Министерство высшего образования Российской Федерации

Тюменская государственная архитектурно-строительная академия

Кафедра строительных конструкций

ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА

К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ

По дисциплине “Деревянные конструкции” на тему:

“Расчет и конструирование основных несущих и ограждающих конструкций деревянного каркаса здания”
Выполнил:

Проверил:
г.Тюмень, 2001.
Содержание.

1. 
   Расчет трехслойной клеефанерной конструкции
   

Покрытия 3

2. 
   Расчет фермы. 7
   
3. 
   Расчет стоек рамы. 13
   
4. 
   Расчет узловых соединений 18
   

Список литературы. 22
Расчет трехслойной клеефанерной конструкции покрытия.
Конструктивное решение панели. Поперечное сечение панели принимаем коробчатой формы. Каркас панели выполняется из сосны II категории; обшивки из плоских листов фанеры марки ФСФ сорта В/ВВ. При стандартной ширине листов Фанеры 1525 мм с учетом обрезки кромок, ширину панели по верхней и нижней поверхностям принимаем равной 1490 мм, что обеспечивает зазор между панелями 10 мм.

Зазор перед укладкой рулонного ковра заполняется теплоизоляционными материалами, а бруски, образующие четверть в стыке, соединяются гвоздями диаметром 5 мм через 300 мм. В продольном направлении длина панели принимается 4980 мм при зазоре между панелями 20 мм.

В качестве утеплителя принимаем твердые минераловатные плиты на битумной связке.

Конструктивно принимаем верхнюю и нижнюю обшивки толщиной 8 мм.
Расчет панели на общий изгиб.

При L/C = 498/23,5 = 21,2 > 6, учитывая неравномерность распределения напряжений по ширине панели, уменьшаем расчетную ширину фанерной обшивки путем введения в расстояни между ребрами коэффициента 0,9. Получаем:

b_пр = 23,50,95 + 4,66 + 4,4 = 138 см

Приведенная к семислойной площадь сечения панели:

F_ф.пр. = k_ф (_фb_пр + _ф^’b_пр(Е_ф^’/Е_ф)) + dc_оn(Е_др/Е_ф) = 0,6 (0,8138 + 0,8138(85000/85000)) + 4,614,66(100000/85000) = 607 см²

Где k_ф – коэффициент, учитывающий снижение расчетного сопротивления в стыках фанерной обшивки и принимаемый равным для фанера марок ФСФ и

ФК – 0,6

_ф^’ и _ф – толщины соответственно нижней и верхней обшивок семислойной фанеры, принимается 0,8 см.

Е_ф = Е_ф^’ = 85000 кг/см² – модули упругости семислойной фанеры

Е_др = 100000 кг/см² – модули упругости древесины ребер

d = 4,6 см – толщина ребра панели

c_о = 14,6 см – ширина доски ребра с учетом острожки

n – количество ребер

Определяем положение нейтральной оси и приведенный к фанере момент инерции сечения относительно нижней плоскости:

S_ф.пр. = _фb_пр (с_о + _ф^’ + _ф0,5) + dc_оn(с_о0,5 + _ф^’(Е_др/Е_ф)) + _ф^’b_пр(_ф^’/2)  (Е_ф^’/Е_ф) = 0,8138 (14,6 + 0,8 + 0,80,5) + 4,614,66(14,60,5 + 0,8(100000/85000)) + 0,8138(0,8/2)(85000/85000) = 5110 см³

z_о = (S_ф.пр.)/(F_ф.пр.) = 8,42 см.
Приведенный к фанере верхней обшивки момент инерции:

I_ф.пр. = n(dc_о³/12)(Е_др/Е_ф) + _фb_пр(с_о – z_о)² + _ф^’b_прz_о²(Е_ф^’/Е_ф) =

= 6(4,614,6³/12)(100000/85000) + 0,8138(14,6 – 8,42)² + 0,81388,42²(1) =

= 20464,5 см⁴

Нагрузки на покрытие, кгс/м² Таблица № 1.

Вид нагрузки	Норматив. нагрузка	Коэф. перегрузки	Расчетная нагрузка
Постоянная нагрузка Кровля рулонная трёхслойная Фанера – (0,008 + 0,008)640 Каркас из древесины– 0,040,146(500/1,5)6 Утеплитель (минераловатные плите на битумном связующем)	12 10,3 13,5 20	1,2 1,1 1,1 1,2	15 11,4 15 24
ИТОГО Снеговая нагрузка	55,8 70	1,55	65,4 109
ПОЛНАЯ НАГРУЗКА	125,8		175

В итоге получим следующие значения момента и поперечной силы:

М = 0,1251,5ql² = 82031,3 кгссм

Q = ql/2 = 784,9 кгс

Далее проверяем прочность панели на изгиб:

в растянутой обшивке

Мz_о/ I_ф.пр. = 82031,3*8,42/20464,5 = 33,8 < 130*0,6 = 78 кгс/см²

в сжатой обшивке

М(с_о + _ф^’ + _ф – z_o)/I_ф.пр. = 82031,3*(14,6 + 0,8 + 0,8 – 8,42)/20464,5 = 31,2 < <100*0,8 = 80 кгс/см²

Относительный прогиб панели от нормативной нагрузки без учёта ослабления обшивок стыками определим по формуле:

f /l = (q^н l³ )/(E_ф*I_ф.пр.) = = 0,002 < [f /l] = 1/250

Проверку скалывающих напряжений производим по клеевому шву между шпонами фанеры:

= = 1,5 < R_ск = 7 кгс/см²

S_об = 1380,87,4 = 818 см³ – статический момент верхней полки относительно нейтральной оси.
РАСЧЕТ ФЕРМЫ.

Определение общих размеров фермы

Высота фермы H = (1/5+1/6)L. Принимаем H = 3,2м,

тогда tgα = 3,2*2/17 = 0,376 и α = 20⁰40^’; sinα=0,375; cosα=0,927.

Длина ската верхнего пояса АБ = = 9,08 м.

Ферма четырёхпанельная по верхнему поясу, трехпанельная по нижнему поясу; скат состоит из двух элементов одинаковой длины; стойка примыкает к верхнему поясу в месте стыка элементов и расположена перпендикулярно к нему.

Длина панелей верхнего пояса АВ = ВБ = 9,08/2 = 4,54 м.

Строительный подъем фермы создается за счет уменьшения длины стоек решетки на величину 0,17/ cosα = 0,17/0,936 = 0,182 м, здесь 17 см = L/100 -строительный подъем.

Тогда длина стоек ВД = В’Д’ = 4,54*tgα – 0,182=4,54*0,376 – 0,182=1,525 м.

Длины элементов АД = ДБ === 4,789 м

Длина элемента ДД’= 2*= 7,398м

Определение нагрузок

Постоянная нагрузка на 1м² горизонтальной проекции крыши:

– нормативная g_кр^н = 55,8/cosα = 55,8/0,936 = 59,62 кгс/м²

– расчетная g_кр^р = 65,4/cosα = 65,4/0,936 = 69,87 кгс/м²
Статический расчет фермы.

Определение нагрузок.

Собственный вес фермы со связями

G_ф^н=(g^р_кр+p^н_сн)/((1000/k_с.в.L) – 1) = (59,62 + 70)/((1000/4*17) – 1) =

= 9,46 кгс/м².

где k_с.в.= 4 – коэффициент собственного веса фермы.

Расчетная нагрузка на 1 м горизонтальной проекции верхнего пояса фермы:

-от собственного веса покрытия

g^p = (g^н_кр + g^н_ф) nB = (59,62 + 9,46)*1,1*5 = 379,94 кгс/м;

-от снега

P^p_сн = р^н_сн n_сн B = 70*1,506*5 = 527,1 кгс/м.

Расчетные узловые нагрузки:

узел А:

постоянная G_A = g^p (AB/2)cos = 379,942,270,936 = 807,26 кгс;

от снега Р_А= P^p_cн(AB/2)cos = 527,12,270,936 = 1119,94 кгс.

Узел В и Б:

Постоянная G_В,Б = g^pABcos = 379,94*4,54*0,936 = 1614,53 кгс;

От снега Р_В,Б = Р^р_снABcos = 527,1*4,54*0,936 = 2239,88 кгс.

Ветровая нагрузка на ферму не учитывается.

Определение расчетных усилий.

Продольные усилия в элементах фермы определяем при двух комбинациях нагрузок:

1-я комбинация-постоянная нагрузка и снеговая на всем пролете;

2-я комбинация-постоянная нагрузка и снеговая на половине пролета.

Расчетные продольные усилия в элементах фермы находятся как наиболее невыгодное сочетание усилий от постоянной нагрузки плюс усилия от снега на всем пролете.
Таблица № 2. Расчетные усилия в элементах фермы, кгс.

элементы и опорные реакции	усилия от собственного веса G=1614,53кгс	усилия от снеговой нагрузки P =2239,88 кгс	расчетные усилия при снеге на всем пролете	обозначения усилий
АВ	-6776,21	-9400,81	-16177,02	О1
ВБ	-6209,53	-8614,64	-14824,17	O2
АД	+6332,3	+8784,94	+15117,24	V1
ДД’	+4263	+5914,27	+10177,27	V2
ВД	-1414,35	-1962,16	-3376,51	D1
ДБ	+2055,92	+2852,24	+4908,16	D2

Rа = 7708,82 кгс;
Подбор сечений элементов фермы.

Верхний пояс.

Узлы верхнего пояса выполняются с лобовым упором элементов. Расчет элементов ведем по схеме сжато-изгибаемого стержня.

Расчетный пролёт L = 454 см. Подбор сечения проводим по расчетным усилиям от 1-ой комбинации нагрузок:

Продольному усилию в стержне О₁ = - 16177,02 кг и изгибающему моменту от внешней местной нагрузки

Mg = (g + p)*cos²*L²/8 = (3,8 + 5,27)*0,936²*454²/8 = 204729,63кг*см.

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

е = Mg/{O₁*( + 1)} = 204729,63/(16177,02*(0,5 + 1)) = 8,44 см.

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

Эксцентриситет создаётся в элементах смещением центра площадок смятия в узлах вниз от геометрической оси верхнего пояса на величину е,что конструктивно достигается устройством врезок в торцах элементов на глубину 2е от верхней грани. Принимаем эксцентриситеты в узлах верхнего пояса одинаковыми и равными е = 8,4 см.

Принимаем верхний пояс из бруса шириной b = 20 см. Определяем требуемые минимальные размеры торцовых площадок смятия в узлах фермы:

в опорном и коньковом узлах hсм = V1/(b*Rсм) = 15117,22/(20*113,5) = 6,66 см;

Rсмα = 130/(1+(130/30 – 1)*0,352³) = 113,5 кгс/см;

в промежуточном узле hсм = O1/(b*Rсм) = 16177,02/20*130 = 6,22 см.

Тогда требуемая высота бруса верхнего пояса фермы:

hтр = hсм + 2*e = 6,66 + 2*8.4 = 23,46 см;

Принимаем h = 24 см, откуда r = 0,289*h = 0,289*24 = 6,94 см.

Проверяем принятое сечение.

Геометрические характеристики:

Fнт = Fбр = b*h = 20*24 = 480 см²;

Wр = b*h²/6 = 20*24/6 = 1920 см³;

гибкость элемента в плоскости фермы  = l/r = 454/6,94 = 65,42

Расчетный изгибающий момент

M = Mg – Me = 204729,63 – 16177,02*8,4 = 68842,66 кг*см .

Коэффициент  = 1 – ²*O₁/(3100*Rc*Fбр) = 65,42²*16177,02/3100*130*480 =0,36

Максимальные нормальные напряжения:

в середине пролёта

 = O₁/Fнт + M*Rc/(*W*Rи) = 16177,02/480 + 68842,66*130/(0,36*1920*150) = 120 кгс/см²  Rc = 130 кгс/см²;

по краям панели

 = O₁/Fнт + Me/W = 16177,02/480 + 16177,02*8,4/1920 = 104,48 Rc = 110кгс/см²;

Устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы обеспечена прогонами покрытия.
Растянутые элементы.

Расчетные усилия в элементах:

АД – V₁ = 15117,22 кгс; ДД^’ – V2 = 10177,34 кгс; ДБ – D2 = 4908,16 кгс;

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

Fтр = V₁/R = 1511,22/2100 = 7,2 см².

Требуемый диаметр одного тяжа определяем из формулы

0,8**d²/4 = Fтр/(2*0,85);

d = = = 2,6 см;

где 0,8 – коэффициент, учитывающий ослабление сечения резьбой,

0,85 – коэффициент несовместности работы двух стержней.

Все элементы принимаем из двух стержней следующих диаметров:

АД – d = 28 мм; ДД’ – d = 24 мм; ДБ – d = 18 мм. Для уменьшения провисания элемента ДД΄ предусматриваем подвеску из тяжа d = 10 мм. Диаметры петель для присоединения тяжей к промежуточным узлам нижнего пояса по условию равнопрочности принимаем: для АД – d = 26 мм; ДД΄ - d = 22 мм; ДБ – d = 18 мм;

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

Расчетное усилие D₁ = -3376,51 кгс, расчетная длина l = 1,525 м.

Принимаем по сортаменту сечение стойки 200x75мм. Проверяем принятое сечение:

из условия смятия подбалки поперёк волокон под торцом стойки:

D₁/(b*hст) = 3376,51/20*7,5 = 22,51 < R_см90 = 37,41кг/см;

R_см90 = 18*(1 + 8/(h_см + 1,2)) = 18*(1 + 8/(6,22 + 1,2)) = 37,41 кгс/см²;

на устойчивость в плоскости фермы  = 152,5/(0,289*8,4) = 62,82;

 = 1 – 0,8*(λ/100)² = 1 – 0,8*(62,82/100)² = 0,684;

D₁/(*F) = 3376,51/(0,684*150) = 32,91 < 130 кгс/см².
Р
АСЧЕТ СТОЕК РАМЫ.
Выбор конструктивной схемы поперечной рамы здания.

Применяем клеёные стойки прямоугольного поперечного сечения, закрепляемые к фундаментам анкерными болтами. Ригель рамы принимаем в виде треугольной металлодеревянной фермы.
Статический расчет.

Определяем нагрузки на стойку рамы. Нагрузка от собственного веса фермы покрытия:

g_с.в = (0,654 + 1,09)/[{(1000/4*17) – 1}] = 0,127 кН/м² = 0,127 кПа

Постоянное расчетное давление на стойку от покрытия:

Р_ф.п = (0,654 + 0,127)*5*17/(2*0,95) = 34,94 кН;

от снеговой нагрузки

Р_ф.с = 1,09*5*17/(2*0,95) = 48,76 кН;

от стенового ограждения с учетом элементов крепления

Р_ст = (0,654 + 0,1)*5*8,4*0,95 = 30,1 кН.
Расчетную нагрузку от собственного веса стойки принимаем, задаваясь предварительно её сечением 180500 мм:

Р_с.в = 0,18*0,5*8,4*1,1*500/100 = 4,16 кН.
Ветровая нагрузка

Скоростной напор ветра w₀ = 0,38 кН/м²; с = 0,8; с₃ = - 0,6.

Расчетная ветровая нагрузка на раму от стены:

р^д_в = 0,38*0,8*5*1,4*0,95 = 2,02 кН/м;

р^о_в = - 0,38*0,6*5*1,4*0,95 = - 1,52 кН/м.

Усилия в стойках рамы как системы один раз статически неопределимой определяем для каждого вида загружения отдельно, принимая жёсткость ригеля EI_p = ∞.

От ветровой нагрузки на стены:

X_p= - 3*H*(p^Д_В – p^О_В)/16 = - 3*8,4*(2,02 – 1,52)/16 = - 0,79 кН;

От стенового ограждения при расстоянии между центрами стенового ограждения и стойки е = 0,25 + 0,08 + 0,10 = 0,43 м:

М_ст = - Р_ст*е = - 30,1*0,43 = - 12,94 кН*м;

Х_ст= - 9*М_ст/(8*Н)= - 9*(-12,94)/(8*8,4) = 1,73 кН.

Изгибающие моменты в нижнем сечении стоек:

М_лев = [-0,79*8,4 + 2,02*8,4²/2]*0,9 – 12,94 + 1,73*8,4 = 59,76 кН*м;

М_прав=[0,79*8,4 + 1,52*8,4²/2]*0,9 +12,94 – 1,73*8,4 = 52,64 кН*м;

Поперечные силы в заделке стоек:

Q_лев = (-0,79 + 2,02*8,4)*0,9 + 1,73 = 16,29 кН;

Q_прав = (0,79 + 1,52*8,4)*0,9 – 1,73 = 10,47 кН;

М_расч = 59,76 кН*м; Q_расч = 16,29 кН;

N_расч = 34,94 + 48,76*0,9 + 30,1+ 4,16 = 113,08 кН,

где к = 0,9 – коэффициент сочетания, учитывающий действие двух временных нагрузок.

Конструктивный расчет.

Принимаем клеёную стойку прямоугольного поперечного сечения шириной b=18 см и высотой h = 3,3*16 = 52,8 см, что составляет h/H = 52,8/840 = 0,06.

Геометрические характеристики поперечного сечения:

F = 18*52,8 = 950,4 м²; W = 18*52,8²/6 = 8363,5 см³; I = 18*52,8³/12 =

= 220796,9 см⁴.

Прочность поперечного сечения по нормальным напряжениям:

σ = N/F_расч + M_д/W = 113,08/950,4+ 8623/8363,5 = 1,150 кН/см² =11,5 Мпа < R_с = 15*1,2 = 18 МПа;

M_д = M/ξ = 59,76/0,693*1 = 86,23 кН*м;

где λ = l/r = 820*2,2/(0,289*52,8) = 118,22; φ = 3000/λ² =3000/118,22² = 0,215

ξ = 1 – N/φ*k*Rc*F= 1 – 113,08/(0,215*1*1,50*1,2*950,4 = 0,693;

Вдоль здания стойки раскрепляем вертикальными связями и верхним обвязочным брусом – распоркой. Связи раскрепляют обе наружные кромки стойки.

Проверяем устойчивость плоской формы деформирования с учетом подкрепления сжатой и растянутой кромок:
λ_y = 820/(0,289*18) = 157,63; φ_y = 3000/157,63² = 0,121;

k_пN = 1 + [0,75 + 0,06*(l/h_н)² + 0,6**l/h1]*m/(m+1)=

= 1 + [0,75 + 0,06*(820/72,6)² – 1]/2 = 4,7

= 0; m = 1; k= 2,32; h_н = 52,8 + 3,3*6 = 72,6 см;

φ_м = 140*b²*k*k/(l*h*m) = 140*18²*2,32*1/(820*72,6*1) = 1,768;

k_пM = 1 + (0,142*(l/h_н) + 1,76*(h_н/l₀)+1,4*α-1)*m/(m+1) =

= 1 + [0,142*(820/72,6) + 1,76*(72,6/820) – 1]/2 = 1,380;

N/φ*k*Rc*Fбр+Mg/φ*k*Ru*Wбр<1;



Проверяем клеевые швы: τ = Q*S_бр/(ξ*I_бр*b) < Rск;

τ = 16,29*11859,21/(573985,76*18*0,693) =

= 0,027 кН/см² = 0,27 Мпа < R_ск = 1,5*1,2 = 1,8 МПа,

где S_бр = 18*72,6²/8 = 11859,21 см³; I_бр = 18*72,6³/12 = 573985,76 см;

Стойки крепим к фундаменту с помощью анкерных болтов, закрепляемых к стальным траверсам.

Болты рассчитываем по максимальному растягивающему усилию при действии постоянной нагрузки с коэффициентом надежности γ_f = 0,9 вместо γ_f=1,1 и ветровой нагрузки: N = (34,94 + 30,1 + 4,16)*0,9/1,1 = 56,62 кН;

М = - 0,79*8,4 + 2,02*8,4²/2 + 1,73*8,4*(0,9/1,1) – 12,94*(0,9/1,1) = 65,93 кН*м.

Напряжение на поверхности фундамента:

σ = - N/b*h_н ± 6*M_д/b*h

σ = ;

где М_д = 6593/0,909 = 7253,03 кН*см;  = 1 – 56,62/(0,264*1,8*1306,8) = 0,909;

_max= - 0,502 кН/см²; _min= 0,416 кН/см².

Вычисляем размеры участков эпюры напряжений:

Х = σ*h_н/(σ+σ) = 0,502*72,6/(0,502 + 0,416) = 39,7 см;

а = (h_н/2) – (x/3) = 72,6/2 – 39,70/3 = 23,07 см;

е₀ = h_н – Х/3 – S = 72,6 – 39,70/3 – 6 = 53,37 см.

Усилие в анкерных болтах:

Z = (Mд – N*a)/e₀ = (7253,03 – 56,62*23,07)/53,37 = 111,43 кН;

площадь сечения болта F = Z/(R_bt*n) = 111,43/(25*0,8*0,85*2) = 3,28 см².

Принимаем болт d = 27 мм. Здесь R_bt = 25 кН/см² для стали марки С255.

Траверсу для крепления болтов рассчитываем как балку:

М = = *(22 – 18/2) = 387,24 кН*см.

Из условия размещения анкерных болтов d = 27 мм принимаем ∟110×8 мм с I_x = 198 см⁴ и Z₀ = 3 см (ГОСТ 8509-86):

σ = 387,24*(11 – 3)/198 = 15,65 кН/см= 156,5 МПа < Ry = 230 МПа;

Прочность клеевого шва от действия усилия Z:

τ = Z/(l*b) = 119,15/80*18 = 0,083 кН/см= 0,83 МПа < R_ск = 1,785 МПа,

где l_ш = 80 см; R^ср_ск = R_ск/(1 + β*l/e) = 2,1/(1+0,125*80/56,72) = 1,785 МПа;

e = 69,3 – Х/3 = 56,72 см; β = 0,125.
РАСЧЕТ УЗЛОВЫХ СОЕДИНЕНИЙ

Опорный узел.

Расчетные усилия: О₁ = - 16177,02 кгс; V₁ = 15117,22 кгс; R_А = 7708,82 кгс.

Требуемая длина горизонтальной площадки опирания из условия смятия обвязочного бруса поперек волокон при

R_см90 = 18(1 + 8/(20 + 1,2)) = 24,8 кгс/см² определяется

l^тр_гор = R_А/b*R_см90 = 7708,82/20*24,8 = 15,54 см; принимается l_гор = 18 см.

Для создания горизонтальной опорной площадки используем подушку сечением 200240 мм длиной 550 мм со стеской горизонтальной площадки

180 мм. Подушка врезается в брус верхнего пояса на глубину 80 мм , что обеспечивает требуемый эксцентриситет e = (24/2 – 8) + 8/2 = 8 см и достаточную площадь смятия торца 8 см > 6,22 см.

Проверяем длину подушки по скалыванию вдоль ее длины

l_под = О₁/b*R_ск = 16177,02/20*24 = 33,7 см < 55 см.

Подушка крепится к брусу двумя парами болтов d = 18 мм.

Нижний пояс присоединяется к опорному узлу траверсой, сваренной из швеллера N10 со стенкой, усиленной листом толщиной 10 мм, и листа размером 20160 мм. Ширина листа обеспечивает требуемый размер высоты площадки смятия торца верхнего пояса (подушки), равный h_см = 6,66 см. Траверса рассчитывается на изгиб с расчетным пролетом, равным расстоянию между ветвями нижнего пояса

l_тр = 20 + 2(3,2 + 1,4) = 29,2 см.

Расчетный момент

М_тр = V₁/2*(l_тр/2 – b/4) = (14,6 – 5) = 72562,7 кгс*см.

Геометрические характеристики сечения

-площадь сечения F=1*10 + 10,9 + 2*16 = 52,9 см²;

-положение центра тяжести z = S/F = 20,9*5,1/52,9 = 2,02 см;

-момент инерции сечения I = 22,4 + 20,9*2,98² + 32*2,02² = 338,57 см⁴

(22,4 см⁴-момент инерции швеллера с листом);

-минимальный момент сопротивления W = I/(h – z) = = 73,92см³

Нормальные напряжения

σ = М_тр/W = 72562,7/73,92 = 981,7 кгс/см² < 2100 кгс/см².

Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении от усилия в нижнем поясе

g = V₁/(16*b)=15117,22/(16*20)=47,24 кг/см² , где 16 см-длина листа траверсы.

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

М = g*l²/12 = 47,24*10²/12 = 393,7 кгс*см;

То же, для консольного участка вылетом l_к = 3 см

М = g*l²/2 = 47,24*3²/2 = 212,6 кгс*см.

Требуемая толщина плиты

δ_тр== = 1,1 см; принимаем 2 см.

Рассчитываем сварные швы для крепления швеллера к листу.

Длина траверсы 40 см. Требуемая высота шва

h_шв = V₁/(2*l_шв*0,7*R_св^уг) = 15117,22/(2*40*0,7*1500) = 0,18 см; принимаем швы максимально возможной высоты h_шв = 5 мм.

Крепление фермы к обвязочному брусу производится болтами d = 18 мм с помощью уголков 808 мм.

Промежуточный узел верхнего пояса

Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются лобовым упором торцов через площадки смятия, высота которых

h_тр = h – 2е = 24 – 2*8,4 = 7,2см. Стык в узле перекрывается двумя деревянными накладками сечением 15075 мм длиной 72 см на болтах d = 12 мм, которые обеспечивают жесткость узла из плоскости.

Усилие от стойки передаётся на верхний пояс через торец упором. Накладки из брусков сечением 7575 мм, длиной 380 мм и болты d = 10мм принимаются конструктивно.

Коньковый узел

Расчетные усилия: О₂ = 14824,17 кгс, D₂ = 4908,16 кгс. Усилия от одного элемента на другой передаются лобовым упором через дубовый вкладыш сечением 100100мм длиной 200 мм. Размеры дубового вкладыша принимаются таким образом, чтобы конструкция узла обеспечивала требуемый размер площадок смятия торца вкладыша – 100мм > 66,6мм, пересечение линий действия усилий во всех элементах в одной точке с расчетным эксцентриситетом е = 84 мм и размещение траверс для крепления раскосов.

Траверсы устраиваются из швеллера №8 со стенкой, усиленной листом толщиной 8 мм, и листа размером 10100 мм. Расчет их с определением геометрических характеристик сечения производится так же, как траверсы в опорном узле. Расчетный изгибающий момент в траверсе

М_тр = D₂/2*(l_тр/2 – b/4) = (25/2 – 20/4) = 18405,6 кгс*см.

Геометрические характеристики сечения:

-площадь сечения

F = 0,8*5 + 8,98 + 10 = 23 см²;

-положение центра тяжести

z = S/F = 13*2,69/23 = 1,52см;

-момент инерции сечения

I = 12,8 + 13*1,17² + 10*1,52² = 53,7 см⁴.

12,8см⁴-момент инерции швеллера с листом;

-минимальный момент сопротивления

W_тр = I/(h – z) = 53,7/(4,5 – 1,52) = 18см³.

Нормальные напряжения

σ = M_тр/W_тр = 18405,6/18 = 1022,3 < 2550кгс/см².

Проверяем на изгиб лист траверсы при давлении

g = D₂/(10*b) = 4908,16/(10*20) = 24,54 кгс/см² , где 10см-длина листа траверсы.

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

M = gl²/12 = 24,54*8/12 = 130,9 кгс*cм.

Требуемая толщина листа

δ= = 0,61 см; принимаем 1cм.

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

Лист имеет корытообразную форму и является общим для обеих траверс. К нему болтами d = 10 мм крепится дубовый вкладыш и вертикальная подвеска из круглого стержня d = 10мм.

В коньковом узле используем подушки сечением 200240мм длиной 550 мм с врезкой их в брусья верхнего пояса на глубину 80 мм. Лист траверсы шириной 100 мм обеспечивает необходимый размер площадки смятия торца подушки 100мм > h_см = 66,6 см.

Для укладки щитов покрытия по коньку с обеих сторон верхнего пояса выпускаются парные накладки сечением 75100мм длиной 650мм с врезкой друг в друга в коньке в полтолщины с прокладкой между ними. Накладки крепятся к брусьям верхнего пояса болтами d = 16мм и вместе с корытообразным листом траверсы обеспечивают жесткость узла из плоскости фермы.

Список использованной литературы:

1. 
   И.М.Гринь “Строительные конструкции из дерева и синтетических материалов”. Киев ,1990 г.
   
2. 
   В.А.Иванов ”Конструкции из дерева и пластмасс”.
   
3. 
   В.Е. Шишкин ”Примеры расчета из древесины”.
   
4. 
   СНиП 2.25.-80 “Деревянные конструкции”. Москва 1982 г.
   
5. 
   СНиП 2.23.-81**”Металлические конструкции ”. Нормы проектирования
   

Москва “Стройиздат”1981 г.

6. 
   СНиП 2.01.07.-85 “Нагрузки и воздействия”.
   
7. 
   Руководство по проектированию клееных ДК .
   
8. 
   Пособие к СНиП 2.25.-80