Федеральное агентство по образованию
Томский государственный архитектурно-строительный университет
Кафедра ''Металлических и деревянных конструкций''
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
по курсовому проекту: ''Конструкции из дерева и пластмасс''
производственное здание в г. Томске
Выполнил:
Проверил:
Томск 2011Содержание
| Геометрические размеры фермы…………………………………………………... | 3 |
| Расчет клеефанерной утепленной плиты покрытия для промышленного здания………………………………………………………………………………… | 4 |
| Определение усилий в элементах фермы…………………………………………... | 6 |
| Расчет верхнего пояса………………………………………………………………. | 7 |
| Расчет нижнего пояса ……………………………………………………………… | 9 |
| Расчет опорного раскоса…………...………………………………………………. | 9 |
| Расчет среднего раскоса …………………………………………………………… | 9 |
| Расчет опорной стойки ……………...……………………………………………... | 10 |
| Расчет средней стойки ...……………...……………………………………………. | 10 |
| Конструирование и расчет узлов фермы …………………………………………. | 11 |
| Узел А ……...……………………………………………………………………….. | 11 |
| Узел Б ………………………...……………………………………………………... | 11 |
| Узел В …………….…………………………………………………………………. | 12 |
| Узел Г ………………………………………………………………………………... | 13 |
| Узел Д……………………………………………………………………………….. | 14 |
| Расчет колонны из клееного бруса………………………………………………... | 16 |
| Список литературы…………………………………………………………………. | 21 |
Геометрические размеры элементов фермы
Расчетный пролет фермы при нулевой привязке:
ℓ
ф
=L–a
где: L–пролет здания, L=24 м.
а
– высота сечения колонны.
Предварительно можно назначить сечения колонны исходя из заданной предельной гибкости 120, целесообразно принять гибкость несколько меньше предельной, принимаем λ=100.
Тогда из ворожения:λ=ℓ0
/rx
=2.2Н/0,289а=
100 получим высоту сечения колонны:
где: ℓ0
=µ0
∙Н- расчетная длинна.
µ– коэффициент, принимаемый равным при шарнирно-закрепленном и другом защемленном конце–2,2.
Расчетный пролет фермы:
ℓф
=h–a
=24–0.66=23.34 м
Назначаем высоту фермы:
hф
=1/7l
ф
=23.34/7=3.34≈3.4 м
Нижний пояс фермы разбиваем на 4 равные панели длинной:
U1
=ℓф
/4=23.34/3=7,78 м
Высота фермы на опоре:
V1
=hф
–0.5∙ℓф
∙tgα=3.4–0.5∙23.34∙0.1=2.233 м
Разность высот фермы:
∆h= hф
–V1
=3.4–2.233=1.167 м
Длинна верхнего пояса по скату:
м
Длинна панели верхнего пояса по скату и длинна раскосов м/у центрами узлов:
О1
=ℓn
/3=11,728/3=3,91 м
м
м
Длинна средней стойки:
м
Расчет клеефанерной утепленной плиты покрытия для промышленного здания
Материал обшивок принимаем водостойкою березовою фанеру марки ФСФ.
Материал каркаса – сосновые доски.
Клей марки КБ–3.
Шаг расстановки несущих конструкций – 4м.
Место строительства – IVрайон по весу снегового покрова.
Ширину плиты назначаем 1,48 м.
Длину плиты принимаем 398 см с учетом зазора.
Для обшивок используем семислойную фанеру толщиной δ=10 мм.
Высоту продольных ребер назначаем равной 175 мм, после острожки кромок составит: hр
=175–2∙3=169 мм.
Ширину продольных ребер (толщину досок) принимаем равной 50 мм.
Утеплитель – плиточный полистирольный пенопласт марки ПС–Б (γ=40 кг/м3
) δ=50 мм прикрепляем к нижней обшивке плиты.
Конструкция плиты показана на рис. 1.1.
Вычисляем нагрузку, приходящая на 1 пог.м. длинны плиты (табл. 1).
Расчётным пролётом плиты считаем её длину, уменьшенную на 1%, т.е.:
l
=0.99х398=394 см
Расчётная ширина обшивки:
bпр
=0.9(148-4.8)=129 см
Находим момент инерции приведённого сечения панели:
см3
.
Где: Ед
=1000 кН/см2
– модуль упругости древесины рёбер.
Еф
=900кН/см2
–модуль упругости семислойной фанеры обшивок.
Таблица 1
Погонная нагрузка на плиту покрытия кН/м
| Наименование | Нормативная | Коэффициент | Расчетная |
| Рубероид (3 слоя) | 0,133 | 1,1 | 0,147 |
| Фанера обшивки | 0,207 | 1,1 | 0,228 |
| Ребра каркаса | 0,213 | 1,1 | 0,231 |
| Утеплитель | 0,025 | 1,2 | 0,030 |
| Пароизоляция | 0,012 | 1,2 | 0,015 |
| Итого: | 0,59 | – | 0,651 |
| Снеговая нагрузка | 2,5 | – | 3,56 |
| Итого: | 3,09 | – | 4,211 |
Рис. 1. Плита покрытия
Момент сопротивления приведённого сечения:
см4
Максимальный изгибающий момент в середине пролёта:
кН∙м
Напряжение растяжения в нижней обшивке определяем:
кН/см2
≤kф
Rф.р.
=0,6∙1,4=0,84 кН/см2
.
Расстояние между рёбрами каркаса a=29.6 см.
Отношение а/δ=29.6/1=29.6<50.
Величина коэффициента устойчивости сжатой фанерной обшивки при
а/δ<50→φф
=1–[(а/δ)2]/5000=1–29.62
/5000=0.825.
Устойчивость сжатой фанерной обшивки:
кН/см2
≤Rф.р.
=1,2 кН/см2
Изгибающий момент:
кН∙см
Момент сопротивления расчётной полосы обшивки:
см3
Напряжение:
кН/см2
< Rф.р.
/γn
∙0.15∙1.2=0.944
Поперечная сила на опоре:
кН
Относительный прогиб плиты:
Определение усилий в элементах фермы
Нагрузки от собственного веса покрытия и снега:
qн
кр
=0,59/1,48=0,399 кН/м2
; qр
кр
=0,651/1,48=0,44 кН/м2
Снеговая нагрузка, принимаем для IV снегового района:
рн
сн
=2,4∙0,7=1,68 кН/м2
; рр
сн
=2,4 кН/м2
Ориентировочно нормативная нагрузка от собственного веса фермы:
кН/м2
Расчетное значение этой нагрузки:
кН/м2
.
Расчетная узловая нагрузка от веса кровли и самой фермы.
кН
Расчетная узловая нагрузка от снега на покрытие:
кН
где: Рс
–расчетное значение снеговой нагрузки.
Расчётные усилия в стержнях фермы представлены в таблице 2.
Таблица 2
Расчетные усилия в узлах фермы, кН
Наименование стержней |
Обозначение стержней | Усилие от единичной нагрузки |
Усилие от собственной массы, Q кН (15,27 кН) | Усилие от снеговой нагрузки |
Расчетные усилия |
|||||
| Слева | Справа | По всему пределу | Слева | Справа | По всему пределу | Растяжение | Сжатие | |||
| 0 | 1 | 2 | 3 | 4 | 5 | 6 | 7 | 8 | 9 | 10 |
| Верхний пояс | O1
|
0 | 0 | 0 | 0 | 0 | 0 | 0 | 0 | 0 |
| O2
|
-3,31 | -1,96 | -5,27 | -80,47 | -186,32 | -110,33 | -296,65 | – | -377,12 | |
| O3
|
-3,31 | -1,96 | -5,27 | -80,47 | -186,32 | -110,33 | -296,65 | – | -377,12 | |
| Нижний пояс | U1
|
2,68 | 1,20 | 3,88 | 59,25 | 150,86 | 67,55 | 218,41 | 277,61 | – |
| U2
|
2,64 | 2,64 | 5,28 | 80,63 | 148,61 | 148,61 | 297,22 | 377,85 | – | |
| Стойки | V1
|
-0,50 | 0 | -0,50 | -7,64 | -28,15 | 0 | -28,15 | – | -35,79 |
| V2
|
-1,00 | 0 | -1,00 | -15,27 | -56,29 | 0 | -56,29 | – | -71,56 | |
| Раскосы | D1
|
-3,19 | -1,40 | -4,59 | -70,09 | -179,57 | -78,81 | -258,38 | – | -328,47 |
| D2
|
0,75 | 0,98 | 1,73 | 26,42 | 42,22 | 55,16 | 97,38 | 123,8 | – | |
| D3
|
0,85 | -0,83 | 0,02 | 0,31 | 47,85 | -46,72 | 1,13 | 1,44 | – | |
| Опорные реакции | R | -2,25 | -0,75 | -3,00 | -45,81 | -42,22 | -168,87 | -211,09 | – | -256,9 |
Расчет верхнего пояса
Верхний пояс проектируем из клеедощатых блоков прямоугольного сечения.
Рассчитываем пояс как сжато-изогнутый стержень на продольно сжимающее усилие О2
=О3
=377,12 кН.
Кроме усилия О1
в верхнем поясе возникает изгибающий момент от местной нагрузки.
Расчетная погонная нагрузка от собственного веса и снега:
кН/м
Задаёмся расчётной шириной сечения пояса b=175 мм и высотой h=320 мм, компонуя его из досок толщиной 32 мм (4 см до острожки).
Площадь поперечного сечения: Fбр
=b∙h=17.5∙32=560 см2
.
Момент сопротивления: W= b∙h2
/6=17.5∙322
/6=2987 см3
Расчётная гибкость в плоскости изгиба: λ=d/0.289h=391/0.289∙32=42,28 кН∙м
Изгибающий момент от местной нагрузки:
Мq
=qn
d2
/8=12.204∙3,912
/8=23,32 кН/м
Задаемся величиной эксцентриситета равной e=8 см.
Разгружающий момент: Ме
=О1
∙е1
=377,12∙0,08=30,17 кН∙м
Расчетный изгибающий момент: Мрасч
=Мq
–Ме
=23,32–30,17=6,85 кН∙м
Изгибающий момент от действия поперечных и продольных сил:
МД
=Мq
/ξ=23,32/0,7332=31,86 кН∙м
где Rc
=1,5 кН/см2
– расчетное сопротивление сжатию.
Напряжение:
кН/см2
Проверяем прочность торцов элемента на смятие под углом α=5º:
Где: Fсм
=b∙hсм
=17,5∙16=280 см2
кН/см2
Rсм
=1,5 кН/см2
Rсм90
=0,25 кН/см2
Определяем напряжение в опорных сечениях по формуле:
кН/см2
Где: kск
=1,47 – коэффициент концентрации
0,6 – коэффициент, учитывающий непроклеивание;
Rск
– расчётное сопротивление скалыванию древесины при изгибе, равное 0,24 кН/см2
Расчет нижнего пояса
Пояс проектируем из двух прокатных уголков.
Расчетное усилие U1
=277,61 кН. Необходимая площадь поперечного сечения металлического пояса:
Fтр
=U1
/mRy
γc
=277,61/0.85∙22.5∙1.05=13,825
где Ry
=22,5 кН/см2
–расчетное сопротивление растяжению прокатной стали;
γс
=1,05 – коэффициент условий работы элементов стальных конструкций;
m=0,85 – коэффициент, учитывающий неравномерное натяжение уголков.
Принимаем сечение пояса из двух уголков (с учётом ослабления крепёжным болтом) 75х50х6 (ГОСТ 8510-86) с F=14,5 см2
>Fтр
=13,825 см2
.
Расчетное усилие U2
=377,85 кН. Необходимая площадь поперечного сечения металлического пояса:
Fтр
=U2
/mRy
γc
=377,85/0.85∙22.5∙1.05=18,81
Принимаем сечение пояса из двух уголков (с учётом ослабления крепёжным болтом) 75х50х8 (ГОСТ 8510-86) с F=18,94 см2
>Fтр
=18,81 см2
.
Расчет опорного раскоса
Расчетное усилие D2
=328,4 кН, раскос работает на растяжение. Необходимая площадь поперечного сечения металлического раскоса:
Fтр
=D2
/mRy
γc
=328,4/0.85∙22.5∙1.05=16,355
Принимаем сечение раскоса в целях унификации такое же как и в нижнем поясе из двух уголков 75х50х7 (ГОСТ 8510-86) с F=16,74 см2
>Fтр
=16,355 см2
.
Расчет среднего раскоса
Расчетное усилие D2
=-123,8 кН, расчетная длина l
=4,503 м. задаёмся гибкостью λ=120<[150], тогда
h=l
/0.289∙λ=450,3/0.289∙120=12,984 см
Принимаем раскос из пяти досок толщи
λ =l
/r=450,3/0.289∙16=97,383
φ=3000/97,3832
=0.316
Напряжение:
σ=D2
/Fφ=123,8/280∙0.316=1,351 кН/см2
<Rc
/γc
=1.37 кН/см2
Расчет опорной стойки
Расчётное усилие сжатия V1
=35,79 кН, расчётная длина стойки равна:
l
ст
=μ0
l
=1∙2.233=2.233 м
Задаёмся гибкостью λ=120<[150], при которой высота сечения стойки:
h=l
ст
/0.289∙λ=223.3/0.289∙120=6,439 см
Принимаем стойку из четырёх досок толщиной 32 мм, шириной 175 мм. Проверяем принятое сечение 128х175 мм.
Фактическая гибкость:
λ=223,3/0,289∙12,8=60,368
Так как λ<70, коэффициент φ определяется по формуле:
φ=1–0,8(λ/100)2
=1–0,8(60,368/100)2
=0,708
Проверяем сечение стойки на устойчивость:
σ=V1
/Fφ=35,79/224∙0.708=0.625 кН/см2
<Rc
/γc
=1.37 кН/см2
Расчет средней стойки
Расчётное усилие сжатия V2
=-71.56 кН, расчётная длина стойки равна:
l
ст
=μ0
l
=1∙2.817=2.817 м
Задаёмся гибкостью λ=120<[150], при которой высота сечения стойки:
h=l
ст
/0.289∙λ=281.7/0.289∙120=8.123 см
Принимаем стойки из трёх досок толщиной 32 мм, шириной 175 мм. Проверяем принятое сечение 96х175 мм.
Фактическая гибкость:
λ =l
/r=281.7/0.289∙9.6=76.456
φ=3000/76.1562
=0.517
Проверяем сечение стойки на устойчивость:
σ=V2
/Fφ=71.56/224∙0.517=0.624 кН/см2
<Rc
/γc
=1.37 кН/см2
Конструирование и расчет узлов фермы
Узел А.
Отдельные полуфермы, поступающие на стройплощадку, соединяются между собой парными деревянными накладками сечением 96х100 мм на болтах d=12 мм. Необходимый эксцентриситет обеспечивается прорезью 160 мм.
Сжимающее усилие в раскосе D2
=123,8 кН передается парными накладками из швеллеров №16 на фланцы через швы на торцах швеллеров.
Швы воспринимают усилие на срез:
D2
∙sinα3
=123,8∙0.5=61,9 кН
И на сжатие:
D2
∙cosα3
=123,8∙0.866=107,21 кН
Напряжения в швах высотой kf
=4 мм и общей длиной в одном швеллере lw
=6.4∙2+16=28.8 см проверяем по формулам:
кН/см2
кН/см2
Суммарное напряжение:
кН/см2
< Rwy
=18 кН/см2
Сжимающее усилие от раскоса на швеллеры передаётся через распорку из швеллера №16, Напряжение изгиба в распорке:
кН/см2
< Ry
·γс
=21,5·1,0=21,5 кН/см2
где Wy
=13,8 см3
– момент сопротивления.
Проверяем сварные швы, прикрепляющие распорку к швеллерам, длиной:
lw
=2(6.4∙2+16)=58 см
кН/см2
< Rwy
=18 кН/см2
Растягивающее усилие воспринимается двумя болтами d=12 мм.
Узел Б.
Расчётные усилия О2
=О3
=377,12 кН, V2
=71,56 кН. Усилия от одного элемента верхнего пояса на другой передаются лобовым упором через площадки смятия с hсм
=16,0 см. Глубина пропила для создания эксцентриситета e=8,0 см = 2·e=16,0 см. Стык перекрывается с двух сторон накладками сечением 96х175 мм на болтах d=12 мм.
Усилия от стойки передаются на верхний пояс через дубовую прокладку. Расчётное сопротивление древесины сосны местному смятию поперёк волокон находим по формуле:
кН/см2
где Rс90
– расчетное сопротивление древесины смятию по всей поверхности поперёк волокон;
см
– длина площадки смятия вдоль волокон древесины, равная ширине стойки.
Требуемая площадь смятия:
см2
>Fсм
=224 см2
Проектируем подбалку из древесины дуба, с расчётным сопротивлением:
Rсм
=mn
∙Rсм90
=2∙0.283=0.566 кН/см2
где mn
– коэффициент для разных пород древесины. Для дуба mn
=2.
Тогда:
см2
>Fсм
=224 см2
Длину подкладки находим из условия смятия верхнего пояса поперёк волокон:
см
Принимаем длину подбалки из условия постановки с каждой стороны пары глухарей d=6 мм:
l
б
=4∙10∙d=4∙10∙6=240 мм > 14 мм
Толщину подбалки принимаем hб
=100 мм.
Узел В.
Отдельные полуфермы, поступающие на стройплощадку, соединяются между собой парными деревянными накладками сечением 96х100 мм на болтах d=12 мм.
Сжимающее усилие в раскосе D3
=1,44 кН передаётся парными накладками из швеллеров №16 на фланцы через швы на торцах швеллеров.
Швы воспринимают усилие на срез:
D2
∙sinα3
=1,44∙0.5=0,72 кН
И на сжатие:
D2
∙cosα3
=1,44∙0.866=1,247 кН
Напряжения в швах высотой kf
=4 мм и общей длиной в одном швеллере lw
=6.4∙2+16=28.8 см проверяем по формулам:
кН/см2
кН/см2
Суммарное напряжение:
кН/см2
< Rwy
=18 кН/см2
Сжимающее усилие от раскоса на швеллеры передаётся через распорку из швеллера №16, Напряжение изгиба в распорке:
кН/см2
< Ry
·γс
=21,5·1,0=21,5 кН/см2
где Wy
=13,8 см3
– момент сопротивления.
Растягивающее усилие воспринимается двумя болтами d=12 мм.
Узел Г
Высоту обвязочного бруса назначаем по предельной гибкости λ=200 при расчётной длине 7,780 м:
см
Принимаем hоб
=160 мм
Ширину обвязочного бруса назначаем равной ширине опорной стойки – 12,8см
Необходимая длина горизонтального опорного листа находится из условия местного смятия обвязочного бруса поперёк волокон при:
кН/см2
см
Принимаем l
оп
=620 мм
Толщину опорного листа находим из условия изгиба консольных участков от реактивного давления:
кН/см2
.
Изгибающий момент в консоли шириной 1 см:
кН∙см
Требуемая толщина листа:
см
Принимаем: δтр
=26 мм
Узел Д.
Расчётные усилия: U1
=277,61, U2
=377,85 кН, D2
=123,8 кН, D2
=1,44 кН,
V2
= –71,56 кН.
Необходимые длины сварных швов (kf
=6 мм) для крепления уголков опорных раскосов:
по обушку:
см
по перу
см
Для крепления уголков нижнего пояса определяем длины сварных швов:
по обушку:
см
по перу
см
Давление на вертикальную диафрагму:
кН/см2
Изгибающий момент в диафрагме как пластинке, опёртой по трём сторонам, при 17,5/13,5=0,94 и α=0,109:
М1
=α1
∙q2
∙b2
=0.109∙0.07∙17.52
=2,337 кН∙см
Требуемая толщина вертикальной диафрагмы:
см
Принимаем δтр
=9 мм
Растягивающее усилие от раскоса D3
=1,44 кН передаётся через два болта d=16 мм. Несущая способность болта:
из условия изгиба нагеля:
Ти
=2,5∙d2
=2.5∙1.6=6.4 кН/ср
из условия смятия древесины раскоса:
Тс
=0,5∙с∙d=0.5∙17,5∙1,6=14 кН/ср
Несущая способность двух болтов:
Т=nб
∙nср
∙Ти
=2∙2∙6,4=25.6 кН > D2
=1,44 кН
Где: nб
=2 – количество болтов;
n=2 – количество «срезов» одного болта.
Горизонтальную диафрагму рассчитываем на давление от стойки:
кН/см2
Рассчитываем участок 1, опёртый по трём сторонам. При соотношении сторон 4,8/17,5=0,27 коэффициент α2
=0,037 и M2
=0,037·0,426·17,52
=4,827 кН·см.
Требуемая толщина листа:
см
Принимаем δтр
=12 мм
Вертикальное ребро, поддерживающее горизонтальную диафрагму, рассчитываем как балку на двух опорах, нагруженную сосредоточенной силой V2
. принимаем толщину ребра δтр
=12 мм, тогда требуемая высота его:
см
Принимаем h=90 мм.
Расчет колонны из клееного бруса.
Продольные усилия в ригеле:
Х=Хw
+Хg
=1.29 +1.2=2.49 кН
кН
Сосредоточенная сила с наветренной стороны:
кН/м
Тоже с заветренной стороны.
кН/м
Рис. 10. Определение усилий в колонне.
где: g1
и g2
– погонная нагрузка
hp
– высота фермы = 3.42 м.
Погонную ветровую нагрузку находим по формуле:
кН/м
где: ω0
– нормативное ветровое давление для данного района.
с– аэродинамический коэффициент для наветренной нагрузки с=0.8
для отсоса с= 0.6.
γfb
– коэффициент безопасности по нагрузке γfb
=1.4.
к–коэффициент учитывающий увеличение ветрового давления по высоте.
B–высота колонны=12–3,42=8.58 м.
кН/м
кН/м
От равномерно расположенной ветровой нагрузке на колонну:
кН
Усилие Хст
от стенового ограждения Рст
=16.51кН, принимая условно, что оно приложено по середине высоты колонны, можно определить по формуле:
кН
где: Мст
–Момент вызванный воздействием конструкций ограждения.
кН·м
где: Рст
– нагрузка от стенового ограждения.
е– эксцентриситет.
м
где: δст
– толщина стеновой панели.
hк
– ширина колонны.
Затем определяем изгибающие моменты, продольные и поперечные силы в месте заделки колонны.
Изгибающие моменты в нижнем сечении колонны:
кН·м
кН·м
Поперечные силы в заделке колонны:
кН
кН
Расчетная продольная сила:
Nвр
=Рст
+Рсв
+Рсн
=16.51+143,13=159,64 кН
Подбираем сечение клеедощатой колонны:
Усилия сжатия:
Nп
=N–Рсн
=159,64–84,44=75,20 кН–постоянная нагрузка
Nвр
=159,64 кН– временная нагрузка
М=129,749 кН·м. Q=30,832 кН
Принимаем колонну прямоугольного поперечного сечения ширенной b=15 см и высотой h=(35х16)=55 см.
Геометрические характеристики сечения:
Площадь: F=b·h=15·55=825 см2
Момент инерции:
см4
Момент сопротивления:
см3
Гибкость в плоскости изгиба:
Коэффициент:
Изгибающий момент:
кН·см
Прочность поперечного сечения колонны по нормальным напряжениям в плоскости изгиба:
кН/см2
Гибкость колонны из плоскости изгиба:
Коэффициент кnN
определяем по формуле:
где: αр
=0–для прямоугольного сечения.
m=2–число точек закрепления растянутой кромки от изгибающего момента lp
=Н=858 см.
hн
–расчетная длинна рассматриваемого участка:
hн
=h+2S0
=55+2·10.5=76 см, гдеS0
=3·δ=3·3.5=10.5
Коэффициент кn
М
определяем по формуле:
где: кф
=2.32 т.к эпюра на рассматриваемом участке близка к треугольной форме. Устойчивость проверяем по формуле с учетом коэффициентов кп
м, кп
н.
где: n=1 т.к растянутая кромка колонны раскреплена в двух точках.
см3
Клеевой шов проверяем по формуле:
кН/см2
см3
см4
Rск
=0.15 кН/см2
расчетное сопротивление скалыванию древесины вдоль волокон.
Колонны крепятся к фундаменту с помощью анкерных ботов.
Анкерные болты рассчитываются по максимальному растягивающему усилию.
Напряжения на поверхности фундамента определяются по формуле:
кН/см2
Напряжения сжатия:
σм
ax
= –0.066–0,299= –0,365 кН/см2
Напряжения растяжения:
σм
ax
= –0.066+0,299= 0,233 кН/см2
Длину участка (X) эпюры сжимающих напряжений вычисляем по формуле:
см
Расстояние между продольной осью и центром тяжести эпюры сжимающих напряжений:
а=0.5hн
–Х/3=0.5·76–29,761/3=28,08 см
Т.к относительный эксцентриситет:
см
То: е=hн
–Х/3–S0
=76–23,783/3–10.5=65,205 см
Момент:
кН·см
Площадь:
F=b·hн
=15·76=1140 см2
Усилия в анкерных болтах определяем по формуле:
кН
Требуемая площадь поперечного сечения (брутто) анкерных болтов определяем по формуле:
см2
Принимаем по два анкерных болта с каждой стороны с d=16 мм, с F=10.45 см2
см2
>Fтр
=2,628 см2
Список литературы.
1. В.Д. Ли, ''Проектирование несущих и ограждающих конструкций деревянных каркасных зданий''.
2. В.Д. Ли, ''Деревянные конструкции'' примеры расчета и конструирования. Томск 2009.
3. Ю.В. Слицкоухова, ''Конструкции из дерева и пластмасс''.
4. В.А. Иванов ''Конструкции из дерева и пластмасс''.
5. СНиП II–25–80 ''Деревянные конструкции''.
6. СНиП 02.01.07–85 ''Нагрузки и воздействия''