.
Высоту ригеля принимаем в сечении В равной й = 85,5 см. Ко-
личество досок по высоте сечения пя= 19 шт. Сечение ригеля в
коньковом узле и на концах консолей назначено конструктивно
высотой /г = 31,5 с.и из «д=7 досок.
Проверку принятых сечений ригеля производим в местах, где
момент и продольная сила имеют наибольшие значения (узел В),
а также где стойка примыкает к ригелю.
Проверка ригеля в месте примыкания к нему подкоса (узел
В, сечение I—I) (рис. 6.16):
а) от собственного веса и снега Л4 = —22,823 тм; N — —7,394 т.
Расчетную гибкость сжато-изгибаемого переменного по высоте
ригеля определяем приближенно по усредненному значению радиу-
са инерции:
гср = 0,289/гср = 0,289-58,5 = 16,9 см,
151
Усилия N в т и моменты
Элементы рамы	Обозначения сеченнй	К ч К ч к со	Собственный вес	Снег			Ветер (продоль- ная стена по стойке ригеля)		Ветер ная сте кон
				слева	справа	с двух сторон	слева	справа	слева
Ригель	с	м	0	0	0	0	|	0		0	0
		N	—1,900	—2,197	—2,499	—4,698 J 0,751		0,750	0,752
	1	м	—0,189	+1,775	—2,183	—0,408 1	0,120		—0,034	0,069
		N	—1,958	—2,339	—2,499	—4,838 |	0,751		0,750	0,752
	2	м	—1,328	1,115	—4,366	—3,251	0,696		0,160	0,593
		N	—2,018	-2,481	—2,499	—4,980 |	0,751		0,750	0,752
	3	м	-3,471	—1,988	—6,548	—8,516	1,727	0,579	1,570
		N	—2,073	—2,624	—2,499	—5,123 I 0,751		0,750	0,752
	В	М	—8,608	-7,484	-8,731	—16,215 |	3,199		1,221	2,993
		NB	—2,131	-2,764	—2,499	—5,263 |	0,751		0,750	0,752
		"н	0,207	0,131	0,400	0,531 | —0,393		0,301	—0,358
	4	м	-4,465	—6,594	—4,365	—10,959 j 2,132		0,883	1,960
		N	0,170	0,091	0,400	0,491 | —0,393		0,301	-0,358
	Б	М	—2,736.	—8,720	0	—6,720 |	1,260		0,630	1,120
		NB	0,136	0,054	0,400	0,454	—0,393	0,301	-0,358
		NH	0,138	0,335	0	0,335 |	0		0	—0,349
	5	м	—0,684	' —1,680	0	—1,680 j 0,315		0,153	।	0,245
		N	0,087	0,167	0	0,167 j 0		0	—0,349
	Д	N		—		1 — 1 —		—•	—0,349
Стойка	V	М	0	0	0	0	1	0,468		—0,351	0
		N	0,003	—3.920	3,940	0,020 | —0,126		0,161	—0,092
Подкос	D	м	-4,850	—5,970	—5,970	—11,940 1	2,360		0,914	!	2,290
Опорная реакция	А		4,440	9,400	1,520	10,920 1 —2,040		—1,000	—2,010
Распор	И		1,910	2,360	2,360	4,720 | —1,315		—0,075	—0,906
Поперечная сила в коньковом шарнире	Ус		—	1,520	—1,520	—	0,012	—0,012	—0,018
Распор в конько- вом шарнире	Нс		—1,910	—2,360	—2,360	—4,720	0,754	—0,754	0,758
1 Основные сочетания нагрузок; собственный вес н снег. Дополнительные сочетания нагрузок:
0,9 ([6], п. 1.8).
152
Таблица 6.3
М в г • м в элементах рамы
(продоль- на у конца соли)	Ветер (открытый навес)				Расчетные усилия при			сочетаниях нагрузок1		
	1-вариант		2-й вариант		основных			дополнительных		
справа	слева	справа	слева	справа	^макс	Ммин	^макс	^макс	'Ммин	'’макс
0	0	0	0	0	0	0	0	0 1	0	0
0,758	1,082	1,010	—1,010	—1,082	—	—	—6,596		—	—7,100
0,016	0,543	—0,447	0,447	—0,543	1,606	—2,352	—0,577	-1,916	—2,622	—1,024
0,756	1,082	1,010	—1,010	—1,082	—4,297	—4,457	—6,796	—3,089	—5,181	-7,286
0,261	1,282	—0,192	+0,192	—1,282	—0,211	—5,692	—4,577	0,831	—6,409	—5,406
0,756	1,082	1,010	—1,010	—1,082	—4.497	—4,515	—6,996	-3,275	—5,239	—7,472
0,733	2,260	0,751	—0,751	—2,260	-3,471	—11,987	—11.987	-1,437	—13,169	—13,169
0,756	1,082	1,010	—1,010	—1,082	—2,073	-7,196	—7,196	—1,099	—7,657	—7,657
1,423	3,424	2,383	—2,383	—3,424	—6,608	—22.823	—22,823	—3,526	—24,283	—24,283
0,756	1,082	1,010	—1,010	—1,082	-2,131	-7,394	—7,394	—1,157	—7,843	—7,843
0,273	—0,091	0,100	—0,100	0,091	0,207	0,738	0,738	0,125	0,767	—
1,030	1,958	2,010	—2,010	—1,958	—4,465	—15,424	—15,424	—2,546	-16,137	—13,533
0,273	—0,091	0,100	—0,100	0,091	0,170	0,661	0,661	—1,184	0,521	0,883
0,732	0,581	1,931	—1,931	—0,581	—2,736	—9,456	—9,456	—0,998	—10,522	—8,217
0,273	—0,091	0,100	—0,100	0,091	0,136	0,590	0.590	0,145	0,455	0,816
0,261	0	0	0	’0	0,136	0,471	0,471	0,136	0,438	—
0,209	0,145	0,471	—0,471	—0,145	—0,684	—2,364	—2,364	—0,260	—2,620	—2,008
0,261	0	0	0	' о .	0,067	0,234	0,234	0,067	0,217	0,452
0,261	—	—		—	—	—		-	—	—
0	0	0	0 '	0	0	0	0	0,421	-0,316	0
0,119	—0,921	1,013	—1,013	0,921	—	—	3,943	—3,633	3,694	4,461
0,992	2,419	1,886	—1,886	—2,419	—	1 -	| —16,790	1	0	—17,746
—1,030	—1,299	—2,744	2,774	1,299			15,360	1 -	—	16,738
—0,393	—0,958	-0,747	| 0,747	0,958			I 6,630	1		7,020
0,018	0,363	—0,363	0,363	—0,363			1,520			1,695
—0,758	1,051	—1,051	—1,051	1,051			—6,630			—7,104
собственный вес, снег н ветер. Нагрузки от снега и ветра вводятся в расчет с коэффициентом
153
где
hB + hC 85,5 + 31,5 rr, r
«ср =----§---~-------5-----— 58,5 cm —
средняя высота сечения между узлами В и С;
тогда	К — ——----------= 40,4;
/ Ср	10,1/
I = 1 ..	= 1 _ 40,4^-7394	=
3100/?cF6p	3100-130-1112	’ ’
___ N I Л4расч Яс _________ 7394 ,
С~ FHT + ^расч^н -Лб25' +
,	2082660-130 лс i mcc inn/D юа г/ 2
Н--------—--------— = 4,6 + 106,6 = 111,2 < /?с — 130 кГ/см2.
0,97.23 150-0,87.130	’	’ с
Здесь (F6p)Op=/icpi’= 58,5-19=1112 см2— усредненная площадь
сечения;
Fs^ = bhB= 19 • 85,5= 1625 см2 — расчетная площадь сечения ри-
геля в узле В (ввиду небольшой величины ослабление сечения
болтами в расчете не учитывается);
Л4расч=Л4+АЛ4 = —2 282 300 +199 640 = —2 082 660 кГ - см;
ДЛ4=Ate = 7394-27= 199 640 кГ • см (рис. 6.16)—дополнительный
разгружающий момент от переноса продольной силы, с оси
а — а на нейтральную ось сечения х0 — х0
П7 bhB 19-85,52 OQ1_n 3
IF нт = —— =---------= 23 150 см2;
о	6
k w — коэффициент условий работы клееной балки на изгиб
согласно ([1] табл. 18).
Проверка принятого сечения ригеля на скалывание при изгибе
по клеевому шву в узле В.
Расчетная нагрузка на раму
<7 = ^ + Рсн = 342 + 840= 1182 кГ/м.
Поперечная сила в узле В
QB — qs cos а — Нс sin а = 1182-6,8-0,995 —
-6630-0,0993 = 7340 /сГ;
т _ Qb -^бр _
СК~ ибр&расч “	2g.0,5MB	“
= опсЛТш . г. = 14 < /?ск = 24 кГ/см2,
2.0,97.0,5.19.85,5	ск	’
где 0,5 — коэффициент, учитывающий возможный непроклей шва
([1]п. 4.10);
154
б) от собственного веса, снега и ветра:
Л4 = — 24,283 тм; N = — 7,843 г;
Е - 1-------- 1---------------”'4-:7843	= 0,976;
3100£cmF6p	3100-130-1,2-1112
ДЛ4 = 7843 • 27 = 211 760 кГ - см;
Л4расч = — 2 428 300 -Ь 211 760 = —2 216 540 кГ • см;
= 25« +_________г!!‘654°-13°___= 4,8+112,7 =
1625	0,976-23 150-0,87-130
= 117,5 < Rcm = 130-1,2 = 156 кГ/сМ2;
т=1,2— коэффициент условий работы при учете ветровой нагруз-
ки ([1] табл. 7).
Узел В, сечение II—II:
а) от собственного веса и снега
Сечение II—II находится от узла В на расстоянии х=
= 0,475 • cosa = 0,475 • 0,995 = 0,47 м (см. рис. 6.20).
Высота сечения ригеля 'Нц—ц=72 см;
9(а+Ц-х)? _ у (м_х)== И82(6.2-0.47)^
— 23 (2,2 — 0,47) = — 1 944 200 кГ • см;
NBH = 738 кГ;
MP!I„ RP = 738	1 959 144-100 _
1368 + 16416-0,94-130
= 98,3 < /?р = 100 кГ/см2,
N
ст =---------
F нт
где
Fm = hn_n b = 72-19 = 1368 см2;
Л4расЧ = М + ДМ = - 1 944 200 — 14 944	— 1 959 144 кГ - см;
ДМ = № = -738-20,25 = — 14 944 кГ-см (рис. 6.17);
Ц7 = bh,I-n  = 19’72— = 16 4 1 6 см3.
нт 6	6
Проверка ригеля на скалывание при изгибе по клеевому шву в
сечении II—II.
Поперечная сила
Q = \q (а. + и — х) + V] cos а =
= [1182 (6,2 — 0,47) + 23] 0,995 = 6762 кГ;
т	3Q---- = _3:6762_ = 15 R 24 кГ/см2.
ск 2-0,5&Ля_я	2-0,5-19-72
155
(a-pu—x)2
---------+ V (u — X) —
б)	от собственного веса, снега и ветра
— [g + (рсп 4--
м = —I________________£2^
2
— [342+ (840 +	0,э] (6,2 —0,47)2
= ii---------------------=!---------+ 891 (2,2 — 0,47) =
= — 2002 790 кГ.см-,
Nn-ii = °>767
V = 0,003 + (0,02 - 1,013)-09 = — 891 кГ.
a
То
1—	>S0—
Рис. 6.17. Сечение
//—II ригеля в ме-
сте примыкания
подкоса (см. рис.
6.20)
a =
ригеля в месте
примыкания стой-
ки
Мрасч = М + \М = - 2 002 790— 15 532 = - 2 018322 кГ-см-,
AM = Nn_ue = -767-20,25 = — 15 532/сГ.сл;
267_	_^018322U00
1368	16 416.0,94-130
= 101,2 < Rpm = 100-1,2 = 120 кГ/см2.
Проверку ригеля в сечении Б, в месте примыкания стойки
(рис. 6.18), производим на растяжение с изгибом:
а)	от собственного веса и снега
М = — 9,456 тм; //=0,590 т.
Высота сечения ригеля в узле Б
hR = 59,8 см-.
__ N । Мрдсч ___________ 590
“ ^нт	1060
+ юбГоТоь^зо = °-6 + 52'4 = М<*Р= 80 -‘'’'«А
156
Здесь FST = (hB—2d^)b— (59,8—2 • 2) • 19= 1060 см2 — площадь
поперечного сечения с учетом ослабления двумя болтами dg = 20 мм
(см. рис. 6.21).
ЛГрасч = Л4 + АЛ4 = — 945 600 - 8350 = - 953 950 кГ  см-,
АЛ/= — 590-14,15 =—8350 кГ-см (рис. 6.17);
7„т = 319330 см*;
xv7	27НТ	2-319 330	з
И7нт = —t.' • =--------= Ю 680 см3.
нт	59,8
Проверка ригеля на скалывание при изгибе по клеевому шву в
узле Б.
Поперечная сила в узле Б
Q£ = (ga. + Vc в + Усн) cos а =(342-4 + 3 + 3940) 0,995 = 5271 «Г;

3-5271
2-0,5-19.59,8
= 13,8 < RCK = 24 кГ/см2;
б)	от собственного веса, снега и ветра
М = — 10,522 тм; М = 0,455 т;
Мрасч = Л4 + AM = - 1 052 200 - 6440 = - 1 058 640 кГ  см;
АМ = —455-14,15 = —6440 кГ-см;
455	,	1 058 640-80	„ . , _01
а —-----------------------= 0,4 + э8,1 =
1060	10 680-1,05-130
= 58,5 < Rpm = 80-1,2 = 96 кГ/см2.
Стойка
Стойка рассчитывается как сжато-изгибаемый элемент от воз-
действий собственного веса, снега и ветра; Л1=0,421 тм; N=
= —3638 т. Длина стойки /Ст = 4,9 м.
Задаемся предварительно сечением стойки из
цельного бруса черновой заготовки 200X200 мм и
после четырехсторонней острожки 190X190 мм.
Прогоны по продольным стенам крепятся к стойке
болтами d = 20 мм. Для принятого поперечного се-
чения стойки (рис. 6.19) имеем:
Гбр = 19-19 = 361 см2;	Рис. 6.19.
Fm = (b — d6) h =(19 — 2,0) 19 = 323 см2;	SoT™
rHT = -Qg^.FL1-9! = 1022 см3;
6
гх = 0,289-19 = 5,49 см.
Тогда
/ — отверстия
для болтов
диаметром
20 мм
X =	= 89,2;
5,49	’ ’
157
£_____________= _	89,2^-3638	= о 83
3100,PcmFep	3100-130-1,2-361	’
Напряжение в расчетном сечении стойки
N , MRZ _ 3638	42 100-130	_
— Гнт + kW	~ 323 + 1-0,83-1022-130 “
= 62,9 кГ/см2 < Rzm = 130- 1,2 = 156 кГ/см2;
т=\,2 — коэффициент повышения расчетного сопротивления
древесины при учете ветровой нагрузки (см, [1] табл. 7),
Подкос
Принимаем подкос клееным сечением 190x315 мм из семи до-
сок толщиной 45 мм. Длина подкоса /п=5,56 м. Гибкость подкоса
А, =	-	556
0,2896 "
тогда <р = 0,292.
Подкос рассчитывается
а) от собственного веса
= 103 < 120,
0,289-19
на центральное сжатие:
и снега:
7V = —16,790 т;
о, =	= 167-- = 96 < Яс = 130 кГ/см2,
с <pF6p 0,292-598	’
где Рър = Ы1.= 19 • 31,5 = 598 см2;
б) от собственного веса, снега и ветра:
N = — 17,746 т;
а, = 17 74^- = 102 < Яс = 130 -1,2 = 156 кПсм2.
с 0,292-598
6.	Конструкция и расчет узлов рамы
Узел В сопряжения подкоса с ригелем рамы (рис. 6.20)
Соединение подкоса с ригелем выполняем лобовым упором вви-
ду того, что в подкосе рамы возникают только сжимающие силы.
Для обеспечения боковой жесткости узла, а также для восприятия
растягивающих усилий в подкосе при монтаже рамы по обе сторо-
ны подкоса и ригеля ставим накладки сечением 190x95 мм, кото-
рые прикрепляются к подкосу и ригелю четырьмя болтами d5 =
= 20 мм. Проверяем на смятие ригель в месте примыкания под-
коса:
а)	от собственного веса и снега N = —16,790 т.
Угол смятия древесины ригеля подкосом у = 61°.
158
лекнам*™06 ^противление древесина
Лесины смятию мд
^мве = 41г6кГ/аиг.	KS°-
== -Я-.	16 790
^см~31,5.19L*	= 41>6
1с’~~ОУб СМ2.	’
а сечение подкоса
Ряс 6.20 Д
б)	П-г «	‘ ДВУХ ДОСОК
расХХГвдого веса, снега
лоКвам сопротивление др-
гг ____	~
СМбР — --
К во-
—____ ^с.кт
' -^смао
sinsa
55 кГ/см2f
130-1,2
П30Тц2 Г--------
\ ЗоТ7 ~-40,67
169
где m=l,2 и mi==l,4— коэффициенты, учитывающие влияние вет-
ровой нагрузки ([1] табл. 7);
N
^СМ	„
^СМ
= 29,6 < 7?смв1 = 55 кГ/см*.
Узел соединения стойки с ригелем рамы (рис. 6.21)
Соединение стойки рамы с ригелем выполняется лобовым упо-
ром и перекрывается парными накладками сечением 190X95 мм
на восьми болтах диаметром 20 мм, которые воспринимают рас-
Рис. 6.21. Деталь узла &
а — сечение ригеля из одной доски по ширине ригеля; б — то же, вариант из двух досок
четное усилие растяжения при воздействии собственного веса и
снега N=3,943 т. Несущая способность болтов, соединяющих
накладки с ригелем и стойкой, при направлении растягивающего
усилия, передаваемого со стойки на ригель под углом ф = 84°18',
определяется по меньшему из следующих трех условий:
из условия смятия:
Te = n6«cp50cd^ = 4-2-50-19-2-0,57 = 8664 кГ;
Т’а = «6«cp80tzd = 4-2-80-9,5-2= 12 150 кГ;
160
из условия изгиба нагеля:
Ти = [ п6 nQp (180<72 + 2а2)] /=
— 4• 2(180• 2а + 2• 9,52) ]/о£7 = 6789 кГ >4• 2• 250daJ<0~57 = 6040кГ
Тб .мин = 6040 > N = 3943 кГ,
где k а = 0,57 — коэффициент снижения несущей способности сталь-
ного цилиндрического нагеля диаметром 20 мм при направлении
усилия под углом ф = 84°18' к волокнам (см. [1] табл. 15); пср —
число срезов болта.
При воздействии собственного веса, снега и ветра
N = 4461 < Тб.мин= 6040 VTJ = 7127 кГ,
где 1,4 — коэффициент условий работы при воздействии ветровой
нагрузки ([1] табл. 7, п. 5. 15«б»),
Коньковый узел (рис. 6.22)
Соединение торцов клееных блоков ригеля в шарнирном узле
С выполняется впритык с боковыми парными накладками на бол-
тах. Для обеспечения большей шарнирности узла крайние доски
Рис. 6.22. Деталь
конькового узла рамы
срезаны под углом. Парные накладки принимаем сечением 190X
Х95 мм на болтах диаметром 20 мм.
Расчетные усилия в узле С при воздействии нагрузки от собст-
венного веса и снега:
Нс = — 6,630 т; Ус= 1,52 т.
Усилие Нс в коньке передается в узле через торец по площад-
ке смятия
= 19(31.5-9) = .19.22Л = 430
cos а	0,995
Проверяем прочность площадки на смятие:
= _663О_ = кГ/см, R = g кГ/см2
Fcu 430	сма
®см
11—979
161
где/?сма= 129/сГ/сл2 — расчетное сопротивление смятию древеси
ны сосны под углом а = 5°42'.
Поперечная сила Vc= 1,52т, действующая в коньковом узле
воспринимается накладкой и болтами (рис. 6.23).
Расстояния между болтами накладок: 61 = 320 мм-, е2=880 мм

Рис. 6.23. К расчету накладок в конь-
ковом узле
Поперечная сила, воспринимае-
мая ближайшими к узлу болтами:
= 2390 кГ,
1—
е2 88
а удаленные от узла болты вос-
принимают:
R2 =	= 870 кГ.
е* ,	88	1
7Г-1	32-1
Несущая способность одного
среза болта, соединяющего на-
кладки с ригелем, определяется:
из условия смятия:
Tc = 50cdka = 50-19-2-0,57 = 1082 кГ-,
Та = 80 adk^ = 80  9,5 • 2  0,55 = 836 кГ-,
из условия изгиба болта:
Та = (180d2 + 2а2)]/~/& = (180-2а + 2-9,52)]/ 0,55 =
= 668 кГ < 250 d2 = 742 кГ.
Необходимое количество болтов в ближайшем к узлу ряду:
2390	, о л
«б =----- =------= 1,8 болта.
лср Ти 2-668
В месте действия сил Rx и /?2 ставим по два болта.
Максимальный изгибающий момент в накладке
Ммакс = Рс — = 1520 ^- = 24 320 кГ см-
MdKC С g	2	*
момент сопротивления накладок с учетом ослаблений болтами
Гнт=1045 см3-,
7И 24 320	qq о r> 1 ол л / а
<*и = — = -7777 = 23,3 < Яи = 130 кГ/см2.
И'н'г 1045
Расчет на воздействие нагрузок от собственного веса снега и
ветра (#с = 7104 кГ, Vc== 1695 кГ) не производим ввиду небольшо-
162
го их увеличения по сравнению с усилиями от собственного веса и
снега, а также в связи с повышением расчетных сопротивлений
древесины при наличии ветровых нагрузок.
Опорный узел (рис. 6.24)
Рис. 6.24. Деталь опорного узла рамы
ММ.
При воздействии нагрузки от собственного веса, снега и ветра:
усилия в стойке Уст =—4437 кГ\ NCt = +4461 кГ;
усилие в подкосе ND=
= — 17 746 кГ.
Стойки и подкосы опира-
ются на фундамент через тор-
цы, срезанные под углом 90°
к их осям. Стойка и подкос у
торцов имеют стески по вы-
соте сечения на 2,5 см. Несу-
щая способность подкоса из
условия смятия бетона фун-
дамента под торцом подкоса
(по СНиП П-В. 1-62 бетон
марки 150; /?б = 60 кГ!см2у.
Nd _	17 746	.
FCM ~ (31,5 — 2,5) 19
;= 32 кГ/см2 <	= 60 кГ/см2.
Прочность опорной стойки
на смятие торца не проверя-
ем ввиду малой величины
продольного усилия сжатия в
ней. Крепление стойки к фун-
даменту производим с по-
мощью двух анкеров из по-
лосовой стали сечением 100x5
Усилие на одну полосуNn =	«2230 кГ.
Крепление анкеров к стойкам производим болтами d=20 мм,
/=260 мм. Расчетная несущая способность болта на один срез:
из условия смятия древесины под болтами
Тс = 50сЛп = 50-19-2-1,2 = 2280 кГ-
из условия изгиба болта
Ти = 250 г/2 У~т = 250-22 УТ$ = 1095 кГ,
Необходимое количество болтов
7/ ст
пб = -~у
пср 1 н
Принимаем 3 болта.
4461
2-1095
= 2,1 болта.
11*
163
5800
Проверяем полосу анкера на разрыв по ослабленному сечению:
aD =	= 655 <	= 2100 кГ/см\
р maFaT 0,85-4	р
где /"нт =(Ю—2) 0,5 = 4 см2;
та = 0,85 — коэффициент условий работы для анкеров из двух по-
лос (аналогично [1], п. 3.3).
Конструкция трехшарнирной рамы и расположение стыков до-
сок в ригеле рамы показаны на рис. 6.25.
7. Определение прогибов в раме
Определение прогибов в раме производим при загрузке ее нор-
мативной нагрузкой от собственного веса покрытия и снега: </" =
=(gH +	(51,7 +100)6=910 кГ)м. Эпюра моментов от равно-
мерно распределенной нагрузки по всему пролету показана на
рис. 6.26.
Рис. 6.26. Эпюра моментов от нормативной нагрузки, собственно-
го веса и снега
При определении прогибов принимаем среднее значение мо-
ментов инерции на отдельных участках ригеля:
на участке Д — Б:
.	31,5 + 59,8	._
hco =------ = 45,65 см;
р	2
19-45 65з
= 1^.40,00 = 150600сЛ4
д-в 12
на участке Б — В:
.	59,8 + 72 п
hcn =-----1— — 65,9 см;
ср 2
19-65 9з
j	=
Б-В	12
165
на участке В — С:
,	31,5 + 85,5 со _
/гсп = —— ---------= 58,5 см;
ср	2
,	19-58,53	4
JK г —--------1— = 316 920 см*.
в-с 12
Определение прогиба на конце консоли
Прикладываем на конце консоли Р= 1 и строим эпюру моментов
(рис. 6.27). Вертикальные опорные реакции определяем из уравне-
ния МА ' = 1-22 — Л • 18 = 0;
Рис. 6.27. Эпюра моментов от единичной нагрузки Р—1 т
на конце консоли
откуда
Л = —= 1,22 и А' = — 0,22.
18
Распор определяем из равенства
Л1С = —1-13 + 1,22-9 4- /7-5,80 = 0,
откуда
н = 12—= о,з5-
5,80
Alf = -1-4 = — 4 м; = - 1-6,20 + 0,35-5,12 +
+ 1,22-2,20 = — 1,73 М;
=0,35-5,12 — 0,22-2,20= 1,31 м.
Прогиб определяется по формуле
в	в	с	В'
t, __ f Mj Мг dx Р dx 0 Мг M2 dx C Mi M2dx
Д	J	Д—Б	J	EJ в-в	J	EJ B_c	J	EJC_B,
Д	в	в	с
Б'
. С Mi M2dx
J EJ В,_Б,
D
166
значения интегралов берем из таблиц1 * * *;
_	Aff (Alf+2Л1^Р) +	(Aff + 2Л4^Р)
“ 4-1057д_£ +	"Г +
Mi М2 si _ м\' м2 si _ Aff' (Aff + 2Л^Р) и, _ 400-728 700.402
4-10sJB_c	4-10Vs,_c,	6-105Js,_fi,	— 4-10M50 600 +
 400(728 700+2-1 188 700)+ 173(1 758 700 4- 2-1 188 700)
6-10*-453 040	+
. 173-1 758 700-628	131-1 758 700-628 _
+	4-103-316 920	4-10»-316920
131 (1 758 700+2-118 700) 221
6-106-453 040
= 3,67 CM;
= 3,7 cm;
!д _ 3,7 _ 1	1
2/K ~ 2-400 — 216	200"
Прогиб отнесен к двойной длине консоли, так как предельные про-
гибы (см. [1], табл. 17) предусмотрены для однопролетных или
многопролетных балок.
Рис. 6.28. Узел крепления стойки к консоли
При устройстве стен у конца консоли стойки не должны мешать
прогибу консоли, для чего устраивается зазор 50 мм между риге-
лем и стойкой (рис. 6.28).
1 Справочник проектировщика. Расчетно-теоретический. М., Гос. изд. лит. по
стр-ву и арх., 1960, стр. 504, табл. 8.3.20. Справочник инженера проектировщика
промсооружений, т. II. Расчетно-теоретический. М.—Л., Стройиздат, 1934,
табл. 94.
167
Определение прогиба в среднем шарнире
Прогиб в среднем шарнире, определенный аналогичным путем,
составляет /с = 6,8 см, что соответствует
/с = 6,8 = 1	1
I — 1800 ~ 285	200 ‘
8. Краткие указания по изготовлению, сборке и монтажу рам
Пиломатериал, применяемый в клееных элементах, должен
удовлетворять требованиям, приведенным в [1], табл. 20 и 22.
Влажность древесины не должна быть более 15%. Для клееных
элементов применяются доски в черновой заготовке толщиной
50 мм с острожкой их по склеиваемым поверхностям по 2,5 мм, при
этом толщина досок составит 45 мм.
Рис. 6.29. Схема монтажа рам краном К-102
а — положение рам, собранных перед подъемом: б — положение рамы при установке
ее на фундаменты; в — конструкция траверсы; / — наружные брусья траверсы; 2 — внут-
ренние брусья; 3 — коленчатые болты; 4 — упорная шайба, приваренная к болту; 5 — шай-
ба с приваренной к ней гайкой (шайба крепится к брусу 1 гвоздями); 6 — трос
Размеры склеиваемых досок в черновой заготовке по ширине
принимаются 200 мм с острожкой их до 190 мм после склеивания
ригеля. При отсутствии досок шириной 200 мм можно применять
доски шириной 130 и 73 мм, последние получаются путем распи-
ловки досок шириной 150 мм с учетом пропила в 4 мм.
168
После острожки доски ригеля будут иметь размеры по ширине
123 и 67 мм, из которых может быть составлено поперечное сече-
ние ригеля и подкоса, как указано на рис. 6.20 и 6.21.
При определении ширины досок учтена не только острожка бо-
ковых кромок, принятая по 3 мм, но и последующая острожка бо-
ковых поверхностей ригеля и подкоса. Поперечная обрезка всех
элементов и сверление отверстий для болтов производятся с точ-
ностью до ± 1 мм. В парных накладках отверстия сверлятся только
в одной (лицевой) накладке.
При сборке рам накладки (в коньке, в местах примыкания стой-
ки и подкоса к ригелю) с заранее просверленными отверстиями для
болтов используются в качестве кондуктора для сверления отвер-
стий в ригеле, а также в стойке, подкосе и во второй накладке.
Изготовленные на заводе укрупненные блоки (марки) и отдель-
ные элементы рам (см. рис. 6.25) привозятся автомашинами на
строительство. Сборка рам ведется у места их подъема на гори-
зонтальных площадках.
Монтаж рам следует начинать после устройства в фундаментах
анкеров из полосовой стали, выверки опорных поверхностей и ук-
ладки на опорные поверхности двух слоев рубероида на битумной
мастике. Монтаж рам выполняется при помощи крана К-102 на
пневмоколесном ходу (рис. 6.29, 6).
После сборки рамы ригель ее должен быть зажат между двумя
полутраверсами длиной 9 ж с помощью четырех коленчатых бол-
тов (рис. 6.29, бив).
Таблица 6.4
Расход древесины и стали на одну секцию здания (6X26 л-t)
и на 1ь№ плана здания
Наименование элементов	Расход материа- лов на секцию		Вес в кг на секцию	Расход материа- лов на 1 я? плана		Вес в кг на 1 м3 плана
	древесины в л3	стали в кг		древесины в см	стали в кг	
Кровельный щит . . .	4,9	25	2475	3,14	0,16	15,9
Прогоны		2,9	11	1461	1,86	0,71	9,36
Рама		3,82	46	1956	3,45	0,29	12,5
Связи 		0,34	10	180	0,22	0,64	1,15
Прогоны стен		0,97	10	495	0,62	0,64	3,19
Обшивка »		1,58	5	795	1,01	0,32	5,1
Итого . . .	14,51	107	7362	9,3	2,76	47,2
Коэффициент собственного веса рамы
1000?»	1000-12,5
/ (?н _|_ ?н _|_	26 (132,4—f—12,5—4,34)
9я = +§пр + Рен - 22,4 + 10 + 100 = 132,4 кГ/м»; g» = 1,15 + 3,19 =
—4,34 кГ/м2— вес связей,
12—979	169
За стропы, прикрепленные к траверсам, раму поднимают кра-
ном в вертикальное положение, затем поворотом стрелы крана уста-
навливают в проектное положение на фундаменты и раскрепляют
прогонами и монтажными связями с соседней ранее установленной
рамой. После этого сверлят отверстия в нижних концах стоек через
имеющиеся отверстия в металлических анкерных накладках и ста-
вят болты. В процессе монтажа рам производится укладка кро-
вельных щитов и устраиваются вертикальные связи по продольным
стенам.
Расход материалов приведен в табл. 6.4.
Пример 7
ПОКРЫТИЕ ПО КЛЕЕНЫМ ГНУТЫМ РАМАМ
ПРОЛЕТОМ 18 м
Спроектировать покрытие для склада минеральных удобрений
пролетом 18 м. Здание неотапливаемое. Кровля из волнистых асбе-
стоцементных листов обычного профиля (ВО). Место постройки —
III район снеговой нагрузки. Изготовление конструкций заводское.
1.	Выбор конструкций и компоновка покрытия (рис. 7.1)
Учитывая возможность обеспечения строительства клееными
конструкциями заводского изготовления, принимаем в качестве
Рис. 7.1. Поперечный разрез здания и план кровли
в — поперечный разрез н план кровли; б — кровельный щит; в — стеновой щит
170
несущих конструкций покрытия гнутые клееные рамы. Ригель рамы
двускатный с уклоном ската tg а = 1 : 3, а= 18°30', отвечающий тре-
бованиям к уклону кровли из асбестоцементных волнистых листов
обычного профиля. Расстановка рам вдоль здания через 3 м. Асбе-
стоцементные листы кровли укладывают на прогоны, соединенные
обрешеткой в заранее изготовляемые кровельные щиты (см. рис.
7.1,6). Стены склада — из щитового каркаса (см. рис. 7.1, в) с об-
шивкой волнистыми асбестоцементными листами (ВО). Продоль-
ная устойчивость здания обеспечивается жесткими в своей плоско-
сти щитами кровли и каркаса стен.
2.	Нагрузки
Таблица 7.1
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 № плана здания
Наименование	Нормативная нагрузка в кГ/м*	Коэффициент перегрузки	Расчетная наг- рузка в кГ}м*
Кровля из волнистых асбесто- цементных листов ВО . , .	15.5 -—— = 16,35 0,948	1,1	18
Щиты кровли . . 		8	1,1	9,3
	0,947		
Собственный вес рамы . . .	18,1	1,1	19,9
Временная нагрузка — снег .	100	1,4	140
Итого . . . .	<7Н=142,89		<7=187,20» 190
Здесь собственный вес рамы определен при &с.в=7 из выраже-
ния
= ^+8’44Н.1.2°- = 18,1 кГ/м2.
sc 1000	1000	’
-----— 1	--- — J
kCiBl	7-18
Расчетная нагрузка на 1 м рамы
<7 = 190-3 = 570 кГ/м.
3.	Расчет элементов кровли и стены
Щит кровли размером 3X2 м состоит из прогонов 10X5 см,
поставленных через 0,5 м, и решетки из брусков 5X5 см (см. рис.
7.1,6). По прогонам укладываются асбестоцементные волнистые
листы типа ВО. Прогоны вместе с решеткой образуют в плоскости
ската ферму, которая передает на раму скатную составляющую
нагрузки.
12*	171
Расчет щита кровли
Прогоны. Расчетная нагрузка (см. табл. 7.1) <7=18-1-9,3+140 =
= 167,3 «Г/л2.
Составляющая, перпендикулярная прогонам:
qx — 7 cos а = 167,3-0,948 = 159 кГ/м2;
скатная составляющая
^ = <7sina = 167,3-0,317 = 53 «Г/л2;
на 1 м одного прогона
qx = 159-0,5 = 79,5 «Г/л; qy = 53-0,5 = 26,5 «Г/л.
На нагрузку qx прогон работает как разрезная балка пролетом
3 л, на нагрузку qv—как двухпролетная неразрезная балка с
пролетами по 1,5 л.
Принимаем сечение прогона h~^b= 100X50 мм; Wx=83,3 см3;
Wy=41,7 см3. Напряжение в прогоне в середине пролета Z = 3 л:
.	79,5-32-100 . 26,5-1,52-100	г/ ,
а = о, + <ju = —1------------11-------= 125 < 130 кГ см2.
х у 8-83,3	8-41,7
Проверка на сосредоточенный груз Р= 100 • 1,2= 120 «Г;
..	120-3-0,948	г	8600
4	83,3
= 103 < 130-1,15-1,20 = 180 кГ/см2.
Проверка жесткости прогона. Нормативная нагрузка (табл.7.1),
перпендикулярная прогонам:
<7« = (15,5 + 8+ 100) 0,5-0,948 = 58,6 кГ/м.
Напряжение
Относительный прогиб
/ _ 5	1 _ 5	79,2-300 _ 1	1
I ~ 24 ' £й ~ 24 ‘ 100 000-10 — 202	200 *
Расчет прикрепления решетки щита. Скатная составляющая
нагрузки на 1 л2 qy= 167,3 • 0,317 = 53 кГ/см2; на весь щит 53-3-2 =
= 318 «Г.
На крайние стойки щита непосредственно (от прибитых к ним
прогонов) передается 318— =39,8 «Г.
8
Остальная нагрузка передается через раскосы, при этом на
318—39,8 1ОП р
один раскос приходится--------= 139 к! .
172
Для прикрепления бобышки, в которую упирается раскос (см.
рис. 7.1, б), поставлены гвозди 4X100 мм, Ггв = 64 кГ (см. прило-
жение 3). Необходимое количество гвоздей
139	„	„
пгв = — = 2,17 ss 2 гвоздя.
64
На среднюю стойку от одного прогона передается нагрузка
— 1,5 = 39,8 кГ.
2
Прогон прикреплен к стойке одним гвоздем 4хЮ0 мм:
Тгв = 64 > 39,8 кГ.
Щит через его крайние стойки прикрепляется к раме гвоздями
4X100 мм. Необходимое количество гвоздей на одну стойку пгв =
318
—	=2,5 гвоздя. Поставлено 5 гвоздей >2,5 гвоздя.
Расчет щита стены
Щит стены размером 3x4,2 м состоит из стоек, поставленных
через 0,94—1 м, горизонтальной обрешетки, набитой на стойки че-
рез 0,5 м, и раскосов, придающих жесткость щиту в его плоскости
(см. рис. 7.1, в). По обрешетке после установки щита прикрепля-
ются асбестоцементные волнистые листы, такие же как в кровле.
Ветровая нагрузка, действующая на щит, воспринимается работа-
ющими на изгиб стойками щита, которые передают ее на цоколь
здания и на верхнюю обвязку.
Расчет стойки и обрешетки щита стены на ветер. Расчетная
ветровая нагрузка для II района ветровых нагрузок (см. [6],
табл. 9, п. 6.4) р = 35 • 1,2 • 0,8 = 33,6 кГ/л2. Нормативная нагрузка
рн =35-0,8 = 28 кГ/л2.
Расчетная ветровая нагрузка на 1 л стойки 33,6-1 = 33,6 кГ/м;
то же, нормальная рИ =28-1=28 кГ/м. Изгибающий момент в
стойке пролетом 4,2 л
..	33,6-4,22	„„ о г
М = —------— = 73,8 кГ М.
8
Принято конструктивно сечение стойки 50X150 мм.
W = 187 сл3; о = — = 39,3 < 130 кГ/см2.
187
Проверка прогиба:
напряжение от нормативной нагрузки
н 28-4,22.100	, г, ,
о =------------= 33,1 кГ/см2;
8-187
относительный прогиб
/ _ 5	33,1-420
I 24 ’ 100 000-15
0Щ9
*360
1 _1_
520	200 ’
173
Вследствие незначительной величины вертикальной силы сжа-
тия от собственного веса щита и обшивки действием ее в расчете
пренебрегаем. Обрешетка состоит из брусков сечением 50x50 мм,
поставленных на расстоянии 500 мм друг от друга.
Изгибающий момент от ветровой нагрузки
(33,6-0,5) 1»	„.. „
М. = i----L-£— — 2,11 кГ • м.
8
Момент сопротивления
W =	= 20,8 см3.
Напряжение
а = — = 10,1 < 130 кГ/см*.
20,8
Учитывая малую величину напряжения и неразрезность обре-
шетки, проверку на прогиб можно не производить.
4.	Расчет трехшариириой рамы
В данном примере максимальные усилия и изгибающие момен-
ты получаются при снеговой нагрузке на всем пролете (рис. 7.2).
Рис. 7.2. К расчету рамы
В общем случае при значительной крутизне кровли и большей
высоте стен необходимо производить расчет рамы на ветер и од-
ностороннюю снеговую нагрузку. Расчетная нагрузка на 1 м рамы
(см. табл. 7.1) <7=190-3=570 к1\
174
Опорные реакции:
Л = 5 = — = -570'17’6 = 5020 кГ.
2	2
Распор
//==£Р= 570^6!= 30кЛ
8/	8-7,05
Изгибающие моменты (рис. 7.2). Координаты точек оси опре-
делены графически. Изгибающие моменты определяют по формуле
Mx = -Hy + Ax-q^--
= — 3130 -1 + 5020-0,05 — 570'°’°52 = 2881,4 кГ-м-,
М2 = — 3130• 2 + 5020 - 0,1 — 570-0,12 = — 5760,8 кГ-м-
Ms = — 3130 • 2,85 + 5020 • 0,25 — 570-0,252 = — 7683 кГ • м ;
Mi = — 3130 • 3,60 + 5020 • 0,63 —	_ 8253 кГ - м.
2
Моменты в точках 4—9 удобнее определять, «идя» от конько-
вого шарнира.
Проверка Mt:
Mi = + 3130-3,45 —	= — 8260 кГ-м,
4	2
что близко к ранее найденной величине .8253 кГ • м\
R7D.7 R2
М5 = 3130-2,8 —	’	= — 7220 кГ-м;
Мв = 3130-2,15 —	= — 3510 кГ-м-
М, = 3130-1,60 — -^4— = _ 770 КГ.м;
М8 = 3130-1,07	+ 790 кГ-м-
8	2
М9 — 3130-0,55 — -570-1,52 = + 1080 кГ-м;
М10 = 0.
Нормальные силы (см. рис. 7.2):
N — Н cos <р + Qo sin <р;
Qo = А = 5020 кГ-,
N3 - 3130-0,309 + (5020-570-0,25) 0,951	5600 кГ;
175
здесь ф3 = 72° (определено графически);
= 3130-0,559 + (5020 - 570-0,63) 0,834 = 5640 кГ-, здесь <р4=56;
N5 = 3130-0,829 + (5020 - 570-1,3) 0,559 = 4990 кГ- фв = 34°;
М = 3130-0,950+ (5020 — 570-2,8)0,317= 4080 кГ-, <р6 = 18°30';
М> = 3130 0,95 = 2970 «Г; Ф10 = 18°30'.
Все нормальные силы сжимающие.
Рис. 7.3. Детали клееной гнутой рамы
Максимальный изгибающий момент
Mi = —8253 кГ-м; соответственно Nt = 5640 кГ.
Проверка сечений рамы. Полурамы склеиваем из досок раз-
мером 15X180 мм, полученных путем двусторонней острожки из
досок толщиной 19 мм. Поперечное сечение полурамы в месте мак-
симального момента принято из 40 досок (рис. 7.3); /1=40-1,5=
= 60 см\ F= 18 • 60= 1080 см2-, W= ^^ = 10 800 см3.
6
Расчетное сопротивление в данном случае должно быть сниже-
но, учитывая, что доски рамы согнуты при отношении — <250
(см. [1], табл. 8). Имеем— = — — = 160 и <ргн=0,82.
а 15
176
Расчетное сопротивление R= 130• 0,82= 107 кГ1см2. Расчетная
гибкость может быть определена приближенно, как для трехшар-
нирной арки, с учетом переменной высоты сечения по длине арки.
Радиус инерции
/0,6 + 0,4'
r _ 2lLlJ± = о ,289 '	2
2 0
0,6 + 0,3
2	.
12,7
= 0,144 м = 14,4 см.
здесь 12,7 м—длина полурамы по оси, а в скобках — высота
сечения рамы на данном участке длины.
п	,	0,7-2540 1по	пелп
1 ибкость Х=—гт—— =123, здесь 2540 см — длина рамы по
14,4
оси.
3100
5640
1080-130
= 1 — o;i9 = 0,81;
825 300-130
95 < 107 кГ)см2.
_ 5640
“ 1080 ' 10 800.0,81-1,05.130
Здесь kw= 1,05 учитывает размеры клееного сечения (СНиП
П-В.4-62, табл. 18).
Проверка стойки рамы на продольный изгиб из плоскости рамы.
Расчетную длину стойки при продольном изгибе принимаем при-
ближенно 4,2 м, равной расстоянию от места закрепления кровлей
до опоры.
Гибкость:
X _	420— = 81; ф = 0,47;
0,289-18	т
а =-----2222----= 14,9 < 107 кГм2.
(18-40)0,47
Смятие на опоре:
<7см =	= 6,97 < 130 кГ/см2.
см 40-18
Смятие в коньковом шарнире:
gCM = эд 3 g =5,8<105 кГ/сл2 — расчетного сопротивления смятию
при угле смятия, равном 18°30'.
Распор рамы воспринимается металлическим башмаком, заан-
керенным в фундаменте (см. рис. 7.3).
Смятие поперек волокон в месте упора в швеллер
Оси =	— 9,7 <24 кГ/см2.
см 18-18	’
177
Проверка на срез анкерных болтов диаметром 20 мм; F& =
= 3,14 см2;
т =	= 498 < 1300 кГ/см2.
2-3,14
5. Монтаж элементов покрытия
Монтажные элементы покрытия состоят из заранее изготовлен-
ных и привезенных на место сборки клееных полурам, щитов кров-
ли и стен. Асбестоцементные волнистые листы привозят отдельно
от щитов и ставят на место после прикрепления щитов к рамам.
Рис. 7.4. Монтаж покрытия
Сборка покрытия (рис. 7.4) аналогична сборке, описанной в
примере 4 для варианта клееных арок.
Посередине пролета, под коньковым узлом рам, устанавлива-
ют легкую передвижную (переносную) башню-стремянку, имею-
щую наверху небольшую рабочую площадку. Подъемным краном
поднимают и устанавливают на фундаменты полурамы, верхний
конец которых опирают на стремянку. С рабочей площадки стре-
мянки производится замыкание конькового шарнира полурам. Пер-
вую установленную раму обычно раскрепляют тросами, последую-
щие крепят к уже установленным щитам кровли и стены. Если
по каким-либо причинам немедленная установка щитов невозмож-
на, между рамами ставят временные дощатые связи — по верху
ригеля и по стойкам рамы.
6. Расход материалов
Расход материалов приведен в табл. 7.2. Для клееной рамы
расход древесины подсчитан с учетом толщины досок до острожки.
178
Таблица 7.2
Расход материалов
Наименование	На секцию 18x3 м		На 1 ма плана	
	древесины в л<3	металла в кг	древесины в см	металла в кг
Рама 1 шт		2,85	40	5,3	0,74
Щиты кровли		1,03	27	1,91	0,2
Итого . . .	3,88	67	7,21	0,94
При сравнении расхода материалов на рамы с аналогичными
показателями на другие несущие конструкции следует иметь в ви-
ду, что цифры, приведенные в табл. 7.2, включают расход мате-
риалов на стойки рамы.
ФЕРМЫ
Сквозные конструкции — фермы — являются наиболее распро-
страненным видом деревянных несущих конструкций в покрытиях
промышленных и производственных сельскохозяйственных зда-
ний
Современные индустриальные фермы разделяются на два ос-
новных вида: фермы, содержащие клееные деревянные элементы
(такие фермы часто называют клееными), и фермы, изготовлен-
ные без применения клея. И те, и другие выполняются главным
образом в виде металлодеревянных конструкций, нижний, растя-
нутый пояс которых сделан из круглой или профильной стали.
Металлодеревянные сквозные конструкции надежнее цельнодере-
вянных, так как в них исключена работа древесины на растяжение
в сильно растянутых элементах.
В стандартных образцах малых размеров, выполненных из чи-
стой, без пороков, древесины, предел прочности при растяжении
для сосны имеет большую величину — в среднем 1000 кГ/см2. При-
меняемые же в строительстве сортименты больших сечений — дос-
ки, брусья, бревна — всегда имеют те или иные пороки ( сучки и
косослой и др.), сильно снижающие прочность элемента. Только
при надлежащем ограничении пороков, т. е. отборе древесины,
можно применять указанные в нормах расчетные сопротивления.
Наиболее отрицательное влияние пороки древесины оказывают на
работу растянутых элементов, причем в досках это приводит к
большему уменьшению прочности, чем в брусьях и бревнах. Так,
например, при допускаемых по нормам размерах сучков предел
прочности при растяжении снижается в досках почти в 4 раза по
сравнению со стандартными образцами. При работе на сжатие
влияние пороков значительно меньше, а при поперечном изгибе оно
меньше, чем при растяжении, и больше, чем при сжатии.
Анализ аварий деревянных конструкций показывает, что при-
чиной их в подавляющем большинстве случаев является разрыв
нижних деревянных (растянутых) поясов, в особенности, когда
они выполнены из нескольких параллельно работающих досок. На
практике тщательный отбор древесины на нижние пояса часто за-
труднен из-за отсутствия достаточного количества лесоматериала
нужного качества. Кроме того, в фермах с деревянным нижним
поясом общая просадка фермы приводит к появлению изгибных
1 Имеются в виду капитальные здания постоянного назначения.
180
напряжений, которые концентрируются в узлах, т. е. в местах
наибольших ослаблений деревянного пояса.
Применение металлических нижних поясов полностью сни-
мает вопрос об отборе древесины первой категории, способствует
повышению надежности и жесткости ферм.
Деревянные элементы ферм выполняют из цельных или состав-
ных брусьев, клееных пакетов и в отдельных случаях из круглого
леса. Доски могут применяться для слабонапряженных элементов
решетки ферм. Массивные деревянные элементы (бревна, брусья),
включая и клееные пакеты, более надежны в пожарном отношении:
огнестойкость их выше, чем элементов из досок, образующих зача-
стую многослойное сечение с зазорами, в котором отношение омы-
ваемого воздухом периметра к площади поперечного сечения и
явление взаимного обогрева значительно больше, чем у массивных
элементов.
Стоимость металлодерёвянных конструкций не превышает стои-
мости цельнодеревянных, а общий расход металла увеличивается
незначительно (см. пример 8) при одновременном большом умень-
шении расхода древесины.
В соответствии с изложенными «Техническими правилами по
экономному расходованию металла, леса и цемента и по рацио-
нальному применению сборных железобетонных и металлических
конструкций в строительстве» (ТП 101—65) рекомендуются к при-
менению в качестве несущих деревянных конструкций металлоде-
ревянные фермы из брусьев с металлическим растянутым нижним
поясом и клееные конструкции, в том числе арки и фермы с ме-
таллическими затяжками.
Однако в тех случаях, когда может быть обеспечен строгий от-
бор высококачественной древесины, возможно применение деревян-
ных нижних поясов при правильном конструировании ферм и ми-
нимальном ослаблении в узлах и стыках (см. пример 8). В зда-
ниях с химически агрессивной средой также может быть ограни-
чено применение металла в конструкциях.
Цельнодеревянные дощатые фермы применяются в настоящее
время главным образом в деревянных стандартных зданиях для
малых пролетов 6—9 я при частой, через 1—1,5 м, расстановке их.
Современные конструкции должны быть не только надежны в
эксплуатации, но и индустриальны в производстве. Конструкция
индустриальна, если она технологична и проста в изготовлении,
состоит из возможно меньшего числа элементов, имеет хорошие
технико-экономические показатели и выполняется с минимальной
затратой ручного труда. В этом смысле индустриальными являют-
ся не только клееные конструкции. Применение в ряде случаев
вместо клееных элементов простых брусьев или даже круглого
леса, не снижая индустриальное™, упрощает изготовление и умень-
шает стоимость конструкции. Деревянные элементы при этом дол-
жны иметь простую, удобную для обработки форму, без врубок,
шипов и пр.
181
В СССР разработан метод высокотемпературной сушки круп-
ных сортиментов без образования трещин, однако большого рас-
пространения он еще не получил, поэтому следует учитывать, что
брусья и бревна обычно применяются с повышенной влажностью.
Конструкции из таких элементов должны находиться в условиях,
обеспечивающих дальнейшее их высыхание в процессе эксплуата-
ции. При этом происходит существенная усушка лесоматериала
поперек волокон с одновременным появлением усушенных трещин.
Изменение поперечных размеров элементов может вызвать рас-
стройство узлов (в особенности при решении на врубках) и допол-
нительные деформации конструкций. Усушка вдоль волокон не-
значительна, и с ней можно не считаться.
Отсюда следует, что при разработке конструкций ферм необ-
ходимо путем соответствующего решения узлов и стыков исклю-
чить вредное влияние усушки. Клееные элементы, которые должны
выполняться только из сухих досок, указанных недостатков не
имеют. В приводимых ниже примерах проектирования ферм уч-
тены высказанные положения.
В примерах 8—11 фермы запроектированы металлодеревянны-
ми с нижним поясом из круглой (примеры 8 и 9) или профильной
(примеры 10 и И) стали без применения врубок. Вариант дере-
вянного нижнего пояса приведен в примере 8. Сравнение расхода
материалов на фермы для вариантов со стальным и деревян-
ным нижним поясом показало, что при деревянном нижнем поя-
се значительно (на 67%) увеличивается расход древесины и
лишь немного (на 8%) уменьшается расход металла. Экономи-
ческого эффекта применение ферм с деревянным нижним поясом
не дает.
Принципы решения узлов во всех фермах в основном одина-
ковы.
Раскосы решетки при помощи прикрепленных к ним металли-
ческих пластинок-наконечников надеваются на узловые болты. Уз-
ловой болт проходит в центре специального металлического Вкла-
дыша, расположенного в узле и зажатого между концами элемен-
тов верхнего пояса. Усилия от раскосов через металлические пла-
стинки воспринимаются узловым болтом, который передает их на
металлический вкладыш, а последний распределяет их по двум
повепхностям соприкасания с торцами деревянных элементов верх-
него пояса. Работа узлового болта в металле с последующим рас-
пределением усилия по большой поверхности древесины, отсут-
ствие скалывания и простота сборки являются положительной
особенностью данного решения узла. Кроме того, усушка дере-
вянных элементов поперек волокон не сказывается отрицательно
на работе узла: вкладыш зажат между торцами элементов верх-
него пояса, а усилие с раскосов на пластинки-наконечники пере-
дается или нагелями, работающими вдоль волокон, или упором
торца раскоса. В фермах с деревянным нижним поясом (пример 8,
вариант 2) при указанных принципах конструирования усушка
182
пойсов не приводит к расстройству узлов и дополнительным про-
гибам ферм.
Узловые вкладыши в зависимости от схемы фермы могут иметь
прямоугольную (см. рис. 8.4, д) или клиновидную (см. рис. 11.2)
форму. Деревянные элементы верхнего пояса примыкают к метал-
лическим обычно на части их высоты, обеспечивая заданный экс-
центрицитет приложения нормальной силы с целью уменьшения
расчетного изгибающего момента в панелях верхнего пояса. Вели-
чина максимально возможного эксцентрицитета определяется
обычно из условия равенства расчетного момента в пролете па-
нели опорному моменту. В этих фермах деревянные элементы
очень просты в изготовлении: весь процесс изготовления заклю-
чается в основном в опиливании брусьев или досок по концам под
прямым углом к продольной оси.
В современных деревянных фермах длина опорного узла долж-
на быть минимальной — примерно такой же, как в железобетон-
ных. Это необходимо для взаимозаменяемости ферм, а также для
правильного положения опор-колонн, на которые навешиваются
панели стены. Обычно расстояние от оси колонны до внутрен-
ней поверхности прилегающей стены составляет 150—200 мм.
Этот размер определяет максимально возможную длину опорного
узла.
Указания по сборке ферм должны являться обязательной ча-
стью проекта, и метод сборки должен учитываться при проектиро-
вании ферм. Длину элементов ферм и все размеры металлических
деталей вычисляют с учетом строительного подъема с точностью
до 1 мм. Сборку ферм производят по методу «засечек» обычно в
горизонтальном положении на ровном месте на подкладках без
устройства бойка и вычерчивания на нем фермы. Строительный
подъем получается при сборке ферм автоматически. Последова-
тельность сборки описана в примерах.
Рекомендуемые схемы ферм приведены в таблице.
1.	Для схем 1—10 и 13—22 высота фермы в середине ее длины
должна быть не менее ]/б—V? пролета. Меньшее отношение при-
нимается для ферм с металлическим нижним поясом.
2.	Для схем И, 12 и 23 то же отношение принимается не мень-
ше */в—'/б.
3.	В фермах сегментного очертания верхний пояс очерчен по
дуге круга. Длины всех панелей верхнего пояса равны между со-
бой, так же как и панелей нижнего пояса.
4.	В фермах многоугольного очертания (схемы 1—4) точки
(узлы) перелома верхнего пояса расположены на дуге круга н^
равном расстоянии друг от друга, за исключением опорных пане-
лей, имеющих вдвое меньшую длину. Стойки решетки делят па-
нели верхнего пояса пополам. Панели нижнего пояса имеют, сле-
довательно, разную длину.
5.	Во всех остальных схемах длины панелей верхнего пояса
равны между собой, так же как и длины панелей нижнего пояса.
183
Рекомендуемые схемы ферм
6.	Уклон верхнего пояса в схемах 5—10 и 17—22 принят рав-
ным 1 : 10.
Выбор того или иного вида ферм зависит от многих условий:
типа кровли, наличия подвесного потолка, величины пролета, ар-
хитектурных соображений и пр. При кровлях из волнистых асбе-
стоцементных листов следует применять треугольные фермы (при-
меры 8 и 9). Их применяют обычно и при необходимости устрой-
ства подвесного потолка.
При мягких кровлях применяются многоугольные, сегментные
и прямолинейные двускатные и односкатные фермы.
Чем больше пролет фермы, тем больше длина панели верхнего
пояса и тем выгоднее применение клееных элементов. Так, напри-
184
мер, при пролете 24 м расход металла в многоугольной брусча-
той ферме (пример 11) на 20% больше, чем в клееной сегмент-
ной ферме такого же пролета (пример 10).
Расход материалов на фермы определяется путем составле-
ния по рабочим чертежам спецификаций на деревянные и метал-
лические элементы и детали ферм. Образец спецификации при-
веден в примере 8.
Технико-экономический анализ покрытий показывает, что рас-
ход материалов на несущие деревянные конструкции и стоимость
их значительно ниже, чем для ограждающих частей покрытия, в
особенности при теплых кровлях. В общем расходе древесины на
покрытие расход на фермы составляет примерно 20—25%, дости-
гая одной трети при кровле из волнистых асбестоцементных ли-
стов (примеры 8 и 9). В общей стоимости утепленного покрытия
стоимость самих ферм, в зависимости от типа кровли, колеблется
в пределах 15—25%.
Следовательно, тип фермы сравнительно мало влияет на общую
стоимость покрытия. Вот почему при выборе типа несущей конст-
рукции прежде всего нужно руководствоваться соображениями
технической целесообразности: следует применять, безусловно, на-
дежные и долговечные конструкции индустриального изготовления
обязательно с учетом местных условий и возможностей.
Так, например, клееные конструкции могут применяться толь-
ко в том случае, если обеспечивается их централизованное завод-
ское изготовление; применение цельнодеревянных конструкций це-
лесообразно, если обеспечивается тщательный отбор древесины
при наличии достаточного количества лесоматериала необходимо-
го качества.
В то же время необходимо тщательно продумывать решена»
ограждающих частей кровли, помня об их большом удельном весе
в расходе материалов и стоимости всего покрытия в целом.
Пример 8
БЕСЧЕРДАЧНОЕ ПОКРЫТИЕ ПО ТРЕУГОЛЬНЫМ БРУСЧАТЫМ ФЕРМАМ
ПРОЛЕТОМ 15 м
Спроектировать и рассчитать деревянное покрытие пролетом
14,7 м над неотапливаемым зданием склада готовой продукции.
Кровля холодная из асбестоцементных волнистых листов усилен-
ного (ВУ) или обычного профиля. Здание возводится в районе
г. Свердловска. Несущие конструкции покрытия — заводского из-
готовления.
1.	Выбор конструкций и компоновка покрытия (рис. 8.1)
Уклон кровли из волнистых асбестоцементных листов обычного
профиля должен быть не менее 1 :3. Принимаем в качестве не-
сущих конструкций покрытия фермы треугольного очертания сис-
темы ЦНИИСК с нормальной высотой, равной Vs пролета. При
этой высоте ферм уклон ската кровли равен 1 :2,5. Расстояние
между фермами вдоль здания принимаем 6 м. Ферму проектируем
в двух вариантах — с металлическим нижним поясом (основной
вариант) и с деревянным нижним поясом. Асбестоцементные ли-
сты кровли укладываются по прогонам, расположенным по верх-
Рис. 8.1. Общий вид здания и детали кровли
а — поперечный разрез здания и план покрытия; б — крепление прогонов кровли и вол-
нистых асбестофаиерных листов ВУ; в — монтажный элемент кровли: два прогона, соеди-
ненные решеткой; / — треугольные фермы; 2 — кровля из волнистых асбестоцементных
волнистых листов ВУ; 3 — прогоны кровли, соединенные попарно решеткой; 4— продоль-
ные связи (через пролет)
нему поясу с расстоянием 1,5 м. Пространственная жесткость по-
крытия обеспечивается продольными связями, расположенными в
плоскости верхних поясов ферм и связывающими ферму попарно.
Уклон верхнего пояса фермы: tga = 0,4; a = 21°48'; cosa=0,927;
sin a=0,370.
2.	Нагрузки
Собственный вес фермы определен при &Cb = 5 из выражения
§и-ьрн 21,6 + 20+ 100	,. п ,
ёс.в = - -— = -- Л. — = 11,2 кГ!м\
1000 t . 1000 _ 1
Лс.в I	5-14,7
Величины нагрузок приведены в табл. 8.1.
186
Таблица 8.1
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 ж3 плана здания
Наименование	Нормативная нагрузка в кГ/м?	Коэффициент перегрузки	Расчетная нагрузка в кГ1м*
Листы асбестоцементные волнистые с учетом перепуска (ВУ) ....	20	. „	1,1	23,7
	0,927		
Прогоны и связи (ориентировочно) .	20	1,1	22
Собственный вес фермы		11,2	1,1	12,3
Временная нагрузка — снег ....	100	1,4	140
Итого. . . . . . .	9И= 152,8		9=198
3.	Расчет элементов кровли
Прогоны. Разрезные прогоны кровли (рис. 8.1) размещаем
через 1,5 м в осях по скату, т. е. через 1,39 м в проекции. Для
того чтобы исключить косой изгиб прогонов и уменьшить их сече-
ние, попарно связываем прогоны дощатыми раскосами и стойка-
ми, образующими вместе с прогонами наклонную ферму (рис.
8.1, в), воспринимающую скатную составляющую нагрузки. По-
парно соединенные прогоны являются укрупненными сборочными
элементами кровли.
Нагрузка на 1 м прогона перпендикулярна скату
qx = qcos а = 1,39 • 185,7 • 0,927 = 258 • 0,927 = 239 кГ/м.
Скатная составляющая нагрузки
qy = «у sin а = 258-0,37 = 95,8 кГ/м.
Изгибающий момент
..	239-6»	г
М =------= 1073 кГ-м.
8
Проверяем сечение прогона: йХб = 20Х15 см; Ц7=1000 см3;
а = 107 300- = 107,3 <130 кГ)см2.
1000
Прогиб от нормативной нагрузки, равной (табл. 8.1): q* =
= 152,8—11,2=141,6 кГ1м2, или на 1 м прогона 141,6-1,39 =
= 197 кГ1м и перпендикулярно скату <?" = 197 • 0,927= 182 кГ)м;
а" = 107,3 — = 81,6 кПсм2;
’239
/ _ 5 сн1 _ -5 81,6-600 _ 1  1
I ~ ~24 ’ Eh ~ 24	105-20 “ 196 200’
Связи прогонов (рис. 8.1, в). Скатная составляющая нагрузки
на два прогона
^ = 95,8-2 = 191,6 кГ/м.
187
Нагрузка на узел «ферм — связей», если считать приложенной
ее к узлам верхнего пояса: Р= 191,6 • 1,5 = 288 кГ.
гх	л г* 288*3 лоо г
Опорные реакции: А = Б= —-— =432 к! .
А 432
Усилие в опорном раскосе: D= ——= yyj =614 кГ, здесь
0 = 45°.
Решетку проектируем из досок, толщину которых 6 назначаем
из условия максимально допустимой гибкости, равной 150. Длина
опорного раскоса 210 см; 6 = — =	=4,9 см.
Принимаем доски: 5X10 см; <р = 0,14; <т =	614	=88< 130 кГ1см2.
г	(5-10)0,14
Доски решетки соединяем с поясами-прогонами при помощи
болтов d= 12 мм. Расчетное усилие на болт при угле а—45° при-
нимаем равным меньшему из значений:
(Т6)а = 80 adka = 80 • 5 • 1,2 • 0,85 = 408 кГ-
(Т6)с = 35 cdka = 35 • 20 • 1,2 • 0,85 = 713 кГ-
(Тб)и = (180 d2 + 2а2)	= (180* 1,22 + 2*52) ]Л°>85 =286 кГ;
(Т6)' = 250 d2 J/T = 250* 1,22 ]Лд85 = 331 кГ.
Расчетное усилие может быть также определено по приложе-
нию 1 с учетом ka. Необходимое количество болтов для прикреп-
614
ления опорного раскоса: п5= — =2,14 — 2 болта.
В остальных узлах определяем количество болтов для прикреп-
ления элементов решетки по усилию в стойке (0 = 90°):
Тб = (180-1,22 + 2.52) ]Л07 =310*0,84 = 260 кГ;
пб=-----= 1,11	1 болт.
260
В наклонной ферме скатная составляющая передается на верх-
ний пояс вертикальной фермы путем упора в бобышку, прибитую
к поясу гвоздями 5X150 мм (см. рис. 8.1,6).
Необходимое количество гвоздей при 7’гв=100 кГ (см. прило-
жение 3) для прикрепления одной бобышки:
А 432
пгв = — = — =4,3; поставлено 5 гвоздей.
Т рв	100
4.	Расчет фермы
Расчетные нагрузки (см. табл. 8.1):
на 1 м2 плана покрытия: постоянная £=23,7 + 22+12,3 = 58«
— 60 кГ!м2; временная (снег) рСн=140 кГ/м2;
188
на 1 м фермы: постоянная £ = 60-6=360 кГ/м-, временная р =
= 140-6 = 840 кГ/м;
на узел верхнего пояса фермы:
постоянная Pg = 360 • 3,68= 1325 кГ
временная Рр = 840 • 3,68 = 3090 кГ
Итого
Р =4415 кГ
Усилия в элементах фермы определяем методом вырезания
узлов.
Верхний пояс
Верхний пояс рассчитывается как сжато-изогнутый стержень,
находящийся под воздействием внецентренно приложенной нор-
мальной силы и изгибающего мо-
мента от поперечной нагрузки в
панели (рис. 8.2).
Расчетное усилие в опорной па-
нели (снег на всем пролете)
ЗР
2 sin а
3-4415
2-0,370
17 900/сГ.
Изгибающий момент в панели
от внеузловой нагрузки определя-
ем для более невыгодного слу-
чая -г- когда кровля из листов ВО
и прогоны ставятся через 0,5 м,
приводя нагрузку к равномерно
распределенной (рис. 8.2):
Рис. 8.2. К расчету верхнего поя-
са. Эпюры изгибающих моментов
Принимаем эксцентрицитет приложения нормальной силы во
всех узлах верхнего пояса е = 5 см, тогда разгружающий момент
Mw=0,05- 17 900=895 кГ - м.
Расчетный момент А4расч= 1900—895=1005 кГ • м (рис. 8.2).
Принимаем верхний пояс из бруса 22X22 см:
F = 22-22 = 484 см2; W =	= 1775 см3.
6
Гибкость в плоскости действия момента при /расч=396 см (см
рис. 8.7):
% =	396	= 62,2;
0,289-22	’
= 0,64.
484-130
Принимая /?и=150 кГ/см3 и Яс= 130 кГ!см2,
17 900	1005 ее
484	1775-0,64
—- = 37 + 76 = 113 < 130 кПсм2.
150

—
8
Р — 1
9 ~	3100
189
Проверка на устойчивость из плоскости фермы при расстоя-
нии между прогонами 1,5 м:
150
0,289-22
= 24; ф = 0,94; а
= 	= 39,4 < 130 кГ/см2.
Р	4414
Усилие в коньковой панели N= -------=--------= — 11 900 кГ.
sin а	0,370
Принимаем брус такого же сечения, что в опорной панели.
Расчетный момент Л4расч=1900 — 0,05 - 11 900 = 1900 — 590=
= 1310 кГ-м;
62,23
3100
= 1 - 1,25-0,19 = 0,76;
484-130	’
11 900 ,	131 000-130 ЩО7ХЮЛ г/ 2
а = —-----------------------= 108,7 < 130 кГ см2.
484	1775-0,76-150	’
Металлический нижний пояс
Расчетное усилие в нижнем поясе
ЗР 3-4415 (сслп г
N =-------=------= 16 600 kF.
2fga 2-0,4
Необходимая площадь сечения пояса F= 16 60- =7,91 см2. При-
2100	г
нимаем тяж d = 32 мм\ F = 8,04>7,91 см2.
В хомутах у опорного и в петлях среднего узлов F =
—-----J!*?.	=6,60 см2. Принимаем d = 28 мм-, F=6,16 см2.
2-2100-0,85-0,71	F	’
Здесь 0,85 учитывает возможную неравномерность распределе-
ния усилия в двойном тяже (СНиП П-В.4-62, п. 3.3), а 0,71 учи-
тывает угол наклона тяжа в опорном узле.
Раскос
4415 = — 5970 «Л
Р
D —--------
2 sin a 2-0,370
Раскос принимаем из бруса такой же ширины, как верхний
пояс, 22 см. Высоту сечения раскоса в плоскости фермы опреде-
ляем по предельной гибкости, равной 120:
,	397	...
h — —------- = 11,4 см.
0,289-120
Принимаем по стандарту ближайший размер 13 см, тогда
% =	397	= Юб; ф = 0,27; a =----------------=78< 130 кГ/см2.
0,289-13	22-13-0,27
190
Стойка
Усилие в стойке У=Р = 4415 кГ. Принимаем стойку из круг-
лой стали:
F =
‘ нт
4415
2100-0,8
= 2,64 см2.
Здесь 0,8 учитывает снижение расчетного сопротивления при на-
личии нарезки.
Принимаем d=22 мм; FIIT = 2,74 >2,64 мм.
Опорный узел
Плита с ребрами жесткости, в которую упирается верхний пояс
фермы, рассчитывается на изгиб приближенно, как простая балка
с поперечным сечением тавровой формы (рис. 8.3).
Статический момент поперечного
сечения относительно оси Xi—Xf
= 6-0,8-6,4 + 0.6-6-3 = 41.5 см3;
F = 6 • 0,8 + 6-0,6 = 8,4 см2.
Расстояние от оси Xi—xt до цен-
тра тяжести сечения
S 41,5	.
z — — =« —- = 4,94 см.
F 8,4
Момент инерции сечения относи-
тельно оси х—х
Рис. 8.3. К расчету упорной плиты
в опорном узле
6-1,863—5,4-1,063 + 0,6-4,943	.
Jx_x ~ — ----------!---1— — 34,63 см*.
х х	3
Моменты сопротивления:
те?	34»63 -т л 1 т 1V7	34,53	. q » о
П7 =—:—=7,01 см3; ТГмакс=------------= 18,7си3.
мин 4.94	’	> макс lge
Напряжение смятия
= 17 900 =	7 кГ/см1 < 130 кГ! СМ2 _
см 12-22
Принимая пролет балки равным расстоянию между вертикаль-
ными листами по осям (рис. 8.4, б, разрез 2—2)
(67,7-6) 18- _,6450кГ.м
8
= 16 450 = 1950 < 2100 кГ/см2;
(7ч01)1,2
191
здесь коэффициент 1,2 учитывает пластический момент сопротив-
ления сечения (СНиП II-B.3-62, п. 4.15).
Горизонтальная опорная плита (рис. 8.4, б) рассчитывается на
изгиб под действием напряжений смятия ее основания:
FCM = 16-30= 480 ел;2; Л = 5 = 2Р = 2-4415 = 8830 «Г;
<тсм —	= 18,4 кГ!см2.
см 480
Момент в консольной части плиты Мк = - 8’4'62 = 331 кГ-см.
2
Момент в средней части плиты М = -18’4'18 — 331 = 414 кГ-см.
414
Необходимый момент сопротивления W= ------------- =0,164 см3.
1,2-2100
Толщина плиты
„	_ /б? п / 6-0,164	_ п_ ,
6 = j/ ~ = у ----------j--= °>99 ~ 1 см.
Необходимая длина шва приварки нижнего пояса к вертикаль-
ным листам при толщине шва 8 мм
.	16 600	16 600	.
/ш =-------------=--------= 4,95 см.
4(1500-0,7-0,8)	4-840
Принимаем /ш = 18 ел>4,95 см.
Узел примыкания раскоса к верхнему поясу (рис. 8.4, в)
Вертикальная стенка металлического вкладыша (рис. 8.4, д)
рассчитывается на изгиб (как одноконсольная балка) под дейст-
вием напряжений смятия от упора торцов бруса верхнего пояса.
Из условия равенства моментов в консоли и пролете получаем
длину консоли
_ I _ 12
11 —	~ з~45 =3,48 см. Принимаем 3,4 см.
Здесь I равно высоте стенки вкладыша:
17 900
<тсм =	= 67,7 < 130 кГ/см2.
м 12-22
67 7 3 4s
Момент в консоли шириной 1 см Мк — - * ' ’— =390 кГ-см.
ЛЛ 67,7-8,6а	390	г
Момент в пролете М --------------------- = 429 кГ • см.
8	2
Необходимый момент	сопротивления	с	учетом	пластичности
ту.	429	л 1 -т	q
w —------=-----------= 0.17 см3.
1,27?и	1,2-2100	’
„	я	-I /6-0,17	.
Толщина стенки о = у —-—1 см.
198
13—979
Рис. 8.4. Конструкция узлов фермы
а _ расчетная схема фермы: б—опорный узел: в — узел прнмыкання раскоса к верхнему поясу: г —упорная плита;
д — узловой вкладыш: е — наконечник раскоса
со
Сч>
Узловой болт, передающий усилие от раскоса на вкладыш (см.
рис. 8.4, в, разрез 1—1), работает на изгиб:
мб = °. /А + А) = 5970	+ 2А = 2390 .см.
6	2 \ 2 ' 2 /	2 \ 2 ' 2 /
Ц7= 2390
2100
= 1,135 см3==
Необходимый момент сопротивления
= 0,1 d3.
з ———
Диаметр болта d — y 11,35 = 2,25 см.
Принимаем болт d=24 Л4Л4>22,5 мм;
пряжения смятия и среза болта
ст	_AZ2— =2070<3800 кГ!см2 (СНиП П-В.3-62, табл. 8);
см 2-0,6-2,4
F = 4,52 см3. При этом на-
т = АА _ 662 < 1500 кПсм2.
2-4,52
Металлические пластинки наконечников раскоса
продольный изгиб на длине, равной расстоянию от i
вого болта до места упора деревянной части раскоса
е). Длина продольного изгиба /0 = 21,5 см.
Гибкость
Х= 21'5— =123<150 ’(СНиП П-В.3-62, п. 5. 9); <р = 0,42;
0,289-0,6	v
5970
работают на
центра узло-
i (рис. 8.4, в,
ас = ------------------ 1850 <2100 кПсм.
с 2(0,6-8)0,42-0,8
Здесь коэффициент 0,8 введен согласно табл. 9 СНиП П-В.3-62
для Х>6&.
Пластинки наконечников, в которые упирается деревянный рас-
кос, рассчитываются на поперечный изгиб приближенно как про-
стая балка с сечением тавровой формы так же, как и в опорном
узле. В данном случае
№мии = 7,23 см3; псм = — = 34 < 130 кГ/см2.
мнн >	, см g 22
Т7 ,	»	,,	5970-22,6	1 с плл г
Изгибающий момент М =	-------- =16 900 кГ-см;
= Д.6900. . = 1950 <- 2\00кПсм2.
7,23-1,2
Составляющая усилия в раскосе, перпендикулярная верхнему
поясу, воспринимается упором в верхний пояс нижней пластинки
узлового вкладыша (см. рис. 8.4, вид). Составляющая
V =- 5970 cos (90 — 2а) = 5970 cos 46°24' = 5970 • 0,695 = 4150 кГ.
Смятие верхнего пояса под пластиной вкладыша
аСМ 90 =	= 13’5 < 18 КГ'СМ^
194
Средний узел нижнего пояса
Необходимая площадь стыковой металлической накладки
(рис. 8.5, б).
г, 16 600 о „
гвт =-----= 3,96 см2.
т 2-2100
Принимаем накладки сечением ,8X80 мм. С учетом ослабления
от отверстия для узлового болта
F„T = (0,8-8) — (0,8• 2,5) = 6,4 — 2 = 4,4 > 3,96 см.
Длина шва приварки нижнего пояса к стыковым накладкам
при Лш=8 мм
1Ш = 10 см > 4,95 см (см. опорный узел).
Прикрепление стойки к поясу (рис. 8.5, в)
Усилие в стойке У=4415 кГ.
Принимаем стойку из круглой стали d = 22 мм, площадь сече-
ния по нарезке FHT = 2,74 см2. Тогда:
напряжение в тяже
ст = — = 1620 кГ/см2 < 2100-0,8 = 1680 кГ/см2-,
2,74
ослабленная площадь сечения концевых планок стойки
Fa = 0,6 (8 — 2,5) 2 = 6,6 см2;
напряжение в планках
ст = — = 670 кГ/см2 < 2100кГ/с.и2;
6,6
длина сварного шва при йш = 6 мм
.	4415	4415	.
= -------------=-------= 1,76 см.
ш	4(1500-0,7-0,6)	4-630
Принимаем конструктивно Im— 10 см.
Узловой болт при загружении фермы по всему пролету работа-
ет на изгиб от усилия в стойке и равнодействующей вертикальных
составляющих усилий в раскосах, равной по величине усилию в
стойке.
Плечо сил (см. рис. 8.5, г):
е = о,6 + — = 0,9си; Мб = —0,9 = 1985 кГ-слц
2	2
При загружении фермы временной нагрузкой на половине про-
лета узловой болт работает на изгиб от горизонтальной состав-
ляющей усилия работающего раскоса, равной разности усилий в
13*
195

 соседних панелях нижнего пояса. В этом случае плечо сил (см.
рис. 8.5, г)
0,8 , п „ , 0,6	. „
с •—----1- 0,6 -f- — -— 1.3 см
2	2
(усилие в стойке при этом загружении меньше, чем в предыдущем
случае).
Разность усилий
. Р' 3090	„о_„ „
Ды =------=-----= 3870 «Г.
2tga 2-0,4
Здесь Р[ — узловая нагрузка от снега.
М6= — е = — 1,3 = 2520 > 1985кГ-си.
°	2	2	’
Необходимый момент сопротивления:
Н7 = 0,М3= — = 1,2 сл3; d=y = 2,29 см.
2100	'
Принимаем d=24 мм, т. е. таким же, как в примыкании раско-
са к узлу верхнего пояса.
Коньковый узел
В коньковом узле между концами брусьев верхнего пояса уста-
новлен металлический вкладыш.
Смятие торца верхнего пояса (см. рис. 8.5, а, в, д)
осм =---------------------= 44,7 < 130к/7си2.
Пластинка узлового вкладыша, в которую упирается верхний
пояс, работает на изгиб, как консольная балка (рис. 8.5, д). Изги-
бающий момент консольной части пластинки шириной 1 см
..	44,7-4, б2	г
Мк =---------= 453 кГ-см.
к 2
Момент в средней части
44 7.132
М =	----453 = 494 кг. см > 453.
8
Необходимый момент сопротивления (с учетом пластичности)
Толщина пластинки
.	/ 6-0,196	,	р,	,,	,
©= Л/ --------= 1,06см. Принимаем о = 1 см.
197
Уголок-шайба тяжа стойки рассчитывается на изгиб,
.. VI	4415-13	г
М = — = ---------= 14 350 кГ • см;
4	4
здесь I равно расстоянию между ребрами вкладыша;
UZ= 11250 =6,82 он3.
2100
Принимаем уголок 6X70:
U7 =  —- = 7,33 > 6,82 см3.
мин 7 — 1,94
5.	Вариант фермы с деревянным нижним поясом
Нижний пояс
Нижний пояс принимаем из бруса.
Необходимая площадь поперечного сечения бруса нижнего
пояса при применении древесины II категории
F6 р=	16600— = 372 см2.
р 80 0,7-0,8
Здесь коэффициент 0,7 учитывает снижение расчетного сопро-
тивления при применении в растянутых элементах древесины II
категории (СНиП П-В.4-62, табл. 1), а 0,8 — предварительное ос-
лабление от нагелей в стыке. Принимаем брус 20X20 см;
F=400 см2. Ослабление двумя рядами нагелей d= 16 мм:
а = ---16600-----= 49 4	80 0 7 = 5б кГ/см^
400 - 2-1,6-20
Опорный узел (рис. 8.6, а)
В опорном узле верхний пояс частью торцовой поверхности
уперт в ребристую плиту, вваренную между двумя вертикальными
фасонками, снаружи которых приварены стальные полосы
6X60 мм, соединенные с брусом нижнего пояса глухими нагелями
d = 16 мм.
Расчет стальной полосы
а —
16600
= 1610
4(0,6-6—1,7-0,6)
< 2100 kF/см2.
Необходимая длина сварного шва при толщине его 6 мм
,	16 600	о Q	„
= ----------------= 3,3 см. Принято — 16 см
ш 8(1500-0,7-0,6)	н ш
Вычисляем необходимое количество глухих нагелей d=16 мм
в каждой полосе.
Расчетное усилие на один нагель:
(Тн)с = 35cd = 35 • 10 • 1,6 = 560 кГ;
(7'н)н = 250d2 = 250-1,62 = 640 > 560кГ (СНиП П-В.4-62, п. 5.16).
198
а/	1-2
Рис. 8.6. Конструкция узлов фермы с деревянным нижним поясом
а — опорный узел; б — средний узел нижнего пояса
„	»	16 600 „ . „	_
Число нагелей па =-------= 7,4. Ставим 8 нагелей.
и 4-560
Остальные детали узла принимаем такого же сечения, что при
металлическом нижнем поясе.
Средний узел нижнего пояса (рис. 8.6,6)
В этом узле выполняется стык нижнего пояса, прикрепление
раскосов и стойки. Стык нижнего пояса принят раздвинутым ис-
ходя из длины брусьев пояса 6 м. Тогда расстояние от центра сред-
него узла до конца бруса равно 7350—6000—(160: 2) = 1270 мм.
Накладки сечением 100X200 мм соединяются с поясом нагеля-
ми d=16 мм. Расчетное усилие на один срез нагеля (СНиП
II-B.4-62, табл. 14):
(Тн)о = 8(Ы = 80-10-1,6 = 1280 кГ-,
(ТИ)С = 50cd = 50-20 1,6 = 1600 кГ;
(Тн)н = 180d2 + 2а2 = 180-1,62 + 2- 102 = 680 кГ;
(Ти)и = 250d2 = 250-1,62 = 640 кГ.
В расчет вводим наименьшее значение, равное 640 кГ. В прак-
тических расчетах усилие на нагель проще определять по прило-
жению 1.
_ 16 600
п"~ 2-640
= 13; ставим два ряда по семь нагелей в каждом.
Раскос и стойка соединены с нижним поясом с помощью узло-
вого болта d = 30 мм (см. рис. 8.6,6). При нагрузке по всему про-
лету болт работает так же, как в случае металлического нижнего
пояса, а при временной нагрузке на половине пролета он передает
разность усилий, равную 3870 кГ в панелях нижнего пояса, на де-
ревянный вкладыш, соединенный расчетными нагелями с наклад-
ками стыка. Узловой болт может передать на вкладыш усилие:
(Т„)с = 2 (50 • 16 • 3) = 4800 > 3870 кГ-,
(Т„)н = 2 (250-З2) = 4500 > 3870 кГ.
Вкладыш соединен нагелями d—16 мм с накладками стыка.
3870
Число нагелей па =---- =3,01. Принимаем 4 нагеля.
2-640
Остальные узлы фермы остаются такими же, как при металли-
ческом нижнем поясе.
6.	Геометрический расчет фермы
с учетом строительного подъема (рис. 8.7)
Величина строительного подъема принимается обычно равной
’/аоо пролета. В данной ферме принято fCTp = 70 мм. Строительный
подъем существенно меняет длины раскосов и стойки. Длина ниж-
200
него пояса меняется очень мало, и этим изменением можно прене-
бречь. Длины верхнего пояса не зависят от величины строитель-
ного подъема.
Длины панелей верхнего пояса
Ох = О2 = /36 752 + 14702 = 3958 мм.
Длины раскосов
= D2 = / 36752 + (1470 —70)2 = 3933 мм.
Длина стойки
V = 2940 — 70 = 2870 мм.
Рис. 8.7. К геометрическому расчету фермы с учетом строи-
тельного подъема
На основании полученных величин определяются длины дере-
вянных элементов ферм с учетом размера металлических деталей.
Так, например, для определения длины деревянных элементов
верхнего пояса учитываются длина опорных узлов, размеры сред-
них и конькового металлических вкладышей (см. рис. 8.4 и 8.5).
При этом расстояние от центра опорного узла до торца панели
верхнего пояса (см. рис. 8.4,6), а также от центра конькового уз-
ла до торца коньковой панели (см. рис. 8.5, а) определяется обыч-
но путем вычерчивания узлов в натуральную величину.
7.	Сборочные марки и сборка фермы
с металлическим нижним поясом
Ферма собирается из заранее заготовленных укрупненных эле-
ментов — сборючных марок. В данной ферме к сборочным маркам
относятся:
1)	нижний пояс фермы с заранее приваренными опорными уз-
лами (рис. 8.8, б)., который привозится к месту сборки сложенным
по длине (рис. 8.8, а);
2)	стойка с коньковым металлическим вкладышем (рис. 8.8, е);
3)	вкладыш среднего узла верхнего пояса (рис. 8.8, ж);
4)	раскосы с заранее прикрепленными металлическими нако-
нечниками (рис. 8.8, в);
5)	деревянные элементы верхнего пояса (рис. 8.8, а и 6);
14—979
201
6)	деревянные накладки среднего и конькового узлов верхнего
пояса (рис. 8.8,з и и), причем в половине всех накладок заранее
просверливаются отверстия для болтов;
7)	различные болты с гайками и шайбами.
Сборка фермы производится обычно в горизонтальном положе-
нии на ровном месте на подкладках. Устройство бойка и вычерчи-
вание на нем фермы не нужно. Строительный подъем получается
Рис. 8.8. Монтажные элементы фермы — сборочные марки
при сборке фермы автоматически. Последовательность сборки фер-
мы следующая:
1)	раскладывают нижний пояс фермы, причем в местах петель
забивают деревянные клинья, чтобы пояс имел правильную и не-
измененную во время сборки длину;
2)	на средний узел нижнего пояса с помощью узлового болта
надевают оба раскоса и стойку;
3)	на верх раскосов надевают металлический вкладыш средних
узлов верхнего пояса;
4)	вставляют опорные панели верхнего пояса, которые одним
торцом упираются в опорный узел, другим — во вкладыш наверху
раскосов;
5)	вставляют коньковые панели верхнего пояса, составляющие
одну прямую с опорными панелями, упирающимися одним торцом
в тот же вкладыш.
Укладывают деревянные накладки на средний узел верхнего
пояса, причем накладки с заранее просверленными отверстиями
кладут сверху и по ним, как по шаблонам, просверливают отвер-
стия в верхнем поясе и нижних накладках и в них ставят болты;
202
6)	передвижкой опорных узлов (вверх или вниз) добиваются
плотного упора коньковых панелей в коньковый вкладыш, подтя-
гивают тяж-стбйку. Ставят накладки конькового узла.
8. Расход материалов
Расход материалов на ферму определяется путем составления
спецификации, образец которой для фермы с металлическим ниж-
ним поясом приведен в табл. 8 2 и 8.3. Спецификация составляется
по рабочим чертежам конструкции, она содержит расход материа-
лов на укрупненные части конструкции — сборочные марки, обо-
значенные для стальных элементов МС, для деревянных — МД.
	Таблица 8.2 Спецификация деревянных элементов на одну ферму					
Марка	Наименование элемента	Сечение	Длина	Количе-	Объем	В м3
		в мм	в мм	ство эле- ментов	одного элемента	всего на ферму
МД-1	Верхний пояс	220X220	3718	2	0,1805	0,361
МД-2	То же	220X220	*3858	2	0,1838	0,376
МД-3	Раскосы	220X130	3503	2	0,101	0,202
МД-4	Накладки	220X100	1000	2	0,022	0,044
МД-4-а	То же, но без отвер- стий для болтов	220x100	1000	2	0,022	0,044
МД-5	Накладки конькового	220X100	1000	1	0,022	0,022
МД-5-а	То же, но без отвер- стий для болтов	220x100	1000	1	0,022 Итого	0,022 1,071
12дсход древесины (приведенная толщина в см) на 1 м2 плана ——— =
15ХУ
=0,0119 м=1,19 см.
В каждую марку включаются все составляющие ее детали (по-
зиции), имеющие общую сквозную нумерацию для всей фермы
Основным показателем расхода материалов является величина
их расхода на секцию здания и на 1 л*2 плана здания. Для древе-
сины расход на 1 л2 плана здания выражается в виде приведен-
ной толщины в сантиметрах, для стали — в килограммах.
В соответствии с приведенными спецификациями (см. табл. 8.2
и 8.3), а также с подсчетом расхода материалов на кровлю
в табл. 8.4 приведена сводка расходов материалов на секцию
(15x6 м) здания и на 1 м2 плана.	,
Из рассмотрения табл. 8.4 следует, что замена металлического
нижнего пояса деревянным приводит к увеличению расхода дре-
весины на 67% и уменьшению расхода металла всего на 8%. При
1 д*	203
Таблица 8.3
Спецификация металлических деталей на одну ферму
Марка	х4! х«	Размеры в мм		Количество деталей			Вес в к	а
								
	о сыо X Q0	профиль	длина	на 1 марку	на 1 ферму	1 шт.	всего	на 1 ферму
	1	Тяж d=32	5893	2	2	37,200	74,400	
	2 .	v Хомут d=28	1360	2	2	6,100	12,200	
	3	-Распорка cf=28	254	2	2	1,14	2,280	
	4	Петля d=28	500	4	' 4	2,25	9,000	
	. 5	хХбмут d=28	1500	2	2	6,750	10,660	
	6	Распорка d=28	188	2	2	0,846	1,692	
МС-1 (шт. 1)	7		8X80	300	2	2	1,510	3,020	136,448
	8		8X130	310	4	4	2,530	5,060	
	9		10X160	300	2	2	3,760	7,520	
	10		6X80	172	2	2	0,648	1,296	
	11		8X120	260	2	2	1,950	2,900	
	12		6X60	172	4	4	0,486	2,484	
	13		6X40	260	2	2	0,490	0,980	
	14		6x60	150	4	4	0,424	2,164	
	15		6x60	140	2	2	0,396	0,792	
	16	Тяж d=22	2980	1	• 1	8,910	8,910	
	17	» d=22	' 350	2	_ 2	1,043	2,086	
	18	Распорка d=22	180	1	1	0,-537	. 0,537	
МС-2	19		6x80	200	2	2	0,755	1,510	21,719
(шт. 1)	20		10X140	220	2	2	2,42Q_	4,840	
	21		6X110	148	2	2	0,767	1,534	
	22		6X30	220	2	2	0,311	0,622	
	23	L6X70	220	1	1	1,410	1,410	
	24	Гайки d=22	—	2	2	0,135у	0,270	
	25	—-10Х120	220	2.	4	2,07	8,280	
МС-3	26		10x40	120	2	4	0,377	1,510	14,682
(шт. 2)	27		6X40	200	1	2	0,376	0,752	
	28		6X200	220	1	2	2,070	4,140	
	29		6X80	400	2	8	1,510	12,070	
	30		8X80	220	1	4	1,110	4,440	19,680
	31		6X60	220	1	’ 4	0,623	3,170	
	32	Болт d=24	310			3	1,100	3,300	
	33	» -d=16	470	—	22	0,743	16,350	
МС-4	34	» d=16	270		6	0,427	2,560	
(шт. 4)	35	Шайбы	4x55x55	—	44	0,088	3,870	31,140
	36	Гайки d=16	—			56	0,052	2,910	
	37	»	d=24				6	0,141	0,847	
	38	Распорная	200	—	1	0,610	0,610	
		трубка d=40						
	39	Подвески d—6	1600	—	2	0,352	0,704	
			223.669			Итого. .		223,669
Расход металла на плана	_ 10’0				=2,49 кг.				
204
Расход материалов
Таблица 8.4
Наименование	При ферме с металлическим нижним поясом				При ферме с деревянным нижним поясом			
	на 1 секцию 15X6 л		на 1 ле9 плана		на 1 секцию 15X6 м		на 1 л2 план а	
	древеси- ны в ж8	металла в кг	древеси- ны в см	металла в кг	древеси- ны в лс8	металла	древеси- ны в см	металла в кг
Ферма 1 шт. . .	1,071	223,67	1,19	2,49	1,787	207,87	1,99	2,29
Кровля: а) прогоны . . б)щнты (решет- ка) .... .в)связи ....	2,16 0,45 0,21 2,82	18	2,4 0,5 0,23 3,13	0,2	2,16 0,45 0,21 2,82	18	2,4 0,5 0,23 3,13	0,2
Всего .	3,891	241,67	4,32	2,69	4,61	215,87	5,12	2,4
этом стоимость фермы с деревянным нижним поясом получается
не меньше стоимости фермы с металлическим нижним поясом.
Расход древесины на ферму значительно меньше, чем на кров-
лю. На ферму с металлическим нижним поясом приходится 27%
общего расхода древесины на покрытие.
Пример 9
ЧЕРДАЧНОЕ ПОКРЫТИЕ ПО ТРЕУГОЛЬНЫМ БРУСЧАТЫМ ФЕРМАМ
ЙРОЛЕТОМ 15 л С ПОДВЕСНЫМ ПОТОЛКОМ
Спроектировать покрытие пролетом /=14,7 м, над отапливае-
мым зданием механической мастерской. Кровля из волнистых ас-
бестоцементных листов усиленного (ВУ) профиля. Здание возво-
дится в районе г. Свердловска. Изготовление несущих конструкций
заводское.
1.	Выбор конструкций и компоновка покрытия (рис. 9.1)
Принимаем чердачное покрытие с подвесным утепленным по-
толком. В качестве несущих конструкций покрытия приняты фер-
мы треугольного очертания с металлическим нижним поясом си-
стемы ЦНИИСК. Схема, основные размеры и конструкция фермы
Ж

Рис 9 1 Треугольная ферма с подвесным потолком
Поперечный разрез здания и план кровли, б — подвесной потолок, в — хомут для подвески вспомогательного прогона, г — щит подвес-
ного потолка, I— фермы, 2— кровля, 3 — прогоны кровли, 4 — связи между фермами, 5 — главные прогоны подвесного потолка, 6 — вспомога-
тельные прогоны подвесного потолка, 7 — утеплитель, 8— пароизоляция, 9— настил щита, 10— бруски щита, 11— сухая штукатурка, 12— че-
репные бруски
такие же, как в примере 8. Расстояние между фермами вдоль зда- -
ния принято 3 м. Асбестоцементные листы кровли укладываются
по прогонам, расположенным на расстоянии 1,5 м друг от друга.
Пространственная жесткость покрытия обеспечивается продоль-
ными связями, соединяющими фермы попарно в плоскости верх-
них поясов.
Уклон кровли tga=0,4; a=21°48'; cosa=0,927; sina=0,37.
2.	Расчет протонов кровли
Принимаем разрезные прогоны пролетом 3 м, работающие на
косой изгиб, так как при небольшом пролете прогонов и сравни-
тельно небольшой нагрузке исключение косого изгиба путем при-
менения, как в предыдущем примере, щитового решения не дает
в данном случае существенной экономии материала.
Расстояние между прогонами в соответствии с размерами ли-
стов ВУ принято 1,5 м или 1,39 м по горизонтальной проекции.
3.	Нагрузки
Таблица 9.1
Нагрузки на 1 м2 плана здания
Наименование	Нормативная нагрузка в кГ/м1	Коэффициент перегрузки	Расчетная наг- рузка в к.Г!м*
Асбестоцементные волнистые'	20		
листы ВУ			0,927 ~ ’	1,1	23,1
Собственный вес прогонов	(0,18-0,1) 1-500		
(ориентировочно) 		1,39	-	1,1	7,8
	=7,1		
Временная нагрузка — снег .	100	1,4	140
Итого , , , .	<7Н=128,7		<7=171,5=172
Расчетная нагрузка на 1 м прогона q= 172 • 1,39 = 239 кГ1м.
Составляющая нагрузки, перпендикулярная скату: qx = qcosa=
= 239-0,927=221 кГ • м.
Скатная составляющая нагрузки <7J/=<7sina=239-0370~
~§Ък,Г[м;
д! ?2Ь^ = 249кГ-м; Му =	= 101КГ-Л1.
х 8	у 8
Принимаем прогон hXb = 13X10 см.
№* = 282 см3; Wy = 217 см3;' Jx = 1830 си4; J,, = 1080 ел4;
24 900 , 10 100	г/ ,
а = ——- 4-------= 135 ~ 1 Зо к.Г см\
282	217
Перенапряжение 3,9%<5%, что допустимо.
207
Прогиб от нормативной нагрузки, равной:
</“ = 128,7 • 1,39 = 180 кГ/м:
д» = 180 0,927 = 166 кГ/м; д« = 180-0,370 = 67 кГ/м;
5	1.66-3004 пп„ ,	5	0,67-3004	лс7/'-
— • —--------- = 0,96 см; fu= — • —--------------— 0,67 см.
384	10б-1830	v 384	105-1080
Полный прогиб прогона
f =	f2+	= ]/о(96а + о,672 = 1,17 см
f _-4,17 __ 1 J_
I 300	256	200'
Скатная составляющая нагрузки в месте опирания прогона на
ферму воспринимается бобышкой, прибитой к верхнему поясу фер-
мы гвоздями 5X150 мм; Тгв=100 кГ (см. приложениеЗ).
Скатная составляющая нагрузки на бобышку
=	135/сГ.
2	2
135
Необходимое количество гвоздей в одной бобышке ^ГВ ---
100
= 1,35. Принято 2 гвоздя.
4.	Подвесной потолок
Подвесной потолок состоит (рис. 9.1,6 — г) из главных прого-
нов пролетом 3 м, подвешенных к узлам верхнего пояса фермы на
расстоянии 3,68 м друг от друга, вспомогательных прогонов про-
летом 3,68 м, расположенных через 1 м, и щитов, опирающихся на
черепные бруски, прибитых к вспомогательным прогонам.
Нагрузка на 1 м2	Таблица 92 подвесного потолка		
Наименование	Нормативная нагрузка в кГ!м*	Коэффициент перегрузки	Расчетная нагрузка в кГ/л3
Щиты наката приведенной толщиной 25 мм	.	. . . Утеплитель — шлаковойлок толщи- ной 12 см	 Гипсовая сухая штукатурка толщи- ной 1 см	  . Слой песка 1 см . .	..... Вспомогательные прогоны	 Главные прогоны ........ Полезная нагрузка	. . .	0,025-1-1-500= =12,5 0,12-250=30 16 16 (0,15.0,08)-1-500= =6 (0,2-0,1) 1-500=10 75	1.1 1,2 1,1 1.1 1,1 1,1 1.4	13,7 36 17,6 17,6 6,6 11 105
Итого. . , , . . .	?н=165,5	—	9=207,6
208
По щитам сверху уложен утеплитель — шлаковойлок толщиной
12 см, а снизу прибита сухая штукатурка. По утеплителю насыпан
слой песка толщиной 1 см.
Вспомогательные прогоны (рис. 9.1, б)
Прогоны пролетом 3,68 м поставлены с шагом 1 м.
Нагрузки (табл. 9.2) на вспомогательный прогон:
расчетная </ = 207,6—11 = 196,6 кГ/м;
нормативная qa = 165,5—10 = 155,5 кГ/м.
т, „ -	„	196,6-3,682	п
Изгибающий момент Л4=-------;---=333 кГ • м.
8
Принимаем сечение прогона /гХЬ=15Х7,5 см; W—282 см3;
33 300	11 о 1 о л р, а
а —-------— 118 < 130 кГ м3.
282
Прогиб от нормативной нагрузки:
ои = 118-	= 98,8 кПсм3;
196,6
J_ 5	<т«/ _ 5	93,5-368	1	1
I ~ 24 ' Eh ~ 24	10®-15 “ 209 < 200 ’
Вспомогательные прогоны подвешены к главным с помощью
хомутов из полосовой стали (см. рис. 9.1, в). Смятие в месте опи-
рания прогона на хомут
196,5-3,68	г, 2 .	2
а —------!—:— == 12 кГ см3 < 24 кГ см3.
си 2(4-7,5)
Главные прогоны, подвешенные к узлам фермы (рис. 9.2)
Пролет главных прогонов 3 м, расстояние между прогонами
вдоль фермы 3,68 м. Нагрузка на 1 м прогона (табл. 9.2):
расчетная q=207,6x3,68 = 765 кГ)м;
нормативная q№ =165,5X3,68=610 кГ/м.
Изгибающий момент Л4 = 765g— - 860 кГ • м. Принимаем прогон
сечением ЙХЬ=2ОХ1О см; 1^=661 см3.
г,	86000	г, . п
Напряжение о =	- = 130 кГ/см3 = /?н.
661
Прогиб от нормативной нагрузки
он = 130 Ё12 = 104 кГ/см3; i
765	I 24
104-300 __ J_ 1
10®-20 “ 307 ^200
209
to
о
Щит подвесного потолка (рис. 9.1, г)
Расчетный пролет настила щита 100—7,5—4 = 89 см.
Расчетная нагрузка (см. табл. 9.2) 7=207,6—(6,6+11)»»
»» 190 кГ/м2.
Нормативная нагрузка 7Н = 165,5—(6 + 10) — 150 кГ[м.
Принимаем толщину досок настила 1,6 см.
Проверка напряжения:
190-0,892	,оо г w. 100-1,62	„
М =-------5— = 18,8 кГ • м; W  -----!— = 42,7 см3:
8	6	’	’
<т _ 1880 __ 44 jgQ кр/см2
42,7
Проверка прогиба:
150-0,892'	г	1490	,
М =---------= 14,9 кГ -м\ ст„ =-----= 35 кГ см2:
8	н 42,7
J_ _ 5	35-89	_ 1	1
/ ~ 24	100 000-1,6 ~ 246 ^ 200’
Проверка на сосредоточенный груз Р= 100 • 1,2= 120 кГ:
..	120-0,89	_ р
М =-------:— = 26,7 кГ-м.
4
Учитывая распределяющую роль пришитых снизу брусков, при-
нимаем расчетную ширину настила-0,5 м: W= -----------=21,35 см3:
о= = 125 < 130-1,15-1,2 = 180кГ/см2.
21,35
5.	Расчетные нагрузки на ферму
Учитывая, что в соответствии с принятой конструкцией подвес-
ной потолок прикреплен к тяжам-стойкам фер'мы, передающим на-
грузку от него непосредственно на узлы верхнего пояса, нагрузки
по нижнему поясу фермы в данном случае не имеется.
Расчетная постоянная нагрузка на 1 м2 плана:
а)	от кровли (табл. 9.1) 23,7 + 7,8	=31,5 кПяР
б)	от собственного веса фермы (см. ниже)	25,8	»
в)	от подвесного потолка (табл. 9.2) 207,6—105 = 102,6 »
Итого 159,9 кПлР
Расчетная временная и полезная нагрузки на 1 м2 плана:
снеговая (табл. 9.1)	140 кГ!м2
•полезная нагрузка на подвесном потолке (табл. 9.2)	105 »
Итого	245 кПм2
211
Собственный вес фермы определен при Лс.в=5 из выражения
gct = 1,1/ 128,7+ 165,5 \ = 25 8
Sc-B ’ I 1000	)
\ 5-14.7 —
Здесь нормативные нагрузки 128,7 и 165,5 взяты из табл. 9.1 и 9.2.
Расчетная нагрузка на 1 м фермы:
постоянная	g — 159,9-3 = 480,2 кПм
временная и полезная р — 245-3 = 735	„
Расчетная нагрузка на узлы фермы:
постоянная 480,2-3,68	= 1770 кГ
временная и полезная 735-3,68	= 2705 »
В с е г о Р = 4475 кГ
Полученная величина расчетной узловой нагрузки очень близ-
ка к нагрузке в примере 8, равной 4415 кГ (разница 1,3%). Поэто-
му можно принять, что усилия в элементах фермы будут такими
же, за исключением стоек.
Усилия в стойках:
средняя стойка 4415+207,6*3•3,68 =4415+2300 = 6715 кГ;
крайние стойки 0+2300=2300 кГ.
6.	Расчет элементов фермы
Опорная панель верхнего пояса (N=—17900 кГ)
Изгибающий момент от внеузловой нагрузки
К	25,8,	1
23,7 + 7,8+ -7-)3+ 140-3 3,68»
.п0 =------------V-------------= 936/СГ-Л4.
О
Эксцентрицитет приложения нормальной силы' е = 2 см. Момент
от внецентренного приложения сжимающей силы УУ
MN=—17 900-0,020=—358 /сГ-м.
Расчетный момент Мрасч=936—358=578 кГ-м.
Принимаем сечение верхнего пояса из бруса сечением 20X20 см\
Р=400 сма; W = 1333 см3.
r"6KOCTbX-dsh=68-5;
212
Коньковая панель (N=—ll900 кГ; М0=936 кГ-м)
Сечение бруса и эксцентрицитет такие же, как в опорной па-
нели.
Расчетный момент
МрасЧ = 936 — 0,02 • 11 900 = 698 кГ - м;
Е~= 1 _ 68,52
ё ЗЮО
11900 , 69 800
О’ =	.
= 1-0,35 = 0,65;
400 ' >333.0,66 55 *	<130
Металлический нижний пояс (N—+16600 кГ)
Принимаем сечение тяжа такое же, как в предыдущем приме-
ре: </=32 мм, а в хомутах и петлях </=28 мм.
Раскос (D =—5970 кГ)
Принимаем брус сечением 13X20 см.
X = --- = Ю6 < 120;. Ф = 0,27;
0,289-13	’ т
сг = — 5970---= 85 < 130 кПсм*.
(20-13)0,27
Стойки
Средняя стойка: V= +6715 кГ;
FHr = 67 -— =4,05 см3.
нт 2100-0,8
Принимаем </=27 мм; Гнт = 4,18>4,05.
Крайние Стойки: V— +2300 кГ;
FHT = -2300 - = 1,37сиа.
2100-0,8
Принимаем </=16 мм; FHt = 2,01>1,37 см2.
Узлы фермы
Все узлы фермы по конструкции и расчету аналогичны узлам
в примере 8. Дополнительно должны быть предусмотрены при-
крепление тяжей стоек в средних узлах верхнего пояса (см.
рис. 9.2, а), а также подвеска потолка к тяжам-стойкам фермы
(см. рис. 9.2, а и б). Прогоны потолка подвешены к стойкам фер-
мы на двух тяжах-подвесках. Необходимый диаметр тяжей при
нагрузке от подвесного потолка 2300 кГ:
Fm =----------= 0,69 см3;
2-2100-0,8
принимаем </=16 мм; Рат= 1,41 >0,69 см2.
213
Диаметр тяжей- принят с запасом, учитывая неблагоприятные
условия их работы в толще потолка. Уголок, к которому присое-
динены тяжи-подвески (см. рис. 9.2, а и б), рассчитывается на по-
перечный изгиб:
..	2300-16 ПС)ПП -
Л4 -----------= 9200 кГ • см
4
Требуемый момент сопротивления W— =4,38 см3.
Принимаем уголок 5X63; ^мин= 6 g23’* 74 — 5,07 > 4,38см3.
Тяж-стойка прикрепляется в средних узлах верхнего пояса с
помощью хомутов из полосовой стали 6x60 мм, которые надеты
на узловой болт. Болт рассчитывается на изгиб так же, как в пре-
дыдущем примере.
7.	Сборка фермы
Сборочные марки и порядок сборки фермы приняты такими
же, как в предыдущем примере.
8.	Расход материалов
Для покрытия с подвесным потолком расход древесины и ме-
талла приведен в табл. 9.3.
Таблица 9.3
Расход материалов
Наименование	На 1 секцию 15x3 м		На 1 лх2 плана	
	древесины в м3	металла в кг	древесины в см	металла в кг
Ферма 1 шт. .......	0,882	231,79	1,96	5,15
Подвесной потолок . . .. . .	1,063	19,67	2,36	0,44
Кровля .........	0,627	10,5	1,39	0,23
Всего . . . .	2,572	261,96	5,71	5,82
Из таблицы видно, что расход древесины на кровлю и подвес-
ной потолок почти вдвое больше, чем на ферму, несмотря на то
что кровля принята из волнистых асбестоцементных листов. При
рубероидной кровле на деревянной основе расход древесины на
кровлю еще увеличится, а относительный расход древесины на
ферму уменьшится. Расход металла в ферме с подвесным потол-
ком оказался вдвое больше, чем в предыдущем примере.
214
Пример 10
ПОКРЫТИЕ ПО СЕГМЕНТНЫМ МЕТАЛЛОДЕРЕВЯННЫМ ФЕРМАМ
ПРОЛЕТОМ 24 м С КЛЕЕНЫМ ВЕРХНИМ ПОЯСОМ
Спроектировать деревянное покрытие пролетом / = 23,7 м над
теплым зданием цеха заготовок и деталей для мебели. Кровля ру-
бероидная. Строительство расположено в районе г. Красноярска.
Изготовление элементов конструкций обеспечено на заводе, имею-
щем цех клееных конструкций.
1. Выбор конструкций и компоновка покрытия (рис. 10.1, а)
В качестве несущих конструкций покрытия принимаем сегмент-
ные фермы системы ЦНИИСК с клееным верхним и металличес-
ким нижним поясами. Расстояние между фермами вдоль здания
6 м. Кровля теплая из заранее изготовленных щитов, укладывае-
мых на прогоны, равномерно расположенные по верхним поясам
на расстоянии 1 м друг от друга. Пространственная жесткость по-
крытия обеспечивается кровельными щитами с дополнительным
косым настилом, укладываемым через 18 м по длине здания.
2. Нагрузки
Таблица 10.1
Нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 плана здания
Наименование	Нормативная на- грузка в кГ/м?	Коэффици- ент пере- грузки	Расчетная нагрузка в кГ/м2
Рулонный трехслойный ковер . . .	9	1,1	9,9
Цементная стяжка толщиной 2 см .	36	1,1	39,6
Фибролит толщиной 150 мм ....	6S	1,2	78 ’
Пароизоляция		3	1,1	3,3
Щиты кровли при средней толщине			
2,4 см		500-0,024= 12	1,1	13,2
Прогоны	  ,	.	500-2 (0,18Х		
	ХО,О75) = 13,5	1,1	14,8
Собственный вес фермы . , > , .	15,8	1,1	17,4
Временная нагрузка — снег ....	150-0,75= 112,5	1,4	158
Итого. . . . . . ,	9Н = 266,8		9 = 334,2
Здесь собственный вес фермы определен при £с.в=2,5 из выра-
жения
_ gH 4~ Ри _ 9 -|- 36 4- 65 4- 3 -|- 13,5 4- 112,5 _ jg g кр
®с,в 1000	1000
Лс.в1	2,5-24
215
КЗ
СУ>
300Q
160
Рис. 10.1. Общий вид здания и детали кровли
а —поперечный разрез здания и план кровли*, б —детали кровли; в — щит настила; / — фермы; 2 — рубероидная
кровля; 3 — цементная стяжка; 4 — фибролитовый утеплитель; б — косой настил толщиной 16 мм по щитовому на-
стилу через 18 м по длине здания; б — щитовой настил по прогонам и пароизоляцня; 7 — прогоны кровли
а нормативная снеговая нагрузка подсчитана согласно [6] с уче-
том цилиндрической формы покрытия при коэффициенте с = —=
8/
= — = 0,75.
81
3.	Конструкция и расчет элементов кровли
Теплая кровля (рис. 10.1,6) состоит из неразрезных спаренных
прогонов, дощатых щитов (рис. 10.1, в), фибролитового утеплите-
ля толщиной 150 мм, цементной стяжки и трехслойного рубероид-
ного ковра.
Прогоны
При расстоянии между прогонами tl м (рис. 10.1,6) нагрузка
на 1 м прогона (табл. 10.1):
нормативная </н = 266,8—15,8 = 251 кГ/м;
расчетная </ = 334,2—17,4 — 316,8 кГ!м.
Рис. 10.2. Неразрезные прогоны кровли
а — общий вид; б — план; в крайнем пролете прогон усилен третьей доской;
в — деталь стыка прогонов; г — к определению числа гвоздей в стыке
Изгибающий момент на опоре при неразрезных прогонах
(рис. 10.2, а)
.. ql2 316.8-62	р
М = — --------1---= 955 кГ  м.
12	12
95 500
Требуемый момент сопротивления W— “=732 см3.
217
1Г=
прогона
_ 1
_ 516
Принимаем прогон из двух досок 2X18X7,5 см;
=2 ^-7’5^18	810>732 см3. Момент инерции сечения
J = 2 7’5'183- =7280 см4.
12
„	f 1-<7н/з	2,51-6003
Относительный прогиб — = —— = ———————-
н	I 384 EJ 384-100 000-7280
_1_
200 ‘
qp
В крайних пролетах, где момент на опоре равен —, усилива-
ем прогон третьей доской, пёрепущенной через опору (рис. 10.2,6).
Гвозди в стыках прогонов (рис. 10.2, в) d = 5 мм и /=150 мм
должны обеспечить передачу изгибающего опорного момента
(рис. 10.2, г). Необходимое количество гвоздей
Л40 п	95 500	. о
пгв =---221—  -------------------- 4,2 гвоздя,
2хгвТгв 2(0,21-600— 12) 100
где 7'гв=100 кГ по приложению 3.
Принимаем 5 гвоздей.
досок
кГ)м2.
кПм2.
Дощатые щиты кровли
Щиты принимаются размером 2x3 м и выполняются из
16Х180лм* (см. рис. 10.1, в).
Расчет на собственный вес и снег.
Расчетная нагрузка <7 = 9,9 + 39,6 + 78 + 3,3+13,2+158 = 302
Нормативная нагрузка <?н=9+36+65 + 3+12+112,5=237,5
Доски щита рассчитываются как неразрезные двухпролетные
302• I3
балки. Момент на опоре при расчетной ширине 1 м Мо= —-— —
=37,8 кГ • м.
m 100-1,6“	,
Момент сопротивления W=----—— =42,7 см3.
Напряжением =	=89<130- 1,15 = 150 кГ1см2.
Относительный прогиб от нормативной нагрузки:
— = о,О87 ^sL
I	Eh
н q*P 237,5-13-100	„„ _ г, ,
о = -— =-----------------= 69,6 кГ/см2;
81Г	8-42,7
— = 0,087......-’---100 = — < 150.
I	100 000-1,6	262
Расчет на сосредоточенный груз Р= 100  1,2 = 120 кГ.
218
Изгибающий момент в пролете Л4п=0,207 Р/ = 0,207 • 120 • 100=
= 2490 кГ • см.
При наличии сплошного настила сосредоточенный груз переда-
ется двум доскам
Г =	= 14 7 см3-
6
G =	= по < 130-1,15- 1,20= 180 кГ/см3.
14,7
4.	Геометрические размеры фермы
Расчетный
h=±-l =
6
Верхний пояс фермы принят кругового очертания,
пролет фермы / = 23 700 мм; расчетная высота фермы
_ 23700 = 3950 радиус оси верхнего пояса /?= —2=19 750 мм;
6	6
длина дуги по оси верхнего пояса S= лЯ — = 25422,91 мм, где а —
180
центральный угол, определяемый из выражения sin— =— = 0,6,
откуда а=2 • 36°52'10" = 73°44'20".
Верхний пояс образован из пяти блоков одинаковой длины:
S 25 423 __ос
ав = — —-------5085 мм;
5	5
при этом длина хорды панели верхнего пояса /,=2/?sin^~
==5069 мм;
I	23 700 r„nr
длина панели нижнего пояса а„= — =--------=5925 мм.
н 4	4
Строительный подъем /стр = 120 мм.
5.	Расчет фермы
Расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия:
постоянная (табл. 10.1) g = 334,2—158=176,2 кГ[м2\
временная (снег) р=\58 кГ/м2;
на 1 м фермы:
постоянная g= 176,2• 6= 1060 кГ/м;
временная р — 158 • 6=950 кГ/м;
на узел фермы:
постоянная G= 1060 • 5,07 = 5380 кГ;
временная Р = 950 • 5,07=4820 кГ;
здесь 5,07 м — длина хорды панели верхнего пояса.
Усилия в элементах фермы определены по диаграмме Кремоны
(рис. 10.3) и приведены в табл. 10.2.
219

Таблица 10.2
Усилия в элементах фермы в кГ
i Части фермы	Элементы	Усилия от единичной нагрузки			Усилия от постоянной нагрузки Q = §380 кГ	Усилия от временной нагрузки Р = 4820 кГ			Расчетные усилия	
		слева	справа	на всем пролете		слева	справа	на всем про- лете	+	
№	1-10	—2,88	—1,18	-4,06	—21850	—13900	— 5700	-19600		—41450
о с	2—11	—2,46	—1,22	—3,68	—19800	—11820	— 5880	—17700		—37500
»s S	3—13	—1,80	—1,80	—3,60	—19350	— 8675	— 8675	—17350		—36700
«& к	4—15	—1,22	—2,46	—3,68	—19800	— 5880	—11820	—17700		—37500
ф CQ	5—16	—1,18	—2,88	—4,06	—21850	— 5700	—13900	—19600		—41450
и к о	9—10	+2,51	+ 1,03	+3,54	+19050	+ 12080	+ 4970	+17050	+36100	
с »s	8—12	+2,18	+1,41	+3,59	+19300	+ 10500	+ 6800	+17300	+36600	
S к £	7—14	+ 1,41	+2,18	+3,59	+19300	+6800	+10500	+17300	+36600	
S г	6—16	+1,03	+2,51	+3,54	+19050	+4970	+12080	+17050	+36100	
	10—11	—0,26	+0,30	+0, 04	+215	—1250	. +1445	+193	+1660	—1035
	11—12	+0,28	—0,35	—0,07	—377	+1350	—1685	—338	+ 973	—2062
3 о о	12—13	—0,70	+0,69	—0,01	-54	—3380	+3330	—50	+3276	—3434
о	13—14	+0,69	—0?Т0	—0,01	—54	+3330	—3380	—50	+3276	—3434
S.	14-15	—0,35	+0,28	—0,07	—377	—1685	+1350	—338	+ 973	—2062
	15-16	+0,30	—0,26	-+0,04	+215	+ 1445	—1250	+193	+1660	—1035
Верхний пояс
Временная нагрузка — на всем пролете. Горизонтальная про-
екция опорной панели /1=4,4 м. Изгибающий момент в опорной
панели от нагрузки на панели (рис. 10.4)
= [(1060 — 17,4-6) + 950] 4,4* = ^кГ.м
*	8
Рис. 10.3. Определение
усилий в элементах фер-
мы с помощью диаграм-
мы Кремоны
Обратный момент, возникающий вследствие криволинейности
пояса (рис. 10.4) при стрелке выгиба панели:
f - _L = -^- = 0,163jh = 16,3ои;
П 8Р 8-19,7
MN = Nf = 41 450-0,163 = 6750кГ-Л1.
Расчетный момент
Мрасч =*	- М» = 4620 - 6750 =
= — 2130 кГ-м.
Вторая панель при том же загру
жении и li = 4,88 м
Рис. 10.4. К расчету верхнего
пояса фермы
..	1905-4,88*
Л4пасч = -------------
расч	g
-37 500-0,163 = — 410 <2130«Г-л.
Третья панель при том же загружении и 1\ = 5,07 м
МраСч = 190585'07- — 36 700 • 0,163 = 150 < 2130 кГ-м.
221
При временной нагрузке на половине пролета справа в левой
половине фермы возникают усилия и моменты, равные:
в опорной панели Л/=21 850 + 5700 = 27 75Q /сГ; постоянная на-
955*4 42
грузка на панели £=1060—17,4-6 = 955 кГ/м-, Л4расч= ---— —
—27 750X0,163 = —2240 кГ • л;
во второй панели N= 19 800 + 5880 = 25 680 кГ; Л4расч = ——
—25 680 • 0,163 = — 1340 кГ • м;
в третьей панели N= 19 350 + 8675 = 28 025 кГ; Л4раеч = 9~ g'°"—
—28 025-0,163 = —1490 кГ-м.
В правой половине фермы при нагрузке на панели q — g+p =
= 1905 кГ/м усилия и моменты будут следующие:
в опорной панели Л7=21 850 +13 900 = 35 750 кГ\ Л4расч = 4620—
—35 750 • 0,163 = 790 кГ • м;
во второй панели N= 19 800+ 11 820 = 31 620 кГ; Л4расч = 5700—
—31 620-0,163 = 540 кГ-м.
Из рассмотрения приведенных цифр следует, что расчетные
усилия в данном случае будут в опорной панели при снеге на всем
пролете 7У=41 450 кГ и Л4раСч = —2130 кГ • м.
Принимаем сечение верхнего пояса в виде клееного пакета, со-
' см
по
стоящего из 12 досок 3,4X15 см общей высотой 40,8
(рис. 10.5, а). Доски 3,4X15 см получены путем острожки
пласти досок 4 х 15 см.
15*40 8а
Момент сопротивления W= -------— =4160 см3.
Площадь поперечного сечения F= 15x40,8 = 612 см2.
Гибкость в плоскости изгиба:
Ь =.... 507	= 43;.
0,289-40,8
|=1-^. .
3100
41 450 ,	213000-130	г/ а
о -------------------------= 122,8 < \30 кГ/см2,
612	4160-1,15-0,7-150	’
здесь kw= 1,15 (СНиП П-В. 4-62, табл. 18).
—I450  = 0,7;
612-130
Нижний пояс (см. рис. 10.5, а)
7V = + 36 600/сГ; F =	= 17,4слА
2100
Принимаем Два уголка 75x50X8; F = 2 • 9,47= 18,94> 17,4
Раскосы
Средние раскосы (12—13 и 13—14) имеют длину 4,6 м и мак-
симальное сжимающее усилие D = —3434 кГ.
CM2.
222
Рис. 10.5. Узлы нижиего пояса фермы
а — опорный узел; б —вид опорного узла с торца; в — детали упорной пластинки опорного узла; « — средний
узел нижнего пояса и пластинка раскоса; д — то же, поперечный разрез
№
200
Рис. 10.6. Узел верхнего пояса и разметка клееной панели верхнего пояса
а — общий вид узла; б — металлический узловой вкладыш; в — металлическая пластинка раскосов; г — клееная па-
нель верхнего пояса в заготовке; д— длины хорд панели; е — разметка для обрезки торцов панели
Самые длинные раскосы 11—12 и 14—15 (см. рис. 10.3) имеют
длину 5,05 м и сжимающее усилие £> =—2062 кГ.
Задаемся гибкостью раскосов %=150 и определяем размер по-
,	505	,, _
перечного сечения п=--------- = 11,7 см.
г	0,289-150
Принимаем раскосы сечением 13X15 см.
Проверка на продольный изгиб:
раскос 11—12 X =—525— = 135; ср = 0,17;
г	0,289-13	т
2062	„„ . , оп г/ »
а ------------= 62 < 130 кГ см2.
15-13-0,17
Для средних раскосов:
раскос 12—131 = —^2_ = 120; ф = 0,21;
0,289-13	т
а = ----2121--= 84 < 130 кПсм2.
15-13-0,21
Металлические пластинки-наконечники (см. рис. 10.5, д; 10.6, в)
прикрепляются к раскосам болтами-нагелями d = 20 мм.
Расчетное сопротивление на один срез болта:
из условия смятия среднего элемента
Тн = 50cd = 50-15-2 = 1500 кГ;
из условия изгиба нагеля Тн— 250d2 = 250 • 22= 1000 кГ.
3434
Необходимое число нагелей-болтов =-----------=1,72.
н 2-1000
Принимаем два болта <2 = 20 мм для всех раскосов.
Смятие металлической пластинки под нагелем [11]
стсм= -3434	=5360400 кГ/см2.
4-0,8-2
Напряжение растяжения в пластинке а=	_
2(80,8-2,1-0,8)
= 3480100 кГ/см2.
При проверке пластинок на продольный изгиб расчетная длина
принимается равной расстоянию от узлового болта до стяжного
болта у торца раскоса (рис. 10.6, в): /0 = 35 см.
Гибкость X = —52------= 152	150; <р = 0,32;
0,289-0,8	’ *
ст = -—2121------= 837 < 2100 кГ/см2.
2(8-0,8)0,32
3276
Узлы фермы
Опорный узел. Верхний пояс в опорном узле упирается в плиту
с ребрами жесткости, приваренную к вертикальным фасонкам (см.
рис. 10.5, а, в). Смятие торца верхнего пояса
15—979
225
осм = 41450 = 115 < 130 кГ/см*.
см 24-15
Упорная плита рассчитывается приближенно, как балка тав-
рового сечения (рис. 10.7,а).
Нагрузка на рассчитываемую часть плиты
N' = — = 11152 = 13 850/сГ.
3	3
„ й	13850-13,2 „опп г
Изгибающий момент М=-------------=22 800 кГ • см.
Рис. 10.7. К расчету упорной (а) и опорной (б) плит
Необходимый момент сопротивления с учетом пластичности
....	22 800 п ,	,
W =----------=9,1 см3.
1,2-2100
По рис. 10.7, а определяем W заштрихованного сечения:
 Sx> = 1-8-8,5 4- 1-8-4= 100 см3;
F = 8-1 4-8-1 = 16 см2; z = — = 6,25 см;
16
,	8 2,753 — 7-1,753 4- 1-6,253	1О. о 4
'	—	----- —------------= 124,3 см*;
3
IFMIIH =	= 20 см3 > 9,1 см3.
м,,н 6,25
Опорная плита (см. рис. 10.5, а, б). Опорная реакция
А = (1060 + 950)23.7
2
226
u	,	23 800
Напряжение^ смятия под опорной плитой	Осм=-тт—_ =
= 36,7 кГ/см2.	2
Изгибающий момент в консоли опорной плиты при расчетной
ширине Ь=1 см (рис. 10.7, б) Мк= — ’7^6’-- =751 кГ  см.
751
С учетом пластичности W=----------- =0,298 см3.
2100-1,2
6-0,298	, „.	„
---j--- =1,34 см. При-
Необходимая толщина плиты 6 =
нимаем й= 1,4 см.
Сварные швы прикрепления поясных уголков к вертикальным
на шов у обушка
- 12 600 =
2
фасонкам в опорном узле (рис. 10.5, а). Усилие
„ 36 100 п _	. п спг. г
одного уголка Г=—^=0,7 = 12 600 кГ\ у пера
12 600
—----------=15 см;
1500 0,7-0,8
= 5450 кГ;
Длина шва у обушка при Лш = 8 мм Ц =
у пера при /гш = 6 мм
,	5450 о _
L =-----------= 8,7 см.
2	1500^0,7-0,6
Конструктивно длина шва принята соответственно равной 30
и 25 см.
Сварные швы, прикрепляющие пластинки-ребра упорной плиты
к вертикальным фасонкам (см. рис. 10.5, а; 10.7,6). Усилие на од-
ну пластинку 13 850 кГ. Длина шва при /гш = 8 мм ^ш =	q 8~
= 16,5 см.
Имеется /ш = 2(8 + 8) =32> 16,5 см.
Узел верхнего пояса (см. рис. 10.6, а). В узлах между торцами
соседних блоков верхнего пояса поставлены металлические вкла-
дыши (см. рис. 10.6, 6).
Смятие торца верхнего пояса, упертого во вкладыш оСм =
= -1— = 115 < 130 кПсм2.
24-15
Изгибающий момент пластинки вкладыша расчетной шириной
b = 1 см:
М =-----!----(см. [11], п. 4.16);
и 8
1+т
М =	'	.£ = & _	_ 2МкГ
1+0,5	8	12	12
где I — расстояние между ребрами вкладыша (см. рис. 10.6,6).
15*	227
220
Необходимый момент сопротивления №=—— =0,105 см3.
2100
Толщина пластинки 6=	6 °’105 = 1/0,63	0,8с-И.
Узловой болт рассчитывается на изгиб от равнодействующей
усилий в раскосах. В данном случае /?макс = 3400 кГ (рис. 10.8).
Изгибающий момент Л4б=—у—-(0,8 + 0,4) =2040 кГ-м (рис. 10.9).
2040
Момент сопротивления №б = 0,1с?3= — о~ =0,98 см3. Следователь-
но, d = 9,8 =2,12 см. Принимаем d=22 мм.
Узел нижнего пояса (см. рис. 10.5, д, е)^В каждом узле уголки
нижнего пояса соединяются пластинками сечением 10X120 мм.
В центре пластинки находится отверстие для узлового болта.
Диаметр узлового болта определяется из условия его изгиба от
силы, равной разности усилий в соседних панелях нижнего пояса.
Разность усилий, как видно из табл. 10.1, в данном случае макси-
мальна между средними панелями при односторонней снеговой на-
грузке: А«= 10 500—6800 = 3700 кГ.
Изгибающий момент (см. рис. 10.5, д, е)
Л4б = — f 0,8 +	= 2400 кГ-см\
0	2 \	1 2 )
П7 =	1,14см3 = 0,ld8; d = ^TTJ= 2,24 см.
6	2100
Принимаем болт d=22 мм — такой же, как в узле верхнего
пояса.
228
Проверка стыковой накладки на растяжение:
=-----36600------= 1890 < 2100кПсм*.
2(1-12) —2(2,3-1)
Сварные швы:
а) усилие среза на шов у обушка одного уголка Го=
36600 • 0,7= 12 800 кГ;
^-^—12 800=5500 кГ.
2
2
б) у пера Гп=
Длина шва:
у обушка при Иш—8 мм 1] =
12 800 ,е
----------- = 15 СИ
1500-0,7-0,8
. с ,	5500 о ~
у пера при Лш=6 мм fa— -------------------= 8,7сл«.
3 Н н ш	1500-0,7-0,6
Оба шва приняты длиной 18> 15 см.
6.	Сборочные марки и сборка фермы
Сборочные марки фермы следующие:
1)	опорная металлическая панель нижнего пояса с приварен*
ным опорным узлом — 2 шт,;
2)	средняя металлическая панель нижнего пояса — 2 шт.;
3)	деревянная клееная опорная панель верхнего пояса — 2 шт.;
4)	деревянные клееные средние панели верхнего пояса — 3 шт.;
5,	6 и 7) раскосы с заранее присоединенными пластинками-
наконечниками — всего три марки по 2 шт.;
8)	вкладыши узлов верхнего пояса—4 щт.;
9)	деревянные накладки узлов верхнего пояса — всего 8 шт.;
из них в четырех накладках заранее просверлены все отверстия
для болтов, а в остальных четырех — только центральные;
10)	болты, шайбы, гайки.
Для точной разметки и обрезки блоков верхнего пояса необ*
ходимо вычислить длину хорд панелей с учетом толщины узловых
вкладышей:
для средних панелей (см. рис. 10.6, с?) АВ = Ц—/в = 5069—46 =
= 5023 мм, здесь /в— толщина вкладыша, а 5069 — длина хорды
между центрами узлов;
для опорной панели (см. рис. 10.5, а; 10.6, д) АВ = 11—4-7?) =
/46	\
= 5069—1—^-4-2921 = 4754 мм, где с — расстояние от центра опор-
ного узла до торца верхнего пояса.
Определение длины элементов раскосов производится анало-
гично примеру 11.
Обычно ферму собирают в горизонтальном положении, на ров-
ном месте, на подкладках. Устройство бойка и вычерчивание на
нем фермы не требуется. Строительный подъем получается при
229
сборке фермы автоматически. Сборка выполняется в следующей
последовательности:
1)	раскладывают по прямой линии нижний пояс и сваривают
его стыки;
2)	к узлам нижнего пояса присоединяют на узловых болтах
раскосы;
3)	на верх крайних раскосов надевают на болтах узловые
вкладыши. Четыре средних раскоса соединяют наверху попарно
с помощью узловых вкладышей и болтов, образуя два средних уз-
ла верхнего пояса;
4)	между узловыми вкладышами вставляют три средние па-
нели верхнего пояса, а две опорные панели — между опорными
узлами и узловыми вкладышами крайних раскосов. Для того что-
бы панели верхнего пояса вошли между вкладышами, узлы ниж-
него пояса (кроме среднего) следует немного переместить вниз,
образуя тем самым строительный подъем;
5)	на узловые болты укладывают деревянные накладки узлов
верхнего пояса. Накладки, имеющие все заранее просверленные
отверстия, кладут сверху и по ним, как по шаблонам, просверли-
вают отверстия для болтов в верхнем поясе и нижних накладках.
Ставят болты в накладках и в опорных узлах.
7. Расход материалов
Расход материалов по данным спецификации (форма специ-
фикации приведена в примере 8) дан в табл. 10.3. Расход древеси-
ны на клееные блоки верхнего пояса подсчитан по толщине досок
до острожки.
Таблица 10.3
Расход материалов
Наименование	На 1 секцию 24x6 м		На 1 м2 плана	
	древеси- ны в м*	металла в кг	древеси- ны в см	металла в кг
Ферма 1 шт		2,525	620,2	1,76	4,30
Кровля:		36		0,25
прогоны		4,21		2,92	
щиты		2,99		2,08	
полосы косого настила ....	0,62		0,43	
Всего иа кровлю	7,82		5,43	
Итого 		10,345	656,2	7,19	4,55
Из таблицы следует, что расход древесины на ферму состав-
ляет всего 24,5% (т. е. одну четвертую часть) общего расхода дре-
весины на покрытие.
230
Пример 11
ПОКРЫТИЕ ПО МНОГОУГОЛЬНЫМ БРУСЧАТЫМ ФЕРМАМ
ПРОЛЕТОМ 24 м
Спроектировать для того же здания, что в примере 10, покры-
тие с несущими конструкциями в виде многоугольных металлоде-
ревянных ферм системы ЦНИИСК с брусчатым верхним поясом.
Размещение ферм вдоль здания, конструкция кровли и нагруз-
ки такие же, как в варианте покрытия с клееными сегментными
фермами (пример 10).
1.	Особенности конструкции (рис. 11.1, 11.2)
Верхний пояс фермы имеет очертание многоугольника, вписан-
ного в окружность. Решетка фермы треугольная с дополнитель-
ными стойками, которые уменьшают длину панели верхнего пояса
вдвое по сравнению с сегментными фермами. Уменьшение длины
панели верхнего пояса, работающего на местный изгиб при внеуз-
ловом расположении прогонов кровли, позволяет получать сечение
бруса пояса в пределах обычного сортамента. Кроме того, для
уменьшения изгибающего момента в поясе от местной нагрузки
принята внецентренная передача сжимающей силы в узлах верх-
него пояса.
Длина всех элементов верхнего пояса, кроме крайних панелей,
принята равной двойной длине панели. В опорных панелях длина
элемента равна половинной длине основного элемента. Стыки
верхнего пояса расположены в местах его переломов, где при-
крепляются раскосы решетки. Нижний пояс выполняется из про-
катной стали.
Соединение элементов в узлах такое же, как в клееных сег-
ментных фермах: при помощи металлических вкладышей с узло-
вым болтом, на который надеваются металлические наконечники
раскосов.
2.	Геометрические размеры фермы1 (рис. 11.1)
Расчетный пролет /=23 700 мм. Расчетная высота h = -±-l=
23 700
—------=3950 мм. Длина панели верхнего пояса а= 1813 мм, дли-
6
на панелей нижнего пояса — см. рис. 11.1. Строительный подъем
fстр =120 мм.
3.	Расчет фермы
Расчетные нагрузки (см. пример 10): постоянная g'=1060 кГ)м-,
временная (снег) Р = 950 кГ)м.
1 См. геометрический расчет фермы.
<2Л
Рис. 11.1. Схема фермы и узлы нижнего пояса
в —опорный узел, фасад: б — то же, план; в — то же, вид с торца; а —детали упорной плиты с реб-
рами; д — промежуточный узел нижнего пояса; е — разрез промежуточного узла; ж — металлические пла-
стинки-наконечннки раскосов, одинаковые для всех узлов иижнего н верхнего пояса
Рис. 11.2. Узлы верхнего пояса фермы
а — фасад и разрез узла с примыканием раскосов; б — металлический вкла-
дыш; в — фасад и разрез узла с примыканием стойки; г — уголок-наконечник
стойки; д — пластина с болтом для присоединения стойки
Рис. 11.3. Опреде-
ление усилий в эле-
ментах фермы при
помощи диаграм-
мы Кремоны
16—979
233
Усилия в элементах фермы в кГ
Таблица 11.1
Часть фермы	Элемент	Усилия от единичной нагрузки			Усилия от постоянной нагрузки G «= 1920 кГ	Усилия от временной нагрузки Р= 1720 кГ			Расчетные усилия	
		слева	справа	иа всем пролете		слева	справа	на всем пролете	+	—
о	1—10	—8,50	—3,00	,—11,50	—22 100	—14 600	—5160	—19 760			—41 860
о	2—11	—8,20	—3,20	—11,40	—21 900	—14 100	—5500	—19 600	—	—41 500
с	3—12	—8,20	—3,20	—11,40	—21 900	—14 100	—5500	—19 600	—	—41 500
S	4—14	—7,00	—3,70	—10,70	—20 600	—12 000	—6360	—18 360	—	—38 960
м	5—15	—7,00	—3,70	—10,70	—20 600	—12 000	—6360	—18 360	—	—38 960
	6—17	—5,80	—4,50	—10,30	—19 800	— 9 670	—7750	—17 720	—	—37 520
	7—18	-5,80	—4,50	—10,30	—19 800	— 9 670	—7750	—17 720	—	—37 520
	10—9	+7,05	+2,50	+9,55	+18 350	+12100	+4300	+16 400	+34 750	—
® ° ® 5	13—9 .	+6,80	+3,10	+9,90	+19 000	+11 700	+5340	+17 040	+36 040	—
я о S с	16—9	+6,15	+.3,95	+10,10	+19 400	+ 10600	+6800	+17 400	+36 800	—
X	19—9	+5,10	+5,10	+10,20	+19 400	+ 8 800	+8800	+17 600	+37 000	—
	10—11	+0,35	+0,50	+0,85	+1630	+ 602	+ 860	+1462	+3092	—
S	12—13	+0,95	-0,35	+0,60	+1150	+1635	— 602	+1033	+2785	—
о	13—14	—0,17	—0,85	+0,68	+1305	— 292	+1460	+1168	+2765	—
о ТО	15—16	+1,30	—0,77	+0,53	+1020	+2240	—1325	+ 915	+3260	— 305
Си	16—17	—0,85	+1,30	+0,45	+ 865	—1460	+2240	+ 780	+3105	— 595
	18—19	+1,90	—1,35	+0,55	+ 1050	+3270	—2320	+ 950	+4320	—1270
S Ьй	11—12	—1,00	0	—1,00	—1920	—1720	0	—1720	—	—3640
sS О	14—15	—1,00	0	—1,00	—1920	—1720	0	—1720	—	—3640
5	17—18	—1,00	0	—1,00	—1920	—1720	0	—1720	—	—3640
Узловые нагрузки при длине коньковой панели 1,81 м: посто-
янная G= 1060• 1,81 = 1920 кГ; временная (снег) Р=950-1,81 =
= 1720 кГ.
Расчетные усилия в элементах фермы определены по диаграм-
ме Кремоны (рис. 11.3) и сведены в табл. 11.1.
Верхний пояс
Панели 2—11 и 3—12. Нормальная сила W=41 500 кГ. Длина
проекции панели /) = 1,63 м.
Прогоны размещены в узлах фермы
и посередине панели верхнего пояса
(рис. 11.4).
Давление от прогона
Рпр = [(1060-17,4 >6)+ 950]-^- =
= 1555 кГ;
здесь 17,4 кГ/лг2— расчетный собст-
венный вес фермы (см. пример 10).
Эксцентрицитет приложения нор-
мальной силы (см. рис. 11.2, а) е =
= 0,75 см.
Изгибающие моменты в панели, как
в неразрезной двухпролетной балке (рис.
11.4), над средней опорой Б:
от груза Рщ>
Мо= — 0,188Р/, =-0,188-1555-1,63 = Рис- ПЛ к Расчету веРх‘
р ’	1	>	9	него пояса
= —477 кГ-м;
от нормальной силы
.. е 41 500-0,0075
= 7V — =---------------
N	п	п
= 156 кГ.
Расчетный момент над опорой Б
М =—М +М„ = — 477+ 156 = — 321 кГ-м.
расч	р 1 N	•
Расчетный момент в пролете
1 ЧЕ
М' = + 0,156Р/—Л+, = 0,156-1555-1,63---------^- = 318 кГ-м.
расч	tv	2
Принимаем сечение бруса верхнего пояса (hXb) 22X18 см;
18-22*	ч
F = 396 см2; W= —g— =1452 см-
,	,	181 пп
Гибкость в плоскостй фермы Л=	=2У.
О f
g = 1----— . 41А°£_ = о,78;
b	3100	396-130
16*
235
41 500 .	32100	130	г, ,
ст =---------------------—— = 129,5 < 130 кГ/см2.
396	1452-0,78	150
При неразрезном верхнем поясе возможно определять гибкость
по длине между нулевыми точками эпюры моментов; расчет по
полной длине панели идет в запас прочности.
Коньковая панель 6—17 и 7—18. Нормальная сила М =
= 37 520 кГ. Длина проекции панели /1 = 1,81 м, длина панели по
хорде а= 1,813 м~ 1,81 м.
Давление от прогонов при той же схеме их размещения Рщ>=
= (955 + 950) -1^- =1770 кГ.
Момент над средней опорой:
от груза Рщ>
Мр = -0,188-1770-1,81 = — 602 кГ-см;
от нормальной силы при эксцентрицитете 0,75 см
37 520-0,0075	г
MN~-----------------= 141 кГ-м.
Расчетный момент над средней опорой Л4расч=—602 + 141 =
= —461 кГ-м.
Расчетный момент в пролете М'=0,156 • 1770 • 1,81---------=
,= 430 кГ-м.
181
Гибкость в плоскости фермы Л= ------------=28.4.
0,289-22
г . _ 28-4* .	37520	= 0 81.
6	3100	396-130	’ ’
37 520
396
46 100
' 1452-0,81
= 128,7 < 130 кГ/см2.
150
Нижний пояс (N= +37000 кГ)
Необходимая площадь уголков Г =	=17,6 см2.
Принимаем уголки 2(6X75) мм; F=2 • 8,78= 17,56 — 17,6 см2;
46,6	_ о
W = 2 • -------- = 17,2 см.
^мин-^ 7,5—2,06
Элементы решетки в узле нижнего пояса прикрепляются с экс-
центрицитетом е = 3,06 см (см. рис. 11.1 и 11.10), вследствие чего
возникает изгибающий момент, равный разности усилий А// в со-
седних панелях нижнего пояса, умноженной на эксцентрицитет:
М9 = AUe.
При полной на грузке на всем пролете:
236
Д £7=37 000 —36800=200 кГ; Мэ=200-3,06 = 612 кГ-см;
С=.Н_ +	=	+ _Ё*2_ - 21422100 кГ/см\
F W 17,6	17,2
При снеге на левой половине фермы:
Д6/ = (19 400 + 8800) —(19 400+ Ю600) = 1800 кГ;
М3 = 1800 X 3,06 = 5500 кГ  см-,
= 19400+10660	5500 = 2	< 2100 кГ/см*.
17,6	17,2
При снеге на правой половине фермы:
Д6/ = (19 400 + 8800) — (19 400 + 6800) = 2000 к!  см-,
Л4 = 2000-3,06 = 6120 кГ;
= 1970 <2100 кПсм*.
В практических расчетах подобно-
го рода ферм при принятом решении
узлов нижнего пояса момент от экс-
центрицитета не имеет существенного
значения и его можно не учитывать.
Стык нижнего пояса (рис. 11.5)
рассчитывается по максимальному
усилию и может выполняться в зави-
симости от фактической длины угол-
ков в любой панели.
19 400 + 8800
6120
17,2
Рис. 11.5. Стык нижнего
пояса
На верхнюю накладку стыка сечением 0,8X18 см передается
усилие Ni«0,7-37000=25900 кГ; о= = 1800<2100 кГ/см*.
На нижнюю накладку сечением 0,6X18 см — усилие W2=
= 37 000—25 900=11 100 кГ; о= = 1030<2100 кГ/см?.
Длина сварного шва:
25 900
в верхней накладке при йш=7 мм 1Ш— 2^0 7 0 7 )5Q0^ ~
= 17,7 см;
.	1, Z- 1	11100	„ _
в нижнеи накладке при «ш=6 мм =------------------- =9,3 см.
и	2(0,7-0,6-1500)
Длина швов принята соответственно 22 и 11 см.
Раскосы
Раскосы выполняются из брусьев сечением 10X18 см.
Расчет на сжатие (013-19=—1270 кГ):
Л =	— - = 145 < 150; <р = 0,147;
0,289-10
237
с —
---I2™---= 47 7 < !30 кГ/см2.
(10-18)0,147
Расчет на растяжение (Z>18_ie= +4320 кГ): ослабление одним
отверстием для болта d—20 мм; /7НТ=( 10X18) — (2Х18) = 144 см2;
а=	=30<80-0,7 = 57 кГ/см2.
144
Здесь коэффициентом 0,7 учитывается, что раскосы (и стойки)
выполняются из древесины II категории.
Металлические пластинки-наконечники раскосов толщиной 6 мм
прикрепляются к раскосам нагелями-болтами диаметром 20 мм
(см. рис. 11.1 и 11.2).
Расчетное сопротивление на один срез нагеля 7’с = 50-18-2 =
= 1800 кГ; 7^=250 - 22= 1000 кГ.
Необходимое количество нагелей при максимальном усилии
в раскосе £>=4320 кГ пя= ~=2,16.
Принимаем два нагеля d=20 мм.
Срез нагеля в металлической пластинке
т =--------------1320----= 344	1300 кГ/смЪ'
4^.3.-.144-22...)
Смятие металлической пластинки под нагелем
осм =- 4320 = 900 < 3400 кГ/см2.
4 (0,6-2)
Проверка металлических пластинок на продольный изгиб 7) =
=—1270 кГ.
Расчетную длину при продольном изгибе принимаем равной
расстоянию от узлового болта до стяжного болта у торца раскоса,
который предотвращает выпучивание пластинок из плоскости фер-
мы (см. рис. 11.1, д и 11.2, a) lv=22 см.
Гибкость Х =----------= 133<150; <р = 0,36; а= -----—------ =
0,289-0,6	2(0,6-6)0,36
=490<2100 кГ{см2.
Стойки
Стойки принимаем того же сечения, что и раскосы, 10x18 см
370
Максимальная гибкость Х= —---^д 10 = 128<150; <р=0,19;
<у= -----3640  =106 <130 кГ!см2.
(10-18)0,19
Узлы фермы
Опорный узел по конструкции и расчету (см. рис. 11.1,а—г)
аналогичен опорному узлу сегментной фермы с клееным верхним
поясом (см. пример 10).
238
Упорная плита с ребрами жесткости, в которую упирается
верхний пояс (см. рис, 11.1 и 11.6), рассчитывается на изгиб, как
сечение тавровой формы.
Положение нейтральной оси:
SX1_Xl	1,4-7,3-6,7 + 0,8-6-3	_ _
г =------—— =--------------•---------= 5,5 см;
F	1,4-7,3 + 0,8-6
т 7,3-1,93 — 6,5-0,53 + 0,8-5,53 п .
Jr г~ --------------------!—1-------= 60,7 см*;
х~х	3
УР7	60,70 t 1 ЛЕ Я	41 860	1 ЛЕ Е 1 ПЛ П / Я
«'мин = ------= 11,05 см3; осм = ----------= 105,5 < 130 кПсм*.
5,5	22-18
Рис. 11.6. К расчету упорной
плиты опорного узла
I—58*+—- 764
280
1НШШШШШ1Н11ШШШ1
Рис. 11.7. К расчету опор-
ной плиты
сн
С учетом пластичности:
№пл = 11,05- 1,2 = 13,3 см3;
М e	5-7,3(15,б^О,^ = 25900 кГ_см;
8
о = 25^2° = 1970 < 2100 кПсм3.
13,3
Необходимая длина сварных швов, прикрепляющих ребра упор-
ной плиты к вертикальным фасонкам (см. рис. 11.1), при йш—8 мм
I = — 41860--------= 24,9 см
2(0,8-0,7-1500)
Принято /ш=(6+6)3 = 36>24,9 см.
Опорная плита рассчитывается как двухконсольная балка
(рис. 11.7).
Напряжение смятия от всей нагрузки на ферму
= (1060 + 950^23	= 42 7 кГ/сяр
“	2(28X20)
Изгибающий момент консоли при расчетной ширине Ь = 1 см
Л4К=— -42,7'5’ — =—718 кГ-см.
к	2
239
Момент в пролете
= 42,7-16,4» _ 718 = 722 лГ.см
пр	g
Необходимый момент сопротивления с учетом пластичности
Г . —= 0,287 с.и3.
1,2-2100
Толщина опорной плиты
.	/б-0,287	, оп
6=1/ —-------- = 1,32 см.
г 1
Принимаем 6=14 мм.
В опорном узле уголки нижнего пояса привариваются к верти-
кальным фасонкам (см. рис. 11.1). Усилие на сварной шов одного
уголка 6x75:
у обушка
= 34 750 / 7,5 - 2,06 \ = 12 600 кр
1	2 \	7,5	/
у пера
N = 34750 _ 12 600 = 4775 кг.
2
Длина шва:
у обушка при пш=7 мм 1т= -——— = 17,1 см\
0,7•0,7•1500
4775
0,7-0,5-1500
у пера при йш=5 мм 1Ш=
= 9,10 СМ.
Фактическая длина обоих швов значительно больше расчетной.
Узел верхнего пояса в месте примыкания раскосов. Металли-
ческий вкладыш узла (см. рис. 11.2,6) рассчитываем так же, как
в сегментной ферме с клееным верхним поясом.
Напряжение смятия торца пояса
а _ 41 860 _ J14 < 1зо кПсм?.
“	18-20,5
Изгиб пластинки вкладыша (6=1 см)
..	И4-6»	1	512	г
М =---------- -----=----------= 341 кГ -см.
8	и 1+0,5
Необходимый момент сопротивления
U7 =	=0,162.
2100	’
240
Толщина пластинки
.	, Г 60,162	_ пп
6=1/ ——------ = 0,99 см.
Г 1
Принимаем 6=1 см.
Узловой болт, на который надеваются раскосы, рассчитывается
на изгиб от максимальной равнодействующей усилий в примыка-
Рис. 11.8. Определение расчетного уси-
лия в узловом болте верхнего пояса
а —в узле 3—4\ б — в узле 5—6; в —в коньковом
узле; R\ — при снеге на всем пролете; Rz — при снеге
слева; Rs — при снеге справа
по 6
Рис. 11.9. К расчету узлового болта
верхнего пояса
1 — узловой вкладыш; 2 — узловой болт; 3 — пластин-
ки раскосов
ющих раскосах, которые должны быть определены (графически)
для узлов верхнего пояса при положении снеговой нагрузки на
всем пролете или на полупролете фермы (рис. 11.8). В коньковом
узле при снеге на всем пролете (рис. 11.8, в) ₽макс = /?) = 4250 кГ.
Изгибающий момент в узловом болте (рис. 11.9):
Мб = —у-0,9 = 1910 кГ-см;
W6^Q,ld3 =	= 0,913 см3-
6	2100
241
d = \f = 2,08 cm.
V 0,1	’
Принимаем во всех узлах болты d=22 мм; F — 3,799 см2.
4250
Проверка болта на срез т =	= 560 < 1500 кПсм2.
Проверка пластинок на смятие осм= 2~4^5°0 ~ 1610<3800 кГ/см2.
Рис. 11.10. К расчету узлового
болта нижнего пояса
Узел верхнего пояса в месте при-
мыкания стойки. Усилие в стойке
V=3640 кГ меньше расчетного усилия
в раскосе. Диаметр узлового болта, а
также диаметр болтов, прикрепляю-
щих металлические наконечники стой-
ки, принимаем такими же, как в рас-
косах, поэтому проверки их не тре-
буется.
Металлическая пластинка, к кото-
рой приварен узловой болт (см. рис.
11.2, в, д), рассчитывается на изгиб.
Напряжение смятия
Стсм =	= 13,5 < 26,8 кПсм2.
15x18
Здесь 26,8 кГ1см2 — расчетное сопротивление смятию поперек
волокон, зависящее от длины площадки смятия и определяемое по
формуле
Ясн = Яси 90 6 + j , • ) =f= 18(1 +- —4—) = 26,8 кГ/см2.
\ *см “г * »•* '	\	/
Изгибающий момент в пластинке
м ... 13>5:.7’.52 =380 кГ-см. .
п 2
Необходимый момент сопротивления
г _380_ = 0,181 см*.
2100
Толщина пластинки
.	.. /~6-0,181	,
о = |/ ----j-- ~ 1 СМ.
Пластинка прикрепляется к поясу гвоздями, которые должны
воспринять составляющую усилия в стойке вдоль пояса; макси-
мальная величина этой составляющей возникает в наиболее на-
клонной панели, т. е. в примыкании первой от опоры стойки. Со-
242
ставляющая вдоль панели при а = 26°30' и sina=0,446 Vsina=
= 3640-0,446=1540 кГ.
Принимаем гвозди d—5 мм, 1—150 мм.
Расчетное усилие 7’гв=100 кГ. Необходимое количество гвоз-
дей п= 1540: 100= 15,4. Поставлено 16 гвоздей, по четыре в ряд
(см. рис. 11.2, д).
Узел нижнего пояса. К нижнему поясу раскосы и стойки при-
соединяются при помощи узлового болта, который пропускается
через приваренные к уголкам пояса планки. Узловой болт рассчи-
тывается на изгиб от равнодействующей горизонтальных состав-
ляющих усилий раскосов, равной по величине разности усилий в
соседних панелях пояса. Максимальная разность усилий получает-
ся в средних узлах нижнего пояса при односторонней снеговой на-
грузке: Д[/=2000 кГ (см. расчет нижнего пояса).
Изгибающий момент в болте, принимая, что сила приложена
посередине между пластинками раскосов (рис. 11.10),
Мб= 1,2 = 1200 к.Г-см.
2
Полученная величина момента меньше изгибающего момента
в узловом болте верхнего пояса. Ставим в узлах нижнего пояса
болты d=22 мм, такие же, как в узлах верхнего пояса.
4. Геометрический расчет фермы
В задачу геометрического расчета фермы входит определение
длин ее элементов с учетом строительного подъема, величина ко-
торого влияет на длину элементов решетки. Вычисление длин эле-
ментов должно производиться с точностью до 1 мм. Таблицы три-
гонометрических функций должны иметь шесть знаков (например,
таблица Петерса). Возведение в квадрат и извлечение корня удоб-
но производить по таблицам Барлоу.
Длина элементов’верхнего пояса
(рис. 11.11, а)
Очертание верхнего пояса принято в виде многоугольника, впи-
санного в окружность, имеющего равные длины сторон, за исклю-
чением опорной панели, длина которой по дуге вдвое меньше.
Пролет фермы 23 700 мм; высота посередине пролета
f =	= 1: 6 = 23 700 : 6 = 3950 мм.
n	d /2 + 4/2	* и	г> 5 ,
Радиус круга	R =	—; при — = Ve	имеем R = — I	==
8/	I	6
К
= — • 23 700=19 750 мм.
6
Расстояние от нижнего пояса до центра круга
c — R — f == 19 750 — 3950= 15 800 мм.
243
Половина центрального угла sin а= — -^- = 0,6; а = 36°52'10";
2/?	2*5
Да	= 10° 32'3"; cos Да = 0,983146;
7	3,5
— =5° 16' 1,5"; 2Да = 21°4'6"; cos 2Да = 0,933151;
2
ЗДа = 31° 36' 9"; cos ЗДа = 0,851705; sin Да = 0,182824; sin 2Да =
= 0,359484; sin ЗДа = 0,524023.
№
Рис. 11.11. К геометрическому расчету фермы
244
Длина элемента верхнего пояса (хорда)
/х = 2R sin —= 2-19750sin5° 16' 1,5" = 2-19750-0,091799 =
2
= 3626,061 мм.
Для определения длины деревянного элемента надо из теорети-
ческой длины вычесть ширину металлического вкладыша, опреде-
ленную по оси фермы (см. рис. 11.2,6): 3626 — 59 = 3567 мм.
Размер вкладыша и величина 59 мм предварительно должны
быть определены из геометрического расчета вкладыша. Задаемся
размером по низу вкладыша 20 мм. Отсюда размер по верху:
= 20 4-2-180tg-y- =20 + 2-180-0,092180 = 54 мм.
Размер по оси пояса (по центру узлового болта) х=20 + 2Х
Х17 — =39 мм; с учетом толщины пластинок — 39 + 2- 10 = 59 мм.
180
Длина деревянного элемента опорной панели
.	3626	59	ice о
/. =------225-------= 1558 лои,
*	2	2
где 225 — расстояние от центра опорного узла до начала деревян-
ного элемента (см. рис. 11.1,а}, которое определяется графически
59
путем построения опорного узла в натуральную величину, а —-----
половина ранее определенной ширины узлового вкладыша.
Учитывая, что вследствие неточности изготовления может пона-
добиться подрезка опорного элемента по месту, принимаем заго-
товочную длину 1558 + 5=1563 мм.
Допуски в длинах деревянных элементов верхнего пояса долж-
ны быть только «плюсовые».
Длины панелей нижнего пояса и элементов решетки
а) Ординаты и абсциссы узлов верхнего пояса (рис. 11.11,а).
Положение узлов нижнего пояса определяется из условия, что
стойки решетки делят длину панелей верхнего пояса, а следова-
тельно, и их проекцию на нижний пояс пополам:
У1 = R cos ЗАа — с = 19 750-0,851705— 15 800= 1021 мм;
yt = Rcos2Аа — с = 19750-0,933151 — 15 800 = 2629 мм;
ys = RcosAa —с = 19 750-0,983146— 15800 = 3617 мм;
у4 = f = 3950 мм;
х, = -----Rsin3Aa = 11 850— 19750-0,524023 = 1501 мм;
1	2
х. = — — R sin 2Да = 11 850 — 19 750-0,359484 = 4750 мм;
*	2
245
х3 = -у — я sin Да = 11 850— 19 750-0,182824 = 8239 мм.
б)	Проекции длин панелей верхнего пояса на нижний пояс:
первая (от опоры) панель: Xi= 1501 мм;
вторая	» Х2—%i = 3249;
третья	» х3—х2 = 3489;
четвертая (коньковая)	—%з=3611 мм.
Проверка: 1501 + 3249 + 3489 + 3611 = 11 850= ~.
в)	Длины панелей нижнего пояса:
первая (от опоры) панель
77х = Х1 +	= 3125,5	3126 мм;
вторая панель
п = „(хз-хО + Схз-^) = 3369
2	’
третья панель
(х3 — х2) +	— х3 }
П3 =-----------------------= 3550 мм;
четвертая (средняя) панел.ь
Ut — —----х, 7=3611 мм.
2
Принимаем Д4=3610 мм.
Проверка: 3126 + 3369 + 3550+	= 11850=-^-.
г)	Длины стоек без учета строительного подъема (от оси ниж-
него пояса по оси верхнего пояса):
V, = -^..+ У1 = 1825 мм.
2
V = -Уз + У* = 3123 мм;
2
у3 = _У1+У» = 3783,5 ~ 3784 мм.
д)	Длины стоек с учетом строительного подъема — от центра
узлового болта нижнего пояса до оси верхнего пояса (см.
рис. 11.11,6).
Величину строительного подъема в средних узлах нижнего поя-
са принимаем равной: f3=	= 120 мм. Принимая распределе-
ние строительного подъема по длине пролета по параболе, полу-
246
чим ^ = 0,55 • 120= 66 мм; [1=0,88 • 120= 105 мм. Здесь 0,55 и 0,88 —
соответствующие коэффициенты ординаты квадратной параболы
в третях ее полупролета. Принимаем fi = 60 мм и /2=100 мм.
Учитывая положение узлового болта в нижнем поясе (см.
рис. 11.11,в), получим:
У = 1825—(60 + 32) = 1733 мм;
У2 = 3123—(100 + 32) =2991 мм;
Уз = 3784— (120+ 32) =3632 мм.
е)	Длины раскосов с учетом строительного подъема — от цент-
ра узлового болта нижнего пояса до центра узлового болта верх-
него пояса (см. рис. 11.11,6).
Раскос D\
Dr = У(П1-х1)2+(у1-[1-32)2.=
= К(3126 — 150I)2 + (1021 — 60— 32)2 = 1872 мм;
D2 = У(х2 — 77J2 + (у2 — 60 — 32)2 = V 16242-+ 25372 = 3012 мм;
D3 = y П2 х2)2 +- (у2 —	32)2 =
= У 17452 + 24972 = 3046 мм;
Dt = V[х, - (Л\ + 77а)]2 + (1/3 - /2 - 32)2 =
= У [8239 — (3126 -+ 3369)]2 + (3617 — 100 — 32)2 = 3896 мм;
D6 = У (Лг1-+772-+773 - х3)2 -+ (i/з f3 — 32)2 =
= К( 10 045 — 8239)2 + (3617 — 120 — 32)2 = 3907 мм;
De =	---(П1 -+ П2 +- П3)j + (у4 /3	32)2 =
= у (11 850 — 10 045)2 + (3950 — 152)2 = 4205 мм.
ж)	Длины деревянных элементов раскосов (рис. 11.12) опреде-
ляются с учетом длины металлических наконечников. Расстояние
от центра узлового болта до торца деревянного элемента опреде-
ляется графически из условия, чтобы сходящиеся в узле деревян-
ные элементы решетки не находили друг на друга. Оно принима-
ется постоянным для всех раскосов.
Для этой цели в масштабе 1 :2 вычерчивается средний узел
нижнего пояса и коньковый узел. В данном случае Z0 = 235 мм (см.
рис. 11.1,6), отсюда длины деревянных элементов раскосов:
Dt = 1872—2-235= 1402 мм; Д2 = 3012—2 • 235 = 2542 лш;
D3=3046—2-235 = 2576 мм; Д4 = 3897—2 • 235=3427 мм;
Д5=3907—2-235 = 3437 мм; Д6 = 4205—2 • 235=3725 мм.
з)	Длины деревянных элементов стоек. В соответствии с рис.
11.1, д й 11.2, в из ранее определенной длины стойки (см. п. «д»)
247
надо вычесть величину 170 + 235 = 405 мм; здесь 170 мм — расстоя-
ние от центра узла верхнего пояса до торца стойки; определяется
графически для наиболее наклонной панели (примыкание стойки
Vi) и принимается одинаковым для всех стоек:
Z, = 1733—405=1328 мм; V2 = 2991—405 = 2586 мм к V3 = 3632—
—405 = 3227 мм.
Рис. 11.12. Сборочные марки фермы
5.	Сборочные марки и сборка фермы
Многоугольная ферма состоит из следующих заранее изготов-
ленных элементов — сборочных марок (рис. 11.12):
1)	нижний пояс в зависимости от числа стыков состоит из двух
или трех марок: крайняя часть нижнего пояса с приваренными
деталями опорного узла (2 шт.) и средняя часть нижиего пояса
(2 или 1 шт.) (рис. 11.12, а);
2)	элемент верхнего пояса, одинаковый для всех средних пане-
лей (рис. 11.12,6),—6 шт. с заранее прибитыми металлическими
планками для стоек;
3)	элемент верхнего пояса для крайних (опорных) панелей —•
2 шт. (рис. 11.12, в);
248
4)	раскосы с заранее прикрепленными пластинками-наконеч-
никами— всего 6 марок по 2 шт. каждая (рис. 11.12, г);
5)	стойки с заранее прикрепленными нижними планками —
3 марки по 2 шт. каждая (рис. 11.12, д);
6)	узловые вкладыши верхнего пояса — 7 шт. (рис. 11.12, е);
7)	деревянные накладки стыков верхнего пояса — 14 шт. В по-
ловине накладок заранее просверлены отверстия для болтов
(рис. 11.12, ж);
8)	узловые и стяжные болты, верхние планки — уголки стоек
(рис. 11.2, г).
Сборка фермы производится аналогично сборке клееной сег-
ментной фермы (пример 10) по методу «засечек». Сборка выпол-
няется на ровном месте на подкладках. Устройство бойка и вы-
черчивание фермы не требуется. Строительный подъем получается
при сборке фермы автоматически.
Последовательность сборки в горизонтальном положении сле-
дующая:
1)	раскладывают по прямой линии нижний пояс и сваривают
его стыки;
2)	на узлы нижнего пояса с помощью узловых болтов надева-
ют все раскосы и стойки. При этом нужно следить за правильным
взаимным положением планок-наконечников раскосов и стоек (см.
рис. 11.1, д, е) ;
3)	верхние концы раскосов (за исключением крайних) соединя-
ют попарно друг с другом при помощи узловых вкладышей и бол-
тов, образуя узлы верхнего пояса. Узловые вкладыши прикреп-
ляют также к верхним концам крайних раскосов;
4)	укладывают элементы верхнего пояса, упирая их торцами
во вкладыши и в опорные узлы. Для того чтобы элементы верх-
него пояса вошли между соответствующими вкладышами, конце-
вые части нижнего пояса следует немного повернуть наружу отно-
сительно средних узлов, в результате чего ферма получает необ-
ходимый строительный подъем;
5)	укладывают парные стыковые накладки в узлах верхнего по-
яса; при этом накладки с заранее просверленными отверстиями
кладут сверху и по ним, как по шаблонам, просверливают верхний
пояс и нижние накладки. Ставят стяжные болты в опорных и про-
межуточных узлах;
6)	закрепляют к верхнему поясу все стойки при помощи планок-
уголков (рис. 11.2, в, г); отверстия для болтов, прикрепляющих
уголки к стойкам, сверлят по месту.
6.	Расход материалов
Расход материалов на ферму и кровлю, по данным специфика-
ции, приведен в тайл. 11.2. Форма спецификации дана в примерев.
Конструкция и размеры элементов кровли здесь такие же, как
для клееной сегментной фермы в примере 10. Сравнивая покрытия
249
Таблица 11.2
Наименование	На 1 секцию 24x6 м		На 1 л<3 плана	
	древесины В Л43	металла в кг	древесины в см	металла в кг
Ферма 1 шт		 Кровля 		2,16 7,82	746 36	1,50 5,43	5,18 0,25
Итого ....	9,98	782	6,93	5,43
Примечание. Расход древесины на ферму подсчитан по сечению в за-
готовке.
с клееной сегментной фермой и с многоугольной брусчатой в от-
ношении расхода материалов, отмечаем, что расход древесины на
клееную ферму больше на 18%, а расход металла меньше на 20%,
чем на брусчатую. Расход металла на брусчатую ферму больше,
так как в ней больше узлов. С учетом расхода материалов на
кровлю разница в расходе материалов уменьшается. Так же, как
в предыдущем примере, расход древесины на ферму составляет
всего 22% от общего расхода древесины на покрытие.
КРУЖАЛЬНО-СЕТЧАТЫЕ СВОДЫ
Деревянные кружально-сетчатые своды являются индустриаль-
ными пространственными конструкциями, сочетающими в себе
преимущества сборно-разборных конструкций из стандартных эле-
ментов с преимуществами пространственных конструкций. Проч-
ность кружально-сетчатого свода определяется средней прочно-
стью многих элементов, причем влияние качества древесины от-
дельных элементов имеет меньшее значение, чем в плоскостных
конструкциях.
Кружально-сетчатые своды могут выполняться из косяков
цельного сечения или из клееных и клеефанерных косяков.
Пролеты, перекрываемые кружально-сетчатыми сводами из ко-
сяков цельного сечения, ограничены предельными размерами сече-
ний пиломатериала и не превышают 18—20 м.
При наличии более крупного сортамента пиломатериала эти
пролеты могут достигать значительно большей величины. Так, на-
пример, в Сан-Луи (США) построено кружально-сетчатое покры-
тие над спортивным залом пролетом 50 м из косяков цельного се-
чения размером 10x45 см, выполненных из древесины «Дуглас».
Кружально-сетчатые покрытия нашли широкое применение за
рубежом.
Бурное развитие индустриализации строительства в нашей
стране создает условия для широкого внедрения кружально-сетча-
тых конструкций в строительную практику.
В покрытиях над спортивными залами (летние катки, теннис-
ные корты и т. д.), выставочными павильонами, летними театра-
ми, крытыми рынками, сельскохозяйственными сооружениями раз-
личного назначения, складскими помещениями и т. п. кружально-
сетчатые конструкции могут успешно конкурировать с другими
прогрессивными конструкциями.
Кружально-сетчатые своды имеют ряд особенностей, заключаю-
щихся в следующем:
1. Косяки цельного сечения работают на раскалывание. Уста-
новлено, что сопротивление раскалыванию зависит в значительной
степени от отношения длины косяка 1К к его высоте hK. Чем боль-
ше отношение —, тем меньше опасность раскалывания. При от-
Лк
ношении — >13 можно считать, что раскалывание косяка ИСКЛЮ-
ЧИ
чено. Поэтому в сводах из косяков цельного сечения для получе-
251
ния максимально возможной длины последних следует выбирать
сетку таким образом, чтобы угол между косяками гр был в пре-
делах 30—45° (рис. 12.1,а).
2. В узлах сетки свода из цельных косяков изгибающие момен-
ты воспринимаются только сквозными косяками, что существенно
ухудшает экономические показатели свода: из двух косяков рабо-
тает на изгиб только один. К тому же это приводит к возникнове-
нию в косяках значительных поперечных сил, в десятки раз превы-
шающих поперечные силы в арке.
Сжатие в узлах воспринимают оба косяка, а на поперечный
изгиб работает только один косяк, это уменьшает радиус инерции
и увеличивает его гибкость, что при-
ходится компенсировать увеличени-
ем поперечного сечения косяков.
Относительное повышение эко-
номических показателей сводов из
косяков цельного сечения может
быть достигнуто следующими ме-
рами:
а) увеличением длины косяков
вследствие уменьшения Чг, которое
приведет к укрупнению элементов
свода, уменьшению количества уз-
Рис. 12.1. Схема свода и сетки лов в сетке, некоторому уменьше-
узлов	нию усилий в косяках благодаря
увеличению sin а и соответствующе-
му уменьшению сечения косяков, а также к ускорению монтажа
свода. Это приведет также к уменьшению продольных распираю-
щих фронтонных сил Np-,
б) решением кровельного покрытия, укладываемого по кося-
кам сетки не в виде отдельных досок настила, рассчитываемого по
максимальному пролету, равному шагу сетки с, а в виде щитов,
которые работают на изгиб в двух направлениях и могут рассмат-
риваться как плиты, опертые по контуру ромба, что существенно
повышает общие экономические показатели покрытия и увеличи-
вает степень сборности покрытия;
в) применением кружально-сетчатых конструкций для относи-
тельно коротких сводов с отношением — < 1,5 (рис. 12.1,6), при
котором разгружающее действие жестких фронтонов (й$) может
существенно облегчить работу конструкции и уменьшить сечение
косяков;
г) обеспечением наибольшей стандартности конструктивных
элементов и узлов, для чего шаг с сетки вдоль образующей свода
следует выбирать таким образом, чтобы вся длина его В делилась
на величину с целое число раз.
252
Учитывая экономичность как самой конструкции свода, так и'
конструкции расположенного на ней кровельного покрытия, шаг с
сетки свода следует принимать в пределах (0,05—0,07)/.
Рис. 12.2. Клеефанерный косяк крыловатой формы
Шаг сетки в направлении дуги поперечного сечения свода As
нужно выбирать с учетом рационального угла гр между косяками
таким образом, чтобы вся длина дуги поперечного сечения в свету
между опорами делилась на
величину As целое число
раз.
При пролетах, превыша-
ющих 18—20 м, следует
применять клееные косяки
составного сечения. Клее-
ные косяки выполняются
прямолинейными крылова-
той формы (рис. 12.2) с та-
ким расчетом, чтобы концы
«набегающих» косяков рас-
полагались несколько выше
«сквозного» косяка (рис.
12.3).
Разница в высоте при
этом будет равна величине
стрелки /0 дуги поперечного
сечения свода, соответству-
ющей расстоянию между
двумя смежными узлами
сетки вдоль направляющей
свода и стягивающей цент-
Рис. 12.3. Бесшарнирный узел сетчатого
свода
/ — накладки; 2 — стальные детали
Рис. 12.4. Схема расположения прямо-
линейных косяков
253
ральный угол, равный 2 Др. Удобнее подбирать высоту поясов ко-
робчатого косяка равной f0 (рис. 12.4). При таком решении набе-
гающие косяки в узлах передают друг другу нормальные усилия
сжатия непосредственно путем упора «торец в торец», а не упором
в боковую грань сквозного косяка (поперек волокон), как в обыч-
ных кружально-сетчатых конструкциях. Для пропуска торцов ниж-
него пояса набегающих косяков в сквозных косяках посередине их
длины в фанерных стенках над нижним поясом вырезается соот-
ветствующих размеров и формы отверстие (рис. 12.3).
На концах косяка к поясам его приклеиваются с двух сторон
ступенчатые накладки. Растягивающие усилия от изгибающего
момента, который действует в стыковом сечении между торцами
набегающих косяков, воспринимаются сварными деталями
(рис. 12.3), расположенными в специальных вырезах, имеющихся
в торцовых накладках косяков.
При таком выполнении узлового сопряжения косяков создается
возможность полноценного восприятия в узлах набегающими ко-
сяками изгибающих моментов наравне со сквозными косяками.
Кроме того, натяжением приваренных болтов обеспечивается плот-
ность узлового сопряжения, исключающая рыхлые деформации.
Отсутствие шарнирного сопряжения в узлах приводит к тому,
что поперечная сила в косяках уменьшается в десятки раз и ста-
новится равной поперечной силе в арке. При этом значительно
облегчается конструкция с-вода, повышается его жесткость и на-
дежность в работе.
Центрирование узлов сетки не только повышает архитектурные
достоинства свода, но также улучшает его работу, исключая воз-
никновение изгибающих моментов, действующих из плоскости ко-
сяков.
Сравнивая разработанное в примере 12 решение конструкции
покрытия с другими возможными вариантами, можно отметить,
что приемлемым для данного пролета решением может являться
покрытие с трехшарнирными арками из двух сегментных ферм
с клееным верхним поясом и узлами на болтах; вес покрытия с
трехшарнирными арками при расстановке их через 6 м с учетом
веса прогонов и связей составляет 42,5 кГ/м2 плана здания, а вес
сетчатого свода — 30 кГ/м2. Таким образом, покрытие с трехшар-
нирными арками тяжелее сетчатого свода с клееными косяками
(см. пример 12) в  =1,42 раза.
Количество типоразмеров конструктивных элементов арок во
много раз больше, чем в сетчатом своде.
Расход стали в арке (без стальной затяжки) Ам= 10,7%, а в сет-
чатом своде (без стальной затяжки) йм = 7,5%.
Таким образом, технико-экономические показатели сетчатого
свода с бесшарнирными узлами выше аналогичных показателей
арочного покрытия из двух сегментных ферм. Если к этому доба-
вить более высокие архитектурные качества интерьера сетчатого
254
покрытия и более высокую надежность пространственной конст-
рукции, преимущества разработанного в примере решения сетча-
того свода становятся очевидными.
Если принять для данного пролета вариант покрытия с клее-
ными арками из пакета досок с расстановкой через 3 м., то и
в этом варианте вес основной несущей конструкции будет не мень-
ше, чем в сетчатом своде, и технико-экономические показатели
приблизительно будут равны. При этом, однако, гибкость арки
в 1,5 раза превышает гибкость свода (Ха=И5,5, а Хсв = 70,6). Если
же учесть необходимость установки для арок пространственных
связей, то более рациональной окажется конструкция сетчатого
свода.
Пример 12
ПОКРЫТИЕ В ВИДЕ КРУЖАЛЬНО-СЕТЧАТОГО СВОДА
ПРОЛЕТОМ 50 м ИЗ КЛЕЕФАНЕРНЫХ КОСЯКОВ
Спроектировать деревянное покрытие над отапливаемым здани
ем закрытого демонстрационного искусственного катка с трибуна
ми для зрителей. Кровля руберо-
идная. Размеры здания в плане
50X84 м. Район строительства г.
Свердловск. Покрытие опирает-
ся на железобетонные колонны
каркаса, расположенные через
6 м (рис. 12.5). Конструкции по-
крытия сборные заводского изго-
товления.
1.	Выбор конструктивного
решения покрытия
После предварительного сопо-
ставления различных вариантов
основной несущей конструкции
(клееные арки, фермы и кру-
жально-сетчатый свод) принима-
ем для данного покрытия наибо-
лее экономичную и прогрессив-
Рис. 12.5. Поперечный разрез и план
демонстрационного катка с трибуна-
ми
ную — кружально-сетчатый свод
из клеефанерных косяков короб-
чатого сечения с бесшарнирными
узлами
Утепленная ограждающая часть покрытия принята щитовой
клеефанерой конструкции с утеплителем из пенопласта н рубе-
роидной кровлей. Рубероидный ковер (кроме первого слоя) наклеи-
вают на щиты после укладки их на свод.
1 Предложено и разработано автором.
255
Рис. 12.6. Развертка плана расположения кровельных клеефанерных
щитов
а — в виде параллелограмма в плане; б — в виде прямоугольника в плане
256
2.	Конструкция кровельных щитов
Клеефанерные кровельные щиты (рис. 12.6 и 12.7) решены
в виде каркаса из деревянных брусков, оклеенных с двух сторон
березовой фанерой повышенной влагостойкости марки ФСФ сорта
Рис. 12.7. Планы и разрезы клеефанерных щитов
а поперечный разрез щитов /; 3 и 4-, б — поперечный разрез щитов 2; 5 и 6;
в план клеефанерного щита 1\ г — план клеефанерного щита 2; д — торец щнтов
J н 4; е продольный разрез фронтонного конца щитов 3 и 4\ ж — поперечный разрез
фронтонного конца щитов 3 и 4; / — фронтонная арка; 2 — фронтонная стойка; 3 — фа-
нера 10X140X600
НВ по ГОСТ 3916—55. Внутри щитов между брусками каркаса
уложен плитный утеплитель (пенопласт) толщиной 5 см. Ширину
щитов принимаем с таким расчетом, чтобы в направлении попереч-
17—979
257
ного сечения свода на участке, равном расстоянию (As) между
центрами смежных узлов сетки, разместилось четыре щита. Дли-
на щитов принята равной четырехкратному шагу сетки /щ=4с=
=4-3=12 м.
Щиты имеют в плане форму параллелограмма, что обеспечи-
вает опирание торцов щита на косяки сетки свода. На рис. 12.6, б
показан вариант щитов прямоугольной формы. Торцовые стыки
щитов в смежных рядах располагаются вразбежку.
Для обеспечения надежной связи между смежными щитами в
продольных стыках крайние продольные ребра каркаса выполнены
с четвертями, которые соединяют гвоздями до наклейки рулонного
ковра.
Щиты, расположенные в торцах свода, имеют в плане другую
форму и размеры по длине и снабжены приклеенными снизу упор-
ными брусками для восприятия продольного распора свода (рис.
12.7, е).
3.	Расчет клеефанерного кровельного щита
Расчетный пролет 1—3 м. Ширина поперечного сечения щита
Ьщ=1,68 м. Высота поперечного сечения йщ = 8,6 см.
Нормативная нагрузка:
а)	постоянная:
фанера (0,014-0,006)700-1,68=19 кГ/м
бруски (0,035 • 2+0,095 • 1 )0,07 • 500= 6 кГ/м
рубероид (2 слоя) 6-1,68=10 кГ/м •
утеплитель (пенопласт 5 см)
0,05(1,68-4-0,035—0,060)100=7,5 кГ/м
Итого gH=42,5 кГ/м
б)	временная:
снеговая нагрузка принята для III района согласно ([6], табл. 6,
графа 2)
Р« = Ро с = 100 -±- = —°-49’-- = 75 кПм\
с 0	8/	8-8,3
/=8,3 м — стрела подъема свода;
на 1 м щита р” = 75 • 1,68= 126,5 кГ/м.
Расчетная нагрузка:
а)	постоянная
g = (19 + 6 + 10) 1,1 +7,5-1,2 = 48 кГ/м.
б)	временная
р = 126,5-1,4 = 177 кГ/м.
Суммарная расчетная нагрузка
9 = S + Р = 48 + 177 = 225 кГ/м.
258
Щит работает как четырехпролетная неразрезная балка.
Максимальный изгибающий момент в пролете
Л4" = 0,077< = 0,077-225-З2 = 157 кГ-м.-
Максимальный опорный момент
^млке = — ОДОМ = — 0,107-225•З2 = — 217 кГ-м.
Расстояние (в свету) между средними продольными ребрами
каркаса щита (рис. 12.8) Ь = 50 см. Расстояние (в свету) между
средними и крайними продольными ребрами &'=49 см. Среднее
расстояние в свету между ребрами
, Ь + Ь' 50 + 49 .п _
Ьсп = ——----=-----—— = 49,5 см.
ср 2	2
Приведенная ширина фанерной пластинки согласно ([7], § 52)
,	ю ox /щ 300 . с
для средних участков (см. рис. 12.8) при —=----> 6
^ср	, 3
^пР = 0,96ср = 0,9-49,5 = 44,5 см,
а для крайних участков
Ь’вр = 0,9b' = 0,9-49 = 44,1 см.
Приведенная суммарная ширина щита
йпР.щ = 2*пр + ьпр = 2-44,5 4- 44,1 = 133,1 см.
Площадь сечения двух средних ребер при Ьр = 3,5 см и hv = 7 см
Fc = 26p/ip = 2-3,5-7 = 49 см2.
Площадь сечения двух крайних ребер при Ьр=9,5 см
Fr = (bv + b'v) ч = (3,5 4- 9,5) 7 = 91 см2.
Принимаем фанеру верхнего пояса щита толщиной 6ф=10 мм
пятислойной, а фанеру нижнего пояса толщиной 6ф = 6 мм — трех-
слойной.
Согласно ([7], табл. 14) для пятислойной фанеры сорта НВ мо-
дуль упругости £ф = 90 000 кГ/см2, а для трехолойной фанеры £* =
= 100 000 кГ/см2.
17*
259
Приводим расчетные характеристики (F, S и J) к фанере ниж-
него пояса щита как наиболее напряженного.
Суммарная приведенная площадь сечения всех ребер щита
Fp = ( F + F )	= (49 + 91).100 °00- = 140 см2.
пр ' с к7£ф	100 000
Приведенная площадь сечения верхнего фанерного пояса щита
F- = b 6»	= 133,1 • 1 .90000 - = 119,8 см2.
пр пр.щ ф н	100 000
Приведенная площадь сечения всего щита
F = £н-п J- /7В.П ! рр = b М I рв.п I рр
пр.щ пр * пр 1 пр пр.щ ф * Ир 1 пр
= 133,1-0,6 + 119,8+ 140 = 339,7 см2.
Определяем положение нейтральной оси приведенного сечения
относительно нижней грани щита = ~-пр ,
F пр.щ
где
\Р = ГР" (Г - 0.56ф) + ГНРП 0,56» + FPp (0,5йр + 6») =
= 119,8(8,6 —0,5-1) + 79,9-0,5-0,6 + 140(0,5-7 + 0,6) =
= 972,5 + 24 + 572,5 = 1569 см3.
Расстояние от нейтральной оси до нижней грани щита
. Snp 1569	. _
h, = —22- =------ = 4,6 см.
Fnp-щ 339,7
Приведенный момент инерции щита относительно нейтральной
оси его
( f *>3	( б»)3
ЛР = \,.ш HF + Ч.ш 4г + Fnpn (< ~ - °-56ф)2 +
+ Гирп (\ - 0-56”ф)2 + Jp + FPp (hx - Q,5hp - 6«)2 =
= 133,1 — + 133,1-^-+ 119,8 (8,6— 4,6-0,5-1)2 +
12	12	v	,	/ ।
+ 79,9 (4,6 — 0,5 • 0,6)2 + (9,5 + 3,5) ~ + 140 (4,6 —
-0,5-7 —0,6)2 = 3363 слг4.
Моменты сопротивления
117	_ ^пр
W макс ,	,
hu — hi
Н7 _____ +р .
W МИН --
hi
3363 о., ч
-------= 841 СМ3-
8,6 —4,6	’
3363	„„„	„
-----= 730 см3.
4,6
260
Напряжение сжатия в нижнем фанерном поясе щита на опоре
= Ломакс. = ~22 8(Ю = _ 31 2 кГ/см2 < 100 кГ/см2.
р ^мин 730
Проверяя сжатый фанерный пояс на устойчивость согласно ([7],
§ 53), получаем
b
_	_ / gcp fenp \2 1 /\2 _
кр I ь ‘ р и J
= ( 31,2~44,5 У	У = 62 кГ/см2 < 100 кГ/см2
\	49,5	/ 85 000 \ 0,6 /
(согласно [7], табл. 14).
где окр—величина критического напряжения в сжатом фанер-
ном листе;
оср— величина напряжения в фанерном листе, определенная
выше по обычной формуле —- с учетом приведенной
ширины £>пр;
с—наименьший размер (в свету) свободной панели сжа-
того пояса между продольными или поперечными брус-
ками каркаса щита в см;
6ф — толщина нижнего фанерного пояса;
р—коэффициент, характеризующий свойства фанеры, ве-
личину которого для трехслойной березовой фанеры
принимают р = 85 000 к.Г[см2,
4.	Основные геометрические размеры свода
Расчетный пролет (в осях) свода (рис. 12.9) Zc = 49,8 м. Стрела
f 1С	49,8	„ „ п
подъема свода / =—=—-—=8,3 м. Радиус кривизны оси свода
6	6
Ц=1 + 1=^ + Л1=«,5д.
8/	2	8-8,3	2
Длина свода 5=14-6 = 84 м. Принимаем шаг сетки с=3. м.
Центральный угол полусвода
. р	/с	49,8
sin — = —— —
2	2R
= 0,6, отсюда = 36° 52' 12";
2-41,5	2
р = 73° 44' 24".
(в осях)
= 1,288006-41,5 = 53,5 м.
180°	’	’
Длина дуги свода
5Д = -
Свод принят трехшарнирным.
261
Устанавливаемый в среднем шарнире продольный элемент сос-
тавлен по толщине из двух частей, каждая из которых непосредст-
венно связана с соответствующей половиной свода.
Длина дуги по оси свода без средних продольных элементов
Рис. 12.9. Расчетная схема свода (0=
= 73°44'24"; 0/2 = 36°52'12")
S; =5д — 0,3 = 53,5 — 0,3 =
= 53,2 м.
Принимаем длину дуги
полусвода в чистоте (без
продольного элемента сред-
него шарнира)
е 53,2 q- ~
А, =------- = 26,6 м.
2
Шаг сетки по дуге по-
перечного сечения свода
А Si 26,6	_ __
As = — =---------= 6,65 м.
4	4
Центральный угол, стя-
гиваемый дугой As,
As 180° _ 6,65-180°
лЛ ~ 3,14-41,5
6,712
0,017453-41,5
= 9° 11'24";
Ар = 4° 35' 42";
-^- = 2° 17'51".
2
Определяем угол а между направлением оси косяка и направ-
лением образующей свода:
ctg а =--------=----------------= о 45119;
27?sinAp 2-41,5-0,08011	’
а = 65° 42'56"; sin а = 0,91151.
5.	Статический расчет сетчатого свода
Нормативная нагрузка:
вес кровли
42 5
= ДДД _ 25 з кГ/м2
Sl 1,68
а на 1 м2 горизонтальной проекции
н	25,3-53,5	о	„
g = —-— =---------------= 27,2 кГм1;
1С	49,8
снеговая нагрузка для III района [6] /?с = 75 кГ/м2 горизонталь-
ной проекции.
262
Собственный вес сетчатой конструкции свода
Н S +Ре	27,2 + 75	_ г. „
= ------------ = --------1---- =25,5 к1 м2 горизонтальной
ScB 1000	1000	н
kc.Blc ~	4-49,8 ~
проекции.
Расчетная нагрузка на
1 м2 горизонтальной проекции покрьр
тия:
48,0-53,5
постоянная р = --------
1,68-49,8
временная (снег) рс =
= 75-1,4=105 кГ/м2.
Принимаем расчет-
ную полосу свода равной
шагу сетки с = 3 м и рас-
считываем выделенную
полосу свода как трех-
шарнирную арку.
В каждой полуарке
рассматриваем восемь
промежуточных сечений,
расположенных по дуге
на равном расстоянии,
определяемом централь-
ным углом Д<р = 4°, кроме
сечения/, отстоящего от
опоры на расстоянии, оп-
+ 25,5-1,1 = 59 кГ/м2;
Рис. 12.10. Расчетная схема с номерами
сечений
ределяемом центральным
углом Д<ро=4°52'12" (рис. 12.10)..,.
Таблица 12.1
Числовые значения хп и уп
№ сече- ния	град	sin	cos	8 sin t₽n	.Rcos <РЛ	хп	Уп
1	32	0,5299	0,8480	21,991	35,193	2,909	1,993
2	28	0,4695	0,8829	19,484	36,641	5,416	3,441
3	24	0,4067	0,9135	16,878	37,911	8,002	4,711
4	20	0,3420	0,9397	14,193	38,998	10,707	5,798
5	16	0,2756	0,9613	11,437	39,895	13,463	6,695
6	12	0,2079	0,9781	8,628	40,592	16,272	7,392
7	8	0,1392	0,9903	5,777	41,098	19,123	7,898
8	4	0,0698	0,9976	2,897	41,401	22,003	8,201
9	0	0	1	0	41,500	24,900	8,300
263
Координаты принятых сечений:
хп = -у — flsin<p„; yn = Rcos^n — е,
где e = R—/=41,5—8,3 = 33,2 м.
Вычисленные значения хп и уп приведены в табл. 12.1.
Расчет трехшарнирной арки ведем от единичной нагрузки на
горизонтальную проекцию, 'расположенной на левой половине'
пролета арки.
Опорные реакции
А = 0,75-^- = 0,75—-’-8- = 18,675 кГ;
2	2	’
В = 0,25-^ = 0,25 Г49,8 = 6,225 кГ.
2’2
Распор
г, ?zc	1-49,82	„
п —--------------------- 18,65 кГ.
16/	16-8,3
Таблица 12.2
Определение изгибающих моментов Мп от единичной нагрузки
№ се- чения	хп ИЛИ хп’'	ИЛИ Уп’	А хп или В Хпг	”Уп ИЛИ Я уп>	7?п ИЛН	Л	Л’ 		 ИЛИ 	 2	2	
1	2‘,909	1,993	54,326	37,169	8,462	4,231	12,926
2	5,416	3,441	101,144	64,175	29,333	14,667	22,302
3	8,022	4,711	149,811	87,860	64,352	32,176	29,775
4	10,707	5,798	199,953	108,133.	114,640	57,320	34,500
5	13,463	6,695	251,422	124,862	181,252	90,626	35,934
6	16,272	7,392	303,880	137,861	264,778	132,389	33,630
7	19,123	7,898	357,122	147,298	365,689	182,844	26,980
8	22,003	8,201	410,906	152,949	484,132	242,066	15,891
9	24,900	8,300	465,008	154,795	620,010	310,005	0,000
8'	22,003	8,201	136,969	152,949	484,132	242,066	—15,980
Т	19,123	7,898	119,041	147,298	365,689	182,844	—28,257
6'	16,272	7,392 .	101,293	137,861	264,778	132,389	—36,568
5'	13,463	6,695	83,807	124,862	181,252	90,626	—41,055
4'	10,707	5,798	66,651	108,133	114,640	57,320	—41,482
S'	8,022	4,711	49,937	87,860	64,352	32,176	—37,923
2'	5,416	3,441	33,715	64,175	29,333	14,667	—30,460
Г	2,909	1,993	18,109	37,169	8,462	4,231	—19,060
264
Усилия в отдельных сечениях определяем по следующим фор-
мулам:
изгибающий момент
<7Х2
М„ = Ах — Ну~ — и М„, = Вх„, »— Ну;
п п J п 2	п	п Jп 1
нормальная сила
Nn = H cos <p„ + (Л — qx^ sin фя и Nn, = Н cos фя, + В sin фя,.
Определение изгибающих моментов от единичной нагрузки сле-
ва приведено в табл. 12.2.
Определение изгибающих моментов от заданной нагрузки дано
в табл. 12.3.
Таблица 12.3
Изгибающие моменты в отдельных сечениях от различных видов нагрузки
№ сече- ния	От единич- ной на- грузки слева	От единич- ной нагрузки справа	От единич- ной нагруз- ки с двух сторон	От постоян- ной нагрузки g= 59-3 — = 177 кГ1м	От снега слева рс==105-3 == 315 кГ!м	От постоян- ной нагрузки и снега слева
1	12,926	—19,060	—6,134	—1086	4 072	2 986
2	22,302	—30,460	—8,158	—1444	7 025	5 581
3	29,775	—37,923	—8,148	—1442	9 379	7 937
4	34,500	—41,482	—6,982	—1236	10 868	9 632
5	35,934	—41,055	—5,121	— 906	11 319	10413
6	33,630	—36,568	—2,938	— 520	10 593	10 073
7	26,980	—28,257	-1,277	— 226	8 499	8 273
8	15,891	—15,980	—0,089	— 16	5 006	4 990
9	0	0	0	0	0	0
8'	—15,980	15,891	—0,089	— 16	— 5 034	— 5 050
7'	—28,257»	26,980	—1,277	— 226	— 8 901	— 9 127
6'	—36,568	33,630	—2,938	— 520	—И 519	—12 039
5'	—41,055	35,934	-5,121	— 906	— 12 932	—13 838
4'	—41,482	34,500	—6,982	— 1236	— 13 067	—14 303
3'	—37,923	29,775	—8,148	— 1442	— 11 946	—13 388
2'	—30,460	22,302	—8,158	—1444	— 9 595	—11 039
1'	—19,060	12,926	—6,134	— 1086	— 6 004	— 7 090
Максимальный изгибающий момент получается в сечении 4 или
4' при симметричной постоянной нагрузке и односторонней снего-
вой нагрузке на половине пролета. Находим для этого сечения
нормальную силу при том же сочетании нагрузок.
Распор от постоянной нагрузки
Л = 177^ =
8 8f 8-8,3
18—979
265
Распор от нагрузки снегом на половине пролета
#с= —
16/
Суммарный распор
315-49’82 = 5875 кГ.
16-8,3
Н = Hg + Hc = 6625 + 5875 = 12500 кГ.
Вертикальные опорные реакции от постоянной и временной од-
носторонней нагрузки
Л =	= -1.-'49’8. +  3'315'49,8 = ю 290 кГ-
2	8	2	8
5 = Sl^. I Ре _ 177-49,8 . 315-49,8 _ ggyg ^р
~ 2	8	2	8	~
Поперечная балочная сила в сечении 4' с максимальным мо-
ментом
Q4, = в —gx4, = 6370- 177-10,707 = 4480 кГ.
Нормальная сила в сечении 4'
Nt, = Н cos <р4, + Q4, sin <р4, =12 500-0,9397 + 4480-0,342=13 240 кГ.
6.	Конструкция и расчет косяков свода
Сетка свода образуется (ри.с. 12.11) из двух типов косяков
№ 1 — правого и левого, которые различаются только направле-
нием углов закручивания. Левый косяк является зеркальным отоб-
ражением правого косяка. Угол закручивания правого косяка на-
правлен (если смотреть со стороны торцов) по часовой стрелке, а
левого косяка против часовой стрелки.
По контуру свода сопряжение сетки с окаймляющими конструк-
тивными элементами (фронтонная арка и опорные брусья) выпол-
няется при помощи двух косяков в каждом узле, из которых один
косяк № 1 является основным, а другой косяк № 2 образуется из
соответствующего косяка № 1 перепиливанием его посередине дли-
ны нормально к продольной оси.
Таким образом, из одного косяка № 1 (правого или левого)
получают соответственно два одинаковых косяка № 2 (правый или
левый).
На одной половине свода во всех опорных и фронтонных узлах
к арке примыкают, левый косяк № 1 и правый косяк № 2, а на
другой половине свода — правый косяк № 1 и левый косяк № 2.
Клеефанерные косяки приняты коробчатого сечения (рис.
12.12*, 12.13 и 12.14) с двумя фанерными стенками, приклеенными
с наружных сторон поясов.
* На рис. 12.12 крыловатая форма условно не показана; клиновидные бруски
(накладки) прибиваются к верхнему поясу косяков гвоздями; клиновидные на-
кладки на фасаде показаны пунктиром.
266
00
Рис. 12.12. Косяк № 1 (левый и правый)
а — фасад левого косяка № 1; б — план левого косяка № 1: в — план пра-
вого косяка Кг 1; г—фасад и план клиновидной накладки 1
Рис. 12.13. Детали косяка № 1
а — поперечное сечение косяка; б — вид торца косяка; в — фасад и продольный
разрез конца косяка
268
Подбор сечения косяка
Высота косяка Лк=75 см\ ширина Ьк= 14-4-2= 16 см. Пояса ко-
сяков состоят из четырех слоев досок, при этом средние слои вы-
полнены из одной доски 14,5x3,5 см, а крайние — из двух досок
по высоте 7x3,5 см. Стенки — из березовой пятислойной фанеры
повышенной водостойкости марки ФСФ, сорта НВ толщиной
10 мм (рис. 12.13, а).
Согласно [7], табл. 14
£ф = 60 000 кГ/^и^=^ = 0,6.
Рнс. 12.14. Косяк № 2
(левый и правый)
а — фасад левого кося-
ка 2\ б — поперечный раз-
рез косяка; в — план ле-
вого косяка № 2;
г — план правого кося-
ка № 2
Приведенная к древесине площадь поперечного сечения косяка
^ = ^ = ^ + ^0,6= 14,5-4-3,5-2 f 75-1-2-0,6 = 496 см2.
Учитывая ослабление косяков в узлах торцовыми вырезами,
FHT = 496 —3,5-14-2 —3,5-2-2-0,6 = 390 см2.
Приведенный момент инерции косяка
,	14-753	14(75-2-14,5)3 , 2-753.0,6
7б₽ = ~12--------------12----- + -------12---- = 420 816 С!Л *
JHT = 420 816 - -114 + 2-0,6) (75-2-5,5)3
12
+ ..(14 + 2.0,6)(75-2.9)3 = 323300 cj<4;
=	= 2-323 300 = 862() см^
Радиус инерции косяка
, / 7бр = д[ 420816
У FK У 496
= 29,1 см.
269
Отношение длины свода В к длине дуги поперечного сечения
его
84
53,5
= 1,57.
В
Коэффициент разгружающего действия жестких фронтонов оп-
ределяем по графику на рис. 12.15 £ф=1,36.
Расчетная свободная длина свода при односторонней нагрузке
(согласно [1], п. 6.30)
/0 = о,55д = 0,5-53,5 = 26,75 м = 2675 см.
Приведенная гибкость свода:
Рис. 12.15. Кривая зависимости
коэффициента разгружающего
действия жестких фронтонов
kp от отношения В/8Я
0.7/9 = 0,7-2675 = 70 6.
rKsina	29,1-0,9115	’ ’
X*gc	_ ]	70,6^-14,6 =
3100/?с —	3100-130
= 0,819,
М4,	13 240
СТс —2FKsina — 2-496-0,9115 —
= 14,6 кПсм*.
Максимальное напряжение в косяках
NV I	Л^4'	1 4 С I
°0 = 2АНТ sin a + 2ГН1 g sin a = 1 4>6 +
+ е .143O3O9-------------- = 96,1 кГ/см2 < 130 кГ/см*.
2-8620-1,36-0,819-0,9115
Проверка фанерной стенки на устойчивость
из ее плоскости
Максимальное значение поперечной силы получаем при одно-
сторонней нагрузке в сечении 9, совпадающем со средним шарни-
ром: Q9=B = 6370 кГ.
Согласно [7] п. 54 коэффициент устойчивости фанеры m =
/ 655ф \2	«	*
=-----— , где а — расстояние в свету между ребрами жесткости,
\ а )
а 6ф — толщина фанеры;
7 65-1 ПЯЛ
фФ =	==0,86.
Расчетное усилие скалывания в одном косяке
г =	=----—------= 52,5 кГ/см < Ф(Ь Яск
ск 2Л0	2(75— 14,5)	’	Тф ск ф
= 0,86-70-2-1 = 120,4 кГ/см,
270
где	h0— расстояние между осями верхнего и нижнего .поясов
косяка;
/?Ск=70 кГ/см2—расчетное сопротивление пятислойной березовой
водостойкой фанеры сорта НВ согласно [7], табл. 14.
7.	Расчет элементов узлового сопряжения (рис. 12.16)
По верхнему поясу косяка
Расчет стальных элементов. Определяем максимальное усилие
растяжения в верхнем поясе косяка:
N =______________________=
Р,п 25^ф81паЛ0	2 sin а-2
___________1 430 300______________13 240	= 797() кГ
~ 2-0,819-1,36-0,9115(75— 14,5)	2-0,9115-2
Необходимая площадь сечения стальной полосы (рис. 12,17, а)
Р = JYp-jl = I979- = 3 8 см2.
п Rp 2100
Необходимая площадь се-
чения болта (согласно [11],
табл. 8)
„	_ 0,7ДГр.п	0,7-7970
б,вт об	1700
«р
= 3,10 см2.
Принимаем стальную поло-
су сечением 6X70 мм Fn=
= 4,2 сл«2>3,8 см2; болт d& =
= 24 мм и F6-ht = 3,165 см2>
>3,10 см2.
Изогнутые под прямым уг-
лом болты привариваем к
стальной полосе угловыми
швами (Лш = 0,7 см) электро-
дами Э42.
Суммарная длина шва Z =
= 2-7*1,4=19 см. Напряжение
среза шва
т - NP " -	7970
ш ₽ЛШ/Ш 0,7-0,7(19-2)
= 957 кГ!см2 < 1500 кПсм2.
Рис. 12.16. Вид среднего узла на раз-
вернутой поверхности сетки свода
271
Принимаем шайбы размером 10X14 см и толщиной 2 см. Из-
гибающий момент в шайбе (рис. 12.18)
Л А	ГЛ Е /I l/\ J 1	0,7* 7970 г Л Е / 1 Л f
Мш== —— [0,5 (Zo + hB) — d6] —-----[0,5 (14 +
4	4
+ 3,5) —2,4] =8850 кГ-см.
Рис. 12.17. Стальные детали средних узлов сетки
а — сварная деталь и шайба для верхнего пояса: б — то же, для ниж-
него пояса
Напряжение изгиба в шайбе
мш
гш
——— = 1770 кГ 1см* <2100 кПсм*.
( 1 и г X j О ) л “
Необходимая площадь смятия под шайбой при угле смятия 45°
Рис. 12.18. Расчетная
схема шайбы
р —	N(>
СМ *см«
0,7-7970
--------- — Уо
60
см* < 60(Z0 —
— Ль) = 10(14—3,5) = 105 см* (рис. 12.18).
Расчет на скалывание накладок. При-
нимаем длину приклеиваемых с двух сто-
рон накладок (рис. 12.13 и 12.16) /н=^ск =
= 35 см.
272
Определяем среднее расчетное сопротивление скалыванию:
#ср =---------=--------?4------= 12 3 кГ/см1'
_ 1см	35
1+0’25^-
Напряжение скалывания по накладке
т = ^-
2F ск
-----------------= 10,35 кГ/см2 < 12,3 кГ/см2.
2(14,5 — 3,5)35--’
Проверяем на скалывание по клеевому шву между шпонами
фанеры на участке, соответствующем длине непосредственно при-
мыкающего элемента накладки длиной /'к =70 см (рис. 12.16).
Учитывая, что сила, вызывающая скалывание, приложена посере-
дине длины плоскости скалывания и это обстоятельство существен-
но снижает степень неравномерности распределения напряжений
скалывания, принимаем коэффициент р = 0,150, как для клеесталь-
ной шайбы.
Таким образом, среднее расчетное сопротивление скалыванию
будет равно:
/?ср =----------=-----------------= 4,68 кГ/см.2.
/ск	70
1+6-^-	1+0,150------
н е	9,25
Среднее напряжение скалывания по клеевому шву между шпо-
нами фанеры
Мр.П
if"
z/ck
^ср '
-^р-п - = --7970 = 3,92 кГ/см2 < 4,68 кПсм2.
h 2-70-14,5
zzck "п
По нижнему поясу косяка
Расчет стальных элементов ведем в сечении 5 с максимальным
положительным изгибающим моментом (см. табл. 12.3) М$ —
= 10413 кГ-м. Нормальное усилие в этом сечении при односто-
ронней нагрузке снегом
N5 = H cos <р5 + Q5 sin <р5,
де Qs— поперечное балочное усилие в сечении 5;
Q6 = А — (,§ + рс)х5= 10 290 —(177 + 315) 13,463 = 3660 кГ,
Nb = 12500-0,9613 + 3660-0,2756= 13010 кГ.
Максимальное растягивающее усилие в нижнем поясе косяка
М =----------------
F 2g йф sin а /г0
М
2sin а-2
13010
____________1 041 300__________
2-0,819< 1,36-0,9115 (75 — 14,5)
= 4920 кГ.
2-0,9115-2
273
Необходимая площадь сечения стальной полосы (рис. 12.17, б)
Fn=	= 2,35 см2.
п Rp 2100
Принимаем стальную полосу сечением 6X40 мм:
Fn = 0,6-4 = 2,4 см2 > 2,35 см2.
Необходимая площадь сечения болта
Р = -sin 45ОДГр = 6^4920- = 2 03 см^
e,HT Rp	1700
Принимаем нижний болт с?б = 20 мм и /7б-нт = 2,182 см2>2,03 см2.
Проверяем сварные швы между стальной полосой и болтом.
Суммарная длина шва /ш=2• 4 • 1,4= 11,2 см.
Напряжение среза по сварному шву
тш = —— =-----------—------= 1090 кГ/см2 < 1500 кПсм2.
ш ----------------------
0,7-0,7(11,2 — 2)
Необходимая площадь смятия под шайбой
N6 0,7-4920	3450 с_ .	,
---- --------------= 57,4 см2.
^CM ~ ^сма ~~	60	~ ~60
Принимаем шайбу ЮОХ ЮОХ12 мм-.
Fea = 10(10 — 3) = 70 см2 >57,4 см2.
Изгибающий момент в шайбе
= [ю — 0,5(10 — 3) — 2] = 3880 кГ-см.
Напряжение изгиба в шайбе
= zin3889U 92 = 2020 КПСМ2 < 2100 КПСМ2'
W л т	( 1U   Z) k t £г
Сопоставляя величину растягивающего усилия в нижнем поясе
с растягивающим усилием в верхнем поясе косяка, проверку
на скалывание по древесине накладок и по клеевому шву между
шпонами фанеры не производим ввиду очевидной надежности этих
соединений.
8.	Расчет стальных затяжек (рис. 12.19)
Распор в своде воспринимается затяжками из круглой стали.
Максимальная величина распора получается при полной снеговой
нагрузке по всему пролету:
274
6125 «Г/л,,
о/	0’0,0
Затяжки установлены через 6 м (см. рис. 12.11). Таким обра-
зом, усилие на одну затяжку
N3 = 6//макс = 6-6125 кГ = 36 750 кГ.
Рис. 12.19. Конструкция
стальной затяжки
а—затяжка с петлей; б—раз-
ветвленное звено затяжки
Принимаем затяжку из круглой стали диаметром d3=48 мм.
Площадь поперечного сечения затяжки /7нт = ^бр= 18,09 см2.
Напряжение в затяжке
7Уз = 36750 = 2040 кГ/см2 2Ю0 кГ/см2
FHT 18,09
По концам затяжка разветвляется (рис. 12.19, б) на две ветви.
Ветви расходятся под углом 45° и соединяются шарнирно с
прямолинейной частью затяжки при помощи петли. На концах вет-
ви имеют нарезку для предварительного натяжения. Диаметр вет-
вей принят также равным: dB = 48 мм с площадью сечения Fnt =
= 13,52 см2.
Усилие в одной ветви затяжки

36 750
2-0,92388
= 19 870 кГ.
Напряжение в сечении ветви, ослабленном нарезкой:
<т„ =	= 1470 кГ/см2 < 1700 кПсм2.
р Ант 13,52
Петля из круглой стали dn=36 мм; Fa= 10,17 см2.
275
Напряжение в петле
о = N*- = 36 75- = 1810 кГ/см2 < 2100 кПсм2.
р 2ДП 2-10,17
Петля приварена четырьмя угловыми сварными швами. Длина
шва 12 см, высота /гш=1 см. Электроды Э42. Суммарная длина
шва /ш = 4 • 12=48 см.
Напряжение среза в швах
т ==---------------^2------ = 1190 кГ/см2 < 1500 кПсм2.
ш	0,7-1(48-4)
9.	Конструкция и расчет опорного узла
Опорный узел (рис. 12.20) состоит из двух косяков № 1 и 2,
примыкающих к опорному клеефанерному брусу сечением 160Х
й
276
Х900 мм. Для обеспечения стандартности опорные косяки свода
упираются своими торцами в специальные накладки, расположен-
ные соответственно против торцов поясов каждого косяка, верх-
ние— против поясов кЬсяка № 1, а нижние — против поясов ко-
сяка № 2. Скошенные торцы накладок образуют опорные гнезда
для опорных косяков. Верхние накладки сечением 130X150 мм об-
разуют гнезда для косяка № 1, а нижние накладки сечением ЮОХ
X 150 мм образуют опорные гнезда для косяка № 2.
В местах расположения стыков клеефанерного опорного бруса
накладки служат одновременно для перекрытия этих стыков. На-
кладки соединяют с опорным брусом при помощи болтов.
Из двух опор свода одна выполняется неподвижной, другая
подвижной.
Для передачи вертикальной опорной реакции свода у каждого
опорного узла к клеефанерному брусу приклеивается опорное реб-
ро (рис. 12.20). В ребре вырезается гнездо с горизонтальной опор-
ной площадкой, к которой прикрепляется стальной лист, опира-
ющийся на уступ в стене либо непосредственно (на неподвижной
опоре), либо на катки подвижной опоры.
Опорная площадь торцов поясов косяка № 1
ГТ1 = (14 + 2- 10,5 + 2-1) (14,5—3,5) 2 = 814 см2.
Опорная площадь торцов поясов косяка № 2
Ft2 = (14 н- 2 1) 14,5-2 = 465 см2.
ВиО по И
140
Сечение
а-а
6)
Верхняя нашОна
Косян №1 пеОый
затяжки -г
К ос я я Н!2
Нижняя нашОка 100*150
Опорное х	.
реоро / Кпеефанепныи опорный
140*390*900 $рус 150*300*12000
Нижняя намаомг
100*150	'
Верхняя накмОка
150*130
Рис. 12.20. Конструкция опорного узла
а — вид узла на развернутой поверхности сетки свода; б — внд узла по
в — верхняя опорная накладка, г — нижняя опорная накладка; д — упор-
ный брус для закрепления затяжкн; е — опорное ребро
277
Опорный брус сминается торцами косяков под углом a = 65°43'.
Расчетное сопротивление смятию
/? =---------Я™---------= ----------ISO-------- = кпсм*-
1 +фййх. 1 +(^г— 1) 0,9115s
\ ^смэо /	\ 24	/
Максимальную силу сжатия в опорных косяках определяем при
полной нагрузке по всему пролету свода. Максимальный распор
для полосы свода, равной шагу сетки с, //Макс = 6125-3= 18 375 кГ.
Опорная реакция в расчетной полосе
А =	= (177+315)49,8
2	2
Микс = Н cos	4- a sin = 18 375 cos 36°52' !2"+
+ 12 250 sin36o52'12" = 18375-0,8+ 12 250-0,6 = 22050 кГ.
Продольная сила сжатия в опорных косяках
N*
__ Мчакс
2sin а
22 050
2-0,9115
= 12 100 кГ.
Напряжение смятия от косяка № 1
= 22.100 =	5 к м2 9 кГ/
Fn 814
Напряжение смятия от косяка № 2
М = 12 100	26 кГ/см2 9 кГ/см2
Ft2 465
Величина опорной площадки для восприятия вертикальной
опорной реакции свода
Роп = hB------Ц- = 39 • 8 -L = ЗЭО.слЛ
*	р	0,о
cos —
2
Максимальная опорная реакция Л = В = 12 250 кГ.
Напряжение смятия опорной площадки
асм =	= 31,4 кПс^ < Ясм а = 75 кГ/см*.
Величина скалывающей силы в опорном ребре
N.K = A cos -2- = 12 250-0,8 = 9800 кГ.
ск	2	,
278
Напряжение скалывания в опорном ребре
_ Мск _	9800	_ 9800
ск ~ FCK ~ 4-9,5 (51+6) “ 2170
= 4,52 кПсм? < 7?ср = 6,45 кПсм?,
где
^сР = —=-------------------= б 45 кГ/см*.
ск	/ск	57	’
1+₽Т	1+0’25^5
Среднее расчетное сопротивление скалыванию по клеевому
шву между шпонами фанеры
/+₽ =----К»---=---------12------=2,8 кПсм*.
ск	/ск	_	90
1+Р-у-	1+0,150——
е	а,2з
Среднее напряжение скалывания по клеевому шву между шпо-
нами фанеры
TcP==J^L
ск рФ
1 ск
9800
38-90
= 2,8 кПсм* = Я'Р .
10.	Конструкция фронтонной арки
Фронтонная арка (рис. 12.21) выполняется из двух слоев клее-
фанерных косяков коробчатого сечения (рис. 12.22). Косяки внут-
Рис. 1221. Конструкция фрон-
тонной арки
I — внутренний косяк; 2 — наруж-
ный косяк
279
Рис. 12.22. Косяки фронтонной арки
а —косяк внутреннего слоя арки; б — косяк наружного слоя арки; в — фасад и план
левого конца косяка внутреннего слоя; г —фасад и продольный разрез по II-II правого
конца косяка внутреннего слоя
280
реннего слоя арки имеют специальную форму, обеспечивающую
однотипность сопрягающихся с ним стандартных косяков сетки
№ 1 и 2 (рис. 12.11, 12.21 и 12.23). Стыки косяков внутреннего
слоя фронтонной арки расположены в местах примыкания кося-
ков свода. Стыки косяков наружного слоя фронтонной арки рас-
полагаются посередине длины косяков внутреннего слоя. Коея-
к- 200 ~А
Рис. 12.24. Стальная деталь крепления верх-
него и нижнего поясов косяка № 1 к фрон-
тонной арке. Размеры в скобках относят-
ся к детали для нижнего пояса
Рис. 12.23. Конструкция фронтонного узла.
Вид на развернутой поверхности сетки
1 — фронтонная арка; 2 — сварная деталь
ки одного слоя фронтонной арки соединяются с косяками другого
слоя при помощи болтов (см. рис. 12.21).
Косяки № 1 свода во фронтонных узлах соединяются с косяка-
ми внутреннего слоя фронтонной арки при помощи сварных дета-
лей (рис. 12.23 и 12.24) аналогично основным узлам сетки.
Верхние грани косяков фронтонной арки имеют ломаное очер-
тание в соответствии с положением и размерами клеефанерных щи-
тов покрытия.
Фронтонная арка опирается на деревянные клееные стойки,
расположенные через li = 4 м.
11.	Расчет сопряжения фронтонной арки со сводом
В торцовых узлах (см. рис. 12.22) косяки свода передают на
фронтонную арку продольный распор Л/р (рис. 12.25), имеющий
наибольшую величину в первом от опоры узле при нагрузке снегом
по всему пролету свода.
281
Опорная реакция расчетной полосы шириной с при этой на-
грузке
А =	_ J2 250 кГ.
2	2
Поперечный распор
Дмакс == 6125-3= 18375 кГ.
дуга а — 9 Sa =
„	6 — 9 S6 =
Определяем координаты узлов сетки, примыкающих к фронтон-
ной арке (рис. 12.26).
Длины дуг по оси свода:
ЗЛх+ 0,12 = 3-6,65+ 0,12 = 20,07 м-
2As + 0,12 = 2-6,65 + 0,12 = 13,42 м;
дуга в — 9Se = \s +0,12 = 6,65 +
+ 0,12 = 6,77 м.
Рис. 12.25.
Схема раз-
ложения сил
в фронтон-
ном узле
Рис. 12.26. Схема фронтона с координатами
узлов сетки на нем
Центральные углы, соответствующие
этим дугам:
<ра = 3.(9° 11'24") + 9'52" = 27°44'04";
<рб = 2 (9° 11'24") + 9'52" = 18°32'40";
<ре = 9° 11'24" + 9'52" = 9°21'16".
Значения х и у приведены в табл. 12.4.
Значения х и у
Таблица 12.4
№ сече- ния	Центральный угол Ср	sin ср	COS ср	R sin ср	R cos ср	X	У
а	27°44'04"	0,46536	0,88515	19,312	36,734	5,588	3,534
б	18’32'40"	0,31804	0,94807	13,199	39,345	11,701	6,145
в	9’21'16"	0,16541	0,98671	6,865	40,948	18,035	7,748
282
Поперечная балочная сила в узле а
Qa = A — qxa — 12 250 —(59+ 105)3-5,588 = 9500 кГ.
Нормальная сила сжатия в узле а расчетной полосы
Na = ^макс COS фа + Qa S*n фа = 1 8 375 • 0,88 5 15 +
+ 9500 • 0,46 536 = 20 695 кГ.
Величина продольного распора в ^зле а
Np = Na ctg а = 20 695 -0,45119 = 9325 кГ.
Продольный распор свода +р передается косяками сетки на
фронтонные арки, которые, в свою очередь, передают его на усту-
пы клеефанерных кровельных щитов (см. рис. 12.7).
Щиты в продольном направлении расположены со стыками
«вразбежку» (см. рис. 12.6). Считаем, что из четырех щитов, при-
ходящихся на каждый участок фронтона между двумя смежными
узлами сетки, только два щита, непосредственно примыкающих к
узлу, воспринимают продольную силу 7VP, создавая одну непрерыв-
ную ленту шириной 0,5 6Щ.
Необходимая площадь смятия фронтонных арок под уступами
щитов (см. рис. 12.7, е)
F =	-	= 310,8 c.w2 < Fcu = 587,3 см2,
Ясмоо 30
где
Fca = hCM 0,56щ = 7- 0,5 • 167,8 = 587,3 см2.
Воспринимаемый уступами щитов раСпор Np вызывает в реб-
рах каркаса щитов сдвигающие усилия, воспринимаемые наклеен-
ными с боков фанерными накладками.
Общая площадь среза фанерных накладок
Fcv = 3d* ZCD = 3-1 -60 = 180 см2.
Напряжение среза
тсо =	=51,8 кГ/см2 < 7?с_ = 60 кПсм2
ср Fcp 180	ср
(см. [7], табл. 14).
12.	Расчет фронтонной арки
Вертикальное давление от свода на жесткий фронтон
=	/1-----?_)= (59+.05)8< /, _	= 3520 кГ/м
Чф 2 I, 3*ф /	2	/	3-1,36/
Фронтонная арка работает как многопролетная балка криво-
линейного очертания с пролетами, равными расстоянию между
стойками фронтона. Наиболее опасным местом в арке будет опор-
ное сечение, ближайшее к шелыге свода (верхнему шарниру). На
этом участке арка работает как консоль.
283
Максимальный изгибающий момент в консоли арки
2	’
Ломакс g
где
/2 = А = А = 2 м.
*	2	2
Из двух слоев косяков фронтонной арки в данном сечении ра-
ботает только наружный сечением 16X103,5 см.
Напряжение в арке
= AW =----------704 000--= 23 3 кГ/см2 10() кП 2
и h0Fn (103,5-29)29-14
Проверяем фанерные стенки косяка на устойчивость:
Тск = —А- =-------. 3520^2 =	5
ск h0 103,5 — 29	74,5
Коэффициент устойчивости фанеры
m / 65бФ V / 65-1 \2
Фф=( а ) =(^rj=°’885;
Фф 7?ск 26ф = 0,885 • 60-2 • 1 = 106,5 кПсм > Тск = 94,5 кГ/см,
где Яск = 60 кГ!см2 (согласно [7], табл. 14).
Высота косяков фронтонной арки принята по конструктивным
соображениям.
13.	Определение геометрических размеров косяков
Основные данные: шаг сетки с=3 л = 300 см\ осевой радиус
/?=41,5 м\ центральный угол (см. рис. 12.11) Др = 4°35'42"; tgXp =
=0,08037; созДр = 0,99678.
Угол между срединной продольной осью косяка и образующей
свода а:
ctg а =---------=---------------------------------= 0,45119;
6 2R sin ДР 2-41,5 sin 4°35'42"	2-41,5-0,08011
а = 65°42/56"; sin а = 0,91151; cos а = 0,41126;
tg а = 2,21639.
Косякам при изготовлении придается крыловатая форма путем
закручивания их относительно срединной поперечной оси на угол 0
(см. рис. Г2.2). При этом продольная срединная ось остается пря-
молинейной.
Угол закручивания 0 определяется по формуле
tg 0 = cos a tg Др = 0,41126 • 0,08037 = 0,03305;
0= 1°53/34"; sinO = 0,03303.
284
Косяк № 1 (рис. 12.27)
Полная длина косяка по продольной срединной оси
, 2flsinAP 2.41,5-0,08011	_ лп_
/к =----------— =--------‘—— — 7,295 м\
о sin а	0,91151
tg т] =--------=----------------- = 0,036261;
6 1	27? cos ДР 2-41,5-0,99678
т] =-• 2°04'36"; sin т) = 0,03624.
Угол скоса косяка 61 = 90° — у; cosy = — .
Приводим вывод выражения для определения х:
К2 = 7?2 — х2;
(2sin T])«	( 2	)’
p2
7?2—x2 =------------
(2sin t])2
r
—-----h /к X — X2;
ИЛИ
7?2 — x2 =-------------------
(2sin r|)2
285
З2 7,2952
41 52_---------------L ------
—_____(2-°’03624>2	....4	= 3,0089 м,
7,295
х 3,0089 л ____
тогда cos у = — =------------ = 0,0725;
r R 41,5
у = 85°51'.
Угол скоса торца косяка
бх = 90° — у = 90° — 85°5Г = 4°9'; cos Sj = 0,99738.
Горизонтальная проекция этого скоса
ё1 = hK tg Si = 75 tg 4°9' = 75-0,07256 = 5,4 см = 54 мм.
Наружный радиус описанной окружности
7?н = R +---— = 41,5 + °’75-.........= 41,876 м.
н	2 cos dj	2-0,99738
Величина превышения в центре узла сетки верхней кромки на-
бегающих косяков над верхней кромкой сквозного косяка
/о = RH (1 — cos Др) = 41,876 (1 — 0,99678) = 0,135 м.
Полная длина косяка № 1 по верхней кромке
, 2RH sin др	2-41,876-0,08011	_
/ _------в----Е_ — ---!-------!----= 7 3g А1>
cosa	0,91151
Длина торцового выреза
----+......--6-+4 cos 45° =
70	24 -1-4
= 350 — — +	0,707 = 325 мм.
2	2
Высота торцового выреза
hB = da 4- 6П 5мм = 24 4- 6 4- 5 = 35 мм.
Расстояние от оси выреза до верхнего ребра торца косяка
h' = —h-------р I tg б, = ——------1- 325  0,07256 = 96 мм.
2COS6! в 6 1	2-0,99738
В пределах узла можно принять угол между косяками
-ф = 2 (90° — а) = 2 (90° — 65°42'56") = 48°34'08";
cos ip = 0,6619; eta гр = 0,88265.
При ширине торца Ьт = Ьк + 2 • 105= 1604-210 = 370 мм длина вы-
ступающей части шипа
1ш = Г(&т----) 0,5 4- —^-1 etg тр =
|_\ cos /	COS J
= Г(370 ----—^0,5 4- -^-1 0,88 2 65 = 270 мм.
Ц 0,6619/	0,6619 ’
286
Ширина шипа в торце
Ьш = Ь- — (ьт---0,5 = 370 — f370---------— 'j 0,5 = 306 мм.
ш	\ т	costpy	\	0,6619/
Для обеспечения плотного взаимного упора торцов набегающих
косяков принимаем длину выступающей части шипов несколько
большей, чем полученная длина /ш,
/ш = 1Ш + Ю = 270 + 10 = 280 мм.
При этом ширина шипа будет равна ширине торца косяка:
= /ш tgij> = 280-1,133-2,9 = 318 мм.
Длина гнезда в сквозном косяке
1	326 л по
/гн =-----= ------= 492 мм.
cos ip 0,6619
Длина торцового скоса гнезда
d1 = bK ctg "ф = 160-0,88265 = 141 мм.
Нижняя грань гнезда совмещена с верхней гранью нижнего по-
яса косяка.
Высота подрезки нижних граней шипов
Д = /ш tg Sj = 280-0,07256 = 30 мм.
Подрезка шипов у торца Д'= 10 мм.
Косяк № 2 (см. рис. 12.14)
Длина косяка № 2 по верхней кромке
	/к	7360	о„оп
I = — =---------= 3680 мм.
к2	2	2
Определение геометрических размеров деталей опорного узла
Длина скосов торцов верхних накладок (рис. 12.20)
Л = 150 tg -^ = 150-0,4512 = 68 мм;
^iSO—4г=^ = 332жж.
tg 2
Длина скосов торцов нижних накладок
/3 = (Ю0 —43)tg-^ = 57- 0,4512 = 26 мм;
1Л = (ЮО — 43)-?-=	= 126 мм.
4	'	Ф 0,4512
tgT
287
Длина верхних и нижних накладок 1В= с = 3000 мм. Для закреп-
ления ветвей стальных затяжек приклеиваются к клеефанерному
опорному брусу в четырех местах на равных расстояниях четыре
клееные трехгранные призмы (см. рис. 12.20), к которым прикреп-
ляется на болтах упорный брус сечением 150x220 мм.
В скошенные торцы бруса через шайбы, гайки и контргайки
упираются нарезанные концы ветвей затяжки. Длина скошенных
торцов упорного бруса
t = 150-------=	= 362 мм.
tg 22°30'	0,414
Отверстия в упорном брусе и клеефанерном опорном брусе де-
лаются продолговатыми для пропуска разветвленных концов за-
тяжки.
Узлы сетки свода, примыкающие к клеефанерным брусьям
верхнего шарнира свода, решаются аналогично опорным узлам
сетки, описанным выше.
Определение геометрических размеров косяков фронтонной арки
Внутренний косяк (см. рис. 12.22, а). Высота косяка посереди-
не h3= 1035 мм. Ширина косяка Ьк= 160 мм. Полная высота торца
h'3 = h3~f0 = 1035 — 135 = 900 мм.
Длина торцового выступа
Д3 = A_sinJL = 80-0,41126 = 33 мм.
.	2	2
Высота торцового выступа hB= 135 мм. Величина превышения
промежуточной точки перелома верхней кромки косяка над вер-
хом торца
f = R —	= 4 1 876 — 41 876 ~138 = 101 мм.
10 н ДР	0,999196
cos--
2
Длина торцового скоса выступа
Аз =	+ 70) sin -3L = (80 + 70) • 0,41126 = 62 мм.
Горизонтальная проекция полной величины скоса торца
е3 = /г3 tg Др = 900- 0,08037 = 72 мм.
Горизонтальная проекция расстояния между крайними точками
верха и низа торца
е3 = А3 + е3 = 33 + 72 = 105 мм.
Полная длина косяка
/| = 27?н sin Ар + 2Д3 = 2 • 41 876 • 0,08011 +
+ 2 - 33 = 6724 + 66 = 6790 мм.
288
Наружный косяк (рис. 12.22,6). Высота косяка посередине
й3=1035 мм. Ширина косяка Ьк= 160 мм. Высота торцайз=йз —
fo= 1035—135 = 900 мм.
Горизонтальная проекция торца косяка
ез — ^3tg Д₽ = 900-0,08037 = 72 мм.
Длина отдельной грани верхней кромки косяка
= 2 Ru sin = 2 • 41 876 sin 1 °08'55" =*
= 2-41 876-0,02005 = 1683 мм.
Полная длина косяка
/“ = 2ЯН sin Др = 2-41876-0,08011 = 6724 мм.
Длина косяка по нижней кромке
s= /» — 2е' = 6724 — 2 • 72 = 6580 мм.
<3	0	о
14.	Изготовление и монтаж свода
Все элементы свода, включая клеефанерные щиты покрытия,
изготовляют в специализированных цехах клееных конструкций.
Клееные элементы выполняются на водостойком феноло-формаль-
дегидном клее КБ-3 или СП-2
Рис. 12.28. Схема
монтируемого полотнища
свода
/—фронтонная арка: 2—опор-
ный брус; 3 — клеефанерный
брус верхнего шарнира
При недостаточной длине деревянных элементов их стыкуют
при помощи зубчатого шипа. Стыкование фанеры выполняется
сна ус» в горячих прессах, а обработку кромок производят фрезе-
рованием. Косяки свода изготовляют на специальных шаблонах,
обеспечивающих при склеивании крыловатую форму. Точность из-
готовления ±1 мм.
Сборка свода производится на строительной площадке внизу
отдельными полотнищами полусвода длиной 12 м (4 с). Не закон-
ченные полностью при сборке крайние узлы полотнищ (рис. 12.28),
состоящие из двух косяков, соединяют на время монтажа допол-
19—979	289
нительными специальными стальными связями (рис. 12.29), кото-
рые обеспечивают жесткость и неизменяемость этих узлов. Монтаж
полотнищ полусвода ведется попарно симметрично с двух сторон.
Соединение их в верхнем шарнире и установка стяжных болтов вы-
полняется с помощью передвижной решетчатой башни (рис. 12.30).
На нижней площадке этой башни соединяют стыки полузатяжек,
заранее установленных и подвешенных к полотнищам полусвода.
Для возможности постепенной продольной передвижки башни
Рис. 12.30. Схема монтажа свода при
помощи передвижной решетчатой башни
при наличии в зоне ее расположения части установленных затяжек
необходимо верхнюю часть башни выполнять из простых сборно-
разборных или складывающихся элементов.
15.	Расход материалов
Расход материалов на весь свод приведен в табл. 12.5.
Полный вес сетчатой конструкции свода складывается из:
а) веса древесины
g„ = 218,6-500= 109 300 кг;
б)	веса фанеры
£ф = 53,6-700 = 3752 кг;
в)	веса стали
gCT = 21 468 кг;
г)	веса конструктивных элементов конькового шарнира свода
(неучтенного в спецификации)
gK = 8720 кг.
290
Сводная спецификация
Таблица 12.5
Наименование элементов	Древесины в м3	Фанеры В Л?	Стали в кг
Косяки № 1 (2X193=386)3 386 • 0,454	175		
386-0,110		42,5	
Косяки № 2 (2X62=124)- 124-0,5-0,454	28		
124-0,5-0,110	—	6,8	
Косяки фронтонных арокз 16-0,511 + 16-0,466	15,6			
16-0,136+16-0,134	—	4,3	
Стальные детали средних узлов 384 • 22,24				8 540
Стальные детали фронтонных узлов 16- 17,3					277
Болты фронтонных арок 128-0,79					101
Затяжки 14-896,4	—	—	12 550
Итого	218,6	53,6	21 468
Таким образом, суммарный собственный вес сетчатой конструк-
ции свода на 1 м2 горизонтальной поверхности
+ й'Ф + gcT + gx
1Ва
109 300 4- 3752 + 21 468 + 8720
49,8 (84 + 4-0,16)
= 33,5 кГ/м2,
где 5Н— длина свода, включая толщину фронтонных арок.
Действительный коэффициент собственного веса свода
k = —_1000^с.в	=	1000-33,5_____= 9
С‘В I (gn + Ра + gc-в) 49,8(27,2 + 75 4-33,5) ~ ’
В расчете свода был принят &с.в=4, что несколько ниже дейст-
вительной величины.
Однако, сравнивая величину суммарной расчетной нагрузки
при двух значениях kc.B, получаем разницу, не превышающую 5°/о,
а потому перерасчета делать не нужно.
Для кружально-сетчатых сводов из клеефанерных косяков с
бесшарнирными узлами можйо принимать йс.в=4,5-г- 5,5, что зна-
чительно меньше величины, рекомендованной для кружально-сет-
чатых сводов из косяков'цельного сечения, для которых ^с.в=13
-ь 15.
19*
КУПОЛЬНЫЕ ПОКРЫТИЯ
Купольные покрытия устраивают над помещениями круглыми,
квадратными и многоугольными в плане. Область применения ку-
полов— покрытия над цирками, манежами, зрительными залами,
выставочными павильонами и т. д. Над помещениями с круглым
планом применяют купола сферического очертания, а над поме-
щениями с квадратным или многоугольным планом — в виде сомк-
нутых сводов.
Сферические купола и купола из сомкнутых сводов могут быть
выполнены в виде тонкостенных и ребристых сводов оболочек и
куполов кружально-сетчатой системы. Купола могут быть также
образованы из плоских элементов: трехшарнирных арок, располо-
женных по круговому или многоугольному плану, с уложенными
по ним прогонами и элементами кровли. Тонкостенные купола-
оболочки могут применяться для пролетов 1= 12 <-35 м, а ребри-
стые купола-оболочки — для пролетов /=35<-.6О м.
Купола-оболочки раньше выполнялись в виде гвоздевых конст-
рукций построечного изготовления, но такие конструкции трудо-
емки в изготовлении и обладают повышенной деформативностью
из-за податливости гвоздевых соединений. В настоящее время ку-
пола-оболочки могут быть выполнены из клееных или клеефанер-
ных блоков, изготовляемых заводским путем. В куполах-оболочках
элементы ограждения совмещены с элементами несущей конструк-
ции. Поэтому при применении этих систем в утепленных покры-
тиях необходимо учитывать опасность конденсационного увлаж-
нения и загнивания деревянных элементов. В этих конструкциях
должны быть приняты меры по обеспечению надежного осу-
шающего режима в период эксплуатации покрытия (надежная
кровля, осушающие продухи, применение негниющих и несгорае-
мых утеплителей и т. д.).
Сферические кружально-сетчатые купола применяют для про-
летов от 15 до 35 м. Они характеризуются нестандартностью ко-
сяков, форма и размеры которых изменяются по высоте купола,
в связи с чем этот вид купола имеет ограниченное применение.
Купола в виде сомкнутых кружально-сетчатых сводов, применяе-
мые для пролетов от 15 до 45 м, характеризуются большей стан-
дартностью косяков, поэтому их, как правило, и применяют в стро-
ительстве.
Кружально-сетчатые купола являются конструкциями завод-
ского изготовления. Эти конструкции несовмещенные, поэтому
292
опасность загнивания в них значительно меньше, чем в куполах-
оболочках.
В примере 13 рассмотрена конструкция купола, которая рабо-
тает как пространственная система. В ней арки воспринимают
меридианные, а кровельные щиты — кольцевые усилия. Эта конст-
рукция работает как ребристый купол-оболочка.
Пример 13
КУПОЛЬНОЕ ПОКРЫТИЕ ПРОЛЕТОМ 60 м
ИЗ КЛЕЕНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Спроектировать покрытие для здания выставочного павильона,
имеющего круглое очертание в плане диаметром 60 м. Здание отап-
ливаемое. Кровля рубероидная. Район постройки г. Свердловск.
Изготовление конструкций заводское.
1.	Выбор конструкций покрытия здания
В качестве несущей конструкции покрытия принимаем купол
пролетом 60 м и высотой 12 м, который опирается на железобетон-
ный каркас здания высотой 8 м.
Купол состоит из 32 клееных арок кругового очертания (рис.
13.1,а), верхнего сжатого кольца диаметром 3 м, в которое упи-
раются арки (рис. 13,2,а, б), и нижнего опорного железобетонного
кольца, воспринимающего распор от арок (рис. 13.3). Диаметр
верхнего кольца выбран из условия возможно близкого размеще-
ния арок по периметру кольца во избежание появления в нем изги-
бающих моментов (рис. 13.2,6). Ограждающая часть покрытия вы-
полнена из клеефанерных утепленных щитов шириной 1,24 м (рис.
13.5, а). Щиты укладывают по аркам, крепят к ним и между собой
гвоздями (рис. 13.7, а, б). Между краем плоского щита по его ши-
рине и криволинейной аркой образуется зазор около 4 мм, кото-
рый уменьшается натяжением гвоздей при креплении щитов к арке.
2.	Определение общих размеров купола (рис. 13.1, а, б)
Расчетный диаметр купола по оси арок £> = 60 м. Расчетная вы-
сота купола Н= — £>=12 м. Радиус кривизны арок купола
5
R = -L (D2 + 4№) = -J- (602 + 4-122) = 43,5 м.
сп	о • 12
Половина центрального угла дуги арок
sin <р = -^- = -^- = 0,689; ф = 43°36/; cos ф = 0,724.
т 27?	2-43,5	’	» *	» т >
293
1
Рис. 13.1. Геометрическая схема купола
а ~ основные геометрические размеры купола; б — расстояния меж-
ду осями арок в расчетных сечениях; Z— верхнее кружальное коль-
цо; 2 — опорное кольцо; 3 — арки купола; 4 — кровельные щиты
(шаг 1,18 м)
294
Рис. 13.2. Детали верхнего кружального кольца купола
а — кружальное кольцо и щит покрытия; б — план кружального кольца; в — план щита
по 1фужальиому кольцу; г — карман для опираиня арок; / — кровля; 2 —настил 19 мм;
3 — бруски под настил; 4 — файера; 5 — бруски щита 50 X 220 мм; 6 — утеплитель 80 мм;
7 — кольцо щита покрытия; 8 — верхнее кружальное кольцо
Центральный угол дуги арок 2ф=87°12'=87,2°. Длина дуги по
оси арок
S =	= 3,14-43,5	= 66,22 м.
180	’	180
Длина дуги полуарки
с	S	d	66,22	3
Si == —----— = —----------— = 31,61 м,
1	2	2	2	2
где d=3 м — диаметр верхнего кружального кольца.
Принимаем 27 щитов, расположенных на части купола между
арками: из них 26 щитов шириной 118 см и один щит, примыкаю-
щий к верхнему кружальному кольцу, шириной 92 см. Тогда коли-
чество щитов по длине арки, приведенных к ширине 118 см, будет:
„ Si 31,61	_
п = — = —'— = 26,78 шт.
Ьш 1,18
Поверхность части купола между арками, принимая его при-
ближенно сферическим, определяется по формуле
295
р = 2^(^~fti) = 2-3,14-43,5(12 —0,026) = gg
1	32	32
где /ii = 0,026 м — стрелка шарового сегмента, отсекаемая в сфере
верхним кружальным кольцом (см. рис. 13.1,а).
Площадь кружального кольца в плане (рис. 13.2)
FK = FKp-FMH = 7,07 - 5,34 == 1,73л?,
где площадь круга кольца
Гкр=	= 7,07 №.
4	4
Площадь внутреннего многоугольника, образованного кося-
ками:
FMH = -L sin <рл =	8 • 1,3742 • 0,707 = 5,34 м2,
где п=8 — число сторон многоугольника;
360°	360°	,-о	• ЛЕО А -ГАТ
=------=------= 45 ; sin 45 = 0,707;
ti	8
/?0 = 1,5 — 0,136= 1,374л,
где Ro — радиус описанного круга многоугольника.
3.	Нагрузки на купол
Нагрузки на купол
Таблица 13.1
Вид нагрузки	Единица измерения	Норматив- ная нагрузка	Коэффи- циент перегрузки	Расчетная нагрузка
Постоянная нагрузка I. Собственный вес кровельного щита: 1) рубероидная кровля (трехслойная) ....	кГ/м2	6,5	1,1	7
2) клеефанерный щит: а) фанера (0,01+0,006)600 . .	>	9,6	1,1	10,6
б) продольные элемен- ты щита (0,1440,04)4 +(0,08-0,06)2 1,18	>	13,2	1,1	14,5
296
Продолжение табл. 13.1
Вид нагрузки	Единица измерения	Норматив- ная нагрузка	Коэффи- циент пе- регрузки	Расчетная нагрузка
в) боковые накладки у продольных элемен- тов (0,144.0,04)0,3*12*26,78*500	кГ/м*	2,8	1.1	3,1
95				
г) поперечные элемен- ты щита (0,144-0,04-0,96+о,07.0,08-1,12) 95 Х2-26,78-500	»	3	1,1	3,3
3) утеплитель — минераль- ный войлок 0,08 • 150	>	12	1,2	14,4
Итого ....	—	ga =47,1 кГ/м?	—	£?к.щ = 52,9 кГ/м*
II. Собственный вес арок 0,21-0,646-500 	 III. Собственный вес верхнего кружального кольца и по- крытия по нему: 1) вес кружального кольца 1,73 - 0,660 - 500 .... 2) металлические карманы [(0,135.2+0,660+0,375)0,21 + 0,660-0,375 + —		 2] 0,005Х	кГм кг	g* = 67,8 570	1.1 1,1	ga = 74,6 627
X32-7800	»	650	1.1	715
3) щит покрытия по верх- нему кружальному коль- цу (рис. 13.2, а):				
а) рубероидная кров- ля 1,55-1,25	.„		50,4	1.1	55,4
2				
б) настил из досок 0,019-1,55-1,25 „ -	!	!— 8-500 2	>	73,6	1,1	81
в) бруски под иастил кровли 1,55(0,06 + 0,20) А —————J	 0,05-8-500 2	»	40,3	1,1	44,3
297
Продолжение табл. 13.1
Вид нагрузки	Единица измерения	Норматив- ная нагрузка	Коэффи- циент пе- регрузки	Расчетная нагрузка
г) утеплитель — мине- ральный войлок 0,08(5,34—2 • 0,05(3—2 • 0,136) X Х150	 д) бруски кольца по- крытия 2 • 0,22 • 0,05 • 2,73; 500 е) вес фанерных лис- тов щита 2 • 0,008 • 7,07 • 600 ж) вес кольца покры- тия 1,73-0,22-500 . . .	кг » > »	60,8 31,0 67,9 190	1,2 Ы 1,1 1,1	73 34,1 74,7 209
Итого . . . . Временная нагрузка IV. Снег реи =Рос= 100-0,625, где ро= 100 кГ/м? для 3-го снегового района; D	60 с =	=	= 0,625 8Н	8-12	кГ/м? горизон- тальной проекции	g«= 1734 кГ 62,5	1,4	£к=1913,5кГ 87,5
Таблица 13.2
Полный вес купола
Вид нагрузки	Расчетный вес элементов купола в т
Вес верхнего кружального кольца и покрытия по нему	1,91
Вес клеефаиериых щитов и кровли купола 52,9 -95-32 .	160,81
Вес арок купола 74,6 • 31,61 • 32			75,46
Итого 		238,18
Ветровую нагрузку в расчете не учитываем, так как при
D ~ 60 ~ 5	4
расчет ведется только на . симметричный отсос ветра, который раз-
гружает купол.
4.	Расчет элементов купола
Купол рассчитываем по безмоментной теории расчета оболочек
вращения на симметричную нагрузку.
Действующие в куполе меридианные усилия воспринимают-
ся арками купола, кольцевые усилия Мг — клеефанерными щита-
298
ми, которые, кроме того, воспринимают поперечную нагрузку от
собственного веса щитов и снега.
Примыкание арки к опорному кольцу (рис. 13.3)
Меридианные усилия в арке:
от собственного веса купола
^с,в “ sin ф/п 0,689-32	’	’
где GK=238,18 т — полный расчетный вес купола;
Ф = 43°36'	— половина центрального угла купола;
m = 32	— число арок в куполе;
от снеговой нагрузки на по-
гонную единицу окружности
опорного кольца
z л г \'	ВРся 43,5-0,0875
(М)сн=— =--------1—**
= 1,97-.
Усилия сжатия на одну ар-
ку от снеговой нагрузки при
расстоянии между арками по
опорному кольцу а = 5,88 м
(Л\)си = 1,9-5,88= 11,17т..
Полное усилие сжатия в
арке
М)н.к=Ю,8+ 11,17 = 21,97 7-.
Рис. 13.3. Деталь опорного узла
/ — щит покрытия; 2—глухари с/=16; /—100 мм;
3 — арка; 4 — полоса 50X8 мм; /=800 мм;
5 — два слоя толя. на мастике: 6 — железобе-
тонное опорное кольцо; 7 — колонна; 8 — ке-
рамзитобетоиная панель
18,1 кПсм2 < /?б = 80 кПсм2,
Напряжения смятия в бе-
тоне по плоскости упора арки
а = (N1}a-K =	21970	.
с" Fcm 57,8-21
где Re— расчетное сопротивление железобетона на сжатие для
марки бетона 200.
Примыкание арки к верхнему кружальному кольцу (рис. 13.2, а, б)
Меридианные усилия в арке:
от собственного веса купола
N'. =	— = 1,725 т,
1 sin ₽m 0,0346-32
где gK=l,91 т — вес кружального кольца и покрытия по нему;
0=1° 59'; sin 0 = 0,0346.
299
Усилие от снеговой нагрузки на единицу окружности верхнего
кольца такое же, как и на 1 м окружности опорного кольца:
(aq;h = i,9t.
Усилие сжатия в арке от снеговой нагрузки
(М)сн = 1>9	=. 1,9~3,14- = 0,56 т.
\ 1/сн ’32	32
Рис. 13.4. Расположение стыков досок в арке купола (масштаб по высоте I : 10;
по длине 1 : 100)
Полное усилие сжатия в арке (2Vi)b.k= 1,725 + 0,56 = 2,285 т.
Напряжения смятия по плоскости упора арки в верхнее опорное
кольцо
<ТСИ =	= 1,85 кПсм* < /?см 90. = 18/сЛаЛ
Расположение стыков досок в арке купола показано на рис. 13.4.
5.	Расчет клеефанерных щитов (рис. 13.5)
Клеефанерные щиты рассчитываются на восприятие кольцевых
усилий в куполе и на изгиб на пролете между ребрами. Кольцевые
усилия в куполе Уг У опорного кольца от собственного веса купола
(М)с.в=2/?-(М);.в>
где Z—составляющая нагрузки, направленная по нормали к
поверхности купола;
(Л^,.— меридианное усилие в куполе у опорного кольца на
единицу длины кольца.
3QQ
Разбиваем нагрузку Z на два слагаемых:
Z = Zx + Z2,
где Z1=g,K.ulcos<p—составляющая равномерно распределенной по
поверхности купола нагрузки от веса кровель*
ных щитов;
Z2 = ctg ф — составляющая веса арок, неравномерно рас-
пределенного на поверхности купола.
Рис. 13.5. Кровельный щит купола
а — конструкция щита; б — расчетная схема щнта; /. — фанера; 2 — утеплитель;
3 — продух 30X30 мм через 360 мм
Имеем:
Zi = 52,9-0,724 = 38,3 кГ/м2;
Z = 74’-6-32	1,05 = 9,17«/7л*2;
2	2-3,14-43,5
Z = 38,3 + 9,17 = 47,47 кПм2-,
10 800 ,оо„ г/
(ЛГЛ „==------= 1837 кГ/м.
' 17св 5,88
Кольцевое усилие в куполе от собственного веса у опорного
кольца
(М)с.в = 47,47-43,5 — 1837 = 234 кГ/м.
Кольцевое усилие ог снеговой нагрузки у опорного кольца
(ЛГа)сн =* cos 2ф = 1900 • cos 87° 12' = 1900 • 0,0488 = 92,7 кПм.
301
Полное сжимающее кольцевое усилие
(ЛУи.к = 234 + 92,7 = 326,7 кГ/м.
Усилие, передающееся на весь щит шириной 1,18 м (рис. 13.5,а) 5
(^2)н.к = 326,7- 1>18 = 385,5 кГ.
Нагрузка от собственного веса, передающаяся на поверхность
щита:
£с.в = 52,9-1,18 = 62,4 кП.м.
Нагрузка от снега, передающаяся на горизонтальную проекцию
пролета щита:
рщ = 87,5 • 1,18 cos <р = 87,5 -1,18- 0,724 = 74,8 кГ/м.
Полная нагрузка, перпендикулярная плоскости щита:
qx =. (£с.в + Р'сдн) cos ф = (62,4 + 74,8) 0,724 = 99,3 кГ/м.
Максимальный изгибающий момент
М =	= -99’3’5;— = 393 кГм,
8	8
где 5,63 м — средняя величина пролета кровельного щита, примы-
кающего к опорному кольцу.
Опорная реакция
л qxl 99,3-5,63	„„„ ~ п
А =	= — — = 279,5 кГ.
2	2
При расчете щита принимаем приведенные к фанере площади, мо-
менты инерции и моменты сопротивления сечения. Модули упруго-
сти: древесины Ея= 100 000 кГ/см2, фанеры £$ = 85 000 кГ!см2 —
для сжатого фанерного листа щита и =90 000 кГ1см2 — для
растянутого листа.
В связи с небольшой разницей между модулями упругости верх-
него сжатого и нижнего растянутого листов расчет ведем по сред-
неарифметическому их значению
д, 90 000 + 85 000 о_спп 2
£$ =-------------= 87 500 кПсм2.
Отношение приведенной ширины фанерного листа 6Пр к дейст-
вительной ширине Ь, равной расстоянию в свету между продоль-
ными элементами каркаса (см. рис. 13.5,а):
при — = — = 17,6 > 6;	= 0,9; откуда
Ь 32	Ь
Ьпр = 0,9-32 = 28,8 см.
Полная приведенная ширина фанерного листа
(^пр)п — 3-28,8 + 4-4 = 102,4 см (см. рис. 13.5,6).
302
При определении приведенной площади поперечного сечения
пренебрегаем площадью соединительных продольных брусков
VW + r/f'
ss (1,0 + 0,6) 102,4 + 14,4-4-4 0	= 427
Положение центра тяжести сечения относительно'оси Xi — xt (см.
рис. 13.5, б)
(Snp)Xi _ 102,4-1,0-15,5+ 263-7,8 + 102,4-0,6-0,3 = 56
Fnp	427
у2 — 16 — 8,56 = 7,44 см.
Приведенный момент инерции относительно центра тяжести сече-
ния щита
222d (7,443 + 8,563) —
<5
102,4 — 4-4
3
(6,443 + 7,963)= 13 740 см\
Приведенные моменты сопротивления:
тр7 13 740	.о,, о tvz 13 740	«
WR =-------— 1847 см3; W., = ------— 1605 см3.
7,44	8,56
Гибкость щита
X =	= 99,3;
г 5,67
г т	/13 740	_ с„
г = Д/ _ЛЕ_ = 1/ ---------- = 5 6/ см;
V Fnp V 427
Л2	N _ _ 99,32	385,5 _
3100 " FnpRc ~	3100 ’ 427-100 “
Максимальные напряжения сжатия в щите
— N I м
°СЖ~ Fnp + Гв£
385,5
427
39 300
1847-0,971
= 22,8 < 100 кГ/см3.
Максимальные напряжения растяжения в щите
ар = — 0,9 + 22^22. = 23,6 < 100 кГ/см3.
1605
Проверка сжатого пояса щита на устойчивость:
303
Прогиб щита от нормативной нагрузки
f _ 5Чх 6 * * * * * * 13	5-0,789-5633_
I 384£ф7^ ~ 384-87 500-13 740-0,971 ~
” 502	250 ’
Нормативная нагрузка от собственного веса, передающаяся на
поверхность щита: 47,1 • 1,18 = 55,6 кГ/м.
Нормативная нагрузка от снега, передающаяся на щит: 62,5Х
XI,18 cos ф=62,5-1,18-0,724 = 53,4 кГ/м. Полная нагрузка, перпен-
дикулярная плоскости щита:
<7® = (55,6 + 53,4) cos ф = 109-0,724 = 78,9 кГ/м.
Скалывающее напряжение по клеевому шву между шпонами
верхнего фанерного листа в месте приклейки продольных брусков
QS 279,5-711	2
т =	1--- = 0,90 < 7 кГ см2,
Jxb 13 740-16	’
где Q = А = 279,5 кГ; 5 = 102,4-6,94 = 711 см3.
Расчет верхнего фанерного листа на сосредоточенный груз Р =
= 100-1,2=120 кГ. Принимаем, что фанерный лист работает как
плита, защемленная на продольных ребрах. Пролет фанерного ли-
ста в свету между ребрами /ф = 32 см. Ширину листа, участвующе-
го в восприятии усилия, принимаем 50 см-,
м	120-32	,оп	„
^макс —	0	— 480 КГ-СМ',
О	о
W =	= 8,33 см3- ои= — =Ы£кПсм2<Ы)кПсм2-
6	8,33
Кф = 50-1,2 = МЭкПсм2 (см. [I], п. 6.21).
6. Расчет примыканий и прикрепления щитов к аркам
Определение кольцевого усилия М2 у верхнего кружального
кольца в точке 4 (см. рис. 13.1, а) от собственного веса купола:
Zx = 52,9 cos 0 = 52,9 • 0,999 = 52,9 кГ/м2,
где 0=1° 59';
Z2 = 74|6~32 ctg 6 = 8,74 • 28,9 = 253 кГ/м2-
*	2-3,14-43,5 ьг >	>	•
Z = Zt + Z2 = 52,9 + 253 306 кГ/м2.
Меридианное усилие у верхнего кружального кольца
(Л^1)..к = — = 5867 кПм,
v ’	0,294
304
где расстояние между осями арок по верхнему кружальному
кольцу
а =	= 3,14'302 =	= 29,4 см.
32	32	32
Кольцевое усилие в куполе у верхнего кольца:
Ът собственного веса
(М)в.к = ZR — (ЛГХ)В.К == 306 • 43,5 — 5867 = 7444 кГ!м-,
Рис. 13.6. Расположение вкладышей между арками.
1 — арка; 2 — клееный вкладыш; 3 — верхнее кружальное кольцо; 4 — глухари
d=I2; /==100 мм; 5—'"Металлический карман; 6 — прибоина 50X100 мм; 7 — гвозди
с/=4,5; /=125 мм через 80 мм
от снеговой нагрузки
(2Va)CH = cos р = 87,5243,5 0,998 = 1900 кПм.
Полное "кольцевое усилие сжатия от собственного веса и снега
= 7444 + 1900 = 9344 кГ/м.
Кольцевые усилия сжатия воспринимаются вкладышем
(рис. 13.6), располагаемым между арками на участке 4—3'. Пло-
щадь вкладыша на длине 1 м
Гвкл= 100-10= 1000 см2-,
стсм =	= 9,34 кПсм2 < 18 кГ/см2,
см 1000
20—979
305
Определенные аналогичным образом сжимающие кольцевые и ме-
ридианные усилия в точках 3' (в конце вкладыша); 3; 2 и 1 при-
ведены в табл. 13.3.
Таблица 13.3
Сжимающие кольцевые и меридианные усилия
№ точек по оси арки (см. рис. 13. 1)	Сжимающие кольцевые усилия в кГ/м	Сжимающие меридианные усилия в ар- ках в кГ	Приращение ме- ридианных уси- лий на отдель- ных участках арки в кГ	Длина участка в м	Приращение меридианных усилий на 1 м участка в кГ
1	326,7	21 970	5335	10,55	506
2	1582	16 635	6590		626
				10,53	
3	2620	10 045	6049		642
				9,42	
3’	5140	3996			
			1711	1,11	1556
4	9344	2285			
На остальных участках сжимающие кольцевые усилия и при-
ращения меридианных усилий воспринимаются гвоздями б/=5 мм,
1= 150 мм, прикрепляющими опорные бруски щитов к аркам
Рис. 13.7. Стыки кровельных щитов
а —поперечный стык щитов на арке; б — продольный стык щитов; в — расстановка
гвоздей при креплении щитов (на участке 3—4 — вверху; на участке 1—3 — внизу);
/ — минеральный войлок; 2 — кровельная сталь; 3 — бруски 70X30 мм; 4 — отверстие
30X30 мм через 360 мм; 5 — гвозди d-5 мм; (=150 мм
306
(рис. 13.7,а). Средняя величина кольцевого усилия на участке
3—3' составляет:
5140 + 2620 ооо_ „
(М)с₽ =------y----= 3880 кГ.
Приращение меридианного усилия на этом участке (см. табл. 13.3)
(ДЛ^1)	=642 кГ. Равнодействующая этих усилий равна:
3—3'
(2Va)p = у 38802 + 642* = 3930 кГ.
Несущая способность на один срез гвоздя
Тгв = 400(Рв = 400-0.52 = 100 «Г.
Требуемое количество гвоздей на 1 м арки
(ЛЛ2)р 3930 оп
пгв = - р —----------------------= 39 гвоздей.
гв Тгв 100
Поставлено гвоздей на 1 м арки (см. рис. 13.7, в)
пгв =	3 = 40 > 39 гвоздей.
7,5
Ввиду небольшой длины участка 3'—4 Z3’_4= 1,11 м оставляем
то же количество гвоздей для прикрепления щитов к аркам. Эти
гвозди воспримут приращение меридианного усилия (AWi) =
3’—4
= 1556 кГ<3930 кГ. На участках 1—2 и 2—3 требуемое количество
гвоздей определяем по максимальному усилию:
(7Va)p = у 26202 + 626а = 2700 кГ- пгв =	= 27 гвоздей;
1 ии
поставлено 27 гвоздей на 1 м арки.
К щитам снизу приклеиваются упорные бруски 2X3,4X10 см,
которые фиксируют положение щитов между арками (см. рис. 13.5).
7,	Расчет верхнего кружального кольца
Сжимающее усилие в кружальном кольце
Nc = (A0b.Zi= —--------'•1 = 11 640 кГ.
2лг £
Напряжение смятия в стыках досок кружального кольца
осм =	=	11 640— = 12,9/сГЛш2 < (Ясм),2о30, = 95 кГ/см2.
см Дсм 13,6-4,4-15	v см/22 30
Проверка верхнего кольца на устойчивость:
,r 3EJ 3-36 545-105	гч /л/\’
Д' = ----- =-----------= 3944 кГ см > (N.\ к =
кр з ил кз	\ I/B-K
Г1 ’
2285-32 оо г-,
₽=--------= 83 кПсм,
2л140,6
20*
307
где
Ч = 66.0.18,3- =36545с<|.
12	12
,	24,0+13,6	1О о
hCD —----—------= 18,8 СМ;
р 2
= 150—	= 140,6 см — радиус оси кружального кольца
по средней ширине.
8.	Устройство стыка арки
Арочные клееные ребра купола следует, как правило, выпол-
нять без стыков. Только в случае серьезных затруднений, при
транспортировании арок к месту строительства, предусматривает-
ся устройство в них натяжного стыка, расположенного на расстоя-
нии 8,7 м от верхнего конца арки. Тогда перевозимые части арок
будут иметь длину 8,7 и 20 м.
Рис. 13.8. Расчетная схе-
ма на монтажную на-
грузку
Ц-76М кГ/м ,Стык
Рис. 13.9. Расчетная схема при устройстве
стыка в арке

3H3SH-
При монтаже арки купола стык располагается в точке В на
конце консоли башни (рис. 13.8). Таким образом, стык работает
только при подъеме арки от нагрузки собственного веса ее
(рис. 13.9). Конструкция стыка показана на рис. 13.10.
308
В расчете принято, что напряжения сжатия воспринимаются
древесиной поперечного сечения арки, а растягивающие усилия —
болтами.
Крепление металлических планок сечением 100Х10мк арке
производится глухарями d=12 мм, Z = 80 мм.
>90
во
90 +90
70
\50+90
90
U&'MHI
I®-
Планка 5=10;
Глухари, d. =12; 1=80 1 = 70
Болты (L=l5tl=^0S
Зазор га
900
Натяжной Болт d.=lb;l=250
Рис. 13.10. Деталь стыка
-g—а- -a—
90
130 >*-
№ж
Металлическая J
накладка Б=10; s.^
1=360 . сж


Для восприятия поперечной силы в стыке ставятся-деревянные
накладки 180X9Q мм, которые крепятся к арке четырьмя болтами
d5 = 16 мм с каждой стороны стыка.
9.	Расчет арки на монтажную нагрузку (см. рис. 13.8)
Расчет арки ведем на нагрузку от собственного веса арки, щи-
тов и сосредоточенного груза Р = 500 кГ, расположенного посере-
дине арки (веса приспособлений для подъема .щйтов, скопления
людей, ведущих монтаж купола, и т. д.).
309
Таблица 13.4
Нагрузка от собственного веса покрытия
Элементы покрытия	Нормативная нагрузка	Расчетная нагрузка
Арки		67,8 кГ/м	74,6 кГ/м
Клеефанерные щиты	•	.	47,1 кГ/м*	52,9 кГ/м?
Сосредоточенный груз 		500 кГ	600 кГ
Примечание. Для сосредоточенного груза Р=500 кГ. коэффициент перегрузки при-
нят равным 1,2.
Нагрузка от щитов, передающаяся на арку в точке А (см.
рис. 13.8):
нормативная нагрузка qHA = 47,1 -5,88 = 277 кГ/м\
расчетная » qA = 52,9-5,88 = 311	„
Рис. 13.11. Схема монтажа арок купола краном Э-2006
/ — арка купола; 2 — стык; 3 — верхнее опорное кольцо; 4 — монтажная
башня; 5 — траверса
в точке В:
нормативная нагрузка q“ = 47,1 • 2,49 = 117 кГ)м-,
расчетная »	= 52,9-2,49 = 132	»
Расстояние между арками в точке В составляет:
SВ = ^ = ^™=2Ж
в 32	32	’	’
где ^2=12,7 м— радиус круга в точке В.
Рассматриваем участок арки АВ, как свободно лежащую балку
на двух опорах А и В пролетом 19;84 м. Определим напряжения,
возникающие при изгибе арки (см. рис. 13.8). Расчетная нормаль-
ная.к хорде арки нагрузка в точке А
q = (ЧА + Ча) cos29030' = (311 + 74,6) 0,87 = 336кГ/м
310
и в точке В
q = (<7в + <7а) cos 29° 30' = (132 + 74,6)0,87 = 180 кГ/м.
Сосредоточенная нагрузка посередине Р = 600 • 0,87=522 кГ.
Опорные реакции в точке А
= ,№1М4	156-19,84 _2_	522
л 2	2	3	2
RB = (336^18° 19,84 + 522 ) — 3079 = 2562 кГ.
Максимальный момент посередине балки
„	180-19,842	522-19,84 1СПОО г
Л1макс =-----------1- 0,0625-156-19,84а -)---------- 15 283 кГи.
8	4
Напряжение изгиба в арке
& ___ Ммакс _ 1 528 300 _
и ~ Wa ~ 14 606 “
= 104 кПсм* < 130-1,2 = 156Шсл<2;
IF/ 21-64,6а	3
w а =--------= 14 606 см3;
6
1,2 — коэффициент условий работы при воздействии монтажной
нагрузки.
Определим прогиб арки при монтаже. Нормативная нормаль-
ная к хорде арки нагрузка в точке А
q*A = (277 + 67,8) cos 29° 30' = 344,8-0,87 = 303 кГ/м;
в точке В
qB = (117 + 67,8) cos 29° 30' = 184,8-0,87 = 161 кГ/м;
Р" = 500 -0,87 = 435 кГ.
Прогиб арки посередине
f = 5 (^ - 9д)	5?д I4 Р«1» =
768Е7а	+ 384Е7а + 48Е7а
/5-1,42 , 5-1,61\	19844	.	435-19843	, „ п_
= ———---------------------------------------= 13,25 см;
\ 768	384 ) 105-472 000	48-105-472 000
2b6h61 =
12	12
f _ 13,25 _ _1_
I ~ 1984 ~~ 150 ’
10.	Краткие указания по монтажу купола
Сборка купола (рис. 13.11) производится следующим образом.
Вначале устанавливают центральную башню, на которую уклады-
вают верхнее кружальное кольцо с заранее прикрепленными к нему
311
металлическими карманами. Затем осуществляется монтаж арок
купола краном Э-2006. После установки арок на место их раскреп-
ляют диагональными монтажными связями. В целях уменьшения
бокового давления на центральную башню арки рекомендуется
устанавливать последовательно с двух противоположных сторон
купола. После монтажа ставят между арками вкладыши у верх-
него кружального кольца так, чтобы они плотно примыкали к
аркам (см. рис. 13.6).
Первый ряд клеефанерных щитов покрытия укладывают от
нижней опоры купола и ведут в кольцевом направлении до полно-
го замыкания их. Щиты нижними упорными брусочками должны
плотно примыкать к аркам и крепиться к ним расчетным количе-
ством гвоздей.
Затем укладывают второй ряд щиТов в кольцевом направле-
нии, которые крепят к аркам, а также между собой гвоздями, после
этого укладывают третий ряд и т. д.
Такой способ монтажа купола превращает постепенно его в
пространственную систему, что уменьшает прогиб арок при сборке
купола. Расход древесины и стали на купол приведен в табл. 13.5.
Таблица 13.5
Расход древесины и стали на купол
Наименование элементов	Расход материа- лов на купол		Вее купола в кг	Расход материа- лов на 1 л<2 плана		Вес в кг на 1 плана
	древеси- ны в м3	метал- ла в кг		древеси- ны в см	метал- ла в кг	
Клееный щит покрытия над кружальным коль- цом 		0,66 0,13	2	410	0,0002 0,0001	0,001	0,15
Верхнее	кружальное кольцо 		1.14	630	1 200	0,0004	0,22	0,43
Клеефанерные шиты пок- рытия 		115,5	750	87 694	4,1	0,27	31,03
	48,6			1,72		
Арка 		137	160	68 741	4,85	0,05	24,32
Всего . .	254,3 48,73	1542	158 045	8,98 1,72	0,541	55,93
Примечание, В числителе дан расход древесины, в знаменателе — фанеры.
ЛИТЕРАТУРА
1,	СНиП П-В.4-62. Деревянные конструкции. Нормы проектирования.
2.	СНиП 1-В. 13-62. Лесные материалы, изделия и конструкции из древесины.
3.	СНиП Ш-В.7-62. Деревянные конструкции; правила производства и прием-
ки монтажных работ.
4.	СНиП I-B.28-62. Материалы для зашиты деревянных конструкций от гние-
ния, поражения древоточцами и возгорания.
5.	СНиП II1-B.8-62. Защита строительных конструкций от гниения и возго-
рания. Правила производства и приемки работ.
6.	СНиП Н-А.11-62. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования.
7.	Инструкция по проектированию и изготовлению клееных деревянных кон-
струкций и строительных деталей (СН 11—57). Госстройиздат, 1958.
8.	Инструкция по защите от гниения, поражения дереворазрушающими насе-
комыми и возгорания деревянных элементов зданий и сооружений (И 119—56),
Госстройиздат, 1957.
9.	Указания по проектированию и расчету строительных конструкций с при-
менением пластмасс. Госстройиздат, 1963.
10.	Технические правила по экономному расходованию металла, леса и це-
мента в строительстве (ТП 101—65). Госстройиздат, 1965.
11.	СНиП II-B.3-62. Стальные конструкции, нормы проектирования.
12.	Указания по высокочастотному склеиванию деревянных конструкций и
деталей. Госстройиздат, 1960.
13*	. Альбом многоугольных металлодеревянных ферм с брусчатым верхним
поясом системы ЦНИИСК. Пролеты 12, 18 и 24 м. 1960.
14*	. Альбом многоугольных металлодеревянных ферм с брусчатым верхним
поясом системы ЦНИИСК с подвесным грузом 1000 кг. Пролеты 12, 18 и 24 м.
1962.
15*	. Альбом многоугольных металлодеревянных ферм с брусчатым верхним
поясом системы ЦНИИСК (прикрепление решетки на болтах). Пролеты 12, 18
и 24 м. 1963.
16*. Альбом сегментных металлодеревянных ферм с клееным верхним поясом
системы ЦНИИСК. Пролеты 12, 18 и 24 м. 1961.
17*. Альбом треугольных ферм системы ЦНИИСК пролетом 12 м. 1964.
18*. То же, пролетом 9 м. 1964.
19*. То же, пролетом 18 м с клееным верхним поясом. 1964.
20*. Альбом сборных треугольных брусчатых ферм пролетом 15, 18 и 24 л
с брусчатым верхним поясом. ЦНИИСК, 1960.
21.	Деревянные конструкции. Под ред. Г. Г. Карлсена. Изд. 3-е, перераб.
и доп. Госстройиздат, 1961.
22.	Деревянные конструкции (примеры расчета и конструирования). Под
общей редакцией В. А. Иванова. Госстройиздат, Киев, 1960.
23.	С в е н ц и ц к и й Г. В. Деревянные конструкции. Состояние и перспективы
развития. Госстройиздат, 1962.
24.	Иванова Е. К. Клееные деревянные конструкции. Опыт строительства
за рубежом. Госстройиздат, 1961.
25,	Склеивание древесины за рубежом. Лесбумиздат, М., 1961.
♦ Альбомы рабочих чертежей современных деревянных конструкций, разработанные
Гипролеспромом совместно с лабораторией деревянных конструкций ЦНИИСК, можно полу-
чить в отделе распространения Гипролеспрома (Москва).
313
26.	Иванова Е. К. Современные деревянные мосты на автомобильных до-
рогах США. Автотрансиздат, 1961.
27.	Ленинградский инженерно-строительный институт. Сборник научных тру-
дов, вып. 34 «Клееные и клеефанерные конструкции с применением пластических
масс». Изд. ЛИСИ, 1961.
28.	Губенко А. Б. Клееные деревянные конструкции в строительстве. Гос-
стройиздат, 1957.
29.	Г у б е н к о А. Б. Изготовление клееных деревянных конструкций и дета-
лей. Гослесбумиздат. Л., 1957.
30.	Ковальчук Л. М., Баскакин Е. Н., Белозерова А. С. Меха-
низированное склеивание древесийы на зубчатый шип. Гослескомитет. М., 1963.
31.	Хрулев В. М. Повышение долговечности клееных деревянных конструк-
ций и строительных деталей. Госстройиздат, 1963.
32.	К о в а л ь ч у к Л. М. Склеивание древесины в поле токов высокой часто-
ты. Гослесбумиздат, М., 1960.
33.	Инструкция по контролю качества клеевых соединений в деревянных кон-
струкциях и строительных деталях. Стройиздат, 1964. •
34.	Указания по применению деревянных конструкций в условиях химиче-
ски агрессивной среды (ЦНИИСК). Стройиздат, 1966.
Приложение 1
Таблица для расчета соединений на стальных цилиндрических нагелях
Расчетная несущая способность стального цилиндрического нагеля в кГ на один
срез при направлении усилия вдоль волокбн сосновых и еловых элементов,
защищенных от увлажнения и нагрева, в деревянных
конструкциях постоянного назначения
Диа- метр нагеля в см	Расчетное условие	Расчетная несущая способность в кГ прн толщине элемен- та (а илн с) в см									
		2.5	4	5	1 6	1 7	8	1 10	1 12	1 15	I 18 и 1 более
	Та	240	291	309	331	357	360	360	360	360'	360
1,2	тс симм	150	240	300	360	360	360	360	360	360	360
	тс неснмм	105	168	210	252	294	336	360	360	360	360
	Та	280	385	403	425	451	481	490	490	490	490
1,4	тс снмм	175	280	350	420	490	490	490	490	490	490
	Тс неснмм	122	196	245	294	343	392	490	490	490	490
	Та	320	493	511	533	559	589	640	640	640	640
1,6	Те симм	200	320	400	480	560	640	640	640	640	640
	Тс весимм	140	224	280	336	392	.448	560	640	640	640
	та	360	576	633	655	681	711	783	810	810	810
1,8		225	360	450	540	630	720	810	810	810	810
	Тс неснмм	157	252	315	378	441	504	630	756	810	810
	Та	400	640	770	792	818	848	920	1000	1000	1000
2,0		250	400	500	600	700	800	1000	1000	1000	1000
	Тс иесимм	175	280	350	420	490	560	700	840	1000	1000
	та	440	704	880	943	969	999	1071	1159	1210	1210
2,2	Тс симм	275	440	550	660	770	880	1100	1210	1210	1210
	Тс неснмм	192	308	385	462	539	616	770	924	1155	1210
	Та	480	768	960	1107	1134	1165	1235	1323	1440	1440
2,4	Тс снмм	300	480	600	720	840	960	1200	1440	1440	1440
	Тс несимм	210	336	420	504	588	672	840	1008	1260	1440
Пр имечанне. Расчетную несущую способность данного среза нагеля принимают рав-
ной меньшему нз табличных значений Ja н Т с для прилегающих к рассматриваемому шву
элементов, определяя;
—по толщине а крайнего элемента симметричных и несимметричных соеди-
нений, а также более ‘’Гонкого элемента односрезных соединений;
тс симм ” по толщине с среднего элемента симметричных соединений;
т	— по толщине элементов одинаковой толщины в несимметричных соедине-
с весимм .	_
ниях, 8 также по толщине с более толстого элемента односрезных соеди-
нений.
При неодинаковой толщине элементов двусрезных несимметричных (кососимметричных)
соединений несущую способность нагелей проверяют по указаниям примечания 1 к табл. 14
СНиП П-В.4-62.
315
Приложение 2
Болты и тяжи
йбр' мм	</нт (в на- резке), мм	F6p’ см?	р , ^нт’ см2	Расчетная несущая способность.для стали Ст. 3 в «Г		Вес в кГ (уд. вес 7,В5			Квадратные шайбы для ра- бочих болтов		Квадратные шайбы для стяжиых болтов	
				1,0 F6P Яр=2100 кг/см*	no FHT 0,8-Я =1680 кГ/см*	1 м болта	ОДНОЙ шести- гранной гайки	одной квадрат- ной гайки	при смятии дре- весины поперек волокон (разме- ры в мм)	вес в кГ	при смятии древесины по- перек волокон (размеры влмс)	вес в кГ
6	4,701	0,283	0,173	594	290	0,22	0,004	0,004	30X30 хз	0,010	—	—
8	6,377	0,505	0,316	1060	530	0,39	0,008	0,007	40X40 Х4	0,048	—	—
10	8,051	0,785	0,509	1648	854	0,62	0,014	0,014	50х 50x5	0,095	—	—
12	9,727	1,130	0,744	2370	1250	0,89	0,020	0,021	60х 60x6	0,164	45x45x4	0,060
14	11,400	1,540	1,020	3230	1714	1,21	0,028	0,028	70х 70X7	0,260	50 X 50X4	0,074
16	13,400	2,010	1,408	4210	2366	1,58	0,052	0,053	80Х 80X8	0,386	55 х 55x4	0,088
18	14,750	2,543	1,708	5330	2870	2,00	0,088	0,089	90Х 90X9	0,550	60x60x5	0,131
20	16,750	3,Г4О	2,182	6590	3665	2,47	0,093	0,095	100X100X10	0,760	70x70x5	0,180
22	18,750	3,799	2,740	7980	4605	2j98	0,135	0,137	110X110X11	1,012	80X80X6	0,283
24	20,100	4,521	3,165	9500	5320	3,55	0,141	0,144	120X120X12	1,314	90x 90 X7	0,420
27	23,100	5,722	4,180	12000	7020	4,49	0,182	0,187	140X140X14	2,091	100x100 x8	0,591
30	25,450	7,065	5,060	14830	8500	5,55	0,291	0,297	160X160X15	2,930		
36	30,800	10,170	7,440	21330	12500	?,99	0,496	0,506	190x190x18	4,957		
42	36,150	13,840	10,250	29080	17220	10,88	0,814	0,831	220X220X20	7,381		
48	41,500	18,090	13,520	38000	22730	14,21	1,244	1,273	260x260x24	12,390		
Приложение 3
Таблица для расчета соединений на гвоздях (ГОСТ 4028—63)
Расчетная несущая способность гвоздя в кГ на один срез при направлении усилия
под любым углом к волокнам сосновых и еловых элементов, защищенных
от увлажнения и нагрева, в деревянных конструкциях постоянного назначения
Диаметр , гвоздя 1 в см	Расчетное условие	Расчетная несущая способность в кГ при толщине элементов (а нли с) в см								Длина гвоздя в см	Ориенти- ровочный вес 1000 гвоздей в кг
		2	2,5	3	3,5	4 '	5	6	8 и более		
	та	26	29	31	35	36	36	36	36 1	7	3,88 4,44
0,3	тс снмм	30	36	36	36	36	36	36	36 1	g	
	Тс ншш	21	26	31	36	36	36	36	36 J		
	та	35	37	40	43	47	49	49	49 )		
0,35		35	44	49	49	49	49	49	49 }	9	6,80
	тс неснмм	24	31	37	43	49	49	49	49 J		
	Та	44	46	49	52	56	64	64	64 1	1П	9,8 11,77
0,4	ТС СИММ Тс неснмм	40 28	50 35	60 42	64 49	64 56	64 64	64 64	64 1 64 J	12	
	Та	66	69	71	75	78	87	98	100 1	19	18,3 22,4
0,5	тс симм	50	62	75	87	100	100	100	100	15	
	тс неснмм	35	44	52	61	70	87	100	100 J		
	Та			96	99	102	106	115	126	144 1	15 90	33,2 44,2
0,6	Гс симм	—	75	90	105	120	144	144	144 1		
	гс неснмм	—	52	63	73	84	105	126	144 J		
Примечание. Расчетную несущую способность данного среза гвоздя принимают
равной наименьшему из табличных значений Г^н Т с для прилегающих к рассматриваемому
шву элементов, определяя:
тд—по толщине а крайнего элемента симметричных и несимметричных соеди-
нений, а также более тонкого элемента односрезиых соединений;
симм по толЩиие с среднего элемента симметричных соединений;
тс несимм~ по толщине элементов одинаковой толщины в несимметричных соединениях,
а также по толщине с более толстого элемента односрезных соединений.
При неодинаковой толщине элементов двусрезиых несимметричных (кососимметричных)
соединений несущую способность гвоздей проверяют по указаниям примечания 1 к табл. 14
СНнП П-В.4-62.
317
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр.
Предисловие .........................................................  3
Введение ....................................................... , ,	5
Глава I
Индустриальные деревянные -конструкции. Области применения
§ 1.	Основные предпосылки.......................................   8
§ 2.	Деревянные конструкции в сельском строительстве............. 10
§ 3.	Деревянные конструкции в промышленном и гражданском строи-
тельстве ........................................................  И
§ 4.	Деревянные конструкции в транспортном строительстве .....	13
§ 5.	Деревянные конструкции в инвентарных зданиях............... 14.
Глава II
Производственное обеспечение высокого качества и экономичности
деревянных конструкций
§ 6.	Общие положения .....................................,	16
§ 7.	Обеспечение требуемых долговечности и капитальности деревян-
ных конструкций............................................  18
§ 8.	Конструкционные клеи. Основные требования к технологии склеи-
вания .....................................................  22
§ 9.	Поточность процессов склеивания деревянных деталей н изделий 25
Глава III
Элементы индустриальных деревянных конструкций
§ 10.	Компоновка структуры элементов несущих деревянных конструк-
ций из клееных пиломатериалов............; . . . ............ 28
§ 11.	Компоновка формы сечения и очертания несущих деревянных
конструкций, склеенных из досок, и фанеры.................... 31
§ 12.	Компоновка клеефаиерных деревянных конструкций в ограждаю-
щих частях зданий . ........................................  36
§ 13	Соединения элементов индустриальных деревянных конструкций 39
Индустриальные деревянные конструкции в ограждающих частях зданий
Пример 1 Сборное утепленное панельное покрытие клеефанерной конст-
рукции .......................................................	46
Клееные и клеефанерные балки
Пример 2. Покрытие по клеефанерным балкам пролетом 12 м . ... , .	61
Простейшие комбинированные конструкции
Пример 3. Покрытие по треугольным безметальным фермам простейшей
комбинированной конструкции пролетом 12 м . ... . ........	77
Арки и рамы
Пример 4. Покрытие по трехшарнирным аркам кругового очертания про-
летом 12 м ..................... f	,	97
318
Стр.
Пример 5. Покрытие по клееным трехшарнирным аркам стрельчатого очер-
тания пролетом 45 м ........................ Ш
Пример 6. Покрытие по рамам пролетом 18 м из клееных прямолинейных
элементов.................................................. 134
Пример 7. Покрытие по клееным гнутым рамам пролетом 18 м . ... .	170
Фермы
Пример 8. Бесчёрдачное покрытие по треугольным брусчатым фермам про-
летом 15 м................................................  185
Пример 9. Чердачное покрытие по треугольным брусчатым фермам про-
летом 15 м с подвесным потолком............................ 205
Пример 10. Покрытие по сегментным металлодеревянным фермам пролетом
24 м с клееным верхним поясом.............................. 215
Пример 11. Покрытие по многоугольным брусчатым фермам пролетом 24 м 231
Кружально-сетчатые своды
Пример 12. Покрытие в виде кружально-сетчатого свода пролетом 50 м
из клеефанерных косяков.................................... 255
Купольные покрытия
Пример 13. Купольное покрытие пролетом 60 м из клееных элементов . .	293
Литература.................................................    313
Приложения
1.	1аблица для расчета соединении на стальных цилиндрических на-
гелях ......................................................   315
2.	Болты и тяжи........................................ 316
3.	Таблица для расчета соединений на гвоздях (ГОСТ 4028—63) . . .	317
Карлсен Г. Г. и др.
ИНДУСТРИАЛЬНЫЕ ДЕРЕВЯННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
* * *
Стройиздат
Москва, Третьяковский проезд, д. 1
* * *
Редактор издательства И. С. Бородина
Переплет художника А. С. Александрова
Технический редактор Е. Л. Темкина
Корректоры Е. Н. Кудрявцева, С. Г. Левашова
Сдано в набор 16/VII 1966 г. Подписано к печати 7/XII 1966 г.
Т-15681	Бумага бОхЭО1/^ д. л. —	10 бум. л.
20 печ. л. (уч.-изд. 20,6 л.)
Тираж 10 000 экз. Изд. № А1—6786 Зак. 979 Цена 92 к.
Владимирская типография Главполиграфпрома
Комитета по печати при Совете Министров СССР
Гор. Владимир, ул. Победы, д. 18-6