Курсовий проект - Одноповерхова промислова будівля (на укр. яз.) - файл n2.doc

Курсовий проект - Одноповерхова промислова будівля (на укр. яз.)
скачать (273.3 kb.)
Доступные файлы (2):
n1.dwg
n2.doc472kb.06.02.2007 18:21скачать

n2.doc

1. Загальні положення.
У відповідності до завдання,

необхідно розробити проект одноповерхової виробничої будівлі, прольотом l = 17 м та висотою до низу несучих конструкцій Н= 6,8 м. Крок рам В = 4,6 м.

Довжина будівлі L=9В+20,8В=94,6+20,84,6=48,76м.

Висота ферми в середині прольоту

h = м.

Приймаємо h = 2200 мм (рис. 1.).
Рис.1. Схема прольоту будівлі

Будівля відноситься до другого класу відповідальності, для якої, відповідно зі СНиП 2.01.07 – 85 “Нагрузки и воздействия”, додаток 1, коефіцієнт надійності за призначенням n = 0,95.

У відповідності до завдання, будівля проектується в м. Луцьк, що відповідає згідно [ 2 ], І – му сніговому району, для якого нормативна величина тиску снігу на 1 м2 поверхні землі So = 0,5 кПа та ІІІ – му вітровому району, для якого нормативний тиск вітру Wo = 0,38 кПа.
Роботу починаємо з розробки технологічного проекту, який вимагає схему поперечної рами, схему розміщення вертикальних та горизонтальних в’язей, к – ції покриття та покрівлі, поздовжній розріз із стіновим заповненням.

У відповідності до завдання, необхідно розрахувати та законструювати консольно – балочні брущаті прогони, які опираються на крокв’яні ферми, та на які, в свою чергу вкладається подвійне дощате настилання. Прогони вкладаються на метало – дерев’яну трикутні ферму, яка в свою чергу, шарнірно опирається на клеєфанерні колони, які жорстко закріплені в фундаменті.

Для захисту стін від замочування, влаштовуємо кобилки з двох сторін будівлі, довжина яких с = 500 – 800 мм.

Для того, щоб знайти відстань між прогонами, знаходимо довжину верхнього поясу l1 = (0,5l )2 + h2 = 8,52 + 2,22 = 8,78 м.

Відстань між прогонами приймаємо а = (1,2 – 1,6) м = 1,35 м.

Уточнюємо розміри кобилки с = n al1 = 7  1,35 – 8,78 = 0,67 м , де

n – кількість відстаней між прогонами.

Отже, довжина верхнього поясу разом з кобилкою становить


lвп = l1 + с = 8,78 + 0,67 = 9,45 м.

За цими даними розробляємо технічний проект (рис. 2).

    1. Забезпечення просторової жорскості


Для забезпечення просторової жорсткості розробляємо систему горизонтальних та вертикальних в’язей.

Горизонтальні в’язі влаштовуємо в площині верхнього та нижнього поясів ферми (розпірки та хрестові в’язі між вузлами ферми верхнього поясу).

Вертикальні в’язі влаштовуємо між сусідніми фермами в прольоті та між колонами, по краям будівлі та всередині. За сортаментом, довжина елементів не повинна перевищувати 6,5 м.

Маркування в’язей представлено на технічному проекті (рис. 2).

Обв’язочний брус приймаємо поперечним перерізом 200 х 200 мм. Поперечний переріз інших елементів, - виходячи із граничної гнучкості  = 120 та розрахункової довжини в’язей, але не менше ніж 75 х 75 мм



  1. Розрахунок конструкції покрівлі.




    1. Розрахунок подвійного дощатого настилання.


Розрахуємо перехресне настилання під тришарову рубероїдну покрівлю холодної промислової будівлі для міста Луцьк. Кут нахилу покрівлі  = 14. Відстань між прогонами l1 = 1,35 м.

Робоче настилання орієнтовно приймаємо у вигляді дошок шириною bр= 15см, товщиною р = 22 мм покладених з зазором bo = 10 см.

Розрахунок настилання ведемо для смуги шириною b1 = 1 м. Збір навантажень на настилання проводимо в табличній формі ( табл. 1).

Таблиця 1


Збір навантажень на настилання, кН/м2.




з/п

Вид навантаження та

його підрахунок

Нормативне

навантаження

f

Розрахункове

навантаження

1

Тришарова рубероїдна покрівля

0,090

1,3

0,117

2

Захисне настилання

   = 0,016  500  10-2

0,080

1,1

0,088

3

Робоче настилання

bрр= 0,150,02250010-24

0,066

1,1

0,073

Всього

gn = 0,236




g = 0,278




Снігове навантаження

f = 1,6 , оскільки

0,5

1,6

0,8

Повне навантаження

qn = 0,736




q = 1,078

Настилання розраховуємо для двох сполучень навантажень:

а) власна вага покрівлі та снігове навантаження ( рис. 3, а);

б) власна вага та зосереджене (монтажне) навантаження

F = Fn f = 1  1,2 = 1,2 кН ( рис. 3, б).

Розрахунковий проліт настилання l1 = 1,35 м.

Засполучення навантажень “а” згинаючий момент становить

кНм.

Завдяки тому, що в конструкції присутнє захисне настилання (див. рис. 3, в), дію навантаження F = 1,2 кН вважаємо розподіленим на ширину 0,5 м робочого настилання. Тоді розрахункове зосереджене навантаження на ширині настилання b1 = 1 м складає кН.

Максимальний згинаючий момент за сполучення навантажень “б”

кНм.

Отже, найбільш невигідним для перевірки міцності настилання буде друге сполучення навантажень, для якого М2 = 0,706 кНм > M1 = 0,24 кНм.

Момент опору настилання см3.

Нормальні напруження

МПа < МПа, де

Rb = 13 МПа – розрахунковий опір деревини згину;

m=1,2 – коефіцієнт, який враховує короткочасність дії зосередженого навантаження;

с = 1,15 – коефіцієнт умов роботи настилання;

n = 0,9 – коефіцієнт надійності за призначенням.

Жорсткість настилання перевіряємо для першого сполучення навантажень. Момент інерції настилання см4.

Відносний прогин

, де

- граничний відносний прогин для настилання.

2.2. Розрахунок консольно – балочних прогонів.
Запроектуємо багатопролітний консольно – балочний прогон одноповерхової промислової будівлі (рис. 4). Крок несучих конструкцій В = 4,6 м. Матеріал прогону- сосновий брус, вологістю 12%.

Клас будівлі 2, температурно – вологісні умови експлуатації – А3.

Погонне навантаження на прогон від конструкції покрівлі та снігу складає:

Орієнтовно приймаємо переріз прогону 15 х 18 см. Погонне навантаження від власної ваги прогону:

Повне погонне навантаження на прогон:

Відстань від осі опори до стику приймаємо 0,15 l = 0,15  4,6 = 0,69 м, що відповідає рівномоментній схемі розрахунку, шарніри прогонів розміщуємо попарно, через проліт, виконуючи їх у вигляді косого прирубу. Крайні прольоти зменшуємо до 0,85 l = 0,85  4,6 = 3,91 м. За рівномоментної схеми максимальний згинальний момент в прольоті і на опорах кНм.

Необхідний момент опору поперечного перерізу см3.

Прийнявши ширину поперечного перерізу b = 12,5 см, отримаємо

см.

Приймаємо брус поперечним перерізом b x h = 12,5 x 10 см, для якого:

Wx = 260,4 см3, Іх = 1627,6 см4.

Перевіряємо напруження

МПа < МПа.

Максимальний прогин знаходимо за формулою:

см < fu = см.

Умови виконуються, отже розміри перерізу достатні.



  1. Розрахунок трикутної металодерев’яної ферми.




    1. Визначення загальних розмірів ферми.


Запроектуємо несучі конструкції холодного покриття для промислової будівлі в м. Луцьку. Розміри будівлі в плані 17,0 х 48,76 м. Матеріалом несучих конструкцій є сосна вологістю 12% і сталь С235.

В якості несучих конструкцій покриття приймаємо трикутні ферми. Верхній пояс ферми і стиснуті елементи решітки виконуються із брусів, нижній пояс і розтягнуті елементи решітки – металеві. Крок ферм В = 4,6 м, відстань між крайніми фермами в торцях будівлі – 3,68 м, проліт ферми L = 17,0 м, крок прогонів В1 = 1,35м

Висота ферми в прольоті h = 2,2 м, тоді:

tg  = ,  = 1451, sin  = 0,2506; cos  = 0,9681.

Довжина схилу верхнього поясу lвп = 8,78 м.

Ферма чотирипанельна по верхньому поясу і трипанельна по нижньому. Довжина панелей верхнього поясу однакова і складає АВ = ВБ = АБ/2 = 8,78/2 = =4,39 м. Стояк ферми розташований в місці зєднання панелей верхнього поясу по довжині перпендикулярно до нього.

Будівельний підйом ферми влаштовують за рахунок зменшення довжини стояків решітки ВД і ВД на величину м, де

fбуд = 0,01 L = 0,01  17 = 0,17 м.

Тоді довжина стояків

ВД = ВД = 4,39  tg  - 0,176 = 4,39  0,259 – 0,176 = 0,96 м.

Довжина елементів АД = ДБ = м.

Довжина елементу ДД = 2м.

Геометрична схема ферми наведена на рис. 4.



    1. Статичний розрахунок ферми.


Навантаження на ферму приведені в таблиці 2.

Таблиця 2


Збір навантажень на ферму, кН/м2.




з/п

Елементи покриття

Нормативне

навантаження

f

Розрахункове

навантаження

1

Конструкція покрівлі

0,236




0,278

2

Прогони (12,5 х 10 см)

0,063

1,1

0,069

Всього

0,299




0,347

3

Снігове навантаження

0,5

1,6

0,8

Повне навантаження

0,799




1,147


Навантаження від власної ваги ферми разом із вязями:

- нормативне кН/м2, де Кв.в. = 3 – коефіцієнт власної ваги ферми;

- розрахункове gф = gфn  f = 0,043  1,1 = 0,047 кН/м2.

Обчислимо навантаження, які діють на 1 метр погонний ферми:

а) постійне нормативне g = (gnпокр + gnф)B = (0,299 + 0,043)  4,6 = 1,57 кН/м;

б) постійне розрахункове g = (gпокр + gф) B = (0,347 + 0,047)  4,6 = 1,81 кН/м;

в) снігове нормативне gns = SoB = 0,5  4,6 = 2,3 кН/м.

г) снігове розрахункове gs = So  f B = 0,5  1  1,6  4,6 = 3,68 кН/м.

Визначення розрахункових зусиль в елементах ферми ведемо графічним методом від одиничного рівномірно розподіленого навантаження q = 1.

Зусилля в елементах ферм визначаємо для двох комбінацій навантажень:

а) 1–а комбінація – постійне навантаження та снігове на всьому прольоті ферми;

б) 2–а комбінація – постійне навантаження на всьому прольоті та снігове на половині прольоту ферми.

Зусилля від постійного та тимчасового навантажень для обох комбінацій визначаємо множенням зусиль від одиничного одностороннього рівномірно розподіленого навантаження за діаграмою Максвела – Кремони, на вантажні коефіцієнти g і gs (див. рис.5 і табл.3).

Від одиничного рівномірно розподіленого навантаження, у вузлах навантаження приймаємо таким:

F1 = F  0,5a1 = 1  0,5  4,49 = 2,245;

F2 = F  0,5( a1 + a2 ) = 1  0,5( 4,49 + 4,01 ) = 4,25;

F3 = F  0,5a2 = 1  0,5  4,01 = 2,005.

Таблиця 3

Розрахункові зусилля в елементах ферми, кН




Елементи


і опорні

реакції

Зусилля від одиничного

навантаження q = 1

Зусилля від

власної ваги

g = 1,81 кН/м

Зусилля від снігу

gs = 3,68 кН/м

Розрахункові

зусилля

зліва

справа

на всьому

прольоті

зліва

на всьому

прольоті

сніг

зліва

на всьому

прольоті

1


2

3

4

5

6

7

8

9

АВ


-16,484

-8,483

-24,967

-45,19

-60,66

-91,88

-105,85

-137,07

ВБ


-15,418

-8,483

-23,901

-43,26

-56,74

-87,96

-100,0

-131,22

АД


+15,958

+8,212

+24,170

43,75

58,73

88,95

102,47

132,69

ДД


+8,212

+8,212

+16,424

29,73

30,22

60,44

59,95

90,17

ВД


- 4,114

0

- 4,114

-7,45

-15,14

-15,14

-22,59

-22,59

ДБ


+7,680

0

+7,680

13,90

28,26

28,26

42,16

42,16

Опорні


реакції

6,375

2,125

8,5

15,39

23,46

31,28

38,85

46,67


3.3 Підбір перерізів елементів ферми.
Верхній пояс.

Вузли верхнього поясу виконують лобовим упором елементів. Розрахунок елементів ведуть за схемою стиснуто – зігнутого стержня. Розрахунковий проліт l = = АВ = 4,39 м. Підбір перерізу проводять за розрахунковими зусиллями І – ої комбінації навантажень:

кНм.

Для зменшення моменту від зовнішнього навантаження Мg вузли верхнього поясу ферми конструюють з позацентровою передачею поздовжніх зусиль з відємним ексцентриситетом, завдяки чому в елементах верхнього поясу виникає розвантажуючий момент Ме = Ne. Оптимальну величину ексцентриситету е знаходять із умови рівності напружень в перерізі елемента посередині і на кінцях панелі

6 см, де

 = 0,5 – коефіцієнт, прийнятий орієнтовно.

Ексцентриситет в елементах утворюють шляхом зміщення центру площадок зминання у вузлах донизу від геометричної осі верхнього поясу на величину е, що конструктивно досягається влаштуванням врізок в торцях елементів на глибину 2е від верхньої грані. Приймаємо ексцентриситет у вузлах верхнього поясу однаковим і рівним е = 6 см.

Приймаємо верхній пояс з брусу шириною b = 15 см і визначаємо необхідні мінімальні розміри торцьових площадок зминання в вузлах ферми:

а) в опорному і гребеневому вузлах зминання деревини відбувається під кутом  - 1 = 1431 - 112 = 1319 до напрямку волокон, де

.

см, де

кН/см2;

б) в проміжному вузлі зминання деревини відбувається вздовж волокон

см, де

Rp = 1,3 кН/см2 – розрахунковий опір деревини зминанню вздовж волокон для 2 – го сорту;

Rp,90 = 3 кН/см2 - розрахунковий опір деревини зминанню поперек волокон для 2 – го сорту.

Необхідна висота брусу верхнього поясу ферми

hnec = hp,max + 2 е = 7,03 + 2  6 = 19,03 см.

Приймаємо h = 20 см.

Перевіряємо прийнятий переріз.

Геометричні характеристики: Аf = A = 15 x 20 = 300 см2;

Wx = 1000 см3.

Гнучкість елемента в площині ферми .

Розрахунковий згинаючий момент М = Мg – Me = Mg – NABе = 12,40–137,070,06 = 4,18 кНм.

Коефіцієнт .

Максимальні нормальні напруження :

а) в середині прольоту МПа

< МПа.

Умова на виконується, отже збільшуємо висоту перерізу h = 25 см.

Тоді Аf = A = 15 x 25 = 375 см2; Wx = 1562 см3. ; .

МПа <

< МПа;

б) на кінцях панелі МПа <

< МПа.

Перевіряємо прийнятий переріз на розрахункові зусилля від 2 – ї комбінації навантажень (NAB = 105,85 кН, М=Мg–Me=Mg – NABе = 12,40–105,850,06 = 6,05 кНм) тільки в середині панелі.

Коефіцієнт .

МПа < МПа.

Стійкість верхнього поясу із площини ферми забезпечена прогонами і дощатим настиланням.
Розтягнуті елементи.

Розрахункові зусилля в елементах: NАД = 132,69 кН; NДД = 90,17 кН;

NДБ = 42,16 кН.

Проектуємо розтягнуті елементи з двох круглих тяжів.

Необхідна площа перерізу елемента АД: см2, де

Ry = 230 МПа – розрахунковий опір для сталі С235, товщиною 2 – 20 мм.

Необхідний діаметр одного тяжа визначаємо за виразом


см, де

0,8 – коефіцієнт, який враховує послаблення перерізу різьбою;

0,85 – коефіцієнт несумісності роботи двох стержнів.

Приймаємо елемент АД з двох стержнів діаметром 25 мм кожний.

Аналогічно визначаєм діаметри стержнів елементів ДД і ДБ.

см2, см2,

см,

см,

Приймаємо елемент ДД з двох стержнів діаметром 20 мм кожний, а елемент ДБ – з двох стержнів діаметром 14 мм кожний.

Для зменшення прогину елемента ДД передбачаємо підвіску із круглої сталі діаметром 14 мм. Діаметри петель для приєднання тяжів до проміжних вузлів нижнього поясу за умови рівноміцності приймаємо: для АД – dnem = 20 мм; для ДД - dnem = 16 мм; для ДБ - dnem = 14 мм.

Стержні ДД та інших елементів розташовані щільно один до одного та зєднані між собою по довжині через 1 м за допомогою зварювання.
Стиснуті елементи.

Розрахункове зусилля NВД = - 22,59 кН, розрахункова довжина lВД = 0,96 м. Приймаємо переріз стояка b x h = 150 x 75 мм і перевіряємо його:

а) із умови зминання підбалки поперек волокон над торцем стояка

МПа < Rp, 90 = 3,46 МПа, де

МПа.

Rc90 = 1,8 МПа, lp = b = 7,5 см – довжина площадки зминання вздовж волокон деревини.

б) на стійкість в площині ферми

; .

МПа < МПа.


    1. Розрахунок та конструювання вузлових зєднань.


Опорний вузол (рис. 6 ).

Розрахункові зусилля NAB = -137,07 кН; NАД = 132,69 кН; RA = 46,67 кН.

Необхідна довжина горизонтальної площадки опирання із умови зминання обвязочного брусу поперек волокон визначається за формулою

см, де

МПа.

Приймаємо l = 12 см.

Для утворення горизонтальнох опорної площадки використовуємо подушку перерізом 150 х 250 мм довжиною 600 мм із зрізкою горизонтальної площадки 120 мм. Подушка врізається в брус верхнього поясу на глибину 90 мм, що забезпечує необхідний ексцентриситет е = (0,5  25 – 9) + 0,5  9 = 8 см і достатню площу зминання торця 9 см > hр = 7,03 см.
Перевіряємо довжину подушки на сколювання вздовж волокон

см, де

Rbr = 2,1 МПа – розрахунковий опір сколюванню вздовж волокон.

Подушка кріпиться до брусу двома парами болтів діаметром 16 мм. Нижній пояс приєднується до опорного вузла траверсою, звареною із швелера № 10, стінка якого підсилена листом товщиною 10 мм, і листа розміром 20 х 160 мм. Ширина листа забезпечує необхідний розмір висоти площадки зминання торця верхнього поясу ( подушки), який дорівнює hр = 7,03 см.

Траверса розраховується на згин з розрахунковим прольотом, рівним відстані між вітками нижнього поясу l = b + 2(dAД + 1,5) = 15 + 2(2,5 + 1,5) = 23 см.

Розрахунковий момент кНсм.

Геометричні характеристики перерізу:

а) площа перерізу А = АЛ1 + АШ + АЛ2 = 10  1 + 10,9 + 16  2 = 52,9 см2;

б) положення центру ваги см, де

у = 5,1 см (див. рис. );

в) момент інерції перерізу

см4, де

см4 – момент інерції швелера і листа (t = 10),

см4 – момент інерції листа 20  160 мм відносно власних осей;

г) мінімальний момент опору

см3.

Нормальні напруження кН/см2 < кН/см2.

Перевіряємо на згин лист траверси за величини тиску від зусилля в нижньому поясі кН/см2, де

lт = 16 см – довжина листа траверси.

Згинаючий момент для смуги середньої ділянки шириною b = 1см за прольоту l = 10 см і защемлених кінцях кНсм.

Те ж саме, для консольної ділянки з l = 3 см кНсм.

Необхідна товщина плити см.

Приймаємо t = 2 см.

Розраховуємо зварні шви для кріплення швелера до листа. Довжина траверси 23 + 25 = 33 см. Необхідна висота шва:см

lw = 32 см – розрахункова довжина шва;

f = 0,9 – коефіцієнт переходу від катета шва до ширини відповідної площини руйнування;

Rwf =МПа – розрахунковий опір в перерізі по металу шва;

Rwun = 410 МПа – нормативний опір металу шва за тимчасовим опором;

wm = 1,25 – коефіцієнт надійності за матеріалом шва;

wf = 1 – коефіцієнт умов роботи шва;

с = 1 – коефіцієнт умов роботи.

Приймаємо катет щва kf = 4 мм.

Кріплення ферми до обвязочного брусу виконуємо на болтах d = 16 мм за допомогою кутиків 80  8 мм.
Вузол нижнього поясу (рис. 7).

Розрахункові зусилля NАД = 132,69 кН; NДД = 90,17 кН;

NВД = - 22,59 кН; NДБ = 42,16 кН.

Фасонки у вузлі виконані із листової сталі tф = 10 мм з отворами для валиків. Елементи нижнього поясу і розкіс кріпляться за допомогою петель, діаметри яких розраховані в п.3.3. Розрахунковий проліт валиків lв =dпет + tф = 20 + 10 = 30 мм = 3см

Розрахунковий момент в валиках для кріплення горизонтальних тяжів за максимальним зусиллям кНсм.

Необхідний діаметр валиків см.

Приймаємо d = 36 мм.

Перевіряємо прийнятий діаметр валика:

а) на зріз кН/см2 < кН/см2;

б) на зминання фасонки кН/см2 < кН/см2, де Rs = кН/см2 , Rр = кН/см2 ,

m = 1,025 – коефіцієнт надійності за матеріалом.

Таким же чином підбираємо валик для кріплення розкосу.

Розрахунковий проліт валиків lв =dпет + tф = 14 + 10 = 24 мм = 2,4 см.

Розрахунковий момент в валиках для кріплення розкосу тяжів за максимальним зусиллям кНсм.

Необхідний діаметр валиків см.

Приймаємо d = 27 мм.

Найменша ширина фасонок в місці послаблення отворами

см.

Із конструктивних міркувань приймаємо

bф = 2  1,5dв = 2  1,5  3,6 = 10,8 см  11 см > bmin = 6,34 см.

Мінімальна довжина зварних швів при kf = 7 мм для кріплення петель до тяжів із двох круглих стержнів см.

Приймаємо lw = 6 см.

Оскільки в стояку діють тільки зусилля стиску, то впираємо його в кутик 125908 мм, який приварений до фасонок, і кріпимо двома болтами діаметром d = = 10 мм.
Проміжний вузол верхнього поясу (рис. 8 ).

Зусилля від одного елемента верхнього поясу на другий передаються лобовим упором через площадки зминання, висота яких hp = h – 2e = 20 – 2  6 = 8 см більша необхідної висоти hnec = 7,03 см. Стик у вузлі перекривається двома деревяними накладками перерізом 15075 мм довжиною 720 мм на болтах діаметром d = 10 мм.

Зусилля від стояка передається на верхній пояс через торець упором. Накладки з брусів 7575 мм довжиною 350 мм і болти діаметром d = 10 мм приймаємо конструктивно.
Гребеневий вузол (рис. 9).

Розрахункові зусилля: NДБ = 42,16 кН; NВБ = -131,22 кН.

Зусилля від одного елемента на другий передається лобовим упором через дубову підкладку перерізом 100100 мм довжиною 150 мм. Розміри дубової підкладки приймаємо таким чином, щоб конструкція вузла забезпечувала:

а) необхідний розмір площадок зминання її торця ( 100 мм > 70,3 мм);

б) перетинання ліній дії зусиль у всіх елементах в одній точці з розрахунковим ексцентриситетом е = 60 мм;

в) розміщення траверс для кріплення розкосів.

Траверси влаштовують із швелера № 8, стінка якого підсилена листом товщиною 8 мм і шириною 50 мм, та листа перерізом 10100 мм. Розрахунок їх виконуємо аналогічно розрахунку траверси в опорному вузлі.

Розрахунковий згинаючий момент в траверсі

кНсм.

Геометричні характеристики перерізу:

а) площа перерізу А = АЛ1 + АШ + АЛ2 = 5  0,8 + 8,98 + 10  1 = 23 см2;

б) положення центру ваги см;

в) момент інерції перерізу

см4;

г) мінімальний момент опору

см3.

Нормальні напруження кН/см2 < кН/см2.

Перевіряємо на згин лист траверси за величини тиску

кН/см2, де

lт = 10 см – довжина листа траверси.

Приймаємо кінці защемленими і визначаємо згинаючий момент для смуги шириною b = 1см середньої ділянки за прольоту l = 8 см за формулою

кНсм.

Необхідна товщина листа см.

Приймаємо t = 10 мм.

Швелер і лист зварюють між собою швом з катетом kf = 4 мм.

Лист має коритоподіьну форму і є спільним для обох траверс. До нього двома болтами діаметром d = 10 мм кріпиться дубова підкладка і вертикальна підвіска із круглої сталі діаметром 14 мм.

Подібно до опроного вузла, в гребеневому вузлі використовують подушки 150250 мм довжиною 600 мм із врізкою в бруси верхнього поясу на глибину 90 мм. Лист траверси шириною 100 мм забезпечує необхідний розмір площадки зминання торця подушки, оскільки 100 мм > hp = 70,3 мм.


  1. Розрахунок та конструювання стояків поперечної рами.


4.1. Статичний розрахунок.
Розрахункові навантаження на стояк:

а) від покриття Fn = (gn + gф)В0,5Ln = (0,347 + 0,047)  4,6  8,5  0,95 = 14,64 кН;

б) від снігу Fs = gs  B  0,5L  n = 0,8  4,6  8,5  0,95 = 29,72 кН;

в) від стінового огородження з урахуванням елементів кріплення

Fcт = gnB(H + hop)  n = 0,347  4,6  6,8 0,95 = 10,31 кН;

г) розрахункове навантаження від власної ваги стояка приймаємо попередньо призначивши його поперечний переріз 170500 мм

Fв.в. = 0,17  0,5  6,8  1,1  500  10-2 = 3,18 кН.
Вітрове навантаження.

Швидкісний тиск вітру для ІІІ–го вітрового району (м.Луцьк) становить Wo=0,38 кПа Аеродинамічні коефіцієнти становлять:

С = 0,8 – при вітрових навантаженнях з навітряної сторони;

Сз = 0,6 – при вітрових навантаженнях з завітряної сторони.

Розрахункове вітрове навантаження на раму від стіни:

PДв = Wo  C  B  f  n = 0,38  0,8  4,6  1,4  0,95 = 1,86 кН/м;

PОв = - Wo  Cз  B  f  n = - 0,38  0,6  4,6  1,4  0,95 = 1,39 кН/м;

Зусилля в стояках рами, як системи один раз статично невизначеної, обчислюємо для кожного виду навантаження окремо, приймаючи жорсткість ригеля ЕІр = :

Хр = -3Н(PДв - PОв)/16 = -3  6,8(1,86-1,39)/16 = -0,60 кН;

- від стінового огородження за відстані між центрами стінового огородження та стояка е = 0,25 + 0,08 + 0,10 = 0,43 м

Мст = -Fст е = -10,31  0,43 = - 4,43 кНм;

Хст = -9 Мст / 8 Н = -9  (-4,43) / 8  6,8 = 0,73 кН.

Згинаючі моменти в нижній частині стояків:

а)кНм

б)кНм

де 2 = 0,9 – коефіцієнт сполучень навантажень, який враховує дію двох тимчасових навантажень.

Поперечні сили в місцях прикріплення стояків до фундаментів:

а)кН;

б) кН.

Розрахункові значення:

а) згинаючого моменту М = 35,56 кНм;

б) поперечної сили Q = 11,57 кН;

в) поздовжньої сили N=Fn+Fs+Fcm+Fв.в.=14,64 + 29,71 + 10,31 + 3,18 = 57,84 кН.


4.2. Розрахунок клеєфанерної колони
Приймаємо стояк будівлі (рис.10 а) із сосни та березової фанери марки ФСФ сорту В/ВВ вологістю W = 12%. Якість деревини пиломатеріалів та фанери повинні відповідати вимогам ГОСТ 3916-55. Склеювання елементів стояка виконуємо водостійким фенолформальдегідним клеєм марки КБ-3.

Поперечний переріз стояка приймаємо в межах ()Н = (68 – 34) см. Приймаємо h = 50 см.

Необхідний момент опору см3, де

mb i mf – відповідно коефіцієнти умов роботи, що враховують дію тимчасових навантажень та наявність послаблень в перерізі колони;

Rt – розрахунковий опір деревини розтяганню.

Необхідний момент інерції см4.


Задаємось товщиною фанерної стінки ф = 15мм і за умови Ix,nec = Ixf + Ixw знайдемо необхідний момент інерції поясу ( як для згинального елемента):

, тоді , де

Ix,f – момент інерції поясу відносно нейтральної осі;

Ixw – момент інерції стінок відносно нейтральної осі;

If – момент інерції поясу відносно власної осі;

Нехтуючи власним моментом інерції поясу, знайдемо площу поясу:

см2, де

см4; .

Приймаємо ширину дошок поясу bf = 100 мм, тоді сумарна товщина дошок поясу см.

Приймаємо пояси із чотирьох дошок: двох, що контактують з фанерною стінкою перерізом 10025 мм та двох 10050 мм між ними

п = 2  2,5 + 2  5 = 15 см > 7,75 см (див. рис. 10 а).

Проведемо перевірку стояка в перерізі 2 – 2 (рис.10 б) за приведеними характеристиками ( до деревини ).

Коефіцієнт жорсткості , де

см.

Приведена висота стояка см.

Приведена висота перерізу стояка см.

Геометричні характеристики для цієї висоти:

Гнучкість в площині рами .


Коефіцієнт .

Напруження МПа < Rc  mb=130,9=11,7 МПа,

де см2;



Перевіримо стояк рами на стійкість плоскої форми деформування

Гнучкість .

Коефіцієнт .


см; см3.

Гнучкість рами із площини . Стояк розкріплюємо розпоркою посередині, тоді .

Коефіцієнти ; ;

; .

Перевіримо стійкість плоскої форми деформування

<1, стійкість забезпечена, однак із конструктивних міркувань верх стояка розкріплюємо обвязочним брусом.

Перевіримо клейовий шов на дотичні напруження між стінкою і поясами:

МПа < Rф,s = Rф,ск  mb = 0,6  0,9 = 0,54 МПа, де

см3 – статичний момент поясу;

Момент інерції приведений до стінки

см4.

Умова виконується.

Перевіримо міцність фанерної стінки на зріз:

МПа < Rф,s = Rф,ск  mb = 0,6  0,9 = 0,54 МПа, де

Статичний момент половини перерізу фанерної стінки і поясу

см3.

Умова виконується.

Перевіряємо міцність фанерної стінки на головні розтягуючі напруження за формулою

МПа < Rфt,45  mb = 4  0,9=3,6 МПа, де

МПа. Умова виконується.
Перевіримо фанерну стінку на стійкість із площини без урахування поздовжньої сили, яка сприймається поясами. Відстань між ребрами жорсткості а = 105 см ( див. рис. 10 в ). Оскільки відношення , то перевірку на місцеву стійкість не проводимо.

4.3. Розрахунок опорного вузла колони.
Опорний вузол розраховуємо за схемою рис. 11. Анкерні болти розраховуємо на максимальне розтягуюче зусилля при дії постійних навантажень з коефіцієнтом f=0,9 та вітрового тиску. Тоді:

а) поздовжня сила N = (Fn + Fcm + Fb.b )f / f = (14,64 + 10,31 + 3,18)  0,9/1,1 = 23,02 кН;

б) згинаючий момент



Приймаємо опорну плиту бази колони розміром 30  60 см. Знайдемо напруження на поверхні фундаменту за формулою

, при  = 0,88, тоді

кН/см2; кН/см2.

Відносний ексцентриситет см, отже, необхідно проводити розрахунок анкерних болтів.

Для фундаменту приймаємо бетон класу В10, для якого Rb = 6 МПа.

Зусилля в анкерних болтах кН, де

см, см.

Площа поперечного перерізу болта см2, де

Rbt = 18 кН/см2 – розрахунковий опір анкерних болтів.

За табл. 6.4.23 [3] приймаєм діаметр болта d = 20 мм, Аn = 2,25 см2. Анкерні болти кріпимо до елементів бази, які приймаємо конструктивно і заводимо в фундамент на величину l = 35 d = 70 см.


  1. Захисна обробка та конструктивні заходи захисту

дервини від вогню та загнивання.
Вогнестійкість конструкцій залежить від тривалості часу, протягом якого в умовах пожежі вони не втрачають несучої здатності і стійкості. Вогнестійкість констукцій із деревини відносно висока в порівнянні з металевими конструкціями, але менше ніж в залізобетонних. Під дією вогню деревина обвуглюється зі швидкістю 0,6 – 1 мм на хвилину. В результаті обвуглення переріз деревини зменшується, внаслідок підвищення температури міцність деревини знижується, що приводить до руйнування конструкції. Стійке горіння деревини проходить при нагріванні її до 250 - 300С і наявності кисню.

Найбільш вогнетривкими є масивні перерізи з цільної клеєної деревини. Повітряна суміш частинок деревини є вибухонебезпечною.

Пожежостійкість конструкцій із деревини забезпечується конструктивними та технологічними заходами.

Конструктивні заходи: використання масивних цільних перерізів без гострих ребер, відсутність щілин і тріщин. Не можна використовувати горячі утеплювачі, металеві деталі необхідно захищати вогнетривким покриттям. Будівлі з конструкціями із деревини повинні бути поділені протипожежними діафрагмами, які розміщуються поперек з кроком не більше 6 м ( вздовж несучих конструкцій). Огорожуючі конструкції покриття теж поділяються на відсіки діафрагмами із негорючих матеріалів. Крім того, поверхня елементів захищається асбоцементними або гіпсовими листами, штукатуркою.

Технологічний ( хімічний ) захист застосовують тоді, коли потрібно підвищити ступінь вогнестійкості будівель ( наприклад, у виробництвах, де є легкогорючі матеріали). Хімічний захист залежить від умов експлуатації, типу конструкцій, вогнестійкості будівель і споруд, глибини захисту ( просочення антипіренами ).

Вогнезахисні речовини при нагріванні розкладаються з виділенням великої кількості негорючих газів, збільшуючись в обємі захищають місце горіння від кисню, без якого воно неможливе. Просочення деревини може бути поверхневим і глибоким під тиском в автоклавах.

Такі антипірени, як ОФП-9, ВПД, МС 1:1, ТХЕФ підвищують межу вогнетривкості конструкцій перерізом 120  120 мм на 5 хв, зменшують межу розповсюдження вогню по деревяним конструкціям і переводять деревину в групу важкогорючих матеріалів.

Гниття деревини – біологічний процес, який приводить до її руйнування. Збуджують гниття гриби, які живляться живими або мертвими рослинами.

Гниття деревини в конструкціях починається із зволоженням, а продовжується при виділенні вологи з деревини, що гниє. При цьому поступово руйнуються клітини, дерево розпадається на куски.

Гниття добре розвивається при вологості від 20 до 70 % і температурі від 15 до 30С, наявності кисню, без якого гриб не росте. Змінюючи ці умови, можна запобігти гниттю.

Зниження температури зупиняє ріст гриба, але не вбиває його. Нагрів до +80С вбиває грибницю, при температурі +120С гинуть спори, що не заперчує повторного зараження дерева.

Основним в боротьбі з гнилизною дерева є підтримання його вологи до 20 %.

Деревина повинна бути захищена від дощу; термоізольована з холодної сторони і пароізольована з теплої, повинне бути забезпечене просушування в закритих частинах будівель.

Використовувати в деревяних будівлях внутрішні водовипуски забороняється, ліхтарі верхнього освітлення необхідно виконувати з вертикальними стінками; деревяні конструкції не можна використовувати в санвузлах, банях та інших будівлях з вологістю більше 75%.

Конструктивні заходи захичту обовязкові завжди.

Хімічний захист деревини ( просочуванням антисептиками ) використовують майже завжди, коли вологісь приміщення більше 20 %. Способи насичення вибирають в залежності від споруди, виду конструкції, вологи, умов експлуатації.

Антисептики бувають водорозчинні і масляні.

Насичення деревини на заводах ведуть під тиском в автоклавах або в спеціальних ваннах при вологості менше 25%. Якщо вологіст більше 25 %, то насичення антисептиками ведуть комбінованим методом в високотемпературних гарячо – холодних ваннах, які суміщують в собі як прогрівання, так і просушування дерева.

Глибоке насичення складає при використанні водорозчинних антисептиків для заболоні – не менше 10 мм, для ядра – 2 мм, для маслянистих антисептиків – 15 і 5 мм відповідно.

Утеплювачі на основі деревини просочуються в ваннах гарячим водним розчином фторідного антисептика при температурі 80 - 90С і при 60 – 70С – якщо використовується фенольний антисептик.

До водорозчинних антисептиків відносяться: фторід натрію, кремнефторід натрію в суміші з фтористим натром.

Для підземних частин конструкцій із дерева використовують парофозну фенольну смолу.

До масляних антисептиків відносять: камяновугільне креозотове і атраценове масло, деревинний дьоготь, деревинну смолу, сланцеве масло та деревинний креозот.

На будівельних майданчиках захист ведуть розчинами антисептиків або пастами марок М200, М100, які наносять пензлями в один або два шари.


Список використаної літератури.


  1. А.П. Погореляк, В.В. Романюк, В.С. Чорнолоз, О.А. Погореляк. Конструкції з деревини та пластмас. – Рівне, 2001 р.




  1. В.А. Иванов. Конструкции из дерева и пластмасс. Примеры расчета и конструирования. – Киев. Вища школа, 1981 г.




  1. В.І. Бабич, В.І. Огороднік, В.В. Романюк. Довідник. Таблиці для проектування будівельних конструкцій. – Рівне, 1999 р.




  1. Методичні вказівки 051 – 70. До виконання курсового проекту з дисципліни “ Конструкції з деревини та пластмас”. – Рівне, 1994р.




  1. Методичні вказівки 051 – 93. До виконання курсового проекту з дисципліни “ Конструкції з деревини та пластмас”. – Рівне, 1997р.




  1. Методичні вказівки 051 – 102. До курсового проектування з дисципліни “ Конструкції з деревини та пластмас”. – Рівне, 1999р.



Зміст.


  1. Загальні положення.......................................................................................




    1. Забезпечення просторової жорсткості..............................................




  1. Розрахунок конструкції покрівлі.................................................................




    1. Розрахунок подвійного дощатого настилання.................................

    2. Розрахунок консольно – балочних прогонів....................................



  1. Розрахунок трикутної металодеревяної ферми.........................................




    1. Визначення загальних розмірів ферми.............................................

    2. Статичний розрахунок ферми............................................................

    3. Підбір перерізів елементів ферми.....................................................

    4. Розрахунок та конструювання вузлових зєднань............................




  1. Розрахунок та конструювання стояків поперечної рами..........................

    1. Статичний розрахунок.......................................................................

    2. Розрахунок клеєфанерної колони.....................................................

    3. Розрахунок опорного вузла колони..................................................




  1. Захисна обробка та конструктивні заходи захисту деревини від вогню та загнивання..............................................................................


Список використаної літератури...............................................................

Учебный материал
© bib.convdocs.org
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации