Компоновка конструктивной схемы здания

МИНИСТЕРСТВО СЕЛЬСКОГО ХОЗЯЙСТВА РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ

КУБАНСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АГРАРНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ

Инженерно-строительный факультет

Кафедра СМиК

пояснительная записка

к курсовому проекту по курсу:

«конструкции из дерева и пластмасс»

Выполнил: студент гр. СТ-51

Кочнев Александр Николаевич

Проверил: Маций С. И.

Краснодар 2008

Оглавление

1 Компоновка конструктивной схемы здания.. 3

2 Расчет конструкции покрытия.. 4

2.1 Сбор нагрузок и статический расчет. 5

2.2 Геометрические характеристики поперечного сечения. 6

2.3 Проверка плиты на прочность. 8

2.4 Проверка плиты на прогиб. 9

3. Расчет клеедеревянной балки.. 10

3.1 Сбор нагрузок и статический расчет. 10

2.3 Проверка балки на прочность. 11

2.2 Проверка устойчивости плоской формы деформирования. 12

2.2 Проверка прогиба балки: 13

4 Расчет дощатоклееной колонны... 14

4.1 Исходные данные. 14

4.2 Предварительный подбор сечения колонн. 14

4.3 Определение нагрузок на колонну. 15

4.4 Сбор нагрузок. 16

4.5 Определение усилий в колоннах. 17

4.6 Расчет колонн на прочность по нормальным напряжениям и на устойчивость плоской формы деформирования. 19

4.7 Расчет на устойчивость из плоскости как центрально сжатого стержня. 20

4.8 Расчет узла защемления колонны в фундаменте. 21

5 Обеспечение долговечности деревянных конструкций.. 25

5.1 Защита деревянных конструкций от гниения. 25

5.2 Противопожарная защита деревянных конструкций. 26

5.3 Энтомологические разрушители древесины и меры борьбы с ними. 27

Список использованной литературы... 28

Приложение 1. 29

1 Компоновка конструктивной схемы здания

Несущие конструкции – клееные дощатые двускатного очертания балки с уклоном верхней кромки 1:10. Шаг балок 4,5 м. Ширина здания 9 м. Высота до низа несущих конструкций – 4,2 м. Утепленные клеефанерные плиты укладывают непосредственно на балки. Продольная неизменяемость покрытия обеспечивается прикреплением панелей к балкам и постановкой горизонтальных связей в торцах и через 18 м.

2 Расчет конструкции покрытия

Размер панели в плане 1,49х4,48м (рис. 1).

Обшивки из водостойкой фанеры марки ФСФ сорта В/ВВ по ГОСТ 3916-69*.

Ребра из сосновых досок второго сорта. Клей марки ФРФ-50. Утеплитель – минераловатные плиты толщиной 8 см, плотность r=70 кг/м3. Пароизоляция из полиэтиленовой пленки толщиной 0,2 мм. Воздушная прослойка над утеплителем вентилируемая вдоль панели. Кровля – 3х слойный рубероидный ковер. Первый слой рубероида наклеивают на заводе с применением мастик повышенной теплостойкости и механизированной прокатки слоя, оставшиеся 2 слоя наклеивают после установки панели. Район строительства  - г. Белгород (III снеговой район).

Рис. 1. План плиты покрытия

Шаг продольных ребер 0,479 м (не более 0,5 м), шаг поперечных ребер 1,5 м (не более 1,5м, совпадает с расположением стыков фанеры). Толщина фанеры: верхней обшивки:  10 мм, нижней обшивки  8 мм. Направление волокон наружных шпонов фанеры должно быть продольным для обеспечения стыкования листов фанеры «на ус» и для лучшего использования прочности фанеры.

Для дощатого каркаса применяем черновые заготовки по сортаменту пиломатериалов (ГОСТ 8486-86*Е) сечением 40х125.

После сушки (до 12% влажности) и четырехстороннего фрезерования черновых заготовок на склейку идут чистые доски сечением 32х117 мм.

Расчетный пролет панели с учетом длины опорного участка не менее 5,5 см.

l=4,48-0,06=4,42 см

Высота панели принята:

117+10+8=135 мм, что составляет  и соответствует рекомендациям, согласно которым высота панели составляет 1/30…1/35 пролета.

2.1 Сбор нагрузок и статический расчет

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка кН/м2
3х слойный рубероидный ковер	0,12	1,3	0,156
Фанерная обшивка (0,01+0,006)×7	0,126	1,1	0,139
Продольные и поперечные ребра: ×7=0,09 продольные ребра ×7=0,03 поперечные ребра	0,12	1,1	0,132
Утеплитель 0,08×0,75	0,06	1,1	0,066
Пароизоляция	0,02	1,1	0,026
Постоянная нагрузка	0,425		0,492
Временная снеговая	1,26		1,8
Полная	1,69		2,29

Нормативное значение снеговой нагрузки равно 1,8×0,7=1,26 кН/м².

Нагрузки на 1 п.м. плиты:

q^н=1,69×1,49=2,5 кН/м².

q^р=2,29×1,49=3,39 кН/м².

Максимальный изгибающий момент в середине пролета плиты:

 кНм.

Максимальная поперечная сила:

 кН.

Плиту рассчитываем как свободно лежащую на 2х опорах однопролетную балку.

Рис. 2. Расчетная схема плиты и эпюры М и Q.

2.2 Геометрические характеристики поперечного сечения

Рис. 2. Поперечное сечение плиты

Расстояние между продольными ребрами по осям:

а=47,9 см;

l=442>6a=287,4. Согласно п.4.25 [1], расчетная ширина фанерных обшивок b_расч=0,9b

 мм

 мм

Геометрические характеристики клеефанерной плиты приводим к фанерной обшивке, учитывая соотношение .

Рис. 3. Определение статического момента сечения относительно нижней грани плиты.

Приведенная площадь сечения: F_пр=134,1×0,8+132,3×1,0+3,2×4×11,7×1,1=404,3 см².

Приведенный статический момент сечения относительно нижней грани плиты:

S_пр=134,1×0,8×0,4+132,3×1,0×13,0+12,8×11,7×1,1×6,65=2858,3 см³.

Расстояние от нижней плоскости плиты до центра тяжести сечения:

 см.

Проверка: статический момент относительно центральной оси

S_пр=132,3×1,0×5,93+12,8×11,7×1,1×0,052 - 134,1×0,8×6,67=0

Приведенный момент инерции плиты без учета собственного момента инерции обшивок:

I_пр=132,3×1,0×5,93²+×1,1+12,8×11,7×1,1×0,042² - 134,1×0,8×6,67²= =11333,4 см⁴.

Рис. 4. Определение момента инерции плиты и момента сопротивления

Моменты сопротивления:

 см³

 см³

2.3 Проверка плиты на прочность

Напряжение в нижней растянутой обшивке:

 кН/см² =5,2 МПа ≤  МПа.

где k_ф=0,6 – коэффициент, учитывающий ослабление сечения обшивки стыками листов фанеры.

Устойчивость верхней сжатой обшивки . При отношении расстояния с₁ между продольными ребрами к толщине обшивки .

Напряжение в верхней сжатой обшивке:

 кН/см² =7,8 МПа ≤  МПа.

Усилие в верхней обшивке при местном изгибе определяем как в балке, заделанной по концам (у ребер).

Изгибающий момент в обшивке:

М_ф=P×c₁/8=1,2×44,7/8=6,71 кНсм.

Момент сопротивления обшивки шириной 100 см:

 см³.

Напряжение от изгиба верхней обшивки сосредоточенной силой:

 кН/см² =4,0 МПа ≤  МПа.

Напряжение скалывания клеевых швов между слоями фанеры (в пределах ширины продольных ребер) проверяем по формуле:

 кН/см² =0,4 МПа ≤  МПа,

Где приведенный статический момент верхней фанерной обшивки относительно центра тяжести сечения равен:

=132,3×1,0×(6,43-0,5)=784,6 см³.

2.4 Проверка плиты на прогиб

Относительный прогиб плиты при q^н=2,47 кН/м = 0,0247 кН/cм и Eф=9000 МПа=900 кН/см² вычисляем по формуле, при этом учитываем пониженную жесткость сечения плиты с ведением в знаменатель коэффициента 0,7:

Прогиб в пределах нормы.

3. Расчет клеедеревянной балки 3.1 Сбор нагрузок и статический расчет

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка кН/м2
3х слойный рубероидный ковер	0,12	1,3	0,156
Клеефанерная плита	0,326	1,1	0,36
Собственный вес балки	0,13	1,1	0,143
Постоянная нагрузка	0,576		0,659
Временная снеговая	1,26		1,8
Полная	1,836		2,46

Собственный вес балки определяется предварительно по формуле:

 кН/м²

Нагрузка на 1 п.м. балки:

q^н=1,836×4,5=8,3 кН/м.

q^р=2,46×4,5=11,1 кН/м.

Конструкция балки. Балка дощато-клееная двускатная. Уклон 1:10. Изготовлена из сосновых досок второго сорта размером 150х40 мм. Доски после фрезерования будут иметь размер 134х33 мм.

Принимаем высоту балки в середине пролета равной

h_ср= =870 мм, что составляет 26 досок, тогда hср=26×33=858 мм

Высоту балки на опоре принимаем

h_оп= 858-0,1×(9000/2)=408 мм, принимаем 13 досок, тогда h_оп=13×33=429 мм

Расчетный пролет 8,7 м.

Статический расчет.

Опорная реакция балки:

А=Б= (кН)

Расстояние от левой опоры до сечения с наибольшими нормальными напряжениями:

  (см).

Рис. 5. Общий вид двускатной балки

Момент в сечении х=217,5 см

Mx=50,46×2,17-(11,1×2,17²)/2=83,4 кНм.

Высота балки в сечении х=217,5 см равна

y_х=429+0,1×2175=646,6=

Число целых досок n= 19  шт

Расчетная высота  627 мм

Момент сопротивления в сечении х=217,5 см

 см³.

2.3 Проверка балки на прочность

Максимальное напряжение:

 =10,0<15 МПа, где mб – определяется по таблице. Коэффициент условий работы m_b учитывает, что несущая способность балки после увеличения высоты ее сечения сверх 50 см растет медленнее, чем момент сопротивления W, так как при этом увеличивается высота зон максимальных нормальных напряжений.

Проверка выполнена.

Момент инерции балки:

в опорном сечении:

 см⁴;

в среднем сечении:

 см⁴;

Статический момент в опорном сечении балки:

 см³;

Касательные напряжения в опорном сечении балки:

 кН/см² =1,3 МПа ≤  МПа.

Проверка выполнена

Длину площадки опирания балки шириной сечения 13,4 см на опорную подушку определяем из условия прочности древесины на смятие поперек волокон

 м = 13 см,

Принимаем длину площадки опирания балки 15 см.

Проверяем опорную площадку на смятие

σ_см = Q/(cb) = 50,46×10³/(150×134) = 2,5 < R_см.90/γ_n = 3/0,95 = 3,2 МПа.

Прочность выполнена.

2.2 Проверка устойчивости плоской формы деформирования

Расстояние между закреплениями верха балки принято 2,4 м, l_р=240 см.

Коэффициент устойчивости рассматриваемых в данном случае двускатных балок из плоскости, согласно п. 4.14 [1], вычисляем по формуле

.

Коэффициент, зависящий от формы эпюры моментов, согласно табл. 13 приложения: kф=1,13.

Коэффициент, учитывающий переменность сечения по высоте:

k_ж.м.=(hоп/hср)^1/2=(42,9/85,8)^1/2=0,71

 =10,3<15 МПа.

2.2 Проверка прогиба балки:

Коэффициент, учитывающий переменность сечения:

k=0,15+0,85hоп/hср=0,15+0,85×42,9/85,8=0,58.

Коэффициент, учитывающий деформации сдвига:

с=15,4+3,8h_оп/h=15,4+3,8×42,9/85,8=17,3.

Прогиб балки постоянного сечения высотой h_ср без учета деформации сдвига:

 см.

Прогиб балки, учитывающий переменность сечения и деформации сдвига, вычисляем по формуле

 см.

Сравниваем величину прогиба балки с допустимой величиной:

4 Расчет дощатоклееной колонны 4.1 Исходные данные

Класс здания по степени ответственности II. Район строительства г. Белгород (III снеговой район, II ветровой район). Местность открытая, которая сохраняется с наветренной стороны на расстоянии 30Н. Пролет здания в свету 9 м; высота до низа несущих конструкций покрытия 4,2 м. (H=4,2 м); шаг колонн 4,5 м (S=4,5 м), длина здания 72 м. Покрытие здания с рулонной кровлей по клеефанерным плитам и дощато-клееным балкам. Уклон кровли 10%. Стеновые панели клеефанерные трехслойные общей толщиной (с обшивками) 192+2×8=208 мм=0,21 м. Масса панели 31 кг/м². Расчетная нагрузка от панелей 0,346 кН/м² площади стены. Дощато-клееные балки покрытия шириной 134 мм, высотой на опоре 429 мм. Колонны проектируем из сосны 3-го сорта.

4.2 Предварительный подбор сечения колонн

Предварительно задаемся гибкостью l=100, распорки располагаем по верху колонн.

;

;

При высоте здания H=4,2 м получим

h_k=0,323 м

b_k=0,145 м

Принимаем доски шириной 150 и толщиной 40 мм. После фрезерования толщина досок составит 40-7=33 мм. Ширина колонны после фрезерования заготовочных блоков по пласти будет 150-7=143 мм. С учетом принятой толщины досок после острожки высота сечения колонн будет:

h_k=10х33=330 мм;

b_k=143 мм

4.3 Определение нагрузок на колонну

Схема рамы приведена на рис. 6

Нагрузки на колонну:

От ограждающих конструкций покрытия:

Рис. 6. Схематический разрез здания

расчетный пролет

l=l_св-h_к=9-0,323=8,67 м. Полная ширина покрытия здания

L= l_св+2d_ст+2а_к=9+2×0,21+2 0,25=9,92 м.

d_ст  - толщина стены;

а_к – вылет карниза.

G_окп=g_окпLS/2=0,516×9,92×4,5/2=11,5 кН;

От веса балки:

G_риг= (0,858+0,429)

 × 1,1 = 2,13 кН;

От снега:

P_сн=p_сн LS/2=1,8×9,92×4,5/2= 40,2 кН

Нагрузка на колонну от стен:

h’_оп=0,429+0,135=0,564 м;

G_ст=g_ст(H+ h’_оп)=0,346(4,2+0,564)4,5=7,4 кН.

Определяем горизонтальные нагрузки, действующие на раму с учетом шага S=4,5 м.

4.4 Сбор нагрузок

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка кН/м2
3х слойный рубероидный ковер	0,12	1,3	0,156
Клеефанерные утепленные плиты	0,326	1,1	0,36
Итого по ограждающим конструкциям:	0,446	1,1	0,516
Собственный вес балки, кН	3,88	1,1	4,26
Итого по покрытию:	3,88		4,26
Временная снеговая	1,26		1,8
Навесные стены (клеефанерные панели)	0,31	1,1	0,346
Собственный вес колонны, кН 0,16×0,33×4,2×5	1,1	1,1	1,21
Ветровая нагрузка

Ветровая нагрузка:

w_м=w₀kc; w₀=0,3 кПа;

Для здания размером в плане 9х72

с_е=+0,8; b/l=72/18=4>2;

, следовательно с_e3=-0,5. Пульсационную ветровой нагрузки составляющую можно не учитывать.

При Z=H+ h’_оп=4,76 < 5 м;

w_mакт=0,3×0,75×0,8=0,18 кН/м²;

w_mот=0,3×0,75×0,5=0,113 кН/м²;

Ветровая нагрузка, передаваемая от покрытия, расположенного вне колонны:

W_акт= w_mакт S h’_оп=0,252×4,5×0,564=0,64 кН;

h’_оп=0,429+0,135=0,564 м;

W_от= w_mот S h’_оп=0,113×4,5×0,564=0,41 кН.

Нагрузки от ветра:

q_акт= w_mакт S=0,252×4,5=1,13 кН/м;

q_от= w_mот S=0,16×4,5=0,72 кН/м.

4.5 Определение усилий в колоннах

Поперечную раму однопролетного здания, состоящую из двух колонн, жестко защемленных в фундаментах и шарнирно соединенных с ригелем в виде балки, рассчитывают на вертикальные и горизонтальные нагрузки. Она является один раз статически неопределимой системой. При бесконечно большой жесткости ригеля (условное допущение) за лишнее неизвестное удобно принять усилие в ригеле.

Рис. 7. Расчетная схема рамы.

Определение изгибающих моментов (без учета коэффициента сочетаний):

От ветровой нагрузки: усилие в ригеле

Xв=Xw+Xq=0,5(Wакт-Wот)+3H(q_акт-q_от)/16=0,5(0,64-0,41)+3×4,2(1,13-0,72)/16 = 0,44 кН.

Изгибающий момент в уровне верха фундамента:

М_лев.в=W_актH+q_актH²/2 - XвH=0,64×4,2+1,13×4,2²/2-0,44×4,2=10,8 кНм;

М_пр.в=W_отH+q_отH²/2 - XвH=0,41×4,2+0,72×4,2²/2+0,44×4,2=9,92 кНм;

От внецентренного приложения нагрузки от стен: эксцентриситет приложения нагрузки от стен:

Eст=h_k/2+d_ст/2=0,330/2+0,21/2=0,27 м;

Изгибающий момент, действующий на стойку рамы

М_ст=G_стe_ст=7,4×0,27=2 кНм;

Усилие в ригеле (усилие растяжения)

X_ст=9М_ст/(8H)=9×2/(8×4,2)=0,54 кН;

Изгибающие моменты в уровне верха фундамента:

М_лев.ст=-М_ст+Х_стН=-2,0+0,54×4,2=0,268 кН×м

М_пр.ст=М_ст-Х_стН=2-0,54×4,2=-0,268 кН×м

Определение поперечных сил (без учета коэффициента сочетаний):

От ветровой нагрузки

Q _лев.в=q_актH+W_акт-Х_в=1,13×4,2+0,64-0,44=4,95 кН

От внецентренного приложения нагрузки от стен

Q _лев.ст= Х_ст=0,54 кН.

Определение усилий в колоннах с учетом в необходимых случаях коэффициентов сочетаний:

Первое сочетание нагрузок

N= G_окп+G_риг+G_ст+G_кол+P_снY₁=11,5+2,13+7,4+1,21+40,2×0,95=60,43 кН.

Моменты на уровне верха фундаментов:

M_лев=М_лев.ст+М_лев.вY₁=0,268+10,8×0,95=10,5 кНм;

M_пр=М_пр.ст+М_пр.вY₁=-0,268+9,92×0,95=9,16 кНм;

Qлев=Q _лев.вY₁+ Q _лев.ст=0,54+4,95×0,95=5,24 кН;

Для расчета колонн на прочность и устойчивость плоской формы деформирования принимаем значения М=М_лев=10,5 кНм; N=60,43 кН.

Второе сочетание нагрузок (при одной временной нагрузке коэффициент Y₁  не учитывается).

N= G_окп+G_риг+G_ст+G_кол+P_сн=11,5+2,13+7,4+1,21+40,2=62,44 кН.

Третье сочетание нагрузок (коэффициент Y₁  не учитывается, т. к. одна временная нагрузка ):

Моменты на уровне верха фундаментов:

M_лев=М_лев.ст+М_лев.в=0,268+10,8=11,1 кНм;

M_пр=М_пр.ст+М_пр.в=-0,268+9,92=9,7 кНм.

Поперечная сила:

Q_лев=Q _лев.в+ Q _лев.ст=0,54+4,95=5,49 кН;

Продольную силу определяют при g_f=0,9

N= G_окп+G_риг+G_ст+G_кол=(11,5/1,16+2,13/1,1+7,4/1,1+1,21/1,1)0,9=17,7 кН.

4.6 Расчет колонн на прочность по нормальным напряжениям и на устойчивость плоской формы деформирования

Расчет проводится на действие N и M при первом сочетании нагрузок. Рассчитываем на прочность по формуле, приведенной в п. 4.16 СНиП II-25-80:

М=10,5 кНм;

N=60,43 кН.

Расчетная длина (в плоскости рамы):

l₀=2,2H=2,2×4,2=9,24 м.

Площадь сечения колонны:

F_нт=F_бр=hк×bк=0,33×0,16=0,0528 м².

Момент сопротивления:

W_нт=W_бр= bк×hк²/6=0,16×0,33²/6=0,0029 м³.

Гибкость

l=l₀/r=l₀/(0,289h_k)=9,24/(0,289×0,33)=96,9;

j=3000/l²=3000/96,9²=0,32.

Для древесины 3-го сорта и при принятых размерах сечения по табл. 3. СНиП II-25-80

Rc=11 МПа

С учетом m_н, m_сл=1 и коэффициента надежности g_n=0.95 получим

Rc=11×1/0,95=11,6 МПа.

;  .

При эпюре моментов треугольного очертания (см. п. 4.17 СНиП II-25-80) поправочный коэффициент к

k_н=a_н+x(1-a_н)=1,22+0,94(1-1,22)=1,01.

В данном случае эпюра моментов близка к треугольной:

 кН×м;

 кН/м² = 5 МПа < 11,6 МПа.

Оставляем ранее принятое сечение, исходя из необходимости ограничения гибкости.

Расчет на устойчивость плоской формы деформирования производится по формуле (33) СНиП II-25-80. Принимаем, что распорки по наружным рядам колонн (в плоскости, параллельной наружным стенам) идут только по верху колонн, Тогда l_р=H=4,2, l_o=H=4,2.

В формуле

Показатель степени n=2 как для элементов, не имеющих закрепления растянутой зоны из плоскости деформирования:

R_и=R_c=11,6 МПа

l_у=l₀/r_y=l₀/(0,289b_k)=4,2/(0,289×0,16)=90,8

j_y=3000/l²_у=3000/90,8²=0,364;

Применительно к эпюре моментов треугольного очертания (см. табл. 2. прил. 4 СНиП II-25-80):

k_ф=1,75-0,75d=1,75;

d=0, т. К. момент в верхней части колонны равен 0:

Следовательно, устойчивость обеспечена.

4.7 Расчет на устойчивость из плоскости как центрально сжатого стержня

j=0,364

N=62,44 (для второго сочетания нагрузок):

 кН/м² = 3,2 МПа ≤ 11,57 МПа;

F_расч=F_нт=F_бр=0,0528 м²;

Rc=11/0,95=11,57 МПа.

Устойчивость обеспечена.

Расчет производим для третьего сочетания нагрузок (ветровая нагрузка + минимальная вертикальная, рассчитанная только с учетом постоянной нагрузки и без учета снеговой нагрузки). При этом сочетании нагрузок получим максимальные усилия в анкерах конструкции узла защемления.

 

N=17,7 кН;

М=11,1 кНм.

Из расчета колонны на прочность имеем:

l₀=9,24 м.

F_нт=F_бр= 0,0528 м².

W_нт=W_бр=0,0029 м³.

j=0,32.

Rc=11,6 МПа.

k_н=a_н+x(1-a_н)=1,22+0,909(1-1,22)=1,02.

 кН×м;

4.8 Расчет узла защемления колонны в фундаменте

Принимаем решение узла защемления колонны в фундаменте с применением железобетонной приставки из бетона класса В25 (Rв>Rc=Rсм=13,89 МПа), из которой выпущены четыре стержня из арматуры периодического профиля из стали класса А-II. Вклеивание арматурных стержней в древесину осуществляется с помощью эпоксидно-цементного клея марки ЭПЦ-1.

Рис. 8. Конструкция узла защемления колонны.

Принимаем (предварительно) диаметр арматурных стержней 18 мм. Тогда диаметр отверстия будет d_отв=18+5=23 мм.

Расстояние между осью арматурного стержня и наружной гранью колонны должно быть не менее a=2d_а=2×18=36 мм.

При определении усилий в арматурных стержнях учитываем, что прочность бетона на смятие более прочности древесины.

Пренебрегая (для упрощения расчета) работой сжатых арматурных стержней, усилия в растянутых арматурных стержнях находим, используя два условия равновесия:

Рис. 9. Схема действия сил на колонну (фундамент условно отброшен, и действие его на колонну заменено силой Dc)

; -N_a-N+R_смb_kx/2=0;

; Мд+N(hк/2-a)-(R_смb_kx)/2-(h_k-a-x/3)=0

При N=17,7 кН;

М_д=12 кНм;

R_см=11,6  МПа;

b_k=0,16 м;

h_k=0,33 м, получим:

a=0,036

-N_a-17,7×10^-3+11,6×0,16х/2=0

12×10^-3+17,7×10^-3×(0,33/2-0,036)-

Из второго равенства выразим х, а затем, подставив значение х в первое равенство, получим значения х=0,057 м и  Na=0,035 МН.

Требуемая площадь двух арматурных стержней (Ra=280/0,95=295 МПа):

Fa=Na/Ra=0,035/295=1,18×10^{-4 м2} =1,2 см².

Ставим два стержня d_a=16 мм, для которых F_a=2×2,545=5,09 см² > 1,2 см².

Определим расчетную несущую способность вклеиваемых стержней на выдергивание:

T=R_скp[d_a+0,005]l₁k_cn_a

Принимаем предварительно длину заделки стержня 360 мм (20da), получим

k_c=1,2-0,02

T=(2,1×3,14(0,018+0,005)0,360×0,8)2=0,087 МН>Na=0,035 МН.

Следовательно, несущая способность соединения обеспечена.

5 Обеспечение долговечности деревянных конструкций 5.1 Защита деревянных конструкций от гниения

Конструктивная защита от гниения направлена на обеспечение воздушносухого состояния деревянных конструкций во все время их эксплуатации, а также на скорейшее просыхание их при случайном увлажнении или при изготовлении из недостаточно просушенного леса.

Конструктивные меры защиты предусматривают:

1) предохранение древесины от непосредственного увлажнения грунтовой, эксплуатационной или атмосферной влагой;

2) обеспечение достаточной термоизоляции (с холодной стороны), а в необходимых случаях и пароизоляции (с теплой стороны) стен, покрытий и других ограждающих частей отапливаемых зданий во избежание их переохлаждения, промерзания и возникающего от этого конденсационного увлажнения древесины;

3) обеспечение систематической просушки древесины в закрытых частях зданий и во внутренних полостях ограждений путем создания в них осушающего температурно-влажностного режима.

Исходя из этих положений, в курсовом проекте приняты следующие меры:

- несущие деревянные конструкции доступны для осмотра, хорошо проветриваются;

- несущие деревянные конструкции расположены целиком в пределах отапливаемого помещения, поскольку конденсат образуется в зоне переменных температур по длине или по толщине конструкций;

- пустотные деревянные конструкции (стены, покрытия) имеют вентиляционные продухи, обеспечивающие просыхание древесины в толще конструкций;

- колонны опираются на фундаменты выше уровня пола на 20 см.

- для защиты от конденсации или непосредственного увлажнения в местах соприкасания колонн с бетоном фундамента древесину изолируют несколькими слоями толя на мастике.

Защита древесины от увлажнения парами воздуха достигается тем, что поверхность ее изолируется водостойкими лакокрасочными материалами, например, ПФ-115, УР-175 и др.

Антисептическая защита от гниения:

Антисептическая (химическая) обработка элементов деревянных конструкций производится в следующих случаях:

а) когда конструктивными мерами нельзя предотвратить их длительное или периодическое увлажнение;

б) при повышенной начальной влажности древесины или соприкасающихся с ней материалов и заполнителей, когда просыхание их в зданиях и сооружениях происходит замедленно;

в) при ремонтных и восстановительных работах в зданиях и сооружениях, в которых обнаружено развитие дереворазрушающих грибов или насекомых.

5.2 Противопожарная защита деревянных конструкций

Воздушные прослойки в конструкциях, вызывают тягу и взаимный разогрев, приводящие к катастрофическому развитию пожара.

В этом состоит кажущееся противоречие с требованиями противогнилостной профилактики, согласно которой полости следует вентилировать потоком воздуха. Однако в последнем случае тяга воздуха должна быть очень слабой. Поэтому пустоты разделяют несгораемыми диафрагмами на изолированные друг от друга отсеки. Диафрагмы делают из сыпучего материала (например, крупнозернистого шлака), который пропускает слабый ток воздуха и препятствует распространению огня.

5.3 Энтомологические разрушители древесины и меры борьбы с ними

К профилактическим мерам относятся: уборка остатков лесоматериала на лесосеках, складах, биржах, хранение леса под водой, быстрое окоривание лесоматериала при сухом его хранении; тщательный отбор древесины на деревянные конструкции и запрещение пользоваться зараженной вредителями древесиной; пропитка или смазка строительных деталей или поделочного леса специальными жидкостями (все маслянистые антисептические составы при глубокой пропитке защищают древесину и от разрушающих насекомых).

К наиболее эффективным истребительным мерам борьбы относятся химические мероприятия: пропитка древесины ядовитыми для насекомых веществами способом горяче-холодных ванн и другими; вспрыскивание ядовитых жидкостей в летные отверстия в начальной стадии заражения древесины.

Список использованной литературы

1. СНиП II-25-80. Нормы проектирования. Деревянные конструкции. – М.: Стройиздат, 2001. – 66с.

2. СНиП 2.01.07-85*. Нормы проектирования. Нагрузки и воздействия. – М.:Министерство строительства Российской Федерации.

3. Пособие по проектированию деревянных конструкций (к СНиП II-25-80)/ ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко. – М.:Стройиздат, 1986. – 215 с.

4. Индустриальные деревянные конструкции. Примеры проектирования: Учебное пособие для вузов / Ю. В. Слицкоухов, И. М. Гуськов, Л. К. Ермоленко и др. Под ред. Ю. В. Слицкоухова. – М.:Стройиздат, 1991. – 256 с.

5. Шмидт А. Б., Дмитриев П. А., Атлас строительных конструкций из клееной древесины и водостойкой фанеры: Учебное пособие. / М.: Изд-во Ассоциации строительных вузов, 2001. – 292 с, ил.

Приложение 1