Проектирование основных несущих железобетонных конструкций одноэтажного каркасного промышленного здания курсовая скачать бесплатно скачать бесплатно
Исходные данные:
выполнить расчёт и запроектировать основные несущие и ограждающие конструкции покрытия одноэтажного двухпролётного промышленного здания с деревянным каркасом.
- Наименование здания - двухпролётное здание склада непродовольственных товаров, класс ответственности здания III, коэффициент надёжности по назначению уп = 0,9.
- Схема здания - здание со стоечно-балочным каркасом.
- Пролёт здания в осях А-Б — L1 = 20,5 м.
- Пролёт здания в осях Б-В — Ь2 — 6м.
- Шаг несущих конструкций — В = 5,1 м.
- Количество шагов п = 11
- Длина здания I = 11хВ=11 *5,1 = 56,1 м.
- Отметка верха колонн Н = 6,0 м.
- Условия эксплуатации — здание отапливаемое.
- Город строительства - г. Игарка.
- Несущая конструкция покрытия в пролёте А-Б - металлодеревянная ферма треугольного очертания.
- Несущая конструкция покрытия в пролёте Б-В - дощато-клеенная балка.
- Ограждающие конструкции стен - навесные клеефанерные стеновые панели.
- Колонны — дощатоклееные.
1.1. Требования к конструктивной схеме
Разработке проекта несущих конструкций здания предшествуют выбор конструктивной формы основной несущей конструкции и вида остальных несущих и ограждающих конструкций, а также компоновка схемы сооружения в целом. Решение этих вопросов производится с учётом ряда требований:
- технологические требования обуславливают компоновку конструкций (пролёты
шаги конструкций, высоту здания);
- строительные требования - необходимость соответствия применяемых конструкций СНиП,
- архитектурные требования - назначение внутренних габаритов и улучшение интерьера помещений;
- эксплуатационные требования - улучшение условий эксплуатации и повышения долговечности конструкций;
- экономические требования - достижение наименьшей стоимости конструкций при обеспечении высокого качества и долговечности их: применение конструкций, требующих меньшего расхода материалов (древесины и стали), малотрудоёмких при изготовлении и монтаже, удобных при транспортировании.
Элементы деревянных конструкций центрируем в узлах, на опорах и в стыках.
Элементы конструкций стянуты болтами, особенно в узлах и стыках.
Для предотвращения выхода систем из своей плоскости сжатые пояса плоских конструкций должны быть закреплены прогонами, связями жёсткости.
Стыки деревянных растянутых элементов осуществляем совмещёнными в одном сечении, перекрывая их, как правило, деревянными накладками на стальных цилиндрических нагелях, располагаемых в два продольных ряда. Конструкция стыков обеспечивает осевую (без эксцентриситета) передачу усилий.
Для деревянных конструкций применяем возможно меньшее количество различных размеров сечений пиломатериалов. В целях уменьшения трудоёмкости изготовления и монтажа конструкций принимаем сечения с возможно меньшим числом составных ветвей, избегая применения трудоёмких деталей соединения, обеспечивающих простоту закрепления их при установке.
1.3. Пространственные связи
В здании различные плоскостные конструкции при взаимном соединении образуют пространственную конструкцию, которая должна обеспечить надёжное восприятие внешних сил любого направления при наиневыгоднейшем сочетании их в соответствии с условиями эксплуатации. При этом передача усилий от одних частей сооружения на другие вплоть до его основания должна происходить без какого-либо нарушения пространственной неизменяемости, устойчивости, жёсткости и прочности всей пространственной конструкции в целом и отдельных её частей. Поперечную устойчивость здания обеспечиваем, применяя простейшие комбинированные системы, передающие распор непосредственно на фундаменты, Продольная устойчивость здания создана постановкой связей по продольным линиям стоек.
Пространственная жёсткость покрытия в период эксплуатации обеспечивается прогонами кровли, которые образуют жёсткую пластину в плоскости ската крыши. Указанное решение покрытия обеспечивает хорошее закрепление плоских деревянных конструкций в проектном положении, но необходимо устройство в плоскости верхних поясов несущих конструкций горизонтальных связей, располагаемых в торцовых частях здания и по его длине на расстоянии не более 20м. Горизонтальные связи, воспринимающие ветровую нагрузку, образуют в плоскости верхних поясов двух соседних несущих конструкций решётчатую
ферму, которая передаёт действующие в её плоскости усилия на панели покрытия.
В средней части здания, кроме того, устраивают горизонтальные связи на расстоянии около 20 м от торцевой стены. Пространственные крепления, воспринимающие ветровые усилия, в то же время служат для предупреждения выпучивания сжатого контура плоскостных деревянных конструкций.
2. Расчёт ограждающей части покрытия — волнистые асбестоцементные листы по обрешётке.
2.1. Расчёт обрешётки.
Обрешётки и настилы из брусков и досок служат основанием кровель покрытий. При шаге > 1,5*3 м настилы и обрешётки кровли укладываются по скатным брускам, уложенным по прогонам на расстоянии 0,8-5-1,2 м.
Разряжённая обрешётка со сторонами 50*60 мм служит основанием асбестоцементной кровли. Расстояние между осями обрешётки согласуется с размерами листов, а сечение обрешётки определяется по расчёту. Расчёт настилов и обрешёток, работающих на поперечный изгиб, производят по схеме двухпролётной балки.
Соединительные гвозди слоев настила или настила с раскосами в большинство
случаев работают с большими запасами прочности.
Сбор нагрузок. Обрешётка из сосновых брусков - 5 х 5 см под кровлю из волнистых асбестоцементных листов. Е = 104 МПа = 103 кН/см2 - модуль упругости древесины элемента. Угол наклона кровли - tg α = 0,3707 (см. расчёт фермы), α = 20°20', cos α = 0,9376, sin α = 0,3476.
Пролёт обрешётки (расстояние между скатными брусками) l = 1,25 м. Расстояние между осями брусков обрешётки, исходя из длины асбестоцементных листов l = 1,75 м, а = 0,36 м. Район снеговой нагрузки - I, расчётное рo= 0,8 кПа.
Расчётная снеговая нагрузка, приведенная к поверхности кровли: р = c*p0*cos α = = 1*0,8*0,9376 = 0,75 кН/м2 , где с = 1 при а < 25°.'
Нормативная нагрузка рн = р*0,7 = 0,75*0,7 = 0,52 кН/м2 (табл. 5.7., СНиП 2.01.07-85*)
Нагрузки на обрешётку:
Таблица1
| Элементы конструкции и виды нагрузок | Ед.изм. | Нормативная нагрузка | Коефф-т надежности по нагрузке | Расчетная нагрузка |
| Волнистые асбестоцементные листы ВУ | кН/м2 | 0,15 | 1,1 | 0,165 |
| Собственный вес обрешетки 0,5*0,05*5/(100/36) | кН/м2 | 0,03 | 1,1 | 0,038 |
| Итого постоянная нагрузка g: | кН/м2 | 0,18 | 1,1 | 0,20 |
| Снеговая нагрузка р: | кН/м2 | 0,56 | - | 0,75 |
| Всего полная нагрузка q= p + g: |
кН/м2 | 0,92 | - | 1,15 |
| Полная распределённая нагрузка на прогон q = q *do, где а = 0,36 м | кН/м2 | 0,33 | - | 0,41 |
qH=qH*Yn = 0,33*0,9 = 0,3 кН/м, q=q*yn = 0,41*0,9 = 0,37 кН/м.
Расчётные усилия. Расчётные изгибающие моменты при сочетании нагрузок - собственный вес и снег: М = q *l2 /8 = 0,37*1,252/8=0,1 кН*м
Составляющие расчётного изгибающего момента, изгибающие обрешётку относительно осей х и у: Мх = M*cos α = 0,1*0,9376 = 0,1 кН*м;
Му = M*sin α = 0,1*0,3476 = 0,03 кН*м
Моменты сопротивления бруска:
Wx = b*h2/6 = 5*52/6 = 20,8 см2; Wy = h*b2 /6 = 5*52 /6 = 20,8 см2;
Условие прочности бруска обрешётки:
Mx/Wx + My/Wy = 0,1*(100)/20,8+0,03*(100)/20,8 = 0,62 кН/м2 ≤ Rс = 1,3 кН/м2,
Прогибы. Изгибающий момент в обрешётке:
Мн = qH * l 2 /8 = 0,3*1,252 /8 = 0,06 кН*м
Напряжения в обрешётке от составляющих нагрузок:
ахн = Мн *cos α / Wx = 0,06*(100)*0,9376/20,8 = 0,27 кН/см2
аун 4 Мн *sin α / Wy = 0,06*(100)*0,3476/20,8 = 0,1 кН/см2
Составляющие прогиба обрешётки:
fx = к*σхн l 2 / (Е*кж*h) = 0,087*0,27*1252 /(103*1*5) = 0,07 см;
fy = к*σун l 2 / (Е*кж*b) = 0,087*0,1*1252 /(103*1*5) = 0,03 см; где
к = 0,087 - коэффициент, зависящий от нагрузки;
Е = 104 МПа = 103 кН/см2 - модуль упругости древесины элемента;
Кж=1 - коэффициент жёсткости (поправочный коэффициент к моменту инерции), учитывающий податливость соединений в швах; для цельных элементов.
Полный прогиб обрешётки от нормативных нагрузок:
Предельное условие по деформациям f/ l = 0,08/125 = 1/830 < 1/150, принятое сечение обрешётки удовлетворяет условиям прочности и жёсткости.
2.2. Расчёт волнистого асбестоцементного листа.
Листы укладываются на деревянную обрешётку, поставленную с шагом l = 1,25 м. Принимаются листы усиленного профиля волнистые асбестоцементные ВУ (ГОСТ 8423-75) длиной l = 1,75 м, шириной b = 1,0 м, толщиной δ = 8 мм ш волн bb = 16,7 см, высота' волны hb = 5,5 см. Число волн по ширине пb = Ь/Ьь =1000/16,7 = 6.
Расчётное сопротивление асбестоцементного листа изгибу поперёк листа скалыванию по плоскостям наслоения листа в атмосферных условиях (СНиП 2.03.09-85, табл. 1): RИ = 11,5 МПа; Rск=2 МПа; модуль упругости Е=0,1*10'5 МПа. Нагрузки на настил: снеговая расчётная р = 1 *0,8= 0,8 кН/м2;
нормативная рн= 0,8*0,7 = 0,56 кН/м2
собственный вес настила gH = 27 кг /(1,75*1,0) = 15,4 кг/м2 = 0,15 кН/м2
расчётная нагрузка от собственного веса g = 0,15 * 1,1 =0,165 кН/м2
Полная равномерно распределённая нагрузка на настил:
нормативная qH= gH + рн= 0,15 + 0,56 = 0,71 кН/м2
расчётная q = g + р = 0,165 + 0,8 = 0,96 кН/м2
Линейная нагрузка на настил с учётом γп:
нормативная qn = 0,71 кН/м2 * 1,75 м *0,9 = 1,12 кН/м = 0,0011 МН/м.
расчётная q = 0,96 кН/м2* 1,75 м*0,9 = 1,51 кН/м.
Изгибающий момент и поперечная сила в сечении над опорой:
М= q * I2 /8 = 1,51* 1,752 / 8 = 0,6 кН*м = 0,001 МН*м .
Q = 5*q*Ј /8 = 5*1,51*1,75 / 8 = 1,6 кН
Моменты инерции и сопротивления сечения листа:
J= 0,125*nb* δ b*hb2*[1+π2*hb2/ (8*bb2)]=
= 0,125*6*16,7*0,8*5,52*[1+3,142*5,52/(8*16,72)] = 343,7 см4 = 343,7*10-8 м4
W = 2*J/ (hb + δ) = 2*343,7*10-8 / [(5,5 + 0,8)*10-2] ц 109,1*10-6 м3
Коэффициент устойчивости листа при изгибе:
ϕb=E/RИ*[1,95* δ*hb/(4*h2b+ bb2)] = 0,1*10-5/11,5*[1,95*0,8*5,5/(4*5,52+16,72)]=18,7
Проверка несущей способности и устойчивости листа при изгибе:
δ = М /(ϕь* W) = 0,001/(18,7* 109,1 * 10-6) = 0,5 МПа < RИ = 11,5 МПа
Проверка несущей способности листа при скалывании:
τ = Q /(2*nb*hb*δ) = 1,6/(2*6*0,055*0,005) = 485 кН/м2= 0,5 МПа < RcK= 2 МПа
Проверка прогиба листа от нормативной нагрузки qн = 0,0011 МН/м
f/l = 2,13 / 384*[ q H l3/(EJ)] = 2,13/384*[0,0011*1,753/(10000*343 7*10-8)]=
=0,001 см < [f/l] = 1/150*l = 1,17 см
2.3. Расчёт скатного бруска кровли
Скатный брусок кровли принимаем сечением 80 х 60 мм. Расстояние между скатными брусками а = 1,2 м.
Таблица 2.
Нагрузки на скатный брусок:
| Элементы конструкции и виды нагрузок | Ед.изм. | Нормативная нагрузка | Коефф-т надежности по нагрузке | Расчетная нагрузка |
| Кровля (а/ц листы и обрешетка) | кН/м2 | 0,18 | 1,1 | 0,2 |
| Собственный вес скатного бруска 0,06*0,08*5/1,2 | кН/м2 | 0,02 | 1,1 | 0,022 |
| Итого постоянная нагрузка g: | кН/м2 | 0,2 | 1,1 | 0,22 |
| Снеговая нагрузка р: | кН/м2 | 0,56 | - | 0,75 |
| Всего полная нагрузка q= p + g: |
кН/м2 | 0,96 | - | 1,19 |
| Полная распределённая нагрузка на прогон q = q *do, где а = 1,2 м | кН/м2 | 1,15 | - | 1,43 |
С учётом yn: qH=qH*γn = 1,15*0,9 = 1,0 кН/м; q=q*γn = 1,43*0,9 = 1,3 кН/м
Скатный брусок рассчитываем по схеме однопролётной балки, причём скатное составляющей нагрузки пренебрегаем. Расчётный изгибающий момент в скатном бруске: М = q*cos а*l2/8 = 1,3*0,9376* 1,282/ 8 = 0,25 кН*м, где l = a / cos а = 1,2 /0,9376 = 1,28 м - пролёт скатного бруска.
Требуемый момент сопротивления и момент инерции поперечного сечения бруска:
Wtp = M/RИ = 0,25*(100)/1,3 = 19 см3
Jтр = k*M*l/(2*Е*кж*пср (l/f)) = 0,208*25*128*200/(2*103*1*1,3) = 51 см4, где
ncp= q /qН = 1,3/1 = 1,3 — средний коэффициент перегрузки.
Wтр и Jтр определены при RИ = 130 кгс/см2, как для сечения с размером одной из сторон менее 14 см и при [f/l] = 200, к = 0,208. Задаваясь шириной сечения скатного бруска b = 6 см, определим требуемую высоту его сечения по условию прочности и жёсткости:
h' >
h" ≥ 
= 5 смПринятое сечение бруска 8 х 6 см можно оставить. Проверять сечение не требуется, так как размеры его менее 14 см, что предполагалось ранее.
2.4. Расчёт прогона кровли
Расстояние между прогонами в плане d0 = 1,25 м. Пролёт прогона - расстояние между фермами I = В = 5,1 м. Прогон проектируем разрезным и располагаем его по скату.
Принимаем прогон из бруса сечением 15 х 15 см.
Нагрузка на прогон
| Элементы конструкции и виды нагрузок | Ед.изм. | Нормативная нагрузка | Коефф-т надежности по нагрузке | Расчетная нагрузка |
| Кровля и скатные бруски | кН/м2 | 0,20 | 1,1 | 0,22 |
| Прогон 0,15*0,15*5/1,25 | кН/м2 | 0,1 | 1,1 | 0,11 |
| Итого постоянная нагрузка g: | кН/м2 | 0,36 | 1,1 | 0,40 |
| Снеговая нагрузка р: | кН/м2 | 0,56 | - | 0,75 |
| Всего полная нагрузка q= p + g: | кН/м2 | 1,2 | - | 1,48 |
| Полная распределённая нагрузка на прогон q = q *do, где d0 = 1,25 м | кН/м2 | 1,5 | - | 1,85 |
С учётом yn: qH=qH*Yn = 1,5*0,9 = 1,4 кН/м; q=q*Yn = 1,85*0,9 = 1,7 кН/м
Расчётный изгибающий момент в прогоне:
М = q*cos ct* l2 / 8 = 1,7*0,9376*3,62/ 8 = 2,6 кН*м.
Учитывая малую жёсткость кровельной обрешётки в плоскости ската кровли, прогон рассчитываем на косой изгиб. Составляющие изгибающего момента:
- в плоскости, перпендикулярной скату: Мх = M*cos a = 2,6*0,9376 = 2,4 кН*м;
- в плоскости ската: Му = M*sin a = 2,6*0,3476 = 0,9 кН*м.
Моменты сопротивления и моменты инерции поперечного сечения:
Wx = h*b2/6 = 15*152/6= 562 cм3, Wy = h*b2/6 = 15*152/6 = 562 см3,
Jx = 20*153 / 12 = 5625 см 4, Jy = 15*153 /12 = 4219 см4,
Условие прочности прогона при изгибе
Мх/ Wx + My/Wy= 2,4*(100)/562 + 2,4*(100)/562 = 1 <RH = 1,5 кН/см2 Составляющие прогиба от нормативных нагрузок:
fx = 5*qH*cos α* l4/ (384*E*JX) = 5*0,014*0,9376*3604/(384*103* 5625) =0,5 см
fy = 5*qH* sin α * l4 / (384*Е*Jy) = 5*0,014*0,3476*3604 / (384* 103*4219) = 0,5 см,
Суммарный прогиб прогона:
Предельное условие по деформациям: f/li = 0,5 / 360 = 1/420 < [ f /1 ] = 1 / 200.
3. Расчёт основной несущей конструкции покрытия пролёта А-Б
3.1. Конструктивное решение треугольной металлодеревянной фермы с клееным верхним поясом.
Основное достоинство деревянных ферм - это соответствие их конструкций служить опорами не только настилов покрытий, но также подвесных потолков и лёгкого производственного оборудования.
Древесина и сталь в деревянных фермах концентрируются в стержнях поясов и решётки, где действуют в основном продольные силы, и несущая способность этих материалов используется в наибольшей степени.
Основной недостаток деревянных ферм - это значительное число элементов и узлов. Механизация их производства затруднительна. К числу недостатков ферм относится также их значительная высота, которая существенно уменьшает
полезные габариты покрываемых помещений.
Очертание и уклон верхнего пояса деревянных ферм зависят от типа кровли.
Число панелей верхних поясов ферм зависит от типа стержней.
Треугольная крупнопанельная клеедеревянная ферма с нисходящими раскосами имеет значительный уклон верхнего пояса. Её верхний пояс состоит из прямых стержней, соединённых в узел с эксцентриситетами для уменьшения изгибающих моментов от междуузловых нагрузок. Нижний пояс делается из
стальных двойных уголков. Все раскосы фермы работают только на сжатие и
имеют клеедеревянное прямоугольное сечение такой же ширины, как и верхний
пояс. Стойки фермы работают только на растяжение и изготавливаются из
стальных одиночных стержней.
Для обеспечения совместности работы смежных плит покрытия соединение продольных боковых граней осуществляется специально устроенным шпунтом из трапециевидных брусков, прикреплённых к крайним продольный рёбрам.
3.2. Сбор нагрузок
Нагрузку от покрытия принимаем с учётом угла наклона верхнего пояса, cos α.
Таблица 4. , Нагрузки на 1 ж плана зияния:
| Наименование нагрузки | Нормативная нагрузка, кН/м2 | Коэффициент надёжности по нагрузке, п |
Расчётная нагрузка, кН/м2 |
| Собственная масса кровли с покрытием (табл.3): 0,2/0,9376 | 0,21 | 1,1 | 0,23 |
| Собственный вес фермы | 0,19 | 1,1 | 0,21 |
| Постоянная g: | 0,4 | - | 0,44 |
| Временная снеговая р: | 0,8*0,7=0,56 | - | 0,8 |
| Полная q = g+p: | 1 | - | 1,2 |
Собственный вес фермы при ксв = 5:
0,12 кН/м2
Верхний пояс закреплён из плоскости в узлах и через каждые 1,25 м (расстояние между прогонами стропильной кровли). 3.3. Геометрический расчёт полуфермы
Пролёт фермы lФ = L1 = 20,5 м, высота в коньке f =(1/5 * 1/6)* l = 3,4 ÷ 4,1 м,
принимаем f = 3,8 м. Ферма четырёхпанельная.
Угол наклона верхнего пояса: tg α = 2*f / lФ = 2*3,8 / 20,5 = 0,3707, α = 20020',
cos α = 0,9376, sin α = 0,3476.
Длина нижнего пояса lфн = lф/2 = 20,5/2 = 10,25 м
Длина верхнего пояса l фв = l фн / cos α = 10,25/0,9376 = 10,9 м
Длина стержней нижнего пояса: l н = lфн/2 = 10,25/2 = 5,12 м
Длина стержней верхнего пояса: l ь = l фв/2 = 10,9/2 = 5,45 м
Длины стоек: l с1 = tg α * lн = 0,3707*5,12 = 1,9 м; l с2 = f = 3,8 м;
Длина раскоса:
м3.4. Статический расчёт
Постоянная нагрузка на 1 м фермы с учётом уп= 0,9:
g = g *В* γn = 0,44*3,6*0,9 = 1,4 кН/м
Узловые нагрузки: Р1 = Р5 = g*lн / 2 = 1,4*5,125 / 2 = 3,6 кН;
Р2 = Р3 = P4 = g* lн = 1,4*5,125 = 7,2 кН;
RA = Rb = ∑ Pi / 2 = 14,4 кН.
Проверка: l Pj = 28,8 = ∑ Rj = 28,8 кН.
Снеговая нагрузка 1-й вариант - снег на левом полупролёте фермы.
На 1 м фермы: р = р *В* уп = 0,8*3,6*0,9 = 2,6 кН/м.
Узловые нагрузки: P1 = Р3 = р* lн / 2 = 2,6*5,125 / 2 = 7 кН
Р2 = р* lн = 2,6*5,125 = 13 кН
Опорные реакции: RA = 3*р* l / 8 = 3*2,6*20,5 / 8 = 20 кН;
RB = р* l /8 = 2,6*20,5/8 = 7 кН.
Проверка: ∑ Pi = 27 = ∑R; = 27 кН.
Снеговая нагрузка 2-ой вариант - снег на всём верхнем поясе.
Узловые нагрузки: P1 = Р5 = р*lн / 2 = 2,6*5,125 / 2 = 7 кН;
Р2 = Р3 = Р4 = р*lн = 2,6*5,125 = 13 кН;
Ra =RB = ∑Pi/2 = 26 кH.
Проверка: ∑ Pi = 53 ≈ ∑ Ri = 52 кН (за счёт округления).
Продольные силы N в стержнях фермы от всех видов нагрузок определяем графическим способом, построением диаграммы Максвелла-Кремоны. Полученные значения продольных сил сводятся в табл. 3
Таблица 3
Продольные силы N в стержнях левой полуфермы:
| Обозначение | Расчетные усилия, кН | ||||
| От собственного веса | От снеговой нагрузки р | От сооственного веса и снеговой нагрузки | |||
| На левом полупролёте | На всём пролёте | На левом полупролёте | На всём пролёте | ||
| Верхний пояс | |||||
| Q | -33 | -40 | -59 | -73 | -92 |
| Q | -22 | -20 | -39 | -42 | -61 |
| Нижний пояс | |||||
| И1 | 31 | 38 | 56 | 69 | 87 |
| И2 | 31 | 38 | 56 | 69 | 87 |
| Стойки | |||||
| V1 | 0 | 0 | 0 | 0 | 0 |
| V2 | 7 | 16 | 13 | 23 | 20 |
| Раскосы | |||||
| D1 | -11 | -20 | -20 | -31 | -31 |
3.5. Подбор сечений и проверка напряжений в стержнях фермы
Верхний пояс рассчитываем как сжато-изгибаемый стержень, находящийся под действием внецентренно приложенной нормальной силы и изгибающего момента от поперечной нагрузки панели. Расчётное усилие в опорной панели (снег на всём
пролёте) Q, = -92 кН.
Максимальный изгибающий момент в панели от внеузловой равномерно распределённой нагрузки определяем с учётом, что на верхний пояс приходится половина собственного веса фермы:
Для уменьшения изгибающего момента в панели фермы создаём внецентренное приложение нормальной силы, в результате чего в узлах верхнего пояса возникают разгружающие отрицательные моменты.
Значение расчётного эксцентриситета вычисляем из условия равенства опорных и пролётных моментов в опорной панели верхнего пояса фермы:
M0/2 = N*e => е = Mo/(2* Q1)= 12/(2*92) = 0,07 м.
Принимаем эксцентриситет приложения нормальной силы во всех узлах верхнего пояса е = 0,07 м, тогда разгружающий момент для опорной панели будет:
МN = -e*Q1 = - 0,07*92 = - 6,4 кН*м.
Принимаем сечение верхнего пояса в виде клееного пакета, состоящего из черновых заготовок по рекомендуемому сортаменту пиломатериалов второго сорта (ГОСТ 24454 -80) сечением 40 х 150 мм.
После фрезерования черновых заготовок по пластам на склейку идут чистые доски сечение 34 х 125 мм. Клееный пакет состоит из 9 досок общей высотой H = 6 х 34 = 204 мм. После склейки пакета его ещё раз фрезеруют по боковым I поверхностям, таким образом, сечение клееного пакета составляет
b x h = 111 х 204 мм.
Площадь поперечного сечения: F =b*h= 0,111*0,204 = 2,26* 10-2m2
Момент сопротивления: W * b*h2/6= О,111*0,2042 / 6 = 0,08*10-2 м3.
Материал несущей конструкции покрытия: сосна, 2 сорта, влажность ≤ 12 %. I Расчётные характеристики древесины (СНиП П-25-80*) с учётом коэффициентов условия работы (табл. 4, 5, 7, 8, 9):
Расчётное сопротивление изгибу, сжатию и смятию вдоль волокон:
RИ =Rc = Rcm mn Re* mn* m6 * тсл *тв =14*1*1*1*1= 14 МПа при
RИ = RС= RCМ = 14 МПа для древесины 2 сорта, ширины от 11 см до 13 см и высоте от 11 до 50 см,
mn= 1 с учётом породы дерева, для сосны,
mб = 1 для высоты сечения h < 50 см,
тсл = 1 для толщины слоя 33 мм,
тв = 1 для условий эксплуатации А 1;
Гибкость панели верхнего пояса в плоскости действия момента при lВ = 3,5 м:
Φ=A/λ2=3000/41 2 = 1,8, где А = 3000 для древесины;
Коэффициенты:
αH=0,81 – для эпюры прямоугольного очертания
Расчётный изгибающий момент для шарнирно опёртых элементов при эпюрах изгибающих моментов параболического и прямоугольного очертания, как имеет место в нашем случае:
Расчёт на прочность сжато-изгибаемых элементов: (п. 4.17 СНиП П-25-80*):
Напряжение в панели АС:
Недонапряжение в сечении: ∆ = (14- 13,2)/14*100 = 4 % < 5 %.
Так как панели крепятся по всей длине верхнего пояса, то проверку на устойчивость плоской фермы деформирования не проводим. Усилие в коньковой панели Q2 = -73 кН. Принимаем то же сечение, что и в опорной панели.
MN = -e*Q2 =-0,07*73 = -5,1 кН*м.
Коэффициенты:
Расчётный изгибающий момент:
Напряжение в панели СД:
Недонапряжение в сечении: ∆ = (14-12,8)/14*100 = 6 %.
Нижний пояс. Расчётное усилие в нижнем поясе И1 = 87 кН
Нижний пояс фермы выполняем из уголков стали класса С 235 по ГОСТ 380-71**:
Ry = 230 МПа - расчётное сопротивление при растяжении, сжатии и изгибе (табл. 51*, СНиП П-23-81*), коэффициент условия работы у = 0,9 (табл.6*, п.5 СНиП П-23-81*).
Необходимая площадь сечения пояса:
FTP = И1/RУ= 87*10-3/207 = 0,42*10-3 м2, где Ry* γ = 230*0,9 = 207 МПа, Принимаем два уголка 75 х 50 х 5 мм F = 2*0,61*10-3 > Fтр, располагая их большими полками вниз.
Во избежание большого провисания нижнего пояса фермы устраивают 1 конструктивно дополнительную подвеску из круглой стержневой арматурной стали периодического профиля класса А-П (ГОСТ 5781-82) d = 12 ммэ расположенную в узлах верхнего пояса. В этом случае пролёт нижнего пояса будет lо = lн — 5,125 м. Радиусы инерции принятых уголков ix = 0,0239 м, iy = 0,0143 м (ГОСТ 8510-86).
Гибкость нижнего пояса: λх = 5,125/0,0239 = 214 < [λ] = 400, λу = 5,125/0,0143 = 358 < 400, где [λ] = 400 - предельная гибкость металлического нижнего пояса.
Раскос. Расчётное усилие в раскосе D1 = - 31 кН.
Сечение раскоса принимают из клееного пакета такой же ширины, что и для верхнего пояс Ь= 111 мм. Высоту сечения раскоса принимаем из 5 досок толщиной
33 мм после фрезерования, общая высота пакета h = 5*33 = 165 мм.
Гибкость раскоса: λ = 5,45/(0,289*0,165) = 114 < [λ] = 120. ϕ = 3000/312 = 0,23;
Напряжение в сжатом раскосе с учётом устойчивости
σ = D1/h*b*ϕ = 31*10-3/( 0,165*0,111*0,23) = 7,4 МПа < 14 МПа.
Шедонапряжение в сечении: ∆ > 10%, однако при уменьшении сечения на 1 доску
будет перенапряжение 2%, оставим принятое сечение.
Стойка. Усилие в стойке V2 = 23 кН.
Принимаем стойку из круглой стали: Fтр = 23*10-3/(0,8*207) = 0,14 * 10-3 м2, где коэффициент 0,8 учитывает снижение расчётного сопротивления при наличии нарезки; расчётное сопротивление стали принято с коэффициентом условия работы γс = 0,9. Принимаем d = 14 мм; FHT = 0,154*10-3 м2 > Fтр.
3.6. Решение и расчёт узлов фермы
Опорный узел - из листовой стали класса С 235, ГОСТ 380-71**.
Ry=230 МПа-расчётное сопротивление стали, табл. 51 СНиПП-23-81*.
Упорная плита. Плиту с рёбрами жёсткости, в которую опирается верхний пояс фермы, рассчитывают на изгиб приближённо как однопролётную балку с поперечным сечением тавровой формы.
Для создания принятого эксцентриситета в опорном узле высота опорной плиты должна составлять:
Hп =hвп-2*е = 204-2*70 ≈ 200 мм, где hB.n - высота сечения верхнего пояса. Ширину упорной плиты принимаем по ширине сечения верхнего пояса Ъп= 111 мм. Площадь поперечного сечения: F = 66*8+60*6 = 8,88* 102 мМ2. Статистический момент поперечного сечения относительно оси x1 – x1
Sx, = 66*8*64+60*6*30 = 44,6* 103 мм3.
Расстояние от оси Xi - Xi до центра тяжести сечения:
Sx1 /F = 44,6*103/(8,88*102) = 50,2 мм;
у, = 68-50,2 = 17,8 мм; ур = 50,2 - 30 = 20,2 мм;
Момент инерции сечения относительно оси
Jx = 66*83/12+66*8*13,82+6*603/12+6*60*20,22 = 35,8*104 мм4; где 68/2-20,2= 13,8 мм.
Рис. 6. Упорная плита.
Моменты сопротивления: Wmin = 35,8*104/50,2 = 7,1*103 мм3;
Wmax = 35,8*104/17,8 = 20*103MM3;
Напряжение смятия древесины в месте упора верхнего пояса в плиту:
σсм = Qi/(bn*hn) = 92*10-3/(0,111*0,2) = 13 МПа< 14 МПа.
Принимаем пролёт упорной плиты, равным расстоянию между вертикальными листами в осях lп = 100 мм.
Разгибающий момент М = 13*64*1002*10-3/8 = 1072 кН*мм.
Напряжение изгиба в плите
σсм = М/Wmin = 1072*103/(7,1*103) = 151 МПа < Ry= 230 МПа
Опорная плита.
Горизонтальную опорную плиту рассчитываем на изгиб под действием напряжений
смятия её основания как однопролётную балку с двумя консолями.
Опорная реакция фермы (снег на всём пролёте):
RA = 7+26 = 34 кН. Площадь опорной плиты: F = 200*230 = 460* 102 мм2. Напряжение смятия: σ = RA/F = 34*103/(460* 102) = 2,2 МПа < Rсм90 = 3 МПа.
Момент в консольной части плиты: Мк = 2,2*652*10-2/2 = 46,5 кН*мм.
Момент в средней части плиты: Мср = 2,2*1002*10-2/8 = 46,5 = 19 кН*мм.
Требуемый момент сопротивления: Wtp = 46,5*103/230 = 202 мм3.
Необходимая толщина плиты: σ = √6*Wmp/b= √6*202/10 = 11 мм,
Принимаем толщину плиты σ=12 мм
Сварные швы прикрепления поясных уголков к вертикальным фасонкам в опорном узле. Усилие на шов у обушка одного уголка
Т =0,7*И, /2 = 0,7*192/2 = 67 кН.
Усилие на шов у пера одного уголка: T1 = 192/2-67 = 29 кН. Длина шва у обушка при kf = 6 мм:
L1 = Т / (βf * kf *Rwf* γ c* γwf) = 67*103/(0,7*6* 180*0,9*0,85) =116 мм, где
βf =0,7 табл. 34, СНиП П-23-81*;
Rwf=180 МПа для типа электрода Э 42 по ГОСТ 9467-75 (табл. 56, СНиП);
γс = 0,9 - коэф-т условий работы (табл. 6*, СниП).
γwf = 0,85 - для металла шва (п. 11.2*, СниП).
Длина шва у пера при kf = 4 мм: l2 = 29*103/(0,7*4*180*0,9*0,85) = 75 мм.
Длина шва принята соответственно 150 и 100 мм.
Сварные швы, прикрепляющие пластинки-рёбра упорной плиты к вертикальным зфасонкам. Усилие на одну пластинку:
N = Q1/3 = 207/3 = 69 кН.
Необходимая длина шва при kf = 6 мм:
lш = 69*103/(0,7*6*180*0,9*0,85) = 120 мм.
Имеется lш = 2*(60+60) = 240 мм > 120 мм.
Узел примыкания раскоса к верхнему поясу. Вертикальная стенка металлического вкладыша высотой h= hn= 200 мм (равна высоте опорной плиты) рассчитывается на изгиб как трёхпролётная неразрезная балка под действием напряжений смятия от упора торца верхнего пояса.
Напряжение смятия торца верхнего пояса: σ = 92*10-3/0,2*0,111 = 9,З МПа < 14 МПа.
Изгибающий момент пластинки вкладыша шириной 10 мм:
(9,3*372*10-2)/12 = 10,6 кН*мм;
где l - расстояние между рёбрами вкладыша, см. рис.
Рис. 7. Узловой вкладыш.
Необходимый момент сопротивления: Wmp = M/Ry = 10,6*103
Требуемая толщина стенки: σтр=√(6*46)/10 = 5,3 мм.
j Принимаем толщину стенок вкладыша σ= 8 мм. Узловой болт, передающий усилие от раскоса на вкладыш, работает на изгиб:
37/2*(6/2+10/2) = 292 кН*мм;
Необходимый момент сопротивления: Wmp =M/Ry = 292*103/230 = 1270 мм .
Требуемый диаметр болта: dmp = 3√Wmp/0,1 = 3√1270/0,1 = 23 мм.
Принимаем болт d = 24 мм класс точности А, класс прочности 4.6; F = 352 мм2 (табл. 62*, СНиП).
Напряжение смятия болта:
73*103/2*6*24 = 250 МПа < Rbp = 475 МПа.
Напряжения среза болта:
τ = с= 104 МПа < Rbp = 150 МПа.
Раскосы соединяются с верхним и нижним поясом металлическими пластинками-наконечниками сечением 10 х 100 мм. Металлические пластинки работают на продольный изгиб на длине, равной расстоянию от центра узлового болта до места упора деревянной части раскоса.
Свободная длина пластинок-наконечников l0 = 280 мм.
Гибкость пластинок-наконечников: λ = 280/(0,289*10) = 121 < 150
Коэффициент продольного изгиба ср = 0,474 (табл. 72, СНиП).
Напряжение сжатия в пластинках-наконечниках:
σсж = 73*103/2*10*(100)*0,474*0,8 = 96 МПа < 230 МПа
0,8 - коэффициент условий работы.
Пластинку, в которую упирается деревянный раскос, рассчитывают на поперечный изгиб приближённо, как простую балку с сечением тавровой формы так же, как и в упорной плите опорного узла. Wmp = 7,1*103 мм3.
Напряжение смятия торца раскоса: σ =7,1*103(66*111) = 10 МПа < 14МПа.
Изгибающий момент М= 10*66*1212*10-3/8 = 1208 кН*мм, где 111+10 = 121 мм
Напряжение изгиба: σ = 1280*103/(7,1*103) < 230МПа.
Составляющая усилия раскоса, перпендикулярная верхнему поясу, воспринимается упором в верхний пояс пластинки узлового вкладыша
V= 73*cos (90 - 2*α) = 73* cos 46°24’ = 73*0,69 = 50 кН.
Напряжение смятия поперёк волокон верхнего пояса под пластинкой вкладыша
σсж = 50*10-3/(0,1+0,1)*0,111 = 2,3 МПа < 3,0 МПа.
Изгибающий момент в консоли нижней пластинки шириной 10 мм.
М = 2,3*1002*10-2/2 = 115 кН*мм.
Необходимый момент сопротивления: Wmp = 115*103/230 = 500 мм.
Требуемая толщина пластины: σ = √6*500/10 = 17 мм.
Принимаем толщину пластинки 20 мм.
Средний узел нижнего пояса.
В среднем узле уголки нижнего пояса соединяются пластинками сечением 10x100 мм. В центре пластины находится отверстие для узлового болта. Площадь ослабленного сечения стыковой накладки:
FHT = 10*(100-22) = 780 мм2.
Напряжение в стыковой накладке: σ =87*103/(2*780) = 123 МПа < 230МПа.
Длина шва приварки нижнего пояса к стыковым накладкам при kf = 6 мм,
lш = 240mm > 120 мм.
Прикрепление стойки к нижнему поясу.
Усилие в стойке V2 = 23 кН.
Принята стойка из круглой стали диаметром d = 14 мм. Крепление стойки к
узловому болту происходит с помощью приваренных концевых планок сечением
Р0 х 100 мм.
Площадь сечения концевых планок с учётом ослабления от узлового болта
Fht = 10*(100-22) = 780 мм2.
Напряжение в планках: σ =23*103/(2*780) = 33 МПа < 230 МПа.
Длина сварного шва при kf = 6 мм.
lш = 112*(1000)/(4*0,7*6*180*0,85*0,9) = 48мм.
принимаем конструктивно lш =100 мм.
Узловой болт при загружении фермы по всему пролету работает на изгиб от усилия в стойке и равнодействующей вертикальных составляющих усилий в раскосах, равных по величине усилию в стойке.
Плечо сил в этом случае e1 = 10+10/2 = 15 мм.
Изгибающий момент в болте: М = 51*(100)/(2*15) = 170 кН*мм.
При загружении фермы временной нагрузкой на половине пролёта узловой болт работает на изгиб от горизонтальной составляющей усилия работающего раскоса, равной разности усилий в панелях нижнего пояса. В этом случае плечо сил е2 = 10/2+10+10/2 = 20 мм.
Узловая нагрузка от временной (снеговой) нагрузки: Р=0,8*3,6*5,125*0,9=13 кН. разность усилий: ∆U = Р/(2*tg а) = 13/(2*0,3707) = 18 кН.
Изгибающий момент в болте: М = 18/2*20 = 180 кН*мм > 170 кН*мм.
Необходимый момент сопротивления: Wmp = 180*103/230 = 783 мм3.
Требуемый диаметр болта: dmp = 3√Wmp/0,1 = 19 мм.
Принимаем болт d = 20 мм (табл. 62*, СНиП).
Коньковый узел.
В коньковом узле между концами панелей верхнего пояса установлен металлический вкладыш. Смятие торца верхнего пояса
σ = 61*10-3/(0,111*0,2) = 6,1 МПа < 14 МПа, где Q2 = 61 кН.
Металлическую стенку вкладыша рассчитывают на изгиб как консольную балку под действием напряжений смятия от упора торца верхнего пояса.
Рис. 8. Узловой вкладыш.
Изгибающий момент консольной части стенки вкладыша шириной 10 мм
М = 6,1*302*10-2/2 =27кН*мм.
Момент в средней части
Мср = 6,1*502*10-2/(8-27) = -8кН*мм<27кН*мм
Необходимый момент сопротивления: WTp = 27*103/230 = 120 мм3.
Требуемая толщина стенки вкладыша:
=√6*Wmp/b =√6*120/10 = 8 мм,Принимаем
= 10 мм.Уголок-шайбу стойки рассчитываем на изгиб:
М=V2*l/4 = 23*50/4 = 287,5 кН*мм, где l - расстояние между рёбрами вкладыша.
Требуемый момент сопротивления: Wmp = 287,5*103/230 = 1,3*103 мм3. Принимаем уголок L 50x5 мм: J = 11,2*104 мм4; i = h - r = 50 - 14,2 = 35,8 мм -расстояние от грани уголка до нейтральной оси. W =J/i = 11,2*104/35,8 = 3,1*103 mm3 >Wmp
4 Расчёт основной несущей конструкции покрытия пролёта Б – В.
4.1. Исходные данные.
Односкатная наклонная дощатоклееная балка покрытия с волнистой фанерной стенкой пролётом L2= 6,0м. Преимущество волнистой стенки перед плоской заключается в том, что она обладает большей устойчивостью.
4.2. Статический расчёт.
Нагрузки. При определении нагрузки на балку учитываем угол наклона балки:
С = tg α= 1:10 = 0,1; а = 5° 42'; cos α = 0,9951.
Мacca покрытия:
Нормативная gH = 0,36/0,9951 = 0,36 кН/м2 (табл. 3), Расчётная g = 0,40/0,9951 = 0,4 кН/м2.
Снеговая нагрузка. Для принятого профиля крыши и уклона кровли с=1
расчётная р = р0*с*cos a = 0,8*1*0,9951 = 0,8 кН/м2.
нормативное рн= 0,7*0,8 = 0,56 кН/м .
Собственный вес балки: (0,36+0,56)/(1000/(5*6)-1) = 0,03 кН/м,
где ксв=5
Нагрузки на балку: Таблица 6.
| Наименование нагрузки | Нормативная нагрузка, кН/м2 |
Коэффициент надёжности по нагрузке, п |
Расчётная нагрузка, кН / м |
| Покрытие | 0,36 | 1,1 | 0,4 |
| Собственный вес балки | 0,03 | 1,1 | 0,03 |
| Постоянная g: | 0,39 | 1,1 | 0,43 |
| Временная снеговая р: | 0,56 | - | 0,8 |
| Полная q = g+p | 0,95 | - | 1,2 |
gн = qH*B*yn = 0,95*3,6*0,9 = 3,1 кН / м; g = q*B*yn = 1,2*3,6*0,9 = 4 кН / м.
Усилия:
Расчётные изгибающий момент, наибольшая поперечная сила на опоре балки:
M = q l2/8 = 4*6,22/8 = 19 кН*м, Q = q*l/2 = 4*6,2/2 = 12 кН, где
l = 6,5- 0,3 = 6,2 м - расчётная длина балки с учётом площадки опирания балки
4.3. Конструктивный расчёт.
Материал: пояса - доски сосны, сорт 2, влажность до 12%, ГОСТ 9462: расчёта сопротивление растяжению вдоль волокон клееных элементов Rp = 9 МПа; расчёта сопротивление скалыванию вдоль волокон при изгибе клееных элементов Rск = 1,5 МПа; Е = 10 МПа - модуль упругости древесины вдоль волокон; Rсм 90 = 3 МПа- расчётное сопротивление смятию местному в опорных частях. Утенка - берёзовая фанера семислойная, марки ФСФ толщиной 5=12 мм, сорта гаже В/ВВ, ГОСТ 3916-69: расчётное сопротивление фанеры скалыванию в плоскости листа вдоль волокон наружных слоев Кф ск = 0,8 МПа = 0,08 кН/см2, Gф =750 МПа - модуль сдвига вдоль волокон наружных слоев, Еф = 9000 МПа модуль упругости фанеры вдоль волокон наружных слоев.
Для соединения фанеры с поясами, в последних устраивают криволинейные пазы форме волнистой стенки, в которые при сборке заводится фанерная стенка и затем проклеивается эпоксидным клеем с наполнителем. высота балки h ≥ l/10 = 620/10= 62 см, принимаем h= 75 см
стенку балки выполняем из листов фанеры размером 1525 х 1525 х 12 мм, который ставим волокнами рубашек перпендикулярно поясам, стыковка на ус. Листы обрезаем по кромкам и разрезаем на две равные части шириной по 750 мм. Листы закреплен от продольного смещения в середине балки и с помощью бобышек фанера выгибается по расчётному профилю. После этого паз заливается клеем c наполнителем. Пояс принимаем из брусьев сечением 100 х 100 мм. Глубину пазов находим из условия прочности клеевого соединения стенки с полками: 2,5 х 12 = 30 мм.
Геометрические характеристики: J = (15*153/12+15*15*(60/2)2)*2 = 413438 см2;
W = J*2/h = 413438*2/75 = 11025 см2; S = 15*15*60/2 = 6750 см3;
(3,14*3000/(1,286702))*(104/750) = 0,73.
Коэффициенты, учитывающие снижение момента инерции , балки за счет податливости волнистой стенки:
1/(1+10/75*0,73) = 0,91
1/(1+0,73) = 0,58.
4.4 Проверка принятого сечения.
Напряжения и прогибы. Напряжение:
σ =M/W* kω=19*(100)/11025*0,91 =
= 2 мПа ≤ 9МПа.
Перенапряжение 10%.
Прогиб балки:
= 5*3,1*6204/(384*105*413438*0,58 = 1,2 см2;
f/l = 1,2/670 = 1/560 < fпр/l = 1/300
Прочность соединения стенки с поясами при криволинейном пазе:
= 0,15 кН/см2 = 1,5 Мпа < R™=1,5 МПа
где: тш = 0,6; ∑bш*тш = 2*hш = 2*5 см.
Длину волны принимаем lв= 960 мм, кратно пролёту, lв < hCT *24 = 1080 мм.
hст = 45 см — высота стенки в свету между поясами.
Квадрат гибкости стенки, задавшись высотой волны hB = 80 мм > 150/3 в соответствии с шириной поясов: λ2в,ст = hст2/
*hв = 452/1,2*8 = 210.k1 = 0,55*√Eф*Gф = 0,55*√9000*750 = 1429 коэффициент, зависящий от модуля упругости и модуля сдвига фанеры.
k2 = λ2ст/k1 = 210/1429 = 0,15- коэффициент, зависящий от отношения размеров волн.
hB = 1/lв при hB / lв = 8 / 96 = 1/12. I
Прочность фанерной стенки на срез с учётом потери местной устойчивости:
ϕф = k1* k2/ λ2в,ст = 1429*0,15/210 = 1,02 ≥ 1;
Устойчивость профиля волнистого листа вблизи опоры:
τш = Q*S/J*
= 12*6750/(413438*1,2) = 0,7 кН/см2 < Rфck = 0,8 kH/см2 Проверкой установлено, что устойчивость волнистой стенки по всей длине балки обеспечена.
Площадь опорной подушки балки из условия смятия:
Fcm = Q/Rcm9o = 12*(10)/3 = 166 cm2,
Ширина опорной подушки: bп = FCM / b = 166/15 = 11 см.
Принимаем подушку шириной bп = 10 см, толщиной 10 см, стыкуем по длине здания над стойками с помощью двух накладок из досок сечением 60x100 мм, крепление
осуществляем двумя парами болтов d =12 мм.
5. Защита деревянных конструкций от возгорания и гниения.
При использовании деревянных конструкций следует соблюдать мероприятия по их защите от возгорания. Деревянные конструкции должны быть разделены на части противопожарными преградами из несгораемых материалов. В поперечно! щаправлении здания противопожарные диафрагмы устанавливают вдоль несущих конструкций с шагом не более 6 м. Вентилируемые ограждающие конструкци покрытий также должны расчленятся диафрагмами из несгораемых материалов на отсеки. Деревянные конструкции не должны иметь сообщающихся плоскостей с тягой воздуха, по которым может распространяться пламя, недоступное для тушения.
Опасны в пожарном отношении металлические накладки, болты и другие детали соединительных и опорных узлов деревянных элементов, так как они, являясь проводниками тепла, снижают предел огнестойкости деревянных конструкций и поэтому металлические узлы и соединения необходимо тщательно защищать огнезащитными покрытиями.
К химическим мерам защиты деревянных конструкций от возгорания относится применение пропитки огнезащитными составами, нанесение красок. Для клееных конструкций рекомендуется применять вспучивающиеся составы антиперены, наносимые на поверхность конструкций, для защиты деревянны. элементов каркаса ограждающих конструкций требуется глубокая пропитка антипереном под давлением.
Суть конструкционных мероприятий по борьбе с гниением сводится к тому, чтобы обеспечить воздушно-сухое состояние деревянных элементов здания, что достигается устройством гидро-, пароизоляционных слоев, препятствующих увлажнению грунтовой, атмосферной и конденсатной влагой, или обеспечение надлежащего режима для удаления из древесины влаги.
Конструкционные мероприятия по борьбе с недопустимым увлажнением древесины при эксплуатации следующие:
-предотвращение увлажнения атмосферными осадками увеличением свесов крыш. Надлежащим отводам воды с крыш, устройством достаточно большого разрыва между поверхностью грунта и нижней отметкой расположения деревянных элементов здания для предотвращения увлажнения брызгами падающей сверху воды и др.
-деревянная наружная обшивка должна быть по возможности водонепроницаемым, причём при выпадении осадков вода не должна попадать в обшивку и скапливатся там;
-удаление влаги из сырых помещений; обеспечение достаточно хорошей вентиляции с ним, чтобы средняя относительная влажность воздуха в них была возможности ниже. Для этой цели необходимо иметь определённое число приточных и вытяжных вентиляционных отверстий.
-по поверхности грунта рекомендуется устраивать гидроизоляцию;
-защита древесины от увлажнения капиллярной влагой, поступающей соприкасающихся с ней частей здания, устройством гидроизоляции;
-гидроизоляционные прокладки делать под опорными частями деревянных ферм с нижней обвязкой стен;
-борьба с образованием конденсата;
-предотвращение увлажнения древесины бытовой влагой, сводящееся содержанию в надлежащем состоянии систем водоснабжения и канализащ рросушке помещений после мытья полов.
К конструктивным мероприятиям по борьбе с гниением следует отнести правильный подбор породы древесины для изготовления соответствующих деревянных конструкций или элементов.
6. Изготовление, транспортировка и монтаж деревянных конструкций. Древесина, предназначенная для несущих клееных конструкций, должна быть высушена до влажности 9-12%. После сушки могут возникнуть дефекты в виде поперечного коробления или другие недопустимые повреждения. Поэтому они проходят обязательное фрезерование по пласте на рейсмусовых или четырёхугольных строгальных станках с целью их калибровки по толщине и получения базовых поверхностей для дальнейшей обработки, а также лучшего выявления недопустимых природных пороков и дефектов обработки. Выявлеюнные недопустимые пороки и дефекты вырезают на торцовочных станках. После торцовки пиломатериалы поступают на линии склеивания досок. Склеиваемые поверхности, должны быть свежеотфрезерованными (время с момен фрезерования до нанесения клея не должно превышать 8 ч), очищенными от пыли и плотно прилегать одна к другой. Фрезерование и нанесение клея осуществляют на полуавтоматических линиях.
После нанесение на плети-заготовки клея предусмотрены сборка пакетов конструкций из подлежащих склеиванию заготовок, транспортирование их запрессовочным устройствам, запрессовка и выдержка под давлением для создания прочных монолитных соединений. Окончательная механическая обработка включает фрезерование боковых поверхностей, торцовку конструкций и сверление отверстий под болты, и соединительные детали.
Для увеличения долговечности и срока службы деревянных конструкий необходимо их защищать от увлажнения, гниения и возгорания, примени различные лаки, эмали, антисептики и антиперены.
Деревянные конструкции должны размещаться и закрепляться на транспортных средствах и при складировании в положении, близком к проектному. Строповка конструкций при погрузочно-разгрузочных и монтажных операциях должны производиться инвентарными стропами или специальными захватами. В случае строповки стальными канатами под них должны устанавливаться подкладки. Деревянные конструкции следует складировать следующим способом: элемент верхних поясов распорной системы в приспособлениях для пакетной транспортировки и складирования; стеновые панели - в вертикальном положении в контейнерах, на поддонах и подкладках.
Монтаж сборных деревянных конструкций разрешается начинать после окончании работ нулевого цикла по всему сооружению. Монтаж следует производить укреплёнными элементами, собираемыми на площадках укрупнительной сборки. Элементы деревянных конструкций при их сборке должны устанавливаться сразу в проектное положение по разбивочным осям и рискам, нанесённым на монтируемые элементы. До окончания выверки и закрепления конструкций не допускается опирание на них других монтируемых элементов. Систему необходимо монтировать с крайних пролётов. Первую систему после установки на место следует раскреплять временными связями и сразу же скреплять постоянными связями со второй после её установки. Каждая последующая система должна крепиться к ранее установленной постоянными или временными связями nocле выверки её положения.
Список использованной литературы.
- СНиП 2.01.07-85 Нагрузки и воздействия. Москва 1986.
- СНиП ii-25-80* Деревянные конструкции. Москва 1982.
- СНиП ii-23-81* Стальные конструкции. Москва. 1981.
- И. М. Гринь. Строительные конструкции из дерева и синтетических материалов. 1979 -расчёт панели покрытия, балки.
- Ю. В. Слицкоухов, И. М. Гуськов, Л.К. Ермоленко. «Индустриальные деревянные конструкции». Примеры проектирования. Москва, 1991 -расчёт фермы.
- Г. Н. Зубарев. «Конструкции из дерева и пластмасс» Москва, 1990 -расчёт фермы.
Москва 1986.
8. В. А. Харитонов, Ю. М. Дукарский. «Строительные конструкции» Москва
1983.
