Геометрические характеристики сечения панели:

Приведенная расчетная ширина сечения панели:

b_пр = 0.9 · b_ф = 0,9 · 1,3= 1,17 м;

Приведенная площадь поперечного сечения:

Fnp = δ_фс·b_пр+ δ_фр·b_пр +b_р·h_p·n 458,2см²;

Статический момент относительно растянутой кромки сечения:

=3758,82 см³;

Расстояние от растянутой кромки панели до нейтральной линии:

≈8,2 см; у_с = h_n – y_p = 15,8 – 8,2=7,59 см;

Определение момента инерции относительно нейтральной линии сечения:

= + 0,8* 117 +

+ +4 =

=13868,99 см⁴;

Приведенные моменты сопротивления:

W_пр^Р = см³; W_пр^с = см³;

Проверяем прочность растянутой обшивки:

m_ф = 0,6 - коэффициент, учитывающий ослабление сечения в стыках обшивки по длине панели;

Проверяем прочность сжатой обшивки:

при

Определяем статический момент сжатой обшивки относительно центра тяжести сечения:

Проверяем скалывающие напряжения по клеевому слою фанеры в преде­лах ширины продольных ребер.

Расчет по второй группе предельных состояний.

Определяем прогиб плиты в середине пролета:

= 1.4 – коэффициент, учитывающий длительность приложения нагрузки;

Определяем относительный прогиб:

Конструирование и расчет трехшарнирной рамы из прямолинейных элементов

Рассчитаем и запроектируем несущие конструкции рамы из прямолиней­ных элементов. Температурно-влажностные условия эксплуатации Б2, т_в=1.

Пролет рамы l = 15 м, шаг рам В =4,4 м. Класс надежности здания 2, у_n= 0.9. Район строительства — г. Киев, 1 район по весу снегового покрова, нормативная снеговая нагрузка S₀ = 1,55 кН/м². Ветровая нагрузка при данной схеме рамы и высоте стойки Η ≤ 4 м не учитывается, так как разгружает раму.

Определение геометрических размеров конструкции:

Уклон ригеля принимаем 1:4

Поперечное сечение рамы прямоугольное постоянной ширины b и пере­менной высоты h.

Высота стойки и ригеля в карнизе:

Высота поперечного сечения рамы по биссектрисе:

где φ = 90°+а,

при уклоне 1:4 а = arctan 0,25 = 14°02', φ = 90°+14°02'=104°02';

см;

Высота стойки на опоре h_cm > 0,4h =0,4*100=40 см.

Высота сечения ригеля в коньке h_p > 0,3h = 0,3*100=30 см.

Ширина сечения принимается: b=200мм

Принимаем доски сечением 200х40 мм. После острожки досок по пластям (5-8 мм) и фрезеровки кромок клееного пакета (15-20 мм) получаем сечение чистых досок180х33 мм.

Ригель и стойку компонуем в виде прямоугольных клееных пакетов с по­следующей распиловкой пакета:

Схема распиловки пакетов для ригеля и стойки полурамы.

_lриг=

= 7,867 см;

Статический расчет.

Расчетная схема 3-х шарнирной рамы из прямолинейных элементов

q = g + p_с

Определяем координаты центров характерных сечений, считая центр тяжести опорного сечения началом координат:

Длина полурамы по осевой линии: l₀ = l₁ + l₂;

l₀ =342,14+758,84=1100 см;

Сбор нагрузок на раму

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м2	γf	Расчетная нагрузка, кН/м2
1. Вес конструкции кровли, (см. расчет панели покрытия):		–
2. Собственный вес рамы:		1,1	0,224
Итого постоянная нагрузка:		–
3. Временная нагрузка: Снеговая для I -го района – S0=1,55 кН/м2		1,14	pp=1,767
Всего полная нагрузка:	gH=2,262	–	gp=2,572

Определяем расчетные погонные нагрузки на ригель рамы:

Постоянная: g = ·В = 0,805·4,4=3,54 κΗ/м;

Временная: р = р^р·В = 7,77 кН/м·,

Полная: q = g + p= 3,54+7,77 =11,31 кH/м;

Опорные реакции:

Изгибающие моменты в сечениях:

М₁= 0;

Нормальные и поперечные усилия: N₁ = N₂ = v_a,

Проверяем максимальные напряжения в биссектрисном сечении 3:

а) для сжатой зоны вдоль оси х под углом к волокнам β₁

β₁= 90 - = 90° - 52°01' = 37°59'

σ_хс= кН/см² ≥R_смβ₁ = 0,786 кН/см²

ξ=

λ= φ=

k_ЖN = 0,66+0,33β=0,66+0,33·0,345=0,777 – коэффициент, учитывающий переменность высоты сечения;

Расчетное сопротивление древесины смятию под углом β₁ к волокнам:

б) Для растянутой зоны вдоль оси х под углом к волокнам β₁:

в) Для сжатой зоны вдоль оси у под углом к волокнам :

Проверяем прочность по нормальным напряжениям в сечении 4:

Раскрепляем раму в направлении из плоскости стеновыми панелями, плитами покрытия, поперечными (скатными) связями, расположенными по наружному контуру рамы, а также вертикальной связью, установленной в биссектрисном сечении 3.

Определяем положение нулевой точки на эпюре изгибающих мо­ментов:

На 3-х участках (от опорного узла до биссектрисного сечения, от биссектрисного сечения до нулевой точки на эпюре моментов и от нулевой точки до конькового узла) проверяем устойчивость плоской формы деформирования рамы с учетом переменности сечения:

г) на участке от опорного до биссектрисного сечения:

– коэффициент, учитывающий переменность высоты сечения по длине элемента, не закрепленного из плоскости по растянутой от момента кромке.

k_Ф = 1,5 – коэф-т, зависящий от формы эпюры изгибающих моментов на участке;

д) на втором участке от биссектрисного сечения до нулевой точки

е) на третьем участке от нулевой точки на эпюре моментов

( ) до конь­кового узла:

Максимальное значение изгибающего момента и соответствующей про­дольной силы определяем в сечении, в котором поперечная сила равна нулю.

Проверяем клеевые швы на скалывание в опорном сечении:

Опорная плита

Траверса башмака

КОНСТРУИРОВАНИЕ ОПОРНОГО УЗЛА:

Анкерный болт

Конструкция опорного узла рамы

Проверяем торец стойки на смятие вдоль волокон:

Для фундамента принимаем бетон класса В 7,5, R_b = 4,5 Мпа;

Базу проектируем из стали класса С245, сварка осуществляется электродами

Э 42.

Размеры опорной плиты башмака:

Длина плиты l_b = hcm + 2·(3...5 см) = 42,3+ 2·3,5=49,34 см,

Округляя до целого числа назначаем длину плиты l_b=50 см;

Ширина плиты b_b = b + 2·(5...10 см) =18 + 2·7,5 = 34см

Определяем фактическое давление на бетон:

Толщину траверс t_T конструктивно назначаем равной 1 см. Толщину опорной плиты назначаем из усло­вия изгиба её как консоли, защемленной на опоре (участок 1), или как пластинки, опертой по трем сторонам (участок 2).

Момент в заделке консольного участка 1:

=1,055 кНсм;

Момент на участке 2, при отношении сторон ≥2;

Толщина плиты t_пл:

Принимаем толщину опорной плиты 1 см.

Определяем требуемый диаметр анкерных болтов:

Требуемая площадь сечения одного болта из условия среза:

Принимаем болты диаметром d = 24 мм, А =3,24см²;

Из условия смятия:

- расчетное сопротивление смятию элементов из стали С245 с временным сопротивлением R_bp = 48,5 кН/см², соединяемых болтами нормальной точности.

Принимаем высоту башмака h_Б = 20 см;

Проверяем кромку стойки на смятие поперек волокон:

КОНСТРУИРОВАНИЕ КОНЬКОВОГО УЗЛА.

Q7

Проверяем прочность под углом к волокнам при взаимном смятии торцов полурам от продольного усилия N₇=H_A:

Поперечная сила в коньковой узле от снеговой нагрузки на половины пролета рамы:

Принимаем накладки из брусьев сечением bн*hn = 150×250 мм, после острожки 140×240 мм длиной l_н ≥ 2,5 h_P = 2,5 ·30,73=76,83см, принимаем на­кладку длиной l_н = 100 см.

Принимаем расстояния между осями болтов е₁ = 30 см, е₂ = 70 см; диаметр болтов d_Б = 20 мм;

Взаимное смятие торцов полурам под углом к волокнам Ν₇ = Н_А=59,31

Проверяем накладки на изгиб:

Определяем несущую способность одного болта:

а) из условия смятия крайнего элемента:

Т_кр = 0,8·а·d_Б =0,8·14·2=22,4кН;

б) из условия смятия среднего элемента:

T_cp = 0,8·c·d_Б = 0,8·18·2=28,8 кН;

в) из условия изгиба болта:

Т_зг= 1,8 · d_Б² + 0,02 · а² = 1,8 · 2² + 0,02 · 18² = 11,12 кН;

Т min =

Определяем усилия в болтах:

РАСЧЕТ СТЕНОВОЙ ПАНЕЛИ С АСБЕСТОЦЕМЕНТНЫМИ ОБШИВКАМИ.

Таблица сбора нагрузок

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, кН/м	yf	Расчетная нагрузка, кН/м
1. Асбестоцементные плоские листы	0,428	1,1	0,471
2.Продольные ребра: 0,05·0,1·1,0·2·5	0,05	1,1	0,055
3. Поперечные ребра:	0,046	1,1	0,027
4. Утеплитель из минераловатных плит на синтетическом связующем γ = 1,25 кН/м3 толщиной 0,06 м:	0,075	1,2	0,094
5 . Пленочная пароизоляция:	0,012	1,1	0,013
6.Шурупы и шайбы оцинкованные:	0,012	1,1	0,013
Итого постоянная нагрузка:	gн = 0,623	-	gр = 0,692
Временная нагрузка: Ветровая для I района w0 = 0,37 кН/м2: а) на период эксплуатации: w0·k1 ·c1 ·bn =0,37·0,65·0,8·1,19 б) при монтаже: w0 ·k1 ·(c1 + c2)·bn =0,37·0,65·(0,8 + 0,6)·1,19	qэн = 0,303 qмн = 0,531	1,4 1,4	qэр = 0,424 qмр = 0,743

Расчетное сопротивление древесины сосны II сорта растяжению Rp= 0.7кН/см²

Модуль упругости листового асбестоцемента: Е=1300· = 1300·0,65 =845 кН/см² .

Коэффициент приведения : k_np = E_a/E_др = = 1300/1000=1,3

Расчет асбестоцементных панелей на ветровую нагрузку и собственный вес двух панелей:

;

расчетный момент от ветровой нагрузки на период эксплуатации;

кНм; - то же, на период возведения;

момент от собственного веса двух панелей;

k_w – коэффициент, учитывающий влияние податливости шурупов;

6136,43 см³; – момент сопротивления листов обшивки относительно оси х;

Момент инерции поперечного сечения панели относительно оси у:

Рассматриваем сечение как цельное коробчатое:

Прогиб от ветровой нагрузки:

k_ж – коэффициент жесткости составного сечения на податливых связях;

Определяем количество шурупов расставляемых на половине пролета па­нели с каждой стороны при расчете на ветровую нагрузку:

Статический момент брутто одного листа обшивки относительно оси у:

Расчетная несущая способность одного шурупа:

при d = 6 мм T = 180d² + 2a²= 180·0,6² + 2·1²= 66,8 кгс = 0,67кН;

при d = 8 мм T = 180d² + 2a²= 180·0,8² + 2·1²= 117,2кгс = 1,172кН;

При шурупах d = 6 мм можно расставить 16

ш урупов с шагом :

;

а при d = 8 мм можно расставить 9

шурупов с шагом:

Проверка панели на монтажную нагрузку:

q_м

Q

M

g_м= k_n · g^р= 3·0,692 = 2,077 кН/см;

где k_n = 3 – коэффициент перегрузки при транспортировании и монтаже по п. 6.25 СниП 2.03.09 – 85.