/
Author: Беленя Е.И. Ведеников Г.С. Балдин В.А.
Tags: металлургия металлические конструкции металлы
Year: 1986
Text
Глава I
ВВЕДЕНИЕ
§ 1. КРАТКАЯ ИСТОРИЯ РАЗВИТИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
В РОССИИ и СССР
Понятие «металлические конструкции» объединяет в себе их
конструктивную форму, технологию изготовления и способы монтажа.
Уровень развития металлических конструкций определяется, с одной
стороны, потребностями в них народного 1озяйства, а с другой —
возможностями технической базы: развитием металлургии,
металлообработки, строительной науки и техники. Исх|)дя из этих положений
история развития металлических конструкций может быть разделена на
пять периодов.
Первый период (от XII до начала XVII в.) характеризуется
применением металла в уникальных по тому-времени сооружениях (дворцах,
церквах и т. п.) в виде затяжек и скреп для каменной кладки. Затяжки
выковывали из кричного железа и скрепляли через проушины на
штырях. Одной из первых таких конструкций являются затяжки
Успенского собора во Владимире A158 г.).
Второй период (от начала XVII до конца XVIII в.) связан с
применением наслонных металлических стропил и пространственных
купольных конструкций («корзинок») глав церквей (рис. 1.1). Стержни
конструкции выполнены из кованых брусков и соединены на замках н
скрепах горновой сваркой. Конструшии такого типа сохранились до
наших дней. Примерами служат перекрытие пролетом 18 м над
трапезной Троице-Сергиевого монастыря в Загорске A696—1698 гг.),
перекрытие старого Кремлевского дворца в Москве A640 г.), каркас
купола колокольни Ивана Великого A603 г.), каркас купола
Казанского собора в Ленинграде пролетом 15 м A805 г.) и др.
По зрелости конструктивного решения выделяется металлическая
конструкция, поддерживающая каменный потолок над коридором
между притворами храма Василия Блаженного A560 г.)* (рис. 1.2).
Это первая известная нам конструкция, состоящая из стержней,
работающих на растяжение, изгиб и сжатие.
Затяжки, поддерживающие потолок в этой конструкции, укреплены
для облегчения работы на изгиб подкосами. Поражает, что уже в те
времена конструктор знал, что для затяжек, работающих на изгиб,
надо применять полосу, поставленную на ребро, а подкосы,
работающие на сжатие, лучше делать квадратного сечения.
Третий период (от начала XVIII до середины XIX в.) связан с
освоением процесса литья чугунных стержней и деталей. Строятся
чугунные мосты и конструкции перекрытий гражданских и промышленных
зданий. Соединения чугунных элементов осуществляются на замках
или болтах. Первой чугунной конструкцией в России считается
перекрытие крыльца Невьянской башни на Урале A725 г.). В 1784 г. в Петер-
* Васильев И. Древнейшие железные конструкции. «Архитектура СССР», 1856, № 3.
5
бурге был построен первый чугунный мост. Совершенства чугунные
конструкции достигли в России к середине XIX столетия. Уникальной
чугунной конструкцией 1840-х гг. является купол Исаакиевского собора
(рис. 1.3), собранный из отдельных косяков 8 виде сплошной оболочки.
Конструкция купола состоит из верхней конической части, поддержи-
е>
^
а
Рис. 1.1. Металлические конструкции XVII в
а — цаслонные стропила; б — каркас купола; в — узел каркаса
Рис. 12. Конструкция перекрытия
коридора S Покровском соборе
(Москва) XVI в.
Риг. 1.3. Купол Исаакиевского собора
в Ленинграде
вающей каменный барабан, венчающий собор, и нижнейь более пологой
части. Наружная оболочка купола при помощи легкого железного
каркаса опирается на чугунную конструкцию.
Чугунная арка пролетом 30 м применена в перекрытии
Александрийского театра в Петербурге A827—1832 гг.).
&
в 1850-х гг. в Петербурге был построен Николаевский мосте восемью
арочными пролетами от 33 до 47 м, являющийся самым крупным
чугунным мостом мира. В этот же период наслонные стропила постепенно
трансформируются в смешанные железочугунные треугольные фермы
(рис. 1.4).
Рис. 1.4. Перекрытие Зимнего двора в
Ленинграде {1837 г.)
а — над большой церковью; б — над Георгиевским
залом
В фермах сначала не было раскосов (рис 1.4, а), они появились в
конце рассматриваемого периода (рис. 1.4, б). Сжатые стержни ферм
часто выполняли из чугуна, а растянутые — из железа. В узлах
элементы соединялись через проушины на болтах. Отсутствие в этот период
прокатного и профильного металла ограничивало конструктивную
форму железных стержней прямоугольным или круглым сечением. Однако
преимущества фасонного профиля уже были поняты и стержни
уголкового или швеллерного сечения изготовляли гнутьем или ковкой
нагретых полос.
Четвертый период (с 30-х гг. XIX в. до 20-х гг. XX в.) связан с
быстрым техническим прогрессом во всех* областях техники того
времени и, в частности, в металлургии и металлообработке.
В начале XIX в. кричный процесс получения железа был заменен
более совершенным — пудлингованием, а в конце 80-х гг. — выплавкой
железа из чугуна в мартеновских и конверторных печах. Наряду с
уральской базой была создана в России южная база металлургической
промышленности. В 1840-х гг. был освоен процесс получения
профильного металла и прокатного листа, в 1830-х гг. появились заклепочные
соединения, чему способствовало изобретение дыропробивного пресса.
В течение ста последних лет все стальные конструкции изготовлялись
клепаными. Сталь почти полиостью вытеснила из строительных
конструкций чугун, будучи материалом более совершенным по своим
свойствам (в особенности при работе на растяжение) и лучше
поддающимся контролю и механической обработке.
Чугунные конструкции после середины XIX г. применялись лишь в
колоннах многоэтажных зданий, перекрытиях вокзальных
дебаркадеров и т. п., где могла быть полностью использована хорошая
сопротивляемость чугуна сжатию. _
В России до конца XIX в. промышленные и гражданские здания
строились в основном с кирпичными стенами и небольшими пролетами,
для перекрытия которых использовались треугольные металлические
фермы (рис. J.5). Конструктивная форма этих ферм постепенно
совершенствовалась; решетка получила завершение с появлением раскосов;
узловые соединения вместо болтовых на проушинах стали выполнять
заклепочными при помощи фасонок.
Рис. I 5. Стропильная ферма 70-х гг. XIX в.
В конце прошлого столетия применялись решетчатые каркасы рам-
но-арочной конструкции для перекрытия зданий ^значительных пролетов.
Примерами являются покрытия Сенного рынка в Петербурге A884 г.)
пролетом 25 м, Варшавского рынка пролетом 16 м A891 г.), покрытие
Гатчинского вокзала A890 г.) и др.
Наибольшего совершенства рамно-арочная конструкция достигла в
покрытии дебаркадера Киевского вокзала (рис. 1.6), построенного по
проекту В. Г. Шухова A913—1914 гг.).
В конструкциях этих сооружений хорошо проработаны
компоновочная схема, опорные закрепления и узловые заклепочные соединения.
Во второй половине XIX в. значительное развитие в нашей стране
получило металлическое мостостроение в связи с ростом сети железных
дорог. На строительстве мостов развивалась конструктивная форма
металлических конструкций^ совершенствовалась теория компоновки и
расчета, технология изготовления и монтажа. Принципы
проектирования, разработанные в мостостроении, были перенесены затем на
промышленные и гражданские объекты. Основателями русской школы
мостостроения являются известные инженеры и профессора: С. В. Кер-
бедз, Н. А. Белелюбский, Л. Д. Проскуряков.
С. В. Кербедз A810—1899 гг.), инженер-строитель, построил первый
в России железный мост с решетчатыми фермами через р. Лугу
A853 г.). Он же является автором самого крупного чугунного моста
в Петербурге.
Проф. Н. А. Белелюбский A845—1922 гг.), мостостроитель и
ученый, впервые применил раскосную решетку для мостовых ферм
(рис. 1.7), разработал первый в России метрический сортамент
прокатных профилей, усовершенствовал методику испытаний бтроительных
материалов^ написал первый систематизированный курс по
строительной механике.
проф. Л. Д. Проскуряков A858—1926 гг.) ввел в мостовые фермы
треугольную и шпренгельную решетки и разработал теорию о
наивыгоднейшем очертании фермы. За проект Енисейского моста на
Парижской В'ыставке A900 г.) Л. Д. Проскуряков был удостоен золотой
медали.
Большой вклад с дальнейшее развитие металлического
строительства в конце XIX и в начале XX в. и распространение опыта,
накопленного в мостостроении, на металлические конструкции гражданских и
промышленных зданий внесли Ф. С. Ясинский, В. Г. Шухов и
И. П. Прокофьев. В этот период развитие металлургии,
машиностроения и других отраслей тяжелой промышленности внесло качественное
изменение в технологию производства и потребовало оборудования
зданий мостовыми кранами. Первое время их устанавливали на эстакадах
(рис. 1.8), однако это загромождало помещение. С увеличением
грузоподъемности мостовых кранов и насыщенности ими производства, а
также с увеличением высоты и ширины пролётов помещений стало
целесообразным строить здания с металлическим каркасом,
поддерживающим как ограждающие конструкции, так и пути для мостовых
кранов. Основным несущим элементом ка{)каса стала поперечная рама
(рис. 1.9), включающая в себя колонны и ригели (стропильные фермы)-
Рис I 6 Перекрытие Киевского вокзала
2—478
Рис. 1.7. Сызранский мост через Волгу A879 г., Н. А. Белелюбский)
(llill!l(l|lllllll|lin
.ifr>vij«vro»';v:viv;i.
llilllIilCUH!ll'l|llii
IjllMllllltllllllllllll
limliMniimiilmii
:i:'vr':-:..4v.|v..:,.:.|-.,;i'
Рис. 1.8. Перекрытие Тульских мастерских (80-е гг. XIX в., В. Г. Шухов)
Рис. 1.9. Каркас промышлениого здания (начало XX в.)
10
!:''■'' ■»; •
i III»"" 1:|'"чпц'1
М^^'пГГп1!11И№И'м
Рис. 1.11. Висячие сетчатые покрытия иа
Нижегородской ярмарке A896 г.)
Рис. 1.10. Башия Шухова
Проф. Ф. С. Ясинский A858—1899 гг.) первым запроектировал
многопролетное промышленное здание с металлическими колоннами между
пролетами и разработал большепролетные складчатые и консольные
конструкции покрытий. Он же внес значительный вклад в расчет
сжатых стержней на продольный изгиб, работающих в упругопластической
зоне деформирования стали.
Исключительно плодотворной и разносторонней была деятельность
почетного академика В. Г. Шухова A853—1939 гг.). Он первым в
мировой практике разработал и строил пространственные решетчатые
конструкции покрытий и башен различного назначения («башня
Шухова»), использовав для них линейчатые noBepxtfocTH (рис. 1.10). В
построенных им сооружениях реализованы идеи предварительного
напряжения конструкций и возведения покрытий в виде висячих систем с
эффективным использованием работы металла на растяжение
(рис. 1.11). Этими проектами В. Г. Шухов намного опередил своих
современников и предугадал будущие направления в развитии
металлических конструкций, закрепив тем самым приоритет нашей страны.
2*
И
umi
IS morr
Особенно значительна его теоретическая и практическая работа в
области резервуаростроения и других листовых конструкций. В. Г.
Шухов разработал новые конструктивные формы резервуаров, их расчет
и методы нахождения оптимальных параметров.
Проф. И. П. Прокофьев A877—1958 гг.), используя накопленный
опыт, опубликовал первую монографию по изготовлению и монтажу
металлических мостов и запроектировал ряд уникальных по тому времени
большепролетных покрытий (Мурманские и Перовские мастерские
Московско-Казанской ж. д., Московский почтамт, дебаркадер
Казанского вокзала в Москве).
Пятый период (послереволюционный) развития металлических
конструкций в нашей стране начинается с первой пятилетки (конец20-х гг.),
когда молодое
социалистическое государство
приступило к
осуществлению широкой
программы индустриализации
страны.
К концу 40-х гг.
клепаные конструкции
почти полностью были
заменены сварными, более
легкими, технологичными
и экономичными.
Развитие металлургии
уже в 30-х гг. позволило
применять в
металлических конструкциях
вместо обычной малоуглеро-
'^дистой стали более
прочную низколегированную
сталь [сталь кремнистую
для ж.-д. моста через р. Ципу (Закавказье) и сталь ДС для Дворца
Советов и москворецких мостов], а в середине столетия номенклатура
применяемых в строительстве низколегированных и высокопрочных
сталей значительно расширилась, что позволило существенно облегчить
массу конструкций и создать сооружения больших размеров. Кроме
стали й металлических конструкциях начали использовать алюминиевые
сплавы, объемная масса которых почти втрое меньше.
В мощную отрасль индустрии выросла производственная база
металлических конструкций. Заводы и специализированные монтажные
организации, оснащенные современным высокопроизводительным
оборудованием, объединены в одну систему (Главстальконструкция),
выполняющую основной объем строительства металлических конструкций.
Объем металлических конструкций за этот период A930—1970 гг.)
увеличился более чем в 20 раз (рис. 1.12). Чрезвычайно расширились
номенклатура металлических конструкций и разнообразие их
конструктивных форм. Этот резкий количественный и качественный подъем
металлических конструкций был вызван развитием всех ведущих
отраслей народного хозяйства, грандиозным размахом промышленного и
гражданского строительства.
В условиях социалистического государства большие и
многообразные задачи по развитию металлических конструкций решались
усилиями проектных, научных и производственных коллективов. Особенно
велика роль проектных трестов — Проектстальконструкция (ЦНИИ-
проектстальконструкция) и Промстройпроект, научных институтов —
Всесоюзного института сооружений, реорганизованного в Центральный
Рис. I 12 Рост производства
металлических конструкций в СССР
12
институт строительных конструкций (ЦНИИСК), а также вузовских
коллективов.
Принцип совместной работы проектных и научных коллективов был
закреплен преобразованием Проектстальконструкции в ЦНИИпроект-
стальконструкцию — ведущую организацию по проектированию и
научным исследованиям в области металлических конструкций.
В начале 30-х гг. стала оформляться .советская школа
проектирования металлических конструкций. В связи с развитием металлургии и
машиностроения строилось много промышленных зданий с
металлическим каркасом. Стальные каркасы промышленных зданий оказались
ведущей конструктивной формой металлических конструкций^,
определяющей общее направление их развития. Советская школа постепенно
Рис. 1.13. Европейская схема компоновки
поперечной рамы производственного
здания
отходила от европейских схем' компоновки поперечных рам каркаса,
характерных стремлением приблизить конструктивную схему к
расчетным предпосылкам, введением большого числа шарниров, что
усложняло монтаж и изготовление конструкций (рис. 1.13). Такие схемы не
отвечали требованиям эксплуатации в отношении поперечной жесткости
зданий в связи с увеличением размеров пролетов, высоты, и главное
грузоподъемности и интенсивности движения мостовых кранов.
Требованиям эксплуатации и высоких темпов строительства в
лучшей степени отвечали сложившиеся к тому времени схемы
конструирования поперечных рам с жестким сопряжением колонн с фундаментами
и ригелями. Советские проектировщики взяли за основу эти схемы и
улучшили их аналитическим определением оптимальных
геометрических соотношений элементов рамы, схемы решеток и т. п. (рис. 1.14).
Аналитические изыскания оптимальных компоновочных схем и
геометрических размеров элементов сечений стали характерной чертой
развития всех видов металлических конструкций в Советском Союзе. Такой
подход позволил совместно решать задачи снижения трудоемкости
изготовления конструкций с экономичной затратой стали и скоростным
монтажом. Принцип комплексного решения задач при изыскании
оптимальной конструктивной формы металлических конструкций стал
основным для советской школы проектирования.
13
Рис 1.14
Поперечная рама
начала 30-х гг.
Завод «Азов-
сталь»
€H
Рис 1.15.
Поперечная рама
типовых секций
1939 г.
14
Другой характерной чертой развития металлических конструкций,
способствующей решению поставленных задач, стала типизация
конструктивных схем и элементов. Большой объем строительства и
связанная с ним повторяемость конструкций создали предпосылки для
разработки типовых схем и конструктивных решений каркасбв
промышленных здйний.
В 1939 г. Промстройпроектом были разработаны типовые секции
одноэтажных промышленных зданий со стальным каркасом (рис. 1.15).
Типовые секции включали объемно-планировочные решения для
различных пролетов, типовые конструктивные схемы компоновки каркаса
и типовые решения конструктивных элементов (ферм, колонн,
подкрановых балок и т. п.). Впервые был введен трехметровый модуль
пролетов, который затем (в 50-х гг.) был заменен шестиметровым. Эти
типовые секции стимулировали дальнейшее развитие типизации. Были
типизированы здания отдельных видов производств (мартеновские
цехи, прокатные и т. п.); типизация распространилась на пролетные
строения мостов, резервуары, газгольдеры, радиобашни, радиомачты.
Типизация, а затем унификация и стандартизация стали одним из
главных направлении развития металлических конструкций; это снижало
трудоемкость конструкции и благодаря упорядочению проектирования
уменьшало расход стали. ^
В годы Великой Отечественной войны 1941—1945 rt., несмотря на
временную потерю южной металлургической базы и большой расход
металла на нужды войны, в промышленном строительстве и
мостостроении па Урале и в Сибири широко использовались металлические
конструкции. Они лучше других конструкций отвечали основной задаче
военного времени — скоростному строительству.
В соответствии с этим требованием упрощалась конструктивная
форма благодаря более широкому применению сплошных конструкций
из крупных прокатных профилей.
Этот же подход к проектированию сохранился и в период
восстановления разрушенных во время войны объектов промышленности,
транспорта и других первоочередных сооружений.
В 50-х и 60-х гг. строительство металлических конструкций
развивалось с соблюдением основных принципов советской школы
проектирования, установленных еще в довоенный период: экономия стали,
З'прощение изготовления, ускорение монтажа. Для этих лет
характерным является применение стали в сооружениях больших размеров с
тяжелыми технологическими нагрузками.
Большое развитие получили листовые конструкции (в связи с
развитием нефтяной, газовой, химической и металлургической промышлен-
носги), высотные сооружения связи (рис. 1.16), электропередачи, а
также конструкции общественных зданий (рис. 1.17). Наряду с
основной задачей экономии материала успешно решались проблемы
индустриализации строительства.
Практически все конструкции стали сварными. Изготовление
листовых констру.чций стало преимущественно заводским. Габаритные
листовые конструкции изготовляют полностью в специализированных
заводских цехах, а негабаритные сваривают на заводах в крупные полотнища
и в рулонах перевозят; на строительстве рулоны разворачивают и
компонуют в сооружения с минимальным числом монтажных швов.
Из общественных сооружений выделяются павильоны Советского
Союза на международных выставках в Брюсселе (рис. 1.20) A958 г.) и
Монреале A967 г.) (рис. 1.18), павильон «Космос» на ВДНХ в Москве
(рис. 1.17), перекрытие Дворца спорта в Лужниках (рис. XVII.3, а)
и др.
15
Рис I 17. Купол выставочного
павильона в Москве
Наряду с
совершенствованием
конструктивной формы
совершенствовались и
методы расчета
конструкций. До 1950 г.
строительные конструкции
рассчитывали по
методу допускаемых
напряжений. Такой расчет
недостаточно полно
отражал
действительную работу
конструкций под нагрузкой,
иногда в
недостаточной мере гарантировал
их надежность и в
ряде случаев приводил
к перерасходу
материалов; взамен его был
разработан метод
расчета конструкций по
предельным
состояниям.
В 1950 г. в
Советском Союзе все виды
строительных
конструкций рассчитывают
по методу предельных состояний, основные положения которого
регламентирует государственный документ —строительные нормы и правила:
СНиП П-А. 10-71 «Строительные конструкции и основания. Основные
положения проектирования».
Успехи в развитии металлических конструкций за советский период
достигнуты благодаря творческим усилиям проектных и научных орга-
16
Рис I 16 Телевизионная башня высотой 372 м
(Киев, проект)
*»£"•■'-■.
ms^^-r :U,
Рис. 1.18. Павильон СССР на Международной выставке в Монреале A967 г.)
низаций, возглавляемых ведущими профессорами и инженерами,
внесшими большой личный вклад в это развитие. Особенно значительны
заслуги Героя Социалистического Тру^а, члена-корреспондента АН
СССР, профессора Н. С. Стрелецкого A885—1967 гг.), возглавлявшего
в течение 50 лет советскую конструкторскую школу металлостроитель*
ства.
Н. С. Стрелецкий, на первых этапах своей деятельности явившийся
преемником и продолжателем русской школы мостостроителей, в
дальнейшем много сделал для развития строительной науки и высшего
строительного образования в нашей стране. Он впервые применил
статистические методы в расчете конструкций, исследовал работу
статически неопределимых систем за пределом упругости, провел теоретические
исследования и обобщил их данные в области развития конструктивной
формы. Под его непосредственным руководством и влиянием
экспериментальное изучение действительной работы металлических
конструкций стало одним из главных методов совершенствования
конструктивной формы и расчетов. Он явился одним из инициаторов перехода от
расчета по допускаемым напряжениям к расчету по предельным
состояниям и внес большой вклад в разработку этого прогрессивного метода.
Герой Социалистического Труда, действительный член АН УССР
Е. О. Патон A870—1953 гг.), также внесший свой вклад в развитие
металлического мостостроения, имеет исключительные заслуги в
области механизации и автоматизации электродуговой сварки, что
явилось важным техническим достижением советской школы сварщиков.
Е. О. Патон в 1928 г. организовал в Киеве при АН УССР
электросварочную лабораторию, реорганизованную в дальнейшем в Научно-
исследовательский институт электросварки, ныне ИЭС им. Е. О. Патона.
§ 2. НОМЕНКЛАТУРА И ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
Металлические конструкции применяются сегодня во всех видах
зданий и инженерных сооружений, особенно если необходимы
значительные пролеты, высота и нагрузки. Потребность в металлических
конструкциях чрезвычайно велика и непрерывно увеличивается (см.
17
Рис. 1.19. Монтаж каркасного промышленного зц.ащя
рис. 1.12). Базой для удовлетворения этой потребности являются
большой объем производимой в стране стали (в 1975 г. выплавлено
130 млн. т стали), заводы металлических конструкций и
специализированные монтажные организации,-оснащенные современной техникой,
специализированные проектные организации и
научно-исследовательские институты.
Применение металлических конструкций по виду конструктивной
формы и назначению можно разбить на восемь областей.
1. Промышленные здания. Конструкции одноэтажных промышлен-
Т1ЫХ зданий выполняются в виде цельнометаллических (рис. 1.19) или
смешанных каркасов, в которых по железобетонным колоннам
устанавливаются металлические кбнструкции покрытия зданий («шатер») и
подкрановые пути. Цельнометаллические каркасы в основном применя-
*Рйс. 1.20. Коксгрукиии павильона СССР на Всемирной выставке в Брюсселе A958 г.)
18
Рис. 1,21. Конструкции мостов
19
Рис. 1.22. Конструкции доменного цеха
Рис. I 23. Башня из труб высотой 260 м (Бельгия)
ются В зданиях с большими пролетами, высотами и оборудованных
мостовыми кранами большой грузоподъемности. Каркасы
промышленных зданий являются наиболее сложными и металлоемкими
конструктивными комплексами.
2. Большепролетные покрытия зданий. Здания общественного
назначения [спортивные сооружения, рынки, выставочные павильоны
(рис. 1.20)], театры и некоторые здания производственного характера
(ангары, авиасборочные цехи, лаборатории) имеют большие пролеты
(до 100—150 м), перекрывать которые наиболее целесообразно
металлическими конструкциями. Системы и конструктивные формы
большепролетных покрытий очень разнообразны. Здесь' возможны балочные,
рамные, арочные, висячие, комбинированные, причем как плоские, так
и пространственные системы.-' К конструкциям зданий общественного
назначения предъявляются высокие эстетические требования. Чтобы
снизить расход металла и постоянную нагрузку, в большепролетных
конструкциях целесообразно применять высокопрочные стали и
алюминиевые сплавы.
3. Мосты, эстакады. Мостовые металлические конструкции на
железнодорожных и автомобильных магистралях применяются при больших
пролетах, при необходимости скоростного возведения, а в отдаленных
районах и при средних пролетах.
Как и большепролетные покрытия, мосты имеют разнообразные
системы: балочную (рис. 1.21, а), арочную (рис. 1.21, б), висячую
(рис. 1.21, е), комбинированную.
4. Листовые конструкции в виде резервуаров, газгольдеров,
бункеров, трубопроводов большого диаметра и различных сооружений
доменного комплекса (рис. 1.22), химического производства и
нефтепереработки имеют весьма большой объем в связи со значительным
развитием в нашей стране металлургии, нефтяной, газовой и химической
промышленности.
20
iiiilfi
■iiiiiniiMLWi ■ mm
Рис I 24. Каркас высотного здания в Москве
яУ'**"!Й'
Рис 1.25. Конструкция крана-перегружателя
Листовые конструкции являются тонкостенными оболочками
различной формы и должны быть не только прочными, но и плотными
(непроницаемыми); они часто эксплуатируются в условиях низких или
высоких температур; сталь и алюминиевые сплавы хорошо
удовлетворяют этим условиям работы.
21
Рис. 1,26. Макет радиотелескопа диаметром 64 м
5. Башни и мачты
применяются для
радиосвязи и телевидения
(рис. 1.16 и 1.23), в
геодезической службе, в
опорах линий
электропередачи. Сюда же можно
отнести надшахтные копры,
нефтяные вышки,
дымовые и вентиляционные
трубы и промышленные
этажерки. Применение
стали обеспечивает этим
конструкциям
необходимую легкость, удобство
транспортирования на
место строительства и
быстроту монтажа.
6. Каркасы
многоэтажных зданий.
Многоэтажные здания с
металлическим каркасом (рис> 1.24)
применяются главным
образом в гражданском '
строительстве, в условиях
плотной застройки
больших городов и для
некоторых видов
промышленных зданий.
7. Крановые н другие подвижные конструкцин. Подвижные
конструкции выполняются из металла, позволяющего максимально
уменьшить их массу. Сюда относятся всевозможные металлические
конструкции мостовых, башенных, козловых кранов и кранов-перегружателей
(рис. 1.25), конструкций крупных экскаваторов и разнообразных
строительных машин, затворы и ворогах гидротехнических сооружений,
конструкции отвальных мостов.
8. Прочие конструкции, к которым в первую очередь можно отнести
конструкции промышленности^ по использованию атомной энергии в
мирных целях, разнообразные конструкции радиотелескопов (рис. 1.26),
лыжные трамплины и многие другие.
*
§ 3. ОСНОВНЫЕ ОСОБЕННОСТИ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
И ПРЕДЪЯВЛЯЕМЫЕ К НИМ ТРЕБОВАНИЯ
В предыдущем параграфе рассмотрена номенклатура металлических
конструкций, которая характеризуется большим разнообразием систем
и конструктивных форм. В номенклатуре представлены балочные,
рамные, арочные и висячие системы, стержневые и листовые конструкции в
виде сплошных оболочек. Разнообразие конструктивных форм и
статических схем обусловлено назначением конструкций, особенностями
эксплуатации и характером действующих нагрузок. Однако все эти
разнообразные конструкции объединены двумя основными факторами,
позволяющими изучать их как единый вид. Во-первых, исходным материалом
всех конструкций является прокатный металл, выпускаемый т> единому
стандарту (сортаменту): лист, уголок, швеллер, двутавр, труба и т.п.
Из этого материала компонуются все разнообразные конструктивные
формы. Во-вторых, все конструкции объединены общим технологичес-
22
КИМ процессом их изготовления, в основе которого лежат холодная
обработка металла (резка, гибка, образование отверстий и т. п.) и
соединение деталей в конструктивные элементы и комплексы — сборочно-сва-
рочные (или сборочно-клепальные) операции.
Металлические конструкции обладают следующими достонрствами,,
позволяющими применять их в разнообразных сооружениях.
НадежнЬсть металлических конструкций обеспечивается сходством
их действительной работы (распределение напряжений и деформаций)
с расчетными предположениями. Материал металлических конструкций
(сталь, алюминиевые сплавы) обладает большой однородностьй
структуры и достаточно близко соответствует расчетным предпосылкам о&
упруй)й или упругопластической работе материала.
Легкость. Из всех изготовляемых в настоящее время несущих
конструкций (железобетонные, каменные, деревянные) металлические
конструкции являются наиболее легкими.
Расход материалов на конструкцию зависит от отношения объемной
массы материала к его расчетному сопротивлению:
с = -^ 1/м.
Д
Чем меньше значение с, тем относительно легче конструкция.
Благодаря высоким значениям расчетных сопротивлений для
малоуглеродистой стали с=3,7-10-* 1/м, для стали класса С60 с=1,7-10-* 1/м, для?
дюралюмина марки Д16-Т с= 1,1 •!()-* 1/м, для бетона марки 300 с=
= 1,85-10-3 1/м, для дерева с=5,4.10-* 1/м.
Индустриальность. Металлические* конструкции в основной свое&
массе изготовляются на заводах, оснащенных современным
оборудованием, что обеспечивает высокую степень индустриальности их изготов*
ления. Монтаж металлических конструкций также весьма индустриален,
так как производится специализированными организациями при
помощи высокопроизводительной техники.
Непроницаемость. Металлы обладают не только значительной
прочностью, но и высокой плотностью — непроницаемостью для газов и
жидкостей. Плотность металла и его соединений, осуществляемых при
помощи сварки, является необходимым условием для изготовления и
возведения листовых конструкций.
Металлические конструкции имеют и недостатки, ограничивающие
их применение; необходимы специальные меры по нейтрализации этих
недостатков.
Коррозия. Не защищенная от действия влажной атмосферы, а
иногда (что еще хуже) загрязненная агрессивными газами сталь
корродирует (окисляется), что постепенно привод!?:т к ее полному разрушению.
При неблагоприятных условиях это может произойти через два-три
года. Хотя алюминиевые сплавы обладают значительно большей
стойкостью против коррозии, при неблагоприятных условиях они также
корродируют. Хорошо сопротивляется коррозии чугун.
Повышение коррозионной стойкости металлических конструкций
достигается включением в сталь специальных легирующих элементов,
периодическим покрытием конструкций защитными пленками (лаки,
краски и т.п.), а также выбором рациональной конструктивной формы
элементов (без щелей и пазух, где могут скапливаться влага и пыль),
удобной для очистки и защиты.
Небольшая огнестойкость. У стали при /=200 °С начинает
уменьшаться модуль упругости, а при /=600° С сталь полностью переходит в
пластическое состояние. Алюминиевые сплавы переходят в
пластическое состояние уже при /=300° С. Поэтому металлические конструкции
зданий, опасных в пожарном отношении (склады с горючими или легко-
23;
воспламеняющимися материалами, жилые и общестьч,'пые здания;,
должны быть защищены огнестойкими облицовками (бе^^н, керамика,
специальные покрытия и т. п.). ^'
При проектировании металлических конструкций, как и всяких
других, должны учитываться следующие основные требования,' ,
Условия эксплуатации. Удовлетворение заданным при
проектировании условиям эксплуатации является основным требованием для
проектировщика. Оно в основном определяет систему, конструктивную
форму сооружения и выбор материала для него.
Экономия металла. Требование экономии металла определяется
большой его потребностью во всех отраслях промышленности
(машиностроение, транспорт и т.д.) и относительно высокой стоимостью.
В строительных конструкциях металл следует применять лишь в тех
случаях, когда замена его другими видами материалов (в первую
очередь железобетоном) нерациональна (см. § 2).
Транспортабельность. В связи с изготовлением металлических
конструкций, как правило, на заводах с последующей перевозкой на место
строительства в проекте должна быть предусмотрена возможность
перевозки их целиком или по частям (отправочными элементами) с
применением соответствующих транспортных средств.
Технологичность. Конструкции должны проектироваться с учетом
требований технологии изготовления и монтажа с ориентацией на
наиболее современные и производительные технологические приемы,
обеспечивающие максимальное снижение трудоемкости.
Скоростной монтаж. Конструкция должна соответствовать
возможностям сборки ее в наименьшие-сроки с учетом имеющегося
монтажного оборудования.
Долговечность конструкции определяется сроками ее физического и
морального износа. Физический износ металлических конструкций
связан главным образом с процессами коррозии. Моральный износ связан
с изменением условий эксплуатации.
Эстетичность. Конструкции независимо от их назначения должны
•обладать гармоничными формами. Особенно существенно это
требование для общественных зданий и сооружений.
Все эти требования удовлетворяются конструкторами на основе
выработанных наукой и практикой принципов советской школы
проектирования и основных направлений ее развития.
Экономия металла в металлических конструкциях достигается на
основе реализации следующих основных направлений: применения в
строительных конструкциях низколегированных и высокопрочных сталей,
использования наиболее экономичных прокатных и гнутых профилей,
изыскания и внедрения в строительство современных эффективных
конструктивных форм и систем (предварительно-напряженных, висячих,
трубчатых и т.п.), совершенствования методов расчета и изыскания
оптимальных конструктивных решений с использованием
электронно-вычислительной техники.
По всем этим направлениям в Советском Союзе ведется большая
исследовательская работа, что позволяет систематически уменьшать
удельные затраты металла (на I м^ площади здания, на единицу
выпускаемой продукции и т.п.).
Эффективно и комплексно производственные требования
удовлетворяются на основе типизации конструктивных элементов и целых
сооружений.
Типизация металлических конструкций в Советском Союзе получила
весьма широкое развитие.
Разработаны типовые решения часто повторяющихся
конструктивных элементов — колонн, ферм, подкрановых балок, оконных и фонар-
24
ных переплет */*Ё этих типовых решениях унифицированы размеры
элементов и сопр .ження. Для некоторых элементов разработаны стандарты.
Разработаны типовые решения таких сооружений, как радиомачты^
башни, опоры линий электропередачи, резервуары, газгольдеры,
пролетные строения мостов, некоторые виды промышленных зданий,
сооружений и т.п.
Типовые решения разработаны на основе применения оптимальных
с точки зрения затрат материала, размеров элементов оптимальной
технологии их изготовления и возможностей транспортирования.
Типизация и проводимая на ее основе унификация и стандартизация
обеспечивают большую повторяемость, серийность изготовления
конструктивных элементов и их деталей на заводах и, следовательно,
способствуют повышению производительности труда, сокращению сроков
изготовления на основе эффективного использования более
совершенного оборудования и специальных технологических приспособлений
(кондукторов, копиров, кантователей и т.п.). Типизация, унификация и
стандартизация создают благоприятные условия для разработки и
внедрения особенно эффективного поточного, конвейерного метода
изготовления металлических конструкций. ' ,
Типовые проекты разрабатываются по оптимальным, с точки зрения
затраты материала, геометрическим схемам из наиболее экономичных
профилей. Это обеспечивает экономию металла, упорядочивает
проектирование, повышает его качество и сокращает сроки.
Ведущим принципом скоростного монтажа является сборка
конструкций в крупные блоки на земле с прследующим подъемом их в
проектное положение с минимумом монтажных работ наверху. Типизация
создает предпосылки для сокращения сроков монтажа и снижения его
трудоемкости, так как повторяющиеся виды конструкций и их
сопряжений позволяют лучше использовать монтажное оборудование и
совершенствовать процесс монтажа.
Основным принципом советской школы проектирования является
совместное достижение трех главных показателей: экономии стали,
повышения производительности труда при изготовлении, снижения
трудоемкости и сроков монтажа, которые и определяют стоимость
конструкции. Несмотря на то что эти показатели часто при реализации вступают
в противоречие (так, например, наиболее экономная по расходу стали
конструкция часто бывает наиболее трудоемкой в изготовлении и
монтаже), советский опыт развития металлических конструкций
подтверждает возможность реализации этого принципа.
^Металлические конструкции непрерывно совершенствуются по веем-
трем показателям, что определяет их высокие качества.
§ 4 ОРГАНИЗАЦИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Проектирование зданий и сооружений производится на основании
задания на проектирование, которое составляется на базе
перспективных планов развития народного хозяйства.
Проектирование выполняется в две стадии: проектное задание н
рабочие чертежи.
В проектном задании устанавливаются экономическая
целесообразность и техническая возможность предполагаемого строительства. На
этой стадии проектирования обосновывается целесообразность
применения металлических конструкций, определяется основная конструктивна»
схема сооружения и подбираются соответствующие типовые
конструкции.
Рабочий проект металлических конструкций состоит из двух частей:
КМ (конструкции металлические) н КМД (конструкции металлические,
деталировка).
2S
Проект KM выполняется проектной организацией на основании
утвержденного проектного задания. В проекте КМ решаются все
вопросы компоновки металлических конструкций и увязки их с
технологической, транспортной, архитектурно-строительной и другими частями
проекта.
В соетав проекта КМ входят: пояснительная записка, данные о
нагрузках, статические и в необходимых случаях динамические расчеты,
общие компоновочные чертежи, схемы расположения частей
конструкций с таблицами сечений элементов, расчеты и чертежи наиболее
важных узлов конструкций и полная сводная спецификация металла по
профилям.
По чертежам КМ заказывается металл и разрабатываются деталиро-
вочные чертежи КМД.
Проект КМД разрабатывается, как правило, в конструкторском
бюро завода металлических конструкций на основе проекта КМ с
учетом технологических особенностей завода (станки, поточные линии,
сварочное оборудование).
РАЗДЕЛ ПЕРВЫЙ
ЭЛЕМЕНТЫ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Глава II
ОСНОВНЫЕ СВОЙСТВА и РАБОТА МАТЕРИАЛОВ,
ПРИМЕНЯЕМЫХ В СТРОИТЕЛЬНЫХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЯХ
§ 1. СТАЛИ И АЛЮМИНИЕВЫЕ СПЛАВЫ
I. Стали ^
а. Общие сведения. Качество стали, применяемой при изготовлении
металлических конструкций, определяется» ее механическими
свойствами; сопротивлением статическим воздействиям — временным
сопротивлением и пределом текучести при растяжении; сопротивлением
динамическим воздействиям и хрупкому разрушению — ударной вязкостью
при различных температурах; показателями пластичности —
относительным удлинением; сопротивлением расслоению — загибом в
холодном состоянии. Значения этих показателей устанавливаются ГОСТ
(см. ниже). Кроме того, качество ст^ли определяется ее
свариваемостью, которая гарантируется соответствующим химическим составом
стали и технологией ее производства.
По прочности стали делятся на три группы:
малоуглеродистые стали обычной прочности, имеющие
браковочное значение предела текучести ат=23 кН/см^ и временное
сопротивление ав=38 кН/см^;
стали повышенной прочности — (It=29 ... 40 кН/см^ и ав =
= 44 ... 52 кН/см2;
стали высокой прочности (низколегированные и термически
упрочненные)—(It==45...75 кН/см^ и более и ав=60...85 кН/см^
и более.
В новом СНиП II-B.3-72 по показателям временного сопротивления
и предела текучести стали разделены на семь классов (табл. II.1).
Каждому классу стали присвоен индекс С, в числителе указывается
наименьшее значение временного сопротивления, а в знаменателе —
предела текучести в кН/см^ (например, С 38/23).
Механические свойства стали и ее свариваемость зависят от
химического состава, термической обработки и технологии прокатки'.
Основу стали составляет феррит. Феррит имеет малую прочность
и очень пластичен, поэтому в чистом виде в строительных конструкциях
не применяется. Прочность его повышают добавками углерода —
малоуглеродистые стали обычной прочности; легированием
марганцем, кремнием, ванадием, хромом и другими элементами —
низколегированные стали повышенной про-чности; легированием и
термическим упрочнением стали высокой прочности.
Структура малоуглеродистой стали, определяющая ее механические
свойства, зависит от температуры. Температура плпвления чистого же-
' Соколовский П. И. Малоуглеродистые и низколегированные стали. М.,
«Металлургия», 1966.
Гладштейи Л. И., Литвиненко Д. А. Высокопрочная строительная сталь. М.,
«Металлургия», 1972.
27
ТАБЛИЦА II.l
Классы стали и соответствующие им марки
Группа прочности
Обычной прочности
Повышенной прочности
Высокой прочности
Класс стали
с 38/23
С 44/29
С 46/33
С 52/40
С 60/45
С 70/60
С 85/75
Механические свойства
на растяжение, не менее
«в.
кН/см^
38
44
46
52
60
70
85
6,,
кН/см^
23
29
33
40
45
60
75
б5. %
25
21
21
16
16
12
10
Марка стали
ВСтЗГпс5
В18Гпс5
ВСтЗспб
ВСтЗпсб
ВСтЗкп2
М16С
СтЗ мост
СтТпс
09Г2С
09Г2
09Г2С
14Г2
10Г2С1
15ХСНД
10Г2С1
ЮХСНД
14Г2АФ
18Г2АФПС
15Г2СФ
15ХСНД
16Г2АФ
18Г2АФПС
15Г2СФ
12Г2СМФ
14ГСМФР
15ХГ2СМФР
Примечание Ударная вязкость этих сталей нормируется в зависимости от условий
эксплуатации и определяется при температуре 20, —20, —40, —70° С. Низшее значение ударной вязкости
установлено 30 Дж.
S)
"}
1
ш
ж
>-л\\\
AXv^lKwv
^
%
Рис. II.1. Атомная решетка
а—аустенита; б —железа- #--атомы железа; О — атом
углерода
28
Рис II2 Микроструктура стали
а - микроструктура малоуглеродистой стали (ХЮО); б - зерно перлита (X30Q0)
леза равна 1535° С. При охлаждении ниже 1535° С в пооиессе кпигтял
лизации образуется так называемое б-железо, имеющее кмстал'
•^п:!'Тм я?Го™У объемно-центрированного куба [ОЦК рещетка
™. ' ^^- "Р"" температуре 1400°С, когда железо ■!|аходи?ся уже
в твердом состоянии, в процессе охлаждения происходит новое превоа
Z^uV " ^-^^^^^^ образуется v-железо, обладающее гранецентри?о-
кпиртялп^^ '''''°^ решеткой (ГОД-решетка). При температуре эТо^ С
кристаллы с гранецентрированной кубической решеткой (v-Fe) вновь
при охлаждении превращаются в объемно^центрированньш, и это со-
nZ^'^LT^^'^^'T'' '"•'°^" ^° комнатной и отрицательных Температур
Последняя модификация железа называется а-железом.
Температура плавления железоуглеродистых сплавов зависит от
содержания углерода. По мере увеличения содержания углерода в стали
температур-а ее плавления снижается. При остывании образуется
твердый раствор углерода в у-железе, называемый аустенитом, в котором
атомы углерода располагаются в центре кубической
гранецентрированной решетки (рис. П.1,а). При температурах, лежащих ниже 910°С, из
аустенита начинают выделяться кристаллы твердого раствора углерода
в а-железе, называемого ферритом; а-железо в отличие от ^-железа
плохо растворяет углерод, и поэтому его в феррите содержится
незначительное количество. По мере выделения феррита из аустенита
последний все более обогащается углеродом и при температуре 723° С
превращается в перлит (рис. П.2, б) — смесь, состоящую из перемежающихся
пластин феррита и карбида железа РезС, называемого цементитом.
Таким образом, структура охлажденной до комнатной температуры
стали состоит из двух фаз — цементита и феррита, который образует само-
Рис. П.З. Карбидные включения (Х50 000)
стоятельные зерна, а
также входит в перлит
в виде пластинок
(рис. II.2, а: светлые
зерна — феррит,
Темные — перлит).
Феррит весьма
пластичен и малопрочен,
цементит очень тверд
и хрупок. Перлит
обладает свойствами,
промежуточными между
свойствами феррита и
цементита.
Зерна феррита и
перлита в зависимости
от числа очагов кри-
* сталлизации
получаются различной величины. Величина зерен оказьлвает существенное
влияние на механические свойства стали (чем мельче зерна, тем выше
качество стали).
Структура низколегированных сталей аналогична структуре
малоуглеродистой Стали. Низколегированные стали тоже содержат мало
углерода, повышение их прочности достигается легированием — добавками,
которые, как правило, находятся в твердом растворе с ферритом и этим
его упрочняют; некоторые из них образуют карбиды, также
упрочняющие фирритовую основу (рис. П.З) и прослойки между зернами.
Основные химические элементы, применяемые при легировании
малоуглеродистой стали, стали повышенной и высокой прочности^.
Углеродистая сталь обыкновенного качества состоит из железа и
углерода с некоторой добавкой кремния или алюминия, марганца, меди.
Углерод (У), повышая прочность стали, снижает пластичность
и ухудшает ее свариваемость; поэтому в строительных сталях, которые
должны быть достаточно пластичными и хорошо свариваемыми,
углерод допускается в количестве не более 0,22%.
Кремний (С), находясь в твердом растворе с ферритом, повышает
прочность стали, но ухудшает ее свариваемость и стойкость против
коррозии. В малоуглеродистых сталях кремний применяется как
хороший раскислитель; в этом случае кремний в малоуглеродистых сталях
добавляется в пределах до 0,3%, в низколегированных сталях — до 1%.
Алюминий (Ю) входит в сталь в виде твердого раствора феррита
н в виде различных нитридов и карбидов, хорошо раскисляет сталь,
нейтрализует вредное влияние фосфора, повышает ударную вязкосд'ь.
Марганец (Г) растворяется как в феррите, так и в цементите;
образует тугоплавкие карбиды, что приводит к повышению прочности
и вязкости стали. Марганец служит хорошим раскислителем, а
соединяясь с серой, снижает вредное ее влияние. В малоуглеродистых сталях
' В связи со сложным и разнообразным составом легированной стали и желанием
в обозначении марки стали отразить ее химический состав каждому химическому
элементу присвоена буква русского алфавита (указана в скобках около каждого
элемента), содержание каждого элемента в процентах с округлением до целых значений
указывается после буквы, обозначающей данный элемент; элемент, содержащийся в
пределах 1%, цифрами не указывается. Поскольку углерод содержится во всех сталях, то
его обозначение (буква У) не ставится, а количественное содержание указывается в
сотых долях процента в начале обозначения марки.
Так, марка стали 15 Г2СФ обозначает, что в этой стали среднее содержание
углерода 0,15%, марганца — в пределах 1—2%. кремния и ванадия — в пределах 1%
каждого.
30
марганца содержится до 0,64%, а в легированных — до 1,5%; при
содержании марганца более 1,5% сталь становится хрупкой.
Медь (Д) несколько повышает прочность стали и увеличивает
стойкость ее против коррозии. Избыточное ее содержание (более 0,7%)
способствует старению стали.
Повышение механических свойств низколегированной стали
осуществляется присадкой металлор, уступающих в соединение с углеродом
и образующих карбиды, а также способных растворяться в феррите
и замещать атомы железа. Такими легирующими металлами являются
марганец (Мп), хром (X), ванадий (Ф), вольфрам (В), молибден (М),
титан (Т). Прочность низколегированных сталей также повышается при
введении никеля, меди, кремния и алюминия, которые входят в сталь
в виде твердых растворов (феррита).
Вольфрам и молибден, значительно повышая твердость, снижают
пластические свойства стали: никель повышает прочность стали и
пластические ее свойства.
Молибден (М) и бор (Р) обеспечивают высокую устойчивость
аустенита при охлаждении и тем самым облегчают получение
закалочных структур (так называемых бейнита и мартенсита), что очень важна
для получения высокопрочного проката больших толщин. После
закалки и высокого отпуска (улучшения) сталь^ становится мелкозернистой,
насыщенной карбидами; такая сталь обладает высокой прочностью,
удовлетворительной пластичностью и почти не разупрочняется при
сварке.
Азот (А) в несвязанном состоянир способствует старению стали
и делает ее хрупкой, особенно при низких температурах. Поэтому его
не должно быть более 0,008%. В химически связанном состоянии с
алюминием, ванадием, титаном или ниобием азот, образуя нитриды,
становится легирующим элементом, способствующим измельчению структуры
и улучшению механических свойств; однако ударная вязкость стали при
низких температурах получается низкой. Увеличение сопротивления
стали хрупкому разрушению обеспечивается простейшей термической
обработкой — нормализацией.
Вредные примеси. К ним в первую очередь относятся: фосфор,
который, образуя раствор с ферритом, повышает хрупкость стали особенно
при пониженных температурах (хладноломкость) и снижает
пластичность hpn повышенных; сера, делающая сталь красноломкой (склонной
к образованию трещин при температуре 800—1000° С) вследствие
образования легкоплавкого сернистого железа. Поэтому содержание серы
и фосфора в стали ограничивается; так, в углеродистой стали СтЗ серы
до 0,05% и фосфора до 0,04%.
Вредное влияние на механические свойства стали оказывает
насыщение ее газами, которые могут попасть из атмосферы в металл,
находящийся в расплавленном состоянии. Кислород действует подобно сере,
но в более сильной степени и повышает хрупкость стали. Несвязанный
азот также снижает качество стали. Водород хотя и удерживается в
незначительном количестве @,0007%), но, концентрируясь около
включений в межкристаллических областях и располагаясь преимущественно
по границам блоков, вызывает в микрообъемах высокие напряжения,
что приводит к снижению сопротивления стали, хрупкому разрушению,
временного сопротивления и пластических свойств стали. Поэтому
расплавленную сталь (например, при сварке) необходимо защищать от
воздействия атмосферы.
Термическая обработка. Значительного повышения прочности,
деформационных и других свойств стали помимо легирования достигают
термической обработкой благодаря тому, что под влиянием температу-
31»
ры, а также режима нагрева и охлаждения изменяются структура,
величина зерна и растворимость легирующих элементов стали. ~,
Простейшим видом термической обработки является
нормализация. Она заключается в повторном нагреве проката до температуры
образования аустенита и последующего охлаждения на воздухе. После
нормализации структура стали получается более упорядоченной,
снимаются внутренние напряжения, что приводит к улучшению
прочностных и пластических свойств стального проката и его ударной вязкости.
Поэтому нормализация, являясь простейшим видом термического
улучшения стали, применяется довольно часто.
При быстром остывании стали, нагретой до температуры,
превосходящей температуру фазового превращения, получается закалка. Для
закалки необходимо, чтобы скорость остывания была выше скорости
превращения фаз. Из переохлажденного аустенита, имеющего углерод
в твердом растворе, образуется или бейнит, или мартенсит. Углерода
при быстром охлаждении выделяется очень немного, и успевает
появиться только первая часть фазового превращения — замена решетки
аустенита решеткой феррита; в результате получается структура
феррита, перенасыщенная углеродом, называемая мартенситом. Такая
структура оказывается неустойчивой, причем углерод стремится
выделяться. Структуры, образующиеся после закалки, придают стали
высокую прочность. Однако пластичность ее снижается, а склонность к
хрупкому разрушению повышается. Для регулирования механических
свойств закаленной стали и образования желаемой структуры
производится ее отпуск, т. е. нагрев^ до температуры, при которой происходят
желательное структурное превращение, выдержка при этой
температуре в течение необходимого времени и затем медленное остывание. По
мере нагрева стали при достаточно высоких температурах отпуска
F00—680° С) образуется благоприятная структура, представляю-щая
-собой мелкозернистую ферритную основу, в которой распределены
мелкие карбиды. Такая структура называется сорбитом отпуска. Она
обладает опти-мальным сочетанием прочностных и пластических
характеристик, высокой стойкостью против хрупкого разрушения и минималь-
лым разупрочнением при сварке. Производить отпуск при температурах,
превышающих 723° С, нет смысла, так как при этом наступает полная
или частичная перекристаллизация стали и эффект термической
обработки снимается.
Малоуглеродистая и низколегированная стали повышенной и
высокой прочности подвергаются термическому упрочнению.
Старение. При температурах ниже температуры образования
феррита растворимость углерода ничтожна, но все же в небольшом
количестве он остается в феррите. При благоприятных обстоятельствах углерод
выделяется и располагается между зернами феррита, а также
группируется у различных дефектов кристаллической решетки. Это приводит
к повышению предела текучести и временного сопротивления и
уменьшению пластичности и сопротивления хрупкому разрушению. Наряду
с углеродом выделяются азот и карбиды других элементов, которые
производят аналогичное действие. Эта перестройка структуры и
изменение прочности и пластичности происходят в течение достаточно
длительного времени, поэтому такое явление называется старением.
Старению способствуют: а) механические воздействия и особенно
развитие пластических деформаций (механическое старение); б)
температурные колебания, приводящие к изменению растворимости и
скорости диффузии компонентов и потому к их выделению
(физико-химическое старение, дисперсионное твердение). Невысоким нагревом (до 150—
200° С) можно резко усилить процесс старения.
При пластическом деформировании и последующем небольшом на-
32
греве интенсивность старения резко повышается (искусственное
старение). Поскольку старение понижает сопротивление динамическим
воздействиям и хрупкому разрушению, оно рассматривается как явление
отрицательное. Наиболее подвержены старению стали, загрязненные
и насыщенные газами, например кипящая сталь (см. ниже).
Виды производства стали, применяемой в металлических
конструкциях. Сталь, применяемая для строительных конструкций,
производится двумя способами: в мартеновских печах и конверторах с продувкой
кислородом сверху. Производство стали томасовским и бессемеровским
способами практически прекращено главным образом потому, что при
этих способах выплавки трудно обеспечить необходимое качество стали.
Стали мартеновского и кислородно-конверторного производства по
своему качеству и механическим свойствам практически одинаковы. Однако
производство кислородно-конверторной стали проще и дешевле,
поэтому она начинает вытеснять мартеновскую.
Нераскисленные стали кипят при разливке в изложницы вследствие
выделения газов; такая сталь носит название кипящей и оказывается
более засоренной газами и менее однородной'.
Механические свойства несколько изменяются по длине слитка
ввиду неравномерного распределения химических элементов. Особенно
это относится к головной части, которая получается наиболее рыхлой
(вследствие усадки и наибольшего насыще|1ия газами), и в ней
происходит наибольша-я ликвация вредных примесей и углерода. Поэтому от
слитка отрезают дефектную головную часть, составляющую примерно
5% массы слитка. Кипящие стали, имея достаточно хорошие показатели
по пределу текучести и временному сопротивлению, плохо
сопротивляются хрупкому разрушению и старению.
Чтобы повысить качество малоуглеродистой стали, ее раскисляют
добавками кремния от 0,12 до 0,3% или алюминия до 0,1%; кремний
(или алюминий), соединяясь с растворенным кислородом, уменьшает
его вредное влияние. При соединении с кислородом раскислители
образуют в мелкодисперсной фазе силикаты и алюминаты, которые
увеличивают число очагов кристаллизации и способствуют образованию
мелкозернистой структуры стали, что ведет к повышению ее качества и
механических свойств. Раскисленные стали не кипят при разливке в
изложницы, поэтому их называют спокойными. От головной части слитка
спокойной стали отрезают уже большую часть, составляющую примерно
15%. Спокойная сталь более однородна, лучше сваривается, лучше
сопротивляется динамическим воздействиям и хрупкому разрушению.
Спокойные стали применяют при изготовлении ответственных
конструкций, подвергающихся статическим и динамическим воздействиям.
Однако спокойные стали примерно на 12% дороже кипящих, и
выход годного проката ниже примерно на 10%, что заставляет
ограничивать ее применение и переходить, когда это выгодно по
технико-экономическим соображениям, на изготовление конструкций из
полуспокойной стали.
Полуспокойная сталь по качеству является промежуточной
между кипящей и спокойной. Она раскисляется меньшим количеством
кремния — в размере 0,05—0,15% (редко алюминием). От головной
части слитка отрезается меньший кусок, равный примерно 8% массы
слитка. По стоимости полуспокойные стали также занимают промежуточное
положение.
При прокатке происходят обжатие металла, размельчение зерен
и различное их ориентирование вдоль и поперек проката, что
сказывается на механических свойствах металла. На свойства металла влияют
также температура прокатки и последующее остывание; так, при
окончании прокатки при заниженной температуре металл наклёпывается.
3—478 33
Это приводит к повышению временного сопротивления и предела
текучести, но снижает пластические свойства и ударную вязкость. При
увеличении толщины проката механические свойства снижаются, поэтому
в ГОСТ и ТУ на металл они устанавливаются в зависимости от
толщины проката.
При столь многообразных факторах, влияющих на поочность стали,
вполне естественно, что показатели прочности имеют определенное
рассеивание. Представление об изменчивости показателей качества
стали дают статистические кривые распределения (в процентах) различных
го г/ 22 23 24 25 2S27 20 ig 30 31 32 S3 5к 3i ЗЁ 34 SB 33 ^0
Предел техучести еГх, «И/сч*-
Рис II.4
Статистические
кривые
распределения
предела текучести
стали Марки
СтЗ
/, 2 — по Данным
разных заводов:
- теоретическая
кривая
У
Гаусса
■15,96
ее характеристик. На рис. И.4 приведены кривая распределения
предела текучести для стали марки СтЗ по статистическим данным и
огибающая ее теоретическая кривая. Имея достаточно большое число
наблюдений и пользуясь методами математической статистики, определяют
вероятность появления того или иного значения характеристики
(механических свойств металла).
На основании полученных статистических данных устанавливаются
наименьшие значения механических свойств металла, которые
записываются в соответствующие ГОСТ и по которым производится
отбраковка металла на металлургических заводах. На рис. П.4 отмечено
браковочное значение предела текучести .0(=24 кН/см^, установленное
в ГОСТ 380—60* и в новом ГОСТ 380—71* для стали марки СтЗ.
б. Малоуглеродистые стали класса С 38/23. Из группы
малоуглеродистых сталей обыкновенного качества, производимых
металлургической промышленностью по ГОСТ 380—71*, широкое применение в
строительстве находит сталь марок СтЗ и СтЗГпс, отвечающая классу
С 38/23.
Сталь марки СтЗ производится кипящей, полуспокойной и спокойной
мартеновским и кислородно-конверторным способами.
В зависимости от назначения сталь поставляется по следующим трем
группам:
А — по механическим свойствам;
Б — по химическому составу;
В — по механическим свойствам и химическому составу.
34
ТАБЛИЦА 11.»
Марка
СтЗкп
СтЗ ПС,
СтЗсп,
СчЗГпс
Механические свойства стали марок СтЗ и
од
Ф
37—47
38—49
Предел текучести 0.^.
кН/см^ для
толщин, мм
j
до 20 21—40
41—100
Относительное
удлинение 6i, %, для
толщин, мм
до 20
21—40
свыше
40
не менее
24
25
23
24
22
23
27
26
26
25
24
23
СтЗГпс
Изгиб На 180* (о
—толщина образца, d —
диаметр оправки) для
толщин, мм '
до 20
d=0,5 а
]
свыше 20
Диаметр
оправки
увеличивается на
толщину
образца
Примечания 1. Допускается npesbimeHiie верхнего гфедела временного сопротивления на
3 кН/см^ г^
2. Для листовой и широкополосной стали всех толщин и фасонной стали 20 мм значение
предела текучести допускается на 1 кН/см^ ниже по сравнению с указанным.
3. Для листовой стали толщиной 4—8 мм допускается снижение относительного удлинения на
1% (абсолютный) на каждый миллиметр уменьшения толщины. Нормы относительного удлинения
листов толщиной менее 4 мм устанавливаются соответствующими стандартам.
4. Допускается снижение относительного удлинения для листовой, широкополосной и фасонной
стали всех толщин на 1% (абсолютный).
Поскольку для несущих строительных конструкций необходимо
обеспечить прочность и свариваемость, а также надлежащее сопротивление
хрупкому разрущению и динамическим воздействиям, сталь для этих
конструкций заказывается по группе В, т. е. с гарантией механических
свойств и химического состава.
Сталь марки СтЗ содержит углерода 0,14—0,22%, марганца в
кипящей стали 0,3—0,6%, в полуспокойной и спокойной 0,4—0,65%, кремния
в-кипящей стали от следов до 0,07%, в ^юлуспокойной 0,05—0,17%.,
в спокойной 0,12—0,3%- Сталь марки СтЗГпс с повыщенным
содержанием марганца имеет углерода 0,14—0,22%, марганца 0,8—1,1%,
кремния— до 0,15%.
Механические свойства стали марок СтЗ и СтЗГпс приведены
в табл. II.2. Ударная вязкость этих марок стали приведена в табл. П.З»
В зависимости от вида конструкций и условий их эксплуатации
к стали, из которой они изготовляются, предъявляются те или другие
требования. Эти требования нормированы и записаны в ГОСТ 380—71 *.
В зависимости от предъявляемых требований углеродистая сталь
разделена на шесть категорий. Стали марок СтЗ, СтЗГпс поставляются ио
2-й—6-й категориям (табл. II.4). При этом кипящая сталь изготовляет^
ся по 2-й категории — ВСтЗкп2, полуспокойная — по 6-й категории —
ВСтЗпсб, спокойная и полуспокойная с повыщенным содержанием
марганца — по 5-й категории — ВСтЗпс5, ВСтЗГпс5.
Согласно ГОСТ 380—71*, маркировка стали производится так:
вначале ставится соответствующее буквенное обозначение группы стали,
затем марка, далее способ раскисления и в конце категория; например,
сталь группы В (поставляемой по механическим свойствам и
химическому составу) марки СтЗ полуспокойная, категории 6 имеет
обозначение ВСтЗпсб.
При толщине проката свыше 20 мм у стали СтЗсп наблюдаются выт
пады по пределу текучести. Поэтому для особо ответственных
конструкций рекомендуется использовать стали марок М16С и СтЗмост, приме-
3*
35
ТАБЛИЦА in
Ударная вязкость стали марок СтЗ и СтЗГпс
Марка
ВСтЗпс,
ВСтЗсп
»
ВСтЗГпс
Вид проката
Листовая сталь
Широкополосная
сталь
Сортовой и
фасонный прокат
Листовая сталь
Широкополосная
сталь
Сортовой и
фасонный прокат
Расположение
образца относи
тельно проката
Поперек
Вдоль
»
Поперек
Вдоль
»
Толщина, мм
5-9
10—25
26—40
5-9
10—25
26—40
5—9
10—25
26—40
5—9
10—30
31—40
5—9
10—30
31—40
5—9
10—30
31—40
Ударная вязкость,,
Дж/см^ не менее
при
температуре, °С
+20
80
70
50
100
80
70
ПО
100
90
80
70
50
100
80
70
J10
100
90
—20
40
30
50
30
50
30
40
30
50
30
50
30
после
механн-
старення
40
30
50
30
50
30
40
30
50
30
50
30
ТАБЛИЦА 114
Нормируемые показатели для стали группы В
марок СтЗ и СтЗГпс
§
о
2
3
4
5
6
Марка стали всех
степеней
раскисления и с повышенным
содержанием
марганца
ВСтЗ, ВСтЗГпс
х8
+
+
+
+
+
<1>
S
а
о '^
я 2
St
+
-ь
+
+
+
X
+
+
+
+
+
О)
о
а
л
Н X
X Ф
о я
65
+
+
+
+
+
2 »
о к
о: о
«8
X
4-
+
+
+
+
Ударная вязкость
при температуре,
°С
+20
—
+
—
—
—
—20
—
—
+
+
—
после механн
ческого
старения
—
—
—
+
+
36
няемые в мостостроении и поставляемое в соответствии с требованиями,
изложенными в ГОСТ 6713—53. Однако эти стали дороже, чем сталь
СтЗсп, примерно на 10%. Поэтому в последнее время отдают
предпочтение стали ВСтЗГпс.
в. Сталь класса С 44/29. К этому классу относится малоуглеродистая
термически обработанная сталь марок МСтТ и КСтТ, поставляемая по
ГОСТ 14637—69. Эта сталь получается термической обработкой стали
СтЗ кипящих, полуспокойных и спокойных плавок. Для металлических
конструкций рекомендуются стали полуспокойной и спокойной плавок;
стали кипящие как весьма неоднородные не рекомендуются.
Стали марки МСтТ имеют предел текучести 29 кН/см^, временное
сопротивление 44 кН/см^. У этой стали более высокие, чем у СтЗ,
показатели ударной вязкости, которая составляет 35 Дж/см^ при
температуре — 40° С в ненаклепанном состоянии.
К этому же классу относятся горячекатаная, низколегированная,
марганцовистая сталь 09Г2.
г. Стали повышенной и высокой прочности. Для многих видов
конструкций применяются стали повышенной ^классов С 44/29, С 52/40)
и высокой прочности (классов С 60/45—С 85/75).
Стали повышенной и высокой проч*ности поставляются по
ГОСТ 19281—73 и ГОСТ 19282—73. В зависимости от нормируемых
свойств (химического состава, временного сопротивления, предела
текучести, ударной вязкости при разных температурах и после
механического старения) согласно ГОСТ эти стали подразделяют на 15 категорий.
Марки стали, относящиеся к тому или иному классу, приведены
в табл. II. 1.
В каждый класс входит несколько марок стали, выбирать из них
следует ту, которая может быть получена на металлургическом заводе
и которая по технико-экономическим соображениям наиболее полно
отвечает проектируемой конструкции.
Применение стали повышенной прочности приводит к экономии
металла до 20^25%, а высокой прочности — 25—50% по сравнению
с обычной углеродистой сталью.
д. Области применения стали разных классов и марок. Класс и
марку стали, если по условиям эксплуатации конструкций не выдвигается
специальных требований, выбирают на основе вариантного
проектирования и технико-экономического анализа с учетом указаний, изложенных
в СНиП 11-^.3-72.
Класс и марку стали согласно СНиП выбирают в соответствии с
режимом работы конструкции и температурой ее эксплуатации. В
зависимости от условий эксплуатации и монтажа все виды конструкций
разделены на девять групп. К первой группе отнесены сварные конструкции,
работающие в особо тяжелых условиях и подвергающиеся непосредст-'
венному воздействию нагрузок от кранов весьма тяжелого и тяжелого
режимов работы, от подвижных составов транспорта и т. п., к девятой
группе отнесены клепаные (болтовые) конструкции и элементы
конструкции без сварных соединений, не подвергающиеся
непосредственному воздействию подвижных и вибрационных нагрузок.
Температурные воздействия для выбора марки стали разбиты на
четыре интервала от положительной до —30° С, от —31 до —40, от —41
до —50 и от —51 до —65° С. Вполне естественно, что при этом для
конструкции первой группы и воздействии низких температур следует
применять сталь, хорошо сопротивляющуюся усталостному и хрупкому
разрушению, а для конструкций последней группы — более дешевые
углеродистые стали обычной прочности, причем включая даже кипящие.
37
2. Алюминиевые сплавы
Алюминий по своим свойствам существенно отличается от стали. Его
удельный вес 2,64—2,8 т/м^ т. е. он почти в три раза легче стали. Он
менее жесток, модуль упругости алюминия £=7100 кН/см^, что также
в три раза меньше. Алюминий не имеет площадки текучести; на диа-
ррамме растяжения (рис. II.5) прямая упругих деформаций
непосредственно переходит в кривую упругопластических деформаций. За предел
текучести принимается напряжение, соответствующее относительному
остаточному удлинению 0,2%. Алюминий очень пластичен; удлинение
ири разрыве чистого алюминия достигает 40—60%, но прочность его
весьма низка, предел прочности чистого алюминия составляет только
7,5—9! кН/см^, предел текучести 3—4 кН/см^. Чистый алюминий легко
корродирует, но очень скоро покрывается тонкой пленкой весьма
прочной окиси, прекращающей дальнейшую коррозию.
Вследствие весьма низкой прочности алюминий в чистом виде в
конструкциях не применяют. Упрочняют алюминий: 1) легированием —
сплавлением с другими металлами, которое повышает прочность, но
снижает пластичность и несколько ухудшав стойкость против коррозии;
2) нагартовкой (вытяжкой); 3) термической обработкой и естественным
или искусственным старением. Поэтому алюминиевые сплавы имеют
большое число марок. ♦
Состояние сплава может быть отожженное (мягкое М); полунагар-
тованное (П), закаленное и естественно состаренное в течение 3—6 сут
при комнатной температуре (Т); нагартованное (Н), закаленное и
искусственно состаренное при повышенной температуре в течение не»
вкольких часов (TI).
В строительстве применяют следующие сплавы.
1. Сплавы алюминия с магнием (марки АМг5В и АМгб)* хорошо
свариваются и весьма коррозиеустойчивы. Термической обработке не
подвергаются; их прочностные показатели, определяемые присадкой
титана или ванадия, оказываются несколько ниже показателей стали 3
(предел прочности для сплава Амгб около 32 кН/см^, предел
текучести—16 кH/cм^ удлинение—15%). Однако пониженные механические
характеристики частично погашаются небольшой массой алюминия,
в результате чего применение алюминия дает более легкую
конструкцию, несмотря на низкую прочность.
Сплав АМгб содержит 6—7% магния и 0,5—0,8% марганца.
Могут применяться (преимуществ'енно в ограждающих
конструкциях) сплавы с меньшими прочностными показателями. К их числу
относится сплав АМг, содержащий всего 2,5% магния.
2. Сплавы алюминия с медью и магнием и небольшим количеством
марганца наиболее хорошо изучены и называются дюралюминами
(марка Д). Дюралюмин — наиболее дешевый алюминиевый сплав.
Применяются следующие марки дюралюмина:
а) Д16-Т — прочный сплав, имеющий после термической обработки
и естественного старения предел прочности 40—52 кН/см^ предел
текучести 28—38 кН/см^ и удлинение 10—13%; в отожженном состоянии
(Марка Д16-М) предел прочности снижается до 23 кН/см^ при
удлинении 13%; в сплав Д16 входит около 4% меди, — 1,5% магния и — 0,06°/о
' (в среднем) марганца;
б) Д1-Т — сплав, имеющий после термической обработки и
естественного старения предел прочности (приблизительно) 36 кН/см^, предел
текучести 22 кН/см^ и удлинение 12%; сплав Д1-Т содержит 4% меди
и 0,6% магния.
* Буква В обозначает присадку ванадия; сплав АМгб содержит црисадку титана.
38
Дюралюмин плохо сваривается и склонен к образованию трещин при
высоких температурах, поэтому его применяют преимущественно в
клепаных конструкциях. Стойкость дюралюмина против коррозии
несколько ниже, чем у магниевых сплавов. Для повышения стойкости против
коррозии листы дюралюмина часто применяют плакированными, т. е.
покрытыми тонким слоем чистого алюминия.
3. Сплавы алюминия с кремнием и магнием. К их числу относится
сплав АВ, называемый авиалем. В химический состав ав'иаля входят:
кремния около 1%, магния — 0,7%, меди — 0,4%, марганца или хрома —
0,25% (в среднем). После термической обработки и искусственного
старения авиаль имеет предел прочности 28—33 кН/см^, предел текучести
50
50
20]
В"
ку
г/
"^
t
^
G,*H/CHt
IB
20
30 •
*в
30
SB
to
О
I г
-\ :—— —
50 то 63 200 250 300 350
Рис
II5 Диаграммы растяжения
алюмнниевых сплавов
/ — чистый алюминий; 2 —АМгб;
3 —АВ-Т1, 4 — Д16-1. 5 —сталь
марки СтЗ
Рис II6. Механические
характеристики сплава Д16-Т при
изменении температуры
/ — предел прочности; 2 — предел
текучести
23—28 кН/см^ и удлинение около 12% (марка АВ-Т1), Авиаль очень
стоек против коррозии и пластичен, но более дорог. Он хорошо
сваривается атомно-водородной и точечной сваркой. Отожженный авиаль
(марка АВМ) имеет более низкие характеристики (предел прочности
приблизительно 12 кН/см^ при удлинении — 24%). К той же группе
относится сплав АДЗЗ (кремний около 0,6% и магний— 1%), имеющий
примерно одинаковые с авиалем прочностные характеристики.
4. Высокопрочные сплавы (марки В); основными компонентами их
являются: цинк, медь и марганец 0в=5О—55 кН/см^, ат=4'0-—45 кН/см^
ие=6% (марка В95-Т1).
Обычно в конструкциях применяются сплавы после термической
обработки и старения (марки Т), отожженные сплавы (марки М)
применяются для ограждений (кровель), а также для сосудов, изготовление
которых сопровождается большими пластическими деформациями. Для
сварных конструкций применяют магниевые сплавы и авиаль, для
клепаных— дюралюмин и авиаль. Высокопрочные сплавы применяют в
исключительных случаях.
Согласно СНнП 11-24-74, основными материалами для алюминиевых
конструкций применяют деформируемый алюминий марок и состояний:
термически неупрочняемый алюминий АД1М, АМцМ, АМг2М, АМг2П;
термически упрочняемый алюминий АД31-Т, АД31-Т1, 1925-Т, 1915-Т.
Другие марки и состояния применяют при технико-экономическом
обосновании и после проверки их в опытных конструкциях.
Алюминиевые сплавы, как и чистый алюминий, не имеют площадки
текучести (см. рис. II.5). Поэтому значение предела текучести
устанавливается по условному пределу текучести, которому отвечает
относительное остаточное удлинение 0,2%. С повышением температуры меха-
39
нические характеристики снижаются, особенно в искусственно
состаренных материалах, причем предел прочности снижается больше, чем
предел текучести (рис. II.6). Коэффициент температурного расширения
алюминия —0,000023.
Области применения алюминиевых конструкций. Конструкции из
алюминия благодаря малой массе, высокой стойкости против коррозии,
хладостойкости, антимагнитности, отсутствию искрообразования,
долговечности и хорошего вида находят применение во многих областях
строительства. Большое распространение они получают в
труднодоступных, сейсмических и северных районах страны.
Особенно выгодно применять алюминий в конструкциях, сочетающих
ограждающие и несущие функции. К таким конструкциям относятся
панели перекрытий и стен, листовые перекрытия больших пролетов и др.
Рационально применять алюминий при перекрытии больших пролетов
арками, куполами, складками и другими конструкциями. Он
применяется в башнях и мачтах, затворах плотин, резервуарах, в
сборно-разборных перевозимых конструкциях. Большое применение алюминий
получил в переплетах, витражах и изделиях для внутренней и внешней
отделки зданий.
§ 2. РАБОТА СТАЛИ ПОД НАГРУЗКОЙ
1. Работа стали при статической нагрузке. Напомним, что сталь
в основном образуется из феррита и перлита (состоящего из ферритных
и цементных прослоек, рис. 11.2,6). Предел прочности феррита в
среднем равен всего 25 кН/см^ при
относительном удлинении 50%, предел прочности
цементита 80—100 кН/см-^ при удлинении 1%;
, ' ,- * таким образом, цементит весьма хрупок.
Перлит имеет средние характеристики
между ферритом и цементитом. Эти две разные
по прочности составляющие и определяют
работу стали под нагрузкой.
Рассмотрим сначала работу отдельного
монокристалла (зерна) железа, затем
поликристалла (группы зерен) и, наконец,
стали.
Работа монокристалла желе-
3 а. Теоретические и экспериментальные
исследования показывают, что сдвинуть одну
часть монокристалла железа по другой
значительно легче, чем оторвать Поэтому
пластические деформации в зернах железа
протекают путем сдвига (рис. И.7). На
основе экспериментальных исследований,
проведенных физиками, установлено, что
сдвиг происходит по плоскостям, наиболее
густо усеянным атомами (заштриховано на
рис. 11.1,6) по направлению большой
диагонали. Теоретическая прочность на сдвиг
превосходит реальную в сотни и тысячи
раз.
Расхождение между теоретической и реальной прочностью
материала объясняется тем, что взаимное смещение жестких блоков по атомным
плоскостям с идеальной решеткой (взаимный сдвиг жестких блоков)
невозможно, а происходит последовательное перемещение и
переползание группы атомов внутри кристалла, связанное с локальным наруше-
46
Рис II7 Сдвиг одной
части монокристалла железа по
другой
нием правильной структуры кристалла (рис. II.8,в), причем
перемещение происходит при напряжениях значительно ниже тех, при которых
должен был бы происходить сдвиг жестких блоков, поскольку при этом
требуется преодолеть не сумму сил взаимодействия всех атомов,
расположенных на плоскости сдвига, а возбудить напряжения, при которых
начинается перемещение только отдельных групп атомов. Граница
между участком, в котором скольжение уже произошло, и остальной частью
а)
^
/
:х_
—
ki
V П
111-
:,, "г^гп
_^-—. — -«— — ;—
»*• .»»«, » — ».
ZZZZZZIIZ л
I I—t 1 li..l I 1
Рис. II.8. Дислокации
а — краевад; б — винтовая
0
е)
в)
п
а
>■ * *—I
-4 ~
* i *
4>-
Li
i-U
Рис. II.9. Дефекты атомной решетки
кристалла называется линией дислокации* (на рис. II.8,а линия,
перпендикулярная плоскости рисунка, проходящая через точку А).
Различают два вида несовершенств или дефектов кристаллической
решетки, влияющих на прочность: точечные и линейные.
К точечным относятся следующие дефекты: а) отсутствие атома
в узле решетки (вакансия) (рис. II.9,а); б) расположение атома не
в узле кристаллической решетки (межузельный или внедренный атом)
(рис. II.9,в). В известном смысле к точечным дефектам можно отнести
*Бернштейн М. Л., Займовский В. А. Структура и механические свойства
металлов. М «Металлургия», !970
Коттрелл А. X. Дислокация и пластическое течение в кристаллах. М., Металлург-
издат, 1958.
4—478
41
и наличие инородного атома в узле
кристаллической решетки (рис.
ПсЭ, б) (например, замещение
основного атома в узле атомом
легирующего элемента).
К линейным дефектам относятся
так называемые краевые (рис. ^
II.8, а) и винтовые (рис. 11.8,6).
Как видно из рис. II.8, о, б, в
окрестностях линий дислокаций соз-
да^отся поля внутренних упругих
напряжений, которые
взаимодействуют и собирают вокруг себя
точечные дефекты или, как говорят,
вокруг них образуются
«атмосферы» примесных атомов (атмосферы
Коттрелла), которые оказывают
большое влияние на перемещение
линий дислокаций и
соответственно на механические свойства
металла.
Благодаря наличию примесных
атомов выходы дислокаций на
поверхность кристалла хорошо
травятся, что позволяет видеть их в
микроскоп, как это показано,
например, на рис. 11.10, а в случае
кремнистого железа.
При определенном напряжении
начинается массовое движение дислокаций, что соответствует пределу
текучести. Как показано на рис. 11.11, с увеличением числа дислокаций
прочность монокристалла уменьшается, достигая при определенном их
количестве минимума, при дальнейшем увеличении числа дислокаций
прочность опять начинает возрастать, т. е. происходит упрочнение.
И происходит оно в результате того, что избыточные дислокации начи-
Рис. 11.10. Выход внедреннсйго кремния
по Кристаллографическим плоскостям
кремнистого железа X
а — равномерное распределение выходов
кремния, б — сгущение выходов кремния около
стыков зерен, s — скопление выходов
кремния, вызывающее разрыхление железа
нают создавать препятствия сдвигу; получается как бы беспорядочное
скопление дефектов, перемещение дислокаций в котором затруднено.
Работа поликристалла железа. Пластическое течение
поликристалла железа, обычно называемого просто железом, происходит
под воздействием касательных напряжений путем сдвига по отдельным
Рис. II П. Связь между числом
дислокаций п и напряжением сдвига т
Ри(? II 12 Схема сдвига одной части
поликристалла по другой
зернам—кристаллам (рис. II.I2). В железе, состоящем из громадного
числа зерен, каждое из зерен имеет разное ориентирование
кристаллической решетки, что затрудняет общий сдвиг одной части образца по
другой. Затруднение сдвигу создают и границы зерен, где атомная
решетка искажена (рис. 11.13) и имеются отложения разных включений.
Рис II 13 Искажения структуры
кристаллов в месте срастания зерен
(Х5000)
Рис II 14 Зерна перлита создают
препятствие развитию сдвига в зернах
феррита
t 43
Поэтому сопротивление пластическим деформациям у железа,
состоящего из большого числа зерен, выше, чем у отдельного монокристалла
(зерна). Хаотичное ориентирование громадного количества зерен
приводит к тому, что в упругой стадии такой материал работает как 1Изо-
тропный (однородный во всех направлениях). При переходе же мате-
6,кН/см^
SO
ё-, ЯГ)
▼
/и
SB
Площадна ^
fneKi/vecmu \
Стадия
упругой '
eahmn
20
10
. /7
1
1
1 ,
\аГ
гТ
1
/1
4;
2 <
■ 8o3St.
- Оста
- Па/гн
д
С«^
t 1
гатал
/почт
ые де
д^;^
? &
те де
le dei
рарма
▼ ^
в
г
■
V^;j^4Htmn^
1
vopua
ции
9 1
гциа
ции
-1-
S
У
8
ч п
■ ■ »■_,
-S'^:^^^
а
1
! 1
^
-Т .
ы
"^^7/'^^
■
—»~,
л
Ч 20 2Z Zt^ 2S
■
Рис II 15 Диаграмма растяжения стали
а — монокристалл железа, б — поликристалл железа в — сталь класса С 38/23, сталь марки СтЗ,
г — сталь класса С 46/34, а — сталь класса С 85/75, е — разорванный образец
риала в пластическое состояние при хаотичном расположении зерен
всегда находятся плоскости, по которым действуют наибольшие
касательные напряжения и большинство зерен на которых расположено
благоприятно для сдвига. По этиМ-то отдельным плоскостям и происходит
наиболее интенсивное пластическое течение. Между плоскостями
интенсивного течения материал находится или в упругом состоянии, или
слабо затронут пластичностью. Плоскости интенсивного пласти«еского
течения на поверхности изделий (образцов) видны
I как линии текучести, называемые линиями Черно-
* ва — Людерса (рис. П. 17).
Работа стали. Большое препятствие
образованию сдвигов в зернах феррита создают в
стали более прочные зерна перлита (рис. ПЛ4),
поэтому прочность стали значительно выше прочности
чистого железа.
Работу, например, углеродистой стали СтЗ при
растяжении (в зависимости от ее структуры)
можно представить в следующем виде (рис. И, 15,
кривая в). В первой стадии до предела
пропорциональности 0ПЦ происходят упругие деформации, пропор-
Рис 11.16. Фрагмент микроструктуры стали в месте
прохождения линии (плоскости) сдвига
44
циональные действующим напряжениям; это — стадия упругой работы.
Деформации удлинения в этой стадии работы материала происходят
только в результате упруговозвратимого искажения атомной решетки.
Поэтому после снятия нагрузки образец (изделие) принимает
первоначальные размеры.
При дальнейшем увеличении нагрузки дислокации начинают
скапливаться около границ зерен феррита (рис. И.10,б), что приводит к
постепенному появлению отдельных сдвигов в зернах феррита;
пропорциональность между напряжениями и деформациями нарушается — дефор,-
мации начинают'расти быстрее напряжений (участок между Опц и От).
Последующее увеличение напряжений способствует росту плотности
дислокации в зернах феррита и развитию линий сдвига, которые
приводят к развитию больших деформаций изделия (образца) при
постоянных напряжениях — образованию площадки текучести. Этой стадии
пластического течения отвечают напряжения предела текучести.
Протяженность площадки текучести у стали марки СтЗ составляет примерно
1,5—3%. Развитие деформаций происходит в результате малого
упругого деформирования и больших необратимых сдвигов по
плоскостям скольжения зерен феррита. Поэтому после' снятия нагрузки
упругая часть деформаций возвращается (линия разгрузки" идет
параллельно линии нагрузки), а необратимая остается, приводя к остаточным
деформациям. Дальнейшее развитие деформаций изделия (образца)
затрудняется более прочными и жесткими зернами перлита. Поэтому
чтобы образовались общие плоскости сдвига в образце, сдвиги в
отдельных зернах феррита должны обтекать зерна перлита или
раскалывать слабые их участки (рис. 11.16), для чего необходимо повышение
напряжений. Карбиды и нитриды в сталях повышенной и высокой
прочности, располагаясь в теле зерен феррита и по их стыкам
(см. рис. И.З), приводят к дополнительному сопротивлению сдвигу по
плоскостям спайности в зернах феррита и соответственно к повышению
прочности стали. Стадию работы материала, в которой происходит
повышение сопротивления внешним воздействиям после площадки
текучести до временного сопротивления, называют стадией самоупрочнения.
В этой стадии материал работает как упругопластический.
Во все время растяжения продольным деформациям удлинения
сопутствуют поперечные деформации сужения, причем при подходе к
временному сопротивлению деформации удлинения и сужения
начинают концентрироваться в наиболее слабом месте, образуя шейку.
Сечение в месте шейки интенсивно уменьшается, что приводит к повышению
напряжений в месте сужения, несмотря иа то что нагрузка на образец
снижается; в результате по месту образования шейки происходит
разрыв.
Образование протяженной площадки текучести присуще только
сталям, содержащим около 0,1—0,3% углерода (в частности, стали
марки СтЗ). При меньшем содержании углерода получается
недостаточно зерен перлита для сдерживания сдвигов по зернам феррита, при
большем — зерен перлита получается так много, что они полиостью
блокируют зерна феррита и не дают возможности развиваться по ним
сдвигам. Диаграммы 0 — е деформирования стали повышенной
прочности (кривая г на рис. П.15) почти не имеют площадки текучести —
после упругой работы кривая, имея скругление, переходит в стадию
самоупрочнения. У ряда сталей высокой прочности, особенно у термо-
упрочненных, площадка текучести отсутствует. Условный предел
текучести у таких сталей устанавливается по остаточному удлинению,
равному 0,2%.
Рассматривая диаграммы а — е, следует отметить, что основными
характерными показателями работы стали на растяжение являются
предел текучести, характеризующий начало развития больших дефор-
45
Рис. 11.17. Линии интенсивного течения
о — линии течения в двутавре; б — плоскость пластиче-
Ького течения
маций, временнбе сопротивление,
отвечающее предельной нагрузке, воспринимаемой
элементом (образцом), и относительное
удлинение, характеризующее пластические
свойства материала. Показатели этих трех
характеристик устанавливаются в ГОСТ на
сталь.
У углеродистой стали марки СтЗ запас
от предела текучести до временного
сопротивления 0т/0в«О,6, т. е. довольно
большой, что дает возможность в широких
пределах использовать пластические свойства
стали. У высэкопрочных сталей предел
текучести близко подходит к временному
сопротивлению (отношение Стт/ств^0,75), что
ограничивает использование работы
материала в упругопластической стадии.
В упругой области для всех прокатных
сталей модуль упругости составляет 21-103 кН/см^. При напряжениях
от предела пропорциональности Qvb, до 0т модуль упругости
уменьшается, что слабо сказывается на нарастании общих деформаций
конструкций, но оказывает влияние на устойчивость сжатых элементов
конструкций.
Для сталей высокой прочности пропорциональность между
напряжениями и деформациями нарушается задолго до предела текучести
(см. кривую д на рис. П.15), с чем приходится считаться при решении
задач устойчивости элементов конструкций. Однако у ферритоперлитных
высокопрочных сталей A6Г2АФ и др.) и улучшенных (закалка+высо-
кий отпуск, например 14ГСМФР) различие между 0пц и 0т невелико.
Пластические деформации и разрушение стали при равномерном
распределении напряжений, как и поликристаллического железа,
происходят путем сдвига, и здесь также образуются плоскости интенсивного
течения металла с образованием линий Чернова — Людерса (рис. 11.17).
При двухосном простом нагружении (когда нагрузка в обоих
направлениях нарастает одинаково) и равномерном распределении напряжений
по сечению пластическое течение также идет путем сдвига по наклон-
46
ным плоскостям, но теперь уже по двум взаимно перпендикулярным
(рис. 11.18,с); при этом материал переходит в пластическое состояние
при таких же напряжениях, как и при одноосном напряжении. При
двухосном простом нагружении, когда напряжения в одном направлении
растягивающие, а во втором сжимающие (рис. 11.18,6), материал переходит
в пластическое состоянние также путем сдвига по плоскостям, на
которых касательные напряжения имеют максимум. Переход материала в
пластическое состояние в этом случае наступает при касательных
напряжениях, составляющих половину от нормальных напряжений одноосного
растяжения (сжатия), что находится в соответствии с третьей теорией
прочности — теорией наибольших касательных напряжений'.
")
///////////////
"^^
~~~ г-^ УХ
' ''' л'
-^
4^
?^
>''
'тО.
J „^
///////////Ш'
Рис. 11.18. Пластические деформации при разных видах
напряжений
а —двухосное растяжение; б — растяжение в одном направлении, сжатие
в другом; в — неравномерное распределение напражений
Пластические деформации, отвечающие пределу текучести,
развиваются при касательных напряжениях, отвечающих сопротивлению
материала пластическому сдвигу, а разрыв происходит при касательных
напряжениях, отвечающих сопротивленинэ материала разрушению при
сдвиге.
При неравномерном распределении напряж£ний общему сдвигу
одной части изделия по другой препятствуют упругие зоны. Поэтому в
части сечения, затронутой текучестью (рис. П.18, в), пластическое
течение происходит в результате искажения формы зерен. Опыт показывает,
что в этом случае соблюдается закон плоских сечений.
При сложном нагружении (когда нагружение производится сначала
в одном направлении, а затем в другом или когда напряжения одного
направления перегоняют напряжения другого направления) переход
материала в пластическое состояние происходит также в соответствии
с теорией касательных напряжений. Так, при нагружении
пластины до предела текучести в одном направлении и последующем
нагружении того же знака в другом направлении материал работает упруго
до тех пор, пока и в этом втором направлении напряжения достигнут
значения Стт и далее он начинает течь в обоих направлениях, т. е.
развитие пластических деформаций в одном направлении почти не,
сказывается на работе материала в другом направлении (рис. П.19, а). В случае
нагружения пластины до предела текучести в одном направлении, а
затем другого знака в перпендикулярном направлении пластические
деформации ускоряются и для их остановки напряжения 1-го нагруже-
' Сборник статей «Исследования по металлическим
В. А. Балдина. М., Госст-ройиздат, 1956.
конструкциям». Под ред.
47
ния приходится уменьшать до такого значения, при котором
касательные напряжения отвечают сопротивлению материала пластическому
сдвигу. На рис. 11.19, б сплошной линией показана диаграмма о — е
при одноосном напряжении, пунктиром — при последовательном нагру-
жений разного знака в двух направлениях.
Исследования показывают, что переход материала из упругого
состояния в пластическое может быть достаточно близко описан как
S)
6
1
/1
f-e нагрутение
к
е
2-е uaefitfiKenue при сохранении,
нагрузки первого нагрг/тения
Рис. 11.19. Развитие деформаций при сложном нагруженни
а — диаграмма о—8 при последовательном загруженин в двух направлениях (напряжения однето
знака); б —напряжения разного знака (пуиктнр) диаграмма в—е при последовательном
загруженин в двух направлениях
третьей теорией — касательных напряжений, так и четвертой теорией —
энергетической (см. гл. III, § 3, п. 2).
Значения предела текучести и временного сопротивления
(см. табл. 11,1) относятся к нормальной температуре 20° С. При
изменении температуры эти показатели меняются (рис. 11.20). При
отрицательных температурах временное сопротивление и предел текучести сущест-
8Р
во""^
20
'
>
,/
'd\
^2
t
;nH/i
2-W*
'WO 0 *т*гоо*зво**оо *soo*soo
Phc II20 Механические свойства
малоуглеродистой стали при изменении
температуры
i — модуль продольной упругости Е\ 2 —
временное сопротивление а„; 3 —предел текучести а
венно повышаются и сближаются между собой; таким образом, при
отрицательных температурах пластическая стадия работы стали
уменьшается. При повышении температуры до 100—200° С временное
сопротивление и предел текучести почти не меняются; при 300° С получается
некоторое повышение временного сопротивления. При температурах
выше 4(Ю—500° С замечается резкое снижение 0в и 0т; при 600° С они
близки к нулю и несущая способность стали практически исчерпывается.
2. Работа стали при концентрации напряжений. В местах искажения
сечения (у отверстий, выточек, надрезов, утолщений и т. п.) происходит
искривление линий силового потока и его сгущение около препятствий
(рис. 11.21), что приводит к повышению напряжений в этих местах.
48
Распределение напряжений
Нориальные напряжения
Касателчиые ншпряжения
Рис. 11.21. Траектории и концентрация иапряжеиин у мест резкого изменения форми
элемента
о —около отверстия; б — около трещины; в — в сварном соединении лобовыми швами
49-
/КрехШая зтт
Рис. 11.22. Работа элемента
конструкции при наличии
концентрации напряжений
а — распределение напряжений
по сечению; б — вид
разорванного элемента; в — диаграммы
работы стали; t — при сдвиге;
2 — при техническом отрыве
Отношение максимального напряжения
в месте концентрации к номинальному,
равномерно распределенному по
ослабленному сечению, называется
коэффициентом крнцентрации.
Коэффициент концентрации у круглых отверстий
и полукруглых выточек имеет значение
2—3. В местах острых надрезов оно
выше и тем больше, чем меньше радиус
кривизны надреза и чем гуще собирается
в этих местах силовой поток*;
коэффициент концентрации в этом случае
достигает значения 6—9.
Напряженное состояние изделия при
наличии концентрации напряжений очень
сложное, однако в основном по
характеру работы металла можно установить
две зоны: зону резкого перепада
напряжений (зона 1, рис. 11.22, а) и зону с
распределением напряжений, близким к равномерному (зона 2).
Развитие пластических деформаций и разрушение при равномерном
распределении напряжений происходит под воздействием касательных
напряжений, наибольшее значение которых возникает на плоскостях,
наклоненных под углом 45° к действующей силе (см. зону 2). При
резком перепаде напряжений (зона /) общие сдвиговые деформации
происходить не могут (из-за задержки соседними менее напряженными
участками), поэтому в этих областях металл разрушается путем отрыва
но плоскостям, нормальным к действующей силе. Этот отрыв отличается
от отрыва по плоскостям спайности в монокристалле, имеющем общую
плоскую поверхность отрыва и чрезвычайно высокую прочность, тем,
что разрушение происходит по отдельным зернам и по отдельным
мелким плоскостям, наклоненным друг к другу и расположенным на общей
поверхности, нормальной к усилию. Характерно, что соответствующий
рентгенографический анализ указывает наличие при отрыве участков с
явно выраженным пластическим течением металла. Поэтому такой
отрыв можно назвать техническим, а отвечающая ему прочность много
ниже, чем прочность монокристалла на отрыв, но выше, чем прочность
при сдвиге. При сдвиге в упругопластической стадии развив'аются боль-
1 Савин Г. Н. Распределение напряжений около отверстий. Киев, «Наукова
думка», 1968.
W1
шие деформации (кривая 1 на рис. 11.22, в); при техническом отрыве
пластические деформации малы; металл в этом месте ведет себя как
более жесткий, а сопротивление внешним воздействиям повышается
(кривая 2). Такое поведение металла приводит к началу разрушения
(возникновению трещин) у мест концентрации напряжений.
При статических нагрузках и нормальной температуре концентрация
напряжений существенного влияния на несущую способность не
оказывает (не учитывая некоторого повышения разрушающей нагрузки).
Поэтому при расчетах элементов металлических конструкций при такого
вида воздействиях их влияние на прочность не учитывается.
При понижении температуры прочность на разрыв гладких образцов
повышается во всем диапазоне отрицательных температур; прочность
же образцов с надрезом повышается до некоторой отрицательной темпе-
Рнс 11.23. Временное сопротивление
растяжению стали марки СтЗ
/ — временное сопротивление гладкого образца;
2 — то же, предел текучести, 3 — временное сопротяв-
ление образца с острым концентратором напряжепнй;
4 — то же, предел текучести
30
во
70
60
SO'
iO
3Q
^.кН/см^
90
80
70
60
50
Чт ^ -то '75-еоЦд оШ°с
-- — "
;-!. /1S£
:vs^t ^^'^
ч
'. ._
ратуры, а затем понижается. Например, у стали СтЗ прочность образцов
с надрезом при температуре до —60° С выше, чем у гладких (рис. П.23),
а затем падает.
Старение, вызванное развитием пластических деформаций (при
правке, в местах концентрации напряжений и др.), значительно снижает
сопротивление хрупкому разрушению, доводя его до значений,
отвечающих пределу текучести и даже ниже.
При длительном воздействии нагрузки сопротивление хрупкому
разрушению понижается до значений ниже предела текучести.
Испытаниями установлено, что конструкции из низколегированных,
особенно термоупрочненных сталей сопротивляются хрупкому
разрушению лучше, чем малоуглеродистые стали.
При испытании образцов из наклепанной стали (см. п. 4) и "наличии
острой концентрации напряжений разрушающие напряжения
получаются даже ниже предела текучести уже при температуре —30°С,
вследствие чего возможно хрупкое разрушение конструкций при пониженных
температурах даже в обычных условиях эксплуатации. Особо неблаг®-
приятное влияние на хрупкую прочность при низких температурах
оказывают ударные и другого рода динамические воздействия, а также
резкое снижение температуры, носящее характер температурного удара.
3. Ударная вязкость. Склонность металла к хрупкому разрушению
и чувствительности к концентрации напряжений проверяется испытанием
на ударную вязкость — определением величины работы, затрачиваемой
на разрушение надрезанного образца (рис. Л.24), на маятниковом
копре. Ударная вязкость измеряется удельной работой (Дж),
затрачиваемой на разрушение образца. В надрезанном образце напряжения распра-
делены неравномерно, с пикой у корня надреза. Ударное действие на
образец увеличивает возможность перехода металла образца в хрупкое
состояние. Чтобы иметь сравнимые результаты, испытание производится
на стандартных образцах с размерами, указанными на рис. П.24. При
испытании тонкого металла применяют образцы толщиной 5 мм, но при
этом норма ударной вязкости обычно повышается на 20 Дж по
сравнению с ударной вязкостью стандартных образцов сечением ЮХЮ мм.
51
Температура, при которой происходит спад ударной вязкости
(рис. 11.25) или ударная вязкость снижается ниже 30 Дж, принимается
за порог хладноломкости.
Ударная вязкость особенно резко снижается у состаренного металла.
Поэтому для особо ответственных конструкций ударную вязкость
определяют после искусственного старения.
Браковочные значения ударной вязкости устанавливают в ГОСТ на
сталь. В табл. П.З приведены браковочные значения ударной вязкости
для сталей марок ВСтЗ и ВСтЗГпс.
а^,й>^
СЧ,| ^"^^^
1
60
■
Wy
ю
Ш^
Рис. 11.24. Образец для испытания на
ударную вязкость (размеры, мм)
Рис. 11.25. Ударная вязкость стали ^
/ —СтЗсп; 2 —СтЗкп; 3—10Г2С1
4, Работа стали и алюминиевых сплавов при повторных нагрузках.
При работе материала в упругой стадии повторное загружение не
отражается на работе материала, поскольку упругие деформации обратимы.
При работе материала в упругопластической стадии повторная
нагрузка ведет к увеличению пластических деформаций (рис. П.26,а) в
результате необратимых искажений структуры металла предыдущим
нагружением и увеличением часла дислокаций. При достаточно большом
перерыве — отдыхе упругие свойства материала восстанавливаются и
Рис. 11.26. Диаграммы деформирования стали при повторных нагрузках
-при загружеиии без перерыва; б-при загруженин с перерывом (после отдыха);
в-многократное однозначное загружение; г - многократное разнозначное загружение
достигают пределов предыдущего цикла (рис. 11.26,6). Это повышение
упругих свойств называется наклепом. Наклеп связан со старением и
искажением атомной решетки кристаллов и закреплением ее в новом
деформированном положении. При повторных нагружениях в пределах
наклепа материал работает как упругий, но полное удлинение
уменьшается в результате необратимых остаточных деформаций, полученных при
первом нагружении, т. е. металл становится как бы более жестким.
Повышение прочности благодаря наклепу используется в
алюминиевых сплавах и в арматуре железобетонных конструкций; в стальных кон-
52
струкциях оно не используется, пдскольку наклепанная сталь получается
более жесткой и склонной к хрупкому разрушений.
При многократном непрерывном нагружении возникает явление
усталости металл й', выражающееся в понижении его прочности.
У стали с увеличением числа нагружении прочность снижается,
приближаясь к некоторой величине Ствб, при которой (даже при любом
большом числе нагрузок) разрушения не происходит (рис. П.27,а). Эта
величина называется пределом усталостной прочности (выносливости).
Рис II27. Зависимость между числом
нагружении п и разрушающим напряжением 5^
а — для стали; б — для алюминиевых сплавов
Пределу выносливости стали отвечает npnifepHO 10 млн. циклов
нагрузки. Однако уже при 2умлн. усталостная д1рочность мало отличается
от ее предела, поэтому испытания на выносливость применительно к
стальным конструкциям производятся на базе 2X1^* циклов нагрузки.
Прочность алюминиевых сплавов снижается непрерывно и такого
предела, как у стали, нет (рис. 11.27,б). Поэтому для практических
целей за условный предел выносливости принимают вибрационную
прочность при 2-10^ циклах нагрузки. Если фактическая нагрузка будет
иметь большую повторяемость, то с этий необходимо считаться при
Рис. II28 Характерная поверхность усталостной трещины в образце с отверстием
Проектировании, соответственно снижая расчетное сопротивление или
применяя другой материал, например сталь.
Усталостное разрушение происходит вследствие накопления числа
дислокаций при каждом загружении и концентрации их около стыков
зерен (см. рис. П.10, б) с последующим сжоплением в большие группы
(см. рис. 11.10,в), что способствует разрыхлению металла в этом месте
и, наконец, образованию трещины, которая, развиваясь, приводит к
разрыву. При каждом нагружении деформации в поврежденном месге
нарастают. Линии разгрузки не совпадают с линиями нагрузки, образуя
петли гистерезиса (см. рис. П.26,в,г). Площадь петли характеризует
энергию, затраченную при каждом цикле нагрузки на образование новых
несовершенств в атомой структуре и дислокаций. В первое время
образования трещины металл в этом месте как бы перетирается, образуя
гладкие истертые поверхности, затем трещина быстро развивается и
происходит обрыв изделия без перетирания. Таким образом, поверхность излома
' Иванова В. С, Тереитьев В. Ф. «Природа усталости металлов». М.,
«Металлургия», 1975.
53
при усталостном разрушении имеет две характерные области — гладкую
истертую и зернистую при окончательном отрыве (рис. 11.28).
Помимо числа циклов усталостная прочность зависит от вида на-
гружения, который характеризуется коэффициентом асимметрии
р = СГмин/0мако (рис. 11.29).
а)
*б1
6)
В)
•6i
^б-i
Никли нагрузки п^ётаи^о \ 1 \ /
^ * о маке ^fitm f-
■P''-бта' '
Рис. 11.29. Характеристики асимметрии нагрузки
в — однозначный асимметрнчый цикл; б —полный однозначный цикл; в-
цикл
- полный разнозначный
Для пластин из малоуглеродистой стали марки СтЗ при однозначных
циклах нагружения (при р от О до +1, рис. 11.30, кривая 1) предел
выносливости равен пределу текучести, при знакопеременных нагружениях
он снижается, достигая 14 кН/см^ при р=—1 и составляя таким
образом примерно 59% предела текучести или 67% расчетного
сопротивления 21 кН/см2, принятого при однократном нагружении. На предел вы-
6,нНЫ
30
25
20
IS
70
5
^-
,^
у
3^
м
/,
^^
1>
\^
/
/
/ 'У
/
>
*
1
/
h
^^?
1
1
1
1
1
29
*
2t
•г '075 -0,5 -т о '025 'OS *Q.75 */ fi
Рис. II30. Предел усталостной
прочности для стали и соединений
1 — сталь марки СтЗсп с необработанной
поверхностью, преобладает растяжение (такая
же кривая для обработанного сварного
соединения встык); 2 — то же, преобладает
сжатие; 3 — сталь марки СтЗсп, полоса с
отверстием (преобладает растяжение), 4 —то же,
что и 1, но сталь класса С 46/34; 5 —стало
марки СтЗсп, основной металл около сварного
необработанного соединения встык
(преобладает растяжение); 6 — то же, сталь класса
С 46/34; 7 — сталь марки СтЗсп, основной
металл около сварного соединения фланговым
швом (преобладает растяжение); S —то же,
сталь класса С 46/34
носливости оказывает влияние и вид напряжения: при преобладании
сжатия он выше, чем при преобладании растяжения (кривые 1 и 2,
рис. 11.30).
Весьма большое влияние на предел выносливости оказывает
концентрация напряжений; достаточно в полосе просверлить отверстие, как
предел выносливости заметно снижается (рис. 11.30, кривая 3).
Особенно резко снижается предел выносливости при большом значении
коэффициента концентрации, например около начала флангового шва, где
предел выносливости снижается при р = — 1 до 4 кН/см^ (рис. 11.30,
54
кривая 7), т.е. составляет всего 17% предела текучести или 19%
расчетного сопротивления.
Низколегированная сталь повышенной прочности классов С 46/33 и
С 52/40 в исходном состоянии (полоса без мест концентрации
напряжений) имеет предел выносливости выше, чем у стали марки СтЗсп
(рис. 11.30, кривая 4). При наличии мест с концентрацией напряжений
предел выносливости этих сталей в процентном отношении снижается
больше, чем у стали марки СтЗсп, и достигает по абсолютной величине
таких же значений, как и у стали марки СтЗсп, при полном
знакопеременном цикле и при больших значениях коэффициента концентрации
(сравните кривые 7,8 и 5, 6 на рис. 11.30).
Поэтому в конструкциях, воспринимающих переменные воздействия,
не всегда выгодно применять стали повышенной прочности без
принятия специальных мер.
Предел выносливости стали высокой прочности классов С 60/45—
С 85/75 мало отличается от предела выносливости сталей повышенной
прочности. Поэтому применение таких сталей в конструкциях, в которых
может проявиться усталость, по экономическим соображениям не всегда
будет оправдано.
До недавнего времени считалось, что усталость может вызвать
только очень большое число перемен нагрузки. Однако практика
показывает, что усталость может проявиться и при не очень большом числе цик-
лвв нагрузки, но при достаточно больших напряжениях, т. е. будет так
называемая малоцикловая усталость, например частое наполнение и
опорожнение резервуаров большой вместимости, понижение и снятие
внутреннего давления в воздухонагреват,елях и т. п. При числе
переменных нагрузок до 10 000 поверхность излома напоминает обычный излом
при однократном нагружении; при большем числе циклов излом имеет
характерный вид усталостного разрушения (см. рис. 11.28).
Отрицательная температура несколько Повышает предел
выносливости малоуглеродистых и низколегированных сталей.
Внутренние напряжения, вызванные сваркой, неравномерным
остыванием после прокатки и другими причинами, оказывают разное
влияние: если внутренние напряжения вызывают дополнительное
растяжение в металле, то это вредно сказывается на пределе выносливости,
если дополнительное сжатие, то это оказывает положительное действие
на предел выносливости.
Повысить сопротивление усталостному разрушению конструкции
можно рядом мероприятий:
1) в конструкциях, в которых нет концентрации напряжений или она
мала, переходом от малоуглеродистой стали к стали повышенной
прочности (см. кривые 1 и4 рис. 11.30);
2) в конструкциях со значительной концентрацией напряжений:
сглаживанием силового потока, переходя от конструкций с резкой
концентрацией напряжений к конструкциям с более мягкой
концентрацией;
снижением концентрации напряжений обработкой, например
зачисткой поверхности сварного шва в стыковом соединении абразивным
кругом или фрезой (сравни кривые 5 и 1,6 и4 на рис. 11.30);
отводом силового потока от места острой концентрации;
йредварительной вытяжкой конструкций, например обкаткой
подкрановых балок краном с допустимой перегрузкой;
созданием благоприятных внутренних напряжений, например
нагревом около мест концентрации напряжений с целью создания напряжений
сжатия в местах концентрации;
созданием напряжений сжатия и наклепа металла на поверхности,
например дробеструйной обработкой.
55-
Глава in
ОСНОВЫ РАСЧЕТА МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Основные положения метода расчета по предельным
состояниям
Цель расчета строительных конструкций — обеспечить заданные
условия эксплуатации и необходимую прочность при минимальном
расходе материалов и минимальную затрату труда на изготовление и
монтаж.
Согласно СНиП II-A.10-72, строительные конструкции и основания
рассчитывают на силовые и другие воздействия, определяющие их
напряженное состояние и деформации, по предельные состояниям.
Под предельными состояниями подразумевают такие состояния, при
которых конструкции или основания перестают удовлетворять
предъявляемым к ним в процессе эксплуатации или при возведении требова-
•ниям, заданным в соответствии с назначением и ответственностью
сооружений. ^
В расчетах конструкций на действие статических и динамических
нагрузок и воздействий, которым они могут подвергаться в течение
строительства и всего срока службы, учитываются следующие
предельные состояния:
-&) первой группы — по потере несущей способности или непригйд-
Ности к эксплуатации;
б) второй группы — по непригодности к нормальной эксплуатации'.
К предельным состояниям первой группы относятся:
общая потеря устойчивости формы;
потеря устойчивости положения;
вязкое, хрупкое, усталостное или иного характера разрушение;
разрушение под совместным воздействием силовых факторов и
неблагоприятных влияний внешней среды;
качественное изменение конфигурации;
резонансные колебания, приводящие к нарушению эксплуатации;
состояния, при которых возникает необходимость прекращения
эксплуатации в результате текучести материала, сдвигов в
соединениях, ползучести или чрезмерного раскрытия трещин.
К предельным состояниям второй группы относятся состояния,
затрудняющие нормальную эксплуатацию или снижающие долговечность
вследствие появления недопустимых перемещений (прогибов, осадок,
углов поворота), колебаний, трещин и т. п.
Появление трещин и их раскрытие проверяют только в
железобетонных и каменных конструкциях. В металлических конструкциях
такую проверку не делают, так как появление любых трещин не
допускается; возникшая в металле трещина в последующем развивается и
приводит к разрушению конструкций.
Требуемые надежность и гарантия от возникновения предельных
■состояний конструкции обеспечиваются надлежащим учетом
возможных наиболее неблагоприятных характеристик материалов, учетом
наиболее невыгодного (но реально возможного) сочетания нагрузок
и воздействий; учетом условий и особенностей действительной работы
' Нормальной считается эксплуатация, осуществляемая (без ограничений и без
-виеочередного ремонта) в соответствии с предусмотренными в нормах или заданиях на
проектирование технологическими и бытовыми условиями.
56
C=f при a^zs"
конструкций и оснований; надлежащим выбором расчетных схем и
предпосылок расчета, учетом в необходимых случаях пластических
и реологических свойств материалов.
В соответствии с этим расчет конструкций должен гарантировать их.
от возможности наступления каждого из предельных состояний,
причем для обеспечения эксплуатации сооружения силовые факторы,
действующие на конструкцию, не должны достигать величин,
ограничивающих возможности эксплуатации. Это условие для первой группы
предельных состояний может быть записано в виде
• iV<0, (III.1>
где N — усилие в рассчитываемом элементе конструкции (функция нагрузок и других:
воздействий); Ф — предельное усилие, которое может воспринять рассчитываемы»
элемент (функция свойств материала и размеров элементов).
Поскольку расчетом
должна быть обоснована
возможность нормальнрй
эксплуатации
конструкции в течение всего срока
ее службы, значение N
неравенства (III.1)
должно представлять собой
наибольщее возможное
за это время усилие,
способное привести к
нарушению или затруднению
эксплуатации. Это усилие
определяется от
расчетных нагрузок Р,
представляющих собой
возможные наибольшие
(при определении
несущей способности
конструкции при однократно действующей нагрузке) или наиболее часто»
повторяющиеся нагрузки (при проверке усталостного разрушения). Эти,
нагрузки определяют умножением основных нормативных
нагрузок Р" (см. § 1, п. 2 «б»), отвечающих условиям нормальной
эксплуатации конструкций, на коэффициенты перегрузки п (см, § 1„
п. 2 «в»), учитывающие возможное отклонение нагрузок в
неблагоприятную сторону (большую или меньшую).
При одновременном действии двух или нескольких временных
нагрузок расчет конструкций и по первой, и по второй группам
предельных состояний выполняется с учетом наиболее неблагоприятных
сочетаний этих нагрузок или усилий.
Сочетания учитывают умножением нагрузок или вызываемых ими:
усилий на коэффициент сочетаний «с-
Таким образом, усилие N может быть представлено в виде
Уу>У///////////у>/////////^
Вариант J,
вариант 2
0,7SC
r,2SC
u<an;aUUUluU при 20"^ ос^ зо'
Рис. III.1.
Примеры распределения снегового покро^
ва на перекрытии
iV=2«/>.«. = 2«^P^a^,
(III.2>
где «t — усилие при Р, = 1.
Несущая способность — предельное усилие Ф неравенства (III. 1)^.
которое может воспринять рассчитываемый элемент, должна
определяться как возможная минимальная. Значение Ф определяют
умножением геометрической характеристики сечения F (плащади, момента
сопротивления и т. д.) на расчетноесопротивление^.
Расчетное сопротивление R (см. § 1, п. 3«б») получают делениеш
основной характеристики материала — нормативного сопро-
ьг
тивления /?", устанавливаемого нормаш! с учетом статистической
изменчивости и условий контроля, на коэффициент
безопасности по материалам Ам, учитывающий отличие сопротивления
материала в конструкции от сопротивлений, определяемых
испытаниями контрольных образцов, а также умножением на коэффициент
условий работы конструкций Шк и делением на
коэффициент йадежности кв. Коэффициентом ^н учитывают в необходимых
случаях степень ответственности и капитальности сооружений,
значимость наступления тех или других предельных состояний. Значения ks
устанавливают нормами проектирования. Для большинства конструкций
к„=1.
Таким образом, предельное усилие
Шк R^ Шк
Ф=—^Р =_«-/7J9 (III 3)
«н кы кп
Соответственно предельное неравенство (III.1) в развернутом
виде запишется так:
.или
^n^P.a.^-^FR. (III.4а)
«н
Для второго предельного состояния предельное условие может быть
записано в виде
6<-f 6„р, (III.5)
«и
.где 6 — деформация или перемещение конструкции, возникающие в результате
внешних нормативных воздействий на нее (функция нагрузок, материала н системы кон-
•струкции); бпр — предельные деформации или перемещения, ограничивающие
нормальную эксплуатацию, установленные СНиП или указанные в проектном задании
(функция назначения конструкции).
2. Нагрузки и воздействия
При расчете конструкций нагрузки и воздействия принимают по
СНиП П-6-74 «Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования».
А. Классификация и характеристика нагрузок и воздействий. По
времени действия нагрузки и воздействия относятся к постоянным,
когда направление и место их приложения можно считать неизменным,
временным длительным, кратковременным и особым.
К постоянным нагрузкам и воздействиям относятся: вес постоянных
частей зданий и сооружений, вес и давление грунтов, воздействия
предварительного напряжения.
К временным длительным нагрузкам и воздействиям относятся: вес
'Временных перегородок; вес стационарного оборудования: станков,
аппаратов, моторов, емкостей, трубопроводов с арматурой, опорными
частями и изоляцией, ленточных транспортеров, конвейеров,
постоянных подъемных машин с их канатами и направляющими и др., а также
вес жидкостей и твердых тел, заполняющих оборудование в процессе
его эксплуатации; давление газов, жидкостей и сыпучих материалов
•в емкостях и трубопроводах в процессе их эксплуатации, избыточное
давление и разрежение воздуха, возникающее при вентиляции шахт
и др.; нагрузка на перекрытия в складских помещениях,
холодильниках, зернохранилищах, архивах, библиотеках и подобных зданиях и
помещениях; нагрузка на перекрытия в помещениях жилых и обществен-
-58
ных зданий, где преобладает вес оборудования и материалов
(технические этажи, помещения счетно-вычислительных станций и другие
специальные помещения); температурные технологические воздействия
от стационарного оборудования; воздействия неравномерных
деформаций основания; вес слоя воды на водонепроницаемых плоских
покрытиях; вес отложений производственной пыли.
При необходимости учета влияния длительности действия нагрузок
(крановых, квартирах жилых зданий, в спальных помещениях ин-Герна-
тов и т. п.) на перемещения, деформацию, образования трещин (в
железобетонных конструкциях) принимают только часть полной нагрузки
согласно специальным указаниям.
К краткцвременным нагрузкам и воздействиям относятся:
атмосферные— снеговые, ветровые, гололедные нагрузки и температурные
климатические воздействия; нагрузки от подъемно-транспортного
оборудования; нагрузки на перекрытия жилых и общественных зданий от
массы людей, мебели и подобного легкого оборудования; нагрузки от
массы людей, деталей, ремонтных материалов в зонах обслуживания
и ремонта оборудования; нагрузки и Воздействия от оборудования,
возникающие в пускоостановочном, перелодном и испытательном
режимах, возникающие при перевозке и воздействии строительных
конструкций, щн монтаже и перестановке оборудования и т п.
К особым нагрузкам и воздействиям относятся: сейсмические и
взрывные воздействия; нагрузки и воздействия, вызываемые
неисправностью или поломкой оборудования и резкими нарушениями
технологического процесса; воздействия просадок основания, обусловленных
коренным изменением структуры грунтов (просадка грунтов в районах
горных выработок и т. п.) .
Б. Нормативные нагрузки. Постоянные нагрузки и воздействия.
Нормативные значения нагрузок от массы конструкций определяются
по данным стандартов и заводов-изготовителей или по размерам,
устанавливаемым в процессе проектирования, на основе опыта
предыдущих проектировок и справочных материалов. Нагрузка от грунтов
устанавливается в зависимости от вида грунта и его плотности.
Нормативные воздействия предварительного, напряжения конструкций
устанавливают в процессе проектирования.
Временные длительные нагрузки и воздействия на перекрытия
складских помещений, архивов, библиотек и т. п. принимают по СНиП;
вес оборудования — по стандартам, каталогам или по проектному
заданию. Давление газов, длительные температурные и другие
воздействия на конструкции устанавливают в зависимости от вызывающей
эти воздействия работы оборудования, указывают в проектных
заданиях.
Кратковременные нагрузки и воздействия на перекрытия жилых и
общественных зданий от массы людей, мебели и т. п., а также на
перекрытия производственных площадок устанавливают на основе опыта
эксплуатации зданий и сооружений; их значения приведены в СНиП.
Нагрузки от серийного подъемно-транспортного оборудования
принимают по соответствующим стандартам, а для индивидуального — по
данным заводских паспортов. Нагрузки и воздействия от
оборудования, возникающие в пускоостановочном, переходном и испытательном
режимах, устанавливают на основе опыта эксплуатации этого
оборудования и приводят в проектных заданиях.
При расчете балок перекрытий большой грузовой площади, а также
для колонн высотных зданий нагрузку разрешается понижать в
соответствии с указаниями СНиП П-6-74.
Снеговая нагрузка. Нормативное значение снеговой
нагрузки ри на 1 м^ площади горизонтальной проекции покрытия уртанавли-
5S
ают на основании данных гидрометеорологической службы как сред-
lee арифметическое значение ежегодных максимумов запаса воды
. снеговом покрове, выбранных из результатов снегосъемок на защи-
ценном от воздействия ветра участке, за период не менее 10 лет.
Значение Р" определяют по формуле
Рн = РоС. (П1.6)
де Ро — вес снегового покрова иа 1 м^ горизонтальной поверхности земли, принима-
■мый в зависимости от района СССР; значения Ро для каждого из шести устаиовлен-
1ЫХ районов приведены в прил. 1; С—коэффициент перехода от массы снегового?
юкрова земли к снеговой нагрузке иа покрытие с учетом его неравномерного распре-
1,еления в зависимости от рельефа кровли.
Значения коэффициентов С в зависимости от очертания покрытия
приведены в СНиП. Для примера на рис. III. 1 даны некоторые их
значения.
Ветровая нагрузка устанавливается на основании данных
метеорологических станций о скоростях ветра на высоте 10 м от по-
Рис. III 2г Значения
аэродинамических коэффициентов для
здания сложной конфигурации
верхности земли. По этим данным скоростные напоры ветра
определяют по формуле
9o = fVl,6, (III.7)
где V — скорость ветра, м/с, определяемая статистической обработкой длительного
наблюдения из условия ее повторения или превышения один раз за 5 лет (период
повторяемости).
Значение нормативной ветровой нагрузки ^н, Н/м^ определяют по
формуле
g„ = gokC, (III.8>
Где до — нормативный скоростной напор ветра, определяемый по формуле (III.7),
значения которого даются в СНиП в зависимости от района расположения
сооружения (прил. 2); k — поправочный коэффициент на возрастание скоростного напора по
высоте (прил. 3); С—аэродинамический коэффициент, принимаемый по указаниям
СНиП.
Для Примера на рис. 1П.2 приведены некоторые значения
коэффициента С.
Гололедные нагрузки учитывают при проектировании
воздушных линий электропередачи и связи, антенно-мачтовых устройств
и других подобных сооружений. Гололедную нагрузку принимают по
СНиП (см. гл. XXV).
Температурные воздействия, обусловленные изменением
температуры окружающего воздуха и солнечной радиации, а также
влиянием технологических факторов, учитывают при расчете в случаях,
когда они могут оказать влияние на прочность и деформативность
конструкций. При расчете температурные воздействия учитывают в стадии
возведения и в стадии эксплуатации конструкций. Расчет производят:
а) на возможную, разность температур, возникающую в процессе
эксплуатации конструкции с момента ее замыкания в статически
неопределимую систему и называемую температурой замыкания; б) на
перепад температуры по сечению элемента.
Величины сейсмических воздействий устанавливают
в зависимости от балльности района возведений сооружения по
нормам.
60
в. Расчетные нагрузки и коэффициенты перегрузки. Коэффициенты
перегрузки п учитывают изменчивость нагрузок, зависящую от всякого
рода факторов, вследствие случайных отступлений от заданных
условий нормальной эксплуатации. Коэффициенты перегрузки
устанавливают после обработки статистических данных наблюдений за
фактическими нагрузками, которые отмечены во время эксплуатации
сооружений. Эти коэффициенты зависят от вида нагрузки, вследствие чего
каждая нагрузка имеет свое значение коэффициента. По СНиП
значения п для нагрузок от массы строительных конструкций принимаются
в зависимости от способа их изготовления. Так, при заводском
изготовлении элементов строительных конструкций и при постоянном значении
плотности он принимается равным 1,1, а при изготовлении в
построечных условиях и колеблющемся значении плотности принимается
равным 1,2—1,3. В случае если постоянная нагрузка оказывает
благоприятное воздействие на работу сооружения (например, при проверке
на опрокидывание, против всплытия, скольжения и т. п.), коэффициент
п, принимают равным 0,9. Для нагрузки от оборудования п принимают
равным 1,2; для равномерно распределенной нагрузки на перекрытия
и лестницы п = 1,2...1,4; для крановых нагрузок п=1,2; для снеговых
нагрузок п= 1,4 ...1,6 в зависимости от отношения собственной массы
покрытия (включая массу подвесного оборудования) к нормативному
весу снегового покрова; для ветровых нагрузок жилых, общественных
и промышленных зданий « = 1,2, а для высоких сооружений, для
которых нагрузка имеет решающее значение (башни, мачты, градирни
и т. п.), п=1,3; для температурных воздействий « = 1,2. Более
подробно значения коэффициентов перегрузки приведены в СНиП.
Коэффициенты перегрузки характеризуют только изменчивость
нагрузок. Они не учитывают динамического воздействия нагрузки,
которое характеризуется специальным коэффициентом динамичности,
представляющим собой отношение наибольшего напряжения (прогиба) при
динамическом воздействии к напряжению (прогибу) при статическом
воздействии той же нагрузки. Коэффициенты не учитывают и
перспективного возрастания нагрузки с течением времени, например
возрастания временной нагрузки на подкрановые балки при изменении
грузоподъемности кранов и т. п.
Г. Сочетание нагрузок. Нагрузки воздействуют на конструкции не
раздельно, а в сочетании друг с другом.
Различаются следующие сочетания нагрузок:
а) основные сочетания, состоящие из постоянных и
временных— длительных и кратковременных нагрузок и воздействий;
б) особые сочетания, состоящие из постоянных, временных,
длительных, кратковременных и одной из особых нагрузок и
воздействий.
Одновременное появление наибольших значений нескольких
нагрузок менее вероятно, чем появление наибольшего значения одной;
поэтому, чем сложнее сочетание, тем меньше вероятность появления
наибольшего значения нагрузок в этом сочетании. Малая вероятность
одновременного появления нагрузок наибольшего значения учитывается на
основании статистических данных и теории вероятности умножением
расчетных значений нагрузок или соответствующих им усилий на
коэффициент сочетания «с^1.
Согласно СНиП, при расчете конструкций на основные сочетания,
включающие только одну кратковременную нагрузку, коэффициент
сочетания «с принимают равным единице. При расчете на основные
сочетания, включающие не менее двух кратковременных нагрузок
(воздействий), значения кратковременных нагрузок (воздействий) умножают
на коэффициент сочетаний, равный 0,9.
6!
при расчете конструкций и оснований на особые сочетания нагрузок
ти^ воздействий значения кратковременных нагрузок и воздействий или
соответствующие им усилия умножают на коэффициент сочетания,
равный 0,8.
3. Нормативные и расчетные сопротивления
А. Нормативные сопротивления. Основными характеристиками со^
противления материалов силовым воздействиям являются
нормативные сопротивления R^, устанавливаемые нормами проектирования
строительных конструкций.
Механические свойства материалов изменчивы (см. гл. II, § 1, п. 1),
поэтому нормативные сопротивления устанавливают на основе
статистической обработки механических свойств материалов, выпускаемых
нашей промышленностью. Значения нормативных сопротивлений
устанавливают такими, чтобы обеспеченность их составляла не менее 0,95,
т. е. чтобы математические значения случайных отклонений для
материалов с пониженными значениями механических свойств составляли
не более 5%.
Значение нормативного сопротивления, материалов может быть
равно значению контрольной или браковочной характеристики,
устанавливаемому соответствующими государственными стандартами
(если значения их обеспеченности не менее 0?95).
Для углеродистой стали и стали повышенной прочности (см,
табл. II. 1) и алюминиевых сплавов за основную характеристику
нормативного сопротивления принято значение предела текучести,
поскольку при напряжениях, равных пределу текучести, в растянутых,
изгибаемых и других элементах начинают развиваться пластические
деформации, а сжатые элементы начинают терять устойчивость.
Однако в случаях, когда переход материала в пластическое состояние
выражен не четко (нет площадки текучести), как, например, в тросах, или
когда предел текучести близко подходит к временному сопротивлению
(стали высокой прочности), а также в случаях, когда по характеру
работы конструкций допустимо развитие больших пластических
деформаций и несущая способность определяется, прочностью, за нормативное
сопротивление принимают значение временного сопротивления. Таким
образом, установлены два вида нормативных сопротивлений — по
пределу текучести R^=o^ и временному сопротивлению R"=Ob.
Установленные в ГОСТ значения предела текучести и временного
сопротивления имеют обеспеченность в пределах 0,95—0,995. Поэтому
для расчета металлических конструкций за нормативное сопротивление
приняты значения предела текучести или временного сопротивления,
установленные в ГОСТ на металлы. Это удобно также и потому, что
значения От и Ов, установленные в ГОСТ, являются браковочными и
при производстве и приемке проката контролируются.
Численные значения о^ и Ов, являющиеся нормативными
сопротивлениями, приведены в табл. II.1.
Б. Расчетные сопротивления материала R в соответствии с
изложенным ранее определяют делением нормативного сопротивления R"
на коэффициент безопасности по материалам км'.
/? = {1/й„)/?я. (III.9)
Расчетные сопротивления, как и нормативные, установлены двух
видов — по пределу текучести и временному сопротивлению.
Коэффициент безопасности по материалам.
Поскольку значение механических свойств металлов проверяется на
металлургических заводах выборочными испытаниями, возможно попадание
в конструкции материала со свойствами ниже установленных в ГОСТ.
62
ТАБЛИЦА ni.l
Внд напряжения
Растяжение, сжатие, изгиб
Срез
Смятие торцовой поверхности
(при наличии пригонки)
Смятие местное при плотном
касании в цилиндрических
шарнирах
Диаметральное сжатие
катков при свободном касании (в
конструкциях с ограниченной
подоижиостью)
Условное
обозначение
R
Rep
"СМ-Т
"см-м
^с.к
Расчетные
Единицы
физических величин
кгс/см^
кН/см^
кгс/см^
кН/см^
кгс/см^
сопротивления R прокатной стали
Расчетное сопротивление прокатной стали
малоуглеродистой
класса
С 38/23
2100
B600)
21
B6)
1300
13
3200
кН/см^ 32
кгс/см^
кН/см^*
кгс/см^
кН/см^,
1600
16
80
0,8
низколегированной повышенной
прочности классов
С 44/23 / С 46/33
2600
C000)
26
C0)
1500
15
3900
39
2000
20
100
1
2900
C100)
29
C1)
1700
17
4300
'43
2200
22
110
1.1
С 52/40
3400
C400)
34
C4)
2000
20
5100
51
2500
• 25
130
1,3
высокопрочной классов
С ео/45
3800
C800)
38
C8)
2300
23\
5700
57
2900
29
150
1,5
С 70/60
4400
D400)
44
D4)
2600
с 85/75
5300
E300)
- 53
E3)
3100
^ 1 31
1
6500
65
3300
33
. 180
1,8
8000
80
3900
39
200
1
2
'^ Примеч^инр. В скобках указаны расчетные сопротивления прокатной стали на растяжение, сжатие, изгиб, установленные по временному сопротивлению.
Механические свойства металлов контролируют на малых образцах
при одноосном растяжении, фактически же металл работает в больше-
размерных конструкциях при сложном напряженном состоянии.
Влияние этих факторов на снижение несущей способности конструкций
учитывают коэффициентом безопасности по материалам. В нормах
проектирования металлических конструкций этот коэффициент учитывает
также и минусовые допуски на размер сечений проката.
Возможное снижение механических свойств против нормативных
значений устанавливается на основе обработки статистических данных
заводских испытаний стали (рис. II.4), а работа ее в конструкциях —
на основе исследований.
Коэффициент безопасности по материалу при назначении
расчетного сопротивления по пределу текучести установлен на основании
анализа кривых распределения испытаний стали и ее работы в
конструкции с таким расчетом, чтобы при всех учитываемых обстоятельствах
попадание в конструкцию стали с пониженными значениями предела
текучести было исключено Поэтому при установлении расчетного
сопротивления по пределу текучести значения коэффициентов k^ для
стали классов С38/23—С 60/45 приняты ku=\,\ - 1,2.
При назначении расчетного сопротивления по временному
сопротивлению коэффициент безопасности по материалу приходится принимать
повышенным. Действительно, если вследствие совершенно
непредвиденных обстоятельств напряжения в конструкции достигнут значения
предела текучести, то растянутые и изгибаемые элементы получат
только повышенные деформации, но не разрушатся, но если
напряжения достигнут временного сопротивления, то произойдет разрыв
элемента, что совершенно недопустимо. Поэтому коэффициенты
безопасности по материалу для расчетного сопротивления, устанавливаемого
по временному сопротивлению, для стали классов С 38/23—С 44/29
приняты равными 1,45, для стали классов С 46/33 и С 52/40 — равными
1,5, а для стали классов С 60/45—С 85/75 — равными 1,6.
Значения расчетных сопротивлений растяжению, сжатию и изгибу
прокатной стали приведены в табл. П1.1, а алюминиевых сплавов —
в прил. 4а, 46 и 4в.
Расчетные сопротивления срезу установлены умножением значений
-расчетных сопротивлений растяжению на коэффициент перехода 0,6
(в соответствии с соотношением между напряжениями чистого среза
и нормальными по энергетической теории прочности, см. § 3, п. 2).
4. Коэффициенты условий работы конструкций
Обстоятельства, не учитываемые непосредственно в расчетах и не
нашедшие отражения при установлении расчетных характеристик, но
способные повлиять на несущую способность или деформативность
конструкций, степень точности принятых расчетных схем, учитываются
в необходимых случаях коэффициентами условий работы
конструкций Шк. Такие коэффициенты вводятся, например, когда
полезная нагрузка не изменчива в статистическом отношении (вода и
другие жидкости, заполняющие резервуары, трубопроводы, бассейны
и т. п.) или когда преобладающей нагрузкой является собственная
масса с малым коэффициентом перегрузки, так как в этих случаях
любое небольшое случайное воздействие, не учитываемое расчетом, может
привести к повреждению конструкций; коэффициент условий работы
вводят и в случаях, когда сжатые элементы большой гибкости при
возможной погиби в процессе монтажа или эксплуатации могут получить
деформации сверх учитываемых в расчетах, так как это может
привести к снижению несущей способности конструкций.
€4
Некоторые численвые значения коэффициентов /Пк приведены
в прил. 5.
§ 2. ПРЕДЕЛЬНЫЕ СОСТОЯНИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
И ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В ИХ ЭЛЕМЕНТАХ
Общая характеристика работы под нагрузкой и предельных
состояний конструкции, предельное состояние конструкции определяется
таким ее состоянием, при котором нормально эксплуатировать
конструкцию без проведения ремонта или усиления становится невозможным
вследствие потери несущей способности или появления чрезмерных
упругих и пластических деформаций. В зависимости от свойств мате-
Рис. II 1.3. Работа под
нагрузкой при ат^0,75ав
о — стали; б — конструкции
риалов, внешних воздействий и условий эксплуатации конструкции по
виду их работы под нагрузкой и наступлению предельных состояний
можно разбить на шесть групп.
1. Конструкции, у которых предельное состояние наступает при
работе в упругой или упругопластической стадии. К ним относятся
конструкции, выполненные из пластичных материалов при От^0,75ов
(рис. III.3, а) и находящиеся под воздействием статических нагрузок
малой повторяемости. Эти конструкции в первой стадии работают
упруго, участок о—а (рис. 111.3,6); во второй — по упругоплЗстиче-
ской схеме, участок а—б, в результате развития деформаций в
шарнирах текучести или последовательного образования шарниров текучести
в системе; в третьей стадии, участок б—в, происходит резкое
нарастание перемещений системы из-за распространения пластического
течения на все наиболее напряженное сечение в статически определимых
системах или образования ряда шарниров текучести, превращающих
статически неопределимую систему в изменяемую. В последней стадии
работы система получает столь большие перемещения, что
практически она теряет несущую способность и становится непригодной для
дальнейшей эксплуатации.
Очевидно, что при работе под нагрузкой эксплуатационные качества
таких конструкций определяются двумя предельными состояниями —
по несущей способности и по пригодности к нормальной эксплуатации,
невозможность наступления которых и должна быть обеспечена
расчетом.
Исчерпание несущей способности вследствие чрезмерного
(теоретически неограниченного) нарастания перемещений отвечает первому
предельному состоянию (рис. 111.3,6)*. Такое состояние может наступать
при нарушении нормальных условий эксплуатации и перегрузке
конструкции. Расчет в этом случае производится по расчетным нагрузкам.
При перегрузке конструкции и работе ее в упругопластической
стадии возможны такие случаи, когда развиваются значительные переме-
* На рис. III.3, б и др. римскими цифрами отмечено состояние конструкции,
отвечающее первому и второму предельным состояниям.
5—478
65
щения /ноли (рис. 111.3,6) при сохранении несущей способности. При
этом после снятия нагрузки часть перемещений снимается благодаря
упругой работе конструкции, а часть /ост остается из-за развившихся
пластических деформаций. Это состояйие конструкции также отвечает
первому предельному состоянию.
Остаточные деформации допустимы только такого значения, при
котором не нужен капитальный ремонт и не будет создано препятствий
для дальнейшей нормальной эксплуатации конструкций (например, не
будет заклинивать мостовой кран, повреждено кровельное покрытие или
стеновое ограждение и т. п.). Возможность возникновения полных и
остаточных деформаций в допустимых пределах должна проверяться
расче!гом конструкции при работе ее в упругопластической стадии при
воздействии расчетных нагрузок. Размеры допустимых полных и
остаточных деформаций при воздействии расчетных нагрузок нормами пока
не установлены и принимать их надо на основе опыта эксплуатации
конструкций и анализа их работы под нагрузкой.
При проектировании необходимо обеспечить соответствующие
эксплуатационные качества и при работе конструкций в упругой стадии
при воздействии нормативных нагрузок (без перегрузки). Хотя при этих
воздействиях-несущая способность конструкции обеспечивается, но
возникающие 'упругие перемещения могут препятствовать нормальной их
эксплуатации, например по гибким подкрановым балкам затрудняется
проезд мостовых кранов, зыбкое перекрытие неприятно сказывается иа
самочувствии людей и т. п. Такое состояние отвечает второму
предельному состоянию. Проверка расчетом возможности появления такого
• состояния производится по упругой стадии работы конструкций при
воздействии нормативных нагрузок (без перегрузки). Допустимые
перемещения для ряда конструкций при работе их в нормальном режиме
установлены в СНиП П-В.3-72 (прил. 6),
2. Конструкции, у которых предельное состояние наступает только
при упругой стадии работы. К таким конструкциям относятся
конструкции, находящиеся под воздействием статических нагрузок малой
повторяемости и выполненные из стали высокой прочности. В конструкциях
из таких металлов пластические деформации развиваются при
напряжениях, близких к временному сопротивлению (рис. П1.4), что делает
опасным использование этих напряжений. Поэтому расчет таких
конструкций и по первому, и по второму предельным состояниям произво--
дят по упругой стадии работы. Неразрушимость конструкций в этих
случаях обеспечивается введением при установлении расчетного
сопротивления повышенного коэффициента км безопасности по материалам
(см. § 1, п. 3 «б»),
3. Конструкции, у которых предельное состояние наступает
вследствие хрупкого разрушения. Хрупкое разрушение возможно при
применении любых марок стали, и происходит оно при малых деформациях
(рис. П1.5) как при расчетных, так и при нормативных нагрузках.
Хрупкому разрушению способствуют концентрация напряжений, ударные
воздействия, понижение температуры и другие факторы (см. гл. П, § 2,
п. 2). Предельное состояние конструкции в этих случаях относится к пер'
вому предельному состоянию, поскольку при этом теряется несущая
способность. Возможность наступления такого состояния проверяют
расчетом при упругой стадии работы конструкции.
4. Конструкции, у которых предельное состояние наступает
вследствие потери устойчивости. Потеря устойчивости происходит при
сравнительно малых перемещениях (рис. П1.6), поэтому эксплуатационные
качества конструкции определяются не ее деформациями, а несущей
способностью. Проверка устойчивости относится к первому
предельному состоянию и производится при воздействии расчетных нагрузок.
66
Рис III.4. Работа под нагрузкой пра
От^0,75ав
а — стали; 6 — конструкции
■/,Л
Рис. III.5 Работа
конструкции При хрупком
разрушении
Рис III.6. Работа элемента
конструкции при потере устойчивости
■m.ff
Рис. III.7. График усталостного разрушения конструкций
в зависимости от числа циклов нагрузки
/ — зиачеиие о усталости; 2 — частота розникновения
напряжений
5. Конструкции, у которых Предельное состояние наступает
вследствие усталости. Усталостное разрушение относится к первому
предельному состоянию, поскольку происходит исчерпание несущей
способности конструкции. Такого вида разрушение наступает при многократном
нагружении (рис. III.7), которое возможно только при нормальном
режиме эксплуатации конструкции. Поэтому выносливость (усталость)
конструкции проверяют при воздействии нормативных или меньших, но
часто повторяющихся нагрузках при работе конструкций в упругой
стадии (см. гл. II, § 2, п. 4).
6. Конструкции, предельное состояние которых наступает вследствие
колебаний, вызванных динамическим воздействием нагрузок. Колебания
конструкций могут возникать при пуске и остановке оборудования, при
нормальной его работе, при ветровом воздействии на сооружение и др.
Колебания могут неблагоприятно сказаться на самочувствии людей,
затруднить или исключить возможность работы с точными приборами и
даже привести к разрушению конструкций. Особенно следует отметить
возможность разрушения конструкций при землетрясении. В
зависимости от вида и характера колебаний состояние конструкций может
быть отнесено к первому или второму предельному состоянию.
§ 3. РАБОТА ПОД НАГРУЗКОЙ И РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ
КОНСТРУКЦИЙ
1. Виды напряжений и их учет при расчете элементов
конструкций
Действительное напряженное состояние даже в нростейших
конструкциях довольно сложно. Напряжения в зависимости от вида
подразделяются на основные, дополнительные, местные и начальные.
67
Основные напряжения — напряжения, определяеные дт внешних
воздействий методами, излагаемыми в курсе сопротиЕшения материалов,
исходя аз гипотезы плоских сечений. Основные найражения
определяются по усилиям, установленным для принятой идеализировайной
расчетной схемы (например, в решетчатых конструкциях — фермах и др.,
исходя из шарнирного вместо практически жесткого сопряжения
стержней в узлах, иногда без учета пространственной ра^ты системы в
целом и т. и,) без учета местных, дополнительных и внутренних
напряжений. Искусственно создаваемые предварительные напряжения также
относятся к основным.
Поскольку основные напряжения определяют несушую способность
элементов конструкций, то они и выявляются расчетом и по ним в
основном судят о надежности конструкций (за исключением особых
случаев, о^которых будет сказано ниже).
Дополнительные напряжения — напряжения, возникающие в
результате дополнительных связей по отношению к принятой
идеализированной схеме (например, из-за жесткости узлов, дополнительных систем
связей и т. TI.). Дополнительные напряжения, определяемые методами
строительной механики, при пластичном материале не оказывают
существенного влияния на несущую способнобть конструкции. Это
объясняется тем, что при расчетных нагрузках материал в местах
перенапряжения переходит в пластическое состоя1|ие, при наступлении
которого дополнительные напряжения или уменьшаются, или снимаются.
Например, из-за жесткости узлов в элементе решетчатой конструкции
возникают помимо осевой силы моменты, которые вызывают
дополнительные напряжения в крайних фибрах. Повышенные напряжения
приводят к раннему развитию пластических деформйций в фибраз{, что в
свою очередь снижает моменты, а в пределе, при развитии
пластических деформаций по всему сечению, узел свободно поворачивается и
дополнительный момент исчезает. Благодаря этому предельная
нагрузка получается такой же, как и при действии только одной продольной
силы. Поэтому дополнительные напряжения не учитываются расчетом
(за исключением некоторых специальных случаев, о которых будет
сказано ниже).
Местные напряжения могут быть двух йЬдов:
а) местный напряжения, возникающие в результате внешних
воздействий;
Сг) местные напряжения, возникающие в местах резкого изменения
или нарушения сплошности сечения, в которых вследствие искажения
силового потока происходит концентрация напряжений.
В первом случае местные напряжения уравновешиваются с
внешними воздействиями, во втором — они внутренне уравновешены.
К местным напряжениям, возникающим из-за внешних воздействий,
относятся напряжения в местах приложения сосредоточенных
нагрузок — на опор«х, в местах опирания Kaiftix-либо других ^конструкций
(рис. IH.8, с), под катками мостовых кранов в подкрановых балках
(рис. Ш.8,б), в местах крепления вспомогательных элементов. А^:тные
напряжения могут привести к развитию чрезмерных пластических
деформаций илн к потере устойчивости в тонких элементах сечений
(например, стенки двутавра). Местные напряжения этого вида учитывают
в расчете.
Концентрация напряжений (см. гл. II, § 2, п. 2) при нормальной
температуре и статических воздействиях заметно не сказывается на
несущей способности конструкции, поэтому она и не учитывается при
расчету. При пониженных температурах и особенно при дополнительных
динамических воздействиях концентрация напряжений может привести
к хрупкому разрушению; это явление должно учитываться при проекти-
ровании надлежащим выбором марки стали и конструктивной формы.
Концентрация напряжений приводит к снижению вибрационной
прочности. Это явление учитывается при расчете конструкции (см. п. 9).
Начальные напряжения. Начальными называются напряжения,
которые имеются в ненагруженном внешней нагрузкой элементе и
которые появились в нем в результате неравномерного остывания после
прокатки и сварки или в результате предшествующей работы элемента и
его пластической деформации; поэтому они называются также
внутренними, собственными или остаточными. Начальные напряжения всегда
уравновешены, и поэтому эпюры их двузначны (рис. III.9, а, кривая /).
Начальные напряжения, складываясь с напряжениями, вызванными
а)
6)
■^'ЧЩГ'
^^^щр^
Рис III 8 Местные напряжения
а — в местах приложения сосредоточенных
нагрузок, б — под катком крана
Рис III9 Напряжения а в балке
двутаврового профиля
/ — начальные напряжения; 2 — напряжения от
внешней нагрузки, 3 — сумма напряжений в ко
печной стадии образования пластического
шарнира, 6 — прогибы балки / — при отсутствии на
чальныз^ напряжений; 2 — при наличии начальных
напряжений
внешней нагрузкой, приводят к тому, что результирующие напряжения
в материале существенно отличаются от напряжений, определяемых
расчетом. При неблагоприятном распределении напряжений (например,
при результирующем поле, плоскостном или объемном с нормальными
напряжениями одного знака) развитие пластических деформаций может
оказаться затрудненным, в результате чего появится опасность
хрупкого разрушения.
Суммирование линейных собственных напряжений с линейными
напряжениями, вызванными внешней нагрузкой (например, при простом
растяжении или изгибе), может привести к более раннему или
позднему переходу в стадию пластичности, что сказывается на деформациях
конструкции (например, на прогибе балки,— рис. 111.9,6).
Линейные поля собственных напряжений не оказывают влияния на
прочность элемента, так к,ак результирующие напряжения
выравниваются при развитии пластических деформаций, например, как это
показано на рис. III.9,а (в отличие от плоскостных и объемных полей).
Начальные напряжения приводят к повышению деформации, как бы
снижая модуль упругости элемента, что может сказаться
неблагоприятно на устойчивости при продольном изгибе. Наконец, возможны
случаи, когда возникают и уравновешиваются начальные усилия внутри
системы, например внутри статически неопределимых ферм.
69
Борьба с начальными напряжениями ведется преимущественно
конструктивными мероприятиями и соответствующим ведением
технологического процесса при изготовлении металлических конструкций (при
сварке и т. п.).
2. Условие пластичности. Учет развития пластических
деформаций при расчете конструкций
Известно, что у стали при ат/ов1^0,75 после упругой работы и
небольшого переходного участка наступает пластическое течение, что
на диаграмме отмечается протяженной площадкой текучести
(см. рис. 11.15 и П1.3). При работе конструкций из такой стали в уп-
ругопластической области (в целях упрощения расчетных
предпосылок) диаграмму работы стали а—е
без большой погрешности и в
сторону некоторого запаса можно
уподобить работе идеального упругопла-
- стического тела, которое
совершенно упруго до предела текучести и
совершенно пластично после него
(рис. III.10).
^ В этом предположении переход
в пластическую стадию при одноос-
Рис. Ill 10 Идеализированная диаграм- «ом напряженном состоянии (про-
ма работы пластичной стали стом растяжении Или сжатии)
происходит при достижении
нормальным напряжением предела
текучести. При многоосном напряженном состоянии переход в пластическую
стадию зависит не от одного напряжения, а от функции напряжений,
характеризующей так называемое условие пластичности
(условие перехода в пластическое состояние). Условие пластичности
записывается в зависимости от той теории прочности, которая кладется в
основу расчета. К работе стали и алюминиевых сплавов наиболее
близки П1 и IV теории прочности. В СНиП для расчетов металлических
конструкций принята IV энергетическая теория прочности.
По этой, теории пластичность наступает тогда, когда работа
изменения формы тела достигает наибольшей величины'.
Из курса сопротивления материалов известно, что на основе IV
теории прочности одноосное приведенное напряжение, эквивалентное по
переходу материала в пластическое состояние данному сложному
напряженному состоянию, определяется в главных напряжениях по
формуле
"'пр = I' °1 + *^2 + <^ — (<'! «'г + ^2 оз + оз Ol) =
= /2(Tf2 + x|3 + 4)=a^. (III. 10)
Приведенное напряжение может быть выражено в нормальных и
касательных напряжениях:
% = /<''. + 4 + <^г-(а,а^+%а, + а,а^+ З(г2^ + т^, + т^) == а,. (Ш.11)
^ Ильюшин А. А. Пластичность. М., Изд-во АН СССР, 1963.
Ржаницын А. Р. Расчет сооружений с учетом пластических свойств материалов
М, Стройиздат, 1954.
70
Отсюда при изгибе (вдали от точек приложения нагрузки):
о*¥=о; %хвФ(^; (III. 12)
условие пластичности
при простом сдвиге
пр ' "ж ' ху
о-„п = к Зт^« = «J»,
пр ' ху т
или
T*j, = -^«0,6ai. (III. 14)
Уъ
По III теории прочности
■^ тад = 0,501,. (III. 15)
3. Предельные состояния и расчет растянутых элементов
Работа растянутого элемента под нагрузкой полностью отвечает
диаграмме работы материала при растяжении (см. рис. 11.15, III.З.а^
III.4,a).
Растянутые элементы рассчитываются по формуле
a^NlFtn:<R, (Ш16)
где N — усилие, определенное от расчетных нагрузок; fнт — площадь сечения за
вычетом ослаблений; R — расчетное сопротнвленне (ем. табл. III.!).
Этот расчет предупреждает чрезмерное развитие пластических хе-
формаций в ослабленном сечении элементов, выполненных из
углеродистой стали и стали повышенной прочности, и гарантирует
неразрушимость элементов конструкций, выполненных из высокопрочной
стали.
В особых случаях, когда можно допустить развитие больших
пластических деформаций в ослабленном сечении, элемены из
углеродистой стали и стали повышенной прочности-можно рассчитывать только
на прочность (по первому предельному состоянию), принимая при этом
расчетные сопротивления, приведенные в скобках табл. III. 1.
4. Предельные состояния и расчет изгибаемых элементов
Первое предельное состояние изгибаемых элементов определяется
несущей способностью — вязким разрушением и потерей устойчивости,
а также развитием чрезмерных пластических деформаций; второе —
развитием больших упругих деформаций, нарушающих нормальные
условия эксплуатации конструкций.
Расчет изгибаемых элементов при вязком их разрушении.
Предельное состояние по несущей способности изгибаемых элементов,
выполненных из стали высокой прочности и алюминиевых сплавов,
определяется возможностью их вязкого разрушения при упругой работе
(см. рис. III.4.) т. е. достижением наибольшими напряжениями в
крайних фибрах расчетного сопротивления, определенного по временному
сопротивлению, В соответствии с этим прочность при изгибе в одной
из главных плоскостей проверяются по формулам:
а-М/1Р'от<«; (III. 17)
QS
х = -^</?ср, (III. 18)
71
где М и Q — изгибающий момент и поперечная сила, определенные по расчетным
нагрузкам; Wht — момент сопротивления ослабленного сечения, определенный по
упругой стадии работы элемента; S — статический момент (брутто) сдвигающейся части
сечения, относительно нейтральной оси; б — толщина стенки; R, Rcf — расчетные
сопротивления стали изгибу и срезу.
Прочность элементов при изгибе их в двух главных плоскостях
проверяется по формуле
Jx.n
■у±
-x^R,
Jy.KT
(III. 19)
где X, у — координаты
ных осей.
рассматриваемой точки сечения относительно его глав-
^т <»г
Рис 111.11. Последовательное изменение эпюры напряжений при изгибе
• упругое состояние; 6—пластическое состояние при наличии упругого ядра, в — шарнир
пластичности; г — шарнир пластичности при несимметричном сечении
Расчет изгибаемых элементов при развитии пластических
деформаций. Разрезные и неразрезные балки постоянного сечения
(прокатные и сварные), выполненные из углеродистой стали и стали
повышенной прочности, у которых обеспечена общая и местная устойчивость,
теряют несущую способность из-за развития пластических деформаций.
После исчерпания упругой работы в изгибаемых элементах из
таких сталей (рис. III.И, а) пластические деформации начинают
распространяться в глубь сечения (рис. 111.11,6) и в предельном состоянии
они пронизывают все сечение (рис. Ill.ll.e), образуя так называемый
/шаг ( ,
ПОЙН
Зпптм
Рис. III 12. Работа изгибаемого
элемента под нагрузкой
о — развитие пластических деформаций по
длине балки при равномерно распределенной
нагрузке; 6—г — нормальные напряжения в
сечениях 1—1, 2—2, 3—3; д — развитие
пластических деформаций по длине балки при
наличии зоны чистого изгиба; е —прогибы балки
72
шарнир пластичности. В упругой стадии работы элемента прогибы
нарастают пропорционально нагрузке (участок о — а на рис. III.12,e),
затем при развитии пластических деформаций прогибы быстро растут
(участок а — б) и, наконец, при образовании шарнира пластичности,
если не учитывать работу материала в стадии самоупрочнения,
прогибы нарастают беспредельно (участок б—в).
Следует заметить, что в этой стадии работы разрезных балок из
стали с отношением ат/ав^0,75 происходит как нарастание больших
деформаций, так и исчерпание несущей способности, ибо для такого
их состояния дальнейшее увеличение нагрузки невозможно, т. е. у^
изгибаемых элементов предельные состояния первой группы — по
несущей способности и непригодности к эксплуатации вследствие
чрезмерного развития пластических деформаций как бы сливаются.
Эксплуатационные - качества конструкции утрачиваются раньше,
чем наступает беспредельное нарастание деформаций — исчерпание ее
несущей способности, так как при этом остаточные деформации (после
снятия перегрузки) получаются столь большими (рис. III.12, е), что
без капитального ремонта конструкции становятся непригодными для
эксплуатации. Поэтому эксплуатационные качества конструкций из
углеродистой стали и стали повышенной прочности следовало^бы
проверять по остаточным прогибам, получаемым в результате развития
пластического течения металла в сечении, и сопоставлять их с
допустимыми. Однако значения допустимых остаточных прогибов пока не
установлены. Поэтому в балках из таких сталей приходится
ограничивать развития пластических деформаций по сечению.
Исходя из изложенного изгибаемые элементы из стали
углеродистой и повышенной прочности рассчитывают приближенно,
предполагая сталь идеально упругопластичным материалом (рис. III. 10), а
несущая способность ее определяется тем, что во всех фибрах
напряжения достигнут предела текучести. Эпюра напряжений такого состояния
имеет вид двух прямоугольников с ординатами, равными пределу
текучести (рис. III.11, в). Предельный момент, отвечающий этому
состоянию,
M=%]ydF = ar'iS, (III.20)
где S — статический момент половины сечения относительно оси, проходящей через
центр тяжести.
В несимметричных сечениях ось, делящая сечение на две
равновеликие площади, является нейтральной осью и не совпадает с осью,
проходящей через центр тяжести (рис. III.И, г) сечения.
В рассматриваемом состоянии все фибры сечения находятся в
стадии текучести и, следовательно, длина их может изменяться при
постоянном напряжении, вследствие чего изгибаемый элемент может
поворачиваться вокруг нейтральной оси, как вокруг оси шарнира,
который поэтому называется шарниром пластичности. Работа
шарнира пластичности возможна только в направлении действия
предельного момента; при действии изгибающего момента в обратном
направлении напряжения уменьшаются, фибры сечения снова
становятся упругими и шарнир пластичности замыкается.
Сравнивая формулу (III.20) с обычной формулой M^Ot/W, видим,
что 2S играет роль пластического момента сопротивления:
Г"'" = 25. (III.21)
Пластический момент сопротивления W"" больше упругого
момента сопротивления W^"", и разница тем больше, чем больше материала
расположено около нейтральной оси сечения.
73
Для йрямоугольного сечения ^""=1,5 W^p, для прокатных
двутавровых и швеллерных сечений W^'^=l,l2WУ^^ при изгибе в плоскости
стеики и В7=л=1^2^упр при изгибе в плоскости, параллельной
полкам, для трубчатого профиля 1^"л_:1 з1^упр. Соответственно
недопущение предельного состояния проверяется по формуле, вытекающей из
(III.20) при замене От на значение расчетного-сопротйвления, устанбв-
ленного по пределу текучести:
о = -—</?. (III.22)
где М — нзгибаюгцнй момент, определенный по расчетным нагрузкам.
Проверка предельного состояния по формуле (III.22)' возможна
только при распространении пластического течения материала на
малой длине изгибаемого элемента (например, при равномерно
распределенной нагрузке, рис. III.12,а). При значительной протяженности
зоны пластических деформаций, например при наличии зоны чистого
изгиба (рис. 1П.12, д), общие деформации прогиба получаются столь
значительными, что изгибаемый элемент становится непригодным для
эксплуатации уже до распространения пластических Деформаций по
всему сечению. Чтобы предупредить развитие столь больших
деформаций в балках с протяженной зоной чистого изгиба, развитие
пластического течения металла по всему сечению, (см. рис. III.ll,e) не
допускается, для чего оставляется упругая зона (см. рис. 111.11,6),
ограничивающая общие деформации-прогибы. В этих случаях в расчет
вводится промежуточное значение момента сопротивления между упругим
и пластическим:
а = ■— -</?. (III.23)
При изгибе в двух плоскостях проверка производится по формуле
а = MJW^^ + М/^™ ^ < /?. (III.24)
Расчет изгибаемых элементов с учетом развития пластических
деформаций при одиовремеииом действии изгибающих моментов и
поперечных сил. Расчет изгибаемых элементов с использованием
пластических свойств стали исходя из предположения, что весь материал
сечения течет' под воздействием нормальных напряжений, вызванных
изгибом (см. III.11,B, формулу III.22), возможен только при
касательных напряжениях не более 0,3 /? в месте наибольшего
изгибающего момента.
При большем значении т поперечная сила оказывает заметное
влияние на несущую способность изгибаемого элемента, которое должно
быть учтено расчетом.
При наличии касательных напряжений согласно принятому
условию перехода материала из упругого состояния в пластическое (§ 3,
п. 2 настоящей главы) текучесть проявляется тогда, когда пределу
текучести равняться приведенное напряжение Опр= У^о^+Зт^, а не
только одно нормальное а. Поэтому при текучести в крайних фибрах, т. е.
при о=От, эпюра приведенных напряжений будет не в виде
треугольника, а выпуклой (рис. III.13). Очевидно, что текучесть может
появиться не только в крайних фибрах, но и у нейтральной оси, когда
касательные напряжения достигают значения предела текучести т=Тт =
При очень больших значениях поперечной силы течение материала
у нейтральной оси может наступить даже раньше, чем в крайних фиб-
74
pax, что также может привести к исчерпанию несущей способности
изгибаемого элемента.
При образовании шарнира пластичности и одновременном
воздействии изгибающего момента М и поперечной силы Q предельный
момент Мпр при наличии поперечной силы будет меньше предельного
момента М°р, который был бы при отсутствии поперечной силы, т. е.
5 = М^рШ°р <1. Это также относится и к поперечной силе, т. е. t=
= Q^fQ°p <.i- При совместном действии М а Q условие появления
шарнира пластичности, очевидно, определяется некоторой функцией tp
величин S я t. Рассматривая эти величины как координаты, можно
Рис. 111,13. Эпюры приведенных напри- Рис. III.14. Граничная кривая, разделя-
жений прн одновременном воздействии ющая область упругой (внутренней) и
изгибающего момента и поперечной силы пластической стадии развития
напряжений в сечении при совместном
воздействии М и Q
представить некоторую кривую, разделяющую область пластичности
от упругой (рис. III.14).
Наиболее просто кривую задать в виде окружности s^-{-t^^=l.
Однако она достаточно справедлива только для прямоугольных сечений,
а для других видов требует исправлений. Б. М. Броуде' предложил
привести ее к виду
0 = s^ + t?:—as^.t^=l, (III.25)
где а — для двутавровых балок получается порядка 0,8—0,9.
Поскольку моменты М°^ =05,1^^" и AJnp=0lF>'"P (так как при
наличии поперечной силы 0<;0т), то
о WynP а
S — = — ф,
где 1|з= W^"P/TP'"-''«0,89 — для двутавровых сечений.
Считая, что поперечная сила в основном воспринимается стенкой,
имеем [исходя из формулы (III.14)]:
О" = т F =
От
F
— ст»
КЗ
где
где Tcp = Q/fcT — среднее напряжение среза в стенке; Fex — площадь сечения стенки.
Соответственно
,_ Тер]/?
От
* Броуде Б. М. Предельные состояния стальных балок. М., Госстройиздат, 1953.
75
Подставляя значения 5 и ^ в формулу A11.25) и заменяя От на R,
юлучим приведенное напряжение, при котором происходит развитие
пюлного шарнира пластичности в стенках двутавровых балок,
"пр
у о.
75а2
■St^/'i
■0,5
Ri
<R,
(III.26)
где
a = M/Wy"P; X = Q/Fcx.
В формуле (III.26) при a^R^ множитель получается равным 0,65,
в запас его значение округлено до 0,5.
Приведенные напряжения, вычисляемые по формуле (III. 13),
определяют соотношение между а и т в момент появления пластичности в
точке наиболее напряженного сечения; приведенные напряжения о'пр,
вычисляемые по формуле (III.26),
отвечают образованию шарнира
пластичности (рис. III. 13).
При действии нормальных
напряжений в двух направлениях Ох
и Оу я касательных напряжений т
образование шарнира пластичности
может быть установлено так же,
как и при действии одного
нормального и касательного напряжений
[формула (III.26)]. Однако
решение получается весьма громоздким,
поэтому для упрощения расчета с
достаточной для практики
точностью (с небольшим запасом),
согласно СНиП II-B.3-72,
приведенные напряжения проверяют по
текучести в точке, а распространение пластических деформаций по
стенке и образование шарнира пластичности учитывают эквивалентным
повышением расчетного сопротивления на 15%- Приведенные напряжения
в этом случае проверяют по формуле
Рис. III.15. Потеря устойчивости
двутавровой балкой
<^пр=У4 + <4~<^х^у + ^-^хд<
nRm.
(III. 26а)
При ЭТОМ должно соблюдаться условие, что каждое из нормальных и
касательное напряжение не превосходит расчетного сопротивления, т. е.:
ox<R; oy<R; х^у^оМшк,
где Оа: и (Tj, — нормальные напряжения в срединной поверхности стенки, параллельные
и перпендикулярные оси балки; Тху — касательные напряжения; п — коэффициент,
принимаемый на опорах неразрезных подкрановых балок «=1,3; для прочих балок п==
= 1,15; гпк — коэффициент условий работы, принимаемый по прил. 5. В остальных
случаях и для растянутой зоны на опорах неразрезных подкрановых балок «4=1.
Проверка общей устойчивости изгибаемых элементов (первое
предельное состояние). Изгибаемые элементы могут выйти из работы
вследствие потери ими общей устойчивости. При потере устойчивости
изгибаемый элемент (например, балка) при расположении нагрузки в
плоскости главной оси инерции сначала изгибается в своей плоскости,
затем при достижении нагрузкой критического значения начинает
закручиваться и выходить из плоскости изгиба (рис. III. 15).
Приводя действующую нагрузку к одной эквивалентной
сосредоточенной силе Р, приложенной к середине пролета, для балок
симметричного сечения, у которых центр изгиба совпадает с центром тяжести.
76
можно определить критическое значение нагрузки. Критическое
значение силы Р находят из условий равенства приращения работы внешних
сил на случайных отклонениях балки из плоскости изгиба и приращения
работы получающихся при этом внутренних напряжений:
Р _^
У EJy[GJ^ + ^EJ,.)=-J У EJGJ^(\ + ~-y (III.27)
где Ely — жесткость балки в плоскости, перпендикулярной плоскости действия нагрузки,
GSn+nyPEJ^—жесткость при стесненном кручении, G—модуль сдвига; /^ — сек-
юриальный момент инерции, /к—момент инерции при чистом кручении для
незамкнутых профилей, состоящих из пластинок (например, двутавров); /k=v —г—[где v —
о
коэффициент, зависящий от формы сечения (для двутавра из трех листов v=l,3), б--
толщина пластинки; b — ее ширина, с — коэффициент, зависящий от расположения
нагрузки по верхнему или нижнему поясу балки и от закреплений на опорах, / —
свободная длина сжатого пояса (между закреплениями)],
BGJ^
EJ(s)
W G /к
~ A2 E Jy~
41^
h'
1 Jk
2(l + n)/y
■■«(t
y-'^K
/ J у
Здесь д=0,3 — коэффициент Пуассона, h — высота сечения балки
Отсюда критический момент
/'
Л^кр = 11Ркр /= — : '^-^ , AП .28)
где т] — коэффициент, зависящий от расположения нагрузки по длине балки
Критическое напряжение (на кромке балки)
икр
'W^ /;, 2 1 J^ I
2 V J,/ h J,\ I
или
где
JRp
^A-^(~] . (III.29)
■^-"/tl^"-f/' + ^-
Значения коэффициентов a для прокатных и составных двутавров
даны в гл. VII.
Критическое напряжение Окр зависит от положения нагрузки на
балке; нагрузка, расположенная по верхнему поясу балки, увеличивает
скручивание; расположенная по нижнему поясу — уменьшает его.
Поэтому расположение нагрузки по верхнему поясу значительно
опаснее Положение нагрузки учитывается коэффициентом т).
В несимметричных двутавровых балках с более развитым верхним
поясом центр изгиба не совпадает с центром тяжести и поэтому они
закручиваются сильнее; однако это компенсируется тем, что момент
инерции относительно оси у у сжатого более мощного пояса
больше, а потому и его поперечная жесткость больше. В результате
критические напряжения для несимметричных балок даже с достаточно
большой асимметрией (/вп//нп^=г:;4) остаются примерно такими же, как
для симметричных.
Проверка общей устойчивости балки сводится к сравнению
возникающих напряжений с критическими:
(т=—<96i?, (Ш.ЗО)
где М — изгибающий момент, определенный при действии расчетных нагрузок; фб =
~ ^'^^ ~ *'*"' а
=—~— = —7 ~~ коэффициент перехода от расчетных сопротивлений к
к 1_ Cii
— От
«м
критическим напряжениям потери общей устойчивости изгибаемыми элементами
(обычно называемый 1|3б — балочный); где few — коэффициент безопасности по материалу;
Окр—напряжения, определяемые по формуле (III.29),
Следовательно,
От Oi Jx \ I 1 Jx \ i )
где 11)=:Л/Gг.
Значения коэффициентов tfi вычислены в функции а при нагрузке,
расположенной по верхнему или по нижнему поясу, и для случая
чистого изгиба; при помощи этих коэффициентов по формуле (III. 31)
определяется коэффициент фб. Для стали коэффициенты г|з приведены в
прил. 7.
При коэффициенте фб>0,85 напряжения переходят в пластичную
фазу. В соответствии с этим ввиду уменьшения модуля деформации
коэффициенты фб должны быть исправлены. Зависимость между
коэффициентом фб упругой стадии и коэффициентом Фе пластической фазы
дана в прил. 8. В табл. VII.5 приведены значения отношений расчетной
длины балок к ширине пояса, при которых не нужна проверка общей
устойчивости.
Критические напряжения несимметричных балок при /в п/.'нп^4, или
при /в.11/(.'^н.п+/в.п)^0,8 могут быть вычислены по тем же формулам
A11.30) — (III.31), только в формуле (III.31) отношение (ft/O^ следует
заменить отношением 2/гг/Р,
где Z — расстояние от наиболее удаленной фибры сжатого пояса до центра тяжести
сечения.
При большей асимметрии сечения следует вводить поправку к
значениям коэффициента фб согласно указаниям, изложенным в СНиП
П-В. 3-72.
Проверка упругих деформаций, нарушающих нормальные условия
эксплуатации (второе предельное состояние). В условиях нормального
режима работы сооружений, как указывалось в § 2, п. 1 этой главы, под
воздействием нормативных нагрузок могут появиться деформации,
, затрудняющие эксплуатацию конструкций. Эти деформации (прогибы)
проверяют по упругой стадии работы конструкций от воздействия
нормативных ^1агрузок, при этом возникающие прогибы / не должны
превышать предельных [/]:
f<lfh D11.32)
Значения предельных прогибов приведены в прия. 6.
5. Предельные состояния и расчет стержней,
сжатых осевой скяои
Стержни, сжатые осевой силой, рассчитывают по первому
предельному состоянию:
78
а)
li
.У L
J^-
If р'х^'"
1\Л
Л..У2
~\ y^^
1
Ц
xl
1
4-
4D^
Рис. III.17. Распределение
напряжений при потере
устойчивости стержня в
упругопластической области
а — определение модуля
пластической деформации по дпаграм-
не сжатия; 6 — распределение
напряжений по сечению
Рис. III. 16. Продольный из*
■^ гиб центрально-сжатого
стержня
а) короткие стержни, длина которых превышает наименьший
поперечный размер не более чем в 5—6 раз, — по прочности.;
б) длинные гибкие стержни — по устойчивости.
Расчет на прочность. В коротких стержнях при работе на сжатие
сталь ведет себя так же, как и в растянутых элементах. Поэтому сжатые
короткие стержни рассчитывают на прочность по той же формуле
(Ш. 16), что и растянутые.
Проверка устойчивости гибких стержней, сжатых осевой силой *. Из
курса сопротивления материалов известно, что при равенстве работы,
совершаемой внешними силами при сближении концов стержня
(рис. П1.16), работе деформации изгиба сжимаемого стержня
сжимающая сила достигает своего критического значения. Прямой стержень
при нагрузке его осевой силой до критического состояния имеет
прямолинейную форму устойчивого состояния. При достижении силой
критического значения его прямолинейная форма перестает быть устойчивой,
стержень изгибается в плоскости меньшей жесткости и устойчивым
состоянием у него будет уже новая криволинейная форма, но уже при не-
* Стрелецкий Н. С Работа сжатых стоек, М., Госстройнздат, 1959.
79
значительном увеличении нагрузки искривления стержня начинают
быстро нарастать и стержень теряет несущую способность. То значение
силы, при котором первоначально устойчивая форма стержня переходит
в неустойчивую, называется критической силой.
Для центрально-сжатого стержня, шарнирно закрепленного по
концам (основной случай), критическую силу определяют по формуле,
выведенной в 1744 г. Л. Эйлером:
п^ EJ
P.p=-J- . A11.33)
Соответственно критические напряжения
о о
Ркр n^EJ^t^n " Д^мии -- - -- - n^^ <и\
где Гмиа=1^'/мии/''^бр ■fep — площадь поперечного сечения без учета ослабления
отверстиями для заклепок и болтов; Л=///'мин — гибкость стержня, равная отношению
расчетной длины стержня к радиусу инерции его сечения; i=(x/o, ((J- — коэффициент
приведения полной длины стержня /о к расчетной, принимаемый в зависимости от условий
закрепления стержня и его нагружения).
Легко видеть, что формула (III.34), справедлива только при
постоянном значении модуля упругости Е, следовательно, только в пределах
упругих деформаций, т. е. при напряжениях, не превышающих предел
пропорциональности (апц=20 кН/см^ для стали класса С 38/23). Это
дает для стали данного класса значение наименьшей гибкости, при
которой еще применима формула Эйлера:
Л, = лУЕ/опц = я К 21000/20 = 105.
Для сталей других классов это значение меньше, так как предел
пропорциональности у них выше.
В менее гибких стержнях потеря устойчивости происходит при
развитии пластических деформаций. Пока стержень сохраняет
прямолинейную форму, деформации равномерно распределяются по его сечению
(напряжения Оо, рис. III, 17,6).
При случайном отклонении стержня на эти напряжения
накладываются напряжения изгиба (толстая линия диаграммы, рис. 111.17,6).
Со стороны дополнительного сжатия от изгиба это будут
дополнительные пластические напряжения ог, со стороны растянутых фибр
произойдет разгрузка напряжениями оь Разгрузка следует упругому закону, и
поэтому напряжения растяжения oi отвечают модулю упругих
деформаций Еупр. Напряжения 02 следуют закону, отвечающему переменному
модулю пластических деформаций Е'^. Поскольку Е'^^ <.Еуар, а полные
эпюры растяжения и сжатия должны быть равны друг другу,
нейтральная ось изгиба стержня перемещается в сторону вытянутых фибр и
осевая нагрузка N получает некоторый эксцентрицитет е (рис. 111.17,6).
Стержень сохраняет устойчивость до тех пор, пока увеличение
внешних воздействий, т. е. момента Me=Ne, будет меньше момента
внутренних напряжений от изгиба Мг.
Момент изгиба
М. = \ а^ у^ dF + J а, у^ dF = Е^^^ f 8^ у^ dF -f J Е'^ 8, у^ dF,
где at, аг и ei, ег — напряжения и соответствующие им удлинения фибр участков
сечений Fi и р2, на которые разделяется сечение стержня.
При критическом состоянии 'Mi=Me^=Ne, откуда критическая сила
может быть получена как функция Е'^ и площадей /1 и р2- Модуль
80
£„д можно определить для каждого напряжения по диаграмме работы
материала (см. рис. III. 17,а). Положение нейтральной оси можно
определить из условия, что суммы напряжений на площадях f i и Рг, из
условия сохранения равновесия должны быть равны, т. е.
J a^dF^^ а, dF нли Е j е^ df = f Я;, е^ dF.
Pi
Рг
Fi
Нейтральная ось делит сечение на части, имеющие раздельные
модули, что позволяет найти приведенную жесткость стержня как
произведение момента инерции стержня на некотор|з1Й приведенный модуль Т *;
Рис III.18.
Кривая критических
напряжений в
функции гибкости.
Опытные
данные — сталь с
пределом текучести
От=27 кН/см2
3ff
25
20
IS
10
6„р, mscJmm' /иН/см^)
0
'■i^
А
' X
1 <^
1
1
1
1
1
Моду/lb Т
^-^0
^^' ^
О 20 W SB 80 100 120 ПО 1BD 180 200 220 2W Л
Отсюда приведенный модуль (модуль продольного изгиба).
Т =
E3,+ ^^h
(III. 35)
где /i и /г — моменты инерции обеих частей сечения относительно нейтральной оси;
Е^^ — осредненное значение пластического модуля для догружаемой части сечения
(пунктир на рис. III.17, б).
Используя модуль г, заменяем исследуемый стержень, работающий
в упругопластической стадии, эквивалентным ему стержнем,
работающим по упругому закону и имеющим критическое напряжение
i^Kp ■
(III. 36)
Значения модуля Т в функции гибкости X и кривая критических
напряжений с учетом модуля Т приведены на рис. III. 18.
По формулам (III. 34) и (III. 36) можно установить критическое
значение напряжений для идеально прямых стержней, полки и стенки
сечений которых устойчивы и не имеют внутренних напряжений.
При работе стержня в упругопластической стадии значение
пластического модуля переменно и зависит от вида диаграммы а — е работы
стали, которая для разных классов и марок стали различна. Учитывать
действительный вид диаграммы для каждой из сгали при определении
0кр было бы очень сложно. Поэтому, чтобы упростить расчет, на
основании анализа большого числа диаграмм для установления нормативных
* Понятие приведенного модуля Т введено Ф. С. Ясинским,
6—478
81
Рис. III.19. Унифицированная
.диаграмма а—е
Рнс. 111.20. График начальных
эксцентрицитетов
di ^ ядровое расстояние
'.0
CIS
as
аб
0.3
0,2
0,1
0
х>
\
!
is.
\
1\-- ■
\
1^
'^
V
,2^
'
T-'i
, \
Ч
\
h^
,
-/
ч
^^^
■ "t
^
го ш 60 80 т т т ш т ш
Рис. II 1.21. Коэффициент продольного
изгиба
/ — для стали класса С 38/23; 2 — для стали
класса С 85/75; 3 —для алюминиевого сплава Д16-Т;
4— то же, АМг5-М
значений принята единая, унифицированная диаграмма а —в
(рис. III. 19).
В реальных конструкциях всегда есть причины, вызывающие кроме
осевого сжатия еще и изгиб (эксцентрицитеты в приложении нагрузки,
начальные прогибы и другие причины). Эти эксцентрицитеты и
погнутости называются случайными, так как они зависят от многих причин.
Изучение их статистическим методом показывает, что случайные
эксцентрицитеты и погнутия увеличиваются при возрастании гибкости. Для
учета этих неблагоприятных факторов расчет стержней, сжатых осевой
силой, производится как внецентренно-сжатых (см. § 3, п. 7). Принятые
при этом значения учитываемых начальных случайных
эксцентрицитетов показаны на рис. 111.20.
Таким образом, проверка устойчивости стержней, сжатых осевой
силой, сводится к сравнению напряжений, равномерно распределенных
по сечеиию, с критическим, вычисленным с учетом начальных
эксцентрицитетов, т. е.
'' = WFgp<%.
Чтобы каждый раз не определять о,
'0„
кр >
в технических условиях на
— коэффициентов при-
проектирование даются значения ф= „^р
ведения расчетных сопротивлений к расчетным
значениям критических напряжений потери
устойчивости стержней, сжатых осевой силой. Поэтому формула,
по которой проверяют устойчивость стержней, сжатых осевой силой,
имеет вид
(П1.37)
ст = N/Fcp < ф/?.
Значения ф приводятся в нормах для разные классов стали и марок
алюминия. Их значения при малых и средних значениях гибкости для
стали вычислены исходя из формулы (III.36) с учетом указанных
начальных эксцентрицитетов, а при больших гибкостях — по формуле
Ф =
Оэ.кр
^
где (Тзкр — эйлерова критическая сила, формула (III.34); k — коэффициент
безопасности, принятый равным 1,4, учитываюодий начальные искривления и другие факторы,
снижающие критические напряжения.
Значения коэффициентов q> в функции Я приведены в прил. 9, а
некоторых их значения — на рис. III.21.
6. Предельные состояния и расчет внецентренно-растянутых
и внецентренно-сжатых элементов
Предельные состояния внецентренно-растянутых и коротких
внецентренно-сжатых элементов определяются несущей способностью по
прочности или развитием пластических деформаций, а длинных сжатых —
потерей устойчивости.
Расчет на прочность. Предельные состояния по прочности
внецентренно-растянутых (растянуто-изогнутых) и внецентренно-сжатых
(сжато-изогнутых) элементов конструкций из стали высокой прочности при
любых видах нагрузки, а также элементов конструкций из стали
углеродистой и повышенной прочности при динамических воздействиях
рассчитываются по упругой стадии работы. В этих случаях предельные
состояния наступают тогда, когда наибольшие фибровые напряжения
достигают расчетного сопротивления.
Соответственно и расчет таких элeмeнtoв ведут по формуле
■^±^y±-^.<R. (Ш.38)
Для внецентренно-растянутых и внецентренно-сжатых элементов из
стали углеродистой и повышенной прочности при действии статических
нагрузок предельное состояние по прочности определяется образованием
шарнира пластичности.
Развитие пластических деформаций при наличии момента и
продольной силы так же, как и в изгибаемых элементах, приводит к
образованию шарнира пластичности, но при этом положение нейтральной оси в
процессе развития пластических деформаций смещается (рис. HI.22).
При увеличении момента и продольной силы на одной из сторон
стержня фибровые напряжения достигают предела текучести и затем
останавливаются в своем развитии; эпюра становится притуплённой.
Напряжения в прочих фибрах, равно как и кривизна стержня (угол
наклонной частц эпюры напряжений), продолжают расти, пока, наконец,
напряжения на другой стороне стержня не достигнут предела текучести,
после чего пластичность распространяется на все фибры сечения
(рис. 1П.22).
Очевидно, что разность площадей эпюр напряжений, умноженная на
От, равна предельной продольной силе
Nw==OrFi, A11.39)
где Fi и Fz—площади частей сечения, показанных на рис. PII.22.
/Г «г » » » » ^ <h ^
Рис. III.22. Образование шарнира пластичности при воздействии М viN
6* 83
Площадь ^2 определяет одну составляющую пары изгибающего
момента; такая же площадь на другой стороне сечения должна определять
вторую составляющую этой пары. Отсюда предельный момент
Мпр = От^2е. (III. 40)
где е — расстояние между центрами площадей Fz-
Таким образом, в пластической стадии напряжения от продольной
силы и момента можно четко разделить. Напряжения от продольной
силы занимают среднюю часть сечения Fi = F—2F2, а напряжения от
момента — края на площадях F2. ■'
При развитии шарнира пластичности соотношение предельных
продольных сил, отвечающих наличию момента N^ и его отсутствию N° ,
определяется отношением
а соотношение предельных моментов, отвечающих наличию продольной
силы М^р и ее отсутствию Л1°р, определяется отношением
Для прямоугольного сечения связь между этими отношениями
выражается параболой (рис. 1П.23)
v? + fA=l. (Ш.41а)
Для двутавровых сечений эта зависимость ближе к линейной и
может быть выражена
V?—a(xv-f ц= 1, (Ш.416)
где а — коэффициент, определяемый характером распределения материала по сечению
двутавра.
При действии двух моментов Мх и My напряжения по
горизонтальным граням сечения (по полкам двутавра) распределяются
неравномерно (рис. П1.24, а) и пластичность начинается односторонне с более
напряженного края грани, что делает эпюру напряжений притуплённой.
При этом напряжения по другому краю грани уменьшаются, меняют
знак, достигают предела текучести другого знака и в результате вся
грань переходит в пластическую стадию, имея нейтральную ось
смещенной точно так же, как при действии момента и нормальной силы (рис.
111.24,6).
Напряжения от моментов четко разделяются: напряжения от
момента Мх занимают среднюю часть шириной bi; напряжения от момента
Му размещаются на крайних участках шириной бг-
' По аналогии с предыдущим, обозначая отношение предельных
моментов Л^^.д- и Л1^^соответственно при наличии My и его отсутствии через
а отношение предельных моментов М'^^^^ и М^^^^ соответственно при
наличии момента Мх и его отсутствии через
связь между iix и iiy для прямоугольного сечения также принимается
параболической:
l^l + \^У=i^
84
Рис. III.23 Граничные кривые областей
перехода в пластическое состояние при
одновременном воздействии М и N
0,2 0,Ц
Рис. 111.24. Распределение напряжений
при действии изгибающих моментов в
двух плоскостях
а —в упругой стадии; б —в шарнире
пластичности
9)
РР
б)
^
-О
.Напряжения
"^^^^Ф 'изгида в
вертикальной плас-
кости
щ
'А
6г
^
^
Напрйтеиия
YiriyTKom изгиба В
<?уХ^ горизопталь-
нои тоскосги
.Iz
Для двутавровых сечений эта зависимость ближе к линейной и
может быть выражена уравнением
При наличии нормальной силы Л^ вводится третий компонент
Для прямоугольного сечения связь между этими тремя
компонентами выражается параболоидом
v2-f (ii + H(,= 1,
а для двутавровых сечений она ближе к линейной, причем по
техническим условиям это выражение заменяется в запас прочности
выражением
85
Рис. III.25. Криваи зависимости напряжений от
деформаций при виецеитренном сжатии
Рис. III.26. Изгиб а и условие потери устой- ^
чивости виецентренно-сжатым стержнем б ^
Af(p,>>^/ett
о го «о 60 80 too 120 iw 160 т гоо
Рис. III.27. Теоретические кривые критических
напряжений внецеитренно-сжатого стержня в
функции гибкости (для идеального упруго-
пластического материала)
ю
,Mg
м
Чкр
N
/
V
е
Jr^
\fKp \
\
Чу
1
- J
дающим после подстановки значений v, ^х и piy формулу
/ N \з/2
М^
Ми
■пп-ал а
<и
(III. 42)
По формуле (III.42) и производится расчет на прочность элементов
конструкций, выполненных из углфодистой стали и стали" повышенной
прочности и находящихся под воздействием продольной силы и
моментов в двух плоскостях при условии, что iV/(fHT^)<0,25. В остальных
случаях расчет производится по формуле (III.38).
Проверка устойчивости внецентренно-сжатых (сжато-изогнутых)
элементов. При приложении сжимающей силы с эксцентрицитетом
стержень работает на внецентренное сжатие. При одновременном
приложении продольной осевой силы и поперечной нагрузки, вызывающей
изгиб, стержень будет сжато-изогнутым. Хотя в том и в другом случае
по сечению развиваются напряжения одинакового вида, вызванные
продольной силой и моментом, работа стержня в обоих случаях
несколько отличается главным образом в предельном состоянии при
малых гибкостях. Однако в целях упрощения практических методов
расчета (в небольшой запас) сжато-изогнутые стержни при рассмотренич
86
критического состояния потери устойчивости приравниваются к внецент-
ренно-сжатым, имеющим эксцентрицитет e=MfN.
При внецевтренном сжатии с самого начала приложения нагрузки
помимо продольной деформации возникает изгиб стержня (рис. 11Г.25).
Восходящая ветвь диаграммы характеризует устойчивое состояние
стержня, нисходящая — неустойчивое. Критическая точка перехода
стержня из устойчивого в неустойчивое состояние располагается в
пределах развития пластических деформаций по сечению.
Напомним, что даже при осевом приложении нагрузки всегда
имеются случайные эксцентрицитеты, и потому исследованная выше
работа центрально-сжатых стержней (п. 5) является по существу работой
сжатых стержней с малыми эксцентрицитетами. Работа же внецентрен-
но-сжатых стержней с большими или малыми эксцентрицитетами не
имеет принципиальных отличий; только большие значения
эксцентрицитетов и моментов сказываются на работе внецентренно-сжатых стоек более
ярко, процесс же потери устойчивости остается тождественным. При
повышении нагрузки напряжения более нагруженных фибр переходят в
пластическую стадию; при этом нейтральная ось смещается, поскольку
площади эпюр напряжений от изгибающего момента должны быть
одинаковыми (см. рис. П1Л7).
Потеря устойчивости также определяется равенством приращений
момента внутренних усилий АМг и момента внешних сил АМе (рис.
П1.26,а),т.е.
Графически это условие можно изобразить так (рис. 111.26,6): из
точки, расположенной на расстоянии е от оси ординат, проведем
касательную к кривой Мг, в точке касания наклоны кривой и касательной
одинаковы, а следовательно, одинаковы АМе и АМи и значит эта точка
отвечает критическому значению Мкр или
N^p==Mine + f^p). (III.43)
Видно, что Мкр будет меньше предельного момента, отвечающего
шарниру пластичности при действии только одного изгибающего
момента, а это свидетельствует о том, что при потере устойчивости внецент-
ренно-сжатым стержнем в сечении сохраняется упругое ядро.
Пластическая часть сечения мало сопротивляется дальнейшему возрастанию
деформаций, следовательно, дальнейшему изгибу по потере
устойчивости сопротивляется в основном упругая часть сечения.
Критические напряжения внецентренно-сжатого стержня зависят от
трех факторов: гибкости, формы сечения и эксцентрицитета. В
практических расчетах для определения критических напряжений удобнее
пользоваться не абсолютным, а так называемым относительным экс-
цен т. рицитетом т, выраженным в долях ядрового расстояния р:
яг = е/р. (III.44)
Кривые критических напряжений о'^ для внецентренно-сжатых
стержней в функции гибкости и относительного эксцентрицитета приведены
на рис. III.27.
Для различных форм сечений кривые дают различные значения
критических напряжений, но в общем они остаются подобными друг другу,
что дает возможность переходить от кривых для прямоугольного
сечения к кривым для другого умножением на переходный коэффициент
(коэффициенты формы сечения т) — прил. 10).
Очертания этих кривых, точно так же, как и очертание кривой
критических напряжений стержня, сжатого осевой силой (рис. III.18), за-
87
висят от вида диаграммы сжатия а—е. При составлении норм расчета
внецентренно-сжатых стержней принята унифицированная диаграмма
0—е (рис. III.19).
Для идеального упругопластического материала ил№ материала,
имеющего постоянный модуль пластических деформаций, кривые
критических напряжений внецентренно-сжатых стержней вычислены многими
авторами: Ечеком (рис. 111.27^, Юнгом, Геммерлингом, Пинаджаном',
Чувикиным, Вельским и др. Теоретические кривые совпадают с кривыми
по экспериментам. Все это относятся к случаям, когда потеря
устойчивости внецентренно-сжатого стержня происходит в плоскости действия
момента, т.е. когда происходит изгибная форма потери
устойчивости.
Во многих случаях, когда сжимающая сила приложена не в центре
изгиба, а эксцентрицитет располагается в плоскости наибольшей
жесткости, стержень не только изгибается, но и закручивается и теряет
устойчивость по изгибно-крутильной форме. Эта форма потери
устойчивости является общим случаем и называется также пространственной.
Действительно, в случае потери устойчивости перемещения сечения
стержня характеризуются в общем случае тремя степенями свободы: по
осям X ш у и поворот (закручивание) вокруг некоторой точки (центра
вращения), принимаемой за начало координат.
Каждому элементу перемещения соогвегсгвует своя критическая
сила: две изгибные силы (эйлеровы) при перемещениях в плоскостях
главных моментов инерции и критическая, отвечающая
изгибно-крутильной форме потери устойчивости. При действии продольной силы в центре
изгиба эти критические силы становятся независимыми друг от друга и
тогда наименьшая из них является решающей. Если продольная сила
приложена вне центра изгиба, то ее критическое значение является
функцией трех указанных критических сил, соответствующих
приложению нагрузки в центре изгиба. Разделение критических сил при
приложении нагрузки в центре изгиба возможно только в упругой области.
Переход разных частей сечения в пластическую стадию работы
происходит неодновременно и всегда сопровождается закручиванием стержня.
При этом оставшаяся рабочая часть (упругое ядро) меняет свою форму,
центр изгиба смещается и получается эксцентрицитет, приводящий к
выходу стержня из работы по изгибно-крутильной форме. При должных
конструктивных мероприятиях (главным образом препятствующих де-
планации, выходу из плоскости концевых сечений и т. п.) влияние
крутильной формы может быть ослаблено.
Наиболее характерна потеря устойчивости по изгибно-крутильной
форме в упругой области для тонкостенных незамкнутых сечений, для
которых депланация является наиболее возможной. Замыкание сечения
хотя бы планками или решеткой значительно повышает их жесткость
на кручение и приводит к увеличению значения критической силы
потери устойчивости.
При приложении нагрузки в центре изгиба (или центре тяжести дво-
якосимметричных сечений) и досрочной потере устойчивости какой-либо
части сечения (полкой или стенкой) стержень в целом также теряет
устойчивость по изгибно-крутильной форме, так как из-за выхода части
сечения у оставшейся его части смещается центр изгиба (методы
проверки местной устойчивости изложены в § 3, п. .8).
* Jezek. Die Festigkeit der Druckstabe. Wien, 1937. Joung. Stresses in excentrically
loaded Stell Columns, Abh, inter. Kongr. f. Briicken-und Hochbau, 1932.
Геммерлинг A. B. Несущая способность стержневых стальных конструкций. М.,
Госстройиздат, 1958.
Пинаджан В. В. Некоторые вопросы предельного состояния сжатых элементов
стальных конструкций. Ереван, 1956.
88
Вопросам изучения работы внецентренно-сжатых стержней
посвящены капитальные работы В. 3. Власова (см. сноску на с. 94) и Н. С.
Стрелецкого (см. сноску на с. 81).
Практический метод проверки устойчивости внецентренно-сжатых
стержней сводится к сравнению средних напряжений а=1\1/Рбр с
критическими напряжениями потери устойчивости Сткр.
Критические напряжения потери устойчивости сгкр при изгибнои
форме выражаются через основное расчетное сопротивление R умножением
его значения на коэффициент приведения к расчетному сопротивлению
потери устойчивости фвн.
Значения фвн вычислены и даются в нормах на проектирование
стальных конструкций (прил. 10а, 106, 10в). В соответствии с этим
устойчивость внецентренно-сжатых стержней постоянного сечения в плоскости
действия момента, совпадающей с плоскостью симметрии, при изгибнои
форме потери устойчивости проверяется по формуле
а = Л'//='бр</?(рвн, (П1.45)
где Л'^: продольная сила, приложенная с эксцентрицитетом e=M/N; фвн — коэффици-
ент, определяемый в зависимости от условной гибкости стержня %=Х у R/E и
приведенного эксцентрицитета OTi=T)m; [здесь т — относительный эксцентрицитет, формула
(III.44); т) — коэффициент, учитывающий влияние формы сечения при развитии
пластических деформаций, коэффициент перехода от прямоугольного сечения к
рассматриваемому (прил. 10а); некоторые значения коэффициентов фвн приведены на графике
(рис. III.28)].
Очевидно, что критические напряжения, а следовательно, и
коэффициенты фвн зависят не только от значения изгибающего момента, но и от
вида эпюры моментов. При эпюре моментов, имеющей вид
прямоугольника (чистый изгиб),
пластические деформации бу- „%»
дут распространяться по
всей длине стержня, при
треугольной эпюре — только
в месте наибольшего
значения момента, поэтому и
критические напряжения будут
разные, несмотря на
абсолютные равенства
максимального значения
моментов. Влияние вида эпюры
изгибающих моментов,
согласно нормам, учитывают
при некотором их
осреднении (см. гл. XIV, §2, п. 2).
Расчетные эксцентрицитеты стержней, сжатых с разными
концевыми моментами и имеющих сечение с двумя осями симметрии, даны в
прил. 11. Кроме того, во всех случаях концевые сечения с большими
изгибающими моментами проверяются на прочность по формуле (III.42).
Во внецентренно-сжатых элементах, у когорых жесткости в обоих
главных направлениях различны {Jx>Jy) и момент действует в
плоскости большей жесткости, возможна потеря устойчивости в направлении
меньшей жесткости. В этих случаях устойчивость проверяют по формуле
—^</?. (Ш.46)
c(pyF
где фу — коэффициент продольного изгиба (прил. 9), принимаемый как для
центрально-сжатого стержня при потере устойчивости стержнем в направлении меньшей
жесткости; с — коэффициент приведения фу к условиям пространственной потери
устойчивости. W
Рис. III.28. Кривые
коэффициентов фв
для стальных
стержней
89
Коэффициент с определяют (с учетом прил. 14) по формуле
c = P/(l + amJ, (III.47)
где а и р — коэффициенты, приведенные в прил. 12.
Практические рекомендации по проверке устойчивости сжато-изогиу-
тых стержней в направлении меньшей жесткости изложены в гл. XIV,
§ 2, п. 2.
7. Кручение, расчет на кручение элементов конструкций
Многие элементы металлических конструкций, работающие на
изгиб или на изгиб при одновременном воздействии осевбй силы,
подвергаются кручению в результате воздействия нагрузок, приложенных ие в
центре изгиба, эксцентричного крепления
элементов и других причин.
Элементы конструкций при свободном
кручении, т. е. когда они по длине и на концах не
стеснены и каждое сеченле может деплаиировать
(перекашиваться) в зависимости от
развивающихся продольных деформаций, когда не
возникают изгибающие моменты (рис. III.29,а),
рассчитывают на чистое кручение.
Расчет этих элементов конструкций ведется
методами, изложенными в курсе сопротивления
материалов и теории упругости*. По этим
методам
Тмакс = ■Мкр r/Jg, = Мкр Wk,
Рис.
III.29. Кручение
балки
где М„р — крутящий момент; г — расстояние от центра
кручения до точки, в которой касательные напряжения
имеют максимальное значение; W^ — момент
сопротивления при кручении, /и — момент инерции при кручении
Момент инерции при кручении сложного профиля, который можно
расчленить на ряд пластин, определяют как сумму моментов инерции
отдельных пластин:
= а(/к1 + -^к2 + "'+^кп) = «2 /кл.
1
(Ш.48)
Например, дл« двутаврового профиля (рис. П1.30, в)
где а — поправочный коэффициент: для двутавров он равен 1,3, для швеллеров — 1,12,
для уголков — 1, для сварных балок с ребрами жесткости и приваренными к ним
поясами — 1,5, для клепаных балок — 0,5*.
Этот метод дает достаточно хорошие результаты при определении
основных напряжений и при подборе сечений. Однако он не учитывает
концентрации касательных напряжений при кручении, возникающей во
входящих закругленных углах, которую необходимо учитывать при
проверке выносливости конструкций и возможности хрупкого разрушения.
1944
* Беляев Н. М. Сопротивление материалов. М., Техтеоретиздат, 1953, 1962.
Арутюнян Н. X., Абрамян Б. Л. Кручение упругих тел. М., Физматгиз, 1963.
• Бычков Д. В., Мрощинскиб А. К. Кручение металлических балок. М., Стройнздат,
90
По исследованиям Э. Треффца, наибольшее напряжение в закруглениях
(рис. 111.30,6)
%акс=1,74тоУ^6/7. A11.49)
При стесненном кручении, т.е. когда свободная депланация сечения
становится невозможной, кручение сопровождается изгибом отдельных
элементов сечения (например, полок двутаврового профиля.
Э Sf
J-V
г
«в> j
Рис. III.30. Кручение различных профилей
рис. П1.29,б); такое кручение называют стесненным или изгиб-
ным кручением'.
Из курса сопротивления материалов известно, что при стесненном
кручении стержень закручивается и происходит изгиб каждой из полок
(например, полок двутаврового профиля, рис. 1П.29,б). Полки
изгибаются в противоположных направлениях моментом Мп, в результате
чего в них возникают дополнительные напряжения 0 J) (рис. П1.31). Воздей-
Рис. III.31. Нормальные напряжения при
кручении тонкостенного профиля
Рис. II 1.32. Распределение
напряжений в пластической
стадии при изгибе и
кручении
ствия этих двух противоположных моментов характеризуются
дополнительной силовой функцией — бимоментом В, равным произведению
моментов Мп на расстояние между ними h (рис. III.31,a); таким образом,
B=Mnh, что эквивалентно моменту внешних сил, умноженному на
эксцентрицитет от плоскости приложения этих сил до центра изгиба.
Наибольшие значения этих (секториальных) напряжений
a^ = B/W^,
^ Власов В. 3. Тонкостенные упругие стержни М., Физматгнз, 1959.
A11,50)
91
где W^ —секториальный момент cqnpoTHBflenHH, равный J^/ati; J^ —секториаль-
иый момент инерции сечения:
J^ = jw4F; (III. 51)
F
«1 — секториальиая площадь крайней точки сечения.
Для Прокатных сечений (швеллеров и двутавров) секториальные
характеристики (момент инерции, момент сопротивления) вычислены
II приводятся в справочниках.
Общее выражение напряжения, подвергнутого воздействию
продольных сил Р, изгибаемого в двух плоскостях моментами МхИ My и
скручиваемого стержня, имеет вид:
^^^ + М^ + ^^к±. + -^, (III.52)
F Jx -fy ''(Л
После достижения краевыми напряжениями предела текучести по
сечению начинают развиваться пластические деформации, и при
последующем увеличении ^нагрузки они пронизывают все сечение
(рис. 111.32) *.
При полном развитии пластических деформаций напряжения от
изгиба и закручивания условно можно разделить. Напряжения от изгиба
сосредоточиваются в средней части полки шириной bi = b—2^2 и стенке,
а кручение уравновешивается напряжениями, действующими на
краевых участках Ьг полок. В соответствии с уменьшением ширины полки,
участвующей в восприятии изгибающего момента, несущая способность
изгибаемой балки при наличии закручивания снижается.
8. Проверка местной устойчивости элементов
У тонкостенных стержней, особенно небольшой гибкости, стенка или
полка могут потерять устойчивость раньше, чем происходит потеря
устойчивости стержня в целом (рис. П1.33). Потеря устойчивости каким-
либо элементом сечения стержня (местная потеря устойчивости) и
выход его из работы резко ослабляют стержень, часто делая оставшуюся
часть сечения несимметричной; центр изгиба при этом перемещается,
стержень начинает закручиваться и быстро теряет устойчивость.
Потеря устойчивости может произойти от воздействия нормальных,
равномерно распределенных напряжений (стенки и полки центрально-
сжатых элементов), нормальных неравномерно распределенных
напряжений (стенки и полки внецентренно-сжатых стержней и стенки
изгибаемых элементов), от воздействия касательных напряжений (стенки
изгибаемых элементов) и от совместного воздействия нормальных и
касательных напряжений (рис. П1.33).
При решении задачи о местной устойчивости считают, что отдельные
элементы, составляющие стержень, работают как пластинки,
сочлененные между собой шарнирно, упруго или жестко.
Критическую силу потери устойчивости находят из условия
равенства работы внешних сил и напряжений, возникающих в пластине при
заданной форме деформации'. Критическая сила зависит от упругих
свойств материала Е и размеров пластины — ширины, длины
(расстояния между окаймлениями пластины) и толщины. Длинная пластинка.
* Стрельбицкая А. Н., Евсеенко Г. И. Экспериментальное исследование упругопла-
стической работы тонкостенных конструкций. Киев, «Наукова думка», 1968
' Задача о проверке устойчивости пластинок решена С. П. Тимошенко и развита
Б М. Броуде; см Б. М. Броуде Устойчивость пластинок в элементах стальных
конструкций Машстройиздат, 1949; Б. М. Броуде. Предельные состояния стальных балок.
М., Госстройнздат, 1953.
92
Рис. 111.33. Местная потеря устойчивости поясами и стенкой
U —• в центрально-сжатом элементе; б — в изгибаемом элементе; в — при равномерном
распределении напряжений по сечеиию; г — при неравиомериом распределении напряжений по сеченню;
5 —пластиной при защемлении ее по одной кромке (свес полки); е —при действии касательных
, напряжений; ж — изменение критических напряжений изгиба при увеличении SIh (S — длина волн)
закрепленная только по продольным краям, теряет устойчивость по
волнообразной поверхности. Длина волны зависит от силовых воздействий и
характера закрепления пластины, в частности при равномерном расппе-
делении напряжений длина волны составляет 0,7 ее ширины (рис.
III.33,б). При большом числе волн критическая сила потери местной
устойчивости
cn^EJ„
Nkp-=—~, (Ш.53)
где с — функция, зависящая от вида закрепления и характера напряжений; Е1ц =
EJ Eh6^
=""j r~io7i аТ — цилиндрическая жесткость пластины; [здесь ц — коэффициент
Пуассона; h, б — ширина (высота) и толщина пластины].
Соответственно критическое напряжение (кН/см^)
/Vkp сп^Е / fi \2 /100б\2
^- = ^ = ЩГг;^) (т) = ^°^« (—)' ("^•^^>
где ко — коэффициент, зависящий от вида закреплений, характера напряжений и
свойств материала (см. гл. VII).
Чтобы потеря местной устойчивости не лимитировала несущую
способность стержня, необходима (по крайней мере) равноустойчивость
стержня при потере общей и местной устойчивости, т. е. критические
напряжения потери местной (III.54) и общей (III.34) устойчивости
должны быть равны: о^р=а°р^ или
12A — fi?)i /I j ~ Я? ■
93
Из этого равенства получается предельное отношение ft/6, при
котором можно не считаться с потерей местной устойчивости
\ й/пр у 12A-,i?
(III.55)
При равномерном распределении напряжений
(рис. 111,33, в) в стальных элементах, не имеющих свободных кромок, в
центрально-сжатых элементах швеллерного, замкнутого,
прямоугольного (fto—большая сторона) или коробчатого сечения согласно
действующим нормам (с учетом начальных погибей и т. п.) наибольшее
отношение ширины пластины к ее толщине, при котором обеспечена местная
устойчивость, определяют по формуле, вытекающей из (III.55):
fto/6 = 40K21/j?-f 0,2Я.
(III. 56)
Здесь ho — расчетная высота стенки, равная в сварных конструкциях полной высоте
стенки, в клепаных — расстоянию между ближайшими к оси элемента рисками
поясных заклепок; fi — толщина стенки; R — расчетное сопротивление, кН/см^.
В трубах квадратного сечеиия fto/б уменьшается на 20%.
Наибольшее отношение ho/6 для стенки двутавровых профилей
определяют формулой
fto/6 = 40}/1/«-f 0,4Я,
(III. 57)
ио принимают не более 75.
При неравномерном распределении напряжений
по сечению (рис. П1.33,г) условия устойчивости улучшаются и
критические напряжения повышаются. Критические напряжения зависят от
соотношения краевых напряжений
к = ((Ь<акс — Смии)/Смаке»
в функции которых И определяется значение коэффициента в формуле
(III.54). Наибольшие значения отношения ширины стенки к ее толщине,
при которых стенка устойчива (при значении а^1), определяются по
формуле
йо/6= 1Оо/л-з/0.
(III. 58)
Значения кз для стальных конструкций приведены в табл. III.2.
ТАБЛИЦА III 2
Коэффициенты
а
кз при а и т, т/см2
кз при ант, кН/см^
1
2,22
22,2
кз для стенок двутавров
1,2
2,67
26,7
1,4
3,26
32,6
1,6
4,2
42
1,8
5,25
52,5
2
6,3
63
При а^0,5 наибольшее значение отношения fto/б принимается как
для стенок центрально-сжатых элементов при равномерном
распределении напряжений, при 0,8>-а>-0,5 — по интерполяции.
94
в сжато-изогнутых стержнях большие поперечные ^илы оказывают существенное
влияние на устойчив!ОСть стенки. Предельная толщина стенкн в, этом случае
^=1001/ — '\ . A11.59)
где Р = Ч т = Q/fcT?
а
kz — берется из табл. II 1.2; Fct — площадь сечения стенки.
При действии Только одних касательных напряжений коэффициент feo в формуле
(III.54) приобретает значение 1,25. Критические напряжения потерн устойчивости
стенки в этом случае определяются по формуле
/1006\2
Ткр= 12,51— кН/см2. (Ш.60)
Приравнивая Хкр значению предела текучести при сдвиге ТтЛгО.бОт, получим
значение предельного отношения
fto/б = 100 Ki2,5/Tt = 100 Kl2,5/0,6aT = 100 Kl2,5/0,6i? , (Ш.61)
где km — коэффициент безопасности по материалу (см. § 1, п. 3«б» настоящей главы).
Это дает для конструкций из стали класса С 38/23 fto/S=90.
По нормам с учетом характера действующей нагрузки принимается:
при отсутствии местной нагрузки
Ао/б=100к^2Щ (III.62)
при действии местной нагрузки
fto/e = 7QY2liR- (Ш.62а)
Здесь R, кН/см»
При чистом изгибе значение fto в формуле (III.54) зависит от степени
защемления стенкн в поясах, что учитывается в значениях, приведенных в табл. VII. 10.
В балках одновременно действуют нормальные и касательные напряжения; поэтому
потеря устойчивости происходит от совместного действия тех и других. Критические
напряжения при совместном действии нормальных и касательных яапряжений будут
меньше, чем при действии каждого из них порознь Поэтому, обозначив через а^р, '^кр
критические напряжения при совместном действии нормальных и касательных
напряжений
Окр/Окр<1; <pNb<i.
где 0кр и Ткр — критические напряжения при действии их порознь.
Исследования С. П. Тимошенко, П. Ф. Папковича и Б. М. Броуде показали, что
предельные соотношения при потере устойчивости пластинкой при совместном действии
а и т ограничиваются дугой окружности, т. е.
Кр/«^кр)'+(х^р/т„рJ=1. (III.63)
Фактические напряжения a=MfW и ■}:=Q/8h в целях обеспечения необходимой
безопасности ие должны превышать критических, т. е. 0^0^, т^Ткр- На этом
основании, заменяя в уравнении A11.63) критические напряжения 0кр и Ткр
фактическими, получим формулу проверки устойчивости стеийи при совместном действии
нормальных и касательных напряжений:
^"(а/акр)? + (т/ткр)'' < и, AП .64)
где Окр — критическое напряжение потери устойчивости пластинкой, определяемое по
формуле (III.54) при йо=63; Ткр — критическое напряжение потери устойчивости
пластинкой, определяемое по формуле (III.60).
Для стальных балок принимается U=l.
Предельные отношения fto/б, при которых стенки устойчивы при совместном
действии 0 и т, определяются по формуле (III.59) при йз=63 (см. табл. III.3, а=2).
При проверке устойчивости стенки в некоторых случаях, например в подкрановых
балках при наличии больших сосредоточенных нагрузок, приходится вводить еще
третий компонент — местное сминающее напряжение Ом. Соответствующие формулы для
проверки местной устойчивости стенок балок приведены в гл XV.
При толщине стенок меньше устанавливаемых по формулам AП 57) — (III.59) и
(III.62) стенкн теряют устойчивость и их приходится укреплять системой ребер
жесткости (см. главы VII, VIII и XV).
95
Проверка устойчивости свесов поясных лнс^тов
центрально и внецентренио-сжатых и изгибаемых элементов. С
некоторым приближением можно считать, что по сжатым полкам напряжения
распределяются равномерно (рнс. III.33, <9). Критические напряжения потери устойчивости
определяются по формуле (П1.54) при значениях feo=0,81, заменив размер h на размер свеса
полки а, т. е.
/100б\
Окр = 0,811—j кН/см?.
Приравнивая Окр пределу текучести, получим для стали класса С 38/23
о/б =100 Ко,81/24= 18.
Однако для учета возможных погибей и других несовершенств, влияющих на
устойчивость, предельное значение о/б снижено нормами для указанной стали до 15. Для
изгибаемых конструкций из стали других классов значения о/б приведены в гл. VII, для
центрально сжатых двутавровых профилей — в гл. VIII.
Проверка устойчивости свесов поясных листов,
усиленных отгибами или бульбами. Чтобы повысить устойчивость тонкостенных
стальных гнутых профилей, свободные свесы усиливают отгибами, а алюминиевые
профили— утолщением (бульбами) (рис. III.34).
Рйс. III.34. Профили с
усиленными полками
а — стальные тонкостенные
профили, усиленные огтбор-
товкой; б — алюминиевый
профиль, усиленный
бульбами
Потеря устойчивости усиленных полок происходит по изгибно-крутильной форме.
Критические напряжения в этом случае
икр ■
JX "г •'в
(Ш.65)
где I — длина полуволны.
Подставляя значения
/к =
+
3 )
Ш
находим
где
6'S аЧ
= —+ абЬ^ /j, = —,
Окр = G F/6J т),
(III.66)
1 +
1 + :
+
_а_\3
b
Приравнивая критические напряжения значению предела текучести, было
установлено (н зафиксировано в наших нормах), что предельные отношения 6/6 полок,
укрепленных отгибамн-ребрами и усиленных соединительными планкамя, можно принимать
такими же, как и для стенок швеллерных сечений, формула (III.56), подставляя вме-
96
сто ho значение b (рис. Ill 34). Наименьшая расчетная высота ребра полок о должна
приниматься в пределах:
а) в элементах, не усиленных планками, о^0,36;
б) в элементах, усиленных планками, а=0,2Ь.
Значения предельных отношений 6i/S в алюминиевых конструкциях при усилении
свободных свесов утолщениями — бульбами даны в нормах.
9. Предельное состояние и расчет элементов
металлических конструкций при воздействии переменных нагрузок
(проверка усталости)
При многократно повторяющихся воздействиях нагрузки (в таких
конструкциях, например, как подкрановые балки, балки рабочих плош,а-
док при проезде по ним подвижного состава и подъемного оборудования,
элементы бункерных и разгрузочных эстакад, конструкции под моторы
и т.п.), как указывалось (гл. II, § 2, п. 4 и рис. III.7), может произойти
разрушение при напряжениях (предел выносливости) значительно ниже
предела текучести. Поэтому за предельное следует принимать такое
состояние 1^онструкции, при котором в ней от многократно повторяющейся
нагрузки возникают напряжения, равные пределу выносливости. Такое
состояние относится к первому предельному состоянию.
Ненаступление предельного состояния проверяют расчетом,
сравнивая возникающие в конструкции напряжений с пределом выносливости
по формулам:
для растянутых элементов а = Л^/^нт < vR; ]
\ (III.67)
для изгибаемых элементов а = M/W^^'^yli. )
где N, М — осевое усилие, изгибающий момент, определенные от наиболее часто
повторяющейся нагрузки; yR'=RB6=aB6lk — расчетное сопротивление усталостного
разрушения металлических конструкций или их соединений при многократных силовых
воздействиях; k — коэффициент безопасности.
Напряжение Ствб определяется по упругой стадии работы конструкции
от наиболее часто повторяющейся нагрузки.
Значение коэффициента 7 перехода от основного расчетного
сопротивления к сопротивлению усталостного разрушения устанавливается по
экспериментальным данным. Значения коэффициентов у зависят от
класса стали, числа циклов нагрузки, вида усилий, вида конструкции
(концентратора напряжений). Коэффициент у, охватывающий эти
факторы, определяют по формулам:
а) в случаях, когда наибольшее по абсолютному значению
напряжение является растягивающим, ■
у = с/{а — Ьр); (Ш.68а)
б) то же, сжатым:
V = c/(b —ар), AП.686)
где р=амин/омакс—отношение минимального напряжения к максимальному; Омин и
Омакс — напряжения, вычисленные без учета ф, фвн, фв; а и 6 — коэффициенты,
учитывающие влияние концентрации напряжений, зависящие от вида соединения и класса
стали; значения этих коэффициентов для стальных конструкций приведены в
приложении; с — коэффициент, зависящий от числа циклов воздействия нагрузки; при числе
циклов 2-10^ с=1, при меньшем числе циклов с>1, при большем — Ci^l. Значения
с и группы элементов и соединений при расчете иа усталость приведены в СНиП.
7—478
Глава IV
СОРТАМЕНТ
Рис
Основные профили сортамента
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ПРОФИЛЕЙ СОРТАМЕНТА
Первичным элементом стальных конструкций является прокатная
сталь, листовая или профильная, которая вырабатывается на
металлургических заводах. Из нее на заводах-изготовителях собирают
конструктивные элементы (балки, колонны и т.п.), целые конструкции или их
отдельные части. Готовые
прокатные профили и машинная их
обработка на заводах
обеспечивают индустриальное и быстрое
изготовление конструкций.
Перечень прокатных
профилей с указанием их формы,
размеров, допусков, характеристик
металла и массы 1 м длины
называется сортаментом.
Сортамент оформлен в
каталоги (стандарты, см. прил. 12).
Употребляемую в стальных
конструкциях прокатную сталь
делят на две группы:
1) сталь листовая
толстая или тонкая
прокатывается между двумя валками и универсальная прокатываемая между
четырьмя валками в виде широкой полосы прямоугольного сечения
(рис. IV. 1,а);
2) сталь профильная-
т.д. (рис. IV.1,6—с*).
Типы прокатываемых профилей в значительной степени определяют
конструктивную форму элементов сооружений, а следовательно, и
трудоемкость изготовления и расход стали. Разнообразие профилей и
рациональных их сечений способствует проектированию экономичных
конструкций.
Однако использование при подборе сечений чрезмерно обширного
сортамента приводит к излишнему разнообразию профилей в
конструкции, что нерационально вследствие большей стоимости проката, а
также повышения трудоемкости изготовления. Учитывая это, следует
стремиться к пршиенейшо одной конструкции -небольшого числа различных
профилей, не допуская^ однако, существенного утяжеления конструкции.
Известное влияние -на конструктивную форму стальных конструкций
оказывает различие в стоимости отдельных профилей стали.
Самыми дешевыми являются листовая универсальная сталь, а
также прокатные двутавры и швеллеры, что должно стимулировать их
широкое применение.
Первый сортамент прокатной стали в России был составлен в 1900 г.
под руководством известного ттсгоещюнтеля проф. Н. А. Белелюбского
(затем он был пересмотрен, расширен и улучшен в 1930—1932, 1939 и в^
1957 гг., совершенствуется в настоящее время).
Действующие в настоящее время ГОСТ составлены на основе
большой теоретической работы по установлению рациональных типов
профилей. Основные -отличия новых ГОСТ от предыдущих — переход на более
экономичные тонкостенные сечения профильной стали, укрупнение
сортамента профильной и листовой стали, установление более частой гра-
■ уголки, швеллеры, двутавры, тавры и
98
дации для наиболее употребляемых профилей и сокращение редко упот-
ребляемь1х профилей.
По теории сортамента, т. е. по установлению законов, на основании
которых должны разрабатываться наиболее экономичные с точки
зрения затраты металла и трудоемкости изготовления профили, известны
работы Б. П. Михайлова*, В. М. Вахуркина^, Г. М. Koвeльмaнa^
Б. Г. Ложкина ■*, Я. А. Каплуна ^ и др.
§ 2. СТАЛЬ ЛИСТОВАЯ
1. Сталь толстолистовая (ГОСТ 5681—57*). Сортамент
включает листы толщиной от 4 до 160 мм; ширина листа может быть
получена до 3600 мм, однако ходовая ширина не превышает 2400 мм.
Обычная длина листов 6 м, но листы шириной до 2500 мм могут иметь
длину до 12 м. Большеразмерные листы значительно дороже обычных.
Листы толщиной до 26 мм имеют градацию по толщине через 1 мм,
далее— через 2 и 10 мм.
Чтобы уменьшать отходы металла на обрезки, установлены заказные
размеры по ширине и длине. При ширине листов до 1000 мм заказная
ширина должна быть кратной 50 мм, при ширине до 1800 мм и более —
100 мм, обычная заказная длина находится в пределах 4,5—6 м.
Толстая листовая сталь идет на листовые конструкции, а также
широко применяется в элементах сплошных систем (балках, колоннах,
рамах).
2. Сталь тонколистовая (ГОСТ 3680—57*). Тонкие листы
прокатываются холодным и горячим способами. Холоднопрокатные
листы имеют толщину 0,2—4 мм и длину до 3,5 м; горячекатаные 0,5—
4 мм и длину до 3,9 м. Ширина тонколистовой стали 600—2000 мм.
Тонколистовая сталь применяется при изготовлении гнутых и
штампованных тонкостенных профилей для покрытий резервуаров и зданий,
а также в других специальных конструкциях.
3. Сталь широкополосная универсальная (ГОСТ
82—70) благодаря прокату между четырьмя валками имеет ровные
края. Толщина такой стали 4—60 мм с градацией: до толщины 12 мм —
через 1 мм, далее — через 2 и 5 мм; ширрна 200—1050 мм с градацией
через 10, 20, 50 мм. Универсальная сталь прокатывается длиной от 5 до
18 м, обычная заказная длиной 5—12 м. Применение универсальной
стали умейьшает трудоемкость изготовления конструкций, в особенности
сварных, так как не требуется резки и выравнивания строжкой.
4. Сталь горячекатаная рулонная (ГОСТ 8797—57),
толщиной до 10 мм и шириной рулона 200—2300 мм. Применяется в
листовых конструкциях и сплошных тонкостенных элементах.
§ 3. УГОЛКОВЫЕ ПРОФИЛИ
Уголковые профили прокатываются в виде равнополочных (ГОСТ
8509—72) и неравнополочных (ГОСТ 8510—72) уголков (см. рис.
IV.1,6). Сортамент уголков весьма обширен: от очень малых легких
' Михайлов Б. П. Индустриализация металлического строй*ельства, М., Стройиа-
дат, 19.39.
* Вахуркии В. М. Вопросы теория построения сортамента прокатных профилей.—
«Вестншс инженеров и техников», 1952, № 2.
3 Ковельмая Г. М. Основы техийКО'ЭКоиомической теории построения
сортамента. — «Вестник инженеров и те."?ников», 1953, № I.
,** Ложкин Б. Г. Теоретические основы построения сортамента прокатных сталей.—
«Вестнчк инженерна и техников», 1951, № 6 и 1953, М 3.
8 Каплун Я. А. О методике оценки экономичности прокатных профилей. —
«Проектирование металлических конструкций>. (Информационно-реферативный сборник).
Серия VII. М., 1969.
7* ад
профилей с площадью сечения 1—1,5 см^ до мощных профилей
площадью 140 см^ (прил. 12, табл. 3, 4).
Полки уголков имеют параллельные грани, что облегчает
конструирование. Минимальная толщина уголков определяется условиями
прокатки и в равнополочных уголках приближается к требуемой по
условиям устойчивости (Ь/б^17),
Уголки прокатываются длиной 4—13 м. Большие длины приняты
для более крупных профилей.
Широкое применение уголки имеют в легких сквозных конструкциях.
В клепаных конструкциях уголки являются основными соединительными
элементами.
Уголковые рабочие стержни конструкций состоят обычно из двух
или четырех уголков (рис. IV.2).
ПГ JL HL П
пиемии 1<||^^ 1юьи%4юиЛ
пр г—I
о
Рис. IV.2. Типы составных сечений из
уголков
«9
6)
е)
ппа
Рис. IV.3. Типы составных сечений из
швеллеров
Более экономичны уголки с меньшими толщинами. Сечения из
тонких уголков лучше работают на продольный изгиб и поэтому выгоднее
в сжатых стержнях. Растянутые элементы в болтовых и клепаных
конструкциях рассчитывают с учетом ослабления площади, которое при
данном диаметре болтов или заклепок тем меньше, чем тоньше полки
уголка.
§ 4. ШВЕЛЛЕРЫ
Размеры швеллеров (ГОСТ 8240—72) и все их геометрические
характеристики определяются номером (см. рис. IV.l,e), который
соответствует высоте стенки швеллера (в сантиметрах). Сортамент
включает швеллеры от № 5 до № 40 (прил. 12, табл. 2). Начиная с № 14 по
№ 24 швеллеры прокатывают с двумя разными по мощности полками,
что позволяет более рационально подбирать сечения. Стенки крупных
швеллеров имеют толщину, минимальную по условиям устойчивости
(б//г«1/50).
Швеллеры прокатывают длиной до 13 м. Заказные длины швеллеров
обычно бывают 6,9 и 12 м.
Подобно уголкам, швеллеры в стержнях, работающих на осевую
силу, применяются в спаренном виде, что дает сечения, симметричные и
достаточно устойчивые относительно двух осей (рис. IV.3,а—г).
Швеллеры применяют главным образом в тяжелых стержневых
конструкциях (мостах, большепролетных рамах и т.п.), а также в
качестве колонн и кровельных прогонов.
§ 5. ДВУТАВРЫ
i. Балки двутавровые обыкновенные (ГОСТ8239—72),
так же как и швеллеры, обозначают номером, соответствующим их
высоте (в сантиметрах). В сортамент входят двутавры от № 10 до № 60
(см. рис. IV. 1,г). Начиная с № 18 по № 30 двутавры прокатываются
100
с сдвумя разными по мощности полками. Толщиной стенки в крупных
двутаврах достигает Vss высоты двутавра (прил. 12, табл. 1).
Двутавры прокатывают длиной до 13 м. Заказные длины обычно
принимают 6,9 и 12 м.
Двутавр является основным балочным профилем. Благодаря
сосредоточению материалов в полках двутавры имеют большую жесткость
относительно горизонтальной оси х—х. Чем тоньше стенка, тем
выгоднее сечение балки с точки зрения ее работы на изгиб. Однако по
условиям технологии прокатки у большинства двутавров стенки
получаются значительно толще, чем это требуется по условию их устойчивости.
Полки обыкновенных двутавров имеют небольшую ширину, что
делает такие двутавры малоустойчивыми относительно у—у.
Рис IV.4. Типы составных
сечений из двутавров
Применение прокатного двутавра в виде самостоятельного
конструктивного элемента снижает трудоемкость изготовления и стоимость
конструкции.
Иногда при значительных усилиях двутавры применяют в
стержнях, работающих на осевую силу (например, в колоннах). В этом
случае целесообразно применять составные сечения из двух двутавров
(рис. IV.4) для создания стержней, равноустойчивых в двух
плоскостях.
а;
п ъ
« «
Л
Рис. IV.5. Прокатные
и сварные широкопо-
лочнге двутаврг!
2. Балки двутавровые широкополочные (ГОСТ
6183—52). Широкополочные двутавры прокатывают на специальных
мощных станах; они бывают трех типов: балочные профили, колонные
профили легкие и колонные профили тяжелые. Высота
широкополочных балочных профилей достигает 1000 мм. Отношение ширины полок
к высоте колеблется от b: h=l : 1,65 (при малых высотах) до b :h=
= 1:2,5 (при больших высотах) (рис. IV.5, а, б). Колонные профили
имеют отношение ширины полок к высоте, близкое 1:1. Широкие
полки придают профилю усточивость относительно оси у—у.
Конструктивные преимущества и мощность сечений позволяют
применять широкополочный двутавр в виде самостоятельного элемента
(колонны, балки), не требующего почти никакой обработки.
Широкополочные двутавры находят широкое применение в каркасах
гражданских зданий, в мостах и тяжелых элементах промышленных
конструкций. Применение широкополочных двутавров снижает трудоемкость
изготовления конструкций в 2—3 раза. В настоящее время
широкополочные профили не имеют широкого применения в СССР ввиду
ограниченности их прокатки.
3. Сварные двутавры, МРТУ 7-4-66. Широкое применение
получили сварные двутавровые профили, заменяющие прокатные
широкополочные двутавры (рис. IV.5, в).
, Развитие автоматической сварки создает благоприятные условия
для производства двутавров из универсальной стали по определенному
101
сортаменту. Наличие сортамента дает возможность пользоваться
сварными Двутаврами так же, как прокатными.
На автоматизированной поточной линии Днепропетровского завода
металлических конструкций им. Бабушкина изготовляют сварные
двутавры по оптимальному сортименту для обычных балок, подкрановых
балок и колонн. Сварные двутавры заказываются в мерных длинах
(до 12 м) в объеме не'Менее 50—70 т.
§ 6. ОБЛЕГЧЕННЫЕ ПРОФИЛИ
Балки двутавровые облегченные (ГОСТ 6184—52) и
швеллеры облегченные (ГОСТ 6185—52) имеют минимальную
по условиям устойчивости толщину стенок примерно A/60... 1/70) Л.
Сортамент облегченных двутавров и швеллеров включает профили от
№ 16 до № 30. Благодаря выгодному размещению металла в сечении
эти профили в легких балочных конструкциях оказываются на 10—
15% экономичнее, чем обычные двутавры или швеллеры.
§ 7. ТРУБЫ
Стальные трубы бывают бесшовные (ГОСТ 8732—70) и
электросварные (ГОСТ 10704—63). Бесшовные трубы прокатывают
диаметром 45—550 мм при толщине стенки 3,5—7,5 мм. Электросварные
трубы имеют диаметры 8—1620 мм при толщине стенки 1—16 мм. ГОСТ
на электросварные трубы предусматривает изготовление их из
обычной углеродистой стали. Однако в настоящее время уже освоен
технологический процесс получения подобных труб из стали высокой
прочности с пределом текучести 45—50 кН/см^.
Благодаря симметричности сечения и большой жесткости трубы
являются лучшим профилем при работе стержня на сжатие.
Обтекаемость трубы создает наилучшую сопротивляемость коррозии и
снижает ветровую нагрузку, действующую на открытые конструкции.
Широко применяются стальные трубы в башнях и мачтах, использование
их в решетчатых конструкциях (фермах, арках и т. п.) дает экономию
стали до 25%-
§ 8. ГНУТЫЕ ПРОФИЛИ
Гнутые профили изготовляют из листа, ленты или полосы
толщиной 2—16 мм и шириной 80—1600 мм. Наиболее употребительными
являются гнутые уголки (ГОСТ 8276—63) (рис. IV.6,а)) и швеллеры
(ГОСТ 8278—63) (рис. IV.6,б). Изготовляют гнутые профили
квадратного и прямоугольного
сечения по ГОСТ 12336—66. По
индивидуальным заказам и
заводским техническим
условиям можно получить гнутые
профили самой разнообразной
формы- (рис. IV.6,в).
Применение гнутых
профилей в легких и средней
мощности конструкциях дает
экономию металла до 10%.
Очень легкая кровля
получается из стального
профилированного настила. (см. гл. XII,
Рнс. IV.6. Типы гнутых профилей § !)•
t02
§ 9. РАЗЛИЧНЫЕ ПРОКАТНЫЕ ПРОФИЛИ,
УПОТРЕБЛЯЕМЫЕ В СТРОИТЕЛЬСТВЕ
Сравнительно в меньшем объеме в строительных конструкциях
употребляют другие профили разного назначения:
1) сталь квадратная (ГОСТ 2591—71) со стороной
квадрата 5—100 мм; 2) сталь круглая (ГОСТ 2590—71) диаметром
5—250 мм; 3) сталь полосовая (ГОСТ 103—57) толщиной 4—
60 мм п шириной 12—200 мм; 4) сталь листовая рифленая
(ГОСТ 8568—57) и сталь просечно-вытяжная (ГОСТ 8706—
58), употребляемые для настилов в производственных зданиях и
лестницах; 5) сталь рулонная (ГОСТ 8596—57) и (ГОСТ 8597—57)
щириной 200—2300 мм; холоднокатаная рулонная сталь имеет
толщину 0,2—4 мм, а горячекатаная—1,2—10 мм; 6) различные профили
для оконных и фонарных переплетов (ГОСТ 7511—58); 7) стальные
канаты типа ТК, спиральные (ГОСТ 3964—66, 3065—66) и двойной
свивки (ГОСТ 3067—66, 3068—66) применяются в висячих, вантовых
и предварительно-напряженных конструкциях.
§ 10. ПРОФИЛИ из АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ
Строительные профили из алюминиевых сплавов получают
прокаткой, прессованием или гнутьем.
Листы, ленты и плиты прокатывают в горячем или холодном (при
толщине дб 5 мм) состоянии. Листы (ГОСТ 1946—50, 7869—56)
прокатывают шириной до
2000 мм и длиной до
7 м.
Листовой материал
для несущих
конструкций из алюминиевых
сплавов типа дюралю-
мин применяется
исключительно
плакированным, т. е.
покрытым защитным слоем
чистого алюминия.
На специальных
станках можно
получить листы с гофрами
(высота волн 6—
15,5 мм) как в
продольном, так и в
поперечном направлении.
Листы шириной 500—700 мм и длиной до 3 м имеют толщину
до 80 мм.
Фасонные профили, в том числе и полые (трубчатые),
изготовляют горячим прессованием нд гидравлических прессах. Продавливая
слитки через матрицы различных типов, можно получать профили
разнообразных поперечных сечений (рис. IV.7). Это — существенное
преимущество, позволяющее конструктору использовать наиболее
эффективные формы сечений. Возможность получить профили любых сечений
в некоторой степени компенсирует малую устойчивость стержней из
алюминиевых сплавов из-за низкого модуля упругости материала и
дает экономию на изготовлении сложных сечений. Однако габариты
поперечного сечения ограничиваются поперечными размерами
контейнера пресса и в соответствии с наиболее распространенным в настоящее
Рис. IV.7. Типы профилей из алюминиевых сплавов
103
время на заводах оборудованием должны быть вписаны в круг
диаметром 320 мм (в отдельных случаях 530 мм).
Длина прессованных профилей определяется из условия, чтобы
объем готового изделия при заданном сечении профиля не превышал 80%
объема стандартного слитка (dX^=345X1450 мм). Длина профиля,
превышающая 10 м, должна быть согласована с
заводом-изготовителем.
Гнутые профили изготовляют из листов и лент толщиной до 4 мм
гнутьем их в холодном состоянии.
Из-за низкого модуля упругости алюминиевых сплавов ширина
свободного свеса полок и высота стенок профилей по отношению к их
толщинам принимаются более ограниченными, чем в стальных
профилях.
Для большего развития сечения и повышения устойчивости
стержня профили изготовляют с бульбами на концах полок (рис. IV.7, б),
которые позволяют доводить отношение ширины полки к ее толщине
от 9,5 до 21 (см. гл. III, §3).
Несмотря на большое разнообразие, основные профили из легких
сплавов объединены в сортаменты (уголки, швеллеры, тавры и
двутавры, зеты — ГОСТ 8111—56), которыми следует пользоваться при
подборе сечений.
Широко распространены трубчатые сечения из алюминиевых
сплавов (ГОСТ 1947—56). Круглые тянутые трубы (ГОСТ 4773—65)
поставляются с наружным диаметром 6—120 мм при толщине стенки
0,5—5 мм; предельная длина, труб 5,5 м.
Толстостенные прессованные круглые трубы имеют наружный
диаметр 25—280 мм при толщине стенки 5—32,5 мм. Кроме круглых труб
изготовляют квадратные, прямоугольные и каплевидные трубы
(рис. IV.7,e).
Глава V
СВАРНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
§ 1. ВИДЫ СВАРКИ И ИХ ХАРАКТЕРИСТИКА
Основным видом соединений стальных конструкций в настоящее
время является сварка, которая, значительно уменьшая трудоемкость
изготовления (до 20%), приводит к упрощению конструктивной формы
и дает по сравнению с клепкой существенную экономию металла (в
стропильных фермах до 10—15%, в подкрановых балках до 15—-20% и т.п.).
Вместе с тем возникающие внутренние остаточные напряжения от
сварки, суммируясь с напряжениями от действия сил на элемент,
усложняют напряженное состояние сварного соединения.
В ряде случаев создается плосконапряженное, а при сварке толстых
элементов и объемно-напряженное состояние конструкции,
способствующие хрупкому разрушению соединения, особенно при действии
динамических нагрузок и низких температур.
Примечание. Сварка затруднительна на монтаже конструкций, а также при
наличии элементов, образуемых несколькими листами, особенно при большой их
толщине Поэтому некоторые конструкции пока выполняются с заклепочными и
болтовыми соединениями
Из курса «Технологии CBapiin»' известно, что в настоящее время в
* Рыбаков В. Ми, Дмитриев Н. П Сварка стальных конструкций. М., Стройнздаг,
1965.
Ш4
строительстве применяется главным образом электродуговая сварка:
ручная, автоматическая, полуавтоматическая и электрошлаковая.
Ограниченно применяется контактная и газовая сварка. Другие виды сварки
в строительных конструкциях пока не получили распространения.
1. Ручная -электродуговая сварка универсальна и широко
распространена, так как^ может выполняться в нижнем, вертикальном и
потолочном положении,'а также в труднодоступных местах. Она широко
распространена на монтаже, где механизированные способы сварки часто не
могут быть применены. Меньшая глубина проплавления основного
металла и меньшая производительность ручной сварки из-за пониженной
силы применяемого тока, а также меньшая стабильность ручного
процесса по сравнению с автоматической сваркой под флюсом являются
недостатками ручной сварки.
Электроды, применяющиеся для ручной сварки, подразделены на
несколько типов по значению временного сопротивления разрыву
металла шва, кН/см^. Например, электрод типа Э42 позволяет получить шов,
имеющий ав^42 кН/см^ и применяется для сварки сталей класса С
38/23; электрод типа Э50 дает соответственно ав^50 кН/сМ^ и
применяется для сварки сталей класса С 46/33. Иногда к названию электрода
добавляется буква А, обозначающая, что данные электроды дают металл,
обладающий повышенной пластичностью, характеризуемой
относительным удлинением и повышенной ударной вязкостыр (табл. V.1).
ТАБЛИЦА V.1
Материалы, рекомендуемые дли механизированной и ручной сварки
конструкций, работающих при температуре не ниже 40° С
Класс
стали
С 38/23
С 44/29
С 46/33
С 52/40
С 60/45
Группа
конструкций
I и П
III, IV, V
I и II
III, IV, V
I и II
III, IV, V
I, П, III
IV, V
Виц сварки
под флюсом
в среде
углекислого
газа
марка материала
флюса
(ГОСТ 9087—
69)
АН-348-А
АН 348-АМ
ОСЦ-45
О СЦ-45М
AH-I2
АН-348А
АН-348-АМ
АН-22
АН-17М
проволоки
(ГОСТ 2246—
70)
Св-ОЗАА
Св-08А
Св-03
Св-ОЗГА
СВ-10Г2
СВ-08ХМ
CB-I8XMA
Св-ЮГА
CB-08XH2M
Св-ОЗХМ
CB-18XMA
проволоки
(ГОСТ 2246—
70)
Св-03Г2С
Св-08ГС
Св-08Г2С
СВ-10ХГ2СМА
Механические характеристики
ручной дуговой сварки
тип
электрода
(ГОСТ
9467—60)
Э42А
Э46А
Э42
Э46
Э46А
Э50А
Э46
Э50
Э60А
°в-
кН/см«
42
46
42
46
46
50
46
50
60
е, %
22
22
18
18
22
20
18
16
-
а,
Р.ж/сы"
140
140
80
80
140
130
80
?0
—
-
2. Автоматическая сварка под флюсом осуществляется автоматом,
используется проволока без покрытия. Дуга замыкается под слоем
флюса, флюс расплавляется и надежно защищает расплавленный металл от
соприкосновений с воздухом; металл получается чистым, с ничтожными
количествами вредных примесей — кислорода, азота и др. Благодаря
хорошей теплозащите расплавленный металл под слоем флюса остывает
медленно, хорошо освобождается от пузырьков газов и шлака и
отличается значительной плотностью и чистотой. Большая сила тока
F00—1200 А и более), применяющаяся при автоматической сварке, и
хорошая теплозащита шва обеспечивают глубокое проплавление
свариваемых элементов и большую скорость сварки. Таким образом, хорошее
105
качество швов и высокая производительность являются большими
достоинствами автоматической сварки под флюсом, и ее применение
желательно во всех соединениях, где это возможно.
К недостаткам относится затруднительность выполнения этой сварки
в вертикальном и потолочном положении и в стесненных условиях, что
ограничивает ее применение на монтаже.
Для коротких швов в нижнем положении с успехом применяется
полуавтоматическая сварка шланговым полуавтоматом. Процесс сварки
ведется голой проволокой под флюсом или порошковой проволокой —
свернутой в трубочку стальной лентой, внутри которой запрессован флюс.
3. Электрошлаковая сварка представляет собой разновидность
автоматической; этот тип сварки удобен для вертикальных стыков швов
металла толщиной от 20 мм и более. Процесс сварки ведется голой
электродной проволокой под слоем расплавленного шлака; сварочная ванна
защищена с боков медными формирующими шов ползунами,
охлаждаемыми проточной водой. Качество шва, выполняемого этим способом,
получается очень высоким.
4. Сварка в среде углекислого газа ведется голой электродной
проволокой на постоянном токе обратной полярности. Углекислый газ при
высокой температуре активно взаимодействует со сталью, окисляя ее,
что компенсируется повышенным содержанием раскислителей в
электродной проволоке. Сварка в среде углекислого газа, не требуя
приспособлений для удержания флюса, может выполняться в любом
пространственном положении. Она обеспечивает получение высококачественных
сварных соединений из различных металлов при высокой
производительности труда (на 15—20% выше, чем при полуавтоматической сварке под
флюсом) и должна быть одним из основных видов сварных соединений
на монтаже.
§ 2. ТИПЫ СВАРНЫХ ШВОВ, СОЕДИНЕНИЯ И ИХ ХАРАКТЕРИСТИКА
1. Сварные швы
Сварные швы классифицируют по конструктивному признаку,
назначению, положению, протяженности и внешней форме.
По конструктивному признаку швы разделяют на стыковые и
угловые (валиковые).
Стыковые швы наиболее рациональны, так как имеют наименьшую
концентрацию напряжений, но они требуют дополнительной разделки
ТелнйЛОгичес P"^. V.l. Стыковые
планки "'"'''
а — шов без подварки
корня шва; б — вывод
шва за пределы
рабочего сечения (выступ по
окончании сварки
срубается)
''Непровар
кромок. При ручной сварке элементов толщиной больше 8 мм для про-
плавления металла по всей толщине сечения необходимы зазоры и
обработка кромок изделия (табл. V.2). В соответствии с формой разделки
кромок швы бывают V-, U-, Х- и К-образные. Для V- и U-образных швов,
свариваемых с одной стороны, обязательна подварка корня шва с
другой стороны для устранения возможных непроваров (рис. V.l.a).
являющихся источником концентрации напряжений.
Начало и конец шва имеют непровар и кратер, являются дефектны-
106
К—образный
■3 ««1
ш
о —NS
о
to
ел 010 1
со
о
I I
1111
мм
й JT3 а 00
■о ® » S
О I Ю 1
ё1 о1
О
о*»ю
X—образный
а тэ о оз
■3 « « I
а-;
I I
U—образный
ЙТЗ^^ ОЗ
■О « « 1
со
I I о I
со а>
о
о
СлЗ О
'i,
I —О I
— ел
00 о
V—образный
й JtjJ^' Оо
■О « » 5
со 00
о I *. I
4» ю
gl *.|
ел ел со
о
Без разделки
кромок
$г
5
U-1
о Со
— ю
I I
кг 00
g
ел ю
Ручная сварка
с подваркой корня
(по ГОСТ 5264—69)
двусторонняя или
с подваркой корня
на флюсовой .
подушке
на флюсо-медной
подкладке
на стальной
остающейся
подкладке
I
I
п
Он
__ п
I Й
о»
>
w
С
>
Продолжение
Шов
Эскиз
"■ I
й ■*■ to
si-"
я go
Автоматическая сварка
(по гост 8713—70*)
11
* 2
= S
о о.
о и
ь «
о о
односторонняя
га о
S с
03 О
га a 5
га о о
В о В
S, мм
5ъ »
а, »
Р, »
а, град
4—26
4—26
2
1—2
50
8—20
2
2
50—40
»
—v
fei .«id
■^I
W^
.s
a\*
V»
\
S, MM
Si, »
a, »
P, »
a, град
12—60
12—60
2
1
50
16—40
0
4
50
МИ, и их зкелательно выводить на технологических планках за пределы
рабочего сечения шва, а затем отрезать (рис. V.1,6).
При автоматической сварке принимаются меньшие размеры
разделки швов вследствие большего проплавления соединяемых элементов
(табл. V.2). Чтобы обеспечить полный провар шва, односторонняя
автоматическая сварка часто выполняется на флюсовой подушке, на медной
подкладке или на стальной остающейся подкладке (рис. V.2).
При электрощлаковой сварке разделка кромок листов не требуется,
но зазор в стыке принимают не менее 14 мм.
Угловые (валиковые) швы наваривают в угол, образованный
элементами, расположенными в разных плоскостях. Применяющаяся при
этом разделка кромок изделия показана в табл. V.2.
Угловые швы, расположенные параллельно действующему осевому
усилию, называются фланговыми, а перпендикулярно усилию —
лобовыми.
Швы могут быть рабочими или связующими
(конструктивными), сплошными или прерывистыми (шпоночными). По
положению в пространстве во время их выполнения они бывают
нижними, вертикальными, горизонтальными ипотолочны-
м и (см. рис V 2). Сварка нижних швов наиболее удобна, легко
поддается механизации, дает лучшее качество шва, а потому при
проектировании следует предусматривать возможность выполнения большин-
108
во 'Г20'
Рис V2 Положение швов в
пространстве
/ — нижнее, // — вертикальное,
/// — потолочное, IV — горизонталь
нее на вертикальной плоскости
ства швов в нижнем положении Вертикальные, горизонтальные и
потолочные швы в большинстве своем выполняются на монтаже. Они плохо
поддаются механизации, выполнить их вручную трудно, качество шва
получается хуже, а потому применение их в конструкциях следует по
возможности ограничивать.
2. Виды сварных соединений
Различают следующие виды сварных соединений: стыковые,
внахлестку, угловые и тавровые (впритык) (см. табл. V.3).
ТАБЛИЦА V3
Типы сварных соединений
Стыковое а
Прямой .
Косей
НЮ
I
Внахлестку б
лобовыми
швамн
"ц-Ш,
СГ
■ ПЮ
фланговыми
швами
Комбнинроваиное,
CSSSf
Угловое, е
Тавровое, д
т
Стыковыми называют соединения, в которых элементы соединЯ'
ются торцами или кромками и один элемент является продолжением
другого (табл. V.3,а). Стыковые соединения наиболее рациональны,
так как отличаются наименьшей концентрацией напряжений при
передаче усилий, экономичностью и могут быть наиболее надежно
проконтролированы. Толщина свариваемых элементов в соединениях такого
вида почти не ограничена. Стыковое соединение листового металла
может быть сделано и прямым, и косым швом. Стыковые соединения
профильного металла применяются реже, так как затруднена
обработка их кромок под сварку.
Соединениями внахлестку называются такие, в которых
поверхности свариваемых элементов частично находят друг на друга (см.
табл. V.3,б). Эти соединения широко применяют при сварке листовых
конструкций из стали небольшой толщины B—5 мм) в решетчатых и
некоторых других видах конструкций. Разновидностью соединений
внахлестку являются соединения с накладками, которые применяют
\Ф
ля соединения элементов из профильного металла п для усиления
тыков.
Иногда стыковое соединение профильного металла усиливают на-
1ладками, и тогда оно называется комбинированным (см.
абл. V.3,e).
Соединения внахлестку и с накладками отличаются простотой
обработки элементов под сварку, но они менее экономичны, чем стыковые,
10 расходу металла. Кроме того, эти соединения вызывают резкую кон-
1ентрацию напряжений, из-за чего они нежелательны в конструкциях,
юдвергающихся действию переменных или динамических нагрузок и
работающих при низкой температуре.
Угловыми называют соединения, в которых свариваемые
элементы расположены под углом (см. табл. V.3,г).
Тавровые соединения (соединения впритык) отличаются от
угловых тем, что в них торец одного элемента приваривается к поверхности
другого элемента (см. табл. V.3, <Э). Угловые и тавровые соединения
широко применяются в конструкциях и отличаются простотой
исполнения, высокой прочностью и экономичностью.
§ 3. ТЕРМИЧЕСКОЕ ВЛИЯНИЕ СВАРКИ НА СОЕДИНЕНИЯ
Процесс сварки сопровождается структурными и химическими
изменениями металла в зоне сварного соединения и возникновением
остаточных напряжений и деформаций.
1. Структурные и химические изменения металла
в зоне соединения
Во время сварки малоуглеродистой стали металл шва и
околошовной зоны нагревается и претерпевает различные изменения; в
соответствии с этим различают три зоны соединения (рис. V.3).
В зоне расплавления металл нагревается выше 1500° С, т. е.
температуры расплавления. Расплавленный металл изделия и
электрода перемешивается, и после прекращения действия дуги начинается
первичная кристаллизация металла. Во время кристаллизации
остывающий металл сварного соединения подвергается воздействию
растягивающих напряжений, вызванных его остыванием. Эти растягивающие на-
пр51жения, действуя на горячий металл, еще не получивший достаточной
прочности, способны вызвать «горячие» трещины. Эти вначале
незаметные трещины могут привести в дальнейшем к разрушению конструкции
при действии на нее внешних нагрузок; особенно это опасно при
действии динамических нагрузок. Появлению трещин способствуют
повышенное содержание углерода, серы и других примесей в металле,
крупнозернистая структура его и большая толщина свариваемых изделий.
Стали кипящие, имеющие внутренние концентраторы напряжений
(газовые поры и шлаковые включения), также склонны к горячим
трещинам. Появление горячих трещин в кипящих сталях — основная причина,
требующая применения в ответственных св-арных конструкциях
спокойной стали.
Для зоны расплавленного металла характерна столбчатая структура
литого металла. В процессе охлаждения распавленный металл
претерпевает структурные и фазовые изменения и приобретает окончательною
вторичную структуру. Качество металла этой зоны ч-лучшают
легированием и правильным выбором скорости охлаждения. ^Тегируют
марганцем (нейтрализует вредное действие серы и некоторых других
примесей), титаном, кремнием и другими компонентами, вводя их в рас-
плавлеиный металл через электродную проволоку, флюсы и обмазки.
110
Скорость остывания шва регулирует теплоизолирующие защитой
шва шлаками, флюсом, а иногда и искусственным подогревом.
Уменьшение скорости охлаждения расплавленного металла способствует его
лучшему рафинированию (удалению из расплавленного металла
шлаковых и газовых включений, способных в последующем стать
концентраторами напряжений).
Зоной термического влияния называют прилегающий к шву
участок основного металла, нагревавшийся выше температуры Аса —
723° С и ниже температуры расплавления A500° С) (участки /, 2, 3, 4
на рис. V.3). Глубина этой зоны при ручной сварке составляет
приблизительно 3—6 мм, а при автоматической — 2—4 мм. Структура металла
Рис. V.3.
Зона
термического
влияния
сварного
шва
а — зоны
нагрева
металла; б —
неполная
диаграмма состояния
«железо-
цементит»
'^Z
Z.!/vocmi>n (lepeepeSo
S t/vacmoif нерпаоазацаи
# ffiHremo/r нелсммй
оере/гристаллизации
/ ffvcrcmoie pe/rpt/c -
/пал/гизации
ucmgMu ^
iremam
2 %ysati)aSe
В этой зоне неравномерна. Для малоуглеродистых сталей в зоне,
подвергавшейся нагреву выше 1000—1100° С, расположен перегретый
металл с сильно выросшим зерном. Металл этой зоны имеет пониженные
механические свойства по сравнению с основным металлом элемента.
В зоне, подвергавшейся действию температур 900—1100° С, металл
претерпел полную перекристаллизацию, имеет мелкое зерно и
повышенные по сравнению с основным металлом механические свойства.
В зоне нагрева 720—900° С металл испытал лишь частичную
перекристаллизацию, и его качество не сильно отличается от качества основного
металла.
Для низколегированных строительных сталей температурные
интервалы смещаются, но структурные преобразования будут аналогичны.
В зоне термического влияния при ее усиленном охлаждении
возможно также образование закалочных структур, например мартенсита,
•имеющего сильно пониженные вязкость и пластичность. Мартенсит
весьма склонен к образованию трещин, называемых холодными,
располагающихся чаще всего параллельно шву. Повышенное
содержание углерода (более Ч),2%), применение кипящей стали и большая
толщина свариваемых изделий способствуют появлению холодных трещин.
Таким образом, в зоне сварного соединения бывает несколько
опасных областей, где возможно появление трещин. Трудность улучшения
свойств металла зоны термического влияния легированием и неизбеж-
111
ные структурные превращения делают ее наиболее уязвимым местом'
сварного соединения.
Весь остальной металл изделия (зоны 5 и 6 на рис. V.3) сохраняет
свои первоначальные свойства, так как температура его нагрева ие
Рис. V.4. Распределение
температуры в изделии
при сварке листов встык
достигала критической точки Аса—723° С. Размер указанных зон и
металлургические изменения, происходящие в них, сильно зависят от
количества тепла, вводимого в соединение электрической дугой,
скорости сварки и скорости охлаждения
металла. В соответствии с законами
теплопроводности характер
температурных полей при сварке зависит от
эффективной мощности источника нагрева и
скорости его перемещения (рис. V.4).
Снижение тепловой мощности дуги
(ручная сварка) или увеличение
скорости охлаждения уменьшает величину
зон расплавления и термического
влияния, увеличивает температурный
градиент (крутизну кривой падения
температуры) и способствует появлению
закалочных структур, а следовательно, и
появлению холодных трещин. Так же
действуют повышение скорости сварки
(без увеличения тепловой мощности
дуги) и сварка при низкой температуре. Во
время сварки при низкой температуре
возможность хрупких разрушений
усугубляется уменьшением вязкости и пластичности основного металла.
Однако сварка хорошего качества при низких температурах вполне
возможна; для этого необходимо:
а) применять металл с малым содержанием серы, фосфора и
углерода (не более 0,2%), лучше спокойной плавки;
112
Рис. V.5. Испытание металла шва
на загиб
б) применять тщательно разработанный технологический процесс
сварки, гарантирующий отсутствие непроваров шва;
в) вести сварку электродами типов Э42А, Э50А и т. п. или под
флюсом, что обеспечивает повышение пластических свойств шва;
г) создавать конструктивную форму с минимальной концентрацией
швов и связанных с этим больших сварочных напряжений. Весьма
существенное значение имеет тщательное выполнение концов шва без
подрезов и других мест концентрации напряжений. Большинство
повреждений сварных конструкций при низких температурах во время
сварки или после сварки связано с концентрацией напряжений у
подрезов металла и непроваров, а также с появлением холодных трещин.
Сварка при низких температурах снижает ударную вязкость металла,
не отражаясь на его временном сопротивлении.
Одной из проверок сварного соединения помимо испытаний на
растяжение служит технологическая проба на загиб (рис. V.5),
выполняемая обычно при сварке на монтаже. Это испытание дает простую
возможность выявить пластичность сварного шва.
2. Температурные напряжения и деформации при сварке
А. Причины возникновения и характеристика сварочных напряжений
и деформаций. Неравномерный разогрев изделия при сварке порождает
неравноме1^ную температурную деформацию его. Монолитность
материала изделия препятствует свободной температурной деформации
отдельных частей его, в результате чего во время сварки образуются
напряжения и пластическая деформация части металла соединения, а
после охлаждения в изделии остаются сварочные напряжения и
деформации. Оставшиеся после сварки напряжения и деформации
называются термическими сварочными. Эти напряжения, не связанные
с действием внешних сил, являются внутренними, собственными
напряжениями первого рода, уравновешиваемыми в объеме элемента и
вызывающими его деформацию. Помимо термических сварочных
напряжений в соединении могут существовать напряжения структурные,
получающиеся в результате быстрого охлаждения соединения и
появления переохлажденных структур, не свойственных данному
температурному состоянию изделия, например мартенсита. Структурные
напряжения сильно зависят от свойств материала и технологии сварки,
термические сварочные напряжения и деформации — от конструктивного
решения и технологии сварки.
Б. Сварочные напряжения и деформации при наплавке валика на
кромку листа. Лист при наплавке валика на кромку разогревается
неравномерно по ширине и вблизи от сварочной ванны, распределение
температуры поперек листа имеет вид убывающей кривой е—е
(рис. V.6,а).
Если бы рассматриваемый лист состоял из отдельных узких
продольных полос, не связанных друг с другом по краям, то каждая такая
полоса удлинялась бы пропорционально своей температуре на
где а — коэффициент линейного расширения стали; &.1 — разность температур полосы
до и после нагревания; / — длина полосы.
Деформация этих полос соответствовала бы кривой е—е на
рис. V.6, а. В действительности все продольные полосы связаны друг с
другом в единый лист, и он может деформироваться только как единое
целое. Так как температура большей части листа ниже 600° С, при
которой сталь теряет свои упругие свойства, то деформации листа при
изгибе могут развиваться по закону плоских сечений — по прямой т—т
на рис. V.6, а. Разность деформаций между кривой е—е и прямой
8—478 ИЗ
т—т представляет собой избыточные деформации отдельных полос
A/i=A4—A'm, которые должны быть погашены (в соответствии с
законами деформации тела под действием силы) сварочными
напряжениями. В зоне, где эти напряжения ниже предела текучести материала, при
данной температуре они пропорциональны деформациям а=—- Е,
и эпюра избыточных деформаций A/i может служить и эпюрой
сварочных напряжений. При достижении предела текучести эти напряжения
остаются постоянными до^, изотермы 500° С, далее они понижаются до
нуля на изотерме 600° С. При температуре выше 600° С сталь
становится пластичной, не способной к сопротивлению действующим на нее
силам, и поэтому эпюра внутренних напряжений доходит только до линии
77
п
t
'Г-
«0
_ч
т
Рис. V.7. Сварочные напряжения при
соединении листов встык
■^ Рис. V.6. Эпюры сварочных напряжений
прн наплавке валика на кромку полосы
а — при нагревании; б — после остывания
этой температуры-. Эпюра напряжений должна быть уравновешенной,
из этого условия определяют наклон прямой т—т.
Вблизи сварочной ванны, где температура превышала 600° С,
происходит температурная пластическая деформация металла — усадка.
При остывании листа после сварки кривая температур е—е
выравнивается. Вблизи шва, в. наиболее разогретой при сварке зоне, где
произошла наибольшая пластическая усадка металла, возникают
растягивающие напряжения, так как свободному температурному
укорочению препятствуют остальные, менее нагретые при сварке части листа.
В результате -дальнейшего остывания в листе возникают остаточные
внутренние сварочные напряжения, эпюра их приведена на рис. "V.
6, б. Появление этих напряжений обусловлено неравномерным нагревом
изделия и пластической усадкой металла в зоне сварного соединения.
Деформация листа после наплавки валика на кромку аналогична
деформации внецентренного'сжатия; вызвана она продольной усадкой
металла шва. Величина сварочных напряжений и деформаций зависит
от ширины листа и технологии сварки. В узких листах (благодаря
большей свободе их деформирования) напряжения меньше, в широких —
больше.
В. Сварочные напряжения и деформации при соединении листов
встык. При сварке двух листов встык (рис. V.7, а) возникают как про-
114
дольные, так и поперечные сварочные напряжения и деформации. Эпюры
этих напряжений должны быть уравновешенными, и в результате
сварки двух листов встык получаются эпюры напряжений, показанные на
рис. V.7, б и в. Сварочные напряжени'я существенно увеличиваются при
сварке встык деталей, закрепленных от свободных перемещений по
краям. В этом случае детали при нагревании расширяются в сторону
шва и в таком .сближенном состоянии свариваются. При остывании шва
невозможность свободной деформации закрепленного по краям изделия
вызывает большие растягивающие напряжения в нем, которые могут
привести к разрушению.
Рис. V.8.
Деформация элементов при
сварке
Возникновение в стыковом шве и в околошовной зоне
растягивающих сварочных напряжений двух направлений создает
плоско-напряженное состояние этой зоны, что может привести к хрупкому разрушению.
Г. Сварочные напряжения и деформации при соединении угловыми
швами. В угловых швах также возникают сварочные напряжения, так
как жесткость соединяемых элементов препятствует свободному
сокращению шва при остывании. Остаточные сварочные напряжения
вызывают продольную и поперечную усадку швов и деформацию элементов
(рис. V.8). Усадка происходит всегда к центру шва. Наиболее
неблагоприятна поперечная усадка, которая примерно в 10 раз больше
продольной. '
Снизить сварочные деформации можно рядом технологических
мероприятий, в том числе закреплением или даже выгибом изделия в
сторону, обратную его усадке; однако в этом случае увеличиваются
сварочные напряжения.
Д. Влияние сварочных напряжений на прочность соединения.
Сварочные напряжения линейного характера не влияют на прочность
изделия при наличии в соединении от внешних усилий тоже линейного
напряженного состояния, совпадающего по направлению с первым. В силу
уравновешенности сварочных напряжений они будут увеличивать и
уменьшать напряжения от внешней нагрузки, но не будут нарушать
равновесия внешних сил, действующих на изделие. Сварочные напряжения,
совпадающие по знаку с напряжениями от нагрузки, могут вызвать
преждевременное появление текучести в изделии, выравнивающей не-
равномернйе распределение напряжений. Пластическая работа
материала в этом случае уменьшает сварочные напряжения, и после первой же
разгрузки конструкция работает упруго.
При плоском однозначном поле сварочных напряжений (например,
средняя зона двух листов, сваренных встык, испытывающая растяжение
в двух направлениях) они препятствуют развитию пластичности при
суммировании сварочных и силовых напряжений и могут вызвать хрупкое
8*
113
разрушение изделия. Их неблагоприятное воздействие усиливается
источниками концентрации напряжений вследствие дефектов сварного
шва. Особенно опасны сварочные напряжения, появляющиеся при
сварке толстых изделий, так как в этом случае распределение остаточных
напряжений носит объемный характер, еще более затрудняющий
влияние пластичности материала на выравнивание напряжения.
§ 4. РАБОТА И РАСЧЕТ СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
Прочность сварных соединений зависит:
1) от прочности основного металла соединяемых элементов;
2) от прочности наплавленного металла шва;
3) от формы и вида соединения и связанного с этим распределения
напряжений в соединении;
4) от характера силового воздействия на соединение;
5) от квалификации сварщика при ручной сварке.
Прочность наплавленного металла шва определяется составом
электродной проволоки, составом обмазки или флюса при механизированной
сварке и технологией сварки. Рекомендация применения сварочных
материалов при дуговой сварке конструкций из сталей разных классов
помещена в табл. V.I. Применение этих материалов при правильном
технологическом процессе обеспечивает получение прочностных
характеристик металла соединения не ниже характеристик основного металла,
что видно из табл. V.4. Однако при ручной сварке качество сварочного
шва сильно зависит от условий сварки, и поэтому стыковой шов,
работающий на растяжение, принимается равнопрочным основному металлу
тэлько в том случае, если он будет надежно проверен одним из
физических методов контроля (просвечивание рентгеновскими или гамма-луча-
Таблнца V4
Расчетные сопротивления /?"= в кГс/см^ (кН/см2)
сварных соединений
Сварные
-соединения
i
Встык
Угловые швы
Напряженное состояние
Сжатие
Растяжение
а)
автоматическая сварка;
луавтоматическая и ручная
сварка с
физическим контролем
качества швов
б) полуав т 0 м а-
тическая и
ручная сварка
Срез
Срез
О <u
" S
«f
RT
RT
рев
Rf
Констоукция из стали классов
U
2100
B1)
2100
B1)
1800
A8)
1300
A3)
1500
A5)
о
2600
B6)
2600
B6)
2200
B2)
1500
A5)
1800
A8)
о
2900
B9)
2900
B9)
2500
B5)
1700
A7)
2000
B0)
о
о
3400
C4)
3400
C4)
—
2000
B0)
2200
B2)
1Л
о
со
О
3800
C8)
3800
C8)
—
2300
B3)
2400
B4)
О
СО
-~^
о
о
4400
D4)
4400
D4)
—
2600
B6)
2800
B8)
ю
со
О
5300
E3)
5300
E3)
—
3100
C1)
3400
C4)
116
ми, проверка ультразвуком) и признан годным к эксплуатации. На
стыковые швы, работающие на сжатие или на срез, влияние возможных
внутренних источников концентрации напряжений (газовые и
шлаковые включения, поры и т. п.) оказывается меньшим, а потому
применение физических методов контроля для них не является обязательным.
Это позволяет принимать для таких швов расчетные сопротивления
равными сопротивлению основного металла.
Угловые швы (лобовые и фланговые) испытывают обычно
комбинацию нагрузок осевой силы, изгиба и среза, имеют значительную
концентрацию напряжений и пониженные пределы прочности. Учитывая это и
данные многочисленных экспериментальных исследований, расчетные
сопротивления угловых швов принимают более низкими по сравнению
со стыковыми воспринимающими осевые усилия.
1. Работа и расчет стыковых швов
Хорошо сваренные соединения встык имеют весьма небольшую
концентрацию напряжений у начала наплыва шва, поэтому прочность таких
соединений при растяжении или сжатии в первую очередь зависит от
прочностных характеристик основного металла и металла шва. Однако
Рис. V.9. К расчету
стыковых швов
а и б — иа продольную
силу; S — на изгиб
металл шва из-за непроваров, пор и других дефектов (особенно при
ручной сварке) менее однороден, чем основной металл, что учитывается при
назначении соответствующих расчетных сопротивлений. Различия
разделки кромок соединяемых элементов, в том числе и для К-образных
швов, не влияют на статическую прочность соединения и могут не
учитываться.
В стыковом шве при действии на него центрально приложенной силы
.V распределение напряжений по длине шва принимается равномерным;
рабочая толщина шва принимается равной меньшей из толщин
соединяемых элементов. Поэтому напряжение в шве, расположенном
перпендикулярно оси элемента (рис. V.9,а).
аш = т^<^?=% (V.1)
где N — расчетное усилие; бш — рабочая толщина шва — наименьшая толщина
соединяемых элементов; /ш — расчетная длина шва, равная его полной длине, если начало и
конец шва выведены за пределы стыка; в ином случае 1т = 1—10 мм [где / — фактическая
длина шва]; Л°" — расчетное сопротивление сварного стыкового соединеввя сжатию
или растяжению (см. табл.Д?;ЗУ].
УЛ
117
Если расчетное сопротивление сварки Z?"^ меньше расчетного
сопротивления основного металла и в стыкуемом элементе нет запасов
напряжений, то для увеличения длины шва его делают косым (рис. V.9,б).
Косые швы с наклоном'реза tga=2:l, как правило, равнопрочны с
основным металлом и потому не требуют проверки.
В отдельных случаях, когда необходимо снизить напряжение, например при
вибрационной нагрузке, приходится рассчитывать и косые швы. Разложив действующее
усилие на направление, перпендикулярное оси шва, и вдоль шва, находим напряжения:
перпендикулярно шву
'N sin а
<i?^
(V.2)
вдоль шва
N cos а
Ш R I ^»"ср'
(V.3)
Здесь 1т — расчетная длина косого шва.
При действии изгибающего момента на соединение (рис, V.9, в)
напряжения в шве
бш/;
Ш'ш
*^ш = ^/«'ш<^р".
— момент сопротивления шва.
(V.4)
где Wm =
Сварные соединения встык, работающие одновременно на
нормальные напряжения и срез, проверяют по формуле
Кс
: + ^с^.у - ^ов.х Осв.^ + Ks.^y < 1 - 15R=«
где 0ОВ.Х и 0CB.B — нормальные напряжения в сварном соединении по двум взаимно
перпендикулярным направлениям; Тсв xj/ — напряжение в сварном соединении от среза.
2. Работа и расчет угловых швов
Угловыми швами могут быть и фланговые, и лобовые. Фланговые
швы, расположенные по кромкам прикрепляемого элемента параллельно
действующему усилию, вызывают большую неравномерность распреде-
й;
ч. а rnjiiiiLiJiu
др
-t
чсдгшАп
t
^г
Распределение
напрцжетй
AS №
Расоребеют иопвйжении
ШШтпвЗлшеш^а
cf
Рис. V.10. Фланговые
швы
Ы а — распределение
напряжений фланговым швом;
б'—разрушение флангового
шва
ления напряжений по ширине сечения. Неравномерно они работают и по
длине; наиболее интенсивна передача усилий по концам швов, где
разность напряжений в соединяемых элементах наибольшая (рис. V.10,а).
Таким образом, фланговый шов, резко меняющий форму сечения,
приводит к большой концентрации напряжений у начала валика шва.
Поэтому соединение с фланговыми швами может разрушаться по шву и
по основному металлу у конца шва. Разрушение по основному металлу
происходит хрупко. Разрушение флангового шва обычно идет от
конце
цов к середине шва, примерно по биссектрисе угла сечения валика шва
(рис. V.10,б). Разрушение происходит при небольших деформациях,
при слабо выраженной пластической работе шва. В соответствии с
характером передачи усилия фланговые швы одновременно работают на
срез и изгиб.
Лобовые швы более равномерно передают усилия по ширине, чем
фланговые, но крайне концентрированно и неравномерно по толщине
Рис. V.11. Работа
лобового шва
а — траектории
напряжений; б —расчетная
схема; в — концентрация
напряжений
Корень ш8а
Рис. VI2. Мероприятия по уменьшению
концентрации напряжений у швов
а — плавный подход листаг б— обработка шва
и обрез конца листа; в —острожка иакладок;
г — обработка поверхности шва; д — пологий шов
mm
шва вследствие его малых поперечных размеров. В основном они
работают на осевую силу, срез и изгиб (рис. V.11). Работа их связана с
большой концентрацией напряжений, возникающей от искривления
силовых линий при переходе усилия с одного элемента на другой, а также
от наличия щели между соединяемыми элементами в корне шва.
Соединение разрушается в основном по биссектрисе угла сечения валика шва
от равнодействующей отрывающих воздействий изгиба, осевой силы и
сил среза. Разрушение происходит почти хрупко, удлинение составляет
около 3—4%. "■
Напряжения концентрируются главным образом в корне шва в
любом лобовом соединении, но концентрация напряжений может быть
снижена обработкой поверхности и увеличением глубины проплавле-
ния шва, а также применением более пологих швов.
Значительная концентрация напряжений в соединении может быть
уменьшена плавным примыканием привариваемой детали,
механической обработкой (сглаживанием) поверхности швов и конца детали,'
увеличением пологости шва или применением вогнутого шва и т. п.
(рис. V.12).
Лобовые и фланговые швы в сочетании работают более равномерно,
чем одни фланговые швы. Хорошо работают угловые швы,
прикрепляющие ромбические стыковые накладки, в которых наблюдается наиболее
плавная передача усилия с элемента на накладку и наименьшая
концентрация напряжений в соединении угловыми швами. Расчет угловых
фланговых и лобовых швов носит условный характер и исходит из
возможности среза шва по биссектрисе угла сечения валика шва
(рис. V.13).
При действии на соединение центрально приложенной силы
распределение напряжений по длине швов или при обварке по контуру
принимается равномерным:
Н9
N-
X = —
ш p
N
<R
у '
(V.&;
где N — расчетная сила, действуюш,ая на соединение; рйш — расчетная толш,ина
углового шва; р — коэффициент глубины провара шва, зависяш,ий от формы шва и
способа сварки; Р = 1 для однопроходной автоматической сварки; р^0,9 — для двух- и трех-
проходной автоматической сварки; Р = 0,85 для однопроходной полуавтоматической
сварки; р = 0,8 для двух- и трехпроходной полуавтоматической сварки; р=0,7 для
ручной сварки, а также для многопроходной автоматической и полуавтоматической
сварки; 1т = 1—10 мм — расчетная длина шва, равная его полной длине I за вычетом
10 мм; i^y" — расчетное сопротивление углового шва (табл. V.3). V''Ц
=<а£Н
П
^-
г V
L
Рис. V.13. К расчету угловых швов.
а — расчетная высота шва; 1 — нормального; 2 — пологого; 3 — вогнутого с глубоким проплавле-
нием, б — фланговые швы; в — лобовые швы, г—угловые швы, работающие на срез и изгиб
Часто удобнее определять необходимую длину швов, задаваясь их
толщиной:
«ш —
N
(РЛ^Л?
(V.6)
Сварное соединение листов^-внахлестку (рис. V.13,в), образованное
двумя лобовыми швами и выполненное с применением материалов, ре-
120
комендуемых в табл. V. 1, равнопрочно с основным металлом при
условии, что лобовые швы наложены по всей толщине свариваемых
элементов и концы их выведены за пределы соединения.
При действии изгибающего момента на прямоугольный элемент,
прикрепленный угловыми швами (рис, У.13,г), напряжения в швах
условно определяются как напряжения изгиба в двух прямоугольных сечениях
швов, находящихся под углом к плоскости действия момента и
проходящих через биссектрисы углов сечений сварных швов:
ЗУИ
Ош —
м
W
м
"■ „ (РЛшL i^hjll
■<Rl
(V.7)
где Im — расчетная длина одного шва.
Рис. V.14.
Прикрепление
уголков
Угловые швы при одновременном действии в одном и том же
сечении шва срезывающих напряжений в двух направлениях рассчитывают
на равнодействующую этих напряжений.
При прикреплении угловыми швами несимметричных профилей,
например уголков (рис. V.14), желательно, чтобы линия действия
усилия проходила через центр тяжести соединения, т. е. площади швов
должны быть распределены обратно пропорционально расстояниям от
шва до оси элемента.
Таким образом, при общей требуемой площади швов
площадь большего шва на «обушке» уголка
а площадь меньшего шва на «пере» уголка
F^ = F^el{e'+e) = F^e'/b. (V.10)
При равных толщинах швов по перу и обушку уголка соотношение
площадей отвечает соотношению длин швов.
3. Работа и расчет комбинированных соединений
При усилении стыкового шва накладками (рис. V.15) получается
комбинированное соединение. Такое усиление не особенно эффективно,
так как у мест утолщения сечения происходит концентрация
напряжений и, следовательно, возможно разрушение элемента. Однако такое
усиление применяется в случае особой необходимости, когда
напряжения в основном металле больше допустимых для сварных швов и нельзя
запроектировать косой стыковой шов. С точки зрения уменьшения
концентрации напряжений более рациональны ромбические накладки с
121
с незаваренными углами. Заварка углов и особенно обварка
накладок по контуру несколько уменьшают концентрацию напряжений,
но и резко увеличивают усадочные напряжения при сварке, которые,
суммируясь с напряжениями от нагрузки, легко могут вызвать появле-
. ния трещин и даже хрупкое разру-
■V - шение соединения. Односторонняя
•*'^*"' ■ ^iiuHi^ |1'Ч1|г *'"*' накладка особенно неблагоприятна,
так как в соединении возникает еще
^/ и изгиб.
-*-* ^^■'.'!!!!'!i'!!'.".'.'i'.T^-*- Приварка различного рода дета-
лей к элементу конструкции
образует местное изменение сечения и
вызывает в местах приварки
концентрацию напряжений.
Неблагоприятное воздействие концентрации
напряжений часто усиливается
неизбежным возникновением
усадочных сварочных напряжений. Оба
Рис. V15. Усиление стыкового шва Вида напряжений неблагоприятно
накладками сказываются на прочности кон-
а-односторонней; 6 - двусторонней СТруКЦИИ, ОСОббННО ПрИ деЙСТВИИ
динамических и вибрационных
нагрузок; поэтому приварка деталей
без особой надобности не должна допускаться.
При расчете комбинированного соединения по рис. V.15 условно
принимается, что напряжение в стыковом шве и в накладке одинаково.
Тогда при расположении накладок с двух сторон
о = ЛГ/(^л-Ь2^н)</г"' (V.11)
где Fa — площадь сечения соединяемых листов; 2Fh — суммарная площадь сечения
накладок; R"' — расчетное сопротивление стыкового шва сжатию или растяжению
(табл. V.4).
Усилие в накладке Л^н=о^н должно быть воспринято обваркой
накладки, откуда можно определить требуемую длину угловых швов,
приваривающих накладку с одной стороны стыка
, 2/ш= ^-~ . (V.12)
Такой расчет носит условный характер, так как большая
податливость угловых швов вследствие меньшего модуля упругости их по
сравнению со стыковыми приводит к некоторому уменьшению фактического
усилия, проходящегося на накладки, и соответственно к увеличению
усилия на стыковой шов.
Для уменьшения концентрации напряжений ширина накладок не
должна сильно отличаться от ширины соединяемых листов.
4. Особенности работы и расчета сварных соединений
при действии вибрационных нагрузок
Общие закономерности вибрационной прочности, указанные в § 3,
п.9, гл. П1, остаются в силе и для сварных соединений. Поскольку
вибрационная прочность в значительной степени зависит от концентрации
напряжений (а концентрация напряжений всегда сильно отличается
в разных соединениях), то вибрационная прочность сварных соединений
прежде всего зависит от типа и формы соединения.
Так, для соединений стыковыми швами вибрационная прочность для
122
швов со снятым наплывом приближается к вибрационной прочности
основного металла и меньше для швов необработанных; при отсутствии
подварки корня шва она снижается в несколько раз. Вибрационная
прочность соединений с угловыми швами значительрю ниже, чем
соединений стыковых. Поэтому для соединений, работающих на
вибрационные нагрузки, возможно применение угловых швов только улучшенной
формы (пологих, вогнутых, с обработанной поверхностью и т. п.).
Вибрационная прочность К-образных швов выше, чем у обычных
угловых, и ниже, чем у стыковых швов. Такую же прочность имеют
парные угловые швы в тавровых соединениях, выполненных
автоматической сваркой, при полном проплавлении стенки. Приварка к элементу
дополнительных деталей (выступающих фасонок, ребер и т. п.)
отрицательно сказывается на вибрационной работе элемента. Разделка
кромок не влияет на вибрационную прочность, но для конструкций,
работающих на вибрационную нагрузку, совершенно обязательна подварка
корня шва.
Повышению вибрационной прочности служат все мероприятия по
снижению концентрации напряжений в соединениях, приведенные
выше. Помимо формы и вида шва на вибрационную прочность оказывают
большое влияние дефекты сварки и основного металла, а в соответствии
с этим и технология сварки. В качестве основного металла обычно
применяют стали спокойной плавки, поставляемые по группе В.
Непровары и пористость швов сильно снижают вибрационную
прочность соединений, и поэтому следует делать швы более плотными,
т. е. применять автоматическую сварку. Таким образом, автоматическая
сварка должна быть основным видом соединений конструкций,
работающих на вибрационную нагрузку. ^
Вибрационная прочность понижается с увеличением областей
напряженных (переохлажденных) структур в околошовной зоне. В
соответствии с этим следует так подбирать технологический процесс, чтобы
размер этих зон был наименьшим; при низких температурах следует
избегать сварки.
Ударная вязкость металла шва, регламентированная ГОСТ 9467—60,
составляет для электродов Э42 и Э46 80 Дж/см^. а для электродов
Э42А и Э50А — соответственно 140 Дж/см^. Однако ударная вязкость
сварных швов обычно ниже и неодинакова для разных точек зоны
термического влияния шва; для некоторых зон с переохлажденной или
крупнозернистой структурой она имеет весьма низкие значения. Сварные
соединения, выполненные на морозе, имеют обычно пониженные
значения ударной вязкости, что еще раз подтверждает нерациональность
сварки на морозе. При работе на вибрационную нагрузку часто
приходится уменьшать (возможные для сварных соединений) напряжения
вследствие пониженного значения вибрационной прочности по сравнению
с пределом прочности основного металла.
В соответствии с § 3, п. 9, гл. П1 это снижение производят
умножением расчетного сопротивления сварного шва R"^^ на коэффициент
уменьшения напряжений при вибрационной нагрузке у^1.
1. В случаях, когда наибольшее по абсолютному значению
напряжение является растягивающим,
V = c/(a —бр). (V.13)
2. В случаях, когда наибольшее по абсолютному значению
напряжение является сжимающим,
у = с/(Ь — ар), {V.14)
где р=Омия/сГмакс; Омян И Омако — Наименьшее и наибольшее по абсолютнрму
значению напряжения, вычисленные от нормативной нагрузки без учета коэффициентов
123
динамичности и коэффициента <р; а w b — коэффициенты кенцентрацни напряжений,
принимаемые по СНиП в зависимости от группы элемента или соединения
конструкции; с — коэффициент, зависящий от числа циклов нагрузки на конструкцию за
время ее эксплуатации
§ 5. КОНСТРУКТИВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ К СВАРНЫМ СОЕДИНЕНИЯМ
Чтобы добиться высокого качества сварных швов, необходимо
обеспечивать доступ к местам наложения швов с учетом выбранного
способа и технологии сварки. Доступность для выполнения автоматической
и полуавтоматической свар-
гс - п»
/1-639
Вдласть допускаемых размеров балок
НИ обусловливается
габаритом сварочных головок и
тракторов; предельные
размеры стенок и полок балок,
свариваемых сварочным
трактором ТС-17М и
сварочной головкой А639,
приведены на рис. V.16. Чтобы
уменьшить сварочные
напряжения и деформации,
следует стремиться к
наименьшему объему сварки в
конструкции, применяя швы
наименьшей толщины,
полученной по расчету или по
конструктивным
соображениям; необходимо избегать
пересечений швов, близкого
их расположения друг к
другу и образования швами
замкнутых контуров.
Толщина стыковых
швов принимается равной
меньшей из толщин
стыкуемых элементов. Наи-
Рис. V.16. Ра|меры двутавровых сечеинй, допу- меньшая толщина угловых
— —._ ШВОВ принимается по
расчету, но не менее 4 мм (за
исключением швов в
деталях толщиной менее 4 мм)
и имеет градацию 2 мм. В
зависимости от толщины
свариваемых элементов
толщину угловых швов
рекомендуется принимать не
менее, чем указано в
табл. V.5.
Наибольшая толщина
углового шва в зависимости
от толщины соединяемых
элементов может быть
принята /1ш=1,2б (где б
—наименьшая из толщин
свариваемых элементов); наибольшая толщина углового шва вдоль обушка
уголка также может быть доведена до 1,25 (где б —толщина полки
уголка).
Кромки прокатных профилей имеют закругления, и наибольшую
124
екающие сварку трактором ТС-17м и сварочной
головкой А-639
ТАБЛИЦА V.5
Минимальные толщины Аш угловых швов
Толщина более толстого
из свариваемых листов.
мм
Минимальная толщина h
7—10
11—22
23—32
33—50
51 и более
мм, в конструкциях
из сталей класса
С 38/23—
С 44/29
4
6
8
10
12
с 46/33-
С 85/75
6
8
10
12
—
ТАБЛИЦА V.6
Наибольшая толщина угловых швов вдоль кромок
прокатных профилей
Расположение шва
У пера уголков
при толщине полки
б, мм
У полок двутавров
У полок швеллеров
Толщина шва, мм
4
6
До № 14
До № 12
6 1 8
8
До № 16—27
№ 14—27
10
№ 30—40
№30
.0
12
№45
№36—40
12
14
№ 50—70
—
толщину углового шва вдоль этой кромки рекомендуется принимать по
табл. V.6. При ручной сварке за один проход может быть выполнен шов
толщиной до 8 мм, более толстые швы могут быть только
многопроходными; следует избегать таких швов; желательно вообще избегать
угловых швов толщиной более 20—25 мм.
Швы различной толщины сваривают током разной силы, поэтому
для упрощения сварочных работ в одной отправочной марке
желательно иметь не более двух-трех различных толщин швов. Наименьшая
длина углового шва из-за большой концентрации напряжений в начале и в
конце шва должна быть не менее 4 йш и не менее 40 мм.
Наибольшая длина фланговых швов также ограничена и должна
быть не более 60 hm, так как фактические напряжения по длине шва
распределены неравномерно (рис. V.10) и при длинных швах его
крайние участки испытывают перенапряжение, а средние — недонапряжение
против расчетного значения. Это ограничение длины не относится к
швам, в которых усилие, воспринимаемое швом, возникает на всем его
протяжении, например поясные швы в балках.
Конструктивная длийа шва, указываемая на чертеже, принимается
на 10 мм больше расчетной из-за непровара и кратера, которые могут
возникнуть в начале и в конце шва и не способны полноценно работать
в соединении.
В стыковых швах начало и конец шва рекомендуется выводить на
подкладки с последующей их обрезкой и зачисткой.
Напус^ листов в соединениях внахлестку для уменьшения влияния
сварочных напряжений должен быть не менее пяти толщин наиболее
тонкого из соединяемых элементов.
В конструкциях из сталей классов С 38/23—С 52/40,
воспринимающих статические нагрузки, соотношение катетов фланговых и лобовых
швов следует принимать 1:1. В конструкциях, работающих на
динамические и вибрационные нагрузки, а также в конструкциях так
называемого северного исполнения и из сталей классов С 60/45—С 85/75
для уменьшения концентрации напряжений рекомендуется принимать
пологие угловые швы с соотношением катетов 1:1,5, причем больший
катет должен быть направлен вдоль усилия. При соединении листов
разной толщины рекомендуется делать односторонний или
двусторонний скос кромок с уклоном не более 1:5.
§ е. ОСОБЕННОСТИ СВАРКИ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ АЛЮМИНИЕВЫХ
СПЛАВОВ
Сварные соединения конструкций из алюминиевых сплавов не
получили широкого распространения из-за специфических особенностей их
сварки. В основном сварные соединения применяются в конструкциях
из термически неупрочняемых сплавов, АД1М, АМцМ, АМг2М и др.
125
Наиболее распространенной является электродуговая сварка в
среде инертного газа аргона. Аргон, защищая сварочную ванну от
соприкосновения с воздухом, предохраняет ее от образования тугоплавкик
пленок, препятствующих сплавлению металла и затрудняющих сварку
алюминиевых конструкций. Сварку можно вести в струе аргона непла-
вящимся вольфрамовым электродом с подачей голой присадочной
проволоки. Такой способ применяется при сварке изделий небольших
толщин (до 6—8 мм). При сварке изделий больших толщин целесообразен
автоматический способ сварки плавящимся электродом под слоем
специальных флюсов. Сварку часто производят с предварительным
подогревом изделия или двумя электродами, чтобы компенсировать
повышенную теплопроводность алюминия.
Конструктивная форма соединений элементов из алюминиевых
сплавов аналогична конструктивной форме соединений стальных
конструкций. Однако в конструкциях из термически упрочненных сплавов
основной металл в зоне термического влияния сварного шва разупроч-
няется, что необходимо учитывать при расчете соединений. Размер зон
термического влияния и степень разупрочнения основного металла в
них зависят от сплава, способа сварки и сильно колеблются.
Разупрочнение металла при сварке иногда можно уменьшить
повторной термообработкой сварного соединения, однако прием этот не
всегда применим, дорог, а потому используется редко.
Расчетные формулы сварных соединений принимаются такими же,
как для стальных конструкций, а расчетные сопротивления металла
сварных соединений принимаются по СНиП 11-24-74.
§ 7. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИИ
Пример V.I. Рассчитать сварное соединение стальной полосы, работающей па
растяжение встык, выполненное ручной электросваркой с визуальным контролем (рис.
V.17, а). Размер полосы 300X20 мМ, материал полосы ВСтЗпсб, класс С 38/23, растя-
сиваю1дая сила iV»n50 кН, электроды Э42.
Делаем прямой шов встык и проверяем в нем напряжения по формуле (V.l):
'^ = d; = 2-^ = ^^'« ■^"^'^"^ > '' ■^"'"^^^ = ^" •
Так как напряжение в шве получилось больше расчетного для ручной сварки,
работающей на растяжение, то применяем косой шов, равнопрочный основному металлу,
с уклоном граней 2:1.
Пример V.2. Рассчитать стык полосы примера 1 как комбинированное соединение,
прямой стык полосы, усиленный двумя ромбическими накладками сечением 250X6 мм
каждая (рис. V.17, б). По формуле (V.11) определяем напряжение в стыковом шве
'^'-^ГГ^н=-30.2+Г25.0,6=='^'^'^"^'^-^<'^'-"^'--^ = ^"-
Усилие в каждой накладке
Лг„ = oF^ = 12,8-25.0,6 = 192 кН.
Определяем по формуле (V.12) длину угловых швов, необходимых для
прикрепления накладки, принимая /1ш = бв=6 мм: '
N„ 192
2/ш = —=-т—гт = 30,5 см.
Ф''ш)Щ" 0,7-0,6.15
Принимаем два шва по 16 см.
Пример V.3. Рассчитать прикрепление двух уголков из стали ВСтЗпсб класса
С 38/23 к фасонке (рис. V.17, в). Размеры уголков 200X125X12 см, сила,
действующая на уголки, /1^=1500 кН, сварка ручная электродами Э42.
По табл. V.6. определяем наибольшую толщину шва, которую можно допустить иа
пере уголка йш=10 мм, принимаем толщину швов на пере и обушке одинаковой; по
формуле (V.8) определяем суммарную длину швов, прикрепляющих каждый уголок:
__£ш N 1500 _
^'""-фк^)- 2^hJRf " 2-0,7.1.15 -71,4 см.
Принимая прикрепление уголков к фасонке за большую полку, находим длины
швов на обушке уголка /i = 0,65.S/m = 0,65.71,4 = 46,4 см; принимаем 48 см; на пере
'25
уголка ^2= 0,35.2/10 = 0,35-71,4 = 25 см; принимаем 21 — +1 )=2-14 см.
Приме!^ V.4. Рассчитать прикрепление ребра из стали ВСтЗпсб класса С 38/23
угловыми швами к двутавровой колонне иа действие эксцентрично приложенной силы
/V (рис. V.17, г). Действующая сила iV=750 кН, эксцентрицитет ее приложения а=
= 10 см; размеры ребра 500X200X12 мм; ребро приварено к полке двутавра двумя
швами ручной сваркой электродами Э42.
Принимаем /im = 12 мм, /ш=E0—1) см
По формуле (V.6) определяем напряжения среза швов
N 750
^- = -^ШШ: = 0,7.1,2.2E0-1) = ^'' «»^^"'^-
По фор.муле (V.7) определяем напряжения от изгиба швов в их крайних участках:
М Wa 3-750.10
Проверяем шоз на равнодействующую этих напряженпй
F tm + сгш = У^' 1' -+ 12^ = *4,5 кН/с.м2 . 15 кН/см^ = Z?^".
127
Глава VI
БОЛТОВЫЕ И ЗАКЛЕПОЧНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
■'■га
§ 1. виды и ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА БОЛТОВЫХ
и ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
Для соединения элементов металлических конструкций помимо
сварки применяют болты и заклепки. Болтовые и заклепочные
соединения не рекомендуются в конструкциях из сталей высокой прочности, так
как отверстия, присущие этим соединениям, не дают возможности
полностью использовать прочность сталей.
1. Болтовые соединения
Болтовые соединения конструкций появились раньше заклепочных,
и практика применения показала большие их удобства и надежность.
Обычные болтовые соединения менее плотны, чем заклепочные, и дают
большие сдвиги, но болты просты в постановке, не требуют горячих
процессов и специального оборудования,
а потому широко применяются в
монтажных соединениях.
Для строительных конструкций
применяют болты грубой,
нормальной и повышенной
точности, высокопрочные
диаметром от 10 до 30 мм и анкерные
болты диаметром до 90 мм (см.
гл. XIV, § 3). Болты штампуют из
круглой стали; они имеют головку,
тело длиной на 2—3 мм меньше
толщины соединяемого пакета и нарезную
часть, на которую надевается шайба
и навинчивается гайка (рис. VI.1).
Болты грубой (ГОСТ 15589—70*)
и нормальной точности (ГОСТ 7798—
70)* и гайки к ним (ГОСТ 5915—70)
изготовляют из углеродистой стали и
ставят в отверстия (на 2—3 мм
больше диаметра болта), образованные
продавливанием или сверлением в
отдельных элементах. Продавливание отверстий как более дешевое
применяется шире, но возможно оно лишь при толщине листов, не
превышающей диаметр отверстия. Отверстия имеют негладкую
поверхность и черноту — несовпадение отверстий в отдельны}^ элементах, что
ухудшает работу соединений, которое в этом случае относят к
группе С.
Разница в диаметрах болта и отверстия сильно облегчает посадку
болтов и упрощает образование соединения; это серьезное
преимущество таких болтов. Однако неплотная посадка болта в отверстии
повышает деформативность соединения и ухудшает его работу на сдвигающие
силы. Поэтому болты грубой точности рекомендуется применять в
монтажных соединениях для фиксации положения элементов и при работе
на растяжение, конструируя соединение таким образом, чтобы на
болты не передавались большие сдвигающие силы.
Болты повышенной точности (ГОСТ 7805—70*) и гайки к ним
(ГОСТ 5927—70) изготовляют из углеродистой и легированной стали.
128
Гайка
Utaiiffa
Головка
Рис. VI. 1. Болт с гайкой и шайбой
Поверхность ненарезной части тела болта обтачивается и имеет
строго цилиндрическую форму. Диаметр отверстия для таких болтов
не должен отличаться более чем на -\-0,3 мм от диаметра болта
(плюсовый допуск для диаметра болта и минусовый допуск для отверстия
не допускаются); поверхность отверстия должна быть гладкой, что
может быть достигнуто сверлением отверстий в соединяемых элементах
через специальные кондукторы-шаблоны, рассверловкой отверстий до
расчетного диаметра после сборки элементов с ранее образованными
отверстиями меньшего диаметра и, наконец, сверлением отверстий на
проектный диаметр в собранных элементах. Выполненные одним из
этих способов отверстия относят к группе В.
Болты в таких отверстиях сидят плотно и хорошо воспринимают
сдвигающие силы; однако недостаточность сил, стягивающих пакет,
ухудшает его работу по сравнению с соединениями на высокопрочных
болтах или на заклепках. Сложность изготовления и постановки болтов
повышенной точности привела к тому, что соединения на таких болтах
применяются редко.
Высокопрочные болты (ГОСТ 7798—70*) с резьбой по ГОСТ
9150—59* изготовляют из углеродистой стали 35 или из легированной
стали 40Х, 40ХФА и 38ХС и готовые болты термически обрабатывают.
Высокопрочные болты являются болтами нормальной точности, их
ставят в отверстия большего, чем болт, диаметра, но их гайки затягивают
тарировочным ключом, позволяющим создавать и контролировать силу
натяжения болтов. Большая сила натяжения болта плотно стягивает
соединяемые элементы и обеспечивает монолитность соединения. При
действии на такое соединение сдвигающих сил между соединяемыми
элементами возникают силы трения, препятствующие сдвигу этих
элементов относительно друг друга. Таким образом, высокопрочный болт,
работая на осевое растяжение, обеспечивает передачу сил сдвига
трением между соединяемыми элементами, именно поэтому подобное
соединение часто называют фрикционным. Для увеличения сил трения
поверхности элементов в месте стыка очищают от грязи, масла, ржавчины
и окалины металлическими щетками, пескоструйным аппаратом,
огневой очисткой или химическими пастами и не окрашивают.
Увеличение несущей способности высокопрочных болтов можно
получить, если учесть одновременную работу болтов на срез (как
обыкновенных болтов) и работу сил трения соединяемых поверхностей. В этом
случае, однако, необходимо увеличить точность изготовления болтов и
отверстий для них.
Чтобы соединение с накладками с двух сторон работало надежно,
необходима строго одинаковая толщина соединяемых элементов, так
как даже при небольшой разности их толщин плотного прилегания
элементов добиться не удается и силы трения, а следовательно, и несущая
способность болта резко уменьшаются.
Для улучшения работы соединения иногда применяют
комбинированное соединение, в котором соединяемые поверхности склеивают
специальными клеями, а затем стягивают высокопрочными болтами.
Соединения на высокопрочных болтах обладают преимуществами
обычных болтовых соединений в отношении простоты монтажа, не
уступая при этом по качеству работы заклепочным соединениям.
Применяются они в монтажных соединениях ответственных конструкций.
2. Заклепочные соединения
Заклепочные соединения применяют с начала прошлого столетия;
мйоголетняя практика доказала надежность их работы при статических
и динамических воздействиях. Однако перерасход металла в соединени-
9—478 129
ях и их больщая трудоемкость по сравнению со сваркой привели к тому,
что применение заклепок очень сильно сократилось и в настоящее время
на заклепках делают только тяжелые конструкции с многолистовыми
пакетами при действии динамической или вибрационной нагрузки.
Заклепочные соединения могут использоваться В конструкциях из разуп-
рочняющихся при сварке сталей и алюминиевых сплавов.
Заклепки изготовляют из круглой калиброванной стали на
специальных прессах, образующих закладную головку. Типы заклепок
показаны на рис. VI.2. В строительных конструкциях применяют заклепки
диаметром 16, 18, 20, 22, 24, 27 и 30 мм по ГОСТ A0299—10301)—62.
Отверстия в соединяемых элементах образуют цродавлив^нием или
сверлением на 1—1,5 мм больше диаметра заклепки и соответственно
принимают 17, 19, 21, 23, 25, 28,5 и 31,5 мм. В собранных элементах
такие отверстия, имеющие те же недостатки, что и в болтовых
соединениях относятся к группе С и применяются лишь в малоответственных
сооружениях. Улучшить работу соединения можно применением
отверстий, отнесенных к rpyrtne В и выполняемых так же, как ц болтовых
соединениях (см. с. 128). В образованные отверстия вставляют
стержень заклепки, ударами пневматического молотка или давлением
клепальной скобы его осаживают, увеличивая в диаметре, плотно заполняя
отверстие с одновременным образованием замыкающей головки
(pHcVU).
Для плотного заполнения отверстия желательно, чтобы толщина
склепываемого пакета не превосходила пяти диаметров заклепки (семи
t'^(f
Замыкающая' гвлзйкй
^JiUsa
Рис. VI.2, Тяпы стальных заклепок
'а-г-с прлукруглой голоэкой; б-»с полувдтайндр
головкой; в — с йотайной головкой; г — с коническим
стержнем и повышенной головкой
гвявйна
Рис VI.3. Заклепочцое средине-
^ ние
диаметров при примейении заклепок с коническими стержнями и
повышенными головками, ем. рис. VI.2, з). Клепку ведут горячим и
холодным способами. При горячей клепке разогретую до ярко-красного
каления (^я;!800°) заклепку вставляют в отверстие и клепКой образуют
замыкающую головку. Процерс клепки важно окончить при температуре
ниже температуры распаде аустеннта (для углеродистой стали — ниже
^ Я;! 700° С. для низколегированных сталей —ниже t^^WC), так как
при распаде аустенита происходит некоторое увеличение об'^ема стали
(см. гл, И), способное ослабить натяжение заклепок. Поставленная
заклепка, остывая, стягивает соединяемые элементы, что существенно
улучшает работу соединения на сдвигающие силы благодаря
возникающим при этом силам трения.
При холодной клепке, выполняемой только на заводе, металл
заклепки пластически деформируется клепальной скобой, образуя
замыкающую головку. Сила стягивания заклепкой соединяемых элементов
при этом получается значительно меньшей, однако сам процесс клепки
более прост.
130
Материал згаклепок, испытывающий большие пластические
деформации при изготовлений соединения, должен обладать повышенными
пластическими свойствами и позтфму для заклепок применяют специальные
стали — Ст2 заклепочную, имеющую относительное удлинение 26% и
предел текучести 22 кН/см^ и низколегированную сталь 09Г2 с относи-
тельны^м удлинением 18% и пределом текучести 30 кН/см^.
§ 2. РАБОТА И РАСЧЕТ БОЛТОВЫХ И ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
НА СДВИГ ПРИ ДЕЙСТВИИ СТАТИЧЕСКОЙ НАГРУЗКИ
Работа на сдвиг является основным видом работы большинства
соединений, причем в разных соединениях она имеет <^вои особенности.
1. В соединениях на болтах нормальной точности силы
стягивания болтами соединяемых элементов невелики и неопределенны.
Они зависят от неконтролируемой силы затяжки гайки и не могут быть
сильно увеличены из-за недостаточной прочности материала болта на
скручивание и растяжение. Поэтому основу работы таких болтов
составляет непосредственная передача сдвигающего усилия со стержня болта
на стенки отверстия. Работа эта, однако, сильно осложнена
неправильностью формы болта и стенки отверстия; поэтому расчет соединения
носит условный характер. Различают также работу одноболтового и
ч многоболтового соединения. В многоболтовом соединении эти же
неправильности формы брлта и отверстия, а также возможные зазоры между
болтом и отверстием неизбежно приводят к неравномерной работе
отдельных болтов соединения, что учитывают снижением расчетных
сопротивлений материала болтов в многоболтовом соединении, а
правильнее было бы учитывать соответствующим назначением коэффициента
условий работы соединения.
Расчет ведут исходя из возможного вида разрушения соединения по
срезу болта при толстых соединяемых листах или по смятию
поверхности отверстия при тонких листах: ^
а) расчетное ус1}лие, роспринимаемое одним болтом по срезу:
где Пор—число рабочих срезов одного болта (см. ряб. VIA, а); d — наружный диаметр
стержня болта; R^p—расчетное сопротивлеине болтов срезу (табл. VI.1);
необходимое кисло болтов в соедннеинн
п = Л^/[ЛГб], (VI.2)
где N — расчетная сдвигающая сила, действующая на соединетие; '
б) расчет болта на смятие стенки отверстия носит условный
характер, так как в местах передачи усилия с болта на соединяемые листы
отмечается сложно-напряженное состояние (рис. VIA,б).
На этом же рисунке видно, что в точке а резко возрастают
сминающие стенку отверстия напряжения s^ и растягивающие напряжения Оу.
Сминающие напряжения о° могут вызвать преждевременную текучесть
материала, а растягивающие напряжения Оу — разрыв (раскол)
соединяемого элемента, тогда болт «прорежет» его. Б то же вр^мя в точке б
болт практически не передает усилий на стенку отверстия, и в этом
месте возрастание напряжений ож объясняется только обычной
концентрацией напряжений по краям отверстия. Неравномерность работы
материала вблизи отверстия увеличивается в соединениях группы С.
Трудность учета действительного сложно-напряженного состояния привела
к тому, что в расчете принимается равномерное давление болта на
стенку отверстия по всему диаметру болта. Это несоответствие расчета дей-
9* 131
ТАБЛИЦА VI I
Расчетные сопротивления /?", кгс/см^ (кН/см^), болтовых соединений
Соединение
На болтах повышенной
точности, одноболтовое и
многоболтовое
На болтах
нормальной и
грубой
точности
одноболтовое
многоболтовое
Напряженное
состояние
и группа
соединения
Растяжение
Срез В
Смятие В
Растяжение
Срез
Смятие
Растяжение
Срез
Смятие
о ■
0 <и
" Z
« S
0 S
и о «
'Rt
^%
^СМ
Растяжение н срез болтов
из стали классов
4 6* 1 5 6* 1 8 8*
—
—
—
R^ 1700A7)
^ср
1500A5)
'^см
К
^ср
^см
1700A7)
—
—
—
2100B1)
1700A7)
4000D0)
3000C0)
—
4000**D0)
3000**C0)
1
2100B1)
4000**D0)
1300A3) 1500A5) 2500B5)
—
—
—
Смятие соединяемых элементов конструкций
из стали классов
С 38/23 1 С 44/29
—
-
3800C8)
—
—
3800C8)
—
3400C4)
—
—
4700D7)
—
—
4700** D/)
—
—
4200**D2)
С 46/33
—
—
5200E2)
—
—
5200**E2)
—
—
4600**D6)
С 52/40
—
—
6100F1)
~
—
6100**F1)
—
—
—
* Болты изготовляются по гост 1759—70* Класс прочности болтов обозначен двумя числами Первое число, умноженное на 10, определяет 0 , кН/см',
произведение первого числа иа второе дает <s^, кН/см^,
** Расчетные сопротивления только для болтов нормальной точности.
ствительной работе учитывается условным характером расчетных
сопротивлений. Расчетное усилие, которое может быть воспринято одним
болтом по смятию стенки,
[Afg] = d26i?
см,
(VI.3)
где d —наружный диаметр стержня болта; S6 — наименьшая суммарная толщина
элементов, сминаемых в одном направлении; ;?£„ —расчетное .сопротивление смятию
стенки отверстия, принимаемое по табл. VI.1.
дВухсрезные саединенив
N
Рис VI.4. Работа
болта
а — срез болта; б —
1JJ11 смятие стенок
отверстия
Необходимое число болтов в соединении определяют по формуле
(VI.2).
2. Соединения на болтах повышенной точности работают и
рассчитываются аналогично соединениям на болтах нормальной
точности. Однако большая правильность формы болта и отверстия
(отверстие делают по группе В), а также малый зазор между болтом и
отверстием существенно улучшают работу соединения, что учитывается более
высокими расчетными сопротивлениями, одинаковыми для одноболто-
вого и многоболтового соединения.
Рассчитывают такие соединения по формулам (VI.1) — (VI.3) с
подстановкой в них соответствующих расчетных сопротивлений,
приведенных в табл. VI.1.
3. В соединениях на высокопрочных болтах силы стягивания
соединяемых элементов болтов велики, и силы трения, возникающие
133
ТАБЛИЦА VI.2
Значеииа коэффициента трения f в формуле (VI.4)
Способ предварнгельной обработки
(очистки) соединяемых поверхностей
Пневматическая; кварцевым песком
с содержанием ЗЮг не ниже 94%
или металлическим порошком
Химическая; растворами кислот,
травильными пастами
Огневая; многопламенными
горелками на ацетилене
Стальными ручными
металлическими щетками
Без обработки (при частичной
замене заклепок или болтов)
Значение f для соединяемых элементов конструкций
из углеродистой
стат С 3WSS
0,45
0,45
0,4
0,35
0,25
из
низколегированной стали
С 44/29. С 46/33.
С 52/40
0,55
0,5
0,45
0,35
0,25
из высокопрочной
стали С 60/45,
С 70/60. С 85/75
0,55
0,5
0,45
0,4
0,35
между соединяемыми элементами, полностью воспринимают
сдвигающие усилия. Решающее значение в работе соединения имеют сила
натяжения болта и качество поверхностей трения. Расчетное усилие, которое
может быть воспринято одним высокопрочным болтом,
lN6] = Pn^pfm, (VI.4)
где Р — осевое усилие натяжения болта, принимаемое по формуле (VI.5); f —
коэффициент трения, принимаемый по табл. VI.2; »п=0,9—коэффициент условий работы
болтового соединения; Итр — число рабочих плоскостей трения одного болта.
Осевое усилие натяжения болта Р принимают равным 65%
разрушающей нагрузки, отвечающей разрыву болта, и определяют в связи с
этим по формуле
P = 0,66(TbF„x,
(VI.5)
где 0в — временное сопротивление разрыву стали высокопрочного болта после его
термической обработки, устанавливаемое 80 кН/с.м^ для болтов из стали 35, 110 кН/см^
для болтов из стали 40Х и 136 кН/см^ для болтов из стали,40ХФА и 38ХС; Fur —
площадь сечения болта нетто (по резьбе), принимаемая по табл. VI.3.
ТАБЛИЦА VI.3
Размеры болтов нормальной точности и высокопрочных
Диаметр стержня болта
d, мм
Диаметр стержня болта
по нарезке«(о, мм
Рекомендуемый диаметр
отверстия, мм
Площадь сечения
стержня болта Рбр, см^
Площадь сечения болта
Fbt, см'
12
9,8
15
1,13
0,86
A4)
11,5
17
1,54
1,18
16
13,5
19
2,01
1,6
A8)
14,9
21
2,55
1,97
20
16,9
23
3,14
2,49
B2)
18,9
25
3,8
3,08
24
20,3
27
4,52
3,59
B7)
23,3
' 30
5,73
4,67
30
25,7
33
7,07
5,69
примечание. Диаметры в скобках применять не рекомендуется.
134
Предполагается, что продольное сдвигающее усилие между
болтами распределяется равнозиерно.
Таким образом, необходимое число болтов в соединении может быть
определено по формуле
,^JL^ И . (VI.6)
4. Работа заклепочного соединения занимает
промежуточное положение между работой соединений на высокопрочных и
обычных болтах. В заклепочных соединениях силы, стягивающие
соединяемый пакет, а следовательно, и развивающиеся силы трения в
соединении, значительно больше, чем в соединении на обычных болтах. Однако
PaSoma соединения рис. VI.5. Работа заклепки
на сдвиг
♦
■ Заклепка
Этапы '■
работы i д
А—
I этап
й-Ш этапы
Ш зтап
в большинстве случаев эти силы трения недостаточны для полного
восприятия всей сдвигающей силы, действующей на соединение, и по
экспериментальным исследованиям работа соединения протекает в
несколько этапов'.
На I этайе, пока силы трения между соединяемыми элементами не
преодолены, работа соединения тождественна работе соединения на
высокопрочных болтах и тела заклепок не испытывают сдвигающих
усилий (рис. VI.5). Силы внутреннего трения в соединении при
увеличении внешней сдвигающей силы оказываются преодоленными, и
наступает II этап — сдвиг всего соединения на размер зазора между
поверхностью отверстия и стержнем заклепки. На III этапе сдвигающее усилие
в основном передается давлением поверхности отверстия на стержень
заклепки. В соответствии с перемещением элементов соединения
стержень заклепки и края отверстия постепенно обминаются, заклепка
изгибается,, растягивается, так как головки препятствуют свободному
изгибу стержня. Постепенно плотность соединения расстраивается и
силы трения уменьшаются, заклепка переходит в IV этап работы,
характеризующийся упругопластической стадией. Разрушение соединения
происходит от среза заклепки, или от отрыва головки под влиянием
растягивающих и изгибающих заклепку напряжений, или от смятия и выкола
одного из соединяемых элементов.
* Шапиро Г. А. Работа заклепочных соединений стальных конструкций М,
военмориздат, 1949.
Строй-
135
ТАВЛИЦА VI.4
Расчетные сопротивлевия /?•*"', хгс/см^ <к11/см*) жшашоянык соедииеннй >
Напряисениое
состояние
и группа
соединения
Срез В
Срез с
Смятие В
Смятие С
Растяжение
(отрьш
головок)
Условное
обозначение
пзакл
1 '^ср
пза»л
1эзакл
РасчшЬб со]^{>г1г#11влеаие
срезу и растяжению
заклепок BS сталв марок
Ср2
1800—A8)
1600—A6)
•
—
—
1200—A2)
09Г2
2200—B2)
—
—
—
1500—A5)
'ijuNTtno собАЯняемых элшеатов
, ^^вс^укцвй из стали классов
С т/т]
—
4200—
D2)
3800—
C8)
i
С 44/29 1 С 46/33
—
5200—
E2)
—
f
—
—
5800—
E8)
—
—
С 62/40
—
—
68(Х)—
F8)
—
—
Расчет заклепочных соединений также условен и его производят по
формулам (VI. 1)—(VI.3) с подстановкой в них соответствующих
расчетных сопротивлений, приведенных в табл. VI.4. За расчетный
принимается Диаметр поставленной заклепки, равный диаметру отверстия.
§ 3. ДРУГИЕ ВИДЫ РАБОТЫ И РАСЧЕТА БОЛТОВЫХ
И ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИИ
1. Работа и расчет соединений на растяжение
(отрыв головки)
Если внешняя сила, действующая на соединение, направлена
параллельно продольной оси болтов или заклепок^ соединения, то они будут
работать на растяжение; такая работа соединения называется работой
на растяжение или работой на отрыв головок (рис. VI.6,с). Поскольку
pacтягивaющefe усилие направлено вдоль оси болта или заклепки, то
при статической работе соединения качество отверстий и поверхдости
болта или заклепки не играет никакой роли и болты нормальной и
повышенной точности работают на растяжение одинаково (их расчетные
сопротивления равны). Отсюда вывод, что болты повышенной точности
для работы на растяжение использовать нецелесообразно как более
дорогие; редко используют для работы на растяжение и болты
высокопрочные, так как повышенная прочность их материала не может быть
полностью использована из-за недостаточной прочности материала
соединяемых элементов под головкой болта.
Интересно отметить, что начальные натяжения болтов и заклепок
не сказываются на их несущей способности на растяжение.
Объясняется это тем, 4io начальные напряжения болтов и заклепок являк)тся
напряжениями внутренними, уравновевденными силами сжатия между
соединяемыми элементами (рис. VI.6,а). Прикладывая внешние силы
N^ соединяемым элементам, будем постепенно заменять_ими силы
сжатия между элементами, не нарушая равновесия болт — заклепка —
элемент. При этом плотность соединения нарушена не будет. Только когда
впещнне силы Л^ начнут превышать внутренние начальные усилия
стягивания болта или заклецки, монолитность соединения нарушится и
136
растягивающее усилие в .болте или в заклепке начнет увеличиваться.
Таким образом, прочность соединения определяется прочностью
материала болтов или заклепок на растяжение независимо от сил
начального натяжения болта или заклепки.
В соединениях, работающих на отрыв, усилия к болтам или
заклепкам часто бывают приложены с эксцентрицитетом (рис. VI.6,б), что
заставляет принимать коэффициент условий работы соединения меньше
единицы и снижать расчетные сопротивления. Расчетное усилие по рас-
")
Ж
Ji
лир
Е
\ N
2Г
"^Шз^
2лиа
■ \„,||,^ у
( Рис. VI.6. Работа болтов и заклепок на растяжение
о — фланцевое симметричное соединение; 6 —
несимметричное соединение
тяжению, которое может быть воспринято одним болтом или заклепкой,
определяют по формуле
\^Л = РпЛ^
(VI.7)
где Put — площадь нетто сечения стержня, болта или заклепки, принимаемая для
болтов по табл. VI.3, для заклепок Рнг—п(Р14 (где d —диаметр отверстия); J?p
—расчетное сопротивление растяжению принимается для болтов по табл. VI.1, для
заклепок — по табл. VI.4.
Необходимое число болтов в соединении, работающем на действие
растягивающей силы Л^, приложенной к центру соединения (когда все
болты работают одинаково), определяют по формуле
При одновременном действии сил, сдвигающих и растягивающих
соединение, прочность его проверяют раздельно на сдвиг по формулам
(VI.1).—(VI.3), а на растяжение — по формулам (VI.7) и (VI.8).
2. Работа и расчет соединений на сдвиг
при повторных нагрузках
А. Работа соединений при нагрузке с перерывами. Работа
соединений иа действие повторных нагрузок имеет несколько разновидностей.
1. Если силы стягивания соединения болтами или заклепками
велики и внешние повторные нагружения не преодолевают сил трения,
возникающих при этом между соединяемыми элементами, то соединение
сохраняет свою монолитность и работает упруго, как основной металл.
Так работают соединения на высокопрочных болтах и на заклепках,
если силы внутреннего трения в них не преодолеваются силами сдвига.
2. Если силы стягивания соединения на заклепках и на болтах нор-
137
мальной и повышенной точности невелики и силы внутреннего трения F
преодолеваются в соединении внешними сдвигающими силами, тЬ
соединение начийает работать как упругопластическое тело (рис. VI.7).
Если такое соединение довести до развития пластических деформаций
(преодолеть силы внутреннего трения), а aateM разгрузить, to пока не
будет преодолено внутреннее трение в обратном иаяравлении,
разгрузка произойдет по упругому'закону (первоначальные- остаточные
деформации соединения при этом сохрайятся). Упругий аакон будет
распространяться не на разгрузку F, как при первом нагружении, а на 2F, что
может быть объяснено особенностями природы сухого трения (рис.
VI.7,б). Таким образом, соединение при повторных нагружениях и
разгрузках сдвигающей силой N, не превышающей удвоенной силы трения
2F, претерпев первые неупругие сдвиги, в последующем будет работать
упруго. Таким Образом, повторные нагружения как бы увеличивают
область упругой работы соединения в 2 раза. Это сильно уменьшает де-
формативность соединений после первых нагружении.
При повторных нагрузках и разгрузках соединения усилием N>2F
трение в соединении будет каждый раз преодолеваться и на
диаграмме «нагрузка — деформация» образуется петля гистерезиса
циклической работы соединения (рис. VI.7,а). Если фиксировать только начаЛь-
Петля
гистерезиса
^^ттт^
^
Рис. VI.7. Работа
заклепочного или болтового
соединения при
повторных нагрузках
а — диаграмма работы:
I—JV — схема перемещений
двух Полос при сухом
трении
ную И конечную точки петли гистерезиса, то получается впечатление,
что соединение работает упруго, но его приведенный модуль упругости
Е' меньше модуля упругости материала, т. е. соединение оказывается
более податливым, чем материал конструкции. Естественно, что чем
больше силы внутреннего трения в соединении F, тем больше зона
упругой работы соединения и меньше его податливость. Это еще раз
показывает желательность увеличения сил стягивания соединения
болтами или заклепками и объясняет меньшую деформативность заклепочных
соединений по сравнению с болтовыми (кроме соединений на
высокопрочных болтах). Явление это расчетом не учитывается, но может быть
учтено при определении деформативности сооружения.
Б. Работа и расчет соединений при вибрационной нагрузке. В
соединениях, работающих на вибрационную нагрузку, применяют заклепки
или высокопрочные болты.
При непрерывной повторной вибрационной нагрузке соединение
работает упруго, так как размер изменения Усилий обычно меньше
значения сопротивлений трения. Упругая работа соединения не способствует
выравниванию усиIий между болтами или заклепками соединения, и
крайние болты или заклепки работают сильнее средних.
Отверстия в соединении и^сложно-напряженное состояние материала
около отверстий (рис. VIA, б) способствуют концентрации напряжений
и появлению пиковых напряжений. Оба эти явления понижают
вибрационную прочность соединения по сравнению с вибрационной прочно-
138
стью осиовного материала вне соединения и создают условия для
проявления' усталости металла.
Реже разрушаются от усталости заклепочные или болтовые стержни.
Они разрушаются в местах концентрации напряжений, т. е. в местах
примыкания стержня к головке или в средней, обминаемой краями
листа части стержня.
Снижение вибрационной Прочности соединения учитывают
снижением расчетного сопротивления материала, умножением его на
коэффициент v в формулах (VI.1), (VI.3), (VI.5) и (VI.7).
Коэффициент v^l снижения расчетных сопротивлений
определяется согласно указаниям п. 9, § 3, гл. III.
§ 4. КОНСТРУИРОВАНИЕ БОЛТОВЫХ И ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИИ
1. Типы болтовых и заклепочных соединений
Различают две конструктивные разновидности соединений — стыки
и прикрепления элементов друг к Другу.
Листовой металл можно соединять встык с применением
двусторонних (рис. VI.8,а) и односторонних накладок (рис. VI.8;б).
а)
Л
—ф т~и—^—ф ф'
-C^lfefefe
л -j-w-^-p^
ж
^^=-
чн-нк
4> и
1
||
<>-
Jt
^^s
е
Рис. VI.8. Стыки листового металла
а ^ симметричный; б — несимметричный
Двусторонние накладки, обеспечивающие симметричную передачу
усилия, предпочтительнее. Стыки с односторонней накладкой дают
эксцентричное соединение, в котором силовой поток отклоняется от своего
первоначального направления, возникают изгибающие моменты, и
необходимое по расчету число болтов или заклепок увеличивают в этом
случае на 10%. При соединений листов неодинаковой толщины разницу
Их толщины компенсируют постановкой прокладок, причем число болтов
или заклепок, работающих через прокладку, должно быть также
увеличено на 10% против расчетного-
Стыки профильного металла (рис. VI.9) выполняют накладками:
уголки — уголковыми, двутавры и и^веллеры — листовыми. Благодаря
значительной жесткости самого соединяемого профиля эксцентрицитет
139
прикрепления односторонних накладок слабо сказывается на работе
соединения, в связи с чем число болтов или заклепок против расчетного
не увеличивается.
Элементы прикрепляют внахлестку (рис. IV.10). Для работы
соединения предпочтительнее симметричное прикрепление элементов с двух
сторон (рис. VI.10,а). При одностороннем прикреплении жесткого
элемента к гибкому, например уголка к фасонке (рис. VI.10,б), появляется
тк7а§ка i'a^a§KU Прокладки цт
Фаска / ^аски 7^
, I—~.,.,__^ Рис. VI9. Болтовые и клепаные стыки
*'■' /. Т^'П прокатных профилей
\ ц JL^' у \ > WMF Рис. VI. 10. Прикрепления элементов
^s^ / / \/^ й — симметричное; б — несимметричное:
^ч / в —с коротышами
эксцентрицитет, что требует увеличения числа болтов или заклепок
соединения на 10% против расчетного.
Если возможная длина прикрепления элемента ограничена, то часть
болтов или заклепок располагают на специальных коротышах (рис.
VI.10,в). Из-за увеличения пути передачи усилия через коротыш и
большей деформативности соединения число болтов, или заклепок на
одной из полок коротыша увеличивают на 50% против расчетного.
При конструировании болтовых и заклепочных соединений следует
стремиться к применению болтов или заклепок одного диаметра в
пределах каждого конструктивного элемента и к наименьшему числу
диаметров болтов или заклепок во всем сооружении.
Наибольшее применение находят в конструкциях средней мощности
болты и заклепки диаметром 20—24 мм, а р тяжелых конструкциях
диаметром 24—30 мм.
В конструкциях, толщина соединяемого пакета которых превышает
пять диаметров заклепки или семь диаметров при заклепках с
коническим телом и повышенной головкой, следует применять болты
повышенной точности.
140
2. Размещение болтов и заклепок
При конструировании соединения следует стремиться к наилучшей
передаче усилия с одного элемента на другой кратчайшим путем при
одновременном обеспечении удобства выполнения соединения. В стыках
и узлах прикреплений (для экономии материала накладок) расстояние
между болтами и заклепками должно быть минимальным.
01
")
i) Минимамндге расстояния
Рядобое раеположеиие
Шахматное
расположение
^-^-^H^'t^T L*
ч;:^;:;
Н5,
^aL
-I
Шаг
2) Максимальные расстаяиия
Sрастянутт злементах
Х^Ш
8 сжатых злементах
N
гчв
'Id
ва
ЦТ
ф
OKatiMflPvuiuu
уголок
N N
12а
186
М.
8S^
ва
т
N
^h^
^
и
ГЁ(=
Рис. VI.и. Размещение отверстий
о — в листовом металле; б — в профильном м^еталле
ТАБЛИЦА VI.5
Размещение болтов и заклепок
Характеристика
Размер расстояния
в конструкции из стали
Расстояние между центрами болтов и заклепок в любом
направлении: ,
а) минимальное:
для болтов ...Jiss
» заклепок
б) максимальное в крайних рядах при отсутствии
окаймляющих уголков при растяжении и сжатии . . .
в) максимальное в средних рядах, а также в крайних
рядах при наличии окаймляющих уголков:
при растяжении
» сжатии
Расстояние от центра болта или заклепки до края
элемента:
а) минимальное вдоль усилия
б) минимальное поперек усилия:
при обрезных кромках
» прокатных »
в) максимальное ',
3d
Ы
Ы или 126
\Ы или 246
\Ы или 186
Ы
\,bd
\,2d
Ad или i
Здесь d —диаметр отверстия; 6 —толщина более тонкого наружного листа пакета.
141
в слабо работающих — связующих, конструктивных соединениях
расстояние должно быть максимальным, чтобы уменьшить число
болтов или заклепок.
Болты и заклепки располагают в соединении йо Прямым линиям —
рискам, параллельным действующему усилию. Расстояние между
двумя смежными рисками называется дорожкой, а расстояние между
двумя смежными по риске болтами или заклепками — шагом (рис.
VI.11).
Расстояние между центрами болтов и заклепок принимают по табл.
VI.5 и рис. VI.11. Минимальное расстояние, указанное в табл, VI.5,
определяют условиями прочности основного материала. Максимальное
расстояние определяют устойчивостью сжатых частей элементов в
промежутках между болтами и заклепками или условием плотности
соединения растянутых элементов во избежание попадания в щели влаги и
пыли, способствующих коррозии элемента.
В профильных элементах — уголках, двутаврах, швеллерах
положение рисок и возможные диаметры отверстий для болтов и заклепок
должны отвечать требуемой прочности элемента и практической
возможности постановки болтов и заклепок в соединениях. Риски на
профильных элементах см. в прил. 22.
§ 5. ОСОБЕННОСТИ СОЕДИНЕНИИ КОНСТРУКЦИИ
ИЗ АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ
В конструкциях из алюминиевых сплавов также применяются
стальные и алюминиевые болты нормальной и повышенной точности.
в}
\\[Щ;{\ «I'Ai! '\rmi' iirfii'
Гф] и1/^«. ih'^Wtt liU'^.iu
Рис. VI. 12. Алюминиевые заклепки с искусственным натяжением
Алюминиевые болты изготовляют из специальных сплавов.
Высокопрочные болты для конструкций из алюминиевых сплавов изготовляют
из стали. При постановке высокопрочных стальных болтов нельзя
допускать непосредственного контакта стали и алюм'иниевого сплава, так
142
как в местах их соприкосновения возникает интенсивная
электрохимическая коррозия. Во всех случаях применения стальных болтов шайбы и
сами болты должны быть кадмированы или оцинкованы.
Для заклепочных соединений конструкций из алюминиевых сплавов
применяют холодную клепку алюминиевыми заклепками, так^как
мягкость алюминия способствует легкому заполнению отверстия-стержнем
заклепки и образованию ее замыкающей головки.
Большое распространение в конструкциях из алюминиевых сплавов
получили болты с обжимными кольцами — лок-болты (рис. VI.12).
Стержень лок-болта изготовляют из жесткого сплава Д18п-Т или В65-Т,
он имеет большую длину и снабжен со стороны свободного конца
рифами. Стержень вставляют в отверстие и на него надевают обжимное
кольцо из пластичного сплава. Пистолет-заклепочнйк захватывает за
рифы свободный конец ст'ержня, сильно его натягивает, и, прижимая
обжимное кольцо к соединяемым деталям, обжимает его на рифах
стержня, образуя замыкающую головку. После этого заклепочник
отрывает выступающий конец стержня. Все операции по поставке лок-
болта выполняются автоматически. В настоящее время применяют лок-
болты диаметром в, 8, 10, 12 и 14 мм.
Работа и расчет болтовых и заклепочных соединений не отличаются
от работы и расчета стальных болтов [формулы (VI. 1) — (VI.8)].
Однако необходимо учесть специфические особенности соединений
конструкций из алюминиевых сплавов (См. СНиП 11-24-74).
§ 6. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА БОЛТОВ И ЗАКЛЕПОЧНЫХ
СОЕДИНЕНИИ
Пример VI.1. Требуется запроектировать стык листов сечением 500X12 мм из
„стали ВСтЗ класса С38/23. На стык действует растягивающее усилие iV=950 кН.
Стык проектируем симметричным на двух накладках толщиной 6=8 мм каждая
(рис VI.13, а). Проектируем стык в двух вариантах.
А. Стык осуществляем на болтах нормальной точности диаметром d~20 мм из
стали 5.6. Отверстия для болтов d=23 мм просверлены в листах и накладках по
кондукторам. Определяем несущую сйоеобаость одного болта, имеющего два рабочи»
среза: по срезу болта — формула (VI.1)
л(В л Я?
1Л^б] = «ср— < = 2 — 15 = 94.2 кН.
где ^ср=*15 кН/см8 из табл. VI.1, по смятию листа —формула (VI.3)
[JVg] = d26;?^'=2.1,2.34 = 81,5 Ш,
где принято 2б=бл = 12 мм, так как 2бн=2-8=16 мм>12 мм; R^^=34 кН/см^ по
табл. VI.1.
Несущая способность болта по смятию оказалась меньше, чем по двойному срезу,
так как бл<0,65 d и расчетным является смятие болта. Число болтов на
полунакладке определяем по формуле (VI.2):
N 950
Принимаем два ряда по шесть болтов в каждом (рис. VI.13, а). Проверяем несущую
способность листа, ослабленного отверстиями для болтов,
N = Fs^R= 1,2E0—6.2,3J1 = 960 кН > 950 кН.
Ослабление листа
6-2,3
-g^ 100 = 24%.
143
Б. Осуществляем тот же стык на высокопрочных болтах d=20 мм из стали 40Х,
имеющей ав = 110 кН/см^. Поверхности стыка очищаем ацетиленовым пламенем.
Определяем по табл. VI.2, что /=0,4, и по табл. VI.3, что площадь сечеиия болта по
нарезке fHT=2,49 см2. По формуле (VI.4) определяем несущую способность одного
болта, помня, что стык имеет две накладки и трение осуществляется по двум
поверхностям гетр=2:
[Л/б) = Игр Pfm,
где Р=0,65 сгв^нт=0,65'110-2,49=178 кН —сила натяжения болта; теперь [Л'б] =
= 2-178-0,4-0,9 = 128 кН. Необходимое число болтов для передачи усилия Л^=950 кН
будет «=950/128=7,4 шт.; принимаем два ряда по четыре болта. Диаметр отверстий
по табл. VI.3 d=23 мм. Проверяем несущую способность ослабленного сечення листа
Л^ = /=•„/?= 1,2E0 —4.2,3J1 = 1060 кН> 950 кН.
4-2,3
Ослабление листа _. .100=18,4%, что меньше, чем в соединении на болтах нор-
50
мальнои точности.
а)
N
л I—11 ' I—(н
4 1 (^-TfH' >У
80
.^
■<| ' 'tf~' ' ' ^
too,.
дО
й-й
-J'
t -б
т
, :
±tt±iil
-ч^—I
Рис. VI. 13. Примеры соединений
Пpимe^^ VI.2. Рассчитать прикрепление уголка Ы25Х125Х10 к листу фасонки
6=14 мм на заклепках d=23 мм [диаметр поставленной заклепки см. на рис. WJ|3, б]
Материал конструкций сталь класса С38/23, материал заклепок Ст2закл. На уголок
действует усилие Л/=350 кН. Отверстия в уголке и фасовке образованы продавлива-
нием —группа С.
По формуле (VI. i) определяем расчетное усилие, воспринимаемое одной
заклепкой:
по срезу:
1^закл]
пзакл
я.2.3?
1 ^.16 = 66,4кН,
где R
ср
:1б кН/см2 по табл. VI.4;
по смятию уголка, формула (VI.3):
1^закл] = rf26i??r = 2.3. Ь38 = 87.5 кН,
где Rl^ =38 кН/см2 по табл. VI.4.
Расчетным оказался срез заклепки.
Число заклепок определяем по формуле (VI.25:
N 350
"~ [Л/эакл] 6,4"
^5,3 шт.
Так как уголок крепят к фасрнке за одну полку и соединение несимметрично, то
число заклепок необходимо увеличить на 10%.
144/
Число заклепок прикрепления
п = 1,1-5,3 = 5,8 шт.
Принимаем б шт. и располагаем их в шахматном порядке по рискам, см. прил. 22
(рис. VI. 13, б).
Пример VI.3. Рассчитать прикрепление верхнего пояса стропильной фермы к
колонне на болтах грубой точности. Конструкция прикрепления представлена на
рис. VI.13, в Расчетное растягивающее усилие в поясе Л^=150 кН, материал
конструкций сталь класса С38/23. Принимаем болты d=20 мм из стали 4.6. Расчетное усилие
одного болта на растяжение по формуле (VI.7)
Щ = ^ит'^Р = 2'4^• 17 = 42.3 кН,
где FsT—2,49 см^—плош;адь сечения болта по нарезке из табл. VI.3;
Rp =17 кН/см2—расчетное сопротивление болта на растяжение из табл. VI.1.
Число болтов прикрепления по формуле (VI.8) «=150/42,3=3,65 шт.;
принимаем 4 шт.
Диаметр отверстия 23 мм назначаем по табл. VI.3.
Глава VII
БАЛКИ И БАЛОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА БАЛОЧНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Балки широко применяют в конструкциях гражданских,
общественных и промышленных зданий, в балочных площадках, в междуэтажных
перекрытиях, в мостах, эстакадах, в виде подкрановых балок
производственных зданий, в конструкциях гидротехнических шлюзов и затворов
и в других сооружениях.
Широкое распространение балок определяется простотой
конструкции, простотой изготовления и надежностью в работе.
Наиболее рационально применять сплошные балки в конструкциях
небольших пролетов — до 15—20 м. При увеличении нагрузки область
рациональных пролетов увеличивается; известны примеры применения
сплошных подкрановых балок пролетом 36 м и более. Такие балки
часто бывают двустенчатыми, т. е. имеют коробчатое сечение.
В автодорожных и городских мостах пролеты сплошных балок
достигают 200 м и более.
1. Типы балок
Основным типом сечения металлических балок является двутавровое
симметричное. Мерой эффективности, т. е. выгодности сечения балки
как конструкции, работающей на изгиб, является отношение момента
сопротивления к площади сечения, равное ядровому расстоянию р=
= W/F. Сравнение ядровых расстояний круглого, прямоугольного и
двутаврового сечений, приведенцое на рис. VII.1, показывает, что
двутавровое сечение выгоднее прямоугольного в 2 раза и круглого в 3 раза,
так как в этом сечении распределение материала наилучшим образом
соответствует распределению нормальных напряжений от изгиба балки.
Поэтому металлические балки конструируют главным образом
двутаврового сечения, чему способствует хорошая работа металла на
скалывание, позволяющая делать стенку балки достаточно тонкой.
В зависимости от нагрузки и пролета применяют балки
двутаврового и швеллерного сечения, прокатные или составные — сварные или
клепаные (рис. VII.2). Предпочтительны прокатные балки как менее
10—478 145
трудоемкие, но ограниченность сортамента Делает невоз!У1оЖНЫМ их
применение при больших изгибающих моментах.
Применяются в строительстве тонкостенные балки, балки из гнутых
профилей, прессованные, составные из алюминиевых сплавов, а также
бистальные балки, т. е. балки, сваренные из двух марок стали, и балкИ
предварительно-напряженные.
рф-^т
Рис. VII.l. Сравнение типов сечений балок
Чаще применяются балки однопролетные, разрезные — они наиболее
просты в изготовлении и удобны для монтажа. Однако по затрате
металла они менее выгодны, чем
а}
^SP
Ь»
^Л
—-^
'I
ПойС
—Стенка
Поясные
щюми
I 1 6Д
стенка
Гйцпэзшвльные
лШпш
Рис. V1I.2. Сечения балок
в -^ прокатные;
б •» преесойанйые; в — свйрные;
г —клепаные
нфазрезные и консольные.
Неразрезные балки благодаря
наличию опорного момента,
разгружающего основные
моменты в пролетах, более
экономичны по затрате
материала. Их большая
чувствительность к изменениям
температуры и осадкам опор, а также
рекомендация делать крайние
пролеты меньше средних для
сохранения постоянства
сечения делают их конструкциями
индивидуальными,
немассовыми, а применение их —
сравнительно редким, однако они
часто применяются в
автодорожных и городских мостах.
2. Компоновка балочных конструкций
При проектировании конструкции балочного перекрытия, рабочей
площадки цеха, проезжей части MOcta или другой аналогичной
конструкции необходимо выбрать систему несущих балок, обычно
называемую балочной клеткой.
Балочные клетки подразделяют на три основных типа: упрощенный,
нормальный и усложненный (рис. УП.З).
В упрощенной балочной клетке (рис. УП.З, а) нагрузка на
перекрытие передается через настил на балки настила, располагаемые обычно
параллельно меньшей стороне перекрытия на расстояниях а (шаг
балок) и через них на стены или другие несущие конструкции,
ограничивающие площадку. Из-за небольшой несущей способности настила
поддерживающие его балки приходится ставить часто, что рационально
лишь при небольших пролетах их. При частом размещении длинных
балок возникает противоречие между получаемой мощностью и
требуемой жесткостью, что неэкономично. Поэтому в нормальной балочной
146
клетке (рис. VIL3, б) нагрузка с настила передается на балки настила,
которые в свою очередь передают ее на главные балки, опирающиеся
на колонны, стены или другие несущие конструкции, ограничивающие
площадку. Балки настила обычно принимают прокатными.
В усложненной балочной клетке (рис. VII.3, в) вводятся еще
дополнительные, вспомогательные балки, располагаемые между балками
настила и главными балками, передающими нагрузку на колонны. В этом
типе балочной клетки нагрузка передается на опоры наиболее
длительным путем. Чтобы снизить трудоемкость, балки настила и
вспомогательные балки обычно принимаются прокатными.
гр &ати настила ^д Ьйпни настила g) Ьйлкииатала
71U/.'//}/im77<7Z
r^aSf/b/e faituu
Главные балки
Рис. VII.3. Типы балочных клеток
о—. упрощенная; б —нормальная; s — усложненная
СтальшЛ
, частил ЖелезабШптшё
\
р-| J ^
1
1 :l.j
Стсшьява .„__
настил Валки
ииипш! настала
Рис. VII.4. Сопряжения балок
а — поэтажное; б — в одном уровне; в — пониженное
Выбор типа балочной клетки связан и с вопросом о сопряжении
балок между^ собой по высоте.
Сопряжение балок может быть этажное, в одном уровне и
пониженное.
При этажном сопряжении (рис. УП.4, а) балки, непосредственно
поддерживающие настил, укладываются на главные или
вспомогательные. Это наиболее простой и удобный в монтажном отношении способ
сопряжения балок, но он требует наибольшей строительной высоты. При
сопряжении в одном уровне (см. рис. УП.4, б) верхние полки балок
настила и главных балок располагаются в одном уровне, а на них
опирается настил. Этот способ позволяет увеличить высоту главной балки при
заданной строительной высоте перекрытия, но существенно усложняет
конструкцию опирания балок.
Пониженное сопряжение (рис. VII.4, в) применяется в балочных
клетках усложненного типа. В нем вспомогательные балки примыкают
к главной ниже уровня верхнего пояса главной, на них поэтажно
укладывают балки с настилом, которые располагаются над главной балкой.
Этот тип сопряжения, так же как и сопряжение в одном уровне,
позволяет иметь наибольшую высоту главной балки при заданной
строительной высоте перекрытия.
Основные размеры балочной клетки в плане и по высоте, т. е.
полные размеры площадки, расстояния между промежуточными опорами-
колоннами, высота помещения под перекрытием и отметка верха насти-
10*
147
ла (разница между которыми определяет возможную строительную
высоту перекрытия) обычно задаются технологами или архитекторами
исходя из требований размещения оборудования и удобной
эксплуатации помещений.
Главные балки обычно опирают на колонны и располагают вдоль
больших расстояний между ними.
Расстояние между балками, непосредственно поддерживающими
настил а (рис. VII.3), определяется несущей способностью настила и
обычно бывает 0,6—1,6 м при стальном и 2—3,5 м при железобетонном
настиле.
Расстояние между вспомогательными балками обычно назначается
в пределах 2—5 м, и оно должно быть кратно пролету главной балки.
При выборе этого расстояния надо стремиться получить минимальное
число вспомогательных, причем прокатных балок. Установив
направление, пролет главных балок и расстояние между балками настила,
выбирают тип и компонуют балочную клетку таким образом, чтобы общее
число балок было наименьшим, балки под настилом и вспомогательные
балки были прокатными, а сопряжения между балками были
простыми и удовлетворяли имеющейся строительной высоте перекрытия.
При этом следует принимать наиболее простой тип балочной клетки
с наиболее коротким путем передачи нагрузки на опоры.
Таким образом, выбор рационального типа балочной клетки и типа
сопряжения балок в ней зависит от многих факторов, и
целесообразность выбора для данных конкретных условий может быть устйновлена
только сравнением возможных вариантов конструктивного решения.
При свободной планировке балочной клетки, когда расстояние
между промежуточными колоннами не задано или может быть очень
небольшим, определение пролетов балок становится
технико-экономической задачей, для решения которой могут быть использованы
следующие принципы:
а) принцип полного использования несущей способности
перекрывающей конструкции; в этом случае задаются наиболее удобным
размером сечения балки (например, распространенным номером прокатного
двутавра) и исходя из действующей на нее нагрузки определяют
расстояния между балками или пролет, при котором эта балка может быть
полностью использована; этот пролет может быть заменен в сторону
уменьшения при увязке размеров всей балочной клетки с размерами
одной ее ячейки и увязке с шагом и пролетом смежных основных
конструкций исходя из требований типизации и унификации конструкций;
б) второй принцип назначения пролета балки чисто экономический и
исходит из того, чтобы стоимость балочной клетки и поддерживающих
ее опор была наименьшей; этот принцип, широко используемый в
мостостроении, определяет оптимальный по стоимости пролет главной балки
при условии равенства стоимостей перекрывающей и поддерживающей
конструкции:
где Соп — стоимость опоры; се — стоимость 1 м длины балки,
3. Настилы балочных клеток
Настилы балочных клеток бывают весьма разнообразными в
зависимости от назначения и конструктивного решения перекрытия. Очень
часто поверх несущего настила устраивают защитный настил, который
может быть из дерева, асфальта, кирпича и других материалов.
В качестве несущего настила чаще всего применяют плоские
стальные листы или настил из сборных железобетонны^х плит.
148
в последнее время начинают использовать щитовой настил,
состоящий из несущего стального листа, имеющего сверху защитный слой и
подкрепленного снизу продольными и поперечными ребрами. Щиты
настила имеют размер до 3X12 м и укладываются на балки перекрытий.
Такой настил индустриален и значительно ускоряет монтаж.
«Г
г 1L
6) -g
шшпшшшпхгппш
Рис. VII.5. Плоский металлический
настил
а —опиранне настила на балки; б —
расчетная схема
Рис. VII.6. Предельная нагрузка
настила с шарнирно закрепленными кромками
по условию прогиба
(},Н/См'
Л
г
\\
\
\
\
[
\
\
\
\
N
Ф
^t
<
1
k—2
ч
4
€
V
k
i
*>*
l_
f 2
~^
40 80 120 too 200 m 280 /S
Полезнай нагрузка настила перекрытий задается равномерно
распределенной, интенсивностью до 40 кН/м^, а предельный относительный
прогиб [fit] принимают в размере не более 1/150—1/200.
А. Плоский стальной настил. Конструкция несущего настила
состоит из стального листа, уложенного на балки и приваренного к ним
(рис. VII.5, а). Расстояние между балками, поддерживающими настил,
определяется его несущей способностью или жесткостью. Наиболее
выгодное рещение по расходу материала получается при минимальной
толщине настила, так как в двутавровых балках, работающих на изгиб,
материал используется лучше, чем в настиле прямоугольного сечения.
Однако увеличение числа балок при тонком настиле резко увеличивает
трудоемкость перекрытия, что нежелательно.
Поэтому для настилов следует использовать листы толщиной 6—
]4 мм. Приварка настила к балкам делает невозможным сближение
опор настила при его прогибании под нагрузкой, что вызывает в нем
растягивающие усилия Н, улучшающие работу настила в пролете (рис.
VII.5,б). Кроме того, приварка защемляет настил, создавая опорные
149
моменты и снижая моменты в пролете настила под нагрузкой. Однако в
запас жесткости защемление обычно не учитывают и принимают опира-
ние настила шарнирно-неподвижным, считая, что в опорном сечении
может образоваться пластический шарнир.
При нагрузках, не превышающих 50 кН/м^, и предельном
относительном прогибе не более 1/150 прочность шарнирно закрепленного по
краям стального настнла всегда будет обеспечена, и его надо
рассчитывать только на жесткость.
Опирание настила на параллельные балки позволяет считать, что он
изгибается по цилиндрической поверхности. Для расчета такого настила
мысленно вырежем из него полоску единичной ширины, закрепленную
по концам неподвижными шарнирами (рис. VII.5,б), и тогда ее прогиб
под нaгpyзкoй^
f = for-r—sm~-, (VII. 1)
1 -{- а I
5 ?/*
где До= 'Zz: • 7^ —балочный прогиб в середине полоски от поперечной нагруз-
384 ExJ
ки q; E\J — цилиндрическая жесткость полоски, т. е. изгибная жесткость, когда
поперечные деформации невозможны; £i= ^ и ц — коэффициент Пуассона (длч
стали ц«0,3); а= -~г- ; Н — сила растяжения полоски (распор); Р».= г~ —
Эйлерова сила; х — расстояние от левой опоры до места определения прогиба; I —
пролет настила.
Воспользовавшись уравнениями С. П. Тимошенко и считая
относительный прогиб пластинки от нормативной нагрузки [///] заданным,
А. Л. Телоян получил уравнение для определения отношения
наибольшего пролета настила к его толщине (//б) из условия заданного
предельного прогиба:
'о
откуда приближенно
32 Ei
5по |?н
(i) =
^-«- Л 4-^1, (VII.2)
15 \ nU-
где (//6)' — искомое отношение пролета йластинки к ее толщине;
na=[l/f]—отношение пролета пастила к его предельному прогибу; д"^ — нормативная нагрузка иа настил.
Искомое отношение (//б) можно также определять по графикам
(рис VII.6), полученным С. Д. Лейтесом" на основе работ С. П.
Тимошенко.
Силу Н, на действие которой надо проверить сварные швы,
прикрепляющие настил к балкам, можно определять по приближенной формуле
jt2 г f -12
Я=«—[^-^j£i6, (VII.3)
где я — коэффициент перегрузки для действующей нагрузки.
' Тимошенко С. П., Войновский-Крнгер С. Пластинки и оболочки. М., Физматгиз,
1963.
* Лейтес С. Д. Упругий и упругопластический изгиб длинных прямоугольных
пластинок с закрепленными кромками. — В кн.; Расчет пространственны.^ конструкций.
(Под ред. А. А. Уманского). Вып. 8. М, Госстройиздат, 1962.
150
Если размеры настила («го толщина б й пролет /) известны, то
проверить его несущую способность и прогиб можно, пользуясь
выражениями:
f = fo
Н
1
1+а
F W '
Н:
n'EiJ
li
а;
М = М„
1
'1+а'
где Мо=G/'/8—балочный изгибающий момент; F
ш
t2
(VII. 4)
(VII. 5)
(VII.6)
(VII.7)
IS и 1F=1SV6 —площадь
поперечного сечения и момент сопротивления полоски настила; а — определяется из
уравнения аA+аJ=3/|/62.
Пример VIM. Требуется определить размеры и рассчитать прикрепление
несущего настила из стали класса С38/23. Дано: нормативная нагрузка равномерно
распределенная, временная нагрузка G^=20 кН/м2=2 Н/сМ^, коэффициент перегрузки я=
1,2, предельный относительный прогиб настила ff/l] =1/150, иастил приварен к
балкам электродами типа Э42. Определяем размеры настила по формуле (VII.2):
4.150/
72'23.10«)
160*. 2
105,
где
Ег-
21•10»
1—0.33
=:23.10вН/см?,
по графику (рис. VII.6J //6 = 108.
Точное решение дает //6 = 107,8.
Принимаем 6 = 12 мм, тогда /=105, 6 = 125 см.
По формуле (VI 1.3) определяем силу, растягивающую настил,
Н= 1,2-^\-^]' .23.10в.1,2 = 3650Н/см = 3,65 кН/см.
4 LloOJ
Расчетная толщина углового шва, прикрепляющего настил к балкам,
Н ' 3,65
Am =■
IH^R^ 0.7. Ы5
:0,35 см,
принимаем ftm=6 мм.
Б. Железобетонный настил. Наряду со стальными настилами в
перекрытиях находят применение в качестве несущего настила
железобетонные плиты (подробное описание их см. в курсе железобетонных
конструкций). При выполнении расчетно-графической работы по стальной
балочной клетке толщину железобетонных плит для определения веса
перекрытия рекомендуется принимать по табл. VII.1.
TAB лиц А VII.I
Толщина железобетонной плиты
Расчетный пролет плкты, и
1,5—2
2—2,5
2,5-3
Тсшщива железобетонной плиты, см,
при временной нормативной нагрузке, кН/м'
15—20
10
12
14
20—25
12
12
14
25—30
12
14
16
30-35
14
16
18
151
§ 2. ПРОКАТНЫЕ БАЛКИ
Типичным профилем прокатной балки является прокатный двутавр
(ГОСТ 8239—72). Сортамент этих профилей в СССР'позволяет
воспринимать одним двутавром изгибающий момент до 1000 кН-м.
В качестве другого прокатного профиля для балок применяется
швеллер (ГОСТ 8240—72). Швеллер асимметричен и скручивается при
изгибе, но он имеет относительно более широкую полку, чем двутавр,
больший момент инерции относительно оси, параллельной стенке, и
лучше работает на косой изгиб. Это делает его основным профилем для
прокатных прогонов скатных кровель.
1. Подбор сечения прокатных балок
По изгибающему моменту, полученному расчетом, определяют
требуемый момент сопротивления балки по формуле
1^.р = ^. (VII.8)
где R — расчетное сопротивление стали изгибу.
Выбрав тип профиля балки по требуемому моменту сопротивления,
по сортаменту подбирают ближайший больший номер балки.
Если действует статическая нагрузка, общая и местная устойчивость
балки обеспечена закреплениями и касательные напряжения в месте
наибольшего изгибающего момента не превышают 0,3 i?, то для сталей
С38/23, С44/29, С46/33, С52/40 разрешается учитывать пластическую
работу материала балки и определять W^p по формуле (см. гл. III, § 3,
п. 4):
1^™ = ""'р при изгибе в плоскости стенки;"
W^ = —siairc jjpjj изгибе в плоскости полок.
(VII.9)
При наличии зоны чистого изгиба и условий, разрешающих
допускать пластическую работу материала, соответствующий момент
сопротивления б^лки принимают равным 0,5 (W+W°").
2. Проверка несущей способности балок
Подобранное сечение балки проверяют на прочность от действия
нормальных напряжений в зависимости от возможности допускать
упругой л а стическую работу балки по формулам:
W
или
•<Л, (VII. 10)
<' = ^^<«. (VII. 10а)
где 1F«"= 1,12 W или 1,2 W, [см. формулу (VII.9)].
Подобранное сечение проверяют на прочность от действия
касательных напряжений по формуле
J8,
152
^^^^^^<^?cp. (VII. 11)
где Qmsko — наибольшая поперечная-сила на onope;-S-—статический момент половины
сечения балки относительно нейтральной оси; /—момент инерции сечения балки;
бот — толщина стенки балки; Rep — расчетное сопротивление стали срезу.
При приложении сосредоточенной нагрузки через полку балки в
месте, не укрепленном ребром (рис. VII.7), стенка балки должна быть
проверена на прочность от местного давления:
°« = -^<^'
(VII. 12)
Прокатная
оалка
где Ом — напряжение смятия в стенке под грузом; Р — расчетная сосредоточенная
нагрузка; б — толщина стенки; z=b-\-2k, где b — длина нагружаемой части балки; k —
расстояние от наружной грани полки прокатной балки до начала закругления стенки
(см. табл. 2, 3 прил. 22) или толщина полки в сварных балках.
Прокатные балки
необходимо проверять также на общую
устойчивость (см. гл. III, § 3,
п. 4). При передаче
распределенной статической нагрузки на
балку через сплошной настил,
непрерывно опирающийся на
ее сжатый пояс, а также для
прокатных двутавров при
отношении свободной расчетной
длины балки к ее ширине, не
превышающем значений, указанных в
табл. VII.4, проверка общей
устойчивости может не
производиться. За свободную расчетную
длину балки принимают
расстояние между точками закрепления
сжатого пояса продольными
связями, поперечными балками или поперечными связями,
препятствующими поперечным смещениям пояса балки.
При недостаточном закреплении сжатого пояса балки ее общую
устойчивость проверяют по формуле
<s = -^<^(R. (VII. 13)
сварная
ffaJm
«..■П.И»11....Н.«...1М1Ч1
Рис. VII.7. Поэтажное опиранне балок
Для балок двутаврового сечения
<Рб =
10',
(VII. 14)
где /ж и 1у — моменты инерции в плоскости наибольшей и наименьшей жесткости
балки, а коэффициент t|) определяется в функции параметра а по прил. 5;
причем
1.54^
''у
(VII. 15)
где /к — момент инерции при кручении, принимаемый для прокатных балок по прил. 12.
При фб>0,85 критические напряжения потери устойчивости
находятся в упругопластической области работы материала, поэтому в
формулу (VII.13) вместо фб следует подставлять фе , принимаемый по
прил. 6.
Проверка устойчивости балок швеллерного сечения имеет свои
особенности и должна проводиться в соответствии с указаниями СНиП.
133
Если при проверке выясняется, что обшая устойчивость балки w
отвечает требованиям, то следует уменьшить расчетную длину сжатого
пояса, изменив схему связей.
Проверки местной устойчивости поясо» и стенки прокатных балок
нормального сортамента не требуется, так как она обеспечивается их
толщинами, принятыми из условий проката.
3. Проверка жесткости балки
Проверка жесткости балки (расчет по И предельному состоянию)
ведется определением ее прогиба по правилам строительной механики,
учитывая упругую работу материала от действия нормативных
нагрузок (без учета коэффициентов перегрузки). Относительный прогиб f/l
балки является мерой ее жесткости; он не должен превышать
нормативного, зависящего от назначения балки:
i<[f]-
(VII. 16)
Если проверка по формуле (УИ.16) не удовлетворяется, то следует
увеличить сечение балки и она будет работать с недонапряжением.
Пример VII.2. Требуется запроектировать конструкцию балочной площадки с
металлическим настилом и размером ячейки 12X6 м (главные балки в этом примере не
рассматриваются) Дано: временная нормативная, равномерно распределенная по
площади нагрузка Pq=2Q кН/м2=2 Н/см^, коэффициент перегрузки и=1,2, материал
ВСтЗкп2, предельные прогибы: для настила [f//]^ 1/150, для вспомогательных балок
[///]< 1/250.
Рассмотрим два варианта компоновки балочной площадки: первый — нормальный
тип балочной площадки (рис. VII.8,а), второй — усложненный тнп (рис. VII.8, б).
Первый вариант. Расчетом иастила (см пример VII.1) определяем "возможное от-
нощение пролета настила к его толщине //6 = 108. Принимаем толщину настила б =
=8 мм, тогда /= 108.0,8=^86 см. Принимаем расстояние между балками настила
а=/=80 см. Вес настила g«=62,8 кг/м2=0,628 кН/м^.
Расчетная нагрузка на балку настила (длина балки 6 м): ,
<?=(«? Po + ngg'')«=(l.2-20-hi.1.0,628H,8= 19,8 кН/м,
Расчетный изгибающий момент
М = ^^ = —= = 89 кН.м = 8900 кН-см,
8 8
Требуемый момент сопротивления
^ 8900 „,„ ,
W_n = ——- = '—- = 378 смз.
'Тр
1,12R 1,12.21
Принимаем двутавр № 27, имеющий Wx = 37l см'; /i = 5010 см*; gr, = 3i,5 кг/м =
=315 Н/м. Проверяем прогиб подобранной балки
д^ = (р8 + g«) а = B0 + 0,628) 0,8 = 16,5 кН/м = 165 Н/см;
5 о«1* 5-165.600*
' / = . ^i-^ = ^^_j^ ^ ^^ 2 4 см = 1/250 ;.
384 EJ 384.2Ы0''.5010
т. е. прогиб недопустим.
Принимаем двутавр № 27а, имеющий Wx = 407 см'; /х = 5500 см*; gi = 33,9 кг/м =
=339 Н/м.
5.165.600* ^2,ЗЗсм<2.4см=1/250Г.
' 384.2Ы0''.5500 • ^ '
Таким образом, принятое сеченне балки удовлетворяет условиям прочности и прогиба.
Общая устойчивость балки обеспечивается настилом, опирающимся на ее сжатый
пояс.
Определяем расход металла на 1 м^ перекрытия:
настил 78,5X0,8=62,8 кг/м";
154
балки настила gi/a=33,9/0,8=42,4 кг/м^.
Всего расход металла 62,8+42,4=105,2 jcr/M^. ^
Второй вариант. Настил принимаем таким же, как в первом варианте компоновки,
расстояние между балками настила а=600/7=85,6 см<86 см.
Пролет балки настила /=4 м, расчетная нагрузка на нее
(?= A,2.20+ 1.Г.0,628) 0,856 = 21,1 кН/м.
Расчетный изгибающий момент
М = -'1'^ = 42,2 кН.м = 4220 кН.см,
8
Требуемый момент сопротивления
42 200
'Р~ 1,12.21
= 180 см».
а}
п
6)
Гб
и
1
1
/2
гН-
V^
и
J<«=/!?
/
S-б
1%-
л-л
I
I
кЛ.
I 111^
эр
шшшшгшпп
''Вспомо1ательI1ые балки
VI
меру Vn.2
А^^ ^ Рис. VII.8. К при-
g
Расчетная \ tiimimmii
схема д - »....-u„i 'д а — нормальная
комет _ ?якт поиовка; 6 — услож-
\ О , ненная компоновка
Принимаем двутавр № 20 lFi = 184 см^; /^=1840 см'; gi = 21 кг/м = 210 Н/м.
Проверяем дрогиб:
q^ = B0 + 0,628) 0,856 = 17,6 кН/м = 176 Н/см;
к,17fi,400*
t= —iLiii! ^ 1 52 см< 1,6 см = 1/250 /.
' 384.21.10». 1840 ' ^ ^'>
Принятое сечение удовлетворяет условиям прочности и прогиба.
Нагрузку на вспомогательную балку от балок настила считаем равномерно
распределенной, так как число балок настила больше 5.
,= [l.2.20+l.l@.628 + ifg)]4 =
100 кН/м.
Расчетный изгибающий момент
100-62
М--
8
= 450 кН.м = 45000 кН.см.
Требуемый момент сопрдтивления
'тр ■
45 000
1,12-21
= 1915 см».
Принимаем двутавр .№ 55 W, = 2000 см^; /« = 55 150 см^ ^i=89,8 кг/м = 898 Н/м;
6=180 мм; ^=16,5 мм.
155
1роверяем прогиб:
g"= 20 + 0,628 +
0,21
0,856
■ 4 = 83 кН/м = 830 Н/см;
/ =
5-830-600*
384-21.1W-55l50
1.21 см<2,4 см—1/250 /.
По табл. VII.5 определяем необходимость проверки общей устойчивости балки:
/6=856/180 = 4,75<19 (по табл. VII.5 при наличии связей в пролете /t/<=550/16,5=
= 33 и /1/6 = 550/180=3,05), т. е. общую устойчивость можно не проверять. Принятое
;ечение удовлетворяет условиям прочности и прогиба; проверка общей устойчивости
5алок не требуется, так как они достаточно закреплены в горизонтальной плоскости
яастилом и поддерживающими его балками.
Всего расход металла 62,8+21/0,856+89,8/4 = 109.8 кг/м2>105,2 кг/м^. По
расходу металла первый вариант выгоднее.
4. Учет пластической работы материала в неразрезных
и заделанных балках
В неразрезных и заделанных балках при образовании шарнира
пластичности в пролете или на опоре система продолжает сохранять свою
геометрическую неизменяемость и может воспринимать дельнейшее
увеличение нагрузки при плавном возрастании прогибов. Однако при
увеличении нагрузки момент в шарнире пластичности увеличиваться не
может и остается постоянным (растет лишь деформация системы), в то
время как моменты в сечениях балки, работающих упруго, будут
постепенно увеличиваться; происходит выравнивание моментов в различных
iiiimiiinimiNimmiiiiii iiTiimiimiim
5"'
1
а.
r-'i'
F^
— --""'У
' 1^ 1
/,
/ \
° У ^
1г
i
г
Рис. VII.9. Расчет
неразрезной балки
с учетом
пластических деформаций
сечениях в процессе нагружения балки (рис. VII.9). Такая работа
системы продолжается вплоть до образования трех шарниров в одном
пролете балки, когда система становится и.зменяемой и деформации ее
начинают недопустимо быстро расти.
В неразрезных балках постоянного сечения (прокатных и сварных)
со смежными пролетами, отличающимися не более чем на 20%, несущих
статическую нагрузку, обеспеченных от потери общей устойчивости и
имеющих касательные напряжения, не превышающие 0,3 R в месте
наибольших изгибающих моментов, нормы разрешают определять
расчетный изгибающий момент из условия выравнивания опорных и
пролетных моментов.
При этом расчетные моменты в крайнем пролете AJipac4 =
1
М.р
qlt
в среднем пролете Мграсч
1
Мз
2 8 ■
Прочность такой балки проверяют по формуле (VII.10) по упругому
моменту сопротивления, так как в опорном сечении в месте
образования пластического шарнира действуют значительные поперечные силы.
156
§*3. КОМПОНОВКА и ПОДБОР СЕЧЕНИЯ СОСТАВНЫХ БАЛОК
Балки составного сечения применяют в случаях, когда прокатные
балки не удовлетворяют условиям прочности, жесткости, общей
устойчивости, т. е. при больших пролетах и больших изгибающих моментах,
а также если они экономичнее. Основные типы сечений составных балок
показаны на рис. VII.2, в, г.
Составные балки применяют, как правило, сварными. Сварные
балки экономичнее клепаных. Их сечение обычно состоит из трех листов:
вертикального — стенки и двух горизонтальных — полок, которые
сваривают на заводе автоматической сваркой. Для балок под тяжелую
подвижную нагрузку (большие подкрановые балки) иногда применяют
клепаные балки, состоящие из вертикальной стенки, поясных уголков и
одного — трех горизонтальных листов. Клепаные балки тяжелее
сварных и более трудоемки в изготовлении, но их применение оправдывает
благоприятная работа под большими динамическими и вибрационными
нагрузками, а также относительная легкость образования мощных
поясов.
Для экономии материала в составных балках изменяют сечения по
длине в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Упругопластиче-
ская работа материала в таких балках недопустима (см. гл. III, § 3)
вследствие возможности одновременного образования нескольких
шарниров пластичности в одном пролете (в местах наибольшего
изгибающего момента и изменения сечения).
В сварных балках постоянного сечения, работа которых не
отличается от работы прокатных балок, упругопластическая работа материала
допускается с теми же ограничениями, что и для прокатных балок.
Задача компоновки сечений составных балок вариантна, и от ее
правильного решения во многом зависит экономичность и технологичность
балок. Начинать компоновку сечения надо с определения высоты балки,
от которой зависят все остальные параметры балок.
1. Высота балок
Высота балки определяется экономическими соображениями,
максимально допустимым прогибом балки и в ряде случаев строительной
высотой конструкции перекрытия, т. е. разностью отметок верха настила
и верха пвмещения под
перекрытием. Обычно строительная высота
задается технологами или
архитекторами. ^ , ^9 ia/rtti
А. Наибольшая рекомендуемая
высота horn: в большинстве случаев ^ ^ j, Ястены
диктуется экономическими
соображениями.
Масса балки состоит из массы
ее поясов, стенки и некоторых
конструктивных элементов, учитывае- ,—
мых конструктивным коэффициен- ""'''
том, причем с увеличением высоты
балки масса поясов уменьшается, а Р«';- ^"^°,,/Г1'!!^п^Ти'Д?'™
■' ' массы балки от высоты сечения
масса стенки увеличивается
(рис. VII.10).
Так как функции массы поясов и стенки с изменением высоты балки
изменяются неодинаково — одна убывает, а другая возрастает (как это
видно из формулы массы балки), то должно быть наименьшее значение
суммы обоих функций, т. е. должна быть высота, при которой суммар-
157
ный вес поясов и стенки будет наименьшим. Высота ?та называется
оптимальной hom, так как она определяет наименьший расход мате- -^
риала на балку. Определить оптимальную высоту балки можно
следующим образом.
Полная масса 1 м длины балки равна массе поясов и стенки
g6 = gn + gcT = 2^tnV +A8(-,<l)pTV.
(VII. 17)
где h — ву?отэ балки; с — доля момента, воспринимаемого цоясами 0элки; М —
расчетный момент, действующий на балку; R — расчетное сопротивление материала
балки; 8ет-" толщина стенки балки; v —плотность вдетадла; фи — конструктивный коэф-
фчциент поясов (коэффициент перехода от теоретической площади пояса к
действительной) ; фвт — конструктивный коэффициент стенки.
Определяя минимум массы балки, берем производную от выражения
массы балки по ее высоте и приравниваем ее нулю:
dg6
dfi ''
2сМ
hm
%v+6oT<i'oiV = 0;
отсюда, заменяя MIR=W^^, получим
«-•=/t/'&='/^
ч^.
(VII. 18)
Коэффициент k зависит от конструктивного оформления балкн —
конструктивных коэффициентов поясов и стенки. Для клепаных балок
из-за ослабления сечения заклепочными отверстиями эти коэффициенты
больше, для сварных меньше. Кроме того, конструктивный
коэффициент поясов в балках переменного по длин^ сечения получается меньше,
чем в балках постоянного сечения, так как он является средним
коэффициентом, отнесенным к наиболее напряженному сечению балки. С
учетом этого рекомендуется принимать fe= 1,2 ...1,15 для сварных балок и
/г= 1,25 ...1,2 для клепаных.
Приведенный вывод оптимальной высоты балки не строг, так как он
не учитывает изменения соотношений между высотой и толщиной
стенки в балках различной высоты, а следовательно, и изменения
коэффициента с распределения момента между стенкой и поясами балки*.
Между тем из формулы (VII,18) ясно, что соотношение между
высотой балки и толщиной стенки оказывает большое влияние на
экономичность сеченая; при этом чем относительно тоньше стенка, тем больше
высота и выгоднее сечение балки.
ТАБЛИЦА Vn.2
Рекомендуемые соотношения высоты балки
и толщины стенки
Лб, м
бет, ММ
Лб/^с»
1
8—10
100—125
1.5
10-12
125—150
2
12—14
145-165
3
16—18
165—185
4
20—22
186—200
5
22—34
210—230
Прнмечаяие. Меньшие значения ^т-^/^^щ характерны для балок из палев повышенной
прочности,
В Практике проектирования назначают усредненные соотношения
между высотой и толщиной стенки, помещенные в табл. VII.2. Меняя
» Вахуркин В. М. Форма двутавровых ^апоц, э условиях наименьщего расхода
материала и в условиях наименьшей стоимости. «Вестнчк инженеров и техников», 1951,
158
в формуле (VII,18) значения толщины стеики, легко достигнуть такой
оптимальной высоты балки, при которой будут соблюдаться эти
усредненные соотношения. Полученная оптимальная высота балки является
наибольшей рациональной высотой, так как отступление высоты от йопт
вызовет увеличение расхода материала на балку.
Можно отметить, что в балке оптимальной высоты масса стенки
равна массе поясов балки. При выборе высоты балки следует помнить,
что функция массы балки в области своего минимума (определяющего
houi) меняется мало, а потому отступления от йопт возможны. Так,
отступление действительной высоты от оптимальной на 20% приводит к
изменению массы балки примерно на 4% (рис. VII.10).
Для приближенных прикидок можно пользоваться упрощенной
формулой оптимальной высоты для сварных балок переменного сечения:
Лопт=E.5"-6,Б) /^.
Б. Наименьшая рекомендуемая высота балки ймин определяется
жесткостью балки — ее предельным прогибом.
Минимальную высоту балки можно получить из формулы прогиба.
Для равномерно распределенной по длине балки нагрузки
.__ Ь (ри + я")/*
384 BJe
где р^ к g^ — временная (с учетом в необходимых случаях динамического
коэффициента) и постоянная норматнриые нагрузки на 1 м длины балки (без коэффициента
перегрузки) ; I — пролет балки; £/б — жесткость балки на изгиб.
(рп 4- e^^) 1^
Поскольку момент м = -^—-—^— , то, подставляя его в форму^1у
о
Прогиба, получим
5 Af/*
С другой стороны известно, что M = Wa(p+g) и /б==1^(/1/2), где
ap+g — напряжения в балке от нагрузок (p^+g^). Поэтому после
подстановки этих выражений в формулу прогиба получим:
/ =
_5_ "^(p+g) ^'
24 Eh
или
24 £ f '
Пользуясь законом независимости действия сил, получаем
напряжение от действия нормативных нагрузок:
«^(p+g)='^„^p8+„gg8 '
где R — расчетное сопротивлеине материала балки; Пр н rig — соответствующие
коэффициенты перегрузок
Отношение прогиба балок к их пролету [fjl] регламентируется
нормами в зависимости от назначения балки. Используя это, получаем для
балки, равномерно нагруженной по длине,
^-«=iiTm«,pH+„,gH- (VII.20)
159
Эта высота и является минимальной высотой балки, которая
обеспечивает необходимую жесткость при полном использовании несущей
cnoco6HoctH материала.
При других видах нагрузки на балку Лмив можно приближенно
определять по формуле (VII.20.).
Из формулы (VII.20) видно, что необходимая высота балки
увеличивается с ростом прочности материала и уменьшением допустимого
прогиба.
Если полученную по формуле (VII.20) высоту балки по каким-либо
соображениям нельзя принять, то требуемую норму прогиба можно
удовлетворить лишь снижая расчетное сопротивление материала,
принимая менее прочный материал или неполностью используя его
несущую способность.
В. Выбор высоты балки. Закономерности изменения высоты балки
показывают, что наиболее целесообразно принимать высоту балки
близкой к hoar, определенной из экономических соображений, и не
меньшей Нмт, установленной из условия допустимого прогиба балки.
Естественно, что во всех случаях принятая высота балки в сумме с
толщиной настила не должна превышать заданную строительную высоту
перекрытия Лстр.
Высоту балки также следует согласовывать с размерами ширины
листов по сортаменту. Л^елательно также, чтобы стенка по высоте
выполнялась из одного листа шириной не более 2000 — 2200 мм. Если
необходима стенка большей высоты, приходится усложнять конструкцию
балки устройством продольного стыка стенки.
Во всех случаях высоту составной балки в целях унификации
конструкций рационально принимать в круглых числах, кратных 100 мм.
2. Толщина стенки
После высоты балки толщина стенки является вторым основным
параметром сечения, так как она сильно влияет на экономичность сечения
составной балки.
Для определения наименьшей толщины стенки из условия ее
работы на касательные напряжения можно воспользоваться формулой
Н. Г, Журавского:
QS
где Q — максимальная поперечная сила; S — статический момент полусечения бали
относительно нейтральной оси; / — момент инерции сечения балки; Rep — расчетное
сопротивление материала стенкн на срез.
В балке оптимального сечения с площадью поясов, равной площади
стенки, плечо внутренней пары
ft'=//5» 0,85 Л.
Подставляя это соотношение //5 в формулу Н. Г. Журавского и де
лая преобразования, получаем
Rep "' '"vcp
При опирании разрезной сварной балки при помощи опорного pef
pa, приваренного к торцу балки (см. рис. УП.28,в), можно считать, чт
в опорном сечении балки на касательные напряжения работает тольк
стенка, а пояса еще не включились в работу сечения балки. Тогда пл«
40 внутренней пары
160
Для этого случая толщина стенки
S„ = ^^=i-^. fVn.22)
Чтобы обеспечить местную устойчивость стенки без
дополнительного укрепления ее продольным ребром, минимальная толщина (см.
гл. VII, § 4, п. 3)
бет > Ло/160 VRi2\ . (Vn. 23)
В балках высотой более 2 м это упрощение конструктивной формы
экономически не оправдано, так как стенки получаются чрезмерно
толстыми. В высоких балках толщина стенки берется меньшей и
доходит до 1/200—1/250 высоты, что требует укрепления стенки, способного
обеспечить ее устойчивость.,
Таким образом, задача значения толщины стенки оказывается
вариантной, влияющей на экономичность сечения балки и требующей
очен^ внимательного к себе отношения.
Для балок высотой 1—2 м рациональное значение толщины стенки
можно определить по эмпирической формуле
бст = 7 + ^мм, (VII.24)
Толщина стенки должна быть согласована с имеющимися
толщинами проката листовой стали. Обычно минимальную толщину стенки
принимают не менее 8 мм (очень редко 6 мм) и назначают при толщине до
12 мм кратной 1 мм, а более 12 мм кратной 2 мм. Если принятая по
формуле (VII.18) толщина стенки отличается от полученной по
формулам (VII.21) или (VII.22) на 2 мм и более, следует в' формулу (VII.18)
подставить определенную из условия скалывания толщину стенки и
вновь вычислить /lonT-
^ 3. Поясные уголки клепаной балки
В состав пояса клепаных балок входят поясные уголки, которые
обычно принимают равнополочньтми (рис. VII.2,г). Калибр уголков
(ширина их полок йуг) устанавливают в зависимости от мощности
балки и способа передачи нагрузки на нее.
Для балок средней высоты A—2 м)
Толщину поясных уголков удобно принимать равной толщине
стенки буг=бст. так как это облегчает устройство монтажных стыков.
При наличии в составе сечения балки горизонтальных листов
необходимо, чтобы поясные уголки обеспечивали надежную передачу
усилий пояса на стенку. Для этого площадь сечения двух уголков пояса
рекомендуется принимать не менее 30% всей площади сечения пояса.
4. Горизонтальные листы поясов
В сварных балках пояса обычно принимают из одиночных листов
универсальной стали. Изготовлять пояса из двух и более листов в
сварных балках нерационально, так как, скрепляя между собой листы по
11—478 161
Нящятеии»
внижмем
листе
Напршкения
в верхнем
■листе
краям фланговыми швами, мы увеличиваем неравномерность работы
листов из-за роста длины пути передачи усилий от стенки к наружным
листам (рис. VII.И). Резко увеличивается при этом и число сварных
швов.
Кроме того, неизбежно образование щелей между свариваемыми
только по краям листами.
Толщину горизонтального поясного листа сварной балки обычно
назначают не более B—3) толщин бет стенки, так как в поясных швах
при приваривании толстых поясных
листов к стенке развиваются значительные
усадочные растягивающие напряжения.
Применение поясных листов толщиной
более 30 мм для стали класса С 38/23
нерационально еще и потому, что
толстые листы имеют пониженные значения
предела текучести и, следовательно,
пониженные расчетные сопротивления
(см. гл. II, § 1).
В клепаных балках в отличие от
сварных часто применяют пакеты из двух-
трех горизонтальных листов, так как в
многолистовой пакете, стянутом по всей
ширине заклепками, листы работают
достаточно слитно. Толщину отдельных го-
^ ризонтальных листов из условия
удобства конструирования монтажного стыка обычно принимают равной
толщине поясных уголков.
Ширину горизонтальных листов обычно принимают равной 1/3—1/5
высоты балки из условия обеспечения общей ее устойчивости.
По конструктивным соображениям ширину пояса не следует
принимать меньше 180 мм или /le/lO.
Imm
э
ТГ
Рие. vn.ll. Распределение
напряжений в листах пакета сварной
балки (по данным ЦНИПС)
Макс
15Ь\[Щ
Махе
Мам Шмм
Рис. VII.12. Допустимые свесы
поясных листов в клепаных
балках
Для клепаных балок желательно также, чтобы горизонтальные
листы несколько выступали за наружные грани поясных уголков, что дает
минимальную ширину горизонтальных листов:
^гл > ^ст + 2V + 10 мм.
Наибольшую ширину горизонтальных листов определяют их
местной устойчивостью, и в сварных балках она должна быть не больше
значений, указанных в табл. VII.3.
ТАБЛИЦА V1I.3
Значения
2Sn
для полок стальных балок
Класс
стали
б/2ап
с 38/23
15
с 44/29,
С 46/33
13
с 52/40
И
с 60/45
10,5
С 70/60
10
с 85/75
9
Примечание. 6h6q — ширина и толщина сжатого пояса.
162
в клепаных балках ширину свесов горизонтальных листов из
условий их устойчивости принимают но рис. VII.12.
Для растянутых поясов балок не рекомендуется принимать ширину
поясов более 30 толщин из условия равномерного распределения
напряжений по широкой полке.
5. Подбор сечения балок
Подбор сечения состоит в (шределении размеров элементов балкн
таким образом, чтобы получить требуемый момент инерции балки,
удовлетворяющий условиям ее работы.
Процесс подбора сечений сварной балки рассмотрим на примере.
Пример VII.3. Требуется подобрать сечеиие сварной главво* белки примера VU.2,
см. с. 154.
Принимаем первый вариант компоновки балочной клетки. Вес Листов настила и
балок иастила gi = l,05 кН/м^. Строительная высота перекрытия 1,6 м. Материал главной
балки — сталь марки ВстЗпсб. Предельный прогиб главной балки 1/400.
Расчетная схема балки даиа иа рис. VH.IS, а. Определяем нагрузки и расчетные
в}
м
Эпюры
гС
t'tStt
■4
ПТШпттг.
«ад;((=г»<глг//*г
•'^■ищдщ^
Отк-'Х"» "SSgx
480'SS
Рис. Vn.l3. К
примеру vn.3
о —расчетная схема;
6 — сечение балки
усилия, действующие на балку. Вес балкн принимаем ориентировочно в размере 1—2%
нагрузки иа нее, т. е. g2=2,b кН/м.
Нормативная нагрузка иа единицу длины балки
у i;H_pH_j-gH = 20-6-|-(l,05-6-f 2,5)= 128,5 кН/м.
Расчетная нагрузка на единицу длины балки
9=«pp»-bngge= 1,2.20-6-f 1,1 A,05-6 + 2,б)= 15БкН/м.
Расчетный изгибающий момент в середине пролета
155-122
Л1 =
8
= 2800 кН-м = 280000 кН-см.
Расчетная поперечная сила на опор>е
ql 155-12
^ ~" 2 ~ 2
930 кН.
Главную балку принимаем переменнсм-о по длине сечения, а потому рассчитываем
ее без учета пластических деформаций.
Определяем требуемый момент сопротивления сечения балки
Г^р = MIR = 280000/21 = 13 300 ем».
Определяем высоту сечеиия балки,
А. Оптимальную высшу сечеиия балки определяем по формуле (VII.18).
Предварительно ориентировочно задаем высоту балки около 1/Ю ее вролета и по формуле
(VII.24) назначаем толщину стенки
йб = ;/10= 1200/10= 120 см.
И»
163
при этом
, 3-1200
Ост = 7 + —::— = 10 мм
" 1000
Теперь
йопт = fe 1/ -т^ =1. ШУ" 13 300/1 = 127 см.
f Ост
Полученная высота и заданная толщина стенки находятся в пределах рекомендуемых
в табл. Vn.2 соотношений, и потому перерасчета оптимальной высоты можно не
делать.
Б. Минимальную высоту сечения из условия обеспечения жесткости балки
определяем по формуле (VII.20)
5 RI Г I 1 p« + g-H 5 2Ы0».1200 128,5
ГМ P^ + g" 5 2Ы0».1200 _128,5 „„
[Т\ п, рн+«, gH = 1Г 21.10» 400 -^ = 83 см.
24 ^ L / J пр fj-—r«g
В. Строительную высоту балки определяем исходя из заданной строительной
высоты перекрытия и его конструкции
ftcxT' = '^"T'''■ -«ки -бнасх. = 160-27-0.8=132.2 см>А<,^ = 127 см.
Сравнивая полученные высоты, принимаем высоту балки, близкую к оптимальной,
Лв=120см.
Проверяем принятую толщину стенки-
по эмпирической формуле (VII.24)
, ЗЛб , 3-1200
бет = 7 + 7-5; = 7 + ——- = 10,6 мм.
" 1000 1000
из условия работы стенки иа касательные напряжения по формуле (VIL22)
находим
3 Q 3 930 ,
Чтобы не применять продольных ребер жесткости, получаем по формуле (УП.23)
Лб 120
Сравнивая полученные толщины стенки, видим, что принятая толщина ее 10 мм может
быть оставлена без изменений, так как она отвечает условию прочности иа действие
касательных напряжений и не требует укрепления ее продольными ребрами жесткости.
Размеры горизонтальных поясных листов находим исходя из необходимой несущей
способности балки. Для этого вычисляем требуемый момент инерции сечения балки
Аб 120'
у^р=Гтр -^ = 13 300 — = 800 000 см*.
Находим момент инерции стенки балки
^ст'^ст 1-115^
J = _£1_£L == i__L£, = ,27 ООО cmS
" 12 12
где Аст = Аб—2 6d принимается ориентировочно на 4—6 см меньше высоты балки.
Момент инерции, приходящийся на поясные листы,
У„ = У^реб — J^ = 800 000 — 127 000 = 673 000 см^
Момент инерции поясиых листов относительно нейтральной оси балки
'ha'
•In ~ ^'^п
причем моментом инерции листов относительно их собственной оси ввиду его
относительной малости пренебрегаем. Отсюда получаем требуемую площадь горизонтальных
листов
164
2Уп 2-673 000
F =—-?= =97 см2,
'^" /,2 1182
где Лп=&б — бп принимается ориентировочно иа 2—3 см меньше высоты балки.
Имея необходимую площадь поясных листов и пользуясь приведенными вьние ре-
шшендациями, принимаем поясные листы из универсальной стали 400X25 мм, а
стенку 1150X10 мм. Тш-да
Fn = 40-2,5 = 100>97 см2; 6/Лб = 40/120 = 1/3; 6/бп = 40/2,5 = 16<30,
т. е. все рекомендации удовлетворены. Сечение балки приведено на рис. VII. 13, б.
Подобранное сечение балки необходимо проверить на прочность. Момент инерции
сечения
. ic.i^ + 2.6„ (% + %-]^ = 1:^ + 2.40.2,5 A1^ + ¥Г = 816 500 cmS
12 ' " V 2 2 / 12 ' ' \ 2 ' 2
момент сопротивления
J 816 500.2
Г = -— = —— = 13600 cм^
Л/2 120
Наибольшее нормальное напряжение в балке
а = М/Г = 280000/13600 = 20,6 кН/см2<21 кН/см^ =/?.
Недонапряжение балки
21—20,6
21
100=1,9%.
Проверку балки иа прогиб делать не нужно, так как принятая высота сечения
больше минимальной и регламентированный прогиб будет обеспечен.
6. Изменение сечения балки по длине
Сечение составной балки, подобранное по максимальному
изгибающему моменту, можно уменьшить в местах снижения моментов (в
разрезных балках —у опор). Однако каждое изменение сечения, дающее
экономию материала, несколько увеличивает трудоемкость
изготовления балки и потому оно экономически целесообразно только для балок
пролетом 10—12 м и более.
Изменить сечение балки можно, уменьшив ее высоту или сечение
поясов (рис. VII. 14). Изменение сечения уменьшением высоты стенки
балки (рис. VII.14, а) конструктивно более сложно, может потребовать
увеличения толщины стенки для восприятия касательных напряжений, а
потому применяется редко
Сечение балки можно изменить уменьшением ширины или толщины
пояса. В сварных балках распространено изменение ширины пояса
(рис. VII.14,б), так как высота балки при этом сохраняется постоянной
(верхний пояс гладкий и возможны как поэтажное опирание балок,
поддерживающих настил, так и укладка рельса подкрановой балки); менее
удобно изменять толщину пояса, так как балка оказывается
неодинаковой высоты (рис. VII.14,в), причем одновременно усложняется'и заказ
стали.
В клепаных балках сечения изменяют уменьшением или увеличением
числа горизонтальных листов (рис. VII.14,г).
В разрезных сварных балках пролетом до 30 м обычно принимается
только одно изменение сечения пояса (по одну сторону от оси симметрии
балки по длине), так как введение второго изменения сечения поясов
дает дополнительную экономию материала лишь на 3—4% и экономически
нецелесообразно. Более значительную экономию стали может дать
непрерывное изменение ширины поясов (рис. VII. 14, d), получаемое диа-
165
гвяа*ьным pacjspoeM широкополосной стали кислородной резкой.
Однако оно связано с увеличением трудоемкости изготовления балки и
применяется редко.
При равномерйой нагрузке наивыгоднейшее по расходу стали место
изффенения сечения поясов одяопролетной сварной балки находится на
расстоянии примерно 1/6 нролета балки от опоры. Действующий в этом
месте момент может быть найден графически по эпюре моментов или по
формуле
Ml {;^> =^
^х (I — х)
(Vn.25)
О)
S)
I'ifi.
«i81:'"fefc^-Sgg!^a.-a.^-a.-=.m.= ■ <fc
9)
k--^--i--^^^-^5
'Z^l/^_i Phc. VII 14. Изменение
сечения балок по длине
™н™3
»уяия реш
а — изменением кысоты балки;
^ f—изменением ширины поясов,
в — изменением толщины
поясов: г — изменением числа
горизонтальных листов; д —
непрерывным изменением ширины
поясов
По моменту определяют необходимый момент сопротивления и
обычным способом подбирают новое сечение поясов. Ширина поясов при этом
должна отвечать условиям:
bi>~h(,;
Ьх^ 180 мм;
Ьг>-Ь.
(VII. 26)
Возможен и другой подход.
Задают ширину поясного листа Ь\ уменьшенного сечения и
определяют изгибающий момент, который может воспринять сечение:
/i = Уст + 26А (ftcJ2 + Sn/2)?;
Н
Мг = W^.
Затем, приравнивая М{х)=М\, находят расстояние х от опоры, где
изменяется сечение пояса.
Стык различных сечений пояса может быть прямым или косым.
Прямой шов удобнее, но он будет равнопрочен основному металлу в
растянутом поясе только при автоматической сварке или при ручной сварке
с применением физических методов конт{)оля. Иногда, желая упростить
стык растянутого пояса балки, делают его прямым с заваркой ручной
или полуавтоматической сваркой без применения сложных методов
контроля шва. В этом случае уменьшенное сечение пояса балки принимают
из условия прочности стыкового шва на растяжение.
Пример VII 4. Требуется изменить «ечение по длине сварной балки, подобранной в
примере VII.3 (см. с. 163). Балка пролетом 12 м и высотой 1,2 м нагружена
равномерно распределенной расче-ршлй нагрузкой Ш5 кН;^, вызывающей максимальный изги-
Ш
бающий момент 2800 кН-м. Растянутый еюяс балки соединен упрощенным способом^
прямым стыком, сваркой электродами Э42 с i?p°a(=i8 кН/см'. Место изменения
сечения принимаем на расстоянии 1/6 продета от опоры (рис. VII.16, а).
Находим расчетный момент в сечении *=tf6= 12/6=2 м:
Ml (at) =
tfx(l—x} 156-2 A2 —2)
1550 кН-м
а)
<i--iS5KH/ii
iViw
V шгораженаявсеч. t-i
жгйатс
ti/IBKC
питии
ититтти
Рис. VII.IB. К
примерам VII.4 и
VII.6
а — место язкеяення
сечекия; б ^ проаер-
ка приведенных
напряжений
щ
W,
"Vll
I—I
г 1
-JL Jt. jL
Рис. VII.16. Изменение
сечения клепаной балки
Требуемый момент сопротивления
Witp = Щ1^ = 155000/18 = 8600 см'.
Требуемый момент инерции:
Аб 120
'1тр ■
Wi^-f ^SeOO-
SlGOOOcM»;
Уст= 127 000 см* (см. пример VII .3).
Момент инерции, приходящийся на поясные листы,
/in = -^ир — /ст = 616 000 — 127 000 = 389 000 см*.
Требуемая площадь поясных гориэоитадьвых листов
^^1гл =
4
2'Э8&0е0
U8!
= 55,5 «и*.
Л67
принимаем пояс уменьшенного сечения балки из универсального листа 220X25 им.
Тогда в месте изменения сечения:
^16= JcT + 26i6n (Лст/2 + бп/2)'' = 127 000 + 2-22-2,5 A15/2 + 2,5/2)? = 510 000см*;
Ji 510 000-2 „^ „
If 1 == -i = = 8500 смЗ;
А/2 120
aj = /И,/1Г,= 155000/850а= 18,2 и 18кН/см'' = R"^.
В клепаной балке сечения изменяют обрывом поясных листов
(рис. VII.14,г). Место обрыва листов удобно находить, пользуясь
«эпюрой материала» (рис. VII.16).
§ 4. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ, ПРОГИБОВ И УСТОЙЧИВОСТИ
СОСТАВНЫХ БАЛОК
1. Проверка прочности и прогиба балки
Проверка прочности сводится к проверке наибольших нормальных,
касательных напряжений и их совместного действия.
В разрезных балках места наибольших нормальных и касательных
напряжений обычно не совпадают; их проверяют раздельно по
формулам (VII.10), (Vll.lOa) и (VII.11).
Однако по всей длине балки (за исключением особых сечений, в
которых М или Q равны нулю) изгибающие моменты и поперечная сила
действуют совместно. Поэтому в дополнение к раздельным проверкам
опт необходима проверка совместного действия нормальных и
касательных напряжений, при которой определяются приведенные
напряжения (см. гл. III, § 3). Эту проверку делают в сечениях наиболее
неблагоприятного сочетания изгибающих моментов и поперечных сил — на
опоре неразрезной балки, в месте изменения сечения разрезной составной
балки и т. п., причем на уровне поясных швов (рис. VII.15, б) или
внутренних рисок поясных заклепок по высоте.
Приведенные напряжения определяют по формуле
"прнв ■
|/^ of + Зт? < !, !5«, <VII.27)
где Oi и Ti J— расчетные нормальные и касательные напряжения в краевом участке
стеики балки на уровне поясных швов (или заклепок) в рассматриваемом сечении
балки.
По формуле (VII.27) проверяют переход материала в данной точке
в пластичное состояние от совместного действия нормальных и
касательных напряжений.
При опирании на верхний пояс балки конструкции, передающей
неподвижную сосредоточенную нагрузку, необходима дополнительная
проверка стенки балки на местные сминающие стенку напряжения по
формуле (VII.12).
Приведенные напряжения в этом случае проверяют в сечении под
грузом по формуле
Опрнв = / «^ + 4 - «1 Ом + ЗтК 1.15J?. (VII.28)
Если эти проверки не выполняются, то стенку балки необходимо
укрепить ребром жесткости, верхний конец которого пригоняется к
нагруженному поясу балки. Это ребро через свой пригнанный торец
воспринимает сосредоточенное давление и прикрепленное к стенке балки
сварными швами или заклепками плавно распределяет его на всю высоту
стенки балки. При наличии таких ребер стенки балок на действие местных
напряжений не проверяют.
168
Прогиб балок определяют от действия нормативной нагрузки
методами строительной механики; прогиб не должен превышать значений,
указанных в СНиП. Прогиб составных балок можно не проверять, если
фактическая высота балки больше минимальной, определяемой по
формуле (Vn.20).
Пример Vn.5. Требуется проверить прочность и прогиб сварной балки примеров
VII.3 и VII.4. В месте изменения сечения действуют изгибающий момент Mi =
= 1550 кН-м н поперечная сила
Qi = <7 (//2 — д:) ;= 155 A2/2 — 2) = 620 кН.
Статические характеристики сечений берем из примеров VII.3 н VII.4; сечение в
середине пролета W=13 600 см^; сеченне у опоры /i = 510 000 см''; Wi = 8500 см1
Проверяем наибольшие нормальные напряжения в крайних волокнах сечения,
расположенного в середине пролета балки высотой ho = \,2:
ст = Л^/1Г = 280 000/13600 = 20,6кН/см2 < 21 кН/см2 = Л.
Проверяем наибольшие касательные напряжения по нейтральной оси сечення,
расположенного у опоры балки:
. QS 930-4880
^= Та: = 57^5^ = «'^*'"^'=^^ <'''^"^^^ = ^«^р'
где статический момент полусечения балка
-'.Ч¥+^)+¥^=--.=(т+¥)+^=""-•
Проверяем совместное действие нормальных и касательных напряжений на уровне
поясного шва в уменьшенном сечении, расположенном на расстоянин 2 м от опоры
(•рис VII 15,6), по формуле (VII.27):
а =)/ а? 4-3t^ = 1/i7,52 +3-3,932 == is.SkH/cm^ < 1,15-21=24,2 kH/cmS
прив
Ml Лет 155000 115 ,„ . „, 2
где 01 = = • — = 17,5 кН/см^;
1^1 йб 8500 120
QtS„ 620-3230
_ _ЬЁ^ = " ^ " =: 3,93 кН/см2;
^ /j6cT 510 000-1
Sn — статический момент пояса относительно нейтральной оси:
/Лет , Sn\ „/115 , 2,5\
S„ = Мп [~ + -у) = 22-2.5 (Т + i") = ^^° ™ •
Таким образом, все проверки прочности балки удовлетворены. Прогиб балки не
проверяем, так как фактическая высота балки больше минимальной:
Яб == 120 см > 84 см = /г„ии-
2. Проверка и обеспечение общей устойчивости балки
Общую устойчивость составных балок (см. гл. III, § 3) проверяют
по формуле (VII. 13)
ст = M/We^ < Фб R.
Коэффициент фб для двутавровых балок, имеющих две оси
симметрии, как и для прокатных балок, вычисляют по формуле (VII. 14):
в функции коэффициента of) (см. прил. 5). Необходимый для
определения ij3 коэффициент а для составных балок вычисляют по формуле
169
а = 8
:1{
1 +
i4,
(VII.29)
где / — свободная (расчетная) длина балки; бет — толщина стенки балки (включая
вертикальные полки уголков в клепаных баллах); 6 и 6п — ширина и толщина пояса
балки (включая горизонтальные полки уголков в клепаных балках); Лв — полная
высота сечения балки; d=0,5 ha в сварных балках; высота пояса в клепаных балках,
включающая в себя высоту вертикальной полки уголка плюс толщину пакета
горизонтальных листов.
Коэффициенты фв отвечают работе балок в упругой области. При
значениях фб>0,85 критические напряжения потери общей
устойчивости находятся в упругопластическои области работы материала, что
учитывают подстановкой в формулу (VII. 13) коэффициента ф^
вместо фб.
Значения фе даны в прил. 6.
Для консольных балок и балок, имеющих сечение, отличное от
двояко симметричного двутавра, проверка устойчивости имеет свои
особенности и должна проводиться в соответствии с указаниями СНиП.
Общую устойчивость балок из стали класса С 38/23 можно не
проверять, если ширина ее сжатого пояса удовлетворяет значениям
табл. Vn.4.
ТАБЛИЦА УП4
Наибольшие значения l/b, которые нее требуют проверки
устойчивости балок из стали класса С 38/23
Балки
Прокатные и
сварные
Клепаные
h
Ь
2
4
6
2
4
6
Наибольшие значения ЦЬ для балок с соотношением размеров
Л/в1в.100
при нагрузке,
приложенной
к поясу
верхнему
16
15
13
21
18
16
нижнему
25
23
21
30
28
25
при наличии
связей в пролете
независимо от
места
приложения нагрузки
19
17
16
22
19
18
h/e,=50
при нагрузке,
приложенной
к поясу
верхнему
17
16
15
30
25
21
нижнему
26
24
22
42
35
' 32
(
при наличии
связей в пролете
независимо от
места
приложения нагрузки
20
18
17
33
27
24
\
в таблице / — расчетная длина балки, принимаемая равной расстоянию между точками
закрепления сжатого пояса от поперечных смещений; h — полная высота сечения балки; Ь и 6i —
ширина и толщина сжатого пояса (для прокатных балок 6i=i —средней толщине полки).
Для балок- ИЗ стали других марок значения Ijb умножают на
/21/;?.
Возможна потеря устойчивости балками, и проверка ее необходима
в следующих случаях.
1. В свободно лежащих на опорах отдельных балках, не
закрепленных настилом или связями, при нагрузке по верхнему (наиболее
неблагоприятный случай) или по нижнему поясу; для таких балок
свободной (расчетной) длиной является пролет балки. Основное
мероприятие, повышающее устойчивость таких балок, увеличение ширины
(а если нужно, то и толщины) сжатого пояса — увеличение поперечной
жесткости балки.
2. В балках, находящихся в системе балочной клетки и связанных
между собой поперечными балками или связями. Свободная длина
таких балок равна расстоянию между точками закрепления балок от
закручивания или горизонтального смещ«1»и сжатого пояса. Наиболее
т
опасны для таких балок средние цанели, на протяжении которых
момент имеет наибольшее значение и мало меняется; поэтому можно <;чи-
тать, что такие балки теряют устойчивость от действия чистого изгиба-
Устойчивость балок балочных клеток обеспечивается настилом и
должным размещением поперечных балбк и связей. Чтобы коэффициент срб
не снижал несущей способности балки (был близок или равен единице),
желательно расстояния между закрепленными от поворота или
поперечного смещения сечениями балки (узлами связей) иметь не
больше, чем указано в табл. VII.4. Если на балках лежит настил,
препятствующий горизонтальному смещению верхнего пояса, балка может
считаться закрепленной от потери устойчивости.
3. Проверка и обеспечение местной устойчивости
элементов балок
Местное выпучивание отдельных элементов конструкций под
действием сжимающих нормальных или касательных напряжений
называется потерей местной устойчивости.
В балках потерять устойчивость могут: сжатый пояс от действия
нормальных напряжений и стенка от действия касательных или
нормальных напряжений, а также и от" их совместного действия. Потеря
устойчивости одним из элементов ба,рки полностью йли частично
выводит его из работы, рабочее сечение балки уменьшается, часто
становится несимметричным, центр изгиба смещается, и это может привести
к преждевременной потере несущей спосрбности всей балки.
Общее выражение для критического напряжения потери
устойчивости пластинки было получено в § 3, гл. III:
JVkp сгЛ^Е / б ^2
Окр-
аЬ
12A—ц2)
=к^т
(VII. 30)
Рассмотрим отдельно устойчивость пояса и стенки балки.
Устойчивость сжатого пояса. Сжатый пояс представляет собой
длинную пластинку, прикрепленную к стенке балки и нагруженную р-ав-
номерно распределенным по сечению пластины нормальным
напряжением, действующим вдоль длинной стороны пластины. Потеря
устойчивости такой пластины может выразиться волнообразным выпучиванием ее
свободных краев (рис. VII. 17), и критическое напряжение потери
устойчивости будет определяться формулой (III.65):
акр = 0,81 A00б/аJ кН/см?.
Приравнивая Сткр=0т для стали
класса С 38/23, поучаем a/Sn=18.
Нормы предписывают принимать
наибольшую расчетную ширину нс-
окаймленного сжатого свеса листа
(полки) а=Ь/2 по табл. VII.3 (см.
с. 162). В случае недонапряжения
балки предельное значение а/бп может
быть увеличено умножением на '[^ R/a
(но не более чем на 25%).
Рекомендуемые из условия
устойчивости размеры пояса для стали
класса С 38/23 близки к
рекомендуемым размерам пояса из условия его
равномерной работы по ширине (см.
с. 162), а потому специальные конст-
Рис. VII.17. Потеря местной
устойчивости поясом балки
171
руктивные мероприятия по-обеспечению устойчивости пояса с ббльши-
ми отношениями а/бп нецелесообразны.
Устойчивость стенки. Стенка представляет собой пластину,
испытывающую действие касательных и нормальных напряжений.
Устойчивости стенки обычно добиваются не увеличением ее толщины (нэ-за
Рве, \Ш.1в. Шг^>я местаоб устойчивое!» стешюв бата
Траектории
главны*
сжимаюищ*
напдяженш'
Л
траектории еяовиш
aacaiaeuffaiauiuK
наярйженай
iflin'iHiAvtro
SI
Места определения <^ит
а,/2 Уг
1" 1
d=a,
^-l
vw\
^
ж
a.^ha
Uz >ha
A
^
a
Рис. VII.19. Потеря местной устойчивости стенкой балки от действия касательных и
нормальных напряжений
а — действие касательных напряжений; б — траектории .действия главных напряженнй; в — места
определения напряженнй для проверки устойчивости стеики
больших размеров стенки этот путь привел бы к большому
перерасходу материала), а укреплением ее специальными ребрами жесткости,
расположенными нормально к поверхности выпучивания листа и
увеличивающими жесткость стенки.
Ребра жесткости делят стенку на отсеки (панели), которые теряют
устойчивость независимо один от другого (рис. VII.18).
172
Потеря устойчивости стенки от действия касательных напряжений.
Вблизи от опоры балки стенка подвергается воздействию значительных
касательных напряжений, под влиянием которых она перекашивается
(рис. VII.19, а) и по направлению траекторий главных сжимающих
напряжений сжимается (рис. VII.19,б). Под влиянием сжатия стенка
может выпучиваться, образуя волны, наклоненные к оси балки под углом,
близким к 45°.
Для балки, стенка которой не укреплена ребрами жесткости,
критическое касательное напряжение, полученное с учетом упругого
защемления стенки в поясах, выражается формулой, аналогичной формуле
(VI 1.30):
Ткр= 12,5A00е//гоJкН/см2. (VII.31)
Из равенства ткр=Ттек«0,6сттек получаем предельное отношение
/1о/ё<90 для стали класса С 38/23 (см. гл. III, § 3, п. 8), при котором
потеря устойчивости стеикн произойти не может.
По нормам укреплять стенку изгибаемой балки поперечными
ребрами жесткости необходимо при:
а) действии местной нагрузки на пояс балки при
/?e/S> 701/21/;?; (VII.32)
б) отсутствии местной нагрузки при
V6> 100 K2I/;?, (VII. 32а)
где R — расчетное сопротивление стали.
Расстояние между поперечными ребрами жесткости не должно
превышать 2/io при /io/6>100 и 2,5 Ло при hoJ6^lOO.
Ребра жесткости принимают парными, симметричными по обе
стороны стенки. Ширина выступающей части парного симметричного
ребра 6р должна быть не менее /ict/30-|-40 мм, а толщина ребра^—не
менее 1/15 6р. Ребра жесткости следует приваривать в стенке сплошными
швами минимальной толщины, не доводя их на 40—50 мм до поясных
швов с целью уменьшения воздействия зон термического влияния швов.
Укрепление стенки балки поперечными ребрами жесткости,
пересекающими возможные волны выпучивания стенки, увеличивает
критическое ка9ательное напряжение, определяемое теперь формулой
^кp=(l2.5 + ^^^)(^^)^H/cм^ (Vn.33,
где fi— отношение большей стороны а и Ло (рис. VII 19, в) к меньшей d; б — толщина
стенки.
Постановка поперечных ребер жесткости на максимально
допустимых нормами расстояниях амакс=2/1о, т. е. (i.=2, увеличивает
критическое напряжение до Ткр= 14,9A00 S//lo)^ а соотношение высоты к
толщине стенки, при котором не опасна потеря устойчивости, — до
/io/6=100 Y 14,9/0,6 Отек =102 (для С 38/23). Учитывая некоторое
защемляющее влияние ребер жесткости и вводя некоторые упрощения,
нормы разрешают не проверять устойчивость стенки балки с
поперечными ребрами жесткости при соотношениях
V6<ll0l/'2i//?, (VII.34)
а при местном давлении между ребрами жесткости (ам=?^0) — при
соотношениях
Яо/б < 80 У 21//?. (VII. 35)
173
При определении значения /to/б в клепаных балках расчетную
высоту стенки ho принимают равной расстоянию между внутренними
рисками поясных уголков.
Потеря устойчивости стенки балок симметричного сечения от
действия нормальных напряжений. Ближе к середине балки влияние
касательных напряжений на стенку невелико; здесь стенка подвергается
главным образом воздействию нормальных напряжений от изгиба
балки, которые могут вызвать потерю ее устойчивости. Выпучиваясь,
стенка образует в сжатой зоне балки волны, перпендикулярные оси балки.
Поперечные ребра не могут оказать существенного влияния на
выпучивание стенки, так как длина волн выпучивания небольшая (длина
полуволны ^ 0,7Ло), а их направление параллельно поперечным ребрам
жесткости, и стенка все равно будет выпучиваться между ними.
Поэтому для борьбы с потерей устойчивости стенки от действия нормальных
напряжений ставят продольные ребра жесткости, пересекающие волны
выпучивания и увеличивающие критические напряжения. Значение
критических нормальных напряжений зависит от закона распределения
приложенных к кромкам прямоугольной пластинки-стенки нормальных
напряжений (см. гл. III, § 3), характеризуемого коэффициентом а, и
степени защемления стенки в поясах балки, характеризуемой
коэффициентом v:
а= (а„
■Омин)/Омакс>
(VII. 36)
где Омаке — наибольшее сжимающее иапря.жение у расчетной границы стенки; амин —
краевое напряжение на противоположной стороне стенки, взятое со своим знаком.
Влияние «полноты» эпюры сжимающих напряжений, выражаемое
коэффициентом а, хорошо видно по изменению коэффициента k в
формуле (VII.30), значения которого помещены в табл. VII.5.
ТАБЛИЦА Vn.5
Значения коэффициента k для формулы (VII.30)
Схема эпюры ст. Стенка упруго защемлена в поясах
Коэффициент
2
Юйо — сварные
(табл. VII 6);
70 — клепаные балки
балки
Степень упругого защемления стенки в поясах учитывается
коэффициентом V
Ьп /в|
д
(VII. 37)
где Ьп и 6п — ширина и толщина сжатого пояса балки; с — коэффициент,
принимаемый для всех балок (кроме подкрановых) равным- при непрерывном опирании на
сжатый пояс жестких плит с = оо, в прочих случаях с=0,8.
В результате крнтнчес1Вое н^н^жежгае в сте»ке (кН/см^)
определяется по формуле
•^р = К*, (ГООб^о)?, (Vn.38)
где *» — для изгибаемых сварных симметричных балок, когда а==2 (без продольных
ребер жесткости) принимается ио табл. ¥И.6 в зависимости от v.
174
ТАБЛИЦА VII.6
V
kQ
<0,8
6,3
Коэффициенты feo для сварных балок
I
6,62
2
7
4
7,27
6
7,32
10
7,37
>зо
7,46
Дл-я клепаных балок при любых значениях v коэффициент *о=7.
Приравнивая критическое напряжение пределу текучести, получим
отношение высоты к толщине стенки, при котором потеря устойчивости
стенки от действия только нормальных напряжений (чистый изгиб
балки) не опасна.
Принимая для сварной балки а=2 и ^о^б.З (минимальное
защемление стенки в поясах), будем иметь .цля стали класса С 38/23
ha/6 = 100 Кб,3.10/24 = 162.
Таким образом, только при соотношениях размеров стенки hgfS'^
^160К21/^? потеря устойчивости от действия одних нормальных
напряжений становится возможной. Стенки таких балок наряду с
поперечными ребрами жесткости рекомендуется укреплять дополнительными
продольными ребрами жесткости, располагая их в сжатой зоне стенки.
Потеря устойчивости стенки балки от совместного действия
нормальных и касательных напряжений. В балках нормальные и
касательные напряжения обычно действуют одновременно, и потому потеря
устойчивости может произойти от их совместного действия. Очевидно,
критические напряжения при совместном действии нормальных и
касательных напряжений будут меньше, чем от действия одного из них.
Рассмотрим несколько случаев проверки устойчивости стенок балок.
1. Устойчивость стенок балок симметричного сечения, укрепленных
только поперечными ребрами жесткости при отсутствии местного
сминающего стенку напряжения. Такая проверка производится при hofd^
^110 K2W(см. 173 с.).
Фактиче9кие напряжения а и т в целях обеспечения необходимей
безопасности не должны превышать критических, т. е. о^ю/р и т^Ткр-
Основываясь на этом, получим формулу (см. гл. HI, § 3) проверки
устойчивости стенки:
К(а/0о)?+(т/То)?<1.
(VII. 39)
где 00 и То — значения критических нормальных и касательных напряжений при их
раздельном действии, получаемые по формулам (VII.38) и (VII.33); а= (М/В/бр) • (йст/Яб)—
краевое сжимающее напряжение, определяемое по сечению брутто, без введения
коэффициента фб в сечениях, указанных на рис. VII.19, в; t = Q/Aot6 — среднее 1?асатель-
ное напряжение в стенке, вычисляемое в том же сечении.
В случае если в пределах рассматриваемого отсека расположено
место изменения сечения балки, проверка устойчивости стенки
производится для этого места по напряжениям, вычисленным для
уменьшенного сечения.
2. Устойчивость стенок балок симметричного сечения, укрепленных
только поперечными ребрами жесткости при наличии местного Напряже-
ния (бм#=0). В этом случае проверку устойчивости стенки балки следует
производить при условии, определяемом формулой
/!„/6>80K21/i?.
175
Сама проверка производится по формуле, аналогичной формуле
(Vn.39) (см. гл. III, §3): ' •
V («^/«^ 0+ '^J^^fif+{^t\Y <'".
(VII. 40)
где т — коэффициент условий работы; для додкрановых балок он равен 0,9, для
прочих балок — 1.
Значения нормальных и касательных напряжений а и г и
критического касательного напряжения то определяют так же, как в формуле
(VII.39), а местное напряжение ом — по формуле (VII.12). Потеря ус-
-?
г
\
\
\
Г
а
^
^-
Рис. VII.20. Потеря устойчивости стеикой
балки от действия местного давления
тойчивости от действия местных напряжений весьма похожа на потерю
устойчивости от действия нормальных напряжений (рис. VII.20), а
потому значение критического местного напряжения (кН/см^) определяют
по формуле
о^м.о = 10*1 A00б/а)?, (VII.41)
где а — расстояние между осями поперечных ребер; kt — коэффициент, зависящий от
соотношения сторон рассматриваемого отсека стенки a/ho и от степени защемления
стенки в поясах у, определяемой по формуле (VII.37); коэффициент ki определяют по
табл. VII.7; для клепаных балок коэффициент ki определяют по табл. VII.7 при
значении Y=10.
ТАБЛИЦА VII.7
Значения коэффициента ki для сварных балок
г
<1
2
4
6
10
>30
<0,5
2,42
2,52
2,59
2,6
2,61
2,62
0,6
2,61
2,74
2,8
2,84
2,86
2,87
0,8
3,1
3,38
3,48
3,52
3,55
3,58
1
3,78
4,28
4,53
4,64
4,72
4,81
Значение fti при
1,2
4,65
5,39
5,91
6,11
6.3
6,5
1,4
5,69
6,75
7,62
8,04
8,34
8,75
a/fto
1,6
6,86
8,23
9,5
10,23
10,71
11,3
1,8
8,17
9,77
11,53
12,48
13,3
14,33
>2
9,57
11,7
13,67
14,8
16,08
17,57
Значение критических нормальных напряжений оо в этом случае
зависит от частоты расположения поперечных ребер жесткости.
При частом расположении ребер при a/ho^O,8 стенка
между ребрами может выпучиваться только по одной полуволне (рис.
VII.20). Для этого случая значение оо определяют по формуле (VII.38),
так же как и при отсутствии местных напряжений.
176
Пр,и более редком расположении ребер жесткости
При a/ho>0,8, возможны две формы выпучивания стенки балки: одна —
при большем значении Ощ, имеющая одну полуволну по длине
пластинки, с отношением сторон afho, и другая — при меньшем значении Ом,
имеющая две полуволны, с отношением сторон а/2: ho. Поэтому если
alho>0,8, при проверке стенки балки по формуле (VII.40-) различают
два случая определения ао.
1-й случай. Если Ом/а больше значений, указанных в табл. VII.8, то
TAjB л ИЦ А VII.8
Предельные значения owlo дли балок
симметричного сечения
Балки
Сварные
Клепаные
V
<1
2
4
6
10
>30
—
предельные значения а^^1о при a/ft»
0,8
0
0
0
0
0
0
0
0,9
0,146
0,109
0,072
0,066
0,059
0,047
0,121
1 1
0,183
0,169
0,129
0,127
0,122
0,112
0,184
1,2
0,267
0,277
0,281
0,288
0,296
0,3
0,378
1.4 1 1,6
0,359
0,406
0,479
0,536
0,445
0,543
0,711
0,874
0,574 1 1,002
0,633
0,643
1,283
1,131
1.8
0,54
0,652
0,93
1,192
1,539
2,249
1,614
>2
0,618
0,799
1,132
1,468
2,154
3,939
2,347
в формулу (VII.40) подставляют критическое напряжение ао
(кН/см^), определяемое по формуле
(То=10Й2A006//1„)г,
(VII. 42)
где значения йг принимают по табл. VII.9, Стм, о определяют по формуле (VII.41),
причем если a/ho > 2, то принимают а=2 ho, а остальные значения остаются теми же,
что и ранее.
ТАБЛИЦА VH9
а/к
кз
<0,8
По табл.
VII. 6
0,9
7,78
Значения
1
8,23
коэффициентов кг
1,2
9,5
1,4
11,1
1.6
13,02
1.8
15,25
>2
17,79
2-Й случай. Если а^/о не больше значений, указанных в табл. VII.8,
то Оо определяют по формуле (VII.38), а Ом.о — по формуле (VII.41),
но с подстановкой а/2 вместо а как в формулу (VII.41), так н в табл.
VII.7.
3. Устойчивость стенок балок симметричного сечения, укрепленных поперечными и
одним продольным ребрами жесткости. В балках большей высоты с тонкой стенкой
при соотношении W6>160 /21//? для обеспечения устойчивости стенки рационально
помимо поперечных ребер жесткости ставить продольное ребро, опирающееся на
поперечные и располагаемое на расстоянии bi=@,2 . . 0,3) ho от сжатой кромки отсека
(рис. VII.21). Это ребро, так же как и ребра поперечные, состоит из двух ребер,
располагаемых по обе стороны стенкн. Продольное ребро ставят обычно в средних отсеках
балки, в зоне больщих значений изгибающих моментов и соответственно ббльших нор-
12—478
177
маяьных напряжений. Размеры ребер назначают такими, чтобы их моменты ииертши
удовлетворяли формулам:
•'попервчн.р ^ 3rtj6*;
■' продольн-р
(VII. 43)
Продольное ребро делит стенку на верхнюю и нижнюю пластинки, устойчивость
которых проверяют раздельно.
Верхняя пластинка, расположенная между сжатым поясом и продольным
ребром, находится в условиях неравномерного сжатия и проверяемся по формуле,
полученной из рассмотрения кривой, ограничивающей область несущей способности
пластинок:
o^/Woi + Om/Omoi + (т/%)^ < т.
(VII. 44)
где а. Ом, т и m — определяют так же, как для формулы (VII.40); То — определяют по
формуле (VII.33) с подстановкой в нее размеров проверяемой пластинки.
тг г
Г^Т
±.
Рис. VII.21. Укрепление стенки балки продольным ребром жесткости
В случае (Тм=0 критическое напряжение ooi определяют как для центральио-сжа-
той пластинки по формуле (VII.30) при а=0 и й = 10, но напряжение центрального
сжатия принимают средним по высоте проверяемой пластинки, т. е.
о^средн= 0^A —fti/^o), откуда о= Оср2Дн/A —b\IK).
В результате для определения Oqi получаем формулу (кН/см^)
10
Оо1= ■
A006/6lJ.
(VII. 45)
1 — bi/ho
Если ам=0 и }jii=a!/6)<2, то критические напряжения оо! и о-м.о! определяют по
следующим формулам (кН/см^):
ooi '■
А
(l-bi/ho)
I,' i Zl—
-•m.oi
lOfe'
1006 \2
^!
/ 100
I «1
где коэффициент k' принимают по табл. VII.IO;
Значения коэффициента k'
(VII. 47)
ТАБЛИЦА VII.IO
Ili—iH/bi
k'
I
0,36
1,5
0,42
2
0,45
при fi,i = ai/6)>2 в формулы (VII.46) —(VII8) подставляют р.)=2.
Нижняя пластинка, расположенная между растянутым поясом и продоль-
вьш ребром, находится в условиях неравномерного растяжения, и для нее граничная
^1вая устойчивой и неустойчивой областей принимается по формуле, аналогичной
i/[!b!i),^];(^
f L Оо2 <^М,02 J \Т„2
<1.
(VII. 48)
J78
Зд«сь значение (кН/см')
0^02 =
11,4
0,5-
/1006\г
(Vn.49)
получено из формулы (VII.SO) при й=45,4 как изгибаемой балки (а=2) высотрй
(tu> — 2bi) с опертой по краям стенкой, так как продольное ребро и нижележащая
растянутая часть стенки не могут защемить расдиатрнваемую часть стенки, стм.ог опре-,
двляют по формуле (V1I.41) и табл. VII.7, принимая в ней v=0,8 и заменяя отнощени^
а
ajhe на -; — ; т и Тог определяют так же, как для формулы (VII.44).
-к
q = fSSffff/»
\^ Место опред9леяия ff,T,6„
4'А
2га'25
М»акг2800кН.м
Оьюис '9iOHH
в=6в0нЯ
Рис. VII.22. К примеру VII.6
Местное напряжение (Тмг принимают при приложении нагрузки к сжатому поясу
Стмг=0,4ст»1, так как оно доходит до нижней пластннкн сильно уменьшенным в
результате распределения его верхней сжатой пластинкой на большую длину балки. При
приложении нагрузки к растянутому поясу (например, надопорная часть неразрезных
балок) принимается Ояг=Ои, определяемое по формуле (VII.12). При наличии в
сварной балке продольного ребра жесткости возможно укрепление сжатой зоны стеики
балки короткими ребрами, приваренными к продольному ребру (рис. VII.21). В этом
случае прн проверке верхней сжатой пластннкн расстояние а заменяют на расстояние
ai между осями соседних коротких ребер; проверка нижней пластинки остается без нз-
меиения.
Проверка устойчивости стенок балок асимметричного сечения
имеет свои особенности и проводится в соответствии с указаниями СНиП.
Пример VI 1.6. Требуется проверить общую устойчивость балки и местную
устойчивость пояса и стенки сварной балки примера VII.4. Балка пролетом 12 м несет
расчетную нагрузку 155 кН/м, передаваемую на нее балками нйстила, опирающимися на
верхний пояс и расположенными на расстоянии 80 см друг от друга (рис. VII.22).
Проверка общей устойчивости балки по формуле (VII.13) может
не иронзввднться, так как //Л=800/400=2:^ 19 (по табл. VI 1.4 при наличии связей
в пролете, ft/6n == 1200^5 = 48 и /i./6= 1200/400=3), т. е ее общая устойчивость
обеспечена системой балок настила, скрепленных между собой настилом.
Проверка устойчивости сжатого пояса балки производится по табл. VII.S:
а!/6п= V2Sn = 400/2-25= 8 < 15, т. е. пояс устойчив.
У5*
179
Проверку устойчивости стенки балки необходимо вести с учетом
Местных сминающих напряжений под балками, поддерживающими настил, так как они
расположены на расстояниях, меньших высоты главной балки, и располагать под
каждой балкой настнла ребро жесткости нецелесойбразно.
По формуле (VI 1.32) определяем, что ребра жесткости необходимы;
так как <
V6= 115/1 >7oV2\IR,
ставим их на максимальных расстояниях 240 cm»2/io под балками настнла.
По формуле (VI 1.35) определяем, что проверка устойчивости необходима, так как
й„/б= 115/1 > 801/21//?.
Эту проверку ведем в отсеке, где изменяется сечение балки, под балкой настила
на расстоянии 1,6 м от опоры по формуле (VII.40).
В проверяемом сечении действуют:
155-1,6A2—1,6)
Д1 :_J—,. ..' > :=1290кН-м;
2
155A2 — 2-1,6)
Q ^ L '-J = 680кН.
^ 2
Из примера VII.4 известно, что момент сопротивления уменьшенного сечения балки
1Fi==850O см^. Находим расчетные напряжения в балке. Нормальное напряжение
сжатия верхнего края стенки
Ml Лс^ 129 000 115 ,, ^ „, ,
(т= -— . —— =—гг-— • — = 14,5кН/см2.
Wi he 8500 120
Среднее касательное напряжение
Qi 680
= 5,9кН/см'
h„8 115-1
Местное сминающее напряжение определяем по формуле (VI 1.12)
Р 121
бг 1-18,5
= 6,6 кН/см^,
где Р= A,2-20-1-1,Ы,05H,8-6= 121 кН — сосредоточенная нагрузка от балок настнла
(пример VII.2); г=F+2 fe) = 13,5+2-2,5=18,5 см —длина распределения нагрузки;
b — ширина полки двутавра № 27, k — толщина пояса балки.
Находим критические напряжения потерн устойчивости стенки балки.
Первоначально по формуле (VII.37) определяем коэффициент защемления стенки
* -»t(T)'=«-»"s(¥T-.*-
Соотношение размеров проверяемого отсека стенки ц=а//1о=240/115=^2,08 и
соотношение напряжений 0м/ст=6,6/14,5=О,455<О,866, определенного по табл. VII.8 при
a//io=2,08 и Y=2,4, поэтому критическое нормальное напряжение определяем по
формуле (VI 1.38)
/1006\= /100-1\2
a„=l0kj—j =70,5(^^1 =53,5кH/cм^
где йо=7,05 по табл. Vn.6 при у=2,4.
Критическое местное напряжение определяем по формуле (VI 1.41) с подстановкой
а/2 вместо а как в саму формулу, так и в табл. VII.7.
1006\2 „ /100-1
=43,7
а/2 j ' \ 120
<^M,o==io*i(-::^j ='*з,7(-п;г) =зo,4кн/cм^
где fe) = 4,37 по табл. VII.T при а/2 /io=l,04 и у=2,4.
Критическое касательное напряжение определяем по формуле (VII.33)
/.„ ^ , 9,5\/100б\2 / 9,5 \/100-1\2
^o=(l2.5 + -)(-) =(l2.5+^(—) =11.1KH,CM^
180
Проверяем устойчивость стенки, подставляя найденные выше напряжения в
формулу (VII.40)
V(<yJog + oja„_of + (•^/•^о)* = ^{14,5/53,5 + 6,6/30,4)? + E,9/11,1)« = 0,725 < 1.
т. е. устойчивость стенки балки обеспечена.
§ 5. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОНСТРУКЦИИ СОСТАВНЫХ БАЛОК
1. Соединение поясов балки со стенкой
Соединение поясов составной балки со стенкой осуществляют в
сварных балках поясными швами, в клепаных — поясными
заклепками (рис. VII.23).
Это соединение предотвращает при изгибе балки сдвиг поясов
относительно стенки балки (рис. VII.23,а), который был бы при раздель-
If)
TF
Рнс. VII.23. Работа поясных швов н заклепок
о —сдввг незакрепдеяных поясов относительно стеякв; 6 —работа поясных швов н заклепок;
в — поясные швы я поясные заклепки
НОЙ самостоятельной работе элементов балки на изгиб. Такое
соединение поясов со стенкой превращает все сечение в монолитно
работающее. Расчет соединений ведется на силу сдвига пояса относительно
стенки (рис. VII.23,б).
В сварных балках сдвигающую силу Т, приходящуюся на 1 см
длины балки, определяют через касательные напряжения
^_.._QSn
•'бр
где Q — расчетная поперечная сила; Sn — статический момент пояса относительно
нейтральной^ оси сечення балки; /ер — момент инерции сечеиия балкн.
Сдвигающая сила стремится срезать поясные швы, а потому
сопротивление этих швов срезу должно быть не меньше силы Т:
Отсюда определяют требуемую толщину шва (рис. VII.24, в)
QS„
hai ^'
2Р^бр «Г
где Р — коэффициент глубины провара шва (см. гл. V, § 4).
(VII. 50)
181
Ввиду значительных усадочных напряжений при сварке поясов со
стенкой поясные швы следует-делать сплошными, одинаковой толщины
по* всей длине балки, применяя автоматическую сварку. Минимальные
значения толщин поясных швов следует принимать по табл. VII.И.
ТАБЛИЦА VII 11
Рекомендуемые минимальные толщины поясных швов
Конструкция из стали
Углеродистой С 38/23, С 44/29
Низколегированной С 46/33—
С 85/75
до 10
4
6
Толщина пояса
11-22
6
8
23—32
8
10
в„, мм
33-50
10
12
51 и более
12
—
В клепаных балках сдвигу поясов сопротивляются поясные
заклепки Сдвигающая сила, действующая на каждую поясную заклепку,
собирается с расстояния между заклепками а, называемого шагом
заклепок. Эта сила не должна превышать возможного сопротивления
заклепки, работающей на смятие стенки и двойной срез:
Отсюда легко определить шаг поясных заклепок
а=-
QS„
где [УУ]=»ил — меньшее из двух значений расчетного усилия на одну заклепку,
маемое равным:
при расчете на срез
(VII. 51)
принн-
Jcp
ср 4 СР
при расчете на смятие (все обозначения см. в гл. VI, § 2),
[N].
закл .
см
■■ dl6Ri
Чтобы уменьшить число заклепок, их шаг должен быть близок к
максимальному, но не более 12 d нли 18 6 (из условия предотвращения
расслоения соединяемого пакета).
Шаг заклепок, прикрепляющих поясные листы к уголкам, из-за
меньшего значения Sn получается по расчету большим, но из удобства
изготовления его обычно назначают одинаковым с шагом заклепок,
прикрепляющих уголки к стенке.
2. Стыки балок
Различают два типа стыков балок: заводские и монтажные (укруп-
нительные).
Заводские стыки, выполняемые на заводе, представляют собой
стыки отдельных частей какого-либо элемента балки (стенки, пояса),
делающиеся из-за недостаточной длины имеющегося проката. Их
расположение также обусловлено имеющимися длинами проката или
конструктивными соображениями (стык стенки не должен совпадать с
местом примыкания вспомогательных балок, с ребрами жесткости и
г. п.). Чтобы ослабление сечения балки заводским стыком было не слиш-
182
ком велико, стыки отдельных элементов обычно располагают в разных
местах по длйне балки, т. е. вразбежку.
Монтажные стыки, выполняемые на монтаже, необходимы
тогда, когда масса или размеры балки не позволяют перевезти и
смонтировать ее целиком. Расположение их должно предусматривать
членение балки на отдельные отправочные элементы, по возможности
одинаковые (в разрезной балке стык располагают в середине пролета или
симметрично относительно середины балки), удовлетворяющие
требованиям транспортирования и монтажа наиболее распространенными
средствами.
в)
ЕЕ^.^'
6)
<^,s.
/v^
.ll_ILJI-ll- ^-Jl-ll—I
------}+= = =(
Рис. VII.24. Стыки прокатных балок
а — встык; 6 — встык с накладками; в — только накладками
В монтажных стыках удобно все элементы балки соединять в одном
сечении. Такрй стык называется универсальным.
А. Стыки прокатных балок заводские и монтажные выполняют, как
правило, сварными; возможные конструктивные решения их показаны
на рис. VI1.24.
Наиболее прост и удобен прямой стык балок встык (рис. VII.24,а).
Чтобы уменьшить усадочные сварочные напряжения, необходимо
варить стык быстрее, чтобы охлаждение шло более равномерно, и
начинать варить с менее жесткого элемента— стенки. Однако при ручной
сварке такого стыка с применением обычных способов контроля сварки
растянутый пояс балки в стыке будет иметь меньшую прочность, чем
вне стыка, так как расчетное сопротивление сварного шва встык на
растяжение меньше расчетного сопротивления основного металла:
М':
М
DCB
балки Р
0,85M^f ™.
При необходимости устройства стыка в сечении, где действует
больший изгибающий момент, делают прямой стык балок встык, а полки
усиливают накладками (рис. VII.24, б). Изгибающий момент в таком
стыке воспринимается швами и накладками:
M=WRf + N„h,
где W — момент сопротивления сечения балки; Л/я ■
ние между осями накладок.
- усилие в накладке; h — расстоя-
Отсюда определяем расчетное усилие в накладке
N..
iM~WRl^]lh
(VII. 52)
ф
^
в)
1 J 111:2 m
roiiimimrwmurr'"
f 50Q > 500 i>
II III 111 ■ .1 .ц ■ .^ ^-" ' ' ■"
<> >
3 3
liiiiiiiiiirriniriif
<
■""■"
Uf*/2
EEH3
Phc. VII.25. Стыкн составных сварных балок
а — заводской; б — монтажный
И площадь поперечного сечения ее
NJR'^
(VII. 53)
Угловые швы, прикрепляющие накладку к балке, должны быть
рассчитаны на усилие в накладке. Чтобы уменьшить сварочные
напряжения, эти швы не доводят до оси стыка на 25 мм с каждой стороны.
При изготовлении конструкций в полевых мастерских, когда трудно
обработать торцы балок под сварку, можно осуществить стык только
при помощи накладок (рис. VII.24,в). Однако из-за большой
концентрации напряжений в таком стыке применять его можно в
конструкциях, работающих ^олько на статическую нагрузку и при положительных
температурах.
Почти весь изгибающий момент в этом стыке передается через
поясные накладки, а поперечная сила — через парные накладки на стенке.
Поэтому условно и несколько в запас прочности усилие в накладке и
площадь поперечного сечения ее
N^ = Mlh и Fa = NalR. (VII.54)
Накладки на стенку конструктивно принимают шириной 100—150 мм,
толщиной, приблизительно равной толщине стенки, и высотой, равной
высоте прямолинейного участка стенки (до закруглений около полок).
Швы, прикрепляющие накладки к стенке, следует проверять на
действие поперечной силы:
ЗРЛш In
<Rl\
(VI 1.55)
где /ш = /и — 1 см.
Б. Стыки составных сварных балок. Заводские стыки поясов и
стенки составных сварных балок осуществляют соединением листов до
сборки их в балку (рис. VII.25,а). Основным типом сварных соединений
листов является соединение встык. Стык растянутого пояса, если он
расположен в зоне балки, где напряжения в поясе превышают
расчетное сопротивление сварного шва на растяжение, устраивают косым
184
или сваривают автоматической серкой. Такое усложнение ироизвс«-
ства часто делает более целесообразным перенос прямого заводского
стыкового шва в то место балки, где напряжения'в поясе не
превышают расчетного сопротивления сварного шва на растяжение. Заводские
стыки сжатого пояса и стенки балки всегда делают прямыми.
На монтаже сжатый пояс и стенку всегда соединяют прямым швом
встык, а растянутый пояс—косым швом, так как на монтаже
автоматическая сварка и повышенные способы контроля затруднены. Такой
стык будет равнопрочен основному сечению балки и может не
рассчитываться. Некоторым перенапряжением стенки вблизи растянутого
пояса балки обычно пренебрегают, так как этот участок стенки
расположен между двумя упруго работающими зонами балки, работает в
условиях стесненной деформации и пластическое его разрушение
невозможно. Применявшееся раньше усилие этого участка накладками, как
показали исследования, приводит лишь к дополнительным сварочным
напряжениям и не увеличивает несущей способности балки.
Чтобы уменьшить сварочные напряжения, сначала сваривают
поперечные стыковые швы стенки / (рис. VII.25, б) и поясов 2, имеющие
наибольшую поперечную усадку. Оставленные не заваренными на
заводе участки поясных швов длиной около 500 мм дают возможность
поясным листам несколько вытянуться при усадке швов 2. Последними
заваривают угловые швы 3, имеющие небольшую продольную усадку.
В последнее время монтажные стыки сварных балок, чтобы избежать
сварки на монтаже, иногда выполняют на высокопрочных болтах.
В таких стыках стенка и пояса подобно клепаным балкам
перекрываются самостоятельными накладками. Ослабления балки отверстиями
при этом можно не учитывать, так как вследствие сил трения
накладки включаются в работу стыка еще в неослабленном сечении и в
дальнейшем будут компенсировать ослабление сечения отверстиями.
Площадь поперечного сечения накладок должна быть не меньше площади
перекрываемого ими элемента.
В. Стыки составных клепаных балок. Основное правило устройства
их заключается в перекрытии каждого элемента балки стыковым
элементом, площадь сечения которого не меньше площади соединяемого
элемента. Другим правилом является назначение минимального шага
заклепок в сФыках C—3,5 d), чтобы уменьшить размеры и массу сое-
диняющи}^ элементов, однако этот шаг желательно иметь кратным шагу
tr^R
l^i'f^MttKC
Рис. VII 26 Монтажный стык клепаной балки с одной парой горизонтальных листов
185
связующих заклепок вне стыка. Так, при заклепке 4=23 ми весьма
удобны шагн 80 и 160 мм.
В заводских стыках все элементы соединяют вразбежку.
В монтажных стыках желательно все элементы балок соединять в
одном месте так, чтобы за торец каждого отправочного элемента балки
никакие детали не выступали.
В монтажных стыках балок стенка перекрывается парными
накладками, имеющими толщину, равную толщине поясных уголков (рис.
VII.26). Поясные уголки перекрывают уголковыми накладками из
уголков того же профиля.
Горизонтальные листы соединяют .при помощи листовых накладок,
имеющих сечение не меньше, чем сечение горизонтальных листов балки.
В балках, пояса которых имеют по два горизонтальных листа,
используют прокладки как накладки для перекрытия стыка внутренних
горизонтальных листов. Площадь сечения этих накладок должна быть
не меньше площади сечения соединяемых горизонтальных листов. Это
легко получается, если толщина горизонтальных листов и поясных
уголков в балке принята одинаковой.
Расчет стыков ведут для каждого элемента балки независимо друг
от друга. Число заклепок для прикрепления стыковой накладки поясных
листов обычно рассчитывают по площади
п={р^г^^]пт1^. (vn.56)
где Fat — площадь нетто сечения поясного листа.
Это число заклепок ставят на каждую сторону стыка. Число
заклепок для прикрепления стыкового уголка определяют обычно по
действующему в нем усилию
п = -^ = -^2_^. (VII.67)
где Стуг — напряжение на уровне центра тяжести понсного уголка (рис. VII.26); FjJ —
длощадь нетто сечення уголка; [Л^]^^ —расчетное усилие одной заклепки по
одиночному срезу.
Эти заклепки ставят по одну сторону стыка в горизонтальной и
вертикальной {волках стыкового уголка.
Стык стенки балки проверяют на совместное действие изгибающего
момента и поперечной силы, действующих в сечении стыка.
Изгибающий момент распределяется между элементами балки
пропорционально их жесткости; причем момент, приходящийся на стенку,
может быть найден по формуле
Мст=-Мб-~, (VII. 58)
■/б
где AJe — полный расчетный момент в стыке балки; /от — момент инерции стеики
балки; /б — момент инерции всего сечения балки.
Этот момент уравновешивается суммой внутренних пар усилий,
действующих на заклепки, расположенные на стыковой полунакладке
симметрично относительно нейтральной оси балки (рис. УП.26):
Мет == SiVf Л; =/и (yViAi + iVjifta + Л^зЛзН-*• •),
где т — число вертикальных рядов заклепок на полу^акладке.
Выражая все усилия Л^,- через максимальное усили^ Nu
Ni = Ni^; Na = Ni^ и т. д.
«1 «1
186
получим
^сх =
iVi«
[h\+hl-\-hl-\-...].
Отсюда максимальное горизонтальное усилие от изгибающего мхз-
мента, действующее на каждую крайнюю наиболее нагруженную
заклепку;
N.
1закл
mSh]
(Vn.59)
Кроме изгибающего балку момента в стыке может действовать
поперечная сила Q, которая условно полностью передается на утенку и
принимается распределенной равномерно на все заклепки,
расположенные на полунакладке:
где п — число заклепок на полунакладке.
Равнодействующее усилие, действующее на одну краййюю заклепку,
Vn\
2
закл
' 'закл
-'П
^vt "мак
4i
<im'
(VI 1.60)
где [N]^^^^ — расчетное усилие на
одну заклепку.
Пример VII.7. Требуется
рассчитать монтажный стык сварной балки
примера Vn..3. Стык делаем в
середине пролета балки, где М-=
= 2800 кН-м; Q=0.
Сечение балки и его
характеристики: стенка 1150X10 мм,
пояса 400X25 мм, /б=816 500 см*,
/ст==127 000 см*.
Конструкцию стыка принимаем
по рис. Vll.27 Стык осуществляем
высокопрочными болтами d = 20 мм
из стали 40Х, термоупрочиенной,
имеющей ffB = 110 кН/см^; очистка
соединяемых поверхностей огневая.
Стык^поясов, Каждый пояс
балки перекрываем тремя
накладками; одной сверху сечением 400X14 мм
и двумя снизу сечением 180X14 мм.
Суммарная площадь поперечного
сечения накладок.
/•„ = D0 +2-18) 1,4 =
106см2> 100 см? = 40-2,5 = f п.
Рис. Vn.27. Монтажный стык сварной балки
на высокопрочных болтах (к примеру Vn.7)
Число высокопрочных болтов, прикрепляющих накладки к поясу, определяем по
формуле (Vrr56)
F„R 40-2,5.21
[iVfi]
128
= 16,4 принимаем 18 шт..
где возможное усилие сдвига, воспринимаемое одним болтом, имеющим две
плоскости трения, определяем по формуле (VI .4)
[Nq] =0,65/ист^/'^^/л.,р = 0,65-0.9.110-2,49.0,4.2= 128 кН.
Стык стенки перекрываем двумя накладами 1100X350X10 мм. Момент,
приходящийся на стенку балки, определяем по формуле (VII 58)
/ст 127 000
Л1-=^5-^ = 2800 gj^^= 435 Й1.-.
ш
Расстоявие между крайними болтами из условия возможности их установки
принимаем на A20—180 мм) меньше высоты стеики:
Vkc = Act — A20... 180) = ИбО — 150 = 1000 мм.
Задаемся 8-ю рядами по вертикали.
Расстояние между рядами болтов по вертикали
Лмакс 1000 ,^,
а = = = 143 мм,
k~\ 8—1
принимаем а=140 мм, тогда ймакс=7Х140=980 мм.
Проверяем усилия, действующие на наиболее напряженные болты — крайние, по
формуле (Vn.59):
Л'„акс= Мет-^ = 43500-—^—- = 129,5кН » 128кН= [Л^б].
тЩ 2-16456
где 2А^ = 14^ -f 422 + 70^ -f 98^ = 16456.
Так как перерезывающей силы в месте стыка нет Q = 0, то проведенную
проверку можно считать окончательной, а небольшое превышение усилия в крайних болтах
можно допустить, так как все остальные болты будут сильно недогружены.
3. Опирания и сопряжения балок
А. Сопряжение балок со стальными колоннами имеет вид опирания
балок сверху или примыкания балок сбоку к колонне. Такое примыкание
может быть или шарнирным, передающим только опорную реакцию
балки, или жестким, передающим на колонну кроме опорной реакции
еще и момент защемления" балки в колонне. Шарнирйое опирание
широко применяется в большинстве балочных конструкций, жесткое
присоединение находит применение в каркасных многоэтажных зданий.
Примеры опирания балок на колонны сверху показаны на рис. VII.28.
Конец балки в месте опирания ее на опору укрепляют опорными
ребрами, считая при этом, что вся опорная реакция передается с балки на
опору через ^эти ребра жесткости. Ребра жесткости для передачи
опорной реакции надежно прикрепляют к стенке сварными швами или
заклепками, а торец ребер жесткости либо плотно пригоняют к нижнему
поясу балки (рис. VII.28, а а б), либо строгают для непосредственной
передачи опорного давления на стальную колонну (рис. VII.28, в). Для
правильной передачи давления на колонну (при конструктивном
решении по рис. Vll.28, а и б) центр опорной поверхности ребра надо
совмещать с осью полки колонны.
Размеры опорных ребер жесткости определяют обычно из расчета
на смятие торца ребра:
ас„=Л/^с«<^?см.*, (VII.61)
где А — опорная реакция балки; f см — площадь смятия опорного ребра принимается:
Б сварных балках — равной всей пристроганной части площади ребра, в клепаных —
площади пристроганных к поясу полок опорных уголков; Ren т — расчетное
сопротивление стали смятию торцовой поверхности.
Ширина выступающей части ребра из условий его местной
устойчивости не должна превышать 15 его толщин бор:
6ор< 15бор-
Выступающая вниз часть опорного ребра (рис. VII.28, в) не должна
превышать а^ 1,5 бор и обычно принимается 15—20 мм.
1S8
Помимо проверки на смяти©* торца опорного ребра производится
также проверка опорного участка балки на устойчивость из плоскости
балки как условного опорного стержня, включающего в площадь Fon
своего сечения опорные ребра и часть стенки балки шириной по 15
толщин в каждую сторону (на рис. VII.28, а эта площадь заштрихована):
фДоо.«
<R.
(VII.62)
«^ ж-t^
Б-6
411Н
"fi
Торцы
'стро-
ё гать
в-в
л \2-i
Ьси. Ьсм.
6)
Торцы •
строгать
Рис. VII.28. Опирание балок на колонны сверху
о — опирание сварных балок на полки колонны; б —
опирание клепаных балок на полки колонны; в — опирание
сварных балок на стенку колонны
^ор
\/Г
-rsfr.
ох.
I I
Vf
Прокаад-
1ш ^
4
■^l а:
-f
op
/WW
Торец
строгать
где <р — коэффициент продольного изгиба указанного условного опорного стержня с
гибкостью %, определенной относительно оси г—z по длине А, равной высоте сечения
балки;
% = А//-ОП.С — hlV Jon.ctFon.a .
Прикрепление опорных ребер к стенке балки сварными швами или
заклепками должно быть рассчитано на полную опорную реакцию
балки.
Примеры конструктивного примыкания балок сбоку показаны на
рис. VII.29, а — нежесткое и VII.29, б — жесткое.
Шарнирное примыкание балок сбоку (рис. VII.29, а) по своему
конструктивному оформлению, работе и расчету не отличается от
опирания балок сверху (рис. VII.28, в).
Пример VII.8. Требуется рассчитать опорное ребро сварной балки примера VII.3.
Опорная реакция балки Л=930 кН. Конструкцию опирания балки принимаем по
рис. VII.29, а.
Определяем площадь смятия торца опорного ребра из формулы (УП.61):
f см = AIRcM-i: = 930/32 = 29 см^;
принимаем ребро 220X14, /^=22-1,4=30,8 см2>29 см^
189
Шределяем сварные швы, прикрепляющие ребро к стенке балки:
А 930
Р'ш^Г 0.7.2-115.15-
0,386 см;
принимаем швы Аш=6 мм.
Болты назначаем конструктивно d=20 мм.
Жёсткое примыкание балок сбоку отличается от шарнирного тем,
что помимо опорной реакции балки это примыкание должно
передавать и момент, защемляющий балку в колонне. В конструктивном
решении, показанном на рис. VII.29, б, опорная реакция балки
передается через вертикальное ребро, привариваемое к колонне на заводе и к
стенке балки на монтаже. Опорный момент балки передается двумя
ВГ
.1ч«ичи ■ I ^
Л4.
в-8
Рис. VII.29. Примыкание балок к колоннам сбоку
а — нежесткое; б ■— жесткое
ff)
S)
Рис. Vn.30. Опираиие балок на бетон
л — опнранне прокатных балок на плоскую опорную плнту; б — то же, составных балок; в —-
тангенциальное олирание балок; г — опарание балок на каток
горизонтальными накладками, привариваемыми к поясам балки и к
колонне. Расчет такого присоединения балки ведется раздельно: на
опорную реакцию рассчитывают вертикальное ребро и его приварку к
колонне и стенке балки, а на момент — горизонтальные накладки и их
крепление к колонне и поясам балки.
Б. Опирание балок на стены и железобетонные подкладки. При опи-
рании балок на каменные стены и железобетонные подкладки обычно
применяют специальные стальные опорные чаСти, которые служат для
равномерного распределения давления балки на большую площадь
менее прочного, чем балка, материала опоры (камень, железобетон).
Кроме того, опорные части должны обеспечить свободу деформации
концов балки — поворот при прогибе балки, продольное смещение
температурных и силовых деформаций; в противном случае в опоре
возникнут нежелательные дополнительные напряжения. В соответствии с
этими требованиями применяют неподвижные и подвижные опорные
части следующих типов (рис. VII.30):
при пролетах до 20 м
» » » 40 »
» » более 40 »
плоские опорные плиты
(рис. VII.30, а к б)
тангенциальные опорные
плиты (рис. VII.30, в)
катко»ые опорные части
(рис. VI 1.30, г)
Опорные части изготовляют из литой или толстолистовой стали.
Площадь опирания плоских и тангенциальных опорных плит
должна быть достаточной для передачи опорного давления балки на кладку
стены или на бетон. Отсюда определяют размеры плиты
F^ = a-b = Л/^?бeт.cж. (VII.63)
Толщину плиты определяют из условия ее прочности на изгиб
(рис. Vn.30, в).
Расчетный изгибающий момент в среднем сечении плиты
М = Л/2.а/4 = Аа/8.
Момент сопротивления этого сечения плиты
66^
м_
R
Отсюда легко определить толщину плиты
(VII.64)
где А — расчетное давление балки на опору.
Радиус поверхности тангенциальной опорной
плиты определяют из условия местного смятия при
свободном касании плоскости и цилиндрической
поверхности по условной формуле «диаметрального
сжатия», полученной путем преобразования
формулы Герца о=0,423уAE/rt,
A/2lRc.K
(VII.65)
Рис. VII 31. Сопряжение балок
о — поэтажное; б — в одном уровне на болтах; в — пониженное
определяют по
(мм) назначают
(VII. 66)
в опорной части
где I — длина соприкосновения цилиндрической Поверхности катка или таигеициаль-
ной опорной плиты с верхней плитой; /?ск — расчетное сопротивление
«диаметральному сжатию катков» при свободном касании (табл. 111.1); оно получено из
сопоставления формулы (VII.65) с формулой Герца, причем для формулы Герца принято
расчетное сопротивление местному смятию при свободном касании йсм.овоб =
= 17УТ, кН/см^.
Простейшие однокатковые опоры (рис. VII. 30, е) состоят из двух
плит, между которыми помещают каток, часто срезанный по бокам.
Верхнюю плиту, являющуюся прокладкой между балкой и катком,
обычно назначают толщиной около 30 мм. Нижняя плита работает
подобно плите тангенциальной опоры, и ее размеры
формулам (VII.63) и (VII.64).
Чтобы уменьшить трение качения, диаметр катка
по приближенной формуле (не менее)
d=2/-> 130-1-//1000,
где / — пролет балки, мм,
проверяют на местное смятие по формуле (VI 1.65).
Для обеспечения правильного расположения катка
к нему с боков прикрепляют противоугонные планки, а в середине де
лают реборду, не дающую катку сдвинуться поперек.
В. Сопряжения балок. Сопряжения главных и второстепенных балок
между собой бывают: этажные, в одном уровне верхних поясов и с
пониженным расположением верхних поясов второстепенных балок
(рис. VII.3I).
-*—п-^—г ,Р»/вна Этажное сопряжение
(рис. VII.31,a) является
простейшим, но оно из-за
возможного отгиба пояса
главной балки может
передавать лишь небольшие
опорные реакции. Это
сопряжение можно усилить,
поставив под
вспомогательной балкой ребро
жесткости и пригнав его
верхний торец к верхнему
поясу главной балки для
предотвращения отгиба.
Сопряжения в одном
уровне и пониженное
способны передавать
большие опорные реакции.
Неудобство сопряжения в одном уровне (рис. VII.31,6) —
необходимость выреза верхней полки и части стенки вспомогательной балки.
Этот вырез ослабляет ее сечение и увеличивает трудоемкость
сопряжения; кроме того, число болтов, которые можно разместить на стенке
балки, ограничено. Избежать этих неудобств можно, приварив на заводе
к торцу вспомогательной балки коротыш из уголка, и уже его сопрягать
на монтаже болтами или сваркой с ребром жесткости главной балки
(рис. VII.3I,e).
. В этих сопряжениях опорная реакция со стенки примыкающей
вспомогательной балки передается через болты или монтажную сварку на
специальное ребро, укрепляющее стенку главной балки. В качестве
работающих применяют болты нормальной точности, а при больших
опорных реакциях вспомогательных балок — высокопрочные болты.
Расчет сопряжения балок заключается в определении размеров
сварных швов или числа болтов, работающих на срез и прикрепляющих
192
Сборочные fojimtt
Рис. VII.32. Жесткое сопряжение балок
балки друг к другу. Расчетной силой является опорная реакция
вспомогательной балки, увеличенная на 20% вследствве внецентренности
передачи усилия на стенку главной балки.
Все рассмотренные сопряжения балок работают как шарнвфные.
При необходимости жесткого сопряжения балок (рис. VII.32) вводят
«рыбки» (при одинаковой высоте балок) или «рыбку» и столик (при
различной высоте балок). В таком сопряжении возникает не только
поперечная сила, передающаяся на болты, прикрепляющие стенку
вспомогательной балки к ребру главной балки или непосредственно на
столик, но и опорный момент, передающийся через специальные
накладки-рыбки или через рыбку и столик.
§ 6. БИСТАЛЬНЫЕ БАЛКИ
Одним из источников экономии металла в строительных
конструкциях является применение вместо обычной малоуглеродистой стали
повышенной прочности. Однако в балках, изготовленных
целиком из стали повышенной прочности, нельзя полностью использовать
все преимущества этой стали, так как в стенке балки и в сечениях
вблизи опор напряжения значительно меньше расчетных
сопротивлений. Кроме того, местная устойчивость элементов балки из
высокопрочной стали относительно менее благоприятна по сравнению с
устойчивостью этих же элементов, выполненных иэ обычной малоуглеродистой
^•бтвп
СгЗ
Ства
лг1////1/}1Пыит
.fi/IIIIIUIll/lllJI
■„.■■„—-.— -J-
/7 -a
Эпюра
Mux
Рис. VI 1.33. Бистальные балки
ариава
стали. Поэтому часто целесообразно использовать балки из двух марок
стали различной прочности — бистальные, в которых сталь
повышенной прочн<?сти применяется только в наиболее напряженных
участках поясов балок, а вся стенка и пояса -— вблизи опор балки, т. е.
участки балки, испытывающие меньшие нормальные напряжения,
выполняются из стали СтЗ (рис. УП.ЗЗ).
Работа та^ёй балки отличается от работы обычных балок тем, что
при действии р-речетной нагрузки в крайняда участках стенки,
примыкающих к поясами из высокопрочной стали, иожет возникнуть текучесть
материала стенки. Однако эти участки стенки работают в условиях
ограниченной деформации, так как находятся между упруго
работающими поясами ш остальной частью стенкичи текучесть в них не может
быть опасной для всей балки.
Расчет бистальных балок учитывает возможное появление
пластичности в крайних участках стенки. Принимая расчетную эпюру напря-
13—478
193
женкй в бистальной балке по рис. VI 1.33, которая предполагает, что
крайние участки стенки текут, а напряжения по толвдине пояса
постоянны и равны расчетному сопротивлению материала, прочность балки
можно проверить так:
'" ~ '^вп ^п '^1Т^ 4 3 ~ °" балки ,
где Ява — расчетное сопротивление высокопрочной стали; fn=6n6a— площадь сечения
пояса;
ЯСтз А
°вп "
h — высота балки; hi — расстояние между центрами тяжести поясов Остальные
обозначения ясйы из чертежа.
Отсюда нетрудно получить приведенный момент сопротивления
сечения бистальной балки:
n^eirJ'-Fnhi+W^m, (VII. 67)
где
" ст — „ >
__3_ Rcn
2 7?вп
'-т(?
•* \ Ann
коэффициент использования эпюры напряжений '
Подбор сечения таких балок надо начинать с определения Амлв. Минимальную
высоту сечения можно определять, пренебрегая пластической зоной работы стенки, по
формуле (V1I.20), подставляя в нее расчетное соНротивленне высокопрочной стали,
применяемой для поясов балки.
Оптимальную высоту балки следует определять исходя из наименьшей стоимости
балки с учетом различной стоимости материала высокопрочных поясов и материала
стенки нз малоуглеродистой стали Оптимальная высота
^/ 3 М
и у -jk^T-^' (VII.68)
где
I4f6ct=kcr — принимается по табл. VII.2; а = Сстевкй/Спояссв — соотношение
стоимостей материала стенки и поясов; р=1|>стенки/1|>поясо8 — соотношение конструктивных
коэффициентов массы стенки и поясов
Если Лмив>/!опт, необходим дополнительный анализ выгодности применения
высокопрочной стали для поясов.
Дальнейший подбор сечения, проверка прочности i н устойчивости
балки цочти не отличаются -от аналогичных проверок составных балок
(см. § 3 и 4 настоящей гдаа^л) с подстановкой, естестренно, в них
соответствующих значений расчетных сопротивлений ма^^риала поясов
и стенки. (,
§ 7. ОСОБЕ»Н©С51И ПРОЕКТИРОВАНИЯ БАЛОКс
ИЗ АЛКтИНИЕВЫХ СПЛАЮВ i
В качестве материала д*я балок могут быть использованы почти
все алюминиевые сплавы. Дйл^сообразнее, однако, применять сплавы
средней и высокой прочности. Главной особенностью материала, влия-
^ Металлические конструкции. Под ред. Е И. Белеця. М., Стройиздат, 1973.
194
ющей на конструкцию б&лок из алюминиевых сплавов, является более
низкий по сравнению со сталью модуль упругости его £а==7100 кН/см^
против £'ст='21 000 кН/см^. Вследствие меньшего модуля упругости
балки из алюминиевых сплавов относительно более деформативны и
менее устойчивы, чем стальные.
В готовых балках двутаврового и швеллерного сечения, которые
изготовляют прессованием (см. рис. VII.2, б), местную устойчивость
поясов увеличивают устройством бульб — утолщений на концах поясов.
Высота готовых балок обычно не превышает 400 мм по условию
прессования, и при необходимости увеличения несущей способности балок
приходится раньше переходить на составные сечения, чем в стальных
балках.
Конструктивная форма составных балок двутаврового сечения почти
не отличается от составных стальных балок (см. рис. VII.2). Балки из
разупрочняющихся при сварке сплавов делают клепаными. Высота
сечения составной балки назначается из сравнения оптимальной по
расходу материала высоты, определенной по формуле (VII.18), и
минимальной высоты, удовлетворяющей прогибу балки при полном
использовании материала, определяемой по формуле (vn.20). Из-за малого
модуля упругости алюминиевых сплавов часто минимальная высота
получается больше, чем оптимальная. В этом случае можно определять
оптимальную высоту балки по формуле
Аопт=1.б'1/1Г/б„': (VII.69)
Подбор сечения и проверка его прочности производятся так же, как
для стальных балок с соответствующими расчетными сопротивлениями
сплавов. При проверке прочности упругопластическая работа балок не
принимается во внимание, так как сплавы не имеют площадки теку-
4ectH.
Проверка общей и местной устойчивости балки проводится в
соответствии с указаниями СНиП 11-24-74.
§ 8. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ БАЛКИ
Предварительное напряжение — одни из приемов увеличения
эффективности использования материала конструкций. С его помощью
удается уменьшить расход металла на балку на 10—20%, а стоимость
конструкции—^ на 5—12%, понизить строительную высоту балки, добиться
более рационального распределения материала по длине балки и т. п.
Эффективность лредварительного напряжения объясняется тем, что в
конструкции во время ее возведения создаются предварительные
напряжения, обратные по знаку напряжениям от нагрузки. Во время работы
конструкций эти предварительные напряжения используются в первую
очередь, и только после их исчерпания материал начинает воспринимать
основные напрМжения, вплоть до величины расчетного сопротивления.
Таким образом, предварительное напряжеЦИе увеличивает
протяженность упругой работы основного материале^ йэнструкции.
Дополнительным источникдй экономии стоимости предварительно-напряженных
балок служит то, что применяемые для создания предварительного
напряжения высокопрочные материалы, частинно заменяющие основной
материал конструкции, относительно дешякле обычной
конструкционной стали.
Нужно иметь в виду, что удельная стоимость стали, т. е. стоимость
1 т, отнесеннаМ к пределу текучести, уменУШается с увеличением
прочности стали. "•
Существует несколько приемов создания предварительного
напряжения в балках, и каждый из них влияет на конструктивную форму балки.
13* 195
предварительное напряжение можно создать изгибом отдельных
элементов в пределах их упругой работы, в направлений, противоположном
их прогибу под нагрузкой, с последующим соединением изогнутых
элементов между собой продольными швами (рис. VII.34,а). После
освобождения конструкции от принудительного изгиба в ней остаются
предварительные напряжения, обратные по знаку напряжениям от нагрузки.
Такой прием увеличивает область упругой работы балки, причем
напряжения в ней достигают размера, соответствующего пластическому
шарниру, минуя упругопластическую стадию работы.
В неразрезных балках предварительное напряжение часто создают
принудительным вертикальным перемещением точек их опирания
(рис. Vn.34,6). Этот прием используют при строительстве балочных
Л-А
высокопрояные
^ул^ затяжки
-^
Рис. VII.34. Предварительное напряжение балок
а — балки, напрягаемые изгибом элементов с последующим сплачиванием в изогнутом состоянии;
б — неразрезные балки, напрягаемые опусканием крайних опор; в — балки, напрягаемые
высокопрочными затяжками
мостов. Он уменьшает расчетный момент в середине пролета и
увеличивает моменты на средних опорах, перераспределяя материал балки по
длине пролета и давая возможность уменьшить строительную высоту
балки в пролете.
Наиболее часто предварительное напряжение осуществляют
высокопрочной за-^яжкой, помещаемой вблизи растянутого пояса балки: в
разрезных балках в средней части нижнего пояса, в неразрезных — в
пролетной части у нижнего пояса и на участках верхнего пояса у
промежуточных опор (рис. Vn.34,в).
Затяжка превращает балку в статически неопределимую систему.
При действии внешней нагрузки несущая способность ее повышается,
во-первых, потому, что сначала в ней исчерпываются предварительные
напряжения, что увеличивает область упругой работы материала балки.
Во-вторых, потому, что баЛка с затяжкой работает как статически
неопределимая система и растягивающее усилие в затяжке,
складывающееся из предварительного натяжения и самонапряжени^^^род нагрузкой,
уравновешивается усилияь^и от сжимающих напряжение' в балке. В
результате в такой балке образуется дополнительный м&мент внутренних
сил, уравновешивающий ч«СТь внешнего изгибающего момента.
Значительное суммарное растягивающее усилие в .Затяжке от ее
предварительного натяжения и от действия внешней нагрузки делают
рациональным изготовление ее из высокопрочных материалов (стальных
канатов, пучков проволоки и т. п.).
Наиболее полно разработаны вопросы предварительного напряжения
однопролетных балок высокопрочной затяжкой. Пример конструктив-
196
ного решения такой балки покаэан на рис. VH.35. В этих балках
принимают несимметричное сечение с уменьшенным нижним поясом, так
как напрягающая затяжка частично заменяет его работу. Сам нижний
пояс осуществляют из листа или профильного металла — труб, уголков,
швеллеров, что улучшает его работу на сжатие во время
предварительного напряжения.
Затяжки имеют анкерные крепления на концах в виде колодки с
пробкой, стаканов, заливаемых легкоплавким сплавом, стаканов с
клиньями или стаканов с пластическим обжатием троса. Затяжки
размещают вблизи нижнего пояса. Во всех случаях затяжку свободно
пропускают через направляющие устройства, приваренные к поясу балки
на расстояниях 1—2 м друг от друга. Эти направляющие устройства
Ш
^=Э^
А-А
1
s-s
Рис. VII.35. Предварительно-напряженная балка
создают благоприятные условия для сжатого в процессе
предварительного напряжения нижнего пояса и предохраняют его от возможной
потери устойчивости из плоскости балки. Длину затяжки принимают
меньше длины балки и располагают ее только под теми участками, где само
сечение балки без предварительного напряжения не может воспринять
действующий в этом месте расчетный момент от внешней нагрузки.
В месте анкерного закрепления затяжки на балку передаются большие
сосредоточенные силы, вызывающие значительные местные напряжения
в стенке и поясе балки. Это место усиливают постановкой
дополнительных ребер жесткости и специальных упорных пластин, усиливающих
стенку балки.
Расчет балки* в наиболее напряженном сечении, обычно в
середине пролета, ведут в два этапа. Прикладывая к балке усилие X от
затяжки (рис. VII.36,а), подвергаем балку внецентренному сжатию,
причем наиболее напряженным в ней оказывается нижний пояс. Сила
натяжения X ограничивается прочностью или устойчивостью этого
нижнего пояса:
Я1-У niXha
(VII.70)
где «1 = 1,1—коэффициент перегрузки силы предварительного натяжения; при
обеспечении надежного Прямого контроля значения X принимают «i = l; /' — площадь
сечения балки; Wh—момент сопротивления сечения бамса для нижней кромки; ф —
коэффициент продольного изгиба нижнего пояса балки отцосительно вертикальной оси,
принимаемый из условия равенства свободной длины нижнего пояса расстоянию между
местами соединения нижнего пояса с затяжкой — между направляющими
устройствами; R — расчетное сопротивление материала балки.
' Беленя Е И. Предварительно-напряженные металлические несущие конструкции.
М., Стройиздат, 1975.
197
Во время работы балки под нагруз«»й (рис. VII.36,6)
предварительное напряжение в ней исчерпывается и в идеально подобранной балке
напряжения в поясах и затяжке стремятся к своим расчетным
сопротивлениям:
ов = -—^ </?,
"8 = — ;; 1 ',„ ' ^ л.
F
fiiX + Xi
<R>
1Гн
(VI]. 71)
а)
б/
VT
VJJM
х*х.
iiiiiiminimiimmiiiimmn
«s
^'
ч-^
'■'
pr-W-
L -«•
5^
v„
(—'
4
F-F^-F^-Ff-fa
Ы м
^и*х.
е
jr.jr.
I \
1
1Л.*
Рис. Vn.36. К расчету предварительно-напряженных балок
в >~ предварительное вапрязкеяве балка; б —иагружеяяе баакв внешней нагрузкой
причем усилие самонапряжеиия затяжки
Xi =
EJ6
dx
(VII. 72)
здесь Afi и Af,—значеияя моментов в осиомюй системе балки о^,единичного усилия
в затяжке A'i = l и от внешней нагрузки q; Е/ъ — жесткость балки при изгибе;
Eafa — жесткость затяжки при растяжении; Ws=0,9 — коэффициент недогрузки
усилий предварительного натяжейия; при обеспечении надежного пряМбго контроля
значения X принимается n2=b-^n\Ra — расчетное сопротивление »?аггериала затяжки
(см. гл. III).
Критерием оптимального подбора сечения таких балок следует
считать возможность восприщ^мать наибольший изгибающий момент при
заданной площади сечения балки.
Проверка прочности б>аяЕи в месте теоретического обрыва затяжки
по касательным и приведенным напряжениям производится так же, как
и в обычных балках. .'~ч
Прогиб балки в середине пролета определяют от действия
нормативных нагрузок и по «Инструкции по проектированию предварительно-
напряженных стальных конструкций»; его следует отсчитывать от хор-
198
ды, сс^диняющей опоры балки. При определении прогиба необходимо
учитывать обратный выгиб балки от усилий предбарительного натя}«е-
ния и от самшитяжения затяжки. Тогда v
f--fp-fx~fx,<m. (Vn.73)
где /j, — прогиб балки от действующих нсчжативных нагрузок без учета работы
затяжки; fx и fx^ —обратные выгнбы балки соответствеино от усилий
предварительного натяжения и самонатяжения затяжкн; [f] — предельный прогиб по СНиП.
Обратный выгиб балки от усилий в затяжке
/ж=^ДГА,B//з-4)/8£/. {Vn.74)
Весьма существенна для предварительно-напряженных балок
проверка местной устойчивости стенки, причем наиболее опасной может
оказаться область стенки вблизи нижнего пояса, так как в процессе
предварительного напряжения здесь будет действовать наиболее
неблагоприятная эпюра сжимающих напряжений.
В предварительно-напряженных балках, так же как и в обычных
балках, в отдельных случаях может быть допущено развитие
пластических деформаций, но только в самой балке. Пластические деформации
в затяжке не допускаются, так как текучесть затяжки, мгновенно
наступающая по всему сечению, приводит к недопустимому развитию
деформаций балки. Развитие пластических деформаций в
предварительно-напряженных балках ограничивается теми же условиями, что и в обычных
балках. Предварительное напряжение балок из алюминиевых
сплавов стальными затяжками дает значительно бблъший эффект, чем в
стальных балках, благодаря большему модулю упругости и меньшей
стоимости стальной затяжки по сравнению с материалом алюминиевой
балки. Однако в этом случае надо учитывать менее благоприятную
местную устойчивость балкн из алюминиевого сплава и температурные
напряжения, возникающие вследствие различных коэффициентов
линейного рас^ширения алюминия и стали.
Глава VIII
КОЛОННЫ и СТЕРЖНИ, РАБОТАЮЩИЕ НА ЦЕНТРАЛЬНОЕ
СЖАТИЕ
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА
В металлических конструкциях широко применяются колонны или
стержни, входящие^ состав конструктивных комплексов и работающие
на центр альное^ржатие.
Центрально-сжатые колонны (рис. "УПЦ.я) применяются для
поддержания междуэтажных перекрытий и «окрытий зданий, в рабочих
площадках, путепроводах, эстакадах и т. п. Центрально-сжатые
стержни работают ю составе конструктивных элементов и комплексов
тяжелых peffleT4aTtaXiферм и рам (рис. VlW.lJ^n сжатых элементов ванто-
вых систем и т. п. ~> .
Колонны передают нагрузку от вышележащей конструкции на
фундаменты.
Колонна состоит из трех частей, определяемых их назначением
(рис. VUI.l.a):
а) оголовок, на который опирается вышележащая конструкция,
нагружающая колонну;
199
б) стержень — основной
конструктивный элемент,
передающий нагрузку от оголовка к
базе;
в) база, передающая
нагрузку от стержня на фундамент.
Расчет и конструирование
основного элемента центрально-
сжатых колонн и стержней
производятся одинаково.
Узлы примыкания
центрально-сжатых стержней с другими
элементами конструктивного
комплекса (рис. VIII.1,6)
зависят от вида конструкции и
рассмотрены в соответствующих
главах. Колонны и сжатые стержни
проектируют почти
исключительно стальными. Применять
алюминиевые сплавы в сжатых
стержнях, как правило, нерационально
из-за плохой работы сплавов на
продольный йзгиб вследствие
низкого модуля упругости.
Однако в общем конструктивном
комплексе, выполняемом из
алюминиевого сплава, могут быть
запроектированы и сжатые
стержни из сплава. .
Хорошо работают на центральное сжатие и экономны по затрате
металла трубобетонные колонны, стержень которых состоит из стальной
трубы, заполненной бетоном.
По статической схеме и ^характеру нагружения колонны могут быть
одноярусными и многоярусными, которые будут рассмотрены в гл. XX.
Колонны и сжатые стержни бывают сплошными или сквозными.
Рис. VIII.1. Схема элементов, работающих
на центральное сжатие
о—колонна; б — сжатый стержень тяжелой
фермы
§ 2. СПЛОШНЫЕ КОЛОННЫ
Обычно сечение сплошной колонны проектируют в виде
широкополочного двутавра, прокатного или сварного, наиболее удобного в
изготовлении при помощи автоматической сварки и позволяющего просто
осуществлять примыкание поддерживаемых конструкций. Различные
типы сечений сплошных колонн показаны на рис. VII1.2 и VIII.3.
Чтобы колонна была равноустойчивой, гибкость ее в плоскости оси
X—X должна быть равна гибкости в плоскости оси у—у, т. е.
Однако в двутавровых сечениях это условие не соблюдается,
поскольку у них радиусы инерции получаются разными по величине. В
двутавровом сечении (табл. VIII.1) радиус инерции относительно оси
гх и 0,43/г,
а радиус инерции относительно оси у—у
Ту и 0,24 6;
следовательно, при 1х=1у для получения равноустойчивого сечения
нужно, чтобы 0,43/1 = 0,246, или 6»2/i, что приводит к весьма неудоб-
200
ff) у
^.
Рис. VIII.2. Открытые сечения сплошных стержней
а)
5)
е)
ю
л я
Ш' '£-> «е
к к
д)
й-
Ряс. VIII.3. Замкнутые сечения сплошных стержней
ным в конструктивном отношении сечениям, практически неприменя-
емым.
Обычный прокатный двутавр вследствие незначительной ширины
его полок меньше всего отвечает требованию равноустойчивости и
поэтому в сжатых стержнях применяется редко.
У прокатного широкополочного двутавра (рис. VIII.2, а) может
быть b=h, что не удовлетворяет условию равноустойчивости, но все же
дает сечение, вполне пригодное для колонн.
Сварные колонны, состояш,ие из трех листов (рис. VIII.2,б),
достаточно экономичны по затрате материала, так как могут иметь развитое
ТАБЛИЦ А Vin.l
Значения радиусов инерции
Сечение
Гх
'у
9
0,21ft
0,20 6
W
0,43ft
0,436
"Р
0,38ft
0,44 6
#
0,38Л
0,60 6
9
0,43А
0,24 6
•Ф
0,41 Л
0,416
201
сечение, обеспечивающее колонне необходимую жесткость. Сварной
двутавр является основным типом сечения сжатых колонн.
Автоматическая сварка обеспечивает дешевыД,^ индустриальный
способ изготовления таких колонн.
Равноустойчивыми в двух направлениях и также просты;ми в
изготовлении являются колонны крестового сечения. При небольших
нагрузках они могут составляться нз двух уголков крупного калибра
(рис. VIII.2,в); из трех листов сваривают тяжелые колонны
(рнс. VIII.2,г). Из условия местной устойчивости свободный выступ
листа крестовой колонны не должен превышать 15—22 толщин листа
(в зависимости от общей гибкости колонны, см. табл. VIII.S).
При одинаковых габаритах крестовое сечение колонн обладает
большей жесткостью, чем двутавровое, так как его радиусы инерции
Гх=^Гу=0,29Ь больше, чем у двутавра (Гу=0,24й). В тяжелых колоннах
это не имеет существенного значения, так как у них гибкости обычно
бывает небольшими и коэффициенты ф близки к единице.
Крестовое сечение 'можно усилить дополнительными листами
(рис. VIH.2, d), присоединяемыми электрозаклепками.
Простыми, но ограниченными по площади й менее экономичными по
расходу стали получаются колонны из трех прокатных профилей
(рис. Vin.2,e).
Весьма рациональны колонны трубчатого" сечения (рис. VIII.S, а)
с радиусом инерции rss=0,35 flfop, f
где dcp — диаметр окружности по оси листа, образующего колонну.
Сварка дает возможность получить колонны замкнутого сечения и
других типов, например из двух швеллеров (рис. VIII.S,б), которые
при больших нагрузках могут быть усилены листами (рис. VIII.S,в),
или из уголков (рис. VIII.S,г).
Весьма экономичное сечение легкой колонны может быть получено
из тонкостенных гнутых профилей (рнс. VIII.S, C).
Преимуществами колонн замкнутого сечения являются равноустой-
чивость, компактность и хороший внешний вид; к недостаткам
относятся недоступность внутренней полости для окраски. Чтобы избежать
коррозии, такие колонны должны быть защищены от проникания
внутрь влаги.
При 3ano.j[HeHHH стальной трубы бетоном получается эффективная
комплексная конструкция (трубобетонная), в которой труба является
оболочкой, стесняющей поперечные деформации заключенного внутри
бетонного цилиндра. В этих условиях работы прочность бетона на
сжатие значительно увеличивается, исключаются потери местной
устойчивости трубы и коррозии внутренней ее поверхности.
Рационально применять достаточно тонкие трубы A/50—1/150 дна-
метра), но из условий эксплуатации и возможности прикрепления
примыкающих элементов не тоньше 3—4 мм. В трубобетфнном стержне
бетон работает в основном на сжатие, а труба — на п(Я1еречное
растяжение. Трубы могут быть как из малоуглеродистой, таК и из
низколегированной стали; бетон применяют высоких марок —от 250 до 500 и
выше. '
§ 3. СКВОЗНЫЕ КОЛОННЫ
t
1. Типы сквозных колонн ^
Стержень сквозной центрально-сжатой колонны обычно состоит из
двух ветвей (швеллеров или двутавров), связанных между собой
решетками (рис. VIII.4,а—в). Ось, пересекающая ветви, называется
материальной; ось, параллельная ветвям, называется свободной.
202
а) а CBoSoBHan ^^ а
Т ! I ная ось
9. *
^й
X X
1т
Ю g f *} 9 '/—:;—
Рис. VIII.4. Сечения сквозных стержней
Расстояние между ветвями устанавливается из условия равноустойчи-
востч стержня.
Швеллеры в сварных колоннах выгоднее ставить полками внутрь
(рис. VIII.4,а), так как в этом случае решетки получаются меньшей
ширины и лучше используется габарит колонны.
Более мощные колонны могут иметь ветви из двутавров
(рис. VIII.4,0).
В сквозных колоннах из двух ветвей необходимо обеспечивать зазор
между полками вртвей A00—150 мм) для возможности последующей
окраски; в клепаных конструкциях этот зазор часто необходим и для
того, чтобы можнр было приклепать элемейты решеток.
Сжатые стержни с небольшими усилиями, но большой длины
должны иметь для обеспечения необходимой жесткости развитое сечение;
поэтому,их рационально проектировать из четырех уголков,
соединенных решетками в четырех плоскостях" (рис. VIII.4,г). Такие стержни
при небольшой площади сечения обладают значительной жесткостью,
однако трудоемкость их изготовления выше трудоемкости изготовления
двухветвевых стержней; кроме того,- решетки их более подвержены
погнутиям.
При трубчатом сечении ветвей возможны трехгранные стержни
(рис. Vin.4,C),.достаточно жесткие и экономичные по затрате
металла.
Решетки обеспечивают совместную работу ветвей стержня колонны
и существенно влияют на устойчивость колонны в целом и ее ветвей.
Примен5уотся решетки разнообразных систем: из раскосов
Рис. VIII.5. Типы решеток сквозных
стержней
Рис. VIII.6. Расположение
решеток в четырех
плоскостях
203
(рис. Vni.5,a), из раскосов и распорок (рис. VIII.5,6) и безраскосного
типа в виде планок (рис. VIII.5, в).
В случае расположения решеток в четырех плоскостях (рис. VIII.4, г)
возможны обычная схема (рис. VIII.6,g) и более экономичная —
треугольная схема «в елку» (рис. VIII.6, б).
В колоннах, нагруженных центральной силой, возможен изгиб от
случайных эксцентрицитетов. От изгиба вознив^ают поперечные силы,
воспринимаемые решетками, которые препятствуют сдвигам ветвей
колонны относительно ее продольной оси.
Треугольные решетки, состоящие из одних
раскосов (рис, VIII.5, а), или треугольные с
дополнительными распорками (рис. VIII.5,6)
являются более жесткими, чем безраскосные,
так как образуют в плоскости грани колонны
ферму, все элементы которой работают на
осевые усилия; однако они более трудоемки в
изготовлении.
Планки (рис- VIII.5, в) создают в
плоскости грани колонны безраскосную систему р
жесткими узлами и элементами, работающими
на изгиб, вследствие,чего безраскосная
решетка оказывается менее жесткой. Если
расстояние между ветвями значительно @,8—1 м и
более), то элементы безраскосной решетки
получаются тяжелыми; в том случае следует
отдавать предпочтение раскосной решетке.
Безраскосная решетка хорошо выглядит и является более простой",
ее часто применяют в колоннах и стойках сравнительно небольшой
мощности (с расчетной нагрузкой до 2000—2500 кН).
Чтобы сохранить неизменяемость контура поперечного сечения
сквозной колонны, ветви колонн соединяют поперечными диафрагмами
(рис. VIII.7), которые ставят через 3—4 м по высоте колонны.
Рис. Vin.7. Диафрагмы
сквозных стержней
2. Влияние решеток иа устойчивость стержня
сквозной колонны
А. Основное зфавнение. Решетки, связывая ветви колонны,
обеспечивают их совместную работу и общую устойчивость стержня. Вследствие
деформативности решеток гибкость стержня сквозной колонны
относительно свободной оси (рис. VIII.4, а—в) больше гибкости сплошной
колонны Я=/о/''.
где lo — расчетная высота колонны и зависит от типа решетки.
Критическую силу потери устойчивости составной колонны
относительно свободной оси можно определить из общего условия потери
устойчивости стержнем
ДЛ,= ДЛе, (VIII.l)
где АЛ г — приращение внутренней энергии стержня при его изгибе в момент потери
устойчивости; ААе — приращение работы внешних сил, приложенных к стержню, в
результате изгиба.
В данном случае (рис. VIII.8) приращение внутренней энергии
состоит из приращения энергии изгиба
г мчх т
,) 2EJy
2EJ
о - ° о
- 1 U^dx
У -J
(VIII. 2)
204
и приращения энергии сдвига
hAh
(Vin.3)
Здесь N — продольная сила в колонне; Q — поперечная сила изгиба; /у — момент инер-
пии сечения колонны относительно свободной оси у—у; v — угол сдвига.
Работа внешней силы при перемещении конца стержня в результате
искривления оси
г 1 I
ДЛ, = Л/ДГ = Г Ndx A - cos а) != Г ^^-^ ^ = "f" f [^'^''' (УПГ.4)
о о о ^
где а — угол между осью стержни и касательной к упругой линии в рассматриваемой
точке.
Л
Рис. VIII.9. Деформация при
продольном изгибе стержня с планками
Рис. Vin.8. Деформация стержня при
продольном изгибе
Отсюда условие потери устойчивости (VIII.1) выразится уравнением
— J.^^. + —^J(-f)^. = -J(f) а.. (v,ii.5)
Здесь во втором члене левой части уравйёйия принято во
внимание, что:
dM Ndy
M=^Ny; Q=-- = -^;
dx dx ,
v = vtQ = Vi
Ndy
dx
где vi — угол сдвига при Q = l —величина, постоянная при данном типе решетки.
Задавшись видом кривой изогнутой оси стержня
sin я jc
t/ = C
I
205
и произведя интегрирование уравнения (VIII.S), получим критическую
силу
Таким образом, коэффициент приведения длины составного стержня
ц= У l+vi2!|^>l (VIII.7)
зависит от угла сдвига vi, значение которого меняется для разных сит
стем решеток.
Б. Колонны с безраскосной решеткой. Сжатые колонны с безраскос-
"ной решеткой представляют рамиую систему, все элементы которой
при общем прогибе колонны изгибаются по S-образным кривым
(рис. VIII.9,a).
При одинаковых расстояниях между планками и одинаковой их
мощности приближенно можно принимать, что- нулевые точки моментов
расположены в середине плаиок по их длине и посередине расстояния
между планками в ветвях колонны. В нулевых точках действуют
поперечные силы, возникающие от изгиба стержня. *
Пренебрегая деформацией планок, обычно весьма жестких по
сравнению с ветвями (соотношение погонных жесткостей) iWts^S, и считая,
что поперечная сила поровну распределяется между ветвями, получим,
что угол сдвига vi будет соответствовать прогибу б ветви как консоли от
силы, равной '/2 (рис. VHI 9, б):
б 1 / о \» 1 2 в"
2
Подставляя значения vi в формулу (Vin.7), получим коэффициент
приведения длины
-/■+ё(тГ-
Принимая во внимание, что 11^Рвг\; /у=2^вг2; a/ri=Xi (гибкость
ветви); 1/Гу=%у (гибкость стержня),
где fв и /i — площадь сечения и момент ии«рции ветви относительно собственной оси,
параллельной свободной оси сечення колонны; ri — радиус ннерцнн сечеиня одной
ветвн; Гу — радиус инерции сечення стержня в плоскости, параллельной плоскостям
планок (см. рис. VIII 4, а), получим-
(^ = |/ 1 +^ (^i/V^ ~ }/ ' + O't/hf^-' (vni.9)
Отсюда приведенная гибкость стержня с планками в двух плоскостях
^hb >= ^К = ^Ч+^- м (viii. 10)
приведенная гибкость стержней с планками в четырех плоскостях
определяется по условной формуле
где X — наибольшая гибкость всего стержня; Х\, Я-г — гибкости отдельных ветвей
относительно собственных осей, параллельных главным осям сечения стержня
(рис У111.4,г).
206 ^
в формулах (VIII.10) и (VIII.11) гибкости отдельных ветвей %i и
Яг определяют на участках между приваренными планками (в свету)
или между центрами крайних заклепок; их значения не должны быть
более 4Q.
" при выводе формул (VIII.10) и (VIII.И) деформации планок не
учитывались, поэтому их можно считать справедливыми при отношении
погонных жесткостей планки и ветви (ппА'в^б; при меньших отношениях
должно быть учтено влияние деформации планок на приведенную
гибкость.
В. Колонны с тре}ггольной решеткой н дополнительными распорками.
Для колонн с треугольной решеткой угол перекоса (рис. VIII.10)
М
^1 = —:— ,
а sin а
где а — длина панеля; Дс? — удлинение раскоса при Q=l.
Усилие в раскосе решетки, расположенной в плоскости действия
поперечной силы (при Q=l и при двух решетках),
Afp=l/Bsina). ,
Удлинение раскоса
М-
Npd
EFp 2cosasin№EFp'
где Fp — площадь сечения раскоса.
Таким образом, угол перекоса решетки
а sin а 2sin^ а cos а EFr,
И, следовательно, коэффициент приведения расчетной длины
1 +
пЧи
2l^Fp sm^ а cos а '
Принимая во внимание 1у=2РвГ^у=Рг^, получим
. f^ = |/ J
2sin^acosa р I?
V у
V
1+*!
рл
(Vin.l2)
(VIII. 13)
(VIII.H)
решетками
(Vin.l5)
решетками
(vm.i6)
Для сквозных стержней трехгранного сечения с равными сторонами
(рис. VIII.4, d) приведенная гибкость берется,4io формулам;
а) при соединении ветвей планками
Отсюда приведенная гибкость с двумя треугольными
(pHC.VIII.4,e)
4 = ^*^ =
V
Ч+h-
Приведенная гибкость с четырьмя треугольными
(рис. VIII.4, г) определяется по условной фори^уле
^пр = V^^'+F (fei/Fpi 4- h/Fp^).
пр '^ 1 1 >
б) при соединении ветвей решетками
^цр —
+kl
(vm.i7)
(VIII.IS)
207
где -F —площадь сечеиия всего стержня; ^y=Z//'y— гибкость стержня относительной
свободной оси у—у; X—наибольшая гибкость всего стержня; ^fpi и fp2 — площади
сечеиия раскосов решеток, лежащих в плоскостях, соответственно перпендикулярных
осям /—/ и 2—2 (рис. VIII.4, г); ki и йг — коэффициенты, принимаемые в зависимости
от размера углов ai и Ог между раскосом решетки и ветвью (рис. VIII.10)
соответственно в плоскостях /—/ и 2—2 равными:
при а 30° 45
» а 40° 31
» а 45—60° 27
Помимо проверки устойчивости стержня в целом следует проверять
устойчивость отдельной ветви на участках между узлами.
Г. Поперечная сила продольного изгиба. Решетки составных
стержней работают на поперечную силу продольного изгиба. Эта попереч-
в^р/Р
«яр
0.2
0,1
^ ад ВО 80 W0 пои
Рис. VIII.10. Перекос при продольном
изгибе раскосной решетки
Рис. VIII.11. Зависимость
поперечной силы от гибкости при
продольном изгибе
ная сила получается в результате того, что стержни при потере
устойчивости или от случайных эксцентрицитетов изгибаются. Если считать,
что изгиб стержня при потере устойчивости происходит по синусоиде,
то поперечная сила
Q,
кр-
dM dy я;
(VIII. 19)
где ^кр — прогиб при потере устойчивости.
Размер этого прогиба имеет вполне определенное Значение.
Критическая сила на единицу площади
QkpIF -
f
у^кр<
'кр
для данной марки стали есть функция гибкости; поск(ЭЛьку при
увеличении гибкости Окр y6biBaef,' а / и /кр возрастают, значе'ййе Qn^jF
достаточно постоянно (рис. VIII.И). Следовательно, поперечная сила может
быть выражена через площадь стержня. . ''Ч'
Принятые в наших СНиП значения условной поперечной силы
приведены в табл. VIII.2.
, ТАБЛИЦА У1П2
i
Класс стали
Чусл
Значения условной поперечной
С 38/23
0,2
С 44/29
0,3
с 46/33,
с 52/40
0,4
силы Qycn, !•
С 60/45
0,5
tH
с 70/60
0,6
С 85/75
0.7
208
§ 4. ВЫБОР РАСЧЕТНОЙ СХЕМЫ И ТИПА КОЛОННЫ
1. Выбор расчетной схемы
Расчетную схему одноярусной колонны определяют с учетом способа
закрепления ее в фундаменте, а также способа прикрепления балок,
передающих нагрузку на колонну.
Соединение колонны с фундаментом может быть жестким или
шарнирным. Если фундамент достаточно массивен, а база колонны развита
"й}
V
\/v
^к ^т ^^^-^
^
;г^^^
Рис. VIII.12. Схемы сопряжения балок с колонной
И имеет надежное анкерное крепление, колонну можно считать
защемленной в фундаменте. При расчете легких колонн соединение с
фундаментом, несколько в запас прочности, чаще всего принимают шарнирным.
При одноярусных колоннах балки или другие поддерживаемые
конструкции могут опираться на колонну сверху (рис. VIII.12,а). Помимо
четкости центральной передачи нагрузки такое соединение при
защемленных внизу колоннах удобно для монтажа; при этом колонна рассвцат-
ривается как шарнирно закрепленная в верхнем конце. Тогда при
жестком закреплении колонны в фундаменте расчетная длина колонны
принимается равной 0,7/, а при шарнирном — /,
где / — геометрическая длина колонны от фундамента до ннза балок.
Более жестким является соединение балочной конструкции к
колонне сбоку (рис. VIII.12, б).
При достаточно мощной балочной конструкции и жестком
прикреплении балок к колоннам последние можно считать защемленными
вверху. Тогда расчетная длина в плоскости главных балок может
приниматься равной 0,71 при шарнирном закреплении колонн в фундаменте
и 0,5 / при :«^тком. Однако и в последн^р случае чаще принимают
0,7/, поскольк>^^вследствие изгиба балок нет полного защемления.
При двутавровых колоннах с малой высотой сечения и большой
шириной полок pflapHbie балки удобнее прикрр^ц^тять не к стенке, а к
полкам (поясам) колонны (рис. VIII.12,в). В этом случае при
расположении временной нагрузки с одной стороны колонны последняя работает
на внецентреннае сжатие. При этом момент условно принимается
равным:
где N' — опорное давление от односторонней временной нагрузки; е — эксцентрицитет
приложения силы N,
14—«й
209
Однако расчетным случаем, как правило, являетсй полная
центрально приложенная нагрузка при двустороннем загружении.
При примыкании сбоку к крестовым колоннам балки обычно
располагают в плоскости биссектрисы угла крестового сечеиия и опирают на
столики между листал^и колонны, что также приводит к
эксцентрицитету приложения давления при односторонней нагрузке (рис. VIII.12,г),
хотя и меньшему, чем при двутавровых колоннах.
На трубобетвнные колонны балки удобнее опирать сверху
(рис. ¥Ш.1'2,д>.
2. Выбор типа сечения колонны
При выборе типа сечения колонны необходимо стремиться получить
наиболее экономичное решение, учитывая размер нагрузки, удобство
примыкания поддерживаемых конструкций, условия эксплуатации,
возможности изготовления и наличие сортамента.
Прежде всего надо установить, принимать ли колонну сплошной
или сквозной. Максимально возможная расчетная нагрузка для
сквозных колони из двух швеллеров достигает 2700—3500 кН, для kojiohh из
двух двутавров —5500—6000 кН. При значительных нагрузках сквозные
колонны получаются сложными в изготовлении, более рациональными
оказываются сплошные колонны.
Сплошные колонны из гнутых профилей (см. рис. VIII.3, d) при
расчетной длине в пределах до 6 м могут благодаря простоте изготовления
соперничать по стоимости со сквозными и при самых малых расчетных
нагрузках D00—800 кН).
Трубобетониые колонны рациональны при больших нагрузках. Они
рациональны с точки зрения архитектурных требований, удобны в
эксплуатации на открытом воздухе и в агрессивной среде, так как легко
окрашиваются и хорошо сопротивляются коррозии.
Сжатые стержни из алюминиевых сплавов проектируют, как
правило, сквозными, чтобы получить большую жесткость.
§ 5. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ И КОНСТРУКТИВДОЕ ОФОРМЛЕНИЕ
СТЕРЖНЯ КОЛОННЫ
i 1. Сплошные колонны
А. Подбор сечения сплошной колонны. Задавшись типом сечения
колонны, определяем требуемую площадь сечения по формуле
/^тр=;^. (VIII.20)
где N — расчетное усилие в колонне (с учетом коэффициентов перегрузки).
Чтобы определить коэффициент qj уменьшения напряжения при
продольном изгибе (см. прил. 7),, задаемся гибкостью коло?1КЫ h^klr.
Для сплошных колони с расчетной нагрузкой до 1^00—2500 кН и
длиной 5—б м можно задаться гибкостью Я=100 ... 7&;,для более
мощных колонн с нагрузкой 25()A—4000 кН гибкость можно^ Принять равной
^,=70 ... 50. Задавшись гибкостью Я и иайдя соответству10щий ей
коэффициент я|з, определяем в первом приближении требуемую площадь по
формуле (У111.2в) и требуемый радиус инерции, соотает1Ствующий за-
1аиной гибкости,
'тр
Зависимость радиуса инерции от типа сечения приближенно выра
кается формулами
Гх = osi h
* г^ = /оА. "' (VIII.21)
^' \ (Vni.22)
где h к b — высота к ширина сечения колонны; а\ и аа — коэффициенты для
определения соответствующих радиусов инерции (приведены в табл. VIII.1 для наиболее
распространенных сечений).
Отсюда определяют требуемые генеральные размеры сечения
колонны:
hTp = rtpfai'i (VIII,23)
В § 2 этой главы было отмечено, что в сплошных колоннах
двутаврового сечения коэффициент ai примерно в два раза больше
коэффициента аа; поэтому определяют требуемый размер Ь, а h принимают по
конструктивным и производственным соображениям, руководствуясь,
например, возможностью заводки между полками колонны полки
балки при примыкании ее к стенке или возможностью приварки автоматом
(трактором) пдлок к стенке (рис. V.22) и т. п.
Установив генеральные размеры сечения & и ft, подбирают толщ!|[ну
поясных ЛИСТОВ;(полок) и стенки исходя из требуемой площади
колонны Ftp и условий местной устойчивости.
Отношения ширины элементбв сечения '(цолок, стенки) к их
толщине подбирают так, чтобы они были меньше предельных соотношений,
устанавливаемых с точки зрения равнопро^1ности стержня в целом и его
элементов (см. гл. III, § 3, п. 8).
В первом лриближенни обычно не удается подобрать рациональное
сечение, которое удовлетворяло бы трем условиям: ^тр, Ьтр и Лтр, так
как при их оп^)еделении исходное значение гибкости было задано
произвольно. ВыяС1|ив несоответствие, указанные значения корректируют.
Если заданная гибкость % принята очень большой, то получается слиш- ^
ком большая площадь при сравнительно малоразвитых размерах b и
ft; следовательно, надо развить сечецие, одновременно уменьшив
площадь Ftp, т. е. уменьшить принятую гибкость.
Если принятая гибкость чрезмерно мала, то получается слишком
малая площадь при сильно развитом сечении; тогда F-ip следует
увеличить, уменьшив размеры сечения.
Откорректировав значения F, b и h, производят проверку сечения,
определяя:
Гх = «i h; Гу = аф;
^макс = 'о'''мин» фмин = / (^макс)
и напряжение
<T = W(9„„„F6p)<i?. (VIII.24)
Если нужно', вносят еще одну поправку в размеры сечения, обычно
последнюю. *' "'^'"
После окс1^*?'ательного подбора сечен1т его проверяют, определяя
фактическое тй^йпряжение по формуле (УГ11.^4). При этом коэффициент
фмин берут по'Действительной наибольшей гибкости, для вычисления
которой определит фактический момент инерции и радиус инерции лри-
нятого сечений ^лонны. ' '''*"*
При незначительных усилиях в колонШ""ее сечение подбирают при
предельной гибкости Х=120, установленйбЙ СНиП, для чего
определяют минимально возможный радиус инерции
'мин = 'о'Лмакс»
И, установив по нему наименьшие размеры сечения
14* И1
окончательно компонуют сечение по конструктивным соображениям,
исходя из наименьщей возможной толщины элементов (по условиям
устойчивости).
Б. Несущую способность трубобетонной колонны проверяют по
формуле
Л^ < (^б R6 k(, + f трR) фт.б, (VIII. 25)
где Рб и Ftji — площадь бетона и стальной трубы; Rb и R — расчетные сопротивления
бетона и стали; ke — коэффициент, учитывающий повышение прочности бетона в трубе
(табл. VIII.3); фт б — коэффициент продольного изгиба трубобетониых стержней
(табл. VIII.4).
ТАБЛИЦА Vni.3
Значения коэффициентов повышения прочности
бетона в трубе кб
Марка бетона
Аб
250
1,92
300
1,83
350
1,73
400
1.66
450
1,59 •
500
1,55
550
1,5
ТАБЛИЦА Vin.4
Коэффициенты продольного изгиба трубобетониых стержней
(для труб из стали класса С 38/23)
Марка
5етона
250
500
10
0,988
0,988
20
0,963
0,974
30
0,931
0,95
40
0,888
0,922
50
0,85
0,893
60
0,791
0,852
70
0,728
0,8
80
0,654
0.731
90
0.591
0,663
100
0,527
0,588
110
0.461
0,518
120
0,4
0,45
Приведенная гибкость
-vnp ■
г У 0,2
k+Vi
(VIII.26)
,25А+0,5ц '
"де А=(АбЛб)/Л, \1=Ртр/Рб; к — расчетная длина колонны; г — радиус бетонного ядра.
Б. Конструктивное оформление и фактическая работа стержня
колонн. В колоннах, работающих на центральное сжатие, сдвигающие
усилия между стенкой и поясами незначительны, так как поперечная
сила, возникающая от случайных воздействий, невелика. Поэтому
поясные швы в сварных колоннах принимают конструктивно'F—8 мм).
Толщину стенки колонне следует принимать возМо^кно меньшей,
гак как сечение стенки, не увеличивая момента инерции относительно
оси у—у, увеличивает площадь и, следовательно, уменьшает радиус
инерции Гу== Y^vlP и жесткость колонны. В случае пр^^^^репления мощ-
Е1ЫХ балок стенка не должке "быть чрезмерно тонкой, тай, i^aK в
противном случае она оказывает'сМ' перенапряженной вместе ' прикрепления
5алок. Наименьшая толщина' стенки определяется условием местной
устойчивости: Ло/бст^40 ]/ i^l/R-j-0,4K но не больше 75 (см. гл. П1,
I 3) (Я — гибкость стержня)'.
Если же стенка принимается меньшей толщины, то посередине ее
^'Крепляют продольным ребром (рис. Vni.13, а), которое уменьшает
расчетную ширину стенки (см. СНиП) и, пересекая волны выпучивания,
тоявляющиеся при потере устойчивости стенки, придает стенке необхо-
гЬ2
v_
димую жесткость; однако трудоемкость изготовления колонны
увеличивается. Ширина продольных ребер Ьр^Юбст, а толщина бр>3/4 бет
и их рекомендуется включать в расчетное сечение стержня.
Поперечные ребра, укрепляющие контур сечения колонны, ставят
при Ао/бст>330 VR (где R, кН/см^) на расстоянии B,5—3) ho друг От
друга (но не менее чем в двух
местах на каждом отправочном
элементе) независимо от наличия
продольного ребра (рис. VIII. 13).
Размеры поперечных ребер
принимаются так же, как и в
балках: Ьр = /гст/30+40; бр>Ьр/15
(для стали классов С 52/40—
С 85/75 — не менее Ьр/12).
Отношение половины ширины
полки колонны к ее толщине из
условия обеспечения местной
устойчивости полки (см. гл. III,
§ 3) принимают по табл VIII.5,
из которой видно, что с
увеличением гибкости колонны К это
отношение повышается, так как
при этом снижаются критические
напряжения стержня колонны.
С повышением класса стали
толщина полок должна быть
относительно больше, так как
расчетные напряжения в стержне колонны повышаются.
6
Значения —- бп полок стальных сжатых двутавров
6)
i
i
Рис. VIII.13 Продольные и поперечные
ребра жесткости в стержне сплошной
колонны
ТАБЛИЦА VIIIS
Класс стали
С 38/23
с 44/29, С 46/33
С 52/40
С 60/45
С 70/60
С 85/75
Гибкость колонны
25
14
12
10
9,5
9
8,5
50
16
15
14
13,5
12,5
11,5
75
18,5
18
17
16,5
15,5
14
100
20,5
20
18,5
17,5
16,5
15
125
23
22
19,5
18,5
17,5
16
Иногда по условиям гибкости колонны (например, при большой
высоте колонн) дриходится проектировать ее сечение с широкими
полками, которые при недостаточной толщине рргут оказаться
неустойчивыми. В этих случаях для обеспечения устойчивости полок
целесообразно укрепить их продольными ребрами, дриваренными по кромкам
(рис. VIII.13,а). Эти ребра проектируют непрерывными по всей высоте
колонны и при расчете вводят в состав сеч(^н^ия. В колоннах из тонких
элементов ребра могут быть заменены отгибами.
Устойчивость стенки трубчатой колонны зависит от отношения
радиуса трубы к толщине стенки. В трубчатых сечениях при г/б^25
проверки устойчивости стенки не требуется. При г/8^25 местную устойчивость
трубы проверяют по формуле
a = N/F^maoi. (VIII. 26а)
Здесь Ooi —равно меньшей нз величин г|)*Д и сЕ{6/г); (/• —радиус средней
поверхности трубы; б — толщина трубы, г|)* и с — коэффициенты, принимаемые по табл. VIII 6);
т — коэффициент условий работы.
213
Независимо
от класса
стали
ТАБЛИЦА Vlll.e
Коэффициенты 'ф* и с
Класс стали
С 38/23
с 44/29
С 46/33
С 52/40
С 60/45
С 70/60
С 85/75
Коэффициент \(>* к с при г/6, равной
0
2а« 60
100 1 200 1 300 1 400 600 800 | 1000 1500 2500
Коэффициент ф*
1
1
1
1
1
1
0,944
0,937
0,93
0,927
0,923
0,918
0,902
0,892
0,883
0,876
0,865
0,848
0,835
0,812
0,789
0,775
0,75
0,71
0,72
0,665
0,61
0,578
0,526
0,436
0,616
0,528
0,44
Коэффициент с
0,515
0,3
0,22
0,18
0,16
0,14
0,11
0,09
0,08
0,07
0,06
. Примечание. Приведенные значения коэффициентов ф* и о действительны для
конструкций, выполненных в соответствии с требованиями главы СНнП, изложенными в нормативных
документах цо изготовлению -и монтажу стальных конструкций.
Рис. VIII.14. Сечение колонны
к примеру VIII.1
На фактическую работу сплошных колонн существенное влияние
оказывают местные погнутия листов, следствие которых являются
более раннее развитие в листах пластических деформаций и потери ими
устойчивости.
В сквозных колоннах очень важно
должное развитие решеток: недостаточное
внимание к их конструкции неоднократно
приводило к авариям. При хорошем
центрировании и хорошем состоянии решеток
фактические критические напряжения сквозных
колонн близки к теоретическим (при
расчете по приведенной гибкости).
Случайные эксцентрицитеты
приложения нагрузки имеют существенное влияние,
однако оно уменьшается тем, что
фактическое закрепление колонн обычно более
жесткое, чем принимаемое в расчете
Пример VIII.1. Требуется подобрать сечение стержня сплопййй
центрально-сжатой КОЛОННЫ длиной /=«6,5 м, затемлениой снизу и нмеюшей шарадрное закрепление
вверху. Материал — йталь класса С 38/23; расчетное сопротналение /?'==21 кН/см^.
Усилия в колонне от нормативных нагрузок: постоянной Рн —1000 кН, временной Qh =
= 25вв кН.
Коэффициенты перегрузки: постоянной нагрузки «j) = l,l; временной нагрузки
«9=1,2.
Определяем расчетное усилят, в стержне колонны , |
/V = I, р. 1000-f 1,2-2500 == 4100 кН.
Принимаем сварное сечение стержня колонны из трех листов по рис. Vin.l4.
Расчетная длина
4,55 м.
соответствующее значение ф=0,82 (по
;„ = 0,7/==0,7-6,5:
Задаемся гибкостью Я=60 и находим
прил. 7).
Требуемая площадь сечения
V
^.,р = N/(tpR) = 4100 @,82.21) = 238 см"
214
требуемый радиус инерции
гтр = /дД = 455/60= 7,6 см;
if
требуемая ширина сечения
&ТР = /-тр/аа = 7,6/0,24 = 32 см.
Если принять высоту сечения Л равной бтр, то, имея в виду /'тр=238 см*
получим слишком толстые листы; поэтому сечение колонны должно быть более развито
по габаритам, но тогда площадь может быть меньше, так как уменьшится гибкость,
Принимаем сечение
2—40-2= 160 см?
1—40-1,2=48 »
F = 208 см?
Производим приближенную проверку сечения
/-J, = а, 6 = 0,24.40 = 9,6 см;
Я = 455/9,6 = 48; ф = 0,в6.
Напряжение
а = Nl(<^F) = 4100/<0,87-208) = 22,9 кН/смЪ21 кН/см».
Увеличиваем толщину полок До
проверку сечения: ,
Состав сечеиия
Полки 2—40X2,2
Стенка 1—40X1,2
2,2 см (рис. VIII.14) и
Площадь F, см^
176
48
224
делаем окончательную
Уу, см*
2 ^•^•'^°'_23 500
12
/-^ = 1/^23500/224 = 10,2 см; Я, = 455/10,2 = 45; ф = 0,887.
Проверяем напряжение
а.= ;v/(<p^) = 4100/@,88-224) = 20,4 кН/см?<21 кН/см?.
Подобраннее сечение удовлетворяет требованиям общей
устойчивости, а также местной устойчивости стенки и полок.
2. Сквозные колонны
А. Подбор сечения сквозной колонны. При подборе сечения сквозной
колонны устойчивость ее относительно свободной оси проверяют не по
гибкости 'ку=\Ц!Ти-> ^ по приведенной гибкоети Япр, которая вследствие
деформативно'сти решеток больше. ' "'""
Приведенная гибкость зависит от расстояния между ветвями,
устанавливаемого в процессе подбора сечения. Расстояние Ь между
ветвями (рис. Vni.4, а—в) определяется требованием равиоустойчивости
сквозиой колонны относительно осей х—ж и у—г/, для чего приведенная
гибкость дол,^на быть равна гибкости относительно материальной
оси, т. е.
"пр == "* •
!J -
Подбор сечения сквозной колонны начинается с расчета на
устойчивость относительно материальной оси х—х, т. е. с определения
требуемой площади сечения по формуле (УП1.20):
215
. Так же как и при подборе сечения сплошных колонн, надо задаться
гибкостью, чтобы получить вз таблищл коэффициент продольного
изгиба ф.
Благодаря более рациональному распределению материала в
сечении сквозных колонн расчетная гибкость у них бывает несколько
меньше, чем у сплошных (при равных условиях). Для сквозных колонн с
расчетной нагрузкой до 1500 кН, длиной 5—7 м можно задаться
гибкостью Я=90 ... 60, для более мощных колонн с нагрузкой
2500—3000 кН гибкость можно принять равной 1=60 ... 40.
Задавшись гибкостью X и определив по ней коэффициент ф, по
формуле (VIII.20) получаем требуемые площадь и радиус инерции
относительно материальной оси Гх=-'1й1% (так как гибкость относительно
материальной оси равна расчетной гибкости).
Определив требуемые площадь и радиус инерции, подбираем по
сортаменту соответствующий им профиль швеллера или друтавра. Если эти
значения по сортаменту не будут совпадать в одном профиле, что
бывает при неудачно заданной гибкости, то нужно взять профиль, в
котором Ftp и Гх имели бы значения, наиболее близкие к найденным.
Приняв сечение, проверяем его пригодность по формуле
где коэффициент фж определяем по действительной гибкости
Если сечение подобрано удовлетворительно, то следующим этапом
является определение расстояния Ь между ветвями из условия равно-
устойчивости
Приведенная гибкость определяется по формулам (Vni.lO) или
(Vni.l5) в зависимости от типа решетки.
В колоннах с планками рекомендуется принимать гибкость ветви
>.1=30... 40.
Задавшись Xi и исходя из формулы (VHI.IO), находим требуемое
значение гибкости относительно свободной оси
- -/;?
_A,f = ]/я2—Я^ . (VIII. 27)
Необходимо иметь 'КхК.'ку, так как в противном случае возможна
потеря несущей способности ветви ранее потери устойчивости колонны
в целом.
Определив гибкость Ху, находим соответствующий ей радиус
инерции
Гу = lylXy
и расстояние между ветвями^ которое связано с радиусом инерции
отношением
Ь=Гу1а.^.
Коэффициент аг зависит от типа сечения ветвей и берется по
табл. Vni.l.
Значение b должно быть увязано с допустимым габаритом колонны,
а также с необходимым зазором между полками ветвей.
Чтобы определить приведенную гибкость в колоннах с раскосной
решеткой по формуле (Vin.l5), задаются сечением раскосов Fp. Имея
отношение f/f р, определяем
\ = V^l-hFIF^, (VIII.28)
а затем ГунЬ (как в колоннах с планками).
216
После окончательного подбора сечения колонну проверяют на
устойчивость относительно оси у—у.
В колоннах с решетками должна быть также проверена
устойчивость отдельной ветви на участке между смежными узлами решетки.
В колоннах с решетками в четырех плоскостях с поясами и
решеткой из одиночных уголков расчетные длины поясов и раскосов зависят
от типа решетки, конструкции прикрепления раскоса к поясу и
отношения погонных жесткостей пояса и решетки. Значения расчетных длин
принимают по таблицам СНиП.
'Н~ "{~т ^■'
t\ Z
F„.
♦ ?■«,
l:
*'-^i
it
f^*,
г
2
f]
1
1
1
I..
г
1
1
.
Рис. VI11.15. К расчету планок
fW
Б. Расчет безраскосиой решетки (пламок). Расстояние между
планками определяется принятой гибкостью ветви и радиусом инерции ветви
1оъ^Кн. (VIII. 29)
В сварных колоннах за расчетную длину ветви принимают
расстояние между планками в свету (рис. VIII.15, а).
Расчет планок заключается в определении их сечения и расчете
прикрепления к ветвям. Планки работают на изгиб от действия
перерезывающей силы Гпл, значение которой определяется из условия равновесия
вырезанного узла колонны (рис. VIII. 15, б):
(СплО/2 = Г™(с/2), (VIII.30)
где Qua — поперечная сила, приходящаяся на систему плаиок, расположенных в
одной плоскости, равная при двух системах плаиок половине поперечной силы стержня
колонны, вычисленной по табл. VIII.2, т. е. Qnn = Q/2; I — расстояние между осями
плаиок; с — расстояние между осями ветвей.
Отсюда
Гпл = -^2^-/. (VIII. Л)
Ширину планки £?пл обычно определяют^, из условия ее прикрепления.
Учитывая, что вывод формулы приведенной гибкости основан на
наличии жестких планок (см. с. 206), ширину планок не следует принимать
слишком мало11; обычно эта ширина назна»^ается в пределах @,5 ...
... 0,75) Ь, где Ь — ширина колонны.
Толщина планок берется конструктивно от 6 до 10 мм в пределах
A/10—1/25) йпл.
В месте прикрепления планок действу!^'!;,поперечная сила Гпл и
изгибающий момент
(VIII. 32)
217
в-сварных колоннах планки прикрепляют к ветвям внахлестку и
приваривают угловыми швами, причем планки обычно заводят на ветви до
20—30 мм (рис. Vni.l5,c).
Прочность углового шва определяют по равнодействующему
напряжению от момента и поперечной силы (рис. VIII.15,e):
а=)/ (t2 + t2</?5*, (VIII.33)
где a=MnaiWm — иапряжеиие в шве от изгибающего момента; т^'шТпя/Рш —
напряжение в шве от поперечной силы; Д" — расчетное сбпротивление срезу угловых швов.
11 ifl^
I :
- lu~,..,L
so I /
ШЛ
Момент сопротивления шва
0.7 Лш 4
4
Wш ==
площадь шва
J00
60
ttJ
Рис. VII 1.16 Стержень
колонны «примеру
VIII.2
Рщ '^ 0,7 Ащ ^m•
Здесь /ш — расчетная длина шва вдоль планки
Пример Vni2. Требуется подобрать сечсиие стержня н
рассчитать плаики сквозной центрально-сжатой колонны
длиной /=6 м с шарнирным прикреплением вверху и
внизу. Материал — сталь класса С 38/23; расчетное
сопротивление i?=21 кН/см''. Соединения сварные, электроды типа
Э42.
Усилия в колонне от нормативных нагрузок:
постоянной /'н=440 кН, временной Qh=600 кН.
Соответствующие* коэффициенты перегрузки Яр»»1,1;
я, = 1,2.
Определяем расчетное усилие в стержне колонны
JV« 1.1-440-f-1,2.600= 1204 кН.
Расчетная длина
f, = f = 6 м.
Задаемся гибкостью Хв70 и находим
соответствующее значение <p=0,77 (ррил. 7).
Расчет относительно материальной
оси. Требуемая площадь сечения
N 1204 „ ,
^тп = —г = т Г- = 74 см2,
(р« 0,77.21
тр-
требуемый радиус инерции
/■jp = IJK = 600/70 = 8,6 см.
По сортаменту (ГОСТ 8240—56*, прил. 12) подберем два швеллера № 27 со
значениями f и г, близкими к требуемым
Гибкость
^^ = 2.Й5,2 = 70.4см2; /-^=10,9 см.
Х^ = 600/10,9= 65; <р = 0,843.
Проверяем напряжение
Л*-
о = -
1204
Ф^бр
0,843.70.4
= 20,3 кН/см2<21 кН/см2.
Принимаем сечение из двух ошетлеров № 27а (рис. VIII 16)
Расчет относительно свободной оси Определяем расстояние
между ветвями колонны b из условия равчоустойчивости колонны в двух плоскостях, т, е.
п-пр
218
Тогда требуемая гибкость отлосительяо свободной оси по формуле (VHI.27)
Принимая гибкость ветви равной 30, находим
Полученной гибкости соответствует радиус инерции
Ту = 600/46 = 13 см.
Требуемое расстояние между ветвями
Ь — rg/a^ = 13/0,44 SB 30 см.
Здесь коэффициент 02=0,44 принят по табл. VIII.l
Так как колонна сварная, то полученное расстояние должно быть не меньше
двойной ширины полок швеллера плюс зазор, необходимый для последующей окраски
В данном случае 2 • 95+100 =-290 < 300 мм; следовательно, полученную ширину
можно принять
Проверка сечения относительно свободной оси у—у. Имеем:
/i = 262 см«; Г1 = 2,7^ см; '
/j, = 2 [:Ж2 +35,2 A5 —2,47J]*! 11680 см».
Расчетная длима ветви
/ов-= Xi /-1 = 30.2.73 = $2 см.
Принимаем /ов=80см.
Радиус инерции сечення относительно свободной оси
Гу = Vjg/f <= V И 680/70,4 = 12,9 см.
Гибкость стержня
Xj, = 600/12,9 «46.
Приведенная гибкость
Кр^'УЧ + ^У ="K46S+30? « 55 = Х,.
Следовательно, напряжение можно нелроверять.
Расчет планок. Поперечная сила, приходящаяся на одну систему планок
(по табл. Vni.2),
Ои = (Q/2) = (l/2H,2fep = A/2H,2-7О,4 = 7,04 кН.
Изгибаи$щрй момент и п<И1еречная сила в месте прикрепления планки
(см. рис. УППб):
M^=«^=i^^=362KHfcM.
Принимаем планки сечением 200X8 мм (daa»0,7i>) и привариваем их к полкам
швеллеров угловыми швами толщиной 6 мм.
Площадь шва
/?ш = 0,7.0,6.20=^8,4 см?.
Момент сопротивления шва
' ^ 0,7.0,6.20? „„ .
1Гш = ——г = 28 см».
6
Напряжения в шве от момента и поперечной силы:<
а = М„„/¥ш = 362/28 = 12,6 кН/см^
Т = Таа/Рш «^ 28/8,4 = 3,33 кН/см^.
Проверяем прочность шва по равнодействующему напряжению
а = |/а?+т? = 1/12,62+3,33? ^
13,03 кН/см2</г^» = 15 кН/см2.
В. Расчет раскосной решетки. Элементы раскосных решеток колонн
работают на осевые силы от продольной деформации стержня колонны
и от поперечной силы при изгибе колонны (рис. VIII.17).
Если стк — напряжение в колонне от продольной силы N, то
сокращение длины колонны на протяжении панели длиной а (рис. VIII.17, а)
Да =
в соответствии с этим сокращение длины раскоса длиной d
(pHC.VIII.17,c)
«J
C-
а
<S3
^
^ /
/у /
Уу
Ond а .а cos а „ „ ,
Ad = -^— = ^acosa = -^ , (VIII.34).
где Ор — напряжение в раскосе от сжатия
колонны.
Поскольку d=a/cosa,
. а' = Ок cos^ а
(VIII.35)
К этому напряжению должно быть
Рис. VIII.17 к расчету раскосной ре- прибавлено напряжение от действия
"'^^™ поперечной силы продольного изгиба
Q (рис. Vni.17,6).
Усилие в раскосе
Л^р =
nsin а
где Q — поперечная сила; п — число раскосра в одном сечении колонны,
расположенных в двух параллельных плоскостях.
Напряжение
ЛГо
^ Fp п sin aFp
Суммарное напряжение
а = Ор + а" < фЛ/п.
(VIII. 36)
(VIII.37)
Коэффициент ф берут по гибкости раскоса, определяемой по
наименьшему радиусу инерции сечения уголка; коэффициент условий работы т,
учитывающий одностороннее прикрепление раскоса из одиночного
уголка, равен 0,75. '.-,
Усилия в раскосах решетки обычно невелики и требуют уголков
небольших сечений. В сварных колоннах следует применгсть уголки не
менее 40X5 мм. . ». , ^
Распорки служат дя^.^^^^еньшения расчетной длины ветви колонны
и обычно принимаются таким же сечением, как и раскосы
Поперечная сила Q создает в одной из ветвей колонны
дополнительное сжимающее усилие, в .другой — такое же по величине растягиваю-
1^е. Эти дополнительные* усилия по сравнению с осевой сжимающей
слой в колонне незначительны и поэтому в расчете не учитываются.
220
§^6. БАЗЫ КОЛОНН
1. Типы и конструктивные особенности баз
Конструкция базы должна отвечать принятому в расчетной схеме
колонны способу сопряжения ее с основанием. При шарнирном
сопряжении база при действии случайных моментов должна иметь
возможность некоторого поворота относительно фундамента; при жестком
сопряжении необходимо обеспечить сопряжение базы с фундаментом,
не допускаюш,ее поворота.
Рис. VIII 18 Типы баз
колонн
Рис. VIII.19. Базы центрально-
сжатых колонн
С
#• Центра-
SZ
>/////7/У^УУУ^у 9////У///у>// ^^////////У/^^'.
траверса
У7777777777777777777777
1^1
■^
Анкерная
шай^а
щ.
h
Ш
шве
Щ
По конструктивному решению базы -могут быть с траверсой
(рис. Vin.18,а), с фрезерованным торцом (рис. VIII.18,б) и с
шарнирным устройством;в виде центрирующей плиты (рис. VIII.18,в).
П]ри сравнитаяьно небольших расчетных усилиях в колоннах (до
4000—5000 кН) чаще применяются базы с траверсами. Траверса
воспринимает нагрузку,£«ж> стержня колонны и передает ее на опорную плиту.
Чтобы увеличить равномерную передачу давления с плиты на
фундамент, жесткость ллиты увеличивают дополнйгтельными ребрами между
ветвями траверсы (рис. VIII. 19,а). В легких колоннах роль траверсы
могут выполнять консольные ребра, приваренные к стержню колонны
и опорной плите (рис. VIII. 19,б). В колоннах с большими расчетными
усилиями F000—10 000 кН и более)'целесообразно фрезеровать торец
базы (рис. VIir.22). В этом случае траверса и ребра отсутствуют, а пли-
221
та (чтобы равномерно передать нагрузку на фундамент) должна иметь
значительную толщину. Конструкция базы с фрезе^юванным торцом
значительно проще и поэтому рациональнее. ,
Базы с шарнирный устройством (рис, VIII.18,в) четко отвечают
расчетной схеме, но из-за большей сложности монтажа в колоннах
применяются редко. Конструкция и расчет таких баз рассмотрены
в гл. XVII.
При шарнирном сопряжении колонны с фундаментом анкерные
болты ставят лишь для фиксации проектного положения колонны и
закрепления ее в процессе монтажа. Анкеры в этом случае
прикрепляют непосредственно к опорной плите базы, и благодаря гибкости
плиты обеспечивается необходимая податливость сопряжения при
действии случайных моментов (рис. VIII.19,а,б). При жестком
сопряжении анкеры прикрепляют к стержню колонны через специальные сто^-
ликй и затягивают с напряжением, близким к расчетному
сопротивлению, что устраняет возможность поворота колонны (рис. VIII.19,в).
Диаметр анкерных болтов при шарнирном сопряжении принима-
'ют равным 20—30 мм, а при жестком d==24.,.36 мм. Для возможности
некоторой передвижки колонны в процессе "ее установки диаметр
отверстия для анкерных болтов принимают в 1,5—2 раза больше
диаметра анкеров. На анкерные болты надевают шайбы с отверстием,
которое на 3 мм больше диаметра болта, и после натяжения болта гайкой
шайбу приваривают к базе. -
2. Расчет и конструктивное оформление базы
с траверсой и консольцыми ребрами
После выбора типа базы расчетом устанавливают размеры
опорной плиты в плане и ее толщину (рис. VIII.20).
Требуемая площадь плиты
Рпя = ЛГ//?ф,
(Vni.38)
где JV —расчетная нагрузка на колонну; /?ф — расчетное сопротивление сжатию
материала фундамента.
При площади опорной пЛиты Fan,
значительно меньшей площади верхнего обреза
фундамента Fф, расчетное сопротивление
повышается и его можно определить по
формуле
/?ф=/?бет//='ф//'пл , (VIII.38а)
/
[
■
(
1
1
»
1
1
1
1
"■
\^
1 1 .
в^
где /?бет — расчетное
сжатию.
сопротивление бетона осевому
J^a-'
Со 4
-i ■
_£у
&^
, г—'
W\
ж
>
Размеры плиты В и L определяют в
пределах требуемой площади vno
конструктивным соображениям в завче?1мости от
размещения ветвей траверсы ^дн укрепляющих
плиту ребер. ,^ .
Плита работает как пластинка на
упругом основании, воспринимающая давление
от ветвей траверсы и ребер- Опыты показа-
Ч ^•'ViH 'Н'ЛИ, что давление на фундв-мент распределя-
Рис. VIII.20. К расчету базы колонны
222
ется неравномерно, с пиками в местах передачи нагрузки. Однако для
простоты расчета давление под плитой принимается равномерно
распределенным. Плиту рассчитывают как пластинку, нагруженную (снизу)
равномерно распределенным давлением фундамента и опертую на
элементы сечения стержня и базы колонны (ветеи траверсы, диафрагмы,
ребра и т. й.).
В соответствии с конструкцией базы плита может иметь участки,
опертые на четыре канта (контур 1 на рис. VIII.20), на три канта 2,
на два канта 3 (параллельных друг другу или сходящихся под углом)
и консольные 4.
Наибольшие лзгибаюш,ие моменты, действующие на полосе
шириной 1 см, в пластинках, опертых на четыре или три канта, определяют
по формулам: *
при опирании на четыре канта
M^aqa'; (VIII. 39)
при опирании на три канта
Af = P^af, (VIII.40)
где q — давление на 1 см^ плиты, равное среднему напряжению на фундамент.
Коэффициенты аир получены акад. Б. Г. Галеркиным и
приведены в табл. VIII.7 и VIII.8. Коэффициент а зависит от отношения более
длинной стороны b к более короткой а. Коэффициент р зависит от
отношения длины закрепленной стороны пластинки bi к свободной Оь
Размеры а и 6 берутся между кромками ветвей траверсы или ребер.
ТАБЛИЦА Vin.7
Коэффициенты а для расчета иа изгиб плит, опертых на четыре каита
Ь!а
а,
1
0,048
1.1
0,055
1,2
0.063
1,3
0,069
1,4
0,075
1.5
0,081
1,6
0,086
1.7
0,091
1.8
0,094
1.9
0,098
2
0,1
Более
2
0,125
ТАБЛИЦА VIII 8
Коэффициенты § дли расчета иа изгиб плит, опертых на три или два канта
6l/0i
?>
0.5
0,06
0,6
0,074
0,7
0,088
0,8
0,097
0,9
0,107
1
0,112
1.2
0,12
t.4
0,126
2
0,132
Более 2
0.133
При отношении сторон Ь/а>2 расчетный момент определяется как
для однопролетной балочной плиты
M = q(aV8). (VIII.41)
При опирании ^плиты на два канта, сходящихся под углом, можно
(несколько в зайас) пользоваться формулой tVIII.40), принимая
размер щ по диагонали между кантами, размер bi равным расстоянию от
вершины угла до диагонали. |
Изгибающий момент на консольном участке плиты
М = дсУ2. (VIII.42)
По наибольше^йу из найденных для различных участков плиты
изгибающих моментов определяют требуемый момент сопротивления
плиты шириной 1 см
1У^ = 16^/6 = УИ„^,//?^,
223
а по нему—требуемую толщину плиты
п
(VIII.43)
Обычно толщину плиты принимают в пределах 20—40 мм.
При резком отличии моментов по значениям на различных участках
плиты надо внести изменения в схему опирания плиты, чтобы по
возможности выравнить значения моментов, что должно привести к
облегчению базы.
Усилие стержня колонны передается на
траверсу через сварные швы, длина которых и
определяет высоту траверсы.
Если ветви траверсы прикрепляют к
стержню колонны четырьмя швами, то
(VIII.44)
/^■У,, г70
JS9_
765
,2
Йтр =
ш'^у
Рис.
VIII.21. К
VIII.3
примеру
где коэффициент р зависит от вида шва (см.
гл. V).
тпт- »> "'4""""lt^r Толщину углового шва Лш принимают не
i 1 ©^ более 1—1,2 толщины ветви траверсы, кото-
""""^—•^'^nini'^-i. рую из конструктивных соображений
назначают равной 10—16 мм.
Если по формуле (VIII. 14) требуется
слишком большая высота траверсы, то можно
учесть частичную передачу усилия на плиту
непосредственной приваркой к плите стержня
колонны. Швы, прикрепляющие ветви
траверсы к опорной плите, рассчитывают на полное усилие, действующее в
колонне.
Прикрепление диафрагм к ветвям траверсы (рис. VIII.19, а)
рассчитывают в запас прочности на усилие
N,^ = qab, (VIII. 45)
где q — напряжение фундамента под опорной плитой, кН/см^; а — расстояние между
ветвями траверсы; b — ширина полосы плиты, передающей давление на диафрагму.
При уч^те опирания плиты на три или четыре канта линии раздела
передачи давления принимают по биссектрисам углов.
Прикрепление консольных ребер к стержню колонны (рис. VIII.19, б)
рассчитывают на момент и поперечную силу.
Момент в плоскости прикрепления
Л^к = 9^к('к/2). (Vin.46)
где Ск — ширина грузовой площади; /к — вылет консоли.
Поперечная сила в прикреплении консоли
Qk = ?Ск/к.
Если ребра крепят к стержню колонны угловыми дивами, швы
проверяют по равнодействующей напряжений от изгиба и роперечной силы
Уа"
+ ^^<Rl
(VIII.47)
а если стыковым швом — на приведенные напряжения
апр = 1/а + 3т2</?св. (VIII.47')
Пример Vin.3. Требуется рассчитать' и сконструировать базу к сварной колонне
из двух швеллеров № 24 (рис. VIII.21). Материал базы — сталь класса С 38/23, рас-
224
четное сопротивление i? = 21 кН/см^ Расчетное сопротивление сжатию материала
фундамента (бетона марки 100) ^?ф = 0,44 кН/см^.
Нормативное давление на фундамент
1) от постоянной нагрузки Я" = 250 кН;
2) от временной нагрузки Q4 = 600 кН,
3) от собственной массы колонны с башмаком О" = 4,3 кН
Определяем расчетное давление на фундамент
N=1,1 B50+ 4,3)+ 1,2-600 ss 1000 кН.
Требуемая площадь плиты башмака
F„„ = М/Нф = 1000/0,44 = 2270 см^.
Конструируем башмак с траверсой из листов толщиной 10 мм и выпуском плиты
за листы траверсы по 60 мм Таким образом, ширина плиты
В= 240 + 2-10+2-60 = 380 мм.
Длина плиты
L = 2270/38 != 60 см.
Вылет консольной части траверсы равен. F0—27)|Ы=16,5 см
Для определения толщины плиты вычисляем изгиошощие моменты на различных
участках плиты
I. Для участка, опертого на четыре канта (внутри сечения колонны), при
отношении й/а = 27/24=1,1 находим из табл VIII.7 коэффициент а=0,055.
Расчетный момент
Л11 = а;?фа2 = 0,055-0,44.242= 13,95 кН/см.
2 Для участка, опертого на три каита (между листами траверсы и ветвью
колонны), при отношении ti/ai = 16,5/24 = 0,69, находим из табл VIII 8 коэффициент р =
= 0,087
Расчетный момент
Mg = РЛф а^ = 0,087-Д),44-242 = 22 кН/см.
3 Расчетный момент на консольном участке плиты
уИ, = 44-62/2 = 7,92 кН-см.
Требуемая толщина плиты
бпл =
-, / бМ^акс -,/6-22
i
Принимаем толщину плиты 25 мм в соответствии с расчетом участка, опертого
на три канта
Требуемая длина угловых швов, прикрепляющих листы траверсы к ветвям
колонны, при толщине шва /im = 8 мм и электродам типа Э42
N 1000
/ _ __ _ 30 см.
4.0,7/;^;?^» 4.0,7.0,8-15
Принимаем листы траверсы высотой 320 мм
Толщину швов, прикрепляющих листы траверсы к плите, определяют из расчета
передачи вертикального усилия Учитывая, что на консольных участках листы
траверсы приваривают с двух сторон, находим
N 1000
Лп, = = = 0,48 сы.
0.72/^/?^« 0,7.15-2F0 + 2-16,5)
Принимаем h ш^^6 мм
Проверяем траверсу на изгиб
Опорное давление на I см длины одной ветви траверсы ^тр = 0,44 A2+1+6) ~
0,44
Si —-— »»8,4 кН/см.
Изгибающий момент
М. = (8,4.16,52)/2 = 1145 кН.см.
15—478 225
Напряжение в листе траверсы у места приварки к колонне
а = М/1Г = 1145/171 ==б,7кН/см2 < 21 кН/см^.
Здесь
W = (l-32^)/6= 171 смз.
3. Расчет и конструктивное оформление базы
при фрезерованном торце сгержня колонны
При фрезерованном торце стержня колонны (рис. VIП.22, а) плиту
обычно принимают квадратной со стороны
(VIII.48)
Так как свесы плиты не укреплены, то плита иногда получается
значительной толщины, толще обычного прокатного листа D0—50 мм).
В связи с этим воз молено применение литых плит или слябов.
aj
22
400
гг
%
^
4
о
720
^ т
%
\z ]
; ;
4^4
;1
■
-
Е
'_ 0
S1
тттшш
тт
Ц
щ
у/
6)
штттг
2Ъ
Рис VIII 22 Базы с фрезерованными торцами стержня
Для точной фиксации положения мощной колонны по высоте
опорную плиту удобно устанавливать отдельно при помощи трех
установочных винтов (рис. VIII.22, а). После выверки плиты и заливки.ее до
верхнего обреза бетоном на нее устанавливают стержень колонны.
Плита при фрезерованном торце стержня колонны работает как
пластинка на упругом основании, воспринимающая давление,
сконцентрированное на участке, ограниченном контуром стержня
(pHc.VIII.22,6).
226
Ведя расчет в запас прочности, можно определить изгибающий
момент в плите по кромке колонны, рассматривая трапециевидный учас-
' ток плиты как консоль шириной b (у сопряжения с колонной):
М = афРс, (VIII. 49)
где F —площадь трапеции, заштрихованная на рис. VIII.22, б; с — расстояние от
центра тяжести трапеции до кромки колонны.
Требуемая толщина плиты
бпл= у
(VIII.50)
Точный расчет, учитывающий фактический пространственный изгиб
плиты, для прямоугольной пластинки весьма сложен; однако он может
быть упрощен, если заменить прямоугольную плиту и сечение колонны
равновеликими по площади кругами (рис. VIII.22,в).
В каждой точке такой консольной пластинки возникают моменты:
Л^г — в радиальном направлении и Mt — в тангенциальном
направлении; при ширине расчетного элемента 1 см:
M/=krN кН-см; (VIII.Sl)
Mt = ktN кН-см, (VIII.52)
где N — полное расчетное давление колонны на плиту, кН; й, и kt — коэффициенты,
зависящие от отношения радиуса колонны к радиусу плиты ^ = Ь1а.
Значения кг и kt для точек, лежащих на границе плиты и колонны,
даны в табл. VIII.9.
ТАБЛИЦА VIII 9
Коэффициенты для расчета плиты как круглой пластинки
(под фрезерованным торцом колонны)
р
0,3
0,0815
0,102
0.4
0,0517
0,0752
0,5
0,0331
0,0541
0,6
0,02
0,0377
По найденным моментам определяют нормальные напряжения
a,=6Af,/6^; а, = 6Л1,/б2., (VIII.53)
и касательные напряжения
x = N/Bnb6„j,) (VIII. 54)
Приведенное напряжение (см. гл. III, § 3)
«пр = V^yf + <А ~OrOt + Зт2 < R^.
(VIII. 55)
Расчет плиты как консоли следует производить при Ь1а'>0,5; если
Ь/а<0,5, то правильнее рассматривать плиту как круглую пластинку.
Прикрепление стержня колонны с фрезерованным торцом к плите
условно рассчитывается на усилие, составляющее 15% общего давления
(для восприятия напряжений от случайных моментов и поперечных
сил).
15*
227
§ 7. ОГОЛОВКИ КОЛОНН и СОПРЯЖЕНИЕ БАЛОК С КОЛОННАМИ
1. Типы сопряжений
Сопряжение балок с колоннами может быть свободное (шарнирное)
и жесткое. Свободное сопряжение передает только вертикальные
нагрузки. Колонны в этом случае должны быть закреплены во время
эксплуатации и монтажа от горизонтальных смещений защемлением в
фундаменте или системами вертикальных связей. Жесткое сопряжение
балок с колоннами образует рамную систему, способную воспринимать
горизонтальные воздействия. В этом случае балки примыкают к
колонне сбоку.
2. Конструирование и расчет оголовков колонн
При свободном сопряжении балки обычно ставят на колонну сверху,
что обеспечивает простоту монтажа.
В этом случае оголовок колонны состоит из плиты и ребер,
поддерживающих плиту и передающих нагрузку на стерлсень колонны
(рис. VIII.23).
л. t
Рис. VIII23 Оголовки колонн
при опирании балок сверху
Если нагрузка передается на колонну через фрезерованные торцы
опорных ребер балок, расположенных близко к центру колонны, то
плита оголовка поддерживается снизу ребрами, идущими под опорными
ребрами балок (рис. VIII.23, а, б).
Ребра оголовка приваривают к опорной плите и к ветвям колонны
при сквозном стержне или к стенке колонны при сплошном стержне.
Швы, прикрепляющие ребро оголовка к плите, должны выдерживать
полное давление на оголовок; проверяют их по формуле
а = Л//@,7й^2/^<^?^;).
(VIII.56)
Высоту ребра оголовка определяют требуемой длиной швов,
передающих нагрузку на стержень колонны:
Лр = ^D.0,7й^;?-
(VIII. 57)
Толщину ребра оголовка определяют из условия сопротивления на
смятие под полным опорным давлением
bp^N/lpRcu. (VIII. 58)
223
Назначив толщину ребра, следует проверить его на срез по формуле
т==Лу2/грбр. (Vm.59)
Чтобы придать жесткость ребрам, поддерживающим опорную
плиту, и укрепить от потери устойчивости стенки стержня колонны в местах
передачи больших сосредоточенных нагрузок, вертикальные ребра,
воспринимающие нагрузку, обрамляют снизу горизонтальными ребрами.
Опорная плита оголовка передает давление от вышележащей
конструкции на ребра оголовка и служит для скрепления балок с
колоннами монтажными болтами, фиксирующими проектное положение балок.
Толщину опорной
плиты назначают
конструктивно в пределах 20—
25 мм-
При фрезерованном
торце колонны давление
от балок передается через
опорную плиту
непосредственно на ребра
оголовка. В этом случае
толщина швов, соединяющих
плиту с ребрами, так же
как и с ветвями колонны,
назначается конструк^
тивно.
Большие опорные
давления балок лучше
передавать на колонну
через ребра, расположенные над полками колонн (рис. VIII.23, в).
Если балка крепится к колонне сбоку (рис. VIII.24), вертикальная
реакция передается через опорное ребро балки на столик, приваренный
к полкам колонны. Торец опорного ребра балки и верхнюю кромку
столика пристрагивают. Толщину столика принимают на 40 мм больше
толщины опорного ребра балки.
Столик целесообразно приваривать к колонне по трем сторонам.
Сварные' швы, приваривающие столик к колонне, рассчитывают по
формуле
бпрогать
Рис. VIII.24. Опирание балки на колонну сбоку
\,W
2-0,7h^-S.lu
<Rl
(VIII. 60)
Коэффициент 1,3 учитывает возможную непараллельность торцов
опорного ребра балкн и столика из-за неточности изготовления, что
приводит к неравномерному распределению реакции между
вертикальными швами.
Опорные ребра балки прикрепляют к стержню колонны болтами,
диаметр которых должен быть на 3—4 мм меньше диаметра отверстий,
чтобы балка не зависла на болтах и плотно стала на опорный столик.
Болты обычно ставят конструктивно.
Глава IX
ФЕРМЫ
§ 1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ И СИСТЕМЫ ФЕРМ
В СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЯХ
Стальные фермы широко применяются в покрытиях промышленные
и гражданских зданий, ангаров, вокзалов. Крупнопролетные мосты, ра^
диобашни и мачты, опоры линий электропередачи и многие другие
конструкции выполняются в виде металлических (главным образом
стальных) ферм. Фермы по сравнению со сплошными балками экономичны по
затрате металла; им легко придают любое очертание, требуемое
условиями технологии, работы под нагрузкой или архитектуры; они
относительно просты в изготовлении. Фермы в зависимости от назначений
применяют при самых разнообразных нагрузках; им придают
разнообразную конструктивную форму — от легких прутковых конструкций до
тяжелых, стержни которых составляют из'нескольких элементов
крупной профильной или листовой стали. Наибольшее распространение
имеют разрезные балочные фермы (рис. IX.1, а) как самые простые в
изготовлении и монтаже. Неразрезные (рис. 1Х.1,б) и консольные (рис.
IX.l.e) балочные системы ферм рациональны при большой собственной
массе конструкций, так как в этом случае они могут дать значительную
экономию металла Кроме того, неразрезные фермы можно применять
исходя из требований эксплуатации, так как они обладают большей
жесткостью и могут иметь меньшую высоту.
£ашни и мачты представляют собой вертикальные консольные
системы ферм (рис. IX. 1,г).
Соответствующие эксплуатационные или архитектурные требования
могут обусловить применение арочных (рис. 1ХЛ,д) или рамных
(рис. IX.l.e) систем ферм.
Промежуточной между фермой и сплошной балкой является
комбинированная система, состоящая из балки, усиленной либо снизу
подвешенной цепью (шпренгельная балка, рис. IX.2, а) или сквозной фермой
а)
С
^^zszsz^zBzm
Рис IX1 Системы
ц ферм
«;
4Vi__J^
4^
Рис IX 2
Комбинированные системы
230
(рис. IX.2,б), либо сверху аркой (рис. IX.2,в) или фермой (рис. IX.2,г).
Распор цепи или арки, а таюй^е поддерживающее воздействие
элементов фермы уменьшают изгибающий момент в балке. Комбинированные
системы просты в изготовлении и рациональяы в тяжелых
конструкциях, а также при необходимости перемещения нагрузки непосредственно
по конструкции (см. гл. XV). Возможность использования в
комбинированных системах дешевых прокатных балок благоприятно сказывается
на стоимости и трудоемкости этих систем.
Эффективность ферм и комбинированных систем можно
значительно повысить, создав в них предварительное напряжение (см. § 11
настоящей главы).
В фермах крановых конструкций и покрытий больших пролетов, где
уменьшение массы конструкций дает большой экономический эффект,
возможно применение алюминиевых сплавов.
В дальнейшем подробно рассматриваются в основном стропильные
фермы, широко применяемые в промышленном и гражданском
строительстве.
§ 2. КОМПОНОВКА КОНСТРУКЦИИ ФЕРМ
1. Очертание ферм
Выбор очертания ферм — первый этап их проектирования.
Очертание ферм зависит от назначения сооружения; кроме того, оно должно
отвечать принятой конструкции сопряжений с примыкающими
элементами. Так, очертание стропильной фермы производственного здания
зависит от назначения цеха, типа кровли, типа и размера фонаря, от типа
соединения ферм с колоннами (шарнирное или жесткое) и т. п.
Вместе с тем очертание ферм должно соответствовать их
статической схе.ме, а также виду нагрузок, определяющему эпюру изгибающих
моментов. Например, выступающие консоли рационально проектировать
треугольными, с одним скатом (рис. IX.3,б), однопролетные фермы с
равномерной нагрузкой полигонального очертания (рис. IX.4,б).
А. Фермы треугольного очертания. Треугольное очертание придается
стропильным фермам (рис. IX.3, а, г), консольным навесам (рис. IX.3,б),
а также мачтам и башням (рис. IX.3,в).
01
^^^17^17^17^
\/\\/\\/\\/\\
я
Рис. IX.3. Фермы треугольного
очертания
Рис. IX.4. Очертания ферм
а — трапециевидное; б, в —
полигональное; г, д — с параллельными поясами
231
Стропильные фермы треугольного очертания применяют, как
правило, при значительном уклоне кровли, вызываемом или условиями
эксплуатации здания, или типом кровельного материала. Стропильные
фермы треугольного очертания имеют ряд конструктивных недостатков.
Острый опорный узел сложен, допускает лишь шарнирное сопряжение
фермы с колоннами, при котором снижается поперечная жесткость
одноэтажного производственного здания в целом. Стержни решетки в
средней части фермы получаются чрезмерно длинными, и их сечение
приходится подбирать по предельной гибкости (см. § 4 этой главы), что
вызывает перерасход металла. Треугольное очертание в стропильных
фермах не соответствует параболическому очертанию эпюры моментов.
Однако в ряде случаев треугольные фермы приходится применять,
несмотря на заведомо нерациональное с точки зрения распределения
усилий очертание, исходя из общих требований компоновки и
назначения сооружения. Примером могут служить треугольные фермы шедовых
покрытий (рис. IX.3, е), применяемые в зданиях, где необходим большой
и равномерный приток дневного света с одной стороны.
Б. Фермы трапециевидного очертания со слабо вспарушенным
верхним поясом (рис. IX.4, а) пришли на смену треугольным фермам
благодаря появлению рулонных кровельных материалов, не требующих
больших уклонов кровли. В настоящее время они стали основным типом
стропильных ферм.
Трапециевидное очертание бал-очных ферм лучше соответствует
эпюре изгибающих моментов и имеет конструктивные преимущества; в
сопряжении с колоннами позволяет устраивать жесткие рамные узлы, что
повышает жесткость здания. Решетка таких ферм не имеет длинных
стержней в середине пролета.
В. Фермы полигонального очертания (рис IX.4, бив) рациональны
для тяжелых ферм больших пролетов ввиду хорошего соответствия
очертания фермы эпюре изгибающих моментов; это дает значительную
экономию стали.
Дополнительные конструктивные затруднения из-за переломов
пояса в тяжелых фермах не так ощутимы, ибо пояса в таких фермах из
условий транспортирования приходится стыковать в каждом узле.
Для легких ферм полигональное очертание нерационально, так как
получающиеся в этом случае конструктивные усложнения не окупаются
незначительной экономией стали.
Г. Фермы с параллельными поясами (рис. IX.4, г, (Э) имеют
существенные конструктивные преимущества. Равные длины стержней поясов
и решетки, одинаковая схема узлов и минимальное число стыков
поясов обеспечивают в таких фермах наибольшую повторяемость деталей
и возможность унификации конструктивных схем, что способствует
индустриализации их изготовления. Эти фермы вытесняют
трапециевидные.
2. Генеральные размеры ферм
А. Определение пролета ферм. Пролет или длина ферм в
большинстве случаев определяются эксплуатационными требованиями и
общекомпоновочным решением сооружения и не могут быть назначены по
усмотрению конструктора. * ~~~ '
Пролеты стропильных ферм, мостовых кранов, гидротехнических
затворов и т. п. определяются технологической или архитектурной схемой
сооружения и уточняются в зависимости от типа сопряжений с
соседними элементами.
Так, при свободном опирании ферм покрытий на опоры (колонны)
сверху расчетный пролет фермы L (расстояние между осями опорных
частей) в качестве первого приближения может быть равным:
232
для разрезных ферм — расстоянию между внутренними четвертями
опор, т. е.
L = Lo + a/2, (IX.1)
где Z-0 ■— расстояние в свету между опорами; а ■— ширина опоры;
ДЛЯ средних пролетов неразрезных ферм L=Lo+a и т. д.
При примыкании ферм к металлическим колоннам сбоку расчетный
пролет фермы принимают равным расстоянию между колоннами в
свету на отметке примыкания ферм.
В случаях когда пролет конструкции не диктуется технологическими
требованиями (например, эстакады, поддерживающие трубопроводы и
т. п.), он должен назначаться на основе экономических соображений с
тем, чтобы суммарная стоимость ферм и опор была наименьшей.
Б. Определение высоты треугольных ферм. В треугольных фермах
(см. рис. IX.3, а) высота является функцией пролета и уклона кровли,
который зависит от материала кровли. Обычно треугольные фермы
проектируют под кровли, требующие значительных уклонов B5—45°), что
дает высоту ферм /г» A/4...1/2)L.
Высота треугольных ферм, как правило, бывает выше требуемой
из условия наименьшей массы фермы; поэтому по расходу стали
треугольные фермы нерациональны. Высоту фермы посередине пролета
можно уменьшить, придав нижнему поясу приподнятое очертание (см.
рис. IX.7,в). Опорный узел при этом не должен быть слишком острым.
В. Определение оптимальной высоты трапециевидных ферм и ферм
с параллельными поясами. Если нет конструктивных ограничений,
высота ферм может быть назначена из условия наименьшей массы фермы,
т. е. по экономическим соображениям. Масса фермы складывается из
массы поясов и решетки. Масса поясов уменьшается с увеличением
высоты фермы, так как усилие в поясах обратно пропорционально высоте:
л^„ = ж/л.
Масса решетки, наоборот, с увеличением высоты фермы
увеличивается, так как увеличивается длина раскосов и стоек. Следовательно,
может быть найдена оптимальная высота фермы, при которой общая
масса поясов и решетки будет наименьшей. Масса поясов может быть
выражена формулой
Gn = 22—^7^п=22-^Гфп, (IX. 2)
где Nn=M/h — расчетное усилие в поясе; Na/R — требуемая теоретическая площадь
сечеиия стержня; in — длина стержня пояса, равная длине панели; у — плотность стали;
г|I1 — конструктивный коэффициент массы поясов.
Аналогично может быть выражена масса раскосов решетки
Gp=E-|^/p,fp=E^/pV^p=E^/.Vtp. (IX.3)
где Np^Q/cosa — расчетное усилие в раскосе; /р = /г/соза — длина раскоса; а — угол
наклона раскоса к вертикали; г|)р — конструктивный коэффициент массы раскосов.
Таким образом, масса всей фермы (поясов и раскосов) при
треугольной решетке, состоящей из одних раскосов,
Оф = 2Е^,^„+Е^Й,^р. (IX.4)
Подставив в формулу (IX.4)
1/COS? а = 1 + tg? а = 1 + (l„/h)^-,
получим
Взяв производную по /г и приравняв ее нулю, получим
ао,
Ф
22-^Yl)n+S—V^p
dh
откуда наивыгоднейшая высота фермы
~ + 2|-vfp = 0. (IX.6)
поскольку 1п^Ып, где Z- — пролет; « — число панелей.
Значение —г^ близко к 0,7, и тогда наивыгоднейшая высота'
фермы
hom-=luVo.7n + l=-—Vo,7n+l, (IX.8)
п
а наивыгоднейшее по массе соотношение
homlL=llnVojn + l. . (IX.9)
Таким образом, наивыгоднейшее отношение высоты фермы к ее
пролету зависит от числа панелей и уменьшается при его увеличении.
При раскосной решетке в формулу (IX.5) должна быть включена
еще масса стоек. В этом случае оптимальное по массе соотношение
Йопт/Ь = 1 In К@,7п + 1Oз. (IX. 9')
При треугольной решетке с дополнительными стойками они
работают на местную нагрузку. Тогда
, Лопт/i = 1 /п V@,7n+l)/2. (IX .9")
Таким образом, оптимальная высота ферм по массе в значительной
мере зависит от системы решетки; при раскосной решетке она примерно
на 40% меньше, чем при треугольной решетке без стоек, и на 20%
меньше оптимальной высоты фермы с треугольной решеткой с
дополнительными стойками.
Обычно для ферм с параллельными поясами или близких к ним ферм
трапециевидного очертания высоту принимают несколько меньше, чем
это следует по формула^ (IX.9), т. е. 1/7—1/9 пролета, причем для
легких ферм принимают меньшие значения, для тяжелых — большие. Для
самых легких ферм (прутковые прогоны) применяют еще меньшие
высоты. Фермы, перевозимые целиком по железной дороге, или их
отправочные элементы по условиям провозного габарита не должны
превышать по высоте 3,85 м между крайними точками выступающих
элементов. Некоторое отклонение высоты ферм от оптимальной также может
быть вызвано требованиями унификации конструкций (см. п. 6). В
фермах трапециевидного очертания помимо высоты посередине пролета
необходимо установить высоту на опоре. Высота опорной стойки
стропильных ферм зависит от высоты фермы в пролете и уклона кровли.
Обычно при уклонах Vi2—Vg она получается в пределах от '/is до Vio
пролёта, что конструктивно вполне приемлемо.
234
г. Определение высоты ферм из условий жесткости. Наименьшая
возможная высота фермы определяется допустимым прогибом. В
обычных кровельных покрытиях жесткость ферм значительно превосходит
требования, предъявляемые условиями эксплуатации. В конструкциях,
работающих на подвижную нагрузку (фермы подкрановых эстакад,
мостовых кранов и т. п.), требования жесткости часто являются настолько
высокими (//1=1/750...1/1000), что необходима проверка прогиба ферм.
Иногда бывает необходимо установить высоту ферм из условия
жесткости при изготовлении их из высокопрочной стали или алюминиевых
сплавов.
Значение прогиба фермы может быть получено аналитически по
формуле Мора
/ = 2-^ ах.ю)
(Л — усилие в стержне фермы от заданной нагрузки; N\ — усилие в том же стержне
от силы, равной единице, приложенной в точке определения прогиба по направлению
прогиба)
или графически — построением диаграммы Виллио. Построение этой
диаграммы целесообразно в тех случаях, когда нужно получить линию
прогиба нижнего или верхнего пояса фермы.
По формуле Мора можно получить для ферм с параллельными
поясами при среднем значении аргументов формулу отношения
наименьшей высоты к пролету, аналогичную соответствующей формуле (VII.20)
для сплошных балок в функции предельного относительного прогиба
фермы:
h«m/L = 6,5/24 [L/f] ~ A + 2h/L), (IX. 11)
в которой второй член в скобках выражает влияние решетки.
Здесь [fIL]—предельное отношение прогиба ферм к пролету; 0—максимальное
напряжение в поясе от нагрузки, вызывающей прогиб, поскольку прогиб определяется
от нормативной нагрузки (без коэффициентов перегрузки),
а=(ри+</«)/(р"«р-Ь9«/г,)/?, (IX. 12)
где р" и q" ■— постоянная и временная нормативные нагрузки; «р и /г, —
соответствующие коэффициенты перегрузки, см формулу (V11.20).
3. Системы решеток ферм и их характеристики
Решетка ферм работает на поперечную силу, выполняя функции
стенки сплошной балки.
От системы решетк1^ависят масса фермы, трудоемкость ее
изготовления, внешний вид. Решетка должна соответствовать схеме
приложения нагрузок, поскольку нагрузки во избежание местного изгиба пояса
передаются, как правило, на ферму в узлах.
А. Треугольная система решетки". В фермах трапециевидного
очертания или с параллельными поясами^ весьма рациональной является
треугольная система решетки (рис. IX.5,а), дающая наименьшую
суммарную длину решетки и наименьшее число узлов при кратчайшем пути
усилия от места приложения нагрузки до опоры. В фермах,
поддерживающих прогоны кровли или балки настила, к треугольной решетке
часто добавляют дополнительные стойки (рис. 1X5,6), а иногда и
подвески (рис. IX.5, в), позволяющие уменьшать, когда это необходимо,
расстояния между узлами фермы. Дополнительные стойки
Целесообразны также для уменьшения расчетной длины сжатого пояса.
235
Дополнительные стойки и подвески получаются весьма легкими, так
как они работают только на местную нагрузку и не участвуют в
передаче на опору поперечной силы.
В фермах треугольного очертания так же возможна треугольная
система решетки (рис. IX.5, г).
Общим недостатком треугольной системы решетки является наличие
сжатых раскосов, восходящих в фермах трапециевидного очертания и
нисходящих в треугольных фермах.
Б. Раскосная система решетки. При ее проектировании нужно
стремиться, чтобы наиболее длинные элементы — раскосы были
растянутыми, а стойки — сжатыми. Это требование удовлетворяется при
нисходящих раскосах в фермах с параллельными поясами или трапециевидного
а}
Рис IX 5 Треугольная
Система решетки ферм
'^.<1<[Ф|>>^
^,^Й^^\^
Рис IX 6 Раскосная
система решетки ферм
очертания (рис IX.6, о) и восходящих — в треугольных фермах.
Однако в треугольных фермах восходящие раскосы образуют неудобные для
конструирования узлы и имеют большую длину, так как идут по большей
диагонали (рис. IX.6, в). Поэтому в треугольных фермах более
рациональны нисходящие раскосы (рис. IX.6, б); они получаются сжатыми,
но зато их длина меньше и узлы фермы более компактны. Применять
раскосные решетки целесообразно при малой высоте ферм, а также
тогда, когда по стойкам передаются большие усилия (при большой
узловой нагрузке).
Раскосная решетка более трудоемка, чем треугольная, и требует
большего расхода материала, так как при равном числе панелей в
ферме общая длина раскосной решетки больше и в ней больше узлов. Путь
усилия от узла, к которому приложена нагрузка, до опоры в раскосной
решетке длиннее; он идет чере^^все стержни решетки и узлы,
В. Специальные системы решеток. При большой высоте ферм
(примерно 4—5 м) и рациональном угле наклона раскосов (примерно 35—
45°) панели могут получаться чрезмерно большими, неудобными для
расположения кровельных прогонов. Если давления прогонов
небольшие, то можно допустить местный изгиб пояса, расположив прогоны на
поясе между узлами.
Однако при больших давлениях такое решение нерационально.
Чтобы уменьшить размер панели, сохранив нормальный угол наклона
раскосов, применяют шпренгельную решетку (рис. IX.7,а). Устройство
шпренгельной решетки более трудоемко и иногда требует
дополнительного расхода металла; однако такая решетка дает возможность
получить рациональное расстояние между элементами поперечной
конструкции при рациональном угле наклона раскосов, а также уменьшить
расчетную длину сжатых стержней Так, применение шпренгельной
решетки в высоких башнях уменьшает расчетную длину сжатых поясов
(рис. IX.7, б) и тем самым появоляет снизить общую массу
конструкции. В стропильных фермах шпренгельная решетка позволяет сохра-
236
нить нормальное расстояние между прогонами, удобное для
поддержания элементов кровли B—3 м), или же создать промежуточный узел
для опирания крупнопанельного настила (рис. IX.7, а).
Шпренгельную решетку особого вида имеет треугольная ферма,
показанная на рис. IX.7, а. Эта система применяется при крутых кровлях
(а=35...45°) и сравнительно больших для треугольных ферм пролетах
(L = 20...24 м). Она может быть расчленена на две полуфермы,
связанные затяжкой. Стержни решетки и панели поясов такой системы имеют
небольшую длину; конструирование узлов упрощается. Приподнятая
затяжка увеличивает полезную высоту помещения. Образующие
систему жесткие полуфермы и затяжка изготовляются на заводу; на место
возведения их поставляют в виде трех отправочных элементов.
а)
S)
д)
Рис. IX.7. Специальные системы решеток ферм
В фермах, работающих на двустороннюю нагрузку, как правило,
устраивают крестовую решетку (рис. IX.7,г). К таким фермам
относятся горизонтальные связевые фермы покрытий производственных
зданий, мостов и других конструкций, вертикальные фермы башен, мачт
и высоких зданий. Часто крестовую решетку проектируют из достаточно
гибких стержней. В этом случ^ под действием нагрузки работают
только растянутые раскосы; сжатые же раскосы вследствие своей большой
гибкости вьЛслючаются из работы и в расчетную схему не входят.
Ромбическая и полураскосная решетки (рис. IX.7,(Эие)
благодаря двум системам раскосов также обладают большой
жесткостью; эти системы применяются в мостах, башнях, мачтах, связях для
уменьшения расчетной длины стержней и особенно рациональны при
работе конструкций на большие поперечные силы.
4. Панели ферм
Одновременно с выбором системы решетки устанавливают размеры
панелей и ферм. Поскольку нагрузка обычно прикладывается к узлам
ферм, панели должны соответствовать расстояниям между элементами,
передающими нагрузку на ферму. Размеры панелей должны отвечать
оптимальному углу наклона раскосов. Оптимальный угол наклона
раскосов в треугольной решетке составляет примерно 45°, в раскосной ре-
шетке — 35°. Из конструктивных соображений — рационального
очертания фасонки ^..узле и удобства прикрепления раскосов — желателен
угол, близки1(^{ 45^ При малых углах фасонки получаются слишком
вытянутыми, при^больших — высокими, что делает их громоздкими и
неэкономичными.
237
в стропильных фермах размеры панелей определяются системой
кровельного покрытия. Если по стропильным фермам укладывают прогоны,
панель, равная расстоянию между прогонами, определяется видом
кровельного настила и ее длина изменяется от 1,5 до 3 м. Применяются
беспрогонные кровельные покрытия, в которых настил в виде
железобетонных панелей или металлических щитов длиной 6—12 м и шириной 1,5—
3 м укладывают непосредственно иа поясе ферм. Беспрогонные
покрытия являются более индустриальными и часто более экономными по
расходу стали.
При беспрогонном покрытии панель часто принимается равной 3 м.
При ширине плит 1,5 м иногда целесообразно уменьшить при помощи
шпренгельной решетки панель до 1,5 м; можно также, сохранив панель
в 3 м, иметь верхний пояс, работающий на местный изгиб. Это решение
менее экономно по расходу стали, но проще.
5. Устойчивость ферм. Связи
Сквозная плоская система (ферма) легко теряет устойчивость из
своей плоскости. Чтобы придать ферме устойчивость, ее необходимо
присоединить к какой-либо жесткой конструкции или соединить
связями с другой фермой, в результате чего образуется пространственный
устойчивый брус (рис. IX.8, а).
Для обеспечения устойчивости такого бруса (блока) необходимо,
чтобы он был выполнен геометрически неизменяемым, т. е. чтобы все
грани его были неизменяемы.
Грани блока (рис. IX.8, а) образуют двумя плоскостями спаренных
ферм (abb'a и dcc'd'), двумя перпендикулярными им плоскостями
связей, расположенными по обоим поясам ферм {ebb'с' и daa'd'), и не
менее чем двумя плоскостями поперечных связей (обычно в торцах
ферм — abed и a'b'e'd'). Поскольку этот пространственный брус в
поперечном сечении замкнут и обычно достаточно широк, он обладает
очень большой жесткостью при кручении «-изгибе в поперечном
направлении. Поэтому потеря его общей устойчивости в изгибаемых системах
невозможна. Конструкции мостов, кранов, башен, мачт, шпилей, укосии
и др. представляют собой аналогичные пространственные брусья,
состоящие из сквозрых ферм (рис. IX.8,б).
В покрытиях (шатрах) зданий решение усложняется ввиду большого
числа поставленных рядом плоских стропильных ферм. Такие фермы,
связанные между собой только одними прогонами, не образуют
неизменяемой системы; поэтому они имеют свободную длину из всей
плоскости, равную пролету, и легко могут потерять устойчивость (рис. IX.9, о).
В этом случае устойчивость шатра в целом и отдельных элементов пло-
Дааф
рагма'
Рис. IX.8. Завязка ферм в- пространственные системы
238
°;
r^
\
IE--"!
£^i%
V
ba.
hi
„ , ^ a)f/7w паи потере истоичибости щ
Цесрорпация qaepn , е._Ь=.*=^=^ J ч
/jpu потере ь=^^&ч^^^^тг=зва==а^^,
устоияибос- IPj/V I / X It • X I • X 1»
•^
Г'
Рис. IX.&. Связи, обеспечивающие устойчивость стропильных ферм
/ — прогоны; 2—фермы; 3 — горизонтальные связи; 4 — вертикальные связи; 5—просгранственный
блок
ских ферм обеспечивается тем, что в конструкции шатра создается
несколько пространственных устойчивых блоков из двух соседних ферм,
скрепленных связями в плоскости верхнего, а иногда и нижнего пояса,
и вертикальными поперечными связями между стойками ферм, которые
заменяют связи По нижнему поясу (рис. IXJ, б). К этим жестким
блокам прочие фермы притягивают горизонтальными элементами,
препятствующими горизонтальному перемещению поясов ферм и
обеспечивающими их уЛойчивость (обычно прогонами, расположенными в узлах
ферм). Чтобы прогон мог закрепить узел фермы в горизонтальном
направлении, он сам должен быть прикреплен к неподвижной точке —
узлу горизонтальных связей.
Если прогон не прикреплен к диагоналям связей в месте их
пересечения, расстояние между закрепленными в горизонтальном
направлении точками верхнего пояса фермы равно двум панелям (рис. IX.9,б).
Это должно учитываться при подборе сечения верхнего пояса ферм.
В беспрогонных покрытиях верхние пояса ферм закрепляют при
помощи кровельного настила и специальных элементов (тяжей),
прикрепляющих пояса к горизонтальным связям {см. гл. XI, § 4).
6. Унификация и модулирование геометрических размеров ферм
Унификацией геометрических схем ферм можно стандартизировать
конструктивные детали ферм и перейти на массовое их изготовление при
помощи специализированных высокопроизводительных станков и при-
239
способлений'. Унификация геометрических размеров ферм приводит к
сокращению числа типоразмеров и к стандартизации самих ферм и
примыкающих к ним элементов (прогонов, связей, колонн и т. п.). В
основу унификации ферм кладется модулирование
конструктивно-компоновочных размеров. Унификация ферм должна проводиться по видам
сооружений.
В настоящее время унифицированы геометрические схемы
стропильных ферм производственных зданий (рис. IX.10), мостов, радиомачт,
радиобашен,* опор линий электропередачи.
В основу унификации стропильных ферм с рулонной кровлей
положены модуль пролета производственных зданий и панель т = 3000 мм,
уклон кровли 1/12—1/8, высота ферм на опоре 2200 мм по наружным
краям поясов, треугольная решетка с добавлением шпренгеля при
кровельных плитах шириной 1,5 м Таким образом, геометрия ферм мень-
,..0Д8
t i0l4 >->,
1'$Sm >^..
Рис IX 10 Пример унификации схем стропильных ферм
ШИХ пролетов тождественна с геометрией крайних частей ферм больших
пролетов и большая ферма получается из меньшей добавлением
средних панелей. Унифицированные стропильные фермы разных пролетов и
мощностей могут быть собраны и сварены полуфермами в едином
стационарном кондукторе-позиционере, что существенно облегчает изгЬ-
товление ферм и обеспечивает их взаимозаменяемость.
I
7. Строительный подъем
В фермах больших пролетов (более 36 м), а также в фермах из
алюминиевых сплавов или высокопрочных сталей возникают большие
прогибы, которые ухудшают внешний вид конструкции и во многих случаях
недопустимы по условиям эксплуатации (например, в производствен-
* Белеия Е. И Пути развития стальных каркасов промышленных зданий М, Гос-
стройиздат, 1952
240
ных зданиях при подвеске к фермам подъемно-транспортного
оборудования).
Провисание ферм от постоянной нагрузки предотвращается
устройством строительного подъема, т. е. изготовлением ферм с обратным
выгибом, который под действием постоянной нагрузки погашается, в
результате чего фермы принимают проектное положение. Строительный
подъем принимается равным прогибу от постоянной нагрузки и
половине временной нагрузки.
Теоретическую линию строительного подъема можно получить, если
при изготовлении фермы длину каждого стержня брать с учетом его
упругих деформаций, т. е.
/ = /р + Д; = ;рA + а/£),
где ip —длина стержня в расчетной геометрической схеме; Al=alji/E — удлинение или
укорочение стержня от нормативных нагрузок.
В растянутых стерж- aj
нях значение А/ надо
вычитать, в сжатых —
прибавлять. Под нагрузкой
растянутые стержни
удлиняются, сжатые
укорачиваются, и расчетная
геометрическая схема
фермы
восстанавливается. На практике
строительный подъем задается
по какой-либо
упрощенной кривой, имеющей
стрелку, равную прогибу
от постоянной нагрузки,
причем перегибы
устраивают только в монтажных
узлах. Так, в стропильных
фермах, имеющих один
монтажный стык
посередине пролета,
строительный подъем 1/500/ задается по треугольнику (рис. IX.11,а). В
тяжелых фермах больших пролетов с монтажными стыками в каждом узле
строительный подъем принимают по многоугольнику, вписанному в
окружность (рис. 1Х.11,б).
При плоских кровлях строительный подъем следует
предусматривать независимо от размера пролета, принимая значение подъема
равным прогибу от суммарной нормативной нагрузки плюс 1/200 пролета.
Рис. IX.п. Строительный подъем
• в легких фермах; б — в тяжелых фермах
§ 3. РАСЧЕТ И ДЕЙСТВИТЕЛЬНАЯ РАБОТА ФЕРМ
' I. Определение расчетной нагрузки
Вся нагрузка, действующая на ферму, принимается приложенной к
узлам фермы, к которым прикрепляются элементы поперечной
конструкции (например, прогоны кровли или подвесного потолка),
передающие нагрузку на ферму. Если нагрузка приложена непосредственно в
панели, то в основной расчетной схеме она также распределяется между
ближайшими узлами, но при этом дополнительно учитывается местный
изгиб пояса от расположенной на нем нагрузки: на опоре (в узле) —
как на опоре неразрезной балки, в пролете — как в пролете неразрез-
16—478
241
ной балки с умножением значений моментов на коэффициент 1,2. Для
удобства определения расчетных усилий в стержнях ферм
рекомендуется находить усилия в стержнях отдельно от каждого вида нагрузки.
Так, при расчете стропильных ферм составляют расчетные схемы
отдельно для следующих нагрузок: постоянной, в которую входят
собственная масса фермы, прогонов, связей, фонарей, нагрузка от
поддерживаемой кровельной конструкции, подвешенного чердачного перекрытия
и т. п.; кратковременной нагрузкой, действующей на чердачное
перекрытие; кратковременной атмосферной нагрузки — снег (иногда и ветер);
кратковременной нагрузки от подвесного подъемно-транспортного
оборудования.
Постоянная и кратковременная снеговая нагрузки (см. § 3, гл. III)
относятся к основному сочетанию нагрузок, и для них коэффициент
сочетаний принимается равным единице.
При учете двух и более кратковременных нагрузок значения
кратковременных нагрузок умрожают на коэффициент сочетаний, равный 0,9.
Расчетная постоянная нагрузка, действующая на любой узел
стропильной фермы, определяется по формуле
где дф — вес фермы, кН на 1 м^ горизонтальной проекции кровли; ^кр — вес кровли,
кН/м^; а — угол наклона верхнего пояса к горизонту; Ь — рЛтояние между
фермами; di п di — длина примыкающих к узлу панелей; п — коэффициент перегрузки для
постоянных нагрузок.
В отдельных узлах к нагрузке, получаемой по формуле (IX.13),
прибавляют нагрузку от массы фонаря.
Снег — нагрузка временная.
Расчетную узловую нагрузку от снега определяют по формуле
. , di-{-di
Qz = Pcb—-—«1,
где рс — вес снегового покрова на I м^ горизонтальной проекции кровли; rei = l,4 —
коэффициент перегрузки для снеговой нагрузки.
Значение рс должно определяться с учетом возможного
неравномерного распределения снегового покрова, как это указано в § 1, гл. III.
Иногда к фермам подвешивают тельферы нли кран-балки небольшой
грузоподъемности, усилия от которых могут быть проще всего
подсчитаны по линиям влияния опорной реакции подкрановой балкн,
подвешенной к фермам.
Давление ветра учитывается только на вертикальные поверхности,
а также на поверхности с углом наклона к горизонту более 30°, что
бывает в башнях, мачтах, эстакадах, а также в крутых треугольниках
стропильных фермах и в фонарях. Ветровая нагрузка, как и другие виды
нагрузок, производится к узловой. Горизонтальная нагрузка от ветра
на фонарь при расчете стропильной фермы, как правило, не
учитывается, так ка:^.^^ влияние на работу фермы незначительно. Фермы под
легкую кровлю независимо от угла наклона верхнего пояса должны быть
проверены на ветровой отсос.
2. Определение усилий в стержнях ферм
При расчете ферм предполагается, что в узлах системы —
идеальные шарниры, оси всех стержней прямолинейны, расположены в одной
плоскости и пересекаются в узле в одной точке (в центре узла).
Стержни такой идеальной системы работают только на осевые усилия;
напряжения, найденные по этим усилиям, являются основными. В связи
с фактической жесткостью узловых соединений в стержнях фермы воз-
242
никагот дополнительные напряжения, которые при отношении высоты
сечения стержня к его длине ft//^l/15 расчетом не учитываются, так
как они не влияют на несущую способность конструкции. В фермах со
стержнями, имеющими повышенную жесткость и эксплуатирующимися
при низкой температуре, влияние жесткости соединений в узлах более
значительно. Поэтому для двутавровых н Н-образных сечений стержней
расчет ферм по шарнирной схеме допускается при отношении высоты
сечения к длине стержня не более 1/10 для конструкций,
эксплуатируемых при расчетной температуре —40° С и выше, и не более 1/15 при
расчетной температуре ниже —40° С. При превышении этих отношений
надлежит учитывать дополнительные изгибающие моменты в стержнях
от жесткости узлов. При этом осевые усилия можно определять по
шарнирной схеме, а дополнительные моменты определять приближенными
способами. Кроме того, в стержнях фермы возникают напряжения от
моментов в результате неполного центрирования стержней. Эти
напряжения, являющиеся основными, как правило, расчетом не учитываются,
так как по малости допускаемых в фермах эксцентрицитетов они лишь
незначительно влияют на несущую способность ферм.
Смещение оси поясов ферм при изменении сечений ие учитывается,
если оно не превышает 1,5% высоты пояса в тяжелых фермах и 5% в
легких фермах.
Усилия в стержнях ферм удобнее всего определз^ь графическим
методом, т. е. построением диаграмм усилий, причем целесообразно для
каждого вида нагрузки (нагрузки от покрытия, от подвесного
транспорта и т. п.) вычерчивать свою диаграмму. Для ферм с несложными
схемами (например, для ферм с параллельными поясами) и небольшим
числом стержней более простым может оказаться аналитическое
определение усилий. Если фермы работают на подвижную нагрузку, то
максимальные усилия в стержнях фермы от подвижной нагрузки проще
всего могут быть определены по линиям влияния.
В соответствии с классификацией сочетаний нагрузок (основные,
дополнительные и особые) усилия определяют отдельно для каждого
вида сочетаний и несущую способность стержней проверяют по
окончательному расчетному наибольшему усилию.
Рекомендуется результаты статического расчета записывать в
таблицу, в которой должны быть приведены значения усилий от
постоянной нагрузки, от возможных комбинаций временных нагрузок
(например, от одностороннего загружения снегом), а также расчетные усилия
как результат суммирования усилий при невыгоднейшем загружении
для всех возможных сочетаний нагрузок. Составлены программы для
расчета ферм иа ЭВМ.
3. Действительная работа ферм
ч
Многочисленные исследования отдельно стоящих ферм показали, что
при упругой работе фактические напряжения в стержнях меньше
теоретических: в легких фермах — в среднем на 10%, в тяжелых —на 18%*-
Это — результат отличия фактической конструкции фермы от ее
расчетной схемы. Упругая стадия работы ферм при первом загружении
прекращается весьма рано. Например, в клепаных фермах уже при
напряжениях порядка 5—8 кН/см^ наступает предел упругой работы,
появляются первые сдвиги в заклепочных соединениях, и ферма переходит в
упругопластическую стадию работы. В сварных фермах этот переход
происходит при несколько более высоких напряжениях 10—15 кН/см''.
* Стрелец«(ий Н. С, Основы статистического учета коэффициента запаса прочности
сооружений. М., Госстройиздат, 1947.
16* 243
Моменты от эксцентрицитетов и жесткости узлов увеличивают
напряжения и прогибы ферм и ускоряют переход нх в упругопластическую
стадию работы. Однако появление пластичности в узлах снижает их
жесткость и, следовательно, дополнительные напряжения, поэтому она
не опасна.
При повторных загружениях образуются петли гистерезиса, которые
увеличивают область упругой работы до напряжений, вызванных
предыдущими загружениями. Если устойчивость стержней обеспечена,
напряжения повышаются до разрушения фермы. При этом в сварных
фермах-разрушение происходит у начала фланговых швов в месте
прикрепления стержня к фасонке (рис. IX.12,б), т. е. в месте концентрации
напряжения стержня к фасонке (рис. IX.12,б), т. е. в месте концентрации
Рис. IX. 12. Виды разрушения ферм
а — от потери устойчивости средних раскосов; б — от разрыва стержней в месте концентрации
напряжений
напряжений; в клепаных — в результате разрыва по первым
заклепкам прикрепления.
Обычно разрушение ферм происходит от потери устойчивости
сжатых стержней (рис. IX.12,а). Потеря устойчивости наступает без
появления каких-либо видимых предупредительных признаков, и весьма
часто до разрушения нельзя предсказать, какой стержень потеряет
устойчивость'.
Как правило, теряют устойчивость сжатые раскосы средних панелей,
хотя они и не имеют самых высоких расчетных напряжений. Это
говорит о том, что потеря устойчивости зависит не только от напряженного
состоя'ния, сколько от посторонних причин, от наличия тех или иных
геометрических или физических несовершенств, в первую очередь от по-
гнутий^. Эти погнутия часто появляются в результате неаккуратного
транспортирования или дефектов изготовления; для слабых средних
раскосов они являютЬя весьма существенными. Поэтому нужно
обращать большое внимание на повышение жесткости средних раскосов и
защиту их от погнутий.
Влияние начальных эксцентрицитетов и возможных погнутий на
работу сжатых основных стержней решетки (кроме опорных) учитывают
согласно требованиям СНиП коэффициентом условий работы т=0,8
(при гибкости стержней Л^бО).
При вибрационной нагрузке ферма разрушается постепенно. Сначала
происходит ослабление заклепок в отдельных узлах клепаных ферм,
сопровождаемое нагревом заклепок, уменьшением частоты собственных
колебаний фермы, повышением внутреннего сопротивления и нарушени-
* Никифоров С. Н. Устойчивость сжатых стержней сварных ферм. М, Госстройиз-
дат, 1938.
2 Белеия Е. И. Предельное состояние поперечных рам одноэтажных
промышленных зданий. М., Госстройиздат, 1958.
244
ем слитности работБх фермы. В местах концентрации напряжений
(обычно у заклепочного соединения) появляется трещина, которая приводит
к разрушению элемента. Отдых конструкции — перерыв между
воздействиями вибрационной нагрузки — восстанавливает усталостное
сопротивление конструкции.
Разрушение сварных ферм от вибрационной нагрузки происходит у
прикрепления стержней к узловым фасонкам, в местах наибольшей
концентрации напряжений (рис. IX.12,б). При неудачном очертании
фасовок и пр^икреплении стержней фланговыми швами вибрационная
прочность может оказаться очень низкой (8—10 кН/см) и разрушение
наступает при небольшом числе циклов.
Повысить вибрационную прочность ферм можно:
1) обеспечением плавного перехода стержня в фасонку без каких-
либо входящих узлов или резких изменений формы, в крайних случаях
устройством выкружек в фасонках, плавно подходящих к
прикрепляемому стержню (рис. IX.33);
2) уменьшением концентраций напряжений, щ>именением пологих
швов, отказом от фланговых швов, зачисткой обработанных мест,
плавным примыканием фасонок и швов н т. д.
Вероятность хрупкого разрушения повышается в случае
эксплуатации ферм при низких температурах ниже —40° С. В этом случае
повышаются требования к учету дополнительных напряжений от жесткости
узлов (см. § 3, п. 2) и рекомендуется стыки поясов размещать вне узлов
ферм, чтобы избежать скопления очагов концентрации напряжений и
увеличения остаточных сварочных напряжений.
§ 4. РАСЧЕТНЫЕ ДЛ«НЫ СЖАТЫХ СТЕРЖНЕЙ
И ПРЕДЕЛЬНЫЕ ГИБКОСТИ
1. Определение расчетной длины сжатых стержней
В момент потери устойчивости сжатый стержень выпучивается,
поворачивается вокруг центров соответствующих узлов и вследствие
жесткости фасонок заставляет поворачиваться и изгибаться в плоскости
фермы остальные стержни,
примыкающие к этим ^злам (рис. IX. 13).
Примыкающие стержни
сопротивляются изгибу и повороту узла и этим
препятствуют свободному изгибу
стержня, теряющего устойчивость.
Наибольшее сопротивление
повороту узла оказывают растянутые стер-
жни поскольку их деформация от р^^ j^ jg. Схема деформации при по--
изгиба ведет к сокращению рассто- ^epe устойчивости сжатым стержнем
ЯНИЯ между узлами, между тем как ;_ стержень, теряющий устойчивость
от основного усилия это расстояние
должно увеличиваться. Сжатые же
стержни слабо сопротивляются изгибу, так как деформации от поворота
и осевого усилия направлены в одну сторону и, кроме того, они могут
терять устойчивость одновременно.
Таким образом, чем больше растянутых стержней примыкает к
сжатому стержню и чем они мощнее, т. е. чем больше их погонная
жесткость, тем больше степень защемления сжатого стержня и меньше его
расчетная длина; влиянием сжатых стержней на защемление можно
пренебречь.
245
Поэтому в качестве степени защемления сжатого стержня в узлах
может быть принято отношение
T = i/2fp, (IX.I4>
г'
где i=J/l—погонный момент инерции рассматриваемого стержня в плоскости фермы;
2tp — сумма погонных моментов инерции растянутых стержней, примыкающих к
рассматриваемому стержню с обоих его концов.
Чем меньше отношение т, тем больше степень защемления и меньше
расчетная длина сжатого стержня.
Таким образом, расчетная длина сжатого стержня фермы
lo = fil, (IX. 15)
где ц — коэффициент приведения длины, зависящий от степени защемления; / —
расстояние между центрами узлов.
Сжатый пояс оказывается слабо защемленным в узлах, так как с
каждой стороны к нему примыкает только по одному растянутому
раскосу, погонная жесткость которых значительно меньше погонной
жесткости пояса. Поэтому защемлением сжатого пояса можно в запас
устойчивости пренебречь и принимать его расчетную длину равной
расстоянию между смежными узлами.
К сжатым стержням решетки в верхнем узле примыкает растянутый
раскос, а в нижнем узЛе — растянутые панели нижнего пояса и раскос
(см. рис. IX.13). Здесь степень защемления значительно больше, и
значение т получается небольшим, близким к 0,5, что дает коэффициент
}i=0,77.
По СНиП коэффициент приведения длины сжатых элементов
решетки в плоскости фермы |л=0,8 Таким образом, расчетная длина /о==0,8/
в плоскости фермы определяется с некоторым запасом, в особенности
для средних раскосов, жесткость которых по сравнению с примыкаюхци-
мн стержнями невелика.
Исключение составляет опорный восходящий раскос, условия
работы которого в плоскости фермы такие же, как и у верхнего пояса,
вследствие чего расчетная длина опорного раскоса в плоскости фермы
принимается равной расстоянию между центрами узлов.
Расчетная длина сжатого пояса в плоскости, перпендикулярной
плоскости фермы, принимается равной расстоянию между узлами,
закрепленными связями от смещения из плоскости фермы.
В беспрогонных покрытиях верхний пояс стропильных ферм
закреплен из плоскости фермы жесткими плитами или панелями настила,
прикрепленными к поясам ферм. В этом случае за расчетную длину
пояса в плоскости покрытия можно принимать ширину одной плиты.
Расчетная длина сжатых стержней решетки при выгибе их из
плоскости фермы принимается равной расстоянию между геометрическими
центрами ^-злов, так как фасонки весьма гибки из плоскости фермы и
должны рассматриваться как листовые шарниры.
В трубчатых фермах с бесфасоночными узлами расчетная длина
раскоса как в плоскости, так и нз плоскости фермы может приниматься
равной 0,9 /.
В других случаях расчетную длину берут по СНиП.
2. Предельные гибкости стержней
Элементы конструкций, как правило, должны проектироваться из
жестких стержней. Особенно существенное значение гибкость Х==1о/г
имеет для сжатых стержней, теряющих устойчивость при продольном
изгибе.
246
' Даже при незначительных сжимающих усилиях гибкость сжатых
стержней не должна быть слишком большой. Очень гибкие стержии
легко искривляются от случайных воздействий, провисают от собственной
массы, в них появляются нежелательные эксцентрицитеты, они
вибрируют при динамических нагрузках.
Поэтому для сжатых стержней устанавливается значение
предельной, наибольшей гибкости, которая является такой же нормативной
величиной, как и расчетные сопротивления.
Предельная гибкость А,лр установлена СНиП в зависимости от
назначения стержня:
Для стали Дл'' алюмйни-
евых сплавов
Сжатые пояса, а также
опорные раскосы и
стойки, передающие опорные
реакции Япр = 120 Хпр=100
Прочие сжатые стержни
ферм Япр=150 Xnp=i=120
Сжатые стержни связей Ji-np = 200 К^р = 150
Растянутые стержни конструкции также не должны быть слишком
гибкими, так как они могут изогнуться при транспортировании и
монтаже.
Особенно важно, чтобы стержни имели достаточную жесткость в
конструкциях, подверженных динамическим воздействиям (для
предотвращения вибрации стержней).
П.ПЯ растянутых стержней ферм, подвергающихся непосредственному
воздействию динамической нагрузки, СНиП установлены следующие
значения предельной гибкости:
п „„ ^о ,.„ Для амгомиии-
Для стали „„,,,, „„„„„„„
евы[х сплавов
Растянутые пояса и
опорные раскосы . . .
Прочие растянутые
стержни ферм
Растянутые стержни
связей , ,.,,..
В констр^'кциях, не подвергающихся динамическим воздействиям,
гибкость растянутых стержней ограничивают только в вертикальной
плоскости (чтобы предотвратить чрезмерное их провисание), установив
для всех растянутых стержней предельную гибкость; Апр=400 для
стальных стержней и А,пр=300 для стержней из алюминиевых сплавов.
Для стержней из алюминиевых сплавов предельные гибкости
принимаются ниже ввиду меньшего значения модуля упругости сплавов.
§ 5. ТИПЫ СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ФЕРМ
1. Стержни легких ферм
В легких фермах сечения стержней имеют простую форму и
составляются, как правило, из двух или даже одного прокатного профиля.
Наибольшее распространение получили сечения, составленные из двух
уголков (рис. IX.14,б—г), которые имеют большой диапазон площадей,
удобны для конструирования узлов на фасовках и прикрепления
примыкающих конструкций, не коробятся при сварке и требуют
минимальных сварочных работ.
247
Я„р = 250
Япр = 350
>^пр = 400
Япр = 200
Япр = 300
Кр = 300
в иростравственных фермах-(башнях, мачтах, стрелахмфанов), где
1ЮЯС является общим для двух взаимно перпендикулярных ферм
одинаковой мощности, простейшим типом сечения пояса является одвдочяый,
достаточно крупный уголок (рис. IX.И,а). Сечения из одиночных угел-
ков применяются также для слабонагруженных стержней решетки ферм
и связей. Фермы из одиночных уголков на 35—40% менее трудоемки в
изготовлении. Стропильные фермы из одиночных уголков рационально
применять в помещениях с агрессивной средой, так как они хорошо
доступны для окраски и осмотра и вследствие этого более коррозиеустой-
чивы. Фермы со стержнями (поясами и^^решеткой) из одного уголка не
в)
к^Г
т)
Г
тп
^ у
'""' ' '"-^ ^ " " ' '
I * .. V
д
Тг
ГГ
у о)
п)
Щ'Ш- п-^"'^г
J.
Рис. IX. 14. Типы сечений стержней легких ферм
имеют оси симметрии в своей плоскости, что является их недостй^ом;
асимметрия фермы уменьшается при расположении уголков раскосов с
внутренней стороны уголков поясов (рис. 1Х.21,б), поэтому такое
расположение наиболее рационально. Эксцентричное прикрепление
стержней решетки из одиночных уголков по одной полке вызывает
закручивание уголка, которое должно погашаться надежным закреплением пояса
связями. ' •
Сечения из двух уголков одинаково удобны и для поясов, и для
стержней решетки. По горизонтальным полкам тавровых сечений
верхних поясов удобно располагать прогоны ил№ другие элементы
поперечной конструкции; к этим полкам прикрепляют связи. В зазор между
уголками надежно заводят узловые фасонки, к которым прикрепляют
все стержни ферм.
При больших усилиях средние сечения панелей поясов ферм можно
усилить приваркой полосы (рис. IX.14,Э).
Сжатые стержни из двух уголков при равных^ и при различных
расчетных длинах легко скомпоновать равноуетойчивыми в Двух взаимно
перпендикулярных направленийх.
Жесткость сечения характеризуется его радиусами инерции, которые
прямо пропорциональны генеральным размерам сечения и могут быть
приближенно выражены для таврового сечения из двух уголков
соотношения Гж?й;0,3 h и Гу»0,2 & (рис. IX.14, б—г).
248
Если расчетная длина стержня фермы одинакова в плоскостях х—х
и у—у (опорные раскосы, пояса стропильных ферм, закрепленные в
каждом узле крупнопанельными плитами), то из условия равноустойчи-
вости при работе стержня на продольный изгиб {'кх=%у) необходимо,
чтобы радиусы инерции относительно обеих осей были равны, т. е. Гж=
=Гу. Для этого нужно расположить неравнополочные уголки большими
полками вместе (рис. IX.14,г). В неравнополочном уголке отношение
полок близко к 1 : 1,5; поэтому в таком тавровом сечении & : ft«2 : 1,5
или /г=0,75&, что при указанных выше соотношениях дает Гх.'^Гу.
Сечения из неравнополочных уголков, составленных большими
полками вместе, применяют также в поясах ферм при работе их на местный
изгиб. В этом случае настил, расположенный на поясе фермы,
укрепляет пояс от изгиба в горизонтальной плоскости.
Тавровое сечение из двух уголков, составленных вместе меньшими
полками (рис. IX.14,в), употребляется в случаях, когда расчетная
длина стержня из плоскости фермы в 2 раза больше, чем в плоскости. В
таком сечении йжЗй и, следовательно, rj,==0,2b=0,6/i=2ra:, т. е.
жесткость стержня из плоскости также в 2 раза больше, чем в плоскости
ферм.
Тавровое сечение из равнополочных уголков (рис. IX.14, б)
является наиболее распространенным для стержней решетки. Это сечение
обеспечивает равноустойчивость сжатых стержней решетки, так как
имеет большую жесткость из плоскости фермы (относительно оси у—у),
что отвечает большей расчетной длине сжатого раскоса из плоскости
фермы ly=l,25lx (см. § 4 настоящей главы). Действительно, в таком
случае Гу=0,2 b =0,4h= 1,33 Гх, что соответствует указанному
соотношению расчетных длин.
Можно Применять для поясов ферм прокатные (рис. IX.14, ж) или
сварные тавры из двух листов (рис. IX.14,з), сваренные на специальном
автомате и выправленные на правильных вальцах. Применение таких
тавров может дать существенную экономию материала, хотя усложняет
изготовление.
Крестовое сечение из двух уголков (рис. IX.14, е) применяется в
поясах решетчатых башен н мачт, когда площади одного уголка
оказывается недостаточно. Обладая одинаковой жесткостью и симметрией
относительно двух осей, это сечение удобно в указанных случаях для
прикрепления стержней решетки в двух взаимно перпендикулярных
плоскостях и, кроме того, отвечает требованиям равноустойчивости. Кресто-
'вое сечение целесообразно также применять для стоек ферм, к которым
прикрепляются вертикальные связи или элементы поддерживаемой
конструкции.
В легких сварных фермах больших пролетов также возможно
применение двухстенчатых сечений из уголков (рис. IX.14, ы, к),
обладающих большой жесткостью из плоскости фермы.
Рационально применение замкнутых сечений из швеллеров (рис.
1Х.14,л), уголков (рис. IX.14,л) или тонкостенных труб (рис. IX.14,н),
также обладающих большой жесткостью в двух плоскостях.
Особенно рациональны стержни из электросварных труб. В
трубчатых фермах — наименьшее число элементов, минимальные сборочные
и сварочные работы; они экономичны по расходу стали. Большим
преимуществом трубчатых стержней является их хорошая обтекаемость.
Благодаря юбтекаемости ветровые давления на них меньше, на них
почти не задерживаются грязь и влага, поэтому они более стойки
против коррозии (долговечны). Их легко очищать и окрашивать, что также
повышает долговечность. Фермы из трубчатых элементов имеют
примерно на 40% меньше площади, подлежащей очистке и окраске, по
сравнению с фермами нз уголков. Трубчатые стержни применяют в са-
249
мых разнообразных по назначению фермах (башни, мачты, краны,
открытые эстакады, стропила н т. п.).
Толш,ину стенки труб поясов рекомендуется принимать не менее
1/45—1/50 диаметра и,, как правило, на 1—2 мм больше минимальной
толщины, принимаемой для трубчатых стержней решетки.
Если пояса ферм воспринимают значительные изгибающие моменты
от местной нагрузки (краны, затворы), то их рационально
проектировать либо из двух швеллеров (рис. IX.14,0), либо из двутавра (рис.
IX. 14,и), имеющих значительный момент сопротивления в плоскости
изгиба.
Весьма рациональны по затрате металла сечения легких ферм из
гнутых профилей. Из большого разнообразия гнутых профилей (см.
рис. IV.6) наибольшее распространение в легких фермах получили
замкнутые (рис. IX.14,/)) и коробчатые сечения (рис. IX.14,с). Из двух
уголков составляются тавровые сечения (рис. IX.14,г); коробчатое сечение
применяется преимущественно для поясов. Сжатые элементы
коробчатого сечения при Ак<ЗАу (рис. IX.14, с) должны иметь замыкающие
планки или решетку (через 1,5 6) ввиду недостаточной устойчивости
открытых сечений. В противном случае такие стержни помимо обычной
проверки следует проверять на устойчивость при изгибно-крутильной
форме потери устойчивости (см. гл. III, § 3).
Сечения стержней из алюминиевых сплавов, получаемые
прессованием, весьма разнообразны (см. рис. IV.7).
Ввиду малой устойчивости алюминиевых стержней основное
внимание при формировании сечения должно быть обращено на получение
возможно большего радиуса инерции. Этому условию отвечают уголки,
двутавры, швеллеры с утолщениями на концах (бульбами) (см.
•рис. IV.7). Целесообразно применять также круглые трубчатые стержни.
2. Стержни тяжелых ферм
Стержни тяжелых стальных ферм отличаются от легких более
мощными и развитыми сечениями, составленными из нескольких
элементов, что обусловлено их большими расчетными длинами и
действующими в них значительными усилиями. Сечения их обычно
проектируют двухстенчатыми (рис. IX. 15), и узловые сопряжения их между
собой осуществляют в двух плоскостях. Стержни тяжелых ферм (как
раскосы и стойки, так и пояса) имеют в разных панелях разные по
размерам сечения, но связанные единством типа.
Тяжелые фермы, работающие на динамические нагрузки
(железнодорожные мосты, краны и т. п.), иногда еще проектируют клепаными.
Более современны тяжелые фермы нз сварных стержней с узлами на
высокопрочных болтах.
о) 9
л
. .1, L J
ПГГ г 1
ГП|| п
I III _j
U-4
в]
L J
Г 1
Г л
L J
у д)
3- []
Г >
L.
т
О О
250
")
Рис. IX.15 Типы сечений стержней тяжелых ферм
Рис IX. 16. Размещение
узловых фасояок в
тяжелых фермах
а)
ГП
~Фасонна
ч
ё)
Лист
(К
I Фасонка
У
I
II
41
°^ прокладка
\фасонна
1к
Применяются следующие типы сечений стержней тяжелых тальных
ферм.
1. Н-образные сечения: сварное — из двух вертикальных
листов (вертикалов), связанных горизонтальным листом (горизонталом)
(рис. 1Х.15,а); клепаное или сварное — из четырех неравнополочных
уголков, также связанных горизонтальным листом (рис. IX.15, б).
Развитие этих сечений в смежных панелях происходит в сварных сечениях
посредством увеличения высоты или толщины вертикальных листов,
в клепаных — посредством увеличения калибров уголков или наклепки
вертикальнЪхх листов (рис. IX.15,в). Сечения эти удобно прикреплять
к фасонкам, так как они имеют гладкую наружную поверхность и
симметричны (рис. IX. 16). В простейшей своей форме они малотрудоемки
и в этом отношении существенно превосходят все остальные сечения.
Если конструкция не защищена от попадания атмосферных осадков, в
расположенных горизонтально элементах необходимо оставлять
отверстия для стока воды.
Н-образное сечение применяется как для поясов, так и для раскосов.
2. Швеллерное сечение — из двух швеллеров, обычно полками
внутрь (рис. IX.15, г); применяется чаще в клепаных конструкциях,
причем швеллеры могут быть прокатными (рнс. IX. 15, г) или
составными из листов и уголков. Сечения в смежных стержнях изменяют
наклепкой или приваркой на швеллеры листов (рис. IX.15,d—е), толщина
которых назначается в четных миллиметрах. Стержни швеллерного
сечения имеют хорошую устойчивость в обеих плоскостях, и поэтому
такое сечение целесообразно для сжатых элементов, особенно при
большой их длине. Недостатком швеллерного сечения является
наличие двух в'етвей, которые приходится соединять планками или
решетками (аналогично центрально-сжатым колоннам).
Швеллерные сечения применяют для сжатых и растянутых
раскосов, а также для растянутых поясов клепаных ферм.
3. Коробчатое сечение — из двух вертикальных элементов,
соединенных горизонталом сверху (рис. IX. 15, ж, з, и); применяется
главным образом для верхних поясов тяжелых мостовых ферм.
4. Одностенчатое двутавровое сеченпе — из
широкополочного сварного или прокатного двутавра, поставленного
вертикально (рис. IX.15,л); применяют в сварных фермах, где узлы могут быть
сконструированы с применением стыковой сварки (см. рис. 1Х'.33).
Сжатые пояса двутаврового сечения требуют более частого закрепления из
плоскости фермы, так как у них Гу значительно меньше, чем г^.
5. Трубчатые стержни, применяемые в сварных тяжелых
фермах, имеют те же преимущества, что и в легких фермах (см. с. 249).
Типы сечений стержней тяжелых ферм из алюминиевых сплавов в
общем повторяют типы сечений стержней стальных ферм; благодаря
возможности изготовления элементов прессованием легко получить
более сложные сечения.
Обычно стержни алюминиевых ферм имеют двухстенчатые сечения
и в соответствии с этим применяются: цельные Н-образные сечения
2Si
i58 98
4±ж^жз
'Uo и, Ui U^ U^ U^ U, U; U, Uo
ФШО--^1<гоо '
Ug'U,. \
ZitO
''m.
2'f€
Рис. IX.17. Сечения элементов тяжелой фермы из прессованных профилей
(возможно с бульбами); П-образные с утолщениями внутрь коробки;
коробчатые с наружными выступами (цельные или из двух зетов);
швеллерные сечения, в случае необходимости с полками разных
размеров (рис. IX.17).
§ 6. ПОДБОР СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ЛЕГКИХ ФЕРМ
1. Общие соображения
Для удобства изготовления и комплектования металла при
проектировании легких ферм из уголков обычно устанавливают четыре —
шесть различных калибров уголков, из которых подбирают все
элементы фермы. Чтобы предварительно установить необходимый
ассортимент профилей, сначала ориентировочно определяют требуемые
площади для всех стержней фермы.
Стержни, составленные из двух уголков или швеллеров,
соединенных через прокладки, рассчитывают как сплошностенчатые, что
обеспечивается необходимыгаи расстояниями между прокладками (см. § 9).
Из условия обеспечения необходимой жесткости при монтаже и
перевозке в сварных фермах не берут уголки с полками меньше 50 мм.
В клепаных* фермах наименьший калибр уголков определяется
диаметром заклепки (см. гл. VI, § 4).
При значительных усилиях в поясах ферм подбор сечений стержней
можно производить из стали двух марок (например, пояса — из
низколегированной стали, элементы решетки — из стали марки СтЗ).
В легких фермах пролетом до 30 м (чтобы уменьшить трудоемкость
конструкции) пояса обычно принимают постоянного сечения по всей
длине. При изменении в стыке сечения пояса калибр уголков
целесообразно менять только в результате изменения ширины полки; толщину
уголков для удобства перекрытия накладками целесообразно
сохранять одинаковой по обеим сторонам стыка.
2. Подбор сечений сжатых стержней
Подбор сечения сжатых стержней начинается с определения
требуемой площади по формуле
Frp = N/((pRm).
(IX. 16)
Коэффициент условия работы т применяется равным единице, за
исключением случаев, оговоренных в прил. 4.
252
Формула (IX. 16) содержит два неизвестных: требуемую площадь
/*тр и коэффициент продольного изгиба ф, который является функцией
гибкости
^ = Ulr,
где /о — расчетная длина стержня; г= y^JIF — радиус инерции сечения, в свою
очередь зависящий от площади F.
Обычно задаются гибкостью стержня, учитывая степень загружения
и характер его работы, и по заданной гибкости находят
соответствующее значение ф и площадь F по формуле (IX. 16).
При предварительном подборе для поясов можно принять Я=100...
... 80 и для решетки Л= 120 ... 100.
Задавшись гибкостью Я, можно также найти требуемые радиусы
инерции сечения:
г,тр = 'хД; (IX. 17)
гитр = 1у1^. (IX. 18)
при уголковых сечениях в соответствии с требуемыми радиусами
инерции и площадью сечения по сортаменту подбирается подходящий
калибр уголков. Несогласованность табличных значений г и F с
требуемыми показывает, насколько неправильно была задана гибкость.
Принимая после этого уголки с промежуточным значением площади
и соответствующим радиусом инерции, определяют во втором
приближении гибкость, коэффициент ф и напряжение. Обычно второе
приближение достигает цели.
3. Подбор сечений растянутых стержней
Требуемую площадь сечения растянутого стержня сварной фермы
определяют по формуле
NI{olR), (IX. 19)
где а — коэффициент ослабления стержня заклепочными или болтовыми отверстиями,
принимаемый равным 0,85; для сварных ферм а=1.
Скомпоновав по требуемой площади сечение (с учетом
установленного ассортимента профилей и общих конструктивных требований),
производят йроверку принятого сечения, причем подсчитывают
действительное его ослабление заклепочными или болтовыми отверстиями.
4. Подбор сечений стержней, работающих на внецентренное сжатие
(продольную силу и иЗгиб)
Сечение стержней ферм, работающих на местный изгиб или на
внецентренное сжатие, подбирают по формуле
/='тр = ^/(фвн^?). (IX. 20)
Как уже было рассмотрено в § 3, гл. III, коэффициент понижения
несущей способности стержня при внецентренном продольном изгибе
Фвн (см. прил. 7) есть функция условной гибкости в плоскости изгиба
(К=:1х/ГхУR/E ) и приведенного эксцентрицитета mi, равного
относительному эксцентрицитету т=е/р, умноженному на коэффициент
влияния формы сечения г\, принимаемому по прил. 7. Поэтому
«ji = rim = Ti—=Т1--^. (IX.21)
Здесь р — радиус ядра сечении (ядровое расстониие); х —расстояние от центра
тяжести сечения до наиболее сжатого края сечения.
253
Сечение подбирают как для це^1трально-сжатого стержня. Установив
тип сечения (тавр из двух уголков, два швеллера, двутавр и т. д.),
задаются гибкостью Я» и определяют отвечаюШие этой гибкости и
расчетной длине стержня радиус инерции Гх=^1х1'кх, требуемую высоту
сечения h=rx/ai и ядровое расстояние px=''^/z. Для симметричных
относительно горизонтальной оси сечений z=A/2, для тавровых z»
?»0,3 h.
Для уголковых сечений, имея значение г, можно по сортаменту
непосредственно определить расстояние г. Для принятого типа сечения
по прил.'^ЙЗа находим ц.
Зная рх и Т1, определяют по формуле (IX.21) приведенный
эксцентрицитет /Пь а по нему и по приведенной гибкости 1 — коэффициент
фвн (см. прил. 7) и, наконец, по формуле (IX.20) находят требуемую
площадь. Зная площадь и высоту h, компонуют сечение. Если сечение
компонуется плохо, изменяют значение гибкости и определяют новое
значение площади
Получив геометрические характеристики намеченного сечения,
производят проверку стержня исходя из точных значений характеристик
как в плоскости действия момента по формуле /
o=N/i(p^„F)^R, (IX. 22)
так и в перпендикулярной плоскости (при Jx>Jy) по формуле
a==:JV/(cф^^/•)<^? (IX. 23)
(в соответствии с указаниями § 3, гл. III).
Коэффициент продольного изгиба центрально-сжатого стержня фу
относительно оси у—у принимают по гибкости стержня
При приведенном эксцентрицитете mi>20 проверки устойчивости
по формуле (IX.22) не требуется.
5. Подбор сечений стержней по предельной гибкости
Ряд стержней легких ферм имеет незначительные усилия и, следо-
вaтeЛьнoJ небольшие напряжения; сечения этих стержней подбирают
по предельной гибкости, установленной СНиП (см. § 4 этой .главы).
К таким стержням обычно относятся дополнительные стойки в
треугольной решетке, раскосы в средних панелях ферм, элементы связей
и т. п.
Зная расчетную длину стержня /о и значение предельной гибкости
Лвд, определяют требуемый радиус инерции
по которому В сортаменте выбирают сечение, имеющее наименьшую
площадь.
Ввиду простоты расчетных манипуляций рекомендуется подбор
стержне* легких ферм оформлять в табличной форме (табл. IX.1).
Пример IX.1. Пример расчета фермы покрытия здания (рис 1X18). Размеры
здания в плане 24X30 м. шаг ферм 6=6 м. Пролет ферм 1 = 2А м. Размеры панели по
верхнему поясу d=3 м. Место строительства — Москва. Ферма проектируется из
стали класса С 38/23, Л=21 кН/см^.
Конструкция кровли- по фермам уложенным крупнопанельные железобетонные
плиты (ПНКЛ) размером 3X6 м, по плитам — утеплитель толщиной ft = 8 см с
удельным весом 6 кН/м^, асфальтовая стяжка толщиной 20 мм с удельным весом 1,8 кН/м^
и гидроизоляционный ковер из двух слоев рубероида и одного слоя пергамина.
1. Определение расчетных нагрузок на ферму.
254
ТАБЛИЦА IX 1
стержня
Bq)XHim пояс
Нижний пояс
Раскосы
Стойки
Обозначение
3-7
4—9
5—10
6—12
1-8
1—11
7-8
8—9
10—11
11—12
9—10
12—12*
Расчетное
усилие, кН
0
—482 \
—500 1
+327 \
+514 1
—432
+216
—83
-36
—79,9
—52
Таблица подбора сечений фер
Сечение
][ 75X75
J 100X10
Л 100X70X8
"If ]40Х90*Х10
J 56X5F3X5)*
]{■ 80X6
J 75X5
Y 63X5
1-63X4F3X5)
Площадь,
см^
13,72
38,5
38,4
27,8
27,8
44,4
10,82
18,76
14,78
12,2е
12,26
ч (к примеру
Расчетная
длина
'л
300
600
394
—
365
365
234
294
^y
600
1200
394
—
446
446
292
368
1X1)
Радиус
инерции
'^х
3,05
1,98
4,47
—
2,47
2,05
Г, 94
2,45
'у
4,5
5,5
3,67
—
3,65
3,42
2,96
2,45
Гибкость
■^х
98
303
107
—
147
150
120
120
\
—
—
88
—
122
130
100
150
*Рмин
0,606
—
0,533
—
0,317
0,305
0,448
0,305
т
1
1
1
—
0.8
0,8
0,8
0,8
Напряжение, кН/см'
21,4
19,5
18,2
—
17,4
9,9
18,2
21,5
»в-
S * в скобках даны сечения уголков, принятые конструктивно в целях упрощения изготовления фермы.
'=5
■о
1
§
•«о
Г1 ,
X
X
-<
J- -
->
"К~
X
X
г-'
х:
р—■ 1-,■■,■■■„ .^
_——— —с '
X
X:
Рис. IX.18. К примеру расчеты фермы
^^ а — конструктивная схема; б — диаграмма усилий
Постоянные нагрузки отвеса ограждающих и несущих конструкций принимаются
равномерно распределеиным1Г по длине ригеля. Вычисление расчетных постоянных
нагрузок сведено в табл. IX.2.
ТАБЛИЦА 1X2
Расчетные постоянные нагрузки
(к примеру 1Х.1)
нагрузка от
Гидроизоляционного ковра
Асфальтоюй стяжки (y&)
Утеплителя (уЛ)
Плит ПНКЛ
Собственной массы ферм и связей
Нормативная
0,1
0,36
0,52
1,4
0,3
Коэффициент
перегрузки п
1,1
1,2
1,2
1,1
1.1
Расчетная
нагрузка
Расчетная
а. кН/м'
0,11
0,43
0,63
1,54
0,33
(?„=3,04 кН/м2
Постоянная сосредоточенная нагрузка на узел фермы
Рп = 9пМ = 3,04-6-3 = 54,7 кН.
Снеговая нагрузка. Вес снегового покрова на 1 м^ горизонтальной поверхности
для Москвы по СНиП
Ро = 1 кН/м?.
Принимаем равномерную снеговую нагрузку по длине пролета с коэффициентом
с=1. Коэффициент перегрузки «=1,4 (по СНиП) см. прил. 1.
Расчетная снеговая нагрузка на узел фермы
' , Ре = «^'oc6d= 1,4.1.6-3 = 25,2 кН.
Полная расчетная нагрузка иа узел фермы
Р = Рп + Ро = 54,7+ 25,2 = 79,9 кН
256
i. Определен!^ расчетных усилый в стержнях фермы построением диаграммы уеа-
лий (рис. IX. 18,б, в). Полученные расчетные усилия выписаны в табл. !ХЛ.
Диаграмму усилий строем от загрузки фермы по всему пролету полийй расчетной
нагрузкой, так как по СНиП возможность загрузки фермы снеговой нагр^узкой на
половине пролета не учитывается.
3. Определение'расяетгаю: длин стержней. Расчетные длины стержней опреДеяяют
согласно § 4, пг. 1. Верхний пояс из плоскости фермы закреплен в каждом узле
кровельными плитами, следовательно, расчетные длины верхнего пояса в пдоскости и из
плоскости фермы 1х'=1у=3 м.
Свободная длина из плоскости нижнего пояса при закреплении средних узлов вяж-
вего пояса распоркой равна 12 м.
. 4. Подбор сечений стержней. Верхний пояс. Подбираем сечение верхнего пояса по
максимальному расчетному усилию в панели 6—12. Расчетное усилие А^==50Р кН
(см. табл. IX.1). Расчетные длины стержня 1х=1у=3 м. Расчетное сопротивление
стали /?=21 кН/см^ Коэффициент условия работы m = l. Принимаем течение из двух
равнополочиых уголков. Задаемся гибкостью Я=100, следовательно, q>=0,582
(см. прил. 7).
Требуемая площадь сечения х , ^ ^'* л £><^
■ N 500 ' g '
^'Р~Ф«п/?~ 0.582.21 -*' """"
^ Требуемый радиус инерции
г = /Д = 300/100 = 3 ?м.
По требуемым площади и радиусу инерции ближе всего подходит сечение из
двух уголков 2 L 125X9; f=2.22=44 см^; г,=3,86 см.
^ Яд: = 300/3.86 = 78; ф = 0,726,
Проверяем устойчивость стержня
— = 15,7 кН/см" < 21. v»^ - fOCT
0,726-44 V •
500 Г\ ^ -
о= т—--=15,7 кРГ/см» <21. О - ,^ с-
Сечение имеет большой запас. Принимаем новое сечение 2L 100X10; f=2-19,2»
=38,4 см=; Га:=3,05 см.
Я =300/3.05 = 98; <р = 0.606.
а = 500/@,606-384) = 21,4 кН/см?.
Оставляем сечение 2 L ЮОХЮ, допуская перенапряжения примерно ~'2%.
Нижний пояс. Подбираем-сечение нижнего noHta по максима^шному расчетному
усилию в панели 1—И нз двух иеравнополочных уголков постоянным по всей длансд'
Расчетное усилие Ы == 4-544 кН, от=1.
Требуема* площадь
Fjp = N/R = 544/21 =26.9 см?. «
Принимаем 21:-Н0Х70Х8; F=2-13,9=27,8 см=; гх=1,98. '\ ■s-'^C
Проверяем напряжение ' *Л
о = 544/27,8 = 19,5 кН/см?.
Гибкость стержня в плоскости фермы
X = 600/1.98 == 303 < 4(Ю ,|бмГ§ 4, n.^D
Опорный раскос.^7~-8. Расчетное усшше Af»—432 кН, ib«=1. Расчетные д«юш f»»"
=/^='394. ПриниШШ* сечение из двух в^дшюоодочшис уголков, поставде1Шых бсш».
ишми полками вместе.
Задаемся гибкостью ^л^^дО; <р=^О01.
Тоебуемая площадь
^tp~~T7rr. =^;гг:5г;п' =^.8 ««?.
£ 4т
(р/?т "" а,6ТО.21
Требуемые радиусы няерции
"^ г,.гр =- '«.ч. = 394/90 = 4,32 ел.
I'/—478 Ш1
Принимаем 2L 140X90X8; f=2-18 = 36 см^; г, = 4,49 см; г„=3,61 см; ;^,-=394/4,49=,
= 88; Xj, = 394/3,61 = 110; q>=0,512 (по ?1мако = 110).
Проверяем устойчивость стержня
432
а= ———— = 23,3 кН/см?.
0,572-36
Принимаем новое сечеиие 2L 140X90X10; /'=2-22,2=44,4 см*; Гх=4,47 см; Гу =
= 3,67 см; Х,=394/4,47=88; X„=394/3,67 =107;
Ф = 0,533 (по Ямакс=107),
-=- 0.53^44.4 ='«.^ ■-Н/^м^-
Оставляем сечение 2 i- 140X90X10.
Раскос 8-—9. Расчетное усилие JV=:+216 кН. Требуемая площадь
F^p = N/Я = 216/21 = 10,3 смЗ.
Принимаем 2L 56X8; f=2-5,41 = 10,82 см'. Стойка 9—10. Расчетное уснлне N—
=—79,9. Коэффициент условия работы т=0,8Г'чсм. п1)ил. л). Расчетные длины 1х =
= 0,8-292 = 233 см,/^ = 292 см. "
Задаемся гибкостью Я=120; q>=0,448. Требуемая площадь н радиусы инерции:
/ ^№ = 79,a(o,448.tf,8-.21) = 10,6 cм^ г^_^р = 233/120 = 1,95;
rj,^^p = 292/120 = 2,43 см.
Принимаем сечеиие: 2L 63-5; /='=2-6,13= 12,26 см'; Гх = 1,94 см; г„=2,96 см;
:^х = 233/1,94= 120; ;^v=292/29,6=100; фш,н = 0,448 (по :^макс = 120).
Проверяем устойчивость стержня
* 0 = 79,9/@,448-0,8-12,26)= 18,1 кН/см^ < R.
Принимаем новое сечеиие: 2L 56-5; f=2-5,41 ==10,82 см'; ri = l,72 см; Гу =
=2,69 см; Ях=233/1,72 =135; Xj, = 292/2,69 =109; ф=0,373 (по Я„акс = 135); а=
=79,9/@,373-0,8-10,82) =24,7 кН/см2>й.
Оставляем сечение 2 L 63X5.
Раскос 10—11. Расчетное усилие N=—83 кН, т=0,8. Расчетные длины /i==0,8X
Х446=3ё5 см; гг,=446 см.
Задаемся гибкостью ^=130; ф=:0,397.
Требуемые-площадь и радиусы инерции:
fip = 83/@,397-0,8-21) = 12,5;
7, SI
Принимаем — 2 U75X5; f=2-7,39=14,78 см'; Гх = 2,31 см; rj,=3,42 см;
Я, = 365/2,31 = 157 > 150; Ху = 446/3,42 = 130.
Так как гибкость Ях получалась больше предельно допустимой (см. § 4, п. 2),
принимаем другие уголки большей жесткости — 2L 80X6; /^=2-9,38 = 18,76 см'; Гх =
=2,47 см; Гу=3,65 см;
Я;в = 365/2,47 = 147 < 150; Ху = 446/3,65 = 122;
из таблицы ф=:0,317.
Проверяем устойчивость стержня
о = 8^/@,317-0,8-18,76) = 17,4 кН/см^ < R.
Сечение подобрано по предельной гибкости.
Раскос ±1—12. Расчетное усилие Л'=—36 кН; т=0,8; гх = 0,8-446=305 см; /,==
=446 см. Задаемся гибкостью Я= 150; ф=<305.
, Требуемая площадь:
fjp = 36/@,305-0,8-21) =7 см2;
^x,tp = 305/150 = 2 см; т^.^^ = 446/150 = 3 см.
Подбираем сечеиие по требуемым радиусам инерции, чтобы обеспечить максимально
допустимую гибкость Я=150. Принимаем — 2 U 75X5; f = 2-7,39 = 14,78 см'; Гх =
= 2,05 c*i; /•j,=3,42 см.
Сеченне удовлетноряет F^p и г^р.
Стойка 12—п. Расчетное усилие Afc=—52 кН; ot=i=9^. Расчетние длины Г1==0,8Х
Х367,5=29Т см; 4=367^ см. Для получения симметричной конструкции левой и
правой половин фермы гфинимаем сечеяие стержня крестовш-о сечения из дврт равно-
полочных уголков.
Так как расчетное усилие небольшое, подбираем c&aeimE «апкоа i» предеяаяой
гибкости А,вр = 150.
Требуемый минимальный радиус сечения
Гтр = 368/150 = 2,45 см.
/
Принимаем сечение"^ р 2—63X4; f=2-4,96=9,92 см^; Г;хо=2,45 см-(шшима9йяый-ра- ^
диуе инерции относительно оси хо).
Следовательно, Ямакс =3,68/2,45= 150.
Проверяем устойчивость стержня q>=0,305 4^0 Ямш«! = 150):
о = 52/@,305-0,а.9,92) = 21,5 кН/с»й,
Перенапряжение ~2,5% допускаем.
Чтобы уменьшить ассортимент уголков для удобства комплектования металла н
изготовления фермы, подобранные сечения из уголков 56X5 (стержень 8—9) и-63X4
(стержень 12—12) заменяем уголками 63X5, подобранными для стержня 9^П).
Стержень верхнего пояса 3—7 с нулевым усилием конструктивно принимает
сечение 2L75X5 (по сечению стержня И—12) с устройством заЬодского стыка-в пааели
3~7 (рис. 1Х.30>,
§ 7. ПОДБОР СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ
Подбор сечений стержней тяжелых ферм начинается с
предварительного определения требуемых площадей сеченйя всех стержней по
формулам (tX.16) и (IX.19).
Для сжатых стержней в первом приближении коэффициенты
продольного изгиба можно принимать равными: для поясов ф=0,8„.0,85,
для решетки ф=0,7...0,8.
В растянутых стержнях при клепаных или болтовых монтажных
соединениях учитывается коэффициент ослабления «=0,8.-0,85.
Исходя из требуемых площ,адей устанавливается тип с^1ения
стержней для поясов и решетки.
Высота сечения поясов не должна превышать 1/15 длины панели,
так как при большей высоте влияние изгибающих момектов от
жесткости узлов и, следовательно, величины дополнительных напряжений
существенно возрастают.
Основным размером стержней тяжелых ферм с двустенчатыми
сечениями является расстояние между узловыми фасояками
(рис. IX. 16, а—в), которое определяет ширину стержней поясов и*рас-
косов и сохраняется постоянным для всех элементсмз фермы. Обычно
6=±400...500мм.
Пояса тяжелых ферм имеют в разных панелях разные сечения, С9я-
занные общностью типа и условиями сопряжения стержвей в узлах.
Поэтому сечения всех стержней одного пояса должны подйяраться
совместно. Перед началом подбора устанавливают тип сечения (Н-об-
разное, швеллерное, коробчатое), прием перехода от пл<мцади одного
сечения к площади смежного, намечают места перехода от одного
сечения к смежному* Приемы изменш1ия площада! сечения зависят от типа
сечения. В свариых Н-образных сечениях обычно изменяется высота
вертикалов; в крайнем случае может изменяться и их толщина при
сохранении постоянства расстояния между наруясиымЕ гранями
сечения. Горизонтал из условия необходимой устси&чивостн и жесткости
сечения должен ищеть толщину не мрнее 1/50 расстояийя ««жду
вертикалами и не менее 12 мм. Остаток площади за вычетом ш|вщади нетто
горизонтала, ослабленного водопускным отверстие»!, состйвдяет селение
вертикалов. Толщина вертикалов исходя из условий их устойчивости
17* иа
должна приниматься по табл. VIII.5, при этойГжелательно, чтобы
максимальная толщина листов не превышала 40 мм, поскольку при
большей толщине снижается расчетное сопротивление стали. ,
.Изменять клепаное Н-образное сечеаие лучше всего изменением
калибра уголков сечения, если только наибольшее усилие может быть
воспринято четырьмя большими уголками и горизонталом (см.
рис. IX. 15, б).
Основой швеллерных сечений являются два швеллера, которые
проходят через все сечения (см. рис. IX. 15, г).
Швеллерное сечение развивают путем добавления вертикальных
листов (см. рис. IX. 15, дне). Таким образом* высота швеллерных
сечений может быть постоянной во всех Стержнях.
После подбора сечений производят их проверку. Проверку сечений
сжатых стержней ферм выполняют так же, как центрально-сжат^ых
колонн, по указаниям гл. VIII: Н-образных — как сплошных,
швеллерных -*- как сквозных с той розницей, что ширина b сечений здесь
является заданной, а не определяемой из условия равноустойчивости.
Раскосы при швеллерных или коробчатых поясах подбирают
швеллерного сечения (см. рис. IX. 15, г) или Н-образного (см. рис. IX.15, а
или б) при Н-образных поясах. Швеллерные сечения более выгодны
при работе на продольный изгиб и потому весьма часто применяются
для длинных раскосов, но они более трудоемки по сравнению с Н-образ-
ными сечениями.
Мощные раскосы из составных швеллеров (см. рис. IX. 15, е) в
фермах больших пролетов в целях удобств прикрепления к фасонкам
имеют обычно только один лист шириной не больше высоты пояса.
§ 8. УЗЛЫ ЛЕГКИХ ФЕРМ
1. Узлы ферм из уголков
А. Общие требования к конструированию узлов. Чтобы обеспечить
совпадение конструктивной схемы фермы с расчетной, необходимо
стержни центрировать в узлах по орям, проходящим через их центры
тяжести. Для большинства типов стержней это требование
выполняется.
Стержни'уголков в сварных фермах центрируют по осям,
проходящим через центры тяжести сечений стержней (рис. IX. 19, а). При этом
расстояние от обушка до центра тяжести сечения округляется в
большую сторону до 5 мм.
В клепаных фермах ради упрощения изготовления стержни из
уголков центрируют по рискам заклепок (рис. IX.19, б). В настоящее
время легкие клепаные фермы не применяются. При разных калибрах
уголков в поясе для удобства устройства стыков и укладки прогонов,
пиит и т. п. Желательно наружную Кромку верхнего пояса выдерживать
на одном уровне, а стержни решетки центрировать на общую осреднен-
иую ось стержней пояса.
При смещении в легких фермах центров тяжести поясов с оси более
чем иа 5% высоты пояса необходимо учитывать возникающие в узлах
моменты.
Резку стержней решетки (уголков, швеллеров и т. п.) производят,
как пржяж), нормалбно к оси; для крупных стержней допускают косую
■резку с целью* уменьшения размеров фасовок. Чтобы уменьшить сва-
ртШые напряжения & фасовках, угОлки решетки не доводят до поясов
пШ'Ш~50 мм. Очертание фасожж определяют схеЫ&й узла и длиной
ошов или числом заклепок, прикрепляющих стержйИ решетки фермы.
Необходимо стремиться к простейш?™ очертания-м фасовок, чтчзбы
упростить их изготовление, уменьшить обрезки и придать ферме более
конструктивный, спокойный вид.
0
7
Рнс. IX.19. Центрирование стержней легких
ферм
Рис. IX.20. Узел фермы при раскосной
решетке
а — узел; б — разрезка листа ва фасонки
Толщину фасовок выбирают в зависимости от размера действующих
усилий (табл. IX.3) и принятой толщины сварных швов.
ТАБЛИЦА 1Х.З
Рекомендуемые толщины фасонок
Максимальное
усилие ~ в
стержнях решетки, кН
Толщина
фасонок, мм
До 150
6
160—250
8
260—400
10
410-608
12
610—1000
И
10Ю-ИОО
16
1410—1800
18
Более
iSOO
20
Толщину фасонок рекомендуется принимать одинаковой во всех
узлах фермы. Прн значительной {Разнице усилий в стержнях решетки
можно принимать две толщины в пределах отправочного элемента.
Допустимая разница толщин фасонок в смежных узлах равна 2 мм.
Стержни решетки из уголков или из швеллеров во избежание
резкой концентрации напряжений рекомендуется приваривать с каждой
стороны двумя фланговыми швами и одним лобовым швов (рве. IX.20).
При приварке только двумя фланговыми швами их концы выводят на
торец стержня на длину 20—30 мм. Легкие стержни решетки из
одиночных уголков можно прираривать,одним фланговым швом (по
обушку уголка) и лобовым швом (рис. IX.21, а).
Б. Узлы ферм из одиночных утлков. В легких сварных фермах из
одиночных уголкра узлы можно проектировать без фасонок и стержни
решетки приваривать или при1«редл*^ть болтами непосредственно к
полке поясного уголка (рис. IX.21, а)^ Для сближения с одной плоскостью
центров тяжест»,решетки и поясов решетку целесообразно прикреплять
к внутренней грани полки пояса (рис. IX.21, б). Уголки следует лри-
261
3 гГ
Рис IX 21. Узлы ферм из одиночных уголков
а) *'*
-у
Рис. IX 22. Опираняе ^ узлы ферм
а — прогонов, б — [фушшяанельных плит
реплять обваркой по контуру. Допускается приварка уголка одним
(ланговым швом (у обушка) и лобовыми швами, а также
прикреплена одним болтом. Допускается центрация осей стержней решетки на
бушок пояса (рис. 1Х.21, а). Если для прикрепления стержней решет-
и непосредственно к полке поясов не хватает места, то к полке пояса
риваривают планку (рис. IX.2*1, б), создающую в узле необходимое
ширение. Швы, прикреллякшще уголок^ рассяитывают в <хю1вез£.хани
указаниями § 4, гл. V. - ~ ■
в. Узлы стержней из парных уголков. В фермах со стерл<;нями из
двух уголков, составленных тавром, узлы проектируют на фасонках,
которые заводят между уголками. Стержни решетки прикрепляют к
фасонке обваркой уголков по контуру или фланговыми швами
(рис. IX.22). При прикреплении только фланговыми швами требуемые
площади швов распределяются по обушку и перу уголка обратно
пропорционально их расстояниям до оси стержня (см. § 4, гл. V). Разность
площадей швов зависит от толщины и длины швов. Концы фланговых
швов выводят па торцы элемента на длину 20 мм. Не рекомендуется
принимать прерывистые швы, швы толщиной менее 5 мм и длиной
менее 60 мм.
а
А-А
5)
Ю№,
/rL Г
Ж'О 500
Рис !Х 23 Перекрытие стыка нижнего пояса фермы
и— ;/1и.1Коиыми накладками; 6 ™ лнсювьши накладками
2б:
в*'
■^Шт 1Ш ^afe::j
яг
ж
• 4—f-
вой /auiyiatitca
»»«HHimim.
xnx
«-Ti-ir«-g ТГУ-g-T IT*
u^
Рис IX.24. Укрупнйтельный стык стропильной фермы
а —на сварке; б ~ на болтах
Фасовку также рекомендуется прикреплять к поясу сплошными
швами. Где это возможно, фасовки выпускают за обушки поясных
уголков на 10—15 мм.
Шв12, прикрепляющие фасовку к поясу, рассчитывают на разность
усилий в смежных 11анелях пояса (рис. IX.22, а):
ДГф. = Л?а—JV,. (IX. 24)
.В месте опирания на верхний пояс прогонов (рис. IX.22, а) или кро-
вел1»ных плит (рис. IX.22, б) фасовки не доводят; до обушков поаоиых
уголков на 10—15 мм, и это место не заваривают. '
1^
й
50^ ПхбО
WD т по т
$S
■А"—'—
■^2~Г^1ГГ"-ПГ_,
gJlP I Болту ШО
т 20
Чтобы прикрепить прогоны, к верхнему поясу ферм приваривают
уголок с отверстиями для болтов (рис. IX.22, а). В местах .опирания
крупнопанельных плит верхний пояс стропильных ферм усиливают
накладками 6 = 12 мм, если толщина поясных уголков менее 10 мм при
шаге ферм 6 м и не менее 14 мм при шаГе ферм 12 м (рис. IX.22, б).
Во избежание «слаблеиия сечения верхнего пояса не следует
приваривать накладки поперечными шэами. rv оо ч
Если к узлу приложена сосредоточенная нагрузка Р (рис. 1А.22, а),
то швы, прикрепляющие фасонку к поясу, воспринимают равнодей-
265
ствующее усилие от давления нагрузки Р и разности усилий в смежных
панелях. В этом случае требуемую площадь швов (при нагрузке Р,
перпендикулярную поясу) можно определить по формуле
fш = 0.72Лш «ш - ^ ^^^ . л (IX.25)
В фермах с раскосной решеткой фасонке следует придавать
очертание прямоугольной трапеции (рис. IX.20). Такие фасонки вырезают из
листа с минимальным числом обрезков и при наименьшей
протяженности резов.
Для плавной передачи усилия от стержней решетки на пояс фасонку
выпускают за стойку под углом не менее 15°.
Если в узлах ферм размещаются стыки поясов, то их следует
перекрывать специальными накладками, не включая, как правило, в
работу стыка фасонку, работающую на перераспределение усилий между
стержнями, примыкающими к узлу (рис. IX.23). Можно фасонку
включать в работу стыка, если продолжить ее за узел (рис. IX.23, б).
Стык поясов можно перекрывать листовыми накладками,
расположенными по выступающим полкам уголков (рис. IX.23, б), или
уголковыми накладками со срезанной полкой и обработанными обушками
(рис. IX.23, а).
Стропильные фермы- пролетом 24—36 м разбивают на два
отправочных элемента с укрупнительными стыками в средних узлах. Стыки
целесообразно для удобства укрупнительной сборки и изготовления
проектировать так, чтобы правая и левая полуфермы были
взаимозаменяемы (рис. IX.24). С этой целью фасонку среднего узла разрезают по
оси и перекрывают вертикальными накладками с ребрами для
крепления связей. К одной половине фасонки накладки приваривают на
заводе, к другой — на монтаже. Поясные уголки перекрывают
горизонтальными накладками. Среднюю стойку проектируют крестового сечения из
двух уголков, которые соединяют болтами при укрупнительной сборке
через уголковые накладки (коротыши).
Опорный узел легких ферм при свободном опирании их на
нижележащую конструкцию состоит из опорной плиты, стойки и фасонки
(рис. IX.25).
Давление фермы на опорную плиту передается через фасонку и
опорную стойку, образующие жесткую опору крестового сечения. Оси
пояса и опорного раскоса центрируют на ось опорной стойки; таким
образом, опорная реакция фермы проходит через центр жесткого
креста. \
Швы, приваривающие фасонку и опорную стойку к плите,
рассчитывают на опорную реакцию.
Швы, прикрепляющие опорную стойку к фасонке, при обычной
квадратной опорной плите рассчитывают на усилие, равное половине
опорного давления. _
Площадь опорной плиты определяют по несущей способности мате-
рагта опоры
где А — опорная реакция фермы; /?оп — расчетное сопротивление иатериаяа опоры
сжатию.
Толщину опорной пл^гы определяют из условия опирания ее на два
канта, так же как в базах колонн (см. гл. VHI,§ 6).
В опорной плите устраивают отверстия для анкеров.
266
Чтобы можно было делать подвижку ферм при уста-новке их в
проектное положение в случае несовпадения заложенных в опоры анкеров
с центрами отверстий, диаметр отверстий принимают в 2—2,5 раза
больше диаметра анкеров.
А'йкерные отверстия прикрывают прямоугольными шайбами,
которые после установки фермы приваривают к опорной плите.
Рис IX 25. Опорные узлы фермы
- опирание на уровне нижнего пояса; б —
верхнего пояса
Расстояние между нижним поясом и опорной плитой (рис. IX 25, а)
должно быть достаточным для удобной приварки обушков нижнего
пояса к фасонке, чтобы усилие с нижнего пояса плавно перешло на
фасонку. Обычно зто расстояние принимают не меньше ширины
горизонтальной полки уголков нижнего пояса и не менее 150 мм. ~
Опорный узел при опирании фермы на уровне верхнего пояса
^с IX.25, б] конструируют аналогично.
2. Узлы трубчатых ферм
Узловые сопряжения трубчатых ферм должны обеспечивать
герметизацию внутренней полости ферм, чтобы предотвратить
возникновение коррозии.
^ 267
в трубчатых фермах наиболее рациональны узлы с
непосредственным примыканием стержней решетки к поясам (рис. IX.26, а). При
выполнении фигурной резки концов труб специальными машинами узлы
с непосредственным примыканием дают высококачественное соединение
с минимал?>ной затратой труда и материала. Стержни центрируют,
как правило, по геометрическим осям; при неполном использовании
^
f)
Saejymxa
и ,1 '1 I I «3
Рис. IX.26. Узлы трубчатых ферм
» —с иепосредствеиным примыканием; б —со сплюшйваннем концов стержней; в —на фасовках;
г — со вставками
несущей способности поясной трубы допускается эксцентрицитет не^
более одной четверти диаметра поясной трубы.
Расчет узлового сопряжения с непосредственным примыканием
стержней решетки к поясам является теоретически сложной задачей,
относящейся к области расчета пересекающихся цилиндрических
оболочек. ^
.Напряжения по длид1е шва распределяются неравномерно и зависят
of отношения диаметров соединяемых труб, толщины j' стенки поясной
трубы, угаа сопряжения труб, прочностных характеристик материала
поясной трубы и т. п.
268
Обычно центр тяжести сварного шва не совпадает с осью
приложения усилия. Рекомендуется проверять раздельно несущую способность
участков шва, лежащих по разные стороны от оси, принимая, что на
каждый участок передается половина осевого усилия. ^
Форма сварного шва без снятия фаски получается переменной по
длине линии соединения труб. При остром угле примыкания шов
приближается к угловому, при тупом — к стыковому.
В результате снятия фаски с переменным углом ее наклона по
длине реза торца трубы сварной шов на большей части своего протяжения
может рассматриваться как стыковой.
Прочность шва, прикрепляющего трубчатый стержень решетки,
можно проверить в запас прочности по формуле
N
О J ha
(IX. 27)
где R'^ —расчетное сопротивление углового шва; 0,85 — коэффициент условия работы
шва, учитывающий неравномерность распределения напряжения по длине Шва, hm —
толщина углового шва; 1ш — длина шва, определяемая по формуле
/ш = itd(|/2) [ C/2)( 1 — cosec а)— V cosec а ].
Значения коэффициента |, зависящего от соотношения диаметров
труб, приведены в табл. IX.4.
ТАБЛИЦА 1X4
Значения коэффициента |
y=d/D
1
0,2
1
0,5
1,01
0,6
1,02
0,7
1,03
0,75
1,04
0,8
1,05
0,85
1,06
0,9
1,08
0,95
1,12
1
1,22
При недостаточной толщине поясные трубы можно усилить
накладкой (рис. IX.26, а) в месте узла. Накладки вырезают из трубы того
же диаметра, что и пояс, или изгибают из ливта толщиной не менее
одной и не более двух толщин стенки поясной трубы.
Если *в узлах трубчатые стержни решетки пересекаются между
собой, растянутый раскос целесообразно приварить к поясу по всему
контуру сечения, а сжатый раскос или стойку частично прирезать и
приваривать к растянутому (рис. IX.26, а).
Следует иметь в виду, что прирезка сжатого стержня усложняет
обработку, а закрытая часть сварного шва (перекрываемая сжатым
раскосым) недоступна для осмотра.
Можно избежать прирезки к раскосам сжатой стойки устройством
специального столика.
При передаче на пояса ферм сосредоточенных нагрузок {oj веса
кровли, подвесного транспорта и т. п.) необходимо предусматривать
детали для приложения этих нагрузок симметрично относительно
осевой плоскости ф^рмы вдоль боковых участков стенки поясной трубы.
Укрупнительн<ге соединение стропильных ферм в коньковом узле
рекомендуется выполнять с центрирующей прокладкой,
расположенной между фланцевыми заглушками.
Если нет станков для фигурной обработки торцов труб, узлы
трубчатых ферм могут выполняться со сйлющнванием jkohhob стержней
решетки (см. рис. РС.2б, ^), а в исключительных случа'ях — на фасонках
(см. рис. IX.26, в). Сплющивание концов допустимо лишь для труб из
малоуглеродистой или другой пластичной стлали.
¥зтл в местах перелома оси пояса, а также при ^ болЫВой числе ,
сходящихся стержней могут в отдельных случаях выпояняться с кнп /
линдрическими или прямоугольными узловыми вставками (см. рис./
1Х.26,г). При- пространственном узле вставку делают шаровой. '_
Соединять трубУ одинакового диаметра рационально встык на оста»'
ющемся подкладном кольце (рис. IX.27, а).
Такое соединение рассчитывают на растяжение и сжатие по формуле
iV/nD^p6</?»,
{IX.28)
где Dey ^-средний диаметр трубы с меньшей толщиной стенки; S-^ меньшая тйлщина
стенки соединяемых труб.
Стыковое соединение получается равнопрочным с основным^
металлом ^ при расчетном сопротивдении наплавленного металла не ниже
расчетного сопротивления материал труб'для сталей, неразупрочняемых
"J
-1iini»i.tf рШ^уяв—iter?
4^' ^Li=Ln
Рис. IX.27. Стьжовые соединения труб
<^ S/
Рвь'1Х.2^ Gteefmia уат^^труб^^тх ф^и
,щри .уварке. При бедее тшвот растгежж еонротивдшняи наплавлен-
,.1ф№& ««етаяла ешкоеое соошшгздю vm подасязцшом кольце можно шд-
ттять.'тст» waexm <^»с, 1£:^« ^.
• ..Шйте ие1вюзможй0 обеояечйп» дюсшючиуго точшзеть. подпШя труб
^1Ш|.ладр1Яр«ев1и эспмЕ и равнодрочиость ста:рйого ыеда, стыковые .сое-
кольцевых накладок, гнутых из листа или вырезаемых из трубы того
же или несколько большего диаметра (рис. IX.27, в). Фигурные вырезы
накладок позволяют увеличить длину шва для получения соединения,
равнопрочного с основным металлом. Толщину накладок и сварного
шва рекомендуется принимать на 20% больше толщины соединяемых
труб.
Длину сварного шва при накладках с фигурными вырезами
приближенно определяют по формуле
/ш и 2я Ко5 + (яО/2я)?, (IX .29)
где о — размер лепестка (глубина фигурного выреза накладки вдоль оси трубы); п —
число лепестков по периметру трубы.
Стыковые соединения труб разных диаметров, работающие на
сжатие, а также соединения в местах перелома оси пояса могут
выполняться при помощи торцовых прокладок (рис. IX.27, г). На монтаже часто
применяют фланцевые соединения на болтах.
В опорных узлах трубчатых ферм, так же как и в фермах из
уголков, необходимо конструировать жесткую опорную стойку для
передачи давления на опору. Опорную стойку можно конструировать в виде
ребер яз листов (рис. IX.28, а. б) или из обрезка трубы (рис. IX.28, в).
Опорная стойка заканчивается плитой, распределяющей давление от
фермы на нижележащую конструкцию.
3. Узлы ферм из гнутых профилей
Узлы ферм из легких гнутых профилей во многих случаях могут
выполняться без фасонок, что также приводит к снижению веса
конструкций.
^1
А-А
^
*-'
ы
tzi
г
У-
Рис. IX.29. Узлы ферм из гнутых профилей
При поясе фермы коробчатого сечения н раскосов из двух ветвей,
соединенных планками, раскосы примыкают с двух сторон внахлестку к
иоясу и привариваются фланговыми швами (рис. IX.29, а). Если высота
пояса недостаточна, то к нему в двух плоскостях стыковыми швами
приваривают фасонкн, к которым ирикрехгадаот ст^жви решетки
(рис. Ш^, б^
ФгГ
гт5о зоре ^^^^gjooo jooo
^g|{iiMp!i!i!gi:jr:r!g]Lz:i'X::j'3.-3!ii~-°^^^
О
@
^
Рис. IX.30. Деталировочный чертеж
Спецификация стали марки ВМ СтЗпс
1
ф-1
/
ч
6-
S
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
Сечение, мм
L 100x10
L70x5
L 110x70x8
L 110x70x8
L140X90X10
L63X5
L©X5
L90X7
L75x5
L63X6
—180x20
-180X20
—350X12
-120X12
s
s
ее"
i
9459
2200
5330
6200
31бб
3470
г2б40
4000
4070
3400
520
J80
&Ю
180
Чнало, шт.
Т
2
2
2
1
2
2
2
2
2
2
1
1
1
'
Н
1
S
ч
143
11,8
52.7
67,5
55,3
16.7
12.7
38,6
23,6
16,3
14,7
5,1
Ш*8
2
Масса, кг
к*
ш с;
(а н
286
24
105
135 ;
U1
33
25
77
47
3»
15
5
17
2
1
Примечание
Торед
фрезеровап»
' 1
Л)ебуется иэгс>т(»ить ^
марка элеА(ента
Ф-!
чясша, шт.
2в
масса, кг
' злекента | общая
1091
21 820
Всего по чертежу 21820
сварной фермы (к примеру IX. I)
Продолжение
1
ii
Ф-1
X
%
15
Ifi
17
18
19
20
21
22
23
24
25
?6
27
28
Сечевве, ии
.
—400X12
—350X10
—200X10
-350ХЮ
—lOOXJO
-wxio
—300X10
—160X10
—250X10
—240X12
—100x;I2
-80X12
-60X10
—60X10
s
s
5
950
780
240
680
420
500
750
350
350
240
4вО
166,
140
КЮ
Число, шт.
Т
2
2
2
8
И
Я
Масса, кг
аз
5
35,8
21,4
3,8
18,7
14
20
22,5
4.4
6,9
5,4
4.8
1,5
0.8
0,5
is
36
21
4
19
14
20
22
4
7
11
5
3
6
6
ч
0)
1091
Прииечание
Гнуть
-
>
Прймет1авпя:
1- Сварку пронзводи-А электродамп типа Э42.
2 Неоговоренные ш«^ h^i ми
^3. Неоговоренные отверстия d-21 мм.
4 Соединительные прокладки ставить на раяпых рас»
стояниях.
\
V
\
tR—ГТЯ
273
Опорные узлы должны иметь жесткую опорную стойку, состоящую
из вертикальных-ребер и горизонтальной опорной плиты,
распределяющей давление фермы на опору (рис. IX.29, в). К опорной стойке
стержни фермы могут пр|^крепляться стыковыми швами.
§ 9. ОФОРМЛЕНИЕ РАБОЧЕГО ЧЕРТЕЖА ЛЕГКИХ ФЕРМ (КМД)
На деталировочном (рабочем) 'чертеже показывают фасад
отправочного элемента, планы верхнего и нижнего поясов, вид сбоку и, если
нужно, разрезы. Узлы вычерчивают на фасаде, причем для ясности
чертежа узлы и сечения стержней вычерчивают в масштабе 1 : 10—1 ; 15
на схеме осей фермы, вычерченной в масштабе 1 :20—1 : 30 (см.
рис. IX.30).
В легких фермах отправочным элементом является или вся ферма
целиком, или, если ферма в целом виде нетранспортабельна, часть ее
(в фермах пролетом 24—36 м обычно половина фермы).
Основными размерами узла в сварных фермах являются расстояния
от центра узла до торцов прикрепляемых стержней решетки и до края
фасонки. По этим расстояниям определяют требуемую длину стержней
решетки, которую обычно назначают кратно 10 мм, и размеры фасовок.
В стержнях таврового сечения из двух уголков между уголками
ставят прокладки для связи стержней между собой и обеспечения их
совместной работы.
В сварных фермах ставят прямоугольные прокладки <i заваркой с
обеих сторон.
Расстояние между прокладками или шайбами не должно
превышать 40 г для сжатых стержней и 80 г для растянутых стержней, где
г — радиус инерции одного уголка относительно оси, параллельной
прокладке. При этом в пределах одного сжатого элемента решетки следует
ставить не менее двух прокладок.
На деталировочном чертеже размещается спецификация деталей
(по установленной форме) для каждого отправочного элемента и
таблица заводских швов или заклепок.
В примечаниях указывают особенности изготовления конструкции,
неясные из чертежа.
^ § 10. УЗЛЫ ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ
1. Общие требования к коиетруированию узлов
В тяжелых фермах необходимо возможно более строго выдерживать
центрирование стержней в узлах по осям, проходящим через центры
тяжести, так как даже при небольших эксцентрицитетах большие
усилия в стержнях вызывают значительные моменты, которые необходимо
учитывать при расчете ферм.
В тяжелых фермах допускается эксцентрицитет не более, 1,5%
высоты сечения пояса. При изменении сечения пояса за ось пояса
принимают осредненную линию центров тяжести. Монтажные стыки
располагают в узлах или около узлов, так как в тяжелых фермах стержни
отправляются с завода отдельными элементами. Стыки поясов вне
узлов конструктивно несколько проще и рекомендуются в случае
эксплуатации ферм при температуре ниже —40° С. Однако размещение
стыков по оси узлов также часто применяется, особенно при
заклепочных или болтовых соединениях, так как это упрощает разбивку фермы
на отправочные элементы и сокращает общее число болтов (заклепок).
Монтажные соединения в сварных фермах, особенно при работе
ферм Ш1 динамические нагрузки, ча<;то конструируют на высокопроч-
ных болтах (рис. IX.31, а), что значительно упрощает монтажные
работы и обеспечивает высокую надежность конструкции.
Слабая «апряженность краев фасонок позволяет устраивать в них
выкружки (рис. IX.32, б), которые снижают концентрацию
напряжений в местах примыкания раскосов. Устройство выкружек особенно
полезно в сварных узлах при работе конструкции на динамические
воздействия.
Из-за наличия в центре узла повышенных напряжений полезно
иметь утолщение пояса в пределах узла. Это утолщение получается в
узлах на заклепках или болтах благодаря узловым фасовкам и
накладкам (рис. IX.31); в сварных фермах рационально в пределах узла
увеличивать толщину вертикалов пояса.
2. Узлы на болтах или на заклепках
При Н-образном или швеллерном сечениях стержней, имеющих
гладкую наружную поверхность, простыми и надежными являются узлы
на фасонках, соединяющих с наружной стороны все подходящие к узлу
стержни (рис. IX.31).
К фасонкам прикрепляют только вертикальные элементы стержней,
через которые передаются и усилия с горизонтальных листов сечения.
Такое прикрепление позволяем' сверлить все отверстия по плоским
кондукторам на многошпиндельных станках; монтажную клепку или
закрепление болтов произвс^цят с наружной стороны узла на
вертикальных плоскостях.
Жесткость узла обеспечивается при Н-образных сечениях
соединительным листом, а при швеллерных сечениях стержней — постановкой
концевых планок.
Фасонки при устройстве стыков пояса в центре узла служат
стыковыми элементами; вместе с тем фасонки испытывают значительные
напряжения при передаче усилий с раскосов на пояса. Чтобы облегчить
работу фасонок, целесообразно в местах стыков поясов усиливать
фасонки наружными накладками (рис. IX.31, а). Число заклепок или
болтов, прикрепляющих накладки, увеличивается на 10% вследствие
посредственной передачи усилия. Фасонки следует принимать
достаточно толстыми, обычно не меньше толщины прикрепляемых элементов.
Заклепки или болты в узлах тяжелых ферм следует размещать по
унифицированным рискам на расстояниях, требуемых кондукторным и
многошпиндельным сверлением. Унификация заключается в том, что
разбивка отверстий во всех узлах подчиняется единой модульной сетке,
нанесенной на концы стержней и фасонки. В более узких стержнях
получается меньшее число продольных рисок, чем в широких, при
больших усилиях увеличивается число поперечных рядов отверстий и т. д.
При таком конструировании используется один тип кондуктора для
всех узлов, что упрощает изготовление и упорядочивает проектирование.
3. Узлы ферм на монтажной сварке
Узлы тяжелых ферм на монтажной сварке при преимущественном
действии на ферму статической нагрузкой по своему конструктивному
решению близки к узлам на болтах. К поясу с наружной стороны
вертикалов приваривают фасонки, к которым внахлестку присоединяют
стержни решетки (рис. IX.32, а). Усилия со стержней решетки на фа-
сонку передают обваркой по контуру; надо стремиться, чтобы
монтажные швы были с наружной стороны узла.
Усиление в узле вертикалов пояса фасонкой благоприятно с точки
зрения напряженного состояния узла, однако при высоких в^тикалах
Ю» 275
i-sm
mifs
iiSOxW
t'U90
■35011 hmx7S»f
ffoHcoB обварка фасовки по контуру не обеспечивает ее достаточно
слитой работы с поясом. Более конструктивна приварка фасонок к
вертикалам поядов стыковыми швами. В этом случае целесообразно иметь
в пределах узлов утолщенные вертикалы пояса (вставки). Приварить
раскосы к фасовкам внахлестку угловыми швами проще, это позволяет
иметь значительные допуски при изготовлении конструкции. Однако в
этом случае появляются значительные концентраторы напряжений,
особенно нежелательные при динамических воздействиях на
конструкцию.
Приварка стержней решетки к фасовкам стыковыми швами
(рис. IX.32, б) с устройством выкр^'жек на фасонках резко снижает
концентраторы напряжений, но требует весьма точной работы при
изготовлении и монтаже.
Монтажный стык поясов при сварных узлах с фасонками обычно
выносят в панель. Пояеа в сварных фермах иногда (ойебенно при
работе пояса на местный изгиб) проектируют двутаврового сечения с
вертикально поставленной стенкой. В этом случае узел компонуют на
одиночной фасонке, привариваемой стыковым швом к поясу (рис. IX.33).
Раскосы приваривают к фасонке также стыковыми ш&ами. При таком
решении узла особеннее внимание должно быть обращено на
тщательное выполнение швов и устройство плавных подходов фасонки к
стержням. Для приварки стыковыми швами полок раскосов к фасонкам на
заводе привариваются ребра соответствующей толщины.
276
Bui еВерху
Рис IX.31. Узлы сварной тяжелой фермы на высокопрочных болтах
о —^при Н-образном сечении стержней; б — при швеллерной сечении стержпей
I- 8*378
Рис. IX 32 Сварные узлы тяжелых ферм
о —при при!феплеиии стержней фланговыми швама; б—то же, стыковыми швами
277
|l'jl'<m'i>'lt.llUIIUIttlllll'Hllf«imUIIIIVIt'IHIU4'fHiH1HH>U'
J =„ ^;
E32
ssn
етш вит
Рис. IX.33. Узел сварной
тяжелой фермы с одиночйой фа-
сонкой
чертеж; б — общий вид
4. Узлы тяжелых трубчатых ферм
Как и в легких фермах, самыми рациональными узлами трубчатых
тяжелых ферм являются узлы с непосредственной приваркой по контуру
стержней решетки к поясам (см. рис. IX.26, а). Однако такие
сопряжения в условиях монтажа могут оказаться трудновьшолнимыми.
Наиболее просты в монтаже присоединения стержней решетки к поясам на
болтах через фасонки. Концы стержней решетки можно сплющивать,
временно присоединять к фасонкам на болтах и затем прикреплять
монтажной сваркой (рис. IX.34, а). Иногда фасонки приваривают к
[ГОясу, концы стержней решетки «окуполиваются» и в них вваривают
короткие пластины с отверстиями для болтов (рис. IX.34, б). Концы
стержней можно заканчивать заглушками с приваренными к ним в
торец планками для присоединения на болтах к фасонкам (рис. 1Х.26,в).
Монтажные сварные узлы делают-с фигурной штамповкой концов
гтержней решетки и последующей обваркой их по контуру
(рис. IX.34, а). Сложными в монтажном исполнении, но весьма рацио-
1альными с точки зрения работы могут оказаться цельносварные
/злы на цилиндрических или многоугольных вставках (см. рис. IX.26, г).
Эсобенно рациональны узлы при пространственном расположении
;тержней фермы на шаровых вставках. Шаровые вставки изготовляют
■13 листовой стали в виде сваренных полушарий.
§ М. 1ГРВДВАРИТЕЛЫЮ-НЖПРЯЖЕННЫЕ ФЕРМЫ
1. Конструктивные решения и основы работы ферм
В фермах предварительное напряжение может осуществляться за-
■яжками или в неразрезных фермах — емещ€»ием ояор. Наиболее раз-
>аботанным способом создания предаа|>и5Релъного напряжения в фер-
78
о)
ч)
■Ф3?7т ■
т
ш
-*1/
' >»/_1 Л/г,^,тУ^ _V^
«9
TT^rj
i)
Рис. IX.35. Размещение затяжек в пред-
варнтельно-напря^кенных фермах
Ю
мах является натяжение их
затяжками из высокопрочных материа-
лов^ (стальных канатов, пучков
высокопрочной проволоки и т. п.).
Затяжки следует размещать так,
чтобы в результате их натяжения в
наиболее нагруженных стержнях
фермы возникли усилия, обратные
по знаку усилиям от нагрузки.
Схема размещения затяжек
определяет характер
предварительного напряжения и работы фермы.
Можно размещать затяжки в
пределах длины отдельных
стержней, работающих под нагрузкой на
растяжение, создавая в них
предварительное напряжение сжатия
(рис. IX.35,а). Этот способ может
быть эффективен лишь для
тяжелых ферм, у которых каждый
стержень представляет собой отпра-
Рнс. IX.34. Узлы тяжелых трубчатых ферм вочный элемент. Тогда
предварительное напряжение стержней
осуществляется на заводе.
В фермах, пояс кйторых (работает на растяжение) имеет
значительный удельный вес по расходу металла, можно при помощи одной
щ.
• OS
• ••
/Ипгипшчмп-
->к
■~-Т--п
* Беленя Е. И. Предварительио^иапряженные металлические конструкции. М.,
Стройиздат, 1975.
Сперанский Б. А. Решетчатые металлические предварительно-напряженные
конструкции. М., Стройиздаг, 1970.
279
затяжки создать сжимающее предварительное напряжение во всех
панелях пояса и тем самым значительно уменьшить его вес (рис. IX.35, б).
П|)имером чйожет служить сегментная ферма, у которой решетка
имеет небольшие усилия, а в работу верхнего пояса могут быть
включены конструкции покрытия (например, железобетонный или
металлический настил) (рис. IX.35, б).
В легких фермах наиболее эффективна схема типа арки с затяжкой
^рйс. IX.35, в, г). При этой схеме натяжением затяжки создается пред-
к -ilK._a--5«L
7-Г^
ч, /
Рис. IX.36. Компоновка пространственных блоков при выносных затяжках
/ — ферма; 2 — затяжка; 3 — связи
Рис. IX.37. Работа стержня при
различной посаедовательности
предварительного напряжения и загружения фермы
/ — без предварительного напряжения; 2 —
предварительное напряжение — нагрузка;
3 — нагрузка — предварительрое напряжение —
нагрузка; 4 — предварительное напряжение —
нагрузка — предварительное напряжение —
нагрузка
Рис. IX.38. Размещение затяжки по
сечению стержней
Ла. -%JL^
варительное напряжение во всех стержнях фермы, причем наиболее
тяжелые элементы — верхний и нижний пояса получают разгружающие
усилия от натяжения аатяжки.
Возможны выносные затяжки (рис. IX.35, (Э), разгружающее
воздействие которых на стержни фермы может быть особенно значительным.
Однако по условиям компоновки сооружения и транспортирования, а
также с учетом габаритов выносную затяжку не всаша можно
применить.
280
(
Размещая затяжку вдоль нижнего пояса, ее по длине соединяют
диафрагмами с поясом, что предотвращает потерю им устойчивости во
время предварительного напряжения, когда нижний пояс получает
сжимающие усилия (см. рис. IX.38).
При выносных затяжках и в схеме «арка с затяжкой» необходимо
принять меры к обеспечению устойчивости нижнего пояса в процессе
предварительного напряжения. В этом случае следует производить
натяжение затяжки в проектном положении, когда ферма раскреплена
связями, или же производить на земле укрупнительную сборку
монтажного блока из двух спаренных ферм, после чего производить натяжение
и подъем (рис. IX.36). В пространственных системах ферм, например
треугольного сечения, также можно производить натяжение вйизу, так
как нижний пояс закреплен от потери устойчивости.
Работа предварительно-напряженной фермы может распадаться на
несколько этапов в зависимости от последовательности создания
предварительного напряжения (рис. IX.37). Наиболее простым способом
является: первый этап — создание предварительного напряжения, второй
этап — загружение фермы эксплуатационной нагрузкой. Более
эффективный способ: первый этап — загружение частью постоянной нагрузки;
второй этап — предварительное напряжение", третий этап — загружение
фермы оставшейся частью постоянной и временной эксплуатационной
нагрузкой. Еще более эффективным методом является
многоступенчатое предварительное напряжение: первый''этап — создание
предварительного напряжения; второй этап — загружение частью постоянной
нагрузки; третий этап — повторное натяжение затяжки; четвертый этап —
загружение оставшейся частью постоянцой нагрузки; пятый этап — еще
одно натяжение затяжки; шестой этап — загружение временной
эксплуатационной нагрузкой.
При рационально выбранных схеме фермы и способе
предварительного напряжения можно получить экономию стали 25—30%.
Особенно рациональным оказывается предварительное напряжение
в фермах из алюминиевых сплавов; введение стальной затяжки
существенно повышает жесткость фермы и разгружает ее алюминиевые
стержни.
Сечения стержней в предварительно-напряженных фермах могут
быть такими же, как и в обычных (рис. IX.38). Затяжки должны
размещаться ^:имметрично относительно вертикальной оси фермы, по
конструктивным соображениям они часто проектируются из двух ветвей.
Отличными от обычных ферм являются узлы с устройством
анкерных креплений затяжек (рис. IX.39). Тип анкерного крепления
выбирают в зависимости от материала затяжки и значения усилий в ней. При
затяжках из стальных канатов применяют стаканные анкеры с заливкой
их легкоплавкими сплавами. Если затяжка выполняется из пучка
высокопрочной проволоки или прядей арматуры, применяют анкеры в
виде колодки с пробкой или гильзо-клиновые.
2. Основы расчета
При предварительном напряжении отдельных стержней ферма в
целом работает как обычная стержневая система; рассчитывают ее по
общим правилам. В предварительно-напряженных растянутых стержнях
часть усилия воспринимается затяжкой, а часть — самим стержнем.
Исходя из полного использования расчетных сопротивлений
материала стержня и затяжки, можно подобрать сечение стержня по формуле'
' Беленя Е. И. Предварительно-напряженные металлические конструкции М., Строй-
издат, 1975.
2»!
i!ii^
[S=#J.
I A
^ш
Рис. IX.39. Анкерные крепления затяжек
J—пучок из проволоки; 2 —гильзовый анкер; 3 — закладные вилкообразные шайбы; 4 — анкерный
стакан; 3—анкерная колодка; ё—анкерная пробка
282
(cto + ^?ct)(^3 —'"^ct)
и сечение затяжки по формуле
■ N
Rc.T,—m —^ (сто4-Rci)
^ ££з
^3 (сто + Rct) (Rs — mRc^)
(IX. 31)
где N — расчетное усилие в стержне фермы; Rct и Ra — расчетные сопротивления
стержня и затяжки; ао — предварительное напряжение стержня; от=£з/£от —
отношение модуля упругости затяжки к модулю упругости стержня.
Значение предварительного напряжения стержня в первом
приближении можно принять равным @,7—0,9) i?cT-
Фермы с затяжками, создающими предварительное напряжение
сразу в нескольких стержнях, рассчитывают как статически
неопределимые. За лишнее неизвестное удобно принимать усилие в затяжке.
Если предварительное напряжение осуществляется до приложения
нагрузки, то расчет ведется в такой последовательности.
Определяют усилия в стержнях в основной системе от нагрузки
Лр и от предварительного напряжения Nx-
В первом приближении усилие предварительного напряжения
затяжки X можно принять: для ферм арочного типа Х=@,4... 0,5)Л^р^% для
ферм с затяжкой вдоль нижнего пояса Х= @,7... 0,8) Л^«акс ^д^макс —
максимальное усилие в нижнем поясе основной системы от расчетной
нагрузки).
Сечение стержней подбирают по тому из двух усилий, по которому
получается большее сечение: I) Nx в стадии предварительного
напряжения; 2)Nx—0,9 iVp или Nx-[-\,l Np в стадии работы под нагрузкой.
Сечение затяжки подбирают по усилию, равному 1,5 X.
Коэффициенты 0,9; 1,1 и 1,5 приближенно учитывают влияние самонапряжения
затяжки (дополнительное усилие в затяжке, возникающее от загруже-
ния фермы).
После предварительного подбора сечения стержней ферму
рассчитывают на действие нагрузки как статически неопределимую систему.
Усилие самонапряжения в затяжке при однопролетной ферме с
одной затяжкой
/ _
EFt ^3^3
где Nxj и iVp, — усилия в г-м стержне соответственно от единичной силы в затяжке и
от внешних сил; h я Рг — длина и площадь сечения стержня; /з и fз — длина и площадь
сечения затяжки; Ег я Ез — модули упругости стержня и затяжки.
Контролируемое в процессе натяжения затяжки усилие Хи
принимается больше расчетного усилия X, учитывая возможность ослабления
натяжения затяжки вследствие релаксации и обмятия в анкерных
закреплениях;
А Ец F^
где 0,95 — коэффициент, учитывающий релаксацию; Ла — податливость анкерных
закреплений, равная при применении гаек или клиновидных шайб 0,1 см, при
применении анкеров с прокладками 0,2 см.
По контролируемому усилию проверяют несущую способность всех
стержней фермы в процессе предварительного напряжения.
283
Окончательной является п|)Ове}>ка несущей способности стержней
на расчетные нагрузки.
Для стержней, у которых в основной системе усилия от расчетной
нагрузки и от натяжения затяжки имеют разные знаки: а) сжатые
стержни
ЛГр-(»цХ + Х^)Л^;,<Ф«в»^вр«'. {iX.33)
б) растянутые стержни
Np - (п^Х + Xi) N^ < R^ f нето». (IX. 34)
Для стержней, у которых в основной системе усилия от
напряжения затяжки и от нагрузки имеют одинаковые знаки:
а) для сжатых стержней
Np + (niX + Xi) Af.^ < фКст J'ot-y (IX .35)
б) для растянутых стержней
Л^р + (П1Х + Х1)Л?д:</?м^нетго. (IX.36)
Для отдельных стержней, у которых в лсновной системе усилие от
нагрузки меньше, чем усилие от натяжения затяжки (предварительное
напряжение плюс самонапряжение), может оказаться необходимой
проверка несущей способности на дейстме не расчетных, а
нормативных нагрузок.
Прочность затяжки проверяют по формуле
niX + Xi^R^. (IX.37^
В формулах (IX.33) — (IX.37): Л^р — усилие в стержне от расчетной нагрузки в
освовной системе фермы; Nx — усилие в стержне от усилия в затяжке, равного единице;
«2=0,9 и я» =1,1—коэффициенты перегрузкя; ф — коэффициетт продольного изгиба
при центральном сжатии.
При определении коэффициента ф расчетную длину стержней, не
связанных с затяжкой, принимают по обычным правилам. При
размещении затяжки вдоль стержня расчетная длина стержня теоретически
равна расстоянию между соседними местами соединения затяжки со
стержнем (расстояние между диафрагмами). Однако учитывая, что
затяжка не всегда плотно примыкает к диафрагмам, целесообразно
свободную длину принимать равной расстоянию между диафрагмами,
умноженному на коэффициент 1,2.
Если проверка несущей способности стержней по формулам
(IX.33) —(IX.37) даст излишние запасы или перенапряжения,
необходимо внести соответствующие коррективы в сечейия стержней и
произвести новую проверку.
РАЗДЕЛ ВТОРОЙ
КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Глава X
ОСНОВНЫЕ ВОПРОСЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА КАРКАСОВ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗД,АНИЙ
Производство разнообразной промышленной продукции
осуществляется в специальных зданиях, называемых производственными
зданиями или цехами.
Производственные здания оборудуют кранами, конструкцию и
грузоподъемность которых выбирают в соответствии с требованиями
технологического процесса. Наиболее широкое распространение получили
одноэтажные производственные здания, оборудованные мостовыми
электрическими кранами. Перемещаясь по подкрановым балкам на требуемой
высоте, такие кран^1 могут обслуживать практически всю площадь
цеха, что весьма удобно для организации самых разнообразных
производственных процессов.
Современные производственные здания имеют большие пролеты и
высоту, часто они оборудуются очень мощными кранами, вследствие
чего в несущих конструкциях здания возникают весьма большие усилия.
Комплекс несущих конструкций, воспринимающих нагрузки от
массы ограждающих конструкций здания (кровля, стеновые панели,
переплеты остекления и т. п.), атмосферные нагрузки (снег, ветер),
нагрузки от кранов, а в некоторых случаях и от другого технологического
оборудования, называется каркасом здания:
В зависимости от размеров здания, грузоподъемности и режима
работы краноэ, определяемых технологией производства, а также от
условий и сроков строительства несущие конструкции здания делают из
стали или из железобетона. Помимо стальных или
железобетонных широко применяются смешанные каркасы
производственных зданий, в которых конструкции покрытия (шатра) здания и
подкрановые балки — из стали, а колонны — из сборного железобетона.
Выбор материала несущих и ограждающих конструкций зданий —
важная технико-экономическая задача, решаемая при проектировании
каждого конкретного объекта. Применение стали для несущих
конструкций производственных зданий во многих случаях оказывается
технически и экономически целесообразным, поэтому стальные каркасы
очень широко распространены в современном промышленном
строительстве.
Конструктивная схема стального каркаса двухпролетного
производственного здания показана на рис. X. 1.
Основу каркаса составляют поперечные рамы, состоящие из колонн,
жестко защемленных в фундаменте, и ригелей (стропильных ферм),
жестко или шарнирно соединенных с колоннами. Расстояние между
осями колонн в поперечном направлении здания называется пролетом.
Производственные здания бывают однопролетными и мно-
гоя ,р о»л«е TiH'H льи,
t 285
Рис, Х.1, Конструетивиая схема стального каркаса двухпролегяого производственного
задания
^—лoяaшщi 2—ма1юпильные федмы; 3 — подкрановые балки; 4 — светоаэрационные фонари;
S —-связи по колоннам
'•» ь- V)-'-; "V'-'fjft у.*-';
'' '*t^^'\0f^)
Ptac X.. Здшше-миксера «гаяеплавильного цека-в-прсщессе-монтажа
Раетгошиае между рамами называется шагом рам. В продольном
направлении на рамы опираются подкрановые балки, несущие
элементы покрытия, светоаэрационные или аэрационные фонари.
Жесткость и устойчивость каркаса и его отдельных элементов
обеспечиваются системой связей: вертикальными связями по колоннам,
воспринимающими продольные усилия от действия ветра на торец
здания и сил продольного торможения кранов, горизонтальными и
вертикальными связями по шатру здания, обеспечивающими устойчивость
конструкций покрытия.
К элементам каркаса здания крепят ограждающие конструкции.
По ригелям рам и фонарю укладывают плиты покрытия:
крупнопанельные или мелкоразмерные (по прогонам). Для поддержания стен,
286
переплетов остекления, ворот устанавливают элементы стенового
каркаса (фахверк), которые также крепят к рамам. На рис. Х.2 показано
производственное здание со стальным каркасом в процессе монтажа.
§ 2, ОСНОВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ, ПРЕДЪЯВЛЯЕМЫЕ К КАРКАСАМ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Конструкция здания должна полностью удовлетворять назначению
сооружения и в то же время быть наиболее экономичной. Поэтому при
проектировании производственных зданий в первую очередь необходимо
учитывать эксплуатационные требования и экономические факторы.
1. Эксплуатационные требования
Исходя из требований эксплуатации конструктивная схема каркаса
должна обеспечивать:
а) удобство обслуживания и ремонта производственного
оборудования; это требует соответствующего расположения колонн, подкрановых
путей, связей и других элементов каркаса;
б) нормальную эксплуатацию кранового оборудования и других
подъемных механизмов, включая доступность осмотра и ремонта его;
необходимо, чтобы каркас сооружения обладал надлежащей поперечной и
продольной жесткостью;
в) создание необходимых условий аэрации и освещения зданий;
г) долговечность конструкций, которая зависит в основном от
степени агрессивности внутрицеховой среды.
Чрезвычайно большое влияние на работу каркаса здания оказывают
воздействия кранов. Являясь динамическими, многократно
повторяющимися и большими по значению, крановые воздействия часто приводят
к раннему износу и повреждению конструкций каркаса, особенно
подкрановых балок ^ Поэтому при проектировании каркаса здания особое
внимание должно быть уделено учету эксплуатационного
режима работы мостовых кранов.
По правилам Госгортехнадзора ^ разлияают пять режимов работы
кранов: с ручным приводом (Р), с машинным приводам:
легкий (Л), средний (С), тя'желый (Т) и весьма
тяжелый (ВТ).''
Режим работы кранов зависит от ряда факторов, характеризуемых
соответствующими и показателями:
а) коэффициент использования по грузоподъемности
Qcp средний размер поднимаемого груза за смену
"^^ Qhom грузоподъемность крана *
' б) коэффициент годового использования
число дней работы в году
^"^ 360 ^
в) коэффициент суточного использования
число часов работы в сутки
' Кикин А. И., Васильев А. А., Кошутии Б. Н. Повышение долговечности
металлических конструкций промышленных зданий. М., Стройиздат, 1969.
^ Правила устройства и безопасной эксплуатации грузоподъемных кранов. М.,
«Металлургия», 1970.
287
г) относительная продолжительность ^ключеняя двигателя крана
время работы механизма в течение цикла
ив == X 1 1000/ ;
полное время цикла
д) число включений механизма в час (среднее за смену) Явн.
Краиы с ручным приводом (Р) в современных производственных
зданиях применяются очень редко (для ремонтных и вспомогательных работ). Они имеют
небольшую грузоподъемность и низкие (даже не регламентированные) коэффициенты
использования.
Краиы легкого режима работы (Л) имеют большие перерывы в
работе и редко поднимают грузы предельной тяжести. Призерами кранов легкого режима
работы являются крюковые краиы, предназначенные дли монтажа оборудования и
выполнения ремонтных работ.
Краиы среднего режима работы (С) характеризуются более
равномерной работой со средним использованием в год Лг до 0,5 в сутки, Ка до 0,33 и
средним коэффициентом использования по грузоподъемиоста Кт-р до 0,75. Относительная
продолжительность включения двигателя от 15 до 60 %, число включений в час до 120.
Характерными для этого режима работы являются крюковые краны механических в сбо-
роч1ШХ цехов со среднесерийным производством, а также краны ремонтно-мехаиических
предприятий.
Краиы тяжелого режима работы (Т) имеют коэффициенты
использования /Сгр до 1, Кт до 1, Яе до 0,33. Очиосительная продолжительность включ^ия
двигателя 25—60%, число включений до 240 в час. Сюда относятся крюковые краиы
цехов с крупносерийной продукцией, а также литейные, ковочные и завалочные.
Все коэффициенты использования кранов весьма тяжелого режима
работы (ВТ) близки к единице; относительная продолжительность включения
двигателя 40—60%, число включений до 600 в час. К этрй группе кранов относится ряд
специальных кранов с повышенными динамическими воздействиями. К кранам весьма
тяжелого режима работы относятся преимущественно мостовые краны некоторых
металлургических цехов, грейферные, магнитные с жесткой и гибкой траверсой, магиитио-грей-
фериые, магнитные краны шихтовых, скрапных и копровых отделений, мудьдомагнит-
ные литейные, колодцевые, краиы для раздевания слитков, краны с лапами и
траверсами на жестком подвесе.
Краны с лаиболее тяжелым режимом работы, существенно
влияющие на работоспособность строительных конструкций каркаса здания,
нормами проектирования выделены в специальную группу кранов
«особого» режима работы. К ним относятся краны весьма
тяжелого режима работы, литейные и другие краны тяжелого режима
работы, применяемые в металлургическом производстве.
При проектировании и расчете конструкций зданий с кранами
«особого» режима работы необходимо учитывать специальные требования
(особые^коэффициенты условий работы, меньшие предельные
гибкости, прогибы и деформации, конструктивные ограничения и т. д),
приведенные в нормах проектирования стальных конструкций.
На работу строительных конструкций здания ^льшое влияние
оказывает внутрицеховая среда. Степень агрессивного
воздействия внутрицеховой среды на стальные конструкции определяется
скоростью коррозионного поражения металла, мм/год, которая зависит в
свою очередь от .концентрации агрессивных газов и влажности среды.
При проектировании металлических конструкций зданий с агрессивной
средой следует применять гладкие, открытые элементы,
легкодоступные для очистки и окраски, с соответствующими защитными
лакокрасочными покрытиями.
В некоторых зданиях, особенно металлургического производства,
стальные конструкции подвергаются высоким тепловым воздействиям
(нагревание до температуры 150°С и выше), случайным воздействием
расплавленного металла или огня. При нагреве стальных конструкций
до температуры свыше 100—150° С разрушается их защитное
лакокрасочное покрытие, при нагреве свыше 200—300° С происходит
искривление и коробление элементов (особенно при неравномерном нагреве),
а при нагреве свыше 400—500° С падают прочностные свойства стали.
При проектировании металлических конструкций таких зданий нужно
предусмартивать специальную защиту конструкций от чрезмерного
нагрева. При длительном воздействии лучистой или конвекционной
энергии или при кратковременном непосредственном воздействии огня
применяют подвесные металлические экраны, футеровки из кирпича или
жаропрочного бетона; от брызг расплавленного металла и при
опасности его прорыва конструкции защищают облицовками из огнеупорного
кирпича или жароупорного бетона с защитой их от механических
повреждений.
При проектировании зданий, эксплуатируемых в условиях
низких температур (климатический пояс с расчетными
температурами от —40 до —65°С), вследствие возможности хрупкого
разрушения стали, необходимо учитывать ряд специальных требований.
Конструкции рассчитывают только по упругой стадии работы,
предусматривают дополнительные связи по покрытию, уменьшают размеры
температурных отсеков, предусматривают мероприятия, уменьшающие
концентрацию напряжений.
2. Экономические факторы
Строительные конструкции должны быть" экономичны в самом
широком смысле слова.
К экономическим факторам относятся црежде всего затраты,
связанные с возведением сооружения, включающие стоимость материалов,
изготовления, перевозки и монтажа конструкций. Необходимо
учитывать эффект, получаемый от сокращения времени строительства и
более раннего начала производства продукции, а также расходы,
связанные с поддержанием сооружения в состоянии, обеспечивающем условия
его нормальной эксплуатации в течение всего срока службы.
Эти факторы очень сложны, порой зависят от конъюнктурных
условий, часто противоречат один другому (например, расход стали и
трудоемкость изготовления конструкций; затраты на возведение
сооружения и расходы на поддержание конструкций в необходимом
состоянии и т. д.). При проектировании конструкций здания все это
должно учитываться; необходимо найти оптимальное
технико-экономическое решение, наилучшим образом удовлетворяющее всем условиям'.
А. Выбор материала каркаса. Вопрос о выборе материала для
каркаса здания (металлический, железобетонный или смешанный)
должен решаться исходя из назначения сооружения (эксплуатационные
требования) с учетом экономических факторов. Решающим при
выборе материала может оказаться требование наибольшей экономии
стали 2. Требование это носит конъюнктурный характер.
Исходя из эксплуатационных требований, металлический
(стальной) каркас особенно рационален для зданий с кранами «особого»
режима работы, поскольку в условиях больших, непрерывно
повторяющихся динамических воздействий металлические конструкции
являются наиболее надежными.
Стальные каркасы рациональны также при возведении зданий на
вечномерзлых или просадочных грунтах, так как стальные конструкции
лучше, чем другие, работают при неравномерных осадках
фундаментов, возможных в процессе эксплуатации здания.
Особенно рациональны стальные каркасы для производственных
зданий, возводимых в труднодоступных районах или при значительном
* Стрелецкий Н. С, Стрелецкий Д. Н. Проектирование и-изготовление
экономичных металлических конструкций. М., Стройиздат, 1964,
^ Технические правила по экономному расходованию основных -С1510н;Еедьных
материалов. ТП 101-73.
19—478 589
удалении объектов строительства от производственных баз, что
определяется относительно малой массой стальных конструкций.
Необходимо отметить, что применение стальных конструкций
позволяет сократить сроки возведения зданий, а это предопределяет не
только удешевление строительства, но и быстрейшее введение в
эксплуатацию производственных мощностей.
С учетом задачи экономии стали в обычных условиях
металлические каркасы следует применять в зданиях с большими пролетами
A^30 м. а в неотапливаемых зданиях L^18 м), значительной
высоты (при расстояний до низа ферм более 14 м), при большом шаге
колони E^12 м), в зданиях с тяжелыми кранами (Q^50 т), при
расположении кранов в двух ярусах.
Смешанные каркасы рационально применять при меньших
пролетах и высоте, а также при кранах грузоподъемностью до 30 т.
При еще меньших параметрах зданий возможен железобетонный
каркас, подкрановые балки в котором вСе же целесообразно
выполнять стальными.
Основным критерием выбора материала конструкций каркаса во
всех случаях являются стоимостные показатели, определяемые
вариантным проектированием'.
Б. Оптимальное решение конструктивной схемы стального каркаса.
В соответствии с основными принципами советской школы
проектирования металлических конструкций конструктивное решение стального
каркаса должно обеспечить минимальный расход металла при
наименьшей трудоемкости изготовления в условиях простого и быстрого
монтажа.
Расход металла на каркас здания зависит от компоновочного
решения конструктивной схемы и конструктивных форм элементов
каркаса. При заданной высоте здания, определяемой технологическим
процессом, можно найти оптимальные размеры пролета и шага колони,
затем, подобрав оптимальные сечения элементов каркаса, получить
решение с минимальным расходом металла в каркасе.
Шаг колонн существенно влияет на массу основных продольных конструкций
цеха (подкрановых балок, подстропильных ферм, прогонов) и в меньшей мере
сказывается на массе ригелей и фахверка (на 1 м' площади здания). Оптимальный шаг колонн
зависит от действующих нагрузок и от высоты здания, С точки зрения экономии
материала каждый ряд колони должен иметь свой оптимальный шаг. Предполагая массу
колонн и объем фундаментов при небольших изменениях^ щага постоянными, а массу
подкрановых балок, подстропильных ферм, прогонов прямо пропорциональным шагу
и решая задачу на минимум стоимости конструкции, получим зиачеине оптимального
шага колони'.
Масса колонны зависит от полной нагрузки, приходящейся на нее. Наиболее су-
ществеииой для колонны является нагрузка от мостовых кранов; чем больще эта
нагрузка, тем больше вес колонны, а следовательно, и больще оптимальный пролет.
Нагрузка от подвесного подъемно-транспортного оборудования существенно
сказывается на увеличении веса стропильных ферм, что приводит к уменьшению
оптимального размера пролета. Таким образом, устанавливаются теоретически оптимальные с
точки зрения расхода металла компоновочные размеры элементов каркаса.
Однако такой подход к проектированию стального каркаса
учитывает тодько стоимость металла и не учитывает затраты на
изготовление и моцтаж конструкций. Здания, запроектированные с учетом
только расхода металла, имели бы различные размеры пролетов, шагов
колонн, что привело бы к огромному разнообразию габаритов конструк-
ний. Строительство таких зданий было бы связано также с
применением нетиповых ограждающих конструкций.
* Лихтарииков Я. М. Металлические конструкции. Методы- технико-экономического
анализа при проектировании М., Стройиздат, 1968.
' Металлические конструкции. Под ред. Е. И, Беленя. М., Стройиздат, ISTS.
S90
Трудоемкость и стоимость изготовления любой промышленной
продукции аависят от однотипности, серийности иэделий.
Поэтому задача снижения трудоемкости и стоимости изготовления
конструкций требует возможно большего сокращения типоразмеров
конструкции, т. е. унификации их. Уменьшение числа типоразмеров
конструкций ускоряет монтажные работы и снижает их стоимость.
Оптимальное решение, учитывающее одновременно стоимость металла,
изготовления и монтажа, дает типизация конструкций,
которая должна рассматриваться как основное направление современного
проектирования. Под типизацией подразумевается комплекс правил и
требований, которым должна быть подчинена конструктивная форма
однородных конструкций для того, чтобы она в целом наиболее полно
отвечала признакам оптимальности: была бы наиболее экономичной
по затратам металла, наименее трудоемкой в изготовлении и удобной
в монтаже.
Принципиальное ревдение основнрй технико-экономической задачи
типизации конструкции показано на рис. Х.З. Кривая / xapaKTepnsyet
уменьшение стоимости ц расхода
металла при увеличении числа
типоразмеров конструкций. Ес-
• тественно, чем полнее учтены
индивидуальные особенности
каждого объекта, тем экономичнее
по затрате металла будут
конструкции, однако такой объект
будет иметь свои, частные
размеры конструкций и их число в
целом для всехчпроектируемых
производственных зданий будет
очень велико. Сокращение числа
типоразмеров вызывает
перерасход металла, так как в пределах
каждой установленной градации будет применяться больший
типоразмер с запасом для всего интервала. Кривая 2 отражает снижение
стоимости изготовления и монтажа конструкций при уменьшении числа
применяемых типоразмеров, т. е. с увеличением серийности
конструктивных элементов. Это снижение стоимости происходит благодаря
упрощению и удешевлению производства и монтажа: применению типовой
оснастки и приспособлений, специальных поточных линий, наличию
готовых типовых нормалей, чертежей и пр. Суммарная стоимость
конструкций (кривая 3) имеет наименьшее значение при оптимальном числе
типоразмеров Понт-
Типизация конструкций относится как к конструктивным схемам
здания в ц^лом, так и к их отдел|>ным элементам. Первоначальный
процесс типизации конструктивных элементов определяется сведением
к обоснованному минимуму размеров основных параметров здания
(пролетов, шагов колонн, высот). Это достигается унификацией
габаритных схем зданий. Затем разрабатываются схемы типовых консгрук-
тивных элементов (колонн, стропильных и подстропильных ферм,
подкрановых балок, связей, вспомогательных конструкций). Крнечныл'
этапом типизации является разработка рабочих чертежей сортамента
типовых конструктивных элементов, из которых собирают каркас
здания'.
попт
Рис. Х.З. Принципиальное решение
основной технико-экономической задачи
типизации конструкций
I — стоимость металла! 2 — стоимость
изготовления и монтажа; 3—суммарная стоимость
* Муханов К. К., Васильев А. А., Фврмакввскиб С. В. Вопросы медодвдш пцовкти-
рования типовых металлических конструкций промышленных сооружений. Сб. трудов
МИСИ, № 43. М.. Госгортехиздат, 1962,
19* 291
Основной предпосылкой типизации является принцип
модульности, т. е. соизмеримости размеров элементов, кратности их
определенному размеру, называемому модулем. Для
объемно-планировочных и конструктивных решений всех строительных конструкций
установлен основной модуль М, равный 10 см*. В целях сокращения
применяемых типоразмеров конструкций для отдельных объемно-планировочных
и конструктивных размеров установлены укрупненные модули,
равные 2М, ЗМ, 6М и т. д.'. Так, для основных планировочных размеров
(пролеты, шаги колонн) одноэтажных производственных зданий
установлен укрупненный модуль 60М-6 м; пролеты зданий 18, 24, 30 и 36 м
и более; шаг наружных колонн 6 и 12 м; шаг внутренних колонн 6,
12 и 18 м, а если нужно, и более (кратный 6 м). Полезная высота
зданий (от отметки чистого пола до низа конструкций покрытия)
принимается кратный бМ-бО см. Этому же модулю кратны размеры высот
ограждающих конструкций (стеновых панелей, окон, проемов для
ворот). Ширина фонарей принимается 6 и 12 м (кратной укрупненному
модулю 60М).
Требования в отношении типизации конструкций согласуются с
требованием сокращения сроков строительства, поскольку применение
типовых конструкций и элементов обеспечивает:
а) уменьшение числа монтажных элементов;
б) снижение до минимума объема укрупнительной сборки на
строительной площадке благодаря укрупнению отправочных элементов;
в) транспортабельность элементов конструкции;
г) упрощение монтажных сопряжений элементов;
д) необходимую жесткость элементов при транспортировании и
монтаже.
Унификация объемно-планировочных и конструктивных решений
позволяет резко сократить число типоразмеров конструктивных
элементов каркасов зданий и открывает возможность разработки типовых
конструкций для многократного применения.
В настоящее время для производственных зданий общего
назначения разработаны чертежи типовых колонн, ферм, подкрановых балок,
фонарей, вспомогательных конструкций, применение которых резко
ускоряет проектирование и изготовление конструкций, снижает
стоимость, улучшает качество и повышает надежность.
Глава XI
КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ КАРКАСА
Проектирование каркаса производственного здания начинают с
компоновки его конструктивной схемы. Исходным материалом является
технологическое задание, в котором даются расположение и габариты
агрегатов и оборудования цеха, число кранов, их грузоподъемность и
режим работы. Технологическое задание содержит данные о районе
строительства, условиях эксплуатации цеха (освещенность, темпера-
турно-влажностный режим и т. п.).
При компоновке конструктивной схемы каркаса решают вопросы
размещения колонн здания в плане (разбивка сетки колонн),
выбирают схему поперечной рамы, устанавливают внутренние габариты зда-
* «Единая модульная система в строительстве Основные положения проектирова-
ния>. СНиП П-А.4-62.
' «Основные положения по унификации объемно-планировочных и конструюмшных
решений промышленных зданий». СН 223-62.
292
ния, назначают генеральные размеры основных конструктивных
элементов каркаса, решают систему сжязей по колоннам и шатру здания,
компонуют конструкции подкрановых путей. Кроме того, должны-
быть установлены типы ограждающих конструкций (стен, кровли).
§ 1. РАЗ&ИВКЛ СЕТЩ! КОЛОНИ
Размещение колонн в плане принимают с учетом технологических,
конструктивных и экономических соображений. Оно должно быть
увязано с габаритами технологического оборудования, его расположением
и направлением грузопотоков. Размеры фундаментов под колонны
увязывают с расположением и габаритами подземных сооружений
(фундаментов под рабочие агрегаты, боровов, коллекторов и т. п.). Полезно
также учитывать возможные в дальнейшем изменения технолорнческо-
го процесса и связанное с этим увеличение габаритов рабочих
агрегатов, что приводит к целесообразности назначения укрупненной сетки
колонн.
Очень важным технологическим требованием при размещении
колонн является создание возможно большей жесткости каркаса цеха,
что необходимо для нормальной эксплуатации кранов и сохранности
ограждающих конструкций. Поэтому следует стремиться к такой
разбивке колонн в плане, при которой несущие колонны многопролетяого
здания располагались бы на одной поперечной оси и включались в
состав поперечных рам.
Согласно требованиям унификации промышленных зданий'
расстояния между колоннами поперек здания (размеры пролетов) назначают
кратными 6 м. Расстояния между колоннами в продольном
направлении (шаг колонн) также принимают кратным 6 м. Исходя из этого
колонны зданий в плане расставляют по модульной сетке разбивоч-
ных осей. Шаг колонн однопролетных зданий (рис. XI.1), а также шаг
крайних (наружных) колонн многопролетных зданий не зависят от
расположения технологического оборудования и его принимают равным 6
или 12 м. Вопрос о назначении шага крайних колонн F или 12 м) для
каждого конкретного случая решается сравнением вариантов. У
торцов здания (рис. XI.1) колонны обычно смещаются с модульной
сеткой на 500 мм для удобства оформления углов здания стандартными ог-
рая^дающйми плитами и панелями, имеющими модульные размеры 6
или 12 м. Смещение колонн с разбивочных оср.й имеет и свои
недостатки, поскольку у торца здания продольные элементы стального каркаса
получаются меньшей длины, что приводит к увеличению типоразмеров
конструкций.
В многопролетных зданиях шаг внутренних колонн исходя из
технологических требований (например, передача продукции из пролета в
пролет) часто принимается увеличенным и кратным шагу наружных
колонн (рис. XI.2).
При больших размерах здания в плане в элементах каркаса могут
возникать большие дополнительные напряжения от изменения
температуры. Поэтому в необходимых случаях здание разрезают »а
отдельные отсеки поперечными и продольными температурными швами.
Нормами проектирования установлены предельные размеры
температурных отсеков, при которых влияние климатических температурных
воздействий можно не учитывать (табл. XI.1).
Наиболее распространенный способ устройства поперечных
температурных швов заключается в' том, что в месте разрезки
* «Основные положения по унификации объемно-планировочных и конструктивных
решений вромышленных зданий». СН 223-62.
293
ТАБЛИЦА Xl.l
Предельные рада^кры, м, температурных отсеков зданий
Категсфия здания
Отапливаемые . .
Неотапливаемые и
горячие цехи . . ,
Стальной каркас
для«а отсек»
вдоль здания
230A60)
20О(М0)
шноияе 9т«вм
поперек здания
ISO(llO)
120(90)
Смешанный каркас (желеэобе-
тояиы« колонны)
длниа отсека
вдоль здания
65
45
ширине отсека
поперек здания
65
45
Примечанна. Р^зкввы отеекоя s скобках даны для зданий, эксдяуатиру^иых при
расчетных зимних температурах наружного воздуха от —40 до —65° С.
здания ставят две поперечные рамы (не связанные между собой какими-
либо продольными здементами), колонны которых смещают с оси на
500 мм в каждую сторону, подобно тому как это делают у торца здания
(рис. Х1.2,а).
f—jf.
i'r^.T
SOff'\
~ f~1 !~! Г-! г—Ч г
тЛтыеаш
^
00000060060006
Рис. XI.!. Сетка колоин
однопролетного здания
Ряс. XI.2. Сетка колоин
многопролетных зданий.
i Устройство темиератур-
-^ ных швов
а — поперечных и
продольных; в — примыканне вза-
ниио перпендикуларвых
пролетов
о-
I
й
71
t-i-4-t Ф Ф t t Ф ♦ ^ t'# ^ ^ # ■ ^':
fiatfuim/ftoH асе _. \^
п. Пролет
О
гч-."!? ■ I—— 11 ■■- ■ 11
4И-«4^
tJpo0em
о
294
продольные температурные швы решают либо
расчленением многопролетной рамы на две (или более) самостоятельные, что
связано с установкой дополнительных колонн, либо с подвижным в
поперечном направлении опиранием одного или обоих ригелей на колонну
при помощи катков или другого устройства. В первом решении
предусматривается дополнительная разбивочная ось на расстоянии 1000 нли
1500 мм от основной (рис. XI.2,а).
§ 2. СИСТЕМЫ ПОКРЫТИИ
Для перекрытий одноэтажных производственных зданий в
большинстве случаев наиболее рациональной оказывается рамная система,
которая состоит из колонн и опирающихся на них ригелей — стропильных
ферм (рис. XI.3,в).
В многопролетных зданиях при шаге внутренних колонн, большем,
чем наружных, по внутренним колоннам устанавливают подстропильные
фермы, которые служат опорами для промежуточных стропильных ферм
(рис. XI.3, б). При большом шаге внутренних колонн и кранах большой
грузоподъемности иногда проектируют совмещенную подкраново-подст-
ропильную ферму, на которую опираются и стропильные фермы и
мостовые краны (см. гл. XV, § 4).
Расположение фонарей на здании может быть продольным (рис,Х1.3)
или поперечным (рис. XI.4). Наибольшее распространение получили про-
"J
о-
о-
о
Of;
CM
о
А-А
«ая Ф^ига
Рис. XI.3, Схема покрытий
а —с опиранием стропильных ферм иа колонны; б —с применением подстропильных ферм
А'А
МУЧИ МХЧ|У
Рис. XI.4. Схема покрытия с поперечным расположением фонарей
295
дольные фонари, так как в этом случае упрощается типизация
конструкций покрытия.
Поперечные фонари иногда оказываются рациональными в
большепролетных (авиасборочных, судостроительных) цехах с особыми
конструктивными решениями покрытия (см. рис. XI.25).
§ 3. КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ
1. Схемы поперечных рам
Для металлических каркасов производственных зданий основным
типом являются рамы со стойкими сплошного или сквозного сечения,
жестко защемленными в основании, и ригелями в виде стропильных
ферм. Ригели сплошного сечения имеют некоторые преимущества по
сравнению со сквозными; они менее трудоемки в изготовлении, более
транспортабельны, а их меньшая строительная высота приводит к
некоторому снижению высоты стен и уменьшению объема здания. Однако
они применяются реже вследствие худших по сравнению со сквозными
ригелями показателей по расходу металла.
Сопряжение ригелей с колоннами может быть жестким или
шарнирным. В однопролетных рамах жесткое сопряжение целесообразно
при наличии значительных горизонтальных воздействий мостовых кранов,
особенно при тяжелом режиме их работы, а также в зданиях,
оборудованных кранами с жестким подвесом или другими специальными
кранами, для которых характерны большие динамические воздействия.
В многопролетных рамах, которые обладают большей горизонтальной
жесткостью, обычно осуществляют шарнирное сопряжение ригелей с
колоннами. Шарнирное сопряжение особенно целесообразно в узлах
примыкания ригелей к внутренним колоннам при одинаковой высоте
смежных пролетов, поскольку при жестком соединении передача больших
опорных моментов, возникающих в этих узлах связана со значительными
ксшструктивными трудностями.
С то<тя зрения более широкого использования типовых
металлических ферел для зданий с металлическим и со смешанным караксом
целесообразно более широкое внедрение шарнирного сопряжения ригеля
с колоннами. Типовых ферм для рам с жестким сопряжением ригеля с
колоннами разработать пока не удается из-за сложности учета рамного
момента, значение которого заранее неизвестно и определяется расчетом
для каждого проектируемого здания.
Рамы современных производственных зданий часто имеют довольно
сложные схемы. В зависимости от назначения здания могут быть одно-
пролетными и многопролетными; с ригелями в одном уровне и с
перепадами по высоте. Некоторые примеры поперечных рам приведены на
рис. XI .8.
2. Компоновка однопролетных рам
Компоновку поперечной рамы начинают с установления основных
(генеральных) габаритых размеров элементов конструкций в плоскости
рамы. Размеры по вертикали привязывают к отметке уровня пола,
принимая ее нулевой (рис. XI.5). Размеры по горизонтали привязывают к
продольным осям здания. Все размеры принимают в соответствии с
основными положениями по унификации.
- Вертикальные габариты здания зависят от технологических условий
производства и определяются расстоянием от уровня пола до головки
кранового рельса Ai и расстоянием от головки кранового рельса до низа
296
несущих конструкций покрытия Яг. В сумме размеры hi и Лг определяют
полезную высоту цеха Я.
Сначала целесообразно установить вертикальные размеры. Размер
Аг диктуется высотой мостового крана:
Аа = (Ак + 100) + а,
где Ак4-100 — габаритный размер от головки рельса до верхней точки тележки крана
плюс установленный по требованиям техники безопасиостн зазор между этой точкой
и строительными конструкциями, равный 100 мм; а — размер, учитывающий прогиб
конструкций покрытия (ферм, связей), принимаемый равным 200—400 мм, в
зависимости от размера пролета (для больших пролетов больший размер).
Рис. XI.5. Схема поперечной рамы однопролетиого
здания
Габаритные размеры мостовых кранов даются в соответствующих
стандартах' и заводских каталогах (см. также прил. 2).
Окончательный размер Аг принимают обычно кратным 200 мм.
Далее устанавливают высоту цеха от уровня пола до низа
стропильных ферм:
Н-
■■ К + hi.
где hi — наименьшая отметка головки кранового рельса, которая задается по условиям
технологического процесса (обусловливается высотой подъема крюка крана над
уровнем пола).
Размер Н в соответствии с «Основными положениями по унификации»
принимается кратным 1,2 м до высоты 10,8 м, а при большей высоте —
кратным 1,8 м (8,4; 9,6; 10,8; 12,6; 14,4; 16,2; 18 м) из условия
соизмеримости со стандартными ограждающими конструкциями. Если
приходится несколько увеличивать высоту цеха, то надо изменить отметку
головки рельса (полезную высоту цеха), а размер йг оставить минимально
необходимым. В отдельных случаях при соответствующем обосновании
размер Я принимают кратным 0,6 м.
Далее устанавливают размеры верхней части колонны h^, нижней
части йн и высоту у опоры ригелей йоп- Высота верхней части колонны
где Аб — высота подкрановой балки, которая предварительно принимается i/8—^ 1/10
' ГОСТ 3332—54. Краны мостовые электрические общего назначения
грузоподъемностью от 5 до 50 т; ГОСТ 6711—70. Краны мостовые электрические общего
назначения грузоподъемностью от 80 до 320 т.
297
пролета балки (шага колонн); Лр —высота кранового рельса, принимаемая
предварительно равной 200 мм.
Окончательно уточняют йв после расчета крановой балки.
Размер нижней части колонны
йд = Я—Лв + F00...1000),
где F00... ЮОО) мм — обычно принимаемое заглубление опорной плиты башмака
колонны ииже нулевой отметки пола.
Общая высота колонны рамы от низа башмака до низа ригеля
Й = Лв + Лн.
Высота колоньы у опоры ригеля Лоп зависит от принятой
конструкции стропильных ферм и равна их высоте на опоре.
В типовых стропильных фермах прд рулонную кривлю с уклоном
t=l,5% fton=3l50 (по граням поясных уголков, рис. ХП1.14).
О)
6, /лм» «Шт!
Низ ~
ЦРГР'Я-
то
1Ж^
^=г
I
'шпака
5^ тоу-тпп
ш
шш
"^ш^^^^Ш^т ^^
о
й^7
/
'м дпя
О
Рис, XI.6. Крайние колонны рам зданий о
проходами вдоль подкрановых путей
а -* внутри колонны; б »- сбоку колояны
ttesi.
Рис. XI.7. К компоновке рам с не-
смещающимися верхними концами
колонн
а —схема жесткого topuoBOro фахверка;
6 — расчетная схема колонны
Если на' здании есть светоаэрационные или аэрационные фонари,
высоту их йф определяют светотехническим или теплотехническим
расчетом в соответствии с требованиями унификации; уклон кроёли фонарей
обычно принимают таким же, как и для кровли здания (см. гл. XIII,
§4).
После этого устанавливают основные размеры по горизонтали.
Привязка наружной грани колонны к оси колонны 6о может быть
нулевой (&о=0) или иметь размер 260 или 500 мм. Нулевую привязку
принимают в зданиях без мостовых кранов, а также в невысоких
зданиях (при шаге колонн 6 м), оборудованных кранами
грузоподъемностью до 30 т включительно.
Привязку размером 6о=500 мм принимают для очень высоких
зданий с кранами грузоподъемностью 75 т и более, а также для зданий с
KpanawH «рсобого» режима работы, если в верхней, части колонны
устраиваются проемы для прохода. Е остальных случаях 6о=250 мм.
Ширина верхней части. коЛониы из условия необходимой жесткости
не должна быть меньше 6й^1/12Лв. Очень часто ширину колонны 6»
принимают равной 500 или 1000 мм, тогда ось колонны располагается
посередине верхней части колонны.
В каркасах 'зданий с кранами «особого» режима работы
безопасность сквозного прохода вдоль подкрановых путей (для их обслужи-
298
вания)' может быть обеспечена устройством проемов в стенке верхней
части колонн (рис. XI.6,а), либо свободным пространством между
внутренней гранью колонны и концом кранового моста (рис. XI.6,б).
В первом случае ширина верхней части колонны йв должна быть
примерно 1000 мм, так как наименьшие размеры проема для прохода
установлены в 400 мм по ширине и 1800 мм по высоте.
Чтобы кран при движении вдоль цеха не задевал колонну,
расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны (размер Я) должно быть
не менее
i>Bi-j-FB —6о) + F0...75) мм.
где Bi — часть кранового моста, выступающая за ось рельса, принимаемая по ГОСТ на
краны; &S—bo — расстояние от оси до внутренней грани верхней части колонны; F0 ...
75) мм — зазор между краном и колонной, по требованиям безопасности принимаемый
по ГОСТ на краны.
При устройстве прохода вие колонны размер К включает еще 450 мм
D00 мм габарит прохода и ~50 мм на ограждение). Пролеты кранов
имеют модуль 500 мм, поэтому размер Я должен быть кратным 250 мм.
Исходя из этого принимают:
Я=е=750 мм —для кранов грузоподъемностью до 50 т включительно
при отсутствии проходов в надкран^вой части колонны;
Я=1000 мм — для кранов грузоподъемностью более 50 т при
отсутствии проходов и для кранов грузоподъемностью до 125 т при наличии
внутренних проходов;
Я=1250 мм— (или более) для некоторых специальных и очень
тяжелых кранов, а также при наличии прохода вне колонны.
Ширину нижней части колонны Ь^ назначают в зависимости от
грузоподъемности кранов и высоты здания. Ось подкрановой ветви
колонны обычно совмещают с осью подкрановой балки; в этом случае
ширина нижней части колонны &н=Я-Ьбо.
Из условия обеспечения жесткости цеха в поперечном направлении
ширину нижней части колонны &н назначают не менее 1/20 ft в обычных
промышленных зданиях и 1/15/t в зданиях с кранами «особого» режима
работы.
Верхнюю часть колонны обычно проектируют сплошной,
двутаврового сечения; нижнюю часть принимают сплошной при ширине до 1 м
включительно, а при большей ширине ее экономичнее делать сквозной.
Дли легких промышленных зданий с кранами небольшой
грузоподъемности иногда применяют сквозные turn сплошные колонны
постоянного сечения (&в=»6й) с расположением подкрановых балок на консолях
(см. рис. XIV.I); ширина таких колонн не должна быть менее 1/25А.
Размера пролета здания L и пролета крана La связаны
зависимостью
L = Lg + Sk,
где % — расстояние между осью кодовны и осью подкрановой балки (см рис. XI 5).
Рациональным компоновочным решением для высоких и небольших
по длине зданий является конструктивная схема каркаса с несмещаю-
щимися в поперечном направлении верхними концами колонн. В таких
зданиях проектируют жесткий торцовый фахверк, развязанный
диагональными связями (рнс. XI.7) и развитую систему горизонтальных
связей по нижним поясам стропильных ферм. Верхние концы колонны
опирают на продольные связевые фермы по нижним поясам стропильных
ферм, которые в свою очередь опирают на жесткие торцы здания.
Вследствие большой Жесткости горизонтальных связей и торцов смещения
верхних концов колони незначительны и ими можно пренебречь.
Расчетная схема колонны получается такой, как показано на
рис. XI. 7, б.
299
3. Компоновка многопролетных рам
При проектировании многопролетных рам большое значение имеет
компоновка их поперечного профиля.
Для достижения максимальной типизации конструкций каркаса
желательно, чтобы все пролеты многопролетной поперечной рамы были
равными и имели одинаковую высоту. В этом случае основным
решением могут быть покрытия с продольными фонарями, размещенными в
коньковой части пролета (рис. XI. 8, а).
б1
Рис. XI.8. Примеры схем поперечных рам миогопролетных зданий
По условиям технологии производства не всегда удобны одинаковые
пролеты, тогда нужно стремиться, чтобы число их размеров было
наименьшим (рис. XI. 8, б, г).
Применение во всех пролетах однотипных стропильных ферм
отвечает требован*1Ями унификации. Одинаковая высота опорных стоек ферм
различных пролетов позволяет унифицировать конструкцию сопряжений
ферм с колоннами и с ограждающими элементами кровли (рис. XI. 8, б).
Проектирование отдельных пролетов с различной полезной зысотой
в многопролетных зданиях вызывается разнохарактерными условиями
гфоизводства. В многопролетных зданиях с большими
производственными тепло- и газовыделениями рациональны перепады по высоте (при
достаточном их размере). Требования освещенности заставляют в
отдельных случаях использовать перепады высот смежных пролетов для
устройства дополнительного бокового освещения.
При компоновке конструктивной схемы многопролетных рам с
различной полезной высотой пролетов приходится решать вопрос о
применении в 9ТИХ пролетах односкатных или двускатных покрытий. Для
малых боковых пролетов самыми простыми являются односкатные
покрытия (рис. Х1.8,ж). Для больших боковых пролетов при
возможности устройства внутреннего водостока целесообразны двускатные фермы
(рис. XI.8, е). В случае невозможности устройства внутреннего
водостока применяют односкатные покрытия, которые могут быть решены либо
с фермами, имеющими параллельные пояса, либо с фермами, имеющими
перелом в среднем узле нижнего пояса и одинаковую высоту на обеих
опорах (рис. XI.8,в).
300
в последнее время широко применя1ртся здания с плоской кровлей
(уклон верхнего пояса i=0,0l5) (рис. XI.8,d); их проектируют с
естественным освещением (фонарные) и с искусственным (бесфонарные).
Мощные технологические агрегаты, особенно в металлургической
промышленности, требуют иногда устройства в цехе тяжелых рабочих
площадок, по которым двигаются железнодорожные составы, этажного
расположения оборудования,
повышенной аэрации, что
вынуждает проектировать
поперечную раму цеха сложного
профиля (рис. XI. 8, з).
Определение
компоновочных размеров для крайних
рядов многопролетных рам
производится точно так же, как
для однопролетных. Если в
различных пролетах здания
одной высоты краны имеют
разную грузоподъемность, то
размер ^2 (надкрановый
габарит, см. рис. XI.5 и XI.9)
принимают по наибольшему
крану. В этом случае при
одинаковых отметках верха
подкрановых балок будет обеспечен
габарит для кранов во всех
пролетах.
Компоновочные размеры
средних колонн hi, А2 и А для
зданий без перепада высот
(рис. XI.9, а) принимаются
такими же, как и для крайних.
Заглубление средних колонн ниже уровня пола принимается
одинаковым с крайними (в пределах 600—1000 мм). Ширину верхней части
средней колонны Ьв принимают чаще всего такой же, как и для
крайней колонны. Ширина нижней части 6н=2Я (рис. XI.9,а).
Рис. XI.9
К компоновке многопролетных
рам
с перепадом
■ без перепадов по высоте; б
по высоте
§ 4. СВЯЗИ
Важными элементами стального каркаса промышленного здания
являются системы связей. Связи необходимы для;
1) обеспечения неизменяемости пространственной системы каркаса
и устойчивости его сжатых элементов;
2) восприятия ветровых нагрузок и инерционных воздействий
кранов;
3) создания жесткости каркаса, необходимой для обеспечений
нормальных условий эксплуатации в течение всего периода службы
сооружения;
4) обеспечения условий высококачественного и удобного монтажа
элементов сооружения.
Надлежащая компоновка связей обеспечивает совместную
пространственную работу конструкций каркаса, что имеет большое
значение для повышения жесткости сооружения и экономии материала.
Связи, предназначенные для восприятия определенных силовых
воздействий (ветер, тормозные силы), должны обеспечивать последовательное
доведение усилий от места приложения нагрузки до фундаментов опор
здания; путь передачи усилий должен быть кратчайшим.
301
Лучше применять плиты шириной 3 м, так как при этом
обеспечивается узловая передача нагрузки при типовых размерах панелей ферм.
При плитах шириной 1,5 м верхний пояс фермы работает на местный
изгиб или нужно устанавливать дополнительные шпренгели (что
утяжеляет и усложняет стропильную ферму). ,
Стальной ,, А,
«/ лист ff з-^нп «/ ~П
«■■•■/>и ■ criv
., геова о 6-8 т профиль ^=> I
и^-А» . - "" w\ й^^
=^ \e6pa^ih-6m «^ ОцинпаНаниыгЛ^^ Г ==^
червз BOO-WOO закпеани 'Распорки из I
через 2-Jh
Рис. XIII.8. Примеры конструкций холодных кровельных панелей ,
а — стальной с ребрами из прокатных профилей; б — из гнутого листа; в — с применением алю-
миниевых волнистых листов
Стремление облегчить теплую крупнопанельную кровлю требует
поисков других конструктивных решений панелей с применением гнутых
профилей, алюминия, легких утеплителей. В качестве примера на
рис. ХП1.7, а показан поперечный разрез трехслойной кровельной
панели шириной 1,5 м, разработанной ЦНИИпроектстальконструкцией
совместно с ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко; такой панелью можно
перекрыть пролет 6 м.
Взаимное соединение шиитов поперек стока воды производится вза-
крой, вдоль стока — стоячим фальцем. Пространство между панелями
заполняют изоляционным пластиком. Расход алюминия на такие панели
составляет 10,5 кг/м^ пенопласта — 6,5 кг/м^. Следует отметить, что
рациональные кolJpтpyкции утепленных панелей пока недостатдчно
разработаны, а имеющиеся сложны и дороги и поэтому применяются только
при специальном обосновании (например, в отдаленных и труднодоступ»
ных районах). х^^^
Для холодных кровель крупноразмерные панели применяются чаще,
так как конструкция их получается достаточно простой. На рис. XIII.7, б
приведен поперечный разрез панели пролетом 12 м с применением
гнутых профилей и профилированного настила. Некоторые решения
других панелей со стальными и алюминиевыми листами показаны на
рис. ХП1.8.
§ 2. ПРОГОНЫ
Простейшими прогонами являются балки из прокатных швеллеров
или двутавров. Такие прогоны рациональны при пролете 6 м; при шаге
ферм 12 м прокатные прогоны не применяют, так как они становятся
очень тяжелыми и приводят к большому расходу стали.
Широко применяются прогоны из гнутых листов толщиной 4'—6 мм
швеллерного сечения. Прогоны из гнутого профиля несколько легче
прокатных, но и^ удельная стоимость выше (из-за более высокой
стоимости листовой стали плюс стоимости профилировки). Прогоны из
гнутых листов могут иметь сравнительно развитую высоту при
относительно тонкой стенке, поэтому их применяют при шаге ферм 6 и 12 м с
легкой (холодной) кровлей. При больших нагрузках и шаге 12^ м прогоны
из гнутых профилей также становятся слишком металлоемки, и в этих
случаях рациональнее становятся сквозные прогоны.
351
стметрш!
от тетперйтд
р%1 II
Рис. XI.1I. Схема температурных
деформаций
Ось темпвратдрпого аМ ^
—. . gZBJb,
Поднрано
вые Soma
сэ
сэ
СьЗ
Ьмпщлтивиый етсек ^~^it&
Ml
Ж
СЭ f.^^."i
У/?/ГЙ
Рис. XI.12. Расположение связей между колоннами
б —в коротких зданиях (или темаературиых отсеках); б —в длинных
статочной для обеспечения продольной жесткости здания; в таком
случае следует устраивать вертикальные связи между колоннами в двух
панелях, симметрично расположенных относительно середины блока
(рнс. XI.12,б). В соответствии с нормами проектирования расстояния
от торца здания (отсека) до оси ближайшей вертикальной связи и
расстояния между связями в одном отсеке не должны превышать значений,
приведенных в табл. XI.2.
ТАБЛИЦА Х1.2
Предельные размеры между вертикальными связями, м
Категория здания
Неотапливаемые здания я горячие
От торца отсека до оси
ближайшев
вертикальной связи
90F0)
75E0)
Между осями
вертикальных связей в одном отсеке
50D0)
. 50D0)
Примечание. Размеры в скобках даны для зданий, эксплуатируемых при расчетных
зимних температурах наружного воздуха ot —40 до —65° С.
По торцам здания крайние колонны иногда соединяют между собой
гибкими верхними связями (см. рис. XI.12,а), передающими ветровые
усилия верхней части торца здания на жесткие продольные элементы
подкрановой конструкции, по которым ветровые усилия передаются на
нижние вертикальные связи. Вследствие относительно малой жесткости
надкрановой части колонны расположение верхних связей в торцовых
панелях лишь незначительно сказывается на температурных
напряжениях. Поэтому верхние торцовые связи также делают в виде крестов, что
целесообразно с точки зрения монтажных условий и однотипности
решений (см. рис. XI. 12,б).
Верхние вертикальные свя§и следует размещать не только в
торцовых панелях здания, но и в панелях, примыкающих к температурным
швам (где ветровые усилия не приложены), так как это повышает
продольную жесткость верхней части каркаса; кроме того, в процессе
возведения цеха каждый температурный блок может в течение некоторого
времени представлять собой самостоятельный конструктивный комплекс.
303
Чтобы повысить продольную жесткость здания, целесообразно
располагать верхние связи также и в тех средних панелях, где
расположены связи нижнего яруса.
Вертикальные связи между колоннами ставят по всем рядам колонн
здания; располагать их следует между одними и теми же осями. Схемы
вертикальных связей могут быть достаточно разнообразными
(рис. XI. 13).
Подстропипьные
qiepMbi
Рис. XI.13. Примеры схем вертикальных связей между колоннами
Наиболее простой является крестовая схема связей. Она
применяется при шаге колонн до 12 м. Рациональный угол наклона раскосов
связей к горизонтали 35—55°. Поэтому при небольшом шаге, но большой
высоте колонн нижние связи делают в виде двух крестов (рис. XI.13,а).
При большой высоте колонн иногда необходима дополнительная
развязка колонн из плоскости рамы распорками (рис. XI. 13,б).
При проектировании связей по средним рядам колонн в подкрановой
части следует иметь в виду, что довольно часто по условиям технологии
необходимо иметь свободное пространство между колоннами. В этих
случаях конструируют портальные или полупортальные связи (рис.
XI. 13, в, г).
Связи, устанавливаемые в пределах высоты ригелей в связевом
блоке и торцовых шагах, проектируют в виде самостоятельных ферм
(монтажного элемента), в остальных местах ставят распорки.
2. Связи по покрытию
Связи по конструкциям покрытия (шатра) здания ставят для
обеспечения пространственной жесткости каркаса, устойчивости покрытия
в целом и его элементов. Связи по покрытию располагают (рис. XI.14):
1) в плоскости верхних поясов стропильных ферм — поперечные свя-
зевые фермы и продольные элементы между ними;
2) в плоскости нижних поясов стропильных ферм — поперечные и
продольные связевые фермы, а также иногда продольные растяжки
между поперечными связевыми фермами;
3) между стропильными фермами — вертикальные связи;
4) по фонарям.
Связи по верхним поясам ферм состоят из поперечных свя-
зевых ферм и продольных элементов между ними (рис. XI.14,а).
Элементы верхнего пояса стропильных ферм сжаты, а потому
необходимо обеспечить их устойчивость при продольном изгибе из
плоскости ферм. Ребра кровельных плит и прогоны могут рассматриваться как
опоры, препятствующие смещению верхних узлов из плоскости фермы
при условии, что они закреплены от продольных перемещений связями,
расположенными в плоскости кровли. ТДсие связи наиболее
целесообразно располагать в торцах цеха с тем, чтобы вместе с поперечными
горизонтальными связями, расположенными по нижним поясам ферм, и
вертикальными связями обеспечить пространственную жесткость
покрытия. Это важно для обеспечения неизменяемости конструкций покрытия
304 '
в процессе монтажа, особенно для работы каркаса при действии ветра
в направлении вдоль здания. При большой длине здания или
температурного блока целесообразны дополнительнььз промежуточные
поперечные связевые фермы, с тем чтобы расстояние между ними не было более
60 м. Такие связи увеличивают пространственную жесткость покрытия
в целом и, кроме того, уменьшают поперечные перемещения поясов
ферм, возникающие вследствие цодатливости связей.
/»-|£-J
Иб-4
it.aVA.^^.^jt..,_jV—Ji.-^ji..vj*-.~^ji.u4^i—jL—Л II—jt jV AuSu'i
^ дертинальмые ^^^
сбязи Q
Рис. XI. 14. Связи по покрытию
а — по верхним поясам ферм; б — по нижним поясам ферм; в — вертикальные связи между фермами
Чтобы обеспечить устойчивость верхнего пояса ферм, необходимо
обращать особое внимание на завязку узлов ферм в пределах фонаря,
где нет кровельного настила. Здесь для раскрепления узлов верхнего
пояса ферм из их плоскости предусматриваются специальные распорки,
причем такие распорки в коньковом узле фермы обязательны. Эти
распорки прикрепляют к торцовым связям в плоскости верхних поясов
ферм. В процессе монтажа (до установки плит покрытия или прогонов)
гибкость верхнего пояса из плоскости фермы не должна быть более 220.
Поэтому если коньковая распорка не обеспечивает этого условия,
между ней и распоркой в плоскости колонн ставят дополнительную
распорку.
Система связей по нижним поясам ферм состоит из
поперечных и продольных связевых ферм (рис. XI. 14,б).
В зданиях с кранами легкого и среднего режима работы и
небольшой грузоподъемности продольные связевые фермы иногда не ставят,
ограничиваясь только поперечными связевыми фермами.
В зданиях с мостовыми кранами особенно важно обеспечить надле-
20—478
305
Of—|g|glg|><^g
CoOoooooo
Рис. XI.15. Работа связей по нижним
поясам ферм на крановые воздействия
ж'ащуго горизонтальную жесткость каркаса ггоперек н вдоль здания. При
работе мостовых кранов возникают инерционные усилия, вызывающие
поперечные и продольные деформации каркаса цеха. Если поперечная
жесткость каркаса недостаточна, краны при движении могут
заклиниваться и как следствие этого нарушится нормальная их эксплуатация.
Чрезмерные колебания каркаса создают неблагоприятные условия для
работы персонала, а также для сохранности стеновых ограждений и
кровли.
Горизонтальные инерционные силы от мостовых кранов приложены
на уровне рельсов подкрановых балок, и их воздействие в поперечном
направлении является обычно сосредоточенным по отношению к одной
плоской раме или к двум смежным.
Связи обеспечивают совместную
работу системы плоских рам,
вследствие чего поперечные деформации
каркаса от действия
сосредоточенной силы значительно
уменьшаются (рис. XI. 15).
Поскольку основное значение
имеет уменьшение поперечных
смещений колонн в уровне приложения
инерционных сил, т. е. в уровне
верхних поясов подкрановых балок,
наиболее эффективной будет
система взаимной завязки колонн цеха
при расположении связей возможно
ближе к верху подкрановых балок.
Этим и вызывается применяемое в практике проектирования
расположение Горизонтальных продольных связей в плоскости нижних поясов
стропильных ферм. Кроме того, при наличии в плоскости верхних
поясов ферм жесткого диска из кровельных плит более податливые упругие
продольные связевые фермы в случае расположения их в той же
плоскости (т. е. верхних поясов ферм) были бы малоэффективными.
Следует помнить, что эти связи закрепляют опорные панели
нижнего пояса ригеля поперечной рамы, что является целесообразным, так
как в этих панелях могут возникнуть сжимающие усилия.
Поперечные связевые фермы располагают у торцов здания, они
необходимы для восприятия ветровой нагрузки, передаваемой стойками
торцового фахверка. Стойки фахверка передают ветровую нагрузку в
узлы поперечной горизонтальной торцовой фермы, поясами которой
служат нижние пояса торцовой и смежной с ней стропильных ферм
(рис. XI.15). Поперечные связи вместе с продольными образуют замк-
нуту1б систему, расположенную по контуру здания и обеспечивающую
его пространственную жесткость. В плоскости нижних поясов
целесообразно также устраивать промежуточные поперечные связи,
расположенные в тех же панелях, что и поперечные связи, по верхним поясам ферм
(см. рис. XI. 14).
Чтобы увеличить пространственную жесткость каркаса, продольные
связи должны иметь достаточно большую ширину, чтобы вовлечь в
работу возможно большее число поперечных рам.
Из конструктивных соображений наиболее удобно ширину
продольной связевой фермы принимать равной опорной панели нижнего пояса
стропильной фермы; если имеются подстропильные фермы, то пояс
подстропильных ферм используется как пояс горизонтальной связевой
фермы.
Если в опорных панелях нижнего пояса ригеля рамы возможно
появление сжимающих усилий, этот пояс должен быть закреплен в боко-
306
BOM направлении с таким расчетом, чтобы в пределах сжатой части
(у опор) гибкость его не превышала 120. Чтобы избежать вибрации
нижнего пояса вследствие динамического воздействия мостовых кранов,
следует ограничивать гибкость растянутой части нижнего пояса из
плоскости рамы: для зданий с тяжелым режимом работы — величиной 250,
для прочих зданий — 400.
Стропильные фермы обладают незначительной боковой жесткостью,
а потому процесс монтажа без их предварительного взаимного
раскрепления недопустим. Поэтому необходимо устраивать особые
вертикальные связи между ф е р м а м и, располагающиеся в
плоскости вертикальных стоек стропильных ферм (см. рис. XI.14,в); для удоб-
к
Рнс. XI. 16. Размещение продольных связевых ферм по нижним поясам в многопролет-
иых зданиях в уровне нижних поясов стропильных ферм
а — здаийя без перепадов по высоте; б — с перепадами (/ — продольные связевые фермы)
ства крепления элементов связей эти стойки часто проектируют
крестового сечения (из двух уголков).
При опирании опорного нижнего узла стропильных ферм на
оголовок колоины (железобетонной или стальной) сверху вертикальные
связи необходимо располагать также по опорным стойкам ферм.
Вертикальные связи в направлении вдоль цеха размещают между
поперечными связевыми фермами связей по верхним и нижним поясам,
чем обеспечивается создание жестких пространственных блоков у
торцов здания. К этим блокам распорками и растяжками привязывают
промежуточные фермы.
В зданиях с подвесным транспортом вертикальные связи
способствуют перераспределению ме.жду фермами крановой нагрузки,
приложенной непосредственно к конструкциям покрытия. В этих случаях, и
особенно когда к стропильным фермам подвешены электрические краи-
балкн значительной грузоподъемности (например, в крупных
сборочных цехах), целесообразно вертикальные связи между фермами
располагать в плоскостях подвески непрерывно по всей длине здания.
В многопролетных производственных зданиях продольные связевые
фермы также располагают у крайних колонн. Чтобы увеличить
жесткость каркаса, ставят дополнительные продольные фермы: в зданиях с
кранами «особого» режима работы примерно через 60 м, в обычных
зданиях примерно через 90 м (рис. XI. 16,а). В зданиях, имеющих перепады
по высоте, продольные связевые формы иногда ставят и вдоль этих
перепадов (рис. XI. 16,б). Поперечйые.срязи по верхним и нижним поясам,
и вертикальные связи между фермами устанавливают так же, как и в
однопролетных зДйниях.
Фонари в здании тоже развязываются горизонтальными связями в
уровне верхних поясов фонарей и вертикальными связями (рис. XI.17).
Конструктивная схема связей зависит главным образом от шага
20* 307
стропильных ферм. Для горизонтальных связей при шаге ферм 6 м
широко применяют крестовую решетку, раскосы которой работают только
на растяжение (рис. XI.18,с). При этом получаетсй довольно
экономичное решение, так как сечение раскосов подбирается исходя из
предельной гибкости для растянутых элементов. В последнее время преимуще-
и^ж
ЖЕКЖК
жаяЕж
1
связевые (рермы
А-А
Рве. XI.17. Связи по фоварям
ч/
о
е
Шаг ферм 6»
Шаг ферм {2м
Рнс. XI. 18 Схемы систем связей по покрытию
а, б — при шаге ферм 6 м; в—д — при шаге ферм 12 м
ственно применяются связевые фермы с треугольной решеткой (рис.
XI.18,б). Здесь раскосы работают и на растяжение и на сжатие,
поэтому их сечение определяется предельной гибкостью для сжатых
элементов; проектируют их из труб либо гнутых профилей. При таком решении
связи получаются несколько тяжелее, однако ускоряется и упрощается
их монтаж. При шаге стропильных ферм 12 м также могут быть
применены горизовтальные связевые фермы с крестовой решеткой. Однако
308
в этом случае диагональные элементы, даже работающие только на
растяжение, получаются слишком тяжелыми и их проектируют опирая
по середине на сжатые стойки связевых ферм (рис. XI.18,в). Более
распространенным решением связевых ферм являются системы с
треугольной решеткой и раскосами, работающими на сжатие, вписывающимися
в квадрат со стороной 6 м (рис. XI.18, г, д). Раскосы опираются в этом
случае на продольные элементы длиной 12 м, служащие поясами
связевых ферм.
Вертикальные связи между фермами и фонарями лучше всего делать
в виде отдельных транспортабельных ферм, что возможно, если их
высота будет менее 3900 мм.
§ 5. ОСОБЫЕ РЕШЕНИЯ КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ КАРКАСОВ
Рассмотренные выше конструктивные схемы металлических
каркасов производственных зданий являются традиционными. Однако
экономические, производственные и эксплуатационные требования, а также
появление новых материалов и конструкций диктуют поиск новых
конструктивных решений каркасов зданий.
В последнее время при строительстве больших по площади
производственных зданий начал применяться конвейерный способ
монтажа конструкций.
Конвейер позволяет расчленить операции сборки, хорошо
организовать рабочие места, механизировать повторяющиеся операции, задать
определенный ритм всей работе. На рельсовый путь около строящегося
цеха устанавливаются тележки-платформы, которые периодически
передвигаются с одной стороны на другую, образуя своеобразный
конвейер.
На первой стоянке конвейера при помощи сборочных кондукторов
собирают основу блока — две подстропильные балки или фермы и
стропильные фермы между ними. На каждой следующей стоянке
выполняют только определенные операции: устанавливают связи, монтируют
фермы фонаря, прогоны, укладывают кровельный настил и т.д. Всего
организуется 12—15 стоянок. На последнюю стоянку блок кровли
приходит полностью готовым — с наклеенным рубероидным ковром
кровли, остекленным фонарем и окрашенным.
Башенный кран подает готовый блок (рис. XI. 19) на установщик,
представляющий собой легкую конструкцию, похожую на мостовой кран,
который может двигаться при помощи лебедки по подкрановым путям.
Установщик транспортирует блок вдоль цеха до места установки.
Специфика конвейерного монтажа требует соответствующей
компоновки конструкций покрытия. Ячейки шатра здания оформляются в
виде жестких пространственных блоков. Основой блока являются
подстропильные балки или фермы, при этом по каждому среднему ряду колонн
приходится иметь две подстропильные конструкции. Для обеспечения
пространственной жесткости блока устанавливают систему связей.
Одно из решений конструктивной схемы блока с применением
типовых стропильных ферм показано на рис. XI.20.
Применяются и другие компоновочные схемы блоков.
Конвейерный способ монтажа требует дополнительных затрат на
устройство конвейера и установщика, приводит к некоторому
увеличению расхода металла и несколько большей трудоемкости изготовления
конструкций, однако резкое увеличение производительности труда на
монтаже и сокращение сроков строительства обусловливают в конечном
итоге экономический эффект применения этого способа. Практика
применения и экономические расчеты показывают, что конвейерный способ
309
1^ ^ i--n^,^-
Рис. XI. 19. Подъем готового блока Покрытия
монтажа становится рациональным для зданий с площадью кровли 40—
50 тыс. м^ и более.
Некоторые из компоновочных решений, частвчйо осуществленных либо
находящихся в стадии разработки, приведены ниже.
Крановая нагрузка, особенно в высоких зданиях, является определяющей с точки
зрения эксплуатационной (вопросы поперечной жесткости) и экономической (затраты
материала). Иногда может быть целесообразно передавать всЬ йоперечнуй нагрузку
от мостовых кранов на одну мощную колонну, проектируемую в виде жесткой башни
(рис. XI.21); при этом остальные колонны будут воспринимать от кранов только
вертикальные нагрузки. Такое решение обеспечивает большую поперечную жесткость зДаиня
и вследствие более полного использования Принципа концентрации материала Может
быть достаточно экономичным по затрате металла. Недостатком его является большая
ширина средних колонн, что связано с увеличением ширины здания. Однако в
некоторых цехах (например, в электросталеплавильных, мартеновских) между колоннами
средних рядов устанавливают печи, и увеличение ширины колонны не ведет к увели-
чени» пролета здания
Для некоторых производств (например, сталеплавильного) характерны частые ре-
кйиструкцйн, связанные, как правило, с увеличением грузопод'Ьемйости кранов. В
таких случаях может оказаться рациональной конструктивная схема каркаса с раздель-
310
иым восйрнятием нагрузок: от мостовых кранов—^в основном крановой эстакадой, е
мощными колоннами по среднему ряду цеха, воспринимающей боковые нагрузки от
кранов; от ограждающих конструкций и атмосферных воздействий — поперечной
рамой здания (рис. XI.22). Краны у наружных колонн опираются на раздельные
колонны и на раму здания усилий не передают. Увеличение пролета покрытия здания
экономически йе выгодно, однако при применении легких кровель й рациональных
несущих конструкций (предварительно-напряженных с применением высокопрочных
сталей) удорожание покрытия будет невелико. Удобство проведения реконструкции
крановой эстакады й колонн раздельного типа повышает универсальность здания.
Прогон
Профилирован- \
А-Д
Стропильные tp^piibf ^ялм
О
Рис. XI.20. Схема монтажного блока конструкций покрытия
хшп.
Рис. XI.21. Схема каркаса здания с
колоннами по среднему ряду,
воспринимающими все горизои'гальяЫе
воздействия иа раму
Рис. XI.22. Схема каркаса здания
с внутренней крановой эстакадой,
не связанной с поперечными
рамами
311
Радикальным решением для уменьшения воздействия от краиев на конструкции
каркаса здания является применение для обслуживания технологического процесса
Козловых кранов (рис. XI.23,а)*. В этом случае каркас здания воспринимает
атмосферные нагрузки и нагрузки от ограждающих конструкций, а нагрузки от кранов пе-
«;
Рис. XI.23. Схемы каркасов зданий
а —с козловыми кранами; б — с полукозловыми кранами
^J
t~rr~T°
gf^- 6 0 0
уч|УЧ1>ч^|УЧ1^1А|/Ч^Ч/\р fi~7^~i~/"
^1УЧ1УЧ1УЧ|УЧ1^Ч1/Ч|/ ч1> ^\7^Х^
к t г у
Рис. XI.24. Схемы подкосных систем
для средних рядов колонн
редаются на крановые пути, уложенные в уровне пола. Возможно и промежуточное
решение с полукозловыми кранами, когда нагрузка от кранов передается частично
непосредственно на основание пути, частично на колонну крановой эстакады
(рис. XI.23, б). С точки зрения расхода металла конструктивное решение с
применением козловых кранов, очевидно, наиболее экономично, однако оно не всегда
приемлемо по технологическим требованиям (затруднение с передачей продукции в смежные
пролеты, пониженная скорость кранов и увеличение эксплуатационных расходов).
Поэтому такая заманчивая на первый взгляд компоновочная схема практического
распространения пока не получила.
Существенная доля металла в каркасе производственного здания расходуется на
продольные конструкции средних рядов, особенно прн тяжелых кранах н больших,
обусловленных требованиями производства шагах внутренних колонн. Облегчение
конструкций по средним рядам колонн может быть достигнуто различными способами.
На рис. XI.24, а показана конструктивная схема, в которой использовано
предварительное напряжение балок наклонными тяжами, расположенными через пролет.
Подкрановые балки выполняются консольными и после натяжения тяжей шарниры
консольного пролета закрываются.
Другим решением продольной конструкции при большом шаге внутренних колонн
могут быть подкосные системы (рис. XI.24, б). Вследствие уменьшения пролета
подкрановых балок, опирающихся на парные подкосы, а также выгодного
перераспределения усилий в балках, благодаря пригрузке их колоннами, несущими покрытие,
получается существенная экономия металла. Идея использования подкосной схемы
получила дальнейшее развитие для продольной конструкции каркаса (рнс. XI.24, в),
в которой стропильные фермы опираются на подкосы, продленные выше подкрановой
балки, благодаря чему при большом шаге колонн отпадает необходимость в
подстропильных фермах.
В производственных зданиях, имеющих очень большие пролеты и высоту
(например, судостроительные, авиасборочные цехи), плоскостные несущие конструкции
оказываются невыгодными по расходу металла и неудобными на монтаже. В этом случае
рациональны конструктивные схемы каркасов с элементами, пространственного сечения
* Белеия Е. И. Пути развития стальных каркасов промышленных зданий, М., Гос-
стройиэдат, 1952.
312
(» виде замкнутых блоков). На рис. XI.25 показана схема каркаса судостроительного
цеха с продольным расположением кранов. В зданиях такого типа, имеющих пролеты
более 40 м, переходят на поперечное расположение кранов, устанавливая подкрановые
балки у нижних поясов ферм главных рам.
■ й
)П}Л}ШН
Й-й
Рис XI.25. Схема каркаса здания с колоннами и ригелями пространственного сечения
Есть и другие интересные идеи для компоновки конструктивных схем каркасов,
в том числе с применением оболочек, складок, висячих систем,
предварительно-напряженных конструкций и т. д. Особенности таких решений освещены в специальной
литературе.
Пример компоновки поперечной рамы производственного здания
Исходные данные. Требуется скомпоновать поперечную раму трубоэлектросвароч-
ного цеха пролетом 30 м, оборудованного двумя кранами грузоподъемностью Q=
=30/5 т «особого» режима работы. Длина здания 108 м, отметка головок рельса
11,5 м. Здание отапливаемое со светоаэрацнонным фонарем. Шаг рам 12 м.
I'iS'A
■ггчвв
Рис. Х1,26. К примеру компоновки поперечной рамы
здания
Здание однопролетиое с кранами «особого» режима работы, поэтому принимаем
жесткое сопряжение ригеля с колоннами. В соответствии с указаниями § 3 настоящей
главы устанавливаем генеральные размеры элементов конструкции рамы (см. рис. XI.5
и 26).
Вертикальные размеры
ftj == (Aj -+-100) -Ь а = 2750 + 100 + 300 = 3150 мм.
Принимаем /i2=3200 мм (кратно 200 мм), /ik=2750 мм (см. прнл. 2)
Я = Ai + йг = 11500 -Ь 3200 = 14700 мм.
3U
принимаем Я=15 000 мм (кратно 600 мм), отметку годовки редьса увеличиваем
ДО И.в м: ^
ftg = ftj + (ftg + Йр) = 3200 + 1500 ^ 4700 ми,
где he+hp=l/8 jS=12/8=1,5 м — высота подкрановой балки с рельсом,
Ан = й—ft»+F00...1Q00) мм =15000 — 4700+1000= 11300 мм,
1000 мм — эаглубдаеине опорной плнты базу колонны; йен =«=3150 мм —для типовых
стропильных фюм с параллельными поясами н уклоном скат* кровли ts5sl,5% (см.
рис. XIII.14, а), Аф=4500 мм — высота фонаря с двумя лентами остекления по 1750 мм.
Гориаоитальиые размеры. Из-за «особого» режима работы кранов
предусматриваем проем для прохода в верхней части колонны. Поэтому 6о=500 мм;
6в = 1000 мм.
Из условия жесткости:
6в>1/12Лв = 4700/12 = 390 мм < 1000 мм,
Л. > fii + Fв — Ьо) + 75 мм = 300 + A000 —500) = 875 мм.
Принимаем Я=1000 мм (кратно 250 мм):
6н =3 6о + ^ = БОО Н- J000 = 1500 мм.
Из условия жесткости
6н< l/15ft= 6000/15= 1065 мм < 1500 мм.'
Верхнюю часть колонны принимаем сплошного сечения, нижнюю — сквозного.
Требуемый пролет мостового крана
lK = i —2^ = 30—2.1=28 м.
Глава ХП
ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ
Поперечная рама — основная несущая конструкция каркаса
производственного здания. Чтобы определить усилия в элементах рамы,
необходимо установить расчетную схему рамы, собрать действующие на
нее нагрузки, выполнить статический расчет рамы и выявить
комбинации нагрузок, дающие иаибольшие расчетные усилия для каждого из
элементов рамы.
§ 1. РАСЧЕТНАЯ СХЕМА РАМЫ
В процессе компоновки поперечной рамы (см. гл. XI) выявляют ее
конструктивН'ую схему, т.е. устанавливают очертание рамы и
основные размеры ее элементов — колонн и ригелей. При расчете
конструктивную схему рамы приводят красчетной схеме, в которой
конструктивные элементы изображаются осевыми линиями с
идеализированными сопряжениями в узлах.
Расчетная схема должна по возможности ближе соответствовать
конструктивной схеме; однако неизбежен ряд условностей и упрощений,
незначительно влияющих на точность расчета рамы, но сильно
облегчающих его.
В расчетной схеме должны быть установлены длины всех элементов
рамы и отдельных нх участков с отличающимися сечениями,
соотношения между моментами инерции этих элементов и участков,
принимаемые для расчета типы сопряжений элементов друг с другом и с
фундаментами.
За геометрические оси колонн в расчетной схеме рамы принимают
линии центров тяжести сечений колонн. Так как сечения заранее не из-
314
вестны, то допускается принимать геометрические оси этих элементов
посередине высоты их сечения. Опирание (заделка) стержней колонн
считают на уровне низа башмака.
За геометрическую ось ригеля принимают в рамах, имеющих
жесткое защемление ригели в колоннах, ось нижнего пояса сквозного
ригеля (фермы) или середину высоты сплошного; в зданиях, имеющих
шарнирное примыкание ригеля к колоннам, •— линию, соединяющую центры
опорных шарниров. Ригели, расположенные с незначительным
уклоном (до 1 : 10 включительно), допускается принимать в расчетной
схеме горизонтальными.
На рис. XII.1 показана конструктивная схема однопролетной рамы
с жестким защемлением ригеля в ступенчатых колоннах и расчетная
схема этой же рамы. Оси стоек в расчетной схеме совпадают с
центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонны.
Чтобы определить размер уступа колонны е и моменты инерции
нижнего /i и верхнего /г участков колонны, а также ригеля /р, нужно знать
их сечения, которые на данной стадии проектирования неизвестны.
Поэтому при установлении расчетной схемы рамы используют данные
проектирования аналогичных сооружений или делают очень упрощенный
предварительный расчет рамы и подбор сечений и на основе этого
устанавливают требуемые величины. Такой подход возможен потому, что,
как показывают проверочные расчеты, отклонение в соотношениях
моментов инерции элементов рамы до 30% мало сказывается на
расчетных усилиях в раме, и только при большей разнице расчет ее нужно
проверить заново.
По опыту проектирования производственных зданий известно, что
расстояние между центрами тяжести сечений верхнего и нижнего
участков колонны (с несимметричным сечением нижнего участка)
е = @,45,..0,5БN„-0,5бв,
(XII.1)
где 6в и 6я — соответственно ширина верхнего и нижнего участков колонны.
Для статического расчета рамы достаточно знать только
соотношения моментов инерции элементов рамы (а не их абсолютные значения).
Эти соотношения обычно можно принимать в пределах JilJ2=>7...lO,
/р//2=20...40.
Момент инерции горизонтального участка (уступа) колонны првгаи-
йают равным бесконечности. В многопролетных рамах (рис. Х11.2а—г)
L-Ze
Ряс. ХП.1. Схемы однопролетной рамы
а — конструктивиаягб — раечетиая
Я48
315
средние колонны значительно мощнее крайних, отношения моментов
инерции нижнего участка средней колонны /з и верхнего ее участка /4
к моментам инерции соответствующих участков крайних колонн обычно
составляют:
JJJ.
3'«'2
10—30 — При одинаковом шаге внутренних и наружных-колонн;
20—60 — при шаге внутренних колонн вдвое большем, чем
вару ж ных;
[1,5—3 — при одинаковом шаге внутренних и наружных колонн;
2,5—7 —при шаге внутренних колонн вдвое большем, чем на-
( ружных.
В продольном направлении в расчетную схему рамы включается
вырезанная двумя параллельными плоскостями ячейка здания, называе-
J iU 2
а)
¥
6)
т
Рис. ХП.З. Схемы расчетных блоков (а-
рнна блока)
f Рнс. XII. 2. Расчетные схемы
многопролетных рам
мая расчетным блоком. В случае одинакового шага наружных
и внутренних колонн ширина блока а принимается равной этому шагу
(рис. ХП.З,а). Если шаг внутренних колонн постоянный, но больше
шага наружных колонн, то ширина расчетного блока а будет равна шагу
внутренних колонн (рис. ХП.З,б). Если шаги внутренних колонн по
разным рядам не одинаковым (рис. ХП.З,в), то ширину расчетного блока а
принимают равной полусумме наибольших смежных шагов по
внутренним рядам колонн.
Расчетные блоки приводятся к плоской расчетной схеме
суммированием жесткостей колонн по каждому ряду в пределах расчетного блока.
§ 2. НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ НА РАМУ
На поперечную раму цеха действуют постоянные нагрузки — от
массы ограждающих и несущих конструкций здания, временные —
технологические (от мостовых кранов, подвесного транспорта, рабочих
площадок и т.п.) и атмосферные (воздействия снега, ветра). В
некоторых случаях приходится учитывать особые нагрузки, вызываемые
сейсмическими воздействиями, просадкой опор, аварийными нарушениями
техяологического процесса и др.
316
Раму следует рассчитывать на каждую из нагрузок отдельно. Это
необходимо потому, что расчетные усилия для разных элементов рамы
получаются при различной комбинации нагрузок — невыгоднейшем их
возможном сочетании.
1. Постоянные нагрузки
Постоянные нагрузки — от массы всех ограждающих и несущих
конструкций— обычно принимают равномерно распределенными по длине
ригеля (рис. XII.4).
Расчетную постоянную нагрузку удобно определять в табличной
форме (табл. ХП.1).
ТАБЛИЦА X1I.1
Определение расчетной постоянной нагрузки
на ригель рамы
Состав нагрузки
Гидронзоляционный рубероидный ковер
Выравнивающая асфальтовая стяжка (h=
=20 мм, Y=18 кН/мЗ)
Утеплитель нз пенобетонных плит (ft=80 мм,
Y=6 кН/мЗ)
Крупнопанельные железобетонные плиты
размером 3X6 м с заливкой швов
Собственная масса металлических
конструкций шатра (стропильных и подстропильных
ферм, фонарей и связей по покрытию)
Итого
Нормативная,
кН/м«
0,1
0,36
0,48
1.*
0,4
2,74
Коэффициент
перегрузки
1.1
1,2
1,2
1,1
1,1
Расчетная,
кН/м«
0,11
0,43
0,58
1,54
0,44
3,1
у
Примечание. Данные по нагрузкам от других конструкций кровельных покрытий
приведены в табл. XIIIj|.
Расчетную погонную нагрузку на ригель рамы д определяют,
умножая значение ^о, кН/м^, на ширину грузовой площади (расстояние
между ригелями) В, м:
q = q(,B.
Чтобы упростить расчет, остальные постоянные нагрузки собирают
в сосредоточенные силы, условно приложенные к низу подкрановой и
надкрановой части колонны по оси
сечения (рис. XII.4). Сила Л^1 включает
в себя собственную массу нижней
части колонны и нагрузку от стен на
участке от низа рамы до уступа ко-
лодны (если стена несамонесущая);
аналогично сила Л^г включает в себя
массу верхней части колонны и массу
подвесных стен выше уступа, силы
Мз и Л'^ равны массе нижней и верхней
частей средней колонны. В
зависимости от высоты цеха, шага колонн и
грузоподъемности кранов масса
колонн обычных промышленных зданий
принимается от 2 до Ют, причем масса надкрановой части составляет
15—25%. Собственную массу подкрановых балок для упрощения
расчета часто суммируют не с постоянной, а с крановой нагрузкой.
317
tv.
*t
•Ч
У"!
1>!»
»,
Рис. XII 4. Расчетная схема рамы на
действие постоянных нагрузок
ТАБЛИЦА XII.2
Расход стали на производственные здаинв
общего назначения
Грузоподъемность мостовых кранов, г
До 50
75—100
I2S—!ЯП
175-250
Двухъярусное расположение
кранов
Расход стали.
витер
30—45
30—45
30—45
30—45
30—45
•
колонны
25—35
45—65
55—75
70—90
80—100
кг/и^ здания
подкрановые
балки
20—30
30-60
40—70
60—100
70—120
общий
80--130
100—150
140—200
180-260
220—300
Собственная масса конструктивных элементов стальных каркасов
производственных зданий может быть ориентировочно определена по
табл. XII.2, составленной на основу.анализа запроектированных зданий.
2. Снеговая нагрузка
При расчете рамы нагрузка от снега принимается равномерно
распределенной по длине ригеля. Нормативное значение снеговой
нагрузки на 1 м2 горизонтальной проекции покрытия определяют по формуле
рН'=Рос, (XII.2)
где Ре ~ вес снегового покрова на 1 м^, принимаемый по СНиП в зависимости от
района строительства; (для некоторых районов значение ро приведено в прил. 1); с
—коэффициент, зависящий от конфигурации кровли; для кровли с уклоном ai^25'e=l.
Расчетную погонную нагрузку на ригель рамы определяют
умножением нормативной нагрузки на коэффициент перегрузки и на шаг рам В:
Р = пр«В. (XU.3)
Коэффициент перегрузки п принимают в зависимости от отношения
нормативного собственного веса покрытия q^ (включая и вес
подвешенного стационарного оборудования,
снегового покрова ро'-
9"/Ро >1
я 1,4
если он есть) к нормативному весу
0.4
1.6
0,8 0,6
1,5 1,55
Промежуточные значения п принимают по линейной интерполяции.
Для покрытий зданий, имеющих избыточные тепловыделения и
уклон кровель не менее 3%, снеговую нагрузку можно снижать на 20%.
Для зданий с малоуклонными кровлями без фонарей, расположенных в
районах с сильными ветрами, нормы проектирования также
допускают снижение значения снеговой нагрузки в зависимости от средней
скорости ветра за три наиболее холодных месяца.
3. Нагрузка от мостовых кранов
Производственные здания часто оборудуют большим числом кранов
(по нескольку в каждом пролете). Одновременное неблагоприятное
воздействие их на раму маловероятно, поэтому при расчете однопролет-
н ы X рам крановая нагрузка учитывается только от двух сближенных
крадов наибольшей грузоподъемности, причем с учетом специального
коэффициента сочетаний Пс.
31S
в многопролетных зданиях принимается вертикальная
нагрузка от четырех кранов (по два крана наибольшей грузоподъемности в
каких-либо пролетах не обязательнр соседних), при загружевии
которых возникают наибольшие усилия в раме (причем уже с меньшим
коэффициентом сочетаний Ис). Горизонтальную нагрузку во всех зданиях
принимают от двух кранов с коэффициентом сочетания.
Коэффициенты сочетания для крановой нагрузки зависят от числа
учитываемых одновременно кранов и режима их работы:
При учете вертикальной и горизонтальной нагрузки только от одного
крана rtc = l;
а)
I поЗнр. S<MMu
I noiKP балки
6i
\^Мви(с '^мит
iwr-
\
"гтг
махе мим
) С
в)
тт
•tn»
Рие. ХИ.5. К определению нагрузок на раму от мостовых крапов
а-схема расп(Може1Шя кранов на подкрановой балке; б - нагрузка от вертикального давления;
° »- в — нагрузка от торможенкя тележки крана
При учете вертикальной илшгоризонтальной нагрузки от двух кранов-:
легкого и среднего режимов работы «о ==0,85;
тяжелого и весьма тяжелого режимов работы Ис=0,95;
при учете вертикальной нагрузки от четырех кранов:
легкого и среднего режимов работы Пс==0,7;
тяжелого и весьма тяжелого режимов работы Пс=0,8.
Вертикальное давление на раму от кранов определяют при
их невыгоднейшем для колонны положении на подкрановой балке (рис.
Х11.5,а). Расчетное давление на колонну, к которой приближена
тележка крана.
■к!
(XII.4)
на Другую колонну
Омин = «с И^'иин S {/ + Gn.K.
(XII. 5)
Здесь ис — коэффициент сочетания; и =1,2 —коэффициент перегрузки; Р»»с—
наибольшее давление колеса крана по ГОСТ или по каталогу на краны (см. с 297 ;
Si/^ сумма ординат линии влияния для опорного давления на колонну (рис. AU.o.a;,
On к — вес подкрановых ковструкиий. ,с on ..^ =» i ,«
Ориентировочно в зависимости от пролета покраиовой балки F—30 м) вес i м
подкрановых конструкций может быть принят (см. также табл. ХП.2) при
грузоподъемности кранов: „ /в ,-ч о с U/w
Q =■ E...15) т 2—6 кН/м
S19
Q = B0...50) т 4-8 кН/м
Q = >50 » 6—12 »
-Рмин(С+С)//го—Рклкс — наименьшее давление колеса крана; здесь Q — грузоподърм-
ность крана; G — полный вес крана с тележкой (принимается по ГОСТ или по
каталогу) ; По — число колес на одной стороне крана.
Подкрановые балки установлены с эксцентрицитетом по отношению
к оси колонны, поэтому в рамс от их вертикального давления
возникают сосредоточенные моменты (рис. XII.5,б), на которые
рассчитывается рама:
Л1макс = 0„акс «к И Л1„и„ = О^ин ^к, (XII. 6)
где бк — расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения подкрановой
части колонны.
Для крайних ступенчатых колонн размер вк ясен из
одновременного рассмотрения рис. XI.5 и XII. 1:
ек = 6н--|--е = @,5...0,6Nн. (XII.7)
Для симметричных ступенчатых колонн средних рядов е* (рис.
ХЛ.5, б) будет равно 6н/2.
Нормативную поперечную горизонтальную силу от торможения
тележки Г", действующую поперек цеха вдоль кранового моста,
определяют по формуле
, / T^ = f{Q + G^)no/n, (XII.8)
где / — коэффициент течения при торможении тележки, принимаемый равным 0,1 для
кранов с гибким подвесом груза н 0,2 с жестким подвесом; Q — грузоподъемность
крана; От — вес тележки крана, принимаемый по стандартам на краны (при отсутствии
данных о весе тележки кранов с гибким подвесом допускается считать От =0,3 G);
Пд — число тормозных колес тележки; п' — число всех колес тележки.
Как правило, краны имеют четырехколесную тележку с двумя
тормозными колесами {п^/п' = 112).
Условно считается (в запас прочности), что на каркас цеха сила
поперечного торможения тележки крана передается равномерно через
колеса моста крана, расположенные на одной из его сторон. Поэтому
нормативная горизонтальная сила на колесе крана
Тк = Т^/по, (XII.9)
где ио — число колес на одной стороне мостового крана.
Расчетное горизонтальное давление на колонну Гмакс (рис. XII.5, в)
от силы поперечного торможения тележек кранов определяется по
формуле
Г„акс = ПспГк2{/. (XII. 10)
Здесь йс—коэффициент сочетания; и=1,2 — коэффициент перегрузки; 2г/ —
сумма ординат линии влияния давления на колонну, рнс. XII5, а (наибольшее
горизонтальное давление возникает при том же положении кранов, что н наибольшее
вертикальное) .
Сила 7"макс Приложена к раме в уровне верхнего пояса подкрановой
балки (рис. ХИ.5,в), а вертикальное давление D — в уровне нижнего
(рис. XII.5, б). Чтобы упростить расчет при балках небольшой (до 1 м)
высоты, допускается прикладывать силу Гмакс к верху уступа колонны
в том же месте, где передается вертикальное давление.
Максимальное вертикальное давление от крановой нагрузки может
быть приложено к одной или другой колонне этого пролета,
горизонтальное давление также действует на одну или другую колонну, причем как
320
вправо, так и влево (рис. Х11.5,в). Таким образом, от крановой
нагрузки одного пролета следует учитывать шест]^ возможных различных за-
гружений, от которых должны быть получены усилия в элементах рамы.
В многойролетных рамах такие шесть загружений рассматривают
отдельно в каждом из пролетов.
4. Ветровая гагрузка
Ветровая нагрузка на строительные сооружения определяется как
сумма статической и динамической составляющих. Статическая
составляющая, соответствующая установившемуся напору, учитывается
во всех случаях. Динамическая составляющая, вызываемая
пульсациями скоростного напора, учитывается только для высоких и узких
сооружений (башен, мачт, дымовых труб, высотных зданий и т.д.), в том
числе для одноэтажных пр6изводств§|ц|ых зданий высотой более 36 м при
отношении высоты к пролету более 1,5. Такие здания встречаются очень
редко, поэтому ниже рассматривается только статическая
составляющая ветровой нагрузки, на которую обы,чно рассчитываются рамы
одноэтажных производственных зданий.
Статическая составляющая ветра вызывает давление на сооружение
с наветренной стороны и отсос с противоположной стороны (отсос
направлен в ту же сторону).
Нормативное значение статической составляющей ветровой
нагрузки (? g на 1 м^ определяют по формуле
^ = %fic,
(ХП.11)
где до — нормативный скоростной напор ветра, принимаемый по СНиП II-6-74 в
зависимости от района строительства (для некоторых {>аЙонов значения <fa приведены в
прил. 1); А — коэффициент, учятыцйющ»^ изменение скоростного напора в
зависимости от выесть* й тйца м^стносА, тЩй.'' XIi.5; с — аэродинамический коэффициент,
зависящий от конфигураций здааяя;. Дйя Ъб}лчиых йроизводствеиных зданий с=0,8 для
активного давления и с'=4=0,6 для отсоса
Скоростной напор ветра увеличивается с высотой от уровня земли
Скоростной напор ветра у поверхности земли зависит от наличия
различных препятствий. Поэтому СШП ^азодчает два типа местности:
А —открытые (степи, лесостепи, пустыни, открытые побережья
морей, озер, водохранилищ и т. п.);
Б — с препятствиям^, (города с окраинами, лесные массивы и другие
местности, равномерно покрытые прейятствиями высотой более 10 м).
В зависимости от этих факторов'значение коэффициента k
принимают по табл. ХП.З.
ТАБЛИЦА XII3
Значение коэффнциеятов k
Тип несгисоп
А
Б
Высота над поверхвостыо земли, м
<10
1
0,65
20
1,25
0.9
40
1,55
1,2
60
1,75
1.45
100
2,1
1,8
200
2,6
2,45
>360
3.1
3.1
Примечание Промежуточные значения ft определяют линейной интерполяцией.
Типичная схема ветрового давления на производственное здание
показана на рис. XII.6.
21—478
321
у^, ,-i -J U^ L-,f^
r\
Расчетные погонные нагрузки на раму от активного давления и
отсоса будут соответственно равны:
q~nq\B~ nq^kcB;
q =nq^B-
(ХП.12)
вЛровой на
где rt=l,2 — коэффициент перегрузки для вет|5<5вой нагрузки; В — шаг рам (или
ширина расчетного блока а, рис. ХП.З).
Для упрощения расчета в зданиях высотой более 10 м ветровую
нагрузку на колонну обычно принимают эквивалентной равномерно
распределенной по длине колонны.
Следует отметить, что аэродинамический коэффициент активного
давления на фонарь с=0,7 несколько меньше, чем на стену здания,
однако, учитывая незначительную высоту фонаря, обычно в практических
I'mS
Рис. XII.6. Схема ветровой нагрузки На раму
а —по нормам проектирования; б —приведение в эквивалентной равномерной нагрузке; в-
ка от торможения тележки крана
нагруз-
расчетах значение этого коэффициента часто принимают равным 0,8 и
одинаковым для всей наветренной поверхности.
Эквивалентную равномерно распределенную по длине колонны
нагрузку можно найти из условия равенства изгибающих моментов в
защемленной стойке от фактической эпюры ветрового давления q нот
равномерно распределенной нагрузки (рис. XII.6,б):
9экв==2М/Л?, (XII. 13)
где h — высота стойки; М — изгибающий момент в консольной стойке высотой h от
фактической эпюры ветрового давления, приходящегося на колонну (рис. XI 1.6, б).
Ветровая нагрузка, действующая на участке от низа ригеля и до
наиболее высокой точки цеха /г', заменяется сосредоточенной силой,
приложенной в уровне низа ригеля рамы. От активного давления W и от
отсоса W эта сила будет равна заштрихованной части площади эпюры
давления (рис. XII.6,а), умноженной на шаг рам В (или на ширину
расчетного блока а):
2 2
(XII. 14)
Расчетная схема рамы однопролетного здания при действии ветровой
нагрузки показана на рис. XII.6,в; разумеется, направление ветра
может быть как в одну, так и в другую сторону.
322
5. Прочие нагрузки
Кроме рассмотренных выше нагрузок, которые присущи всем
промышленным зданиям с мостовыми кранами, в некоторых случаях при
расчете рамы приходится учитывать и другие нагрузки, связанные со
спецификой условий эксплуатации проектируемого объекта. Сюда
относятся прежде всего различные нагрузки от веса конструкций и
рабочих площадок, опирающихся иа элементы каркаса здания, нагрузки от
консольных и подвесных кранов или тельферов, иногда специальные
нагрузки, возникающие при ремонте или ревизии технологического
оборудования. Для промышленных зданий, строящихся в районах,
подверженных землетрясениям, необходимо учитывать сейсмические воздействия
по специальным нормам.
§ 3. ОСОБЕННОСТИ СТАТИЧЕСКОГО РАСЧЕТА РАМ
При статическом расчете поперечных рам возможны некоторые
предпосылки, существенно упрощающие расчет, но незначительно влияющие
на определяемые усилия.
1. При действии на раму любых нагрузок, кроме вертикальных,
непосредственно приложенных к ригелю, упругие деформации ригеля
мало влияют на расчетные усилия. Это позволяет при расчете рам на
указанные нагрузки считать ригель абсолютно жестким (/р==оо) при
условии, если отношение погонной жесткости ригеля к погонной жесткости
стойки
fe>6/(l + l,l]/^. (XII.15)
где
k = Jp/l:Ji/h» }1 = JJJ^ — l.
Здесь /j и /г — моменты инерции нижней и верхней частей ступенчатой колойны (см.,
например, рнс.ХП.1, 2); /р//-погонная жесткость ригеля (t — пролет ригеля); если
к стойке примыкают два ригеля на одном уровне с погонными жесткостями JiJli и
/г/^г. то при определении k надо брать IJli+hlh; hlh — условная погонная жесткость
стойки (ft — полная высота стойки).
При таком допущении целесообразно вести расчет рам методом
перемещений; при этом сильно сокращается число неизвестных.
Действительно, в рамах, имеющих жесткие закрепления ригеля со стойками и
если /р=оо, угловые перемещения в оголовках колонн будут равны
нулю и, cлeдqвaтeльнo, неизвестными будут только горизонтальные
смещения верхних узлов рамы.
2. В многопролетных зданиях, имеющих пролеты одинаковой
высоты (при числе пролетов три и более), смещение в уровне ригеля,
обусловленное суммарной жесткостью большого числа колонн поперечного
ряда, обычно столь невелико, что при расчете на нагрузки,
приложенные к отдельным стойкам, можно пренебречь значением смещения
верха колонн и колонны можно рассчитывать как стержни с
неподвижными опорами.
3. При расчете рам на вертикальные нагрузки, непосредственно
приложенные к ригелю, неучет его упругих деформаций может привести к
существенным ошибкам в значениях расчетных усилий в колоннах.
Однако точный учет упругих деформаций сквозного ригеля, жестко
связанного с колоннами, весьма трудоемок. Поэтому в практических
расчетах сквозной ригель условно заменяют сплошным эквивалентной
жесткости (по прогибу или более точно по углу поворота на опорах).
Л1омент инерции эквивалентного ригеля определяют приближенно по
формуле
Jv^[Pb.A+''п.и^^\', (XII. 16)
21* 323
где Fa.n п Рпя — площади сечения <^)утто верхнего и нижнего поясов ригеля
посередине пролета; гв и Zb — расстояния от центра тяжести поясов до нейтральной осн ригеля
в сеченин его посередине пролета; |i — козффящкнт, уч^'^ающий наклон верхнего
пояса и деформатнвность решетки сквозного ригеля, принимаемый при уклоне
верхнего пояса 1/8 равным 0,7, при 1/10 —0,8 и при 0—0,9.
4. В однопролетных и многопролетных рамах при небольшой
асимметрии нагрузок или асимметрии колонн, при расчете на вертикальные
нагрузки на ригель допускается принимать, что горизонтальные
перемещения верхних концов колонн отсутствуют.
5. При расчете рам сложной конфигурации допускается членение
их на отдельные расчетные схемы без учета взаимной связи этих схем
друг с другом, если влияние, оказываемое ими друг на друга, невелико.
На отдельные виды нагрузок раму рассчитывают либо
практическими методами с использованием вспомогательных таблиц, формул,
графиков или известными способами строительной механики (метод сил,
перемещений, распределения моментов и т. д.) с учетом указанных
выше допущений.
1. Практические приемы расчета рам
А. Расчет рам с ригелями в одном уровне, жесткость которых
можно считать /р=оо на нагрузки, приложенные к стойкам. За основную
систему при расчете рамы методом перемещений принимают раму
с несмещающимися узлами, для чего раму условно закрепляют от
бокового смещения (рис. Х11.7,а). Пользуясь методом сил или
используя вспомогательные таблицы, имеющиеся в справочной литературе,
^
^J
в)
Рис. XII.7. К расчету рам иа нагрузки, приложенные к стойкам
■ эпюра моментов от внешней нагрузки в основной свстеме; б —эпюра моментов от смешения
рамы; в — окончательная (суммарная) эпюра
определяют для всех стоек опорные реакции и узловые моменты
отдельно от постоянной нагрузки, от внецентренно-приложенного
вертикального давления кранов, от сил поперечного торможения, от действия
ветра и других нагрузок. От каждого вида загружения строят эпюры
изгибающих моментов и поперечных сил (на рис. Х11.7,а показаны
эпюры моментов в стойках от нагрузки, вызываемой вертикальным
давлением кранов).
В действительности же рама не имеет такого закрепления и верхние
концы колонн получают смещения, значения которых зависят от
внешних воздействий на колонны. Смещения в этих точках обусловливают
возникновение дополнительных моментов и поперечных сил в стойках
(рис.ХП.7,б).
Результирующие расчетные значения моментов и поперечных сил
получают алгебраическим сложением ординат эпюр от внешних
воздействий на колонну в основной системе н от горизонтальных смещений
верхних концов колонн (рис. XII.7, в).
Смещение Д можно определить из решения канонического
уравнения, смысл которого заключается в том, что в действительности гори-
324
4КЧН11УДЫ для вврекеатяя
в стойках рам
Rb и Мь
ТАБЛИЦА XII.4
Схема вагрузкн
'Ц^
Мь=
К<а
«6=-^l(l-M)+t*(a?-W)J
Х.=а
Х>а
«6=-
З^И
2hC
A-^*)
«.=-^A-Х*)
/И;
Rb
A—Я)[ЗДA+Я)—4С] +
4ЛС — ЗВ?
+1* (а—Я) [ЗД (а+Я) — 4С]
4ЛС—ЗВ?
6 A—Я) [В—Л A+ЯK +6цХ
4АС—ЗВ?
Х(а—Я) [В—Л (а+Я) I ^
4ЛС—ЗВ? h
и A-«)[ЗВA+а)-4С) ..
^*== ыс=ш ^'
/?6=
,6A
) [В—Л A-4-а)] ./И
4АС—3BS h
^ A-Я)[ЗВA+Я)-4С! „
Rt>=
4ЛС—ЗВ?
6A—Я)[В—ЛA+Я)] М
4АС—ЗВ? h
fl
Я<а
Я=а
Л>а
+ц(а-А)?Bа+ЯI
/И* =
A—Я)МB+Я)В—2С] +
Ph;
ААС~Ш
+ц (а—Я)^ ГBа+Я) В—2С)
4ЛС—ЗВЗ
A—Л)ЧЗВ—2Л B+Я))+
4ЛС—ЗВ?
+ц (а—Я;' f3B—2Л Bа+ЯI
4АС—ЗВ?
Рб-
Rb^~—(\-%^)B^X)
/?б—^A-А)*B+Я)
л^ A-ЦМB+Я) В-2С]^,
^*=—ш::ш. ^'^'
A-Я)ПЗВ-2ДB+Я))
* 4ЛС-ЗВ2
A-АИГB+Я)В-2С]
Rb
A—Я)ЧЗВ—2ЛB+ЯI
"" 4ЛС—ЗВ*
«6=
ZF
8С
9^
А1б = -
Rb=
9Bf—8С*
l2Di4C—ЗВ«)
2ВС—3i4f
2DЖ;—ЗВ?)
9ft=
«ft
Примечания: \l. )t.—JJle—l; Л>-1+ац; B-I+aV. C-I+a'n: P-1+«V
2. Ha схемах указаны паюжительные нааравления внешних нагрузок н реакций R^^ н Ж^.
325
зонтальное усилие в условно введенном закреплении от внешней
нагрузки на стойку и от смещения равно нулю.
Так, для случая, показанного на рис. XII.7, каноническое уравнение
запишется так:
2>цДд, + 2гл, = 0,
(XII.17)
где Бгп — сумма реакций в оголовках колонн от смещения, равного единице; Sr^^—
сумма горизонтальных реакций в оголовках колонн от сосредоточенных внешних
моментов Л1макс и Мывн, вызываемых воздействием кранов на колонны.
В табл. XII.4 Приведены формулы для определения реакций верх-
низ^ концов ступенчатых стоек при шарнирном и жестком их опирании
для характерных видов нагрузок. Эти реакции дают возможность
построить эпюры моментов в стойках рамы, закрепленной от смещения.
В табл. XII.5 для таких же стоек даны значения моментов и сил,
которые возникнут на верхнем конце стойки при перемещении его на А=1
(а также повороте на угол фь = 1)
TAB ЛИЦА XII.5
Формулы для определения усилий на верхнем конце стоек
от единичных перемещений
•el ^1
^
гь=
3EJi
h»C
6В
EJr
'"Й-4ЛС-ЗВ? h^ '
12А EJt
гь--
4ЛС—3^2 ft3
ты
4C
FJi
'"й-4ДС-ЗВ? h '
6B EJi
ry-
UC—ZEH В
mi,=
4C
EJi
гь=
4AC—3EP h? '
&B EJ^
4ЛС—SB? ft?
Прямечання: 1. ц^^/г—1; А=\+ац; B=l+a^n; С—l+а'д..
2. На схемах указано положительное йаправление г^ и т^_
В табл. ХП.6 Приведены коэффициенты для определения реакций
и моментов в колоннах с защемленными концами.
Б. Расчет рам с ригелями в разном уровне на нагрузки,
приложенные к стойкам при /р=оо. Такие рамы при шарнирном опирании
ригелей проще всего рассчитывать методом сил, приняв за неизвестные
усилия в ригелях. При жестком опирании ригелей целесообразно ка>"-
дый участок колонны, заключенный между основанием и ригелем ю i
между двумя ригелями, примыкающими к одной и той же колонн ,
326
<
я
s
с;
<
11
IS
О) *^
li
о u
S X
S о
i ■
•е-
IB
о
I.; :^1
^
А
5
*и
к
г^
Ос
■^
оос
тттт
тттт
соф-^-^
орс
111
оооо
I I I I
iiil
ТТ=
оооо
оооо
iff
1ЙЮ 1-Ч
liiS
untNtNCQ
|§||
I I
Sill
7TT7
TiTT
ocToo
35SS
OOOO
isii
iSii
OOOO
SS2=
CT) CO CO
■^ со со го
Si
г*о)г^о
шиш
-Го-о'о-
Scviooy
■^00 счю
ffff
ffff
IIP-
Till
—ЧМГО-Ч"
сГооо
I I
?пт
?Т7'
TTTt
sisi
ffff
iTTT
ffff
OOOO
ill
iai
^CO^O)
ffff
OJCTXJi CO
SsiS
CO CO 00 ^D
OJCO 00 OJ
OOOO
OOOO
o-o-o'o-
00 сз"Л
СЛОО t^W3
CO o-^
1ё15
оо-Г-.Д'
oocn—'^
со—I -*
§»5§
S^ сом
to СП со
I I I
1ЛГЭ счсо
ю ооо ю
II I I
«.. гг
'О с^«сч
В!
^ «5©г
о о ^о
о;
I
S."
327
р^смат^'йвать как самостоятельную стойку. Изгибающие моменты
Б каждой стойке определяют как сумму моментов, возникающих в
закрепленной на обоих концах от поворота и смещения балки при
воздействии на нее внешней нагрузки и смещения концов стойки.
Вспомогательные таблицы и формулы для такого способа расчета приведены
в специальной литературе'.
В. Расчет рам на вертикальные нагрузки, приложенные к ригелю.
При расчете рам иа вертикальные нагрузки, непосредственно
приложенные к ригелю, нельзя пренебрегать упругими деформациями, ибо
это может привести к существенным ошибкам в значениях расчетных
усилий в колоннах.
^)
ошппшшпв
МЩЩД!^^
Рис. XII.8. к расчету рам на вертикальную нагрузку, проложенную к ригелю
и — П-образная; б — Г-образная; в -
■ моменты из-за смещения осей верхней и нижней частей
ступенчатой, колонны
Как указывалось выше, сквозной ригель заменяют условным
сплошным € эквивалентной жесткостью, см. формулу (XII.16). Здесь также
целесообразно пользоваться при расчете методом перемещений,
который хюзволяет сократить число неизвестных.
Так, в однопролетиой симметричной раме при действии равномерно
распределенной нагрузки (рис. XII.8, а) горизонтальное смещение
верхних узлов равно нулю, и единственной неизвестной при жестком
сопряжении ригеля с колонной будет угол поворота верхнего узла
рамы.
В однопролетных симметричных рамах (и в независимых жестких
рамах при расчленении рам сложной конфигурации) изгибающие
моменты могут быть определены по формулам:
В "
Ма
м>
91^
(XII. 18)
(XII. 19)
Здесь Mo= -—• —опорный момент в балке с двумя защемленными концами; *=
=Jp/l:Ji/h — отиошениц погонных жесткостей ригеля и стойки; /Гд и К^ —
коэффициенты для угла поворота ф^^! по табл. XII.6, а формуле (XIi.18) со знаком плюс,
в формуле (л11.19) со своими зигаками.
В расчлененных Г-образных рамах (рис. Х11.8,б) моменты на
концах стоек . ■■
Мо
Мв=- -: (XII. 18')
* Справочник проектировщика Металлические конструкции промышленных зданий
и сооружений. М., ГосстройизIат, J962.
328
Л!д = Л!в^. (XII. 19')
АВ
Здесь Mo=sgP/8 — опорный момент в баяке с одним защемленным концом,
остальные обозначення приведены ранее.
Если расстояние между осями верхней и нижней частей колонны
е=0,5 Ьв, то нужно учесть возникающие вследствие этого
дополнительные моменты. Для этого рассматривают самостоятельное загружение
рамы сосредоточенным моментом М= —е, приложенным в точке С;
полученную эпюру моментов складывают с эпюрой моментов от
вертикальной нагрузки, определенной без учета смещения всей колонны.
Расчет на сосредоточенный момент, приложенный к стойке, можно
вести в предположении, что жесткость ригеля равна бесконечности,
при отсутствии горизонтального смещения верха колонны (рис.
Х11.7,б) —непосредственно по табл. XII.5 или ХП.б.
При шарнирном сопряжении ригеля с колоннами (поскольку
узловые моменты равны нулю) ригель рассчитывают как обычную ферму,
свободно лежащую на опорах. Моменты возникают только в
ступенчатых колоннах вследствие несовпадения осей верхней и нижней частей
колонны.
Г.* Особенности расчета миогопролетных рам при неодинаковом
шаге крайних и внутренних колонн. В § 1 отмечено, что при расчете
рам, имеющих неодинаковый шаг крайних и внутренних колонн,
условно рассматривается расчетный блок шириной а, равной полусумме
наибольших смежных шагов внутренних колонн (рис. ХП.З). Этот
расчетный блок приводят к условной плоской раме: колонны по каждому
ряду, входящие в зону блока, заменяют в расчетной схеме одной
колонной суммарной жесткости, нагрузки на эти условные колонны
также собирают со всей ширины блока а. Такую раму рассчитывают на
каждый вид загружения как плоскую систему. Найденные усилия
в условных колоннах делят на число колонн, вошедших в расчетный
блок.
2. Расчет рам с учетом пространственной работы
конструкций
При определении горизонтального смещения рамы можно учесть
совместную работу отдельных плоских поперечных рам, объединенных
продольными конструкциями каркаса в пространственный блок.
Наибольший эффект дает учет совместной работы поперечных рам
цеха при воздействии сосредоточенных нагрузок, а именно
горизонтальных сил поперечного торможения и сосредоточенных моментов,
приложенных к колоннам от внецентренного действия вертикальных
крановых нагрузок.
Обычно расчетом учитывают взаимное соединение рам
продольными связями в уровне нижних поясов ферм. Если кровельное покрытие
состоит из крупнопанельных железобетонных, армоцементных, армо-
пенобетонных или других подобных плит, то образуется жесткий диск,
соединяющий верхние концы колонн. При устройстве легкой кровли по
прогонам такого жесткого диска не получается, и в этом случае
взаимосвязь смежных рам образуется благодаря продольным связевым
фермам в уровне нижних поясов ригелей. Эти предпосылки определяют
соответствующие методы учета пространственнее работы рам.
Рассмотрим случай, когда в плоскости нижних поясов ферм имеют-
329
ся продольные связевые фермы (рис. XII.9) и влияние диска
кровли на поперечные деформации не учитывается'.
При действии нагрузки наиболее нагруженная поперечная рама
получит перемещение и через связи вовлечет в работу остальные рамы
блока. Внешние силы, действующие на плоскую свободную раму,
можно заменить эквивалентной силой Рэ, приложенной в уровне
раскрепления ее связями и вызывающей такое же перемещение рамы А, как
и внешние силы (рис. XII.10, б).
Рис. XII.9. Схема простраиствеиного
блока
Рис. XII.10. К расчету
пространственной работы рам
а — основная система при расчете нераз-
резной балки на упругих опорах; б —
расчетная схема рамы с учетом
пространственной работы
а$
М^
М„
М„
М,
1л,г
^ \ в \ в \ в \
^р^
Очевидно,что
~^^ ^~
где б -
связей.
Рэ=А/б. (XII. 20)
■ перемещение рамы от единичной горизонтальной силы, приложенной на уровне
Продольные связи рассматриваются как неразрезные балки на
упругих опорах, шарнирно соединенные с поперечными рамами, которые
и являются упругими опорами. В результате расчета такой балки
(рис. ХИЛО, а) на воздействие сосредоточенной силы Рэ, приложенной к
рассчитываемой раме (опора п), определяются опорные моменты- и
реакции. Реакция на опоре п, являющаяся упругим отпором связей,
«о. =B^п -^п-1 -K+i)IB. (XII.21)
Упругий отпор, так же как и опорные моменты, прямо
пропорционален эквивалентной силе и зависит от геометрических характеристик
системы:
R<y, = a.Ps, (XII.22)
где а — коэффициент упругого отпора связей.
* Гениев А. Н., Беленя Е. И. Пространственная работа конструкций промышленного
цеха. — В сб. ЦНИПС. М., Стройиздат, 1940.
Беленя Е. И. Пути снижения расхода стали в стальных каркасах одноэтажных
промышленных зданий в результате экспериментальных и теоретических исследований
их работы. — В сб. НТО «Экономия металла при применении стальных конструкций>.
М., Стройиздат, 1958.
330
Значение коэффициента а зависит от высоты рамы h, соотношений
погонных жесткостей ригеля и колонны, шага рам В, а также моментов
инерции горизонтальных связевых ферм /^41.
Исследования показывают, что при действии крановых нагрузок
достаточно рассчитать блок из пяти рам. Дальнейшее увеличение числа
рам в расчетном блоке незначительно влияет на усилия в
рассчитываемой раме.
fiJ t с
Рис. XII.11. График коэффициентов а
и а' для блока из пяти рам с колоннами
переменного сечения
Рис. XII. 12. К учету влияния
загружения рам, смежных с
рассматриваемой
/ — линия влияния для усилий
колонн рассматриваемой рамы; 2. 3 —
то же, смежной правой и левой рам
Зависимость коэффициентов упругого отпора а для блока из пяти
рам от геометрических параметров каркаса дана на рис. XII.ll в
функции коэффициента
в» 2 (А а)
(XII.23)
?1« 2 Jr.
Ф
Здесь 2(/id)—сумма приведенных мо.чентов инерции колонн переменного сечения,
входящих в состав рамы; h — момент инерцнн -сечения нгшней части колонны; d —
коэффициент приведения момента инерции колонны
d=l/4-C
при шарнирном сопряжении с ригелем, см. табл. XII.4;
(ХП.24Э)
(XII. 246)
при жестком сопряжении колонны с ригелем, см .табл. XII.4 (или й=йл/12 при
использовании коэффициентов табл. ХП.5, йв — коэффициент реакции при смещении стойкп
с защемленными концами на Д=1).
Коэффициентом а учитывают загружение лишь одной плоской рамы
блока, в действительности же вертикальные и горизонтальные
нагрузки от крана, расположенного невыгоднейшим образом по отношению
к рассматриваемой раме, одновременно воздействуют н на рамы,
смежные с ней. Необходимо учитывать загружение смежных рам, так как
при этом уменьшается упругий отпор связей.
Обычно достаточно учесть влияния нагрузки на две смежные рамы.
Значения Р'^ и Р,, отвечающие загружению смежных рам, можно
определить исходя из соотношений нагрузок, приходящихся на
среднюю раму и смежные с ней в основной системе (рис. XII.12):
2г^^э-
(XII. 25)
На графике (рис. ХП.П) даны значения коэффициентов а и а',
которые учитывают влияние на рассчитываемую раму частичного
загружения крановой нагрузкой смежных рам.
331
Пользуясь графиками коэффициентов а и а', можно определить
полное значение упругого отпора связей для рассматриваемой рамы:
%т = «^+ «' {К + Р"э)- ' (XII.26)
В дальнейшем раму рассчитывают как плоскую, но с учетом
упругого отпора связен Rot, который включают в расчетную схему как
силовое воздействие, приложенное на уровне нижнего пояса ригеля рамы
и направленное в сторону, противоположную смещению рамы.
Разность R ^—"э-~-"от определяет силу, вызывающую смещение
плоской рамы в пространственном блоке, а коэффициент anp=R/Pa
может быть назван коэффицнентЬм пространственной работы. Если
учесть, что
р:+р:=
2j/
Пр —2^
Hi-')'
ф-i) p^.
где По —число колес рассматриваемых кранов на одной нитке подкрановых балок; р=
По
= г— — отношение полной крановой нагрузки на все рамы блока к нагрузке на
paces'
считываемую раму,
то
ад>=1—а —а'(Р-1).
Отношение моментов инерции колонн к сумме моментов инерции
горизонтальных продольных связевых ферм, входящее в формулу
(XII.23), зависит от числа пролетов, высоты здания, шага колонн,
нагрузок. Это отношение определяют по аналогичным проектам или
ориентировочным расчетам. Для одно- и двухпролетных цехов с двумя
продольными связевыми фермами оно может быть ориентировочно
принято в пределах
2/1/2/г.ф=1/2...1/4.
(XII.27)
Пространственную работу каркаса учитывают при наличии
жесткой кровли в предположении, что все рамы здания в пределах
температурного отсека связаны
0.)
б)
^
г—^ ■/
«=ЛзС
•^<ГрГ
tt,_.
(
й
■cJ
ж
1Л.
'Л
гм
Ej.
бесконечно жестким диском
на уровне верхних поясов
ригелей.
В этом случае удобнее
считать, что сила Рд
приложена не к раме, а к
жесткому диску, и рассмотреть его
перемещения и
соответствующие реакции упругих опор
(поперечных рам) (рис.
ХП.13). Очевидно, что
реакция рамы численно равна
силе, составляющей
некоторую часть от Рд, которая
вызывает смещение рамы в
составе пространственного
блока. Перемещения жесткого диска представим как сумму
поступательного перемещения всего блока А' (рис. ХП.13, б) и перемещения от
поворота А (рис. ХП.13, в) нод эквивалентным силовым воздействием
силы Рд, перенесенной в середину блока, и момента М=Рае. Реакция
Рис. XII.13. К учету пространственной работы
каркаса при жесткой кровле
а ~- расчетная схема; б — поступательяое перемещение
блока; в — поворот блока
332
каждой рамы от поступательного перемещения блока будет одинакова
(см. рис. ХП.13, б) и равна:
R'^PJn. (XII.28)
Реакцию любой рамы Ri от вращения блока найдем нз уравнения
равновесия (рис. XII.13,в):
л1=/?;'л^+/?;й2+/?з'»з+.... (XII.29)
откуда после преобразований
^;=-^. (хи.зо)
Так как М = Рае, а е для рассматриваемой рамы равно hiJ2, то
Pseht Р-^'
Полный упругий отпор рамы, к которой приложена сила Рэ,
Наибольшее перемещение под действием силы Рэ имела бы самая
крайняя (торцовая) рама, однако она не может иметь полной нагрузки
от кранов. Поэтому рассматривают обычно работу второй от торца
рамы и ее упругий отпор принимают для расчета всех остальных рам.
Загружение смежных рам учитывают так же, как и при нежесткой
кровле, определяя Р'^ и Р1, отвечающие загружениям торцовой и
третьей рамы, исходя нз соотношения нагрзгзок на рассматриваемую
и смежные рамы (см. рнс. XII.12 и формулы XII.25):
Р'^Ж.р ,р-'^Ж.р
Таким образом, реактивное усилие во второй от торца раме с учетом
загружения двух смежных
с небольшой погрешностью влияние смежных рам можно учесть
коэффициентом р= ~, отражающим соотношение нагрузки, дей-
ствующей на вторую раму, по отношению к нагрузке на все три рамы:
R = ?pJ—
\ п
ZZfu}-
(XII.33)
Далее раму рассчитывают как плоскую, считая, что ее смещение
вызывается силой, численно равной R и действующей по направлению
силы Ра. В этом случае коэффициент пространственной работы
.«^ = _=P|^- + ^^J. . (XII.34)
333
Обозначая Апр смещение рамы с учетом пространственной работы,
можно получить
Дпр = апрД. (XII.35)
где Д — смещение рассчитываемой плоской рамы от силы Ра, равное смещению от
приложенной к раме крановой нагрузки.
3. Проверка жесткости поперечных рам
Известно, что производственные здания с кранами «особого»
режима работы подвержены интенсивным воздействиям этих кранов. Чтобы
обеспечить нормальную эксплуатацию, такие здания должны обладать
необходимой жесткостью. Нормами проектирования ограничены
деформации (смещения) колонн на.уровне верхнего пояса подкрановых
балок в зданиях с кранами «особого» режима работы следующими
размерами:
а) для зданий или отдельных пролетов при плоской расчетной
схеме 1/2500 А';
б) то же, при пространственной расчетной схеме 1/4000 А', где h' —
расстояние от низа базы колонны до головки рельса подкрановой
балки.
Размер этого смещения определяют от силы поперечного
торможения одного крана наибольшей грузоподъемности из числа
установленных в пролете.
Сила поперечного торможения распределяется между двумя
противостоящими колоннами пропорционально их жесткостям; при этом на
менее жесткую колонну передается не менее 30% полной силы
торможения.
Размер горизонтальных смещений колонн в обычных зданиях
проверять не обязательно, в нормах нет допустимых значений смещения
этих колонн.
4. Расчет рам на температурные воздействия
В многопролетных рамах, если их ширина превосходит значения,
приведенные в табл. XI.1, и по каким-либо причинам не устроен
продольный температурный шов (по конструктивным соображениям это
не всегда возможно или целесообразно), то нужно учитывать
дополнительные усилия, возникающие от температурных воздействий.
При определении температурных напряжений в элементах рам
упругими деформациями ригеля пренебрегают.
Рассмотрим многопролетную раму (рис.'XII.14), имеющую пролеты
1и /г, к и т. д. Необходимо прежде всего определить точку, которая
остается неподвижной при температурном удлинении или укорочении
ригеля, обозначим расстояние от этой точки до крайней левой колонны
а, а до крайней правой (L—a), где I —сумма всех пролетов рамы
(расстояние между осями крайних колонн).
При температурном удлинении (или укорочении) ригеля смещения
колонн будут равны (считая смещение влево отрицательным, вправо
положительным):,
Колонна А —eUa
» В —oula—li)
» С +at{L—a~-la—l^
» D +at{L~n—l^
» Е -\-<xt(L—a)
Здесь а=0,000012 — коэффициент линейного расширения стали; t—перепад
температуры.
334
Обозначим горизонтальные реакции упругих отпоров колонн А, В,
С, D, Е (по оси ригеля) при единичном смещении ригеля
соответственно /?1, i?2» ^3, Ri, Rb- Значение R для колонн переменного сечения можно
определить по формуле
где d — коэффициент приведения моментов инерции колонн?л [см. формулу (XU.24)];
h — высота колонны.
Значения R также могут быть определены по табл. XII.5 или XII.6.
Тогда на основании уравнени.я равновесия
— ataRj —cd(а~ li)R^-\- at {I~а — h — /4) /?з +
4- «i (L — а — г4)/?4 + «^ (^ —а) Rb =0, (XI1.37)
Рис. XII.14. Расчетная схема рамы при
определении температурных ' перемеще-
НПЁ
Рис. XI 1.15. Расчетнбя схема рамы с
колоннами различной высоты при
определении температурных перемещений
(XII.38)
откуда
^_ k{Ri + Rz + Ri + Ri) + h{R9 + Ri + nb)-\-h{Ri^-Rb) + URb
Определив значение а, можно найти значение Ait действительного
смещения оголовка каждой колонны при температурных деформациях
ригеля:
4^ = ва'ак, (ХП.39)
где Як-—расстояние от неподвижной точки ригеля до рассматриваемой колонны.
Зная Дк, определяем в соответствии с расчетом рамы изгибающие
моменты, возникающие в результате температурных перемещений,
а также дополнительные температурные напряжения в сечениях колонн
и элементах сквозного ригеля рамы.
При различной высоте колонн поперечной рамы (рис. XII.15)
температурные смещения колонн определяют следующим образом:
1) находят смещения оголовков колонн от температурного
удлинения (или укорочения) ригелей в основной системе и по этим смещениям
вычисляют реакции стержней 1 и 2 в основной системе;
2) определяют обычным путем смещения от реакций (стержней /
и 2) по направлению этих стержней; расчетные значения смещений
оголовков колонн получают сложением найденных перемещений.
5. Определение расчетных усилий в элемейтах рамы
Определив в раме изгибающие моменты от каждой из расчетных
нагрузок, нужно найти их наиболее невыгодные сочетания, которые
333
могут быть неодинаковыми для разных сбчёняй элемейтов рамы. Как
уже отмечалось, нормами проектировайня предусмотрены два вида
основных сочетаний нагрузок:
а) составляемые из постоянной, всех временных длительных
йодной наиболее неблагоприятней кратковременной нагрузки, принимав:
мой без снижения, т. е. с коэффициентом сочетаний Пс=1;
б) составляемой из постоянной, всех временных длительных и
двух или более кратковременных нагрузок, умноженных
на коэффициент сочетания Пс=0,9.
Особые сочетания нагрузок с учетом особых нагрузок и
коэффициента сочетания Пс=0,8 для рам производственных зданий возможны
в очень редких случаях (при наличии особых нагрузок: сейсмических,
аварийных нарушениях технологического процесса, просадок грунтов).
Для рам производственных эдзд1ий обычно составляются оба вида
основных сочетаний нагрузок.
Нагрузки от снега, кранов и ветра относятся к
кратковременным, при этом нагрузки от вертикального давления и
поперечного торможения одного или двух мостовых кранов рассматриваются при
учете сочетаний как одна кратковременная нагрузка.
Для удобства определения расчетных усилий составляют сводные
таблицы усилий в характерных сечениях для колонн рамы (такая
таблица приведена в примере расчета рамы, табл. ХП.8). Моменты в опор-
нцх сечениях ригеля равны моментам, действующим в сечении /—/ для
колонн. В таблице расчетных усилий выписывают значения моментов
М и продольных сил N отдельно от всех нагрузок, п}?йчем для удобства
определения основных сочетаний они приводятся с коэффициентами
сочетания 1 и 0,9 (кроме постоянных нагрузок, котс^иле всегда берутся
с коэффшщентом 1). Усилия М и N выписывают для сечений, где
усилия ROCS»* скачкообразный характер, ик'и изменяется сечение стержня
колонны.
Для иижяего участка коловвы кроме усилий М и N определяют
значение псшеречной силы Q, котврая необходима для расчета
раскосов сквозных колонн и фундаментов.
Для расчета анкерных болтов составляют специальную комбинацию
расчетных усилий в сечении. Обы'вдо она включает в себя наименьшую
продольную силу с наибольшими вазможн-ыми моментами, причем
продольная сила от постоянной нагрузки учитывается с коэффициет-
том перегрузки 0,9, так как она разгружает анкерные болты.
Так как заранее не известно, при каких комбинациях нагрузок
напряжения в расчетных сечениях колсины будут иметь наибольшее
значение, то по данным статистического расчета состэвл>яют несколько
комбйнавдй расчетных усилий. Комбииаини вагрузок должны быть
возможными (реальными), т. е. нельзя рассматривать торможение
крана без одновременного учета усилий от его вертикакльнаго давления
(наоборот, усилия от вертикального давления крана могут
существовать без одновременного торможейИя), нельзя вводить в комбинацию
усилий изгибающие моменты от снеговой нагрузки без одновременного
учета нормальной силы от снега и т. д.
Обычно четыре комбинации усилий: ваибольший ноложительныД
момент и соответствующая ж^млальная сила, наибольший
отрицательный момент и соответствующая нормальная сила; наибольшая
нормальная сила и соответствующие ей положительный и отрицательный
изги4а»щий моменты включают в себя невыгоднейшую для подбора
сечения комбинацию усвлийи'
^е
I 4. УТОЧНЕНИЕ РАСЧЕТА РАМ НА ОСНОВЕ^ ИЗУЧЕНИЯ ИХ
ДЕЙСТВИТЕЛЬНОЙ РАБОТЫ
Практические приемы расчета плоских рам содержат ряд упрощений, которые в
различных случаях по-разному сказываются на результатах расчета.
Расчетная схема рамы (рис, ХПЛб.б), более полно отражающая действительную
работу конструкций, учитывает следующие факторы:
I) рама работает совместно с фундаментом и основанием (грунтом)., который
деформируется под воздействием нагрузки;
а)
F4AEA1747^J7^
D
■^l
ае
6
■«г
р—-
Л
у
'J/
е_[.
Ji
--
5Ш?
Рис XII.re. к уточнению расчета рамы
а — конструктивная схева; 6 — основная система расчетной схемы
2) фланцевое прикрепление верхнегр пояса фермы к колоннам (рис. XII.16, я) под
действием растягивающей силы (от опорного момента в ригеле рамы) работает в
упругой, а иногда в упругопластнческой стадии;
3) крепление ригеля к колонне осуществляется в уровнях верхних и нижних
поясов фермы, а не в однот* сечении (уровне нижнего пояса), как это обычно принимается
в расчетной схеме (рис, XII.1).
Влияние перечисленных факторов изучено теоретически и эксп^иментально и
может быть учтено расчетом'.
Пример расчета поперечной рамы производственного здания
Исходные данные. Требуется произвести статический расчет и определить
расчетные усилия в элементах рамы трубоэлектросварочного цеха. Параметры здания те же,
что и в примере, приведенном в гл. XI. Место строительства г. Череновец.
Расчетная схема рамы. В соответстиии с
конструктивной схемой поперечной рамы (см. рис. XI.26)
назначаем ее расчетную схему (рис. XII.I7).
Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего
участков колонн
е=0,5г^,—0,5&в = 0,76—0,5 = 0,25 м.
Соотношения моментов инерции элементов р^мы
принимаем
Сч
З^ф ^> ® ^
Ji/Ji = 5; /р//2 = 20.
^а
^,
30
5S
\"^
Нагрузка на раму. Постоянна» нагруз- Рис. XfI.Г7. Расчетная схема
к а (табл. ХИ.7). ^*'*н>«
» Беленя Е. И Пути снижения расхода стали в стальных каркасах одноэтажных
пвомышлениых здайий в результате 9KcnepHMeHtajB>H»x и тесчжгиэдаяк ^следований
их действительной работы. — В сб. НТО «Экономия металла при нрилеиеиии cxaJibHbK
кюяструкций». М., Стройиздат, 1958. ^ , , .
Беленя Е. И., Клеяиков Л. В. Исследование совместной работы тсяований,
фундаментов и поперечных рам стальных каркасов промышленных зданий. ЦНИПС.
Научное евобщение. вып. 28. М., Стройиздат, 1957.
22^—4»й
337
ТАБЛИЦА ХП.7
Постоянная нагрузка на
Состав нагрузки
Защитный слой (битумная мастика с втоп-
ленным гравием), Y=21 кН/м', ft=10 мм
Гидроизоляционный ковер D слоя
рубероида на битумной мастике)
Утеплитель (пенопласт ФРП-1), \'=
=0,5 кН/м», ft=100 мм
Пароизоляция (один слой пергамина)
Стальной профилированный настил
Прогоны
Собственная масса металлических
конструкций шатра (фермы, фонари, связи)
Итого
ригель рамы
Нормативная,
кН/м»
0,21
0,2
0,05
0.04
0,15
0,2
0,45
1.3
Коэффициент
перегрузки
1,1
1,1
1.1
1.1
1,1
1.1
1.1
Расчетная,
кН/м»
0,25
0,22
0,06
0,04
0,17
0,22
0,49
1,46
Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля рамы
7=1,45.12=17.4 кН/м.
Опорное давление рт^ля от постоянной нагрузки
ql 17,4-30
^1- 2 - 5
= 260 кН.
3S5 1 3SS
4—1,
. ff.7 [ 5.1
'12
L
'-1
^"^--4^*^
L
. 5,1
1Г
1 S.ff
^12
1
J^^T.,-—-^
22М
Рис. XII.18. К определению нагрузки от
кранов
t,29^o ^^
■V2j^
z 1
4т-
5s
Рис. XII.19. К определению нагрузки
от ветра
Нагрузка от снега. Расчетная нагрузка иа 1 м длины ригеля рамы по
формуле (XI 1.3)
p==nPocS= 1,46-1,5-Ы2-= 25,1 кН/м,
где п=1,46 — коэффициент перегрузки при отношении собственной массы покрытия ?"
к нормативному весу снегового покрова р^:
<?"/Ро= 1,3/1,5 = 0,87;
ро=150 кг/м^=1,5 кН/м^ — нормативный вес снегоиого покрова для г. Череповца (см.
прил. 1).
Опорное давление ригеля от сдеговой нагрузки
р1 25 1-30
Ар = Р~ = -^^ = 376 КН.
Нагрузка от мостовых кранов. Вертикальное давление,
см. рис. XII.18 и формулы (Х11.4) н (Х11.5):
^макс = «с п/'макс 2^ + б„.к = 0,95-1,2-355-2,94 + 100 = 1290 кН;
D„„„ = йс «/'мни 2г/+ G„.K = 0,96.1.2.136.2,94 + 100 := 552кН.
^8
Здесь Ямако=35,5 т=355 кН по прил'. 2,
Q + G 30 + 68
-Рмин = -Рмакс = — 35,5 = 13,5 т = 135 кН.
По 2
Сосредоточенные моменты от вертикального давления кранов,
формула (XII.6):
Ломаке = Омаксйк = 1290-0,75 = 970 кН-м;
Мшт = Омнн «к = 552-0,75 = 415 кН-м,
где йк=0,5 •Ьн = 0,5-1,5 = 0,75 м.
Поперечная горизонтальная нагрузка на раму от торможения
тележки крана, см. формулы (ХП.8)—(ХИ.Ю).
Нормативная сила
Т-н ^ / (Q 4- Gj) Пр/л = 0,1 C00 + 125) 1/2 = 212 кН.
Здесь Q=30 т=300 кН, Gi=12,5 т=125 кН — вес тележки крана (см, прил. 2).
Сила на одно колесо крана
Гк = Т«/л = 212/2 = 106 кН.
Расчетное горизонтальное давление на колонну
Т'макс = ПспТк Sv = 0,95-1,2-10^'».2,94 = 360 кН.
Ветровая нагрузка, рис. XII. 19. Нормативный скоростной напор ветра
для г. Череповца <?о=27 кГ/м2 = 0,27 кН/м^ (см. прил. 1).
Эквивалентный равномерно распределенный скоростной напор ветра <?о,экв до
уровня низа ригеля найдем по формуле (XII.13). Предварительно определим изгибающий
момент от фактического напора ветра на стойку:
., 0,27-16^ , A,12 — 1H,27A5—10)/., 2 Л „, „ „
М^-^ +i-: '-^ i(^ll + Y5J = 35,8KH.M;
2М 2-35,8
90.ЭКВ = IT = "Tir = ^'^^ ^^"'^-
Расчетная нагрузка на 1 м длины колонны от активного давления
<7 = Л9оэквСВ= 1,2-0,284-0,8.12 = 3,3 кН/м.
Расчетная сосредоточенная сила в уровне ригеля
Г=[1,2A,12+1,29)/2].7.65.0,27-0,8.12 = 28,5кН.
Расчетная нагрузка от отсоса:
q' = @,6/0,8)^ = 0,75-3,3 = 2,48 кН/м;
W" = @,6/0,8)F = 0,75-28,5=21,4kH.
Статический расчет рамы. Расчет на нагрузки, приложенные к ригелю.
Постоянная нагрузка. Основная система и схема нагрузки для расчета
рамы приведена иа рис. XII.20, а.
Сосредоточенный момент вследствие смещения осей верхней и нижней частей
колонны
М = —Л, е = —260-0,25 = —65 кН-м.
Положительное направление мЬмента принято по часовой стрелке, так как для
дальнейшего расчета будем использовать коэффициенты табл. XI 1.5. Параметры для
табл. XI 1.5:
n==/2/yj= 1/5 = 0,2; А, = а//г = 4,7/16 = 0,294 и 0,3.
Каноническое уравнение для левого узла
ф1''и + ''1р = 0.
Эпюру моментов в основной системе Мр от внешней нагрузки см. на рнс. XII.20, б.
22* 339
Моменты на стойках:
М^ = /С^М = 0,353 (—65) = 22,9 кН-м; М^-= К^М = —0,145(—65) =9,41кН-м;
М1= /(^Л1 = 0,305(—65) = —19,8кН.м;
М1= К^ iW=(/(c —1)Л4-@,305—1)(—65) = 45,2кН-м.
Моменты на опорах ригеля (как в защемленной балке)
17,4-30?
'"^ 12
12
= —ШвОкН.м.
'^^ К @ /I '^'^^ IC^SiS)/'^^?*
Hi)
в
■■ тз -
®
ш
Рйс, Х11.20. К расчету рамы иа постоянную
нагрузку
Эпюру моментов в раме М.\ от поворота ее узлов на угол ф1 = 1 см. на рис. XI 1.20, е.
Моменты на стойках:
М^ = /(^, = 0,887i; Л1с=/Сс^ = —0.472i; М^ =/(^f = — l,055t.
Моменты, ha опорах ригеяя
2^^2E^A=i^=.8^S=4.25..
Коэффициенты канонического уравнения:
'■ц* »•" + ''?Г - 1.055i + 4,25г = 5,3.-;
hv = '^ + »■??' = - ^•'^^ -1300 = -1310.
Фактический угол поворота
щ_ —1310 246
ф__^^^ 5.3< - t •
Эшора моментов Miq) от фактического угла шжорота ^ряс. Х11.2в,е^г
246
М^ = 0,887» — = 218 кН.м.
зт
24в 246
Л!в = — 1,055< — = — 260 кН• м; Мс = — 472f — = — 116 кН- м;
246
М"'"= 4,25/—= 1050 кН.м.
в (
Расчетная эпюра моментов M=M-tW+Mn в раме от заданной нагрузки
(рис. XII.20,d).
Моменты на стойках:
М^ = 218 — 22,9 =» 195,1 кНм; Af^ = — 260 + 9.4 = — 250,6 кН-м;
Л1=,= —116—19,8 = —135,8 кН-м; iWj = —116+ 45,2 = —70,8кН-м.
Моменты на опорах ригеля
Mf" = 1050—1300 = — 2б0кНм.
Проверкой правильности эпюры моментов служит равенство моментов на стойке и
ригеле в узле В B50,6 кН»250 кН), равенство перепада эпюры моментов в точке С
а)
•362
•362 -362^
? к: . А
•362 6}
^•зи,в
\ ®
3^,6
Рис. XII 21. Эпк>ры усилий в раме от снеговой нагрузки
а)
В
'® ''^'"'-Л -бО\
ё) -ш
V
■i
g) 1.9'i2i -1,9^21
,4,-'/
/ ^^S6 52.$ П' I ^7<^^*
j«; us
/.(i092t {^
-i,3*fi 4^411
■0.092t
-671 ^
-m
г
^39 ® m/
21» 272^
289
e
0.
SS2
-mo
7-
Рис. XII 22. К расчету рамы иа вертикальную
нагрузку от кранов
341
A35,8—70,8 = 65 кН) приложенному внешнему моменту F5 кН), а также равенство
поперечных сил на верхней и нижней частях стойки (рис. 20, е):
Qa-C = '-77-. = - 24 кН;
-70,8 — 195,1
11,3
-250,6 —(—135,8)
Qr „ = '- i— ' - = —24кН.
Эпюра нормальных сил в раме приведена на рис. ХП.20, а«. Нормальная сила в
стойке равна давлению ригеля (Л, = 260 кН), нормальная сила в ригеле равна
поперечной силе в стойке B4 кН).
Нагрузка от снега полностью подобна постоянной нагрузке, поэтому
эпюры моментов, поперечных и нормальных сил от снеговой нагрузки (рнс. XII.21)
получаем умножением соответствующих ординат эпюр от постоянной нагрузки на
соотношение снеговой и постоянной нагрузки
р/9 = 25,1/17,4 =1,44.
Расчет на нагрузки, приложенные к стойкам. Вертикальное давление
кранов (тележка с грузом слева). Основная система и схема нагрузки для расчета
рамы приведена на рис. ХП.22, а.
Каноническое уравнение для определения фактического смещения
Эпюра моментов в основной системе Мр от внешней нагрузки (рис. XII.22, б). На
левой стойке (с использованием коэффициентов табл. XII.6):
Л!^ = /Сл Л1 = 0,353-970 = 341 кН-м; М^= К:^М = —0,145.970 = —141 кН-м;
Ml = /С^Л1 = 0,305-970 = 296 кН-м;
М1= Кс М= {Кс — 1)М== @,305 — 1) 970 = — 674 кН-м.
Моменты на правой стойке можно получить при помощи тех же коэффициентов
табл. ХЬ.б или используя соотношение
Л1„ив/Л1„ако = 412/970 = 0,425.
Суммарная реакция верхних концов стоек
^1р = ^^^ + ^?з"'' = -К«^+К^^ = -1.5^Ч1,5^^=-52,5кН.
Эпюра моментов в раме Mj от смещения ее верхних узлов на Ai=l и реакции на
конце стоек (табл. XII.6)
Гц = 2|/?в1 = 2|/Сд| (t/h) = 2.6,283 (</16) = 0,785^
Фактическое смещение
А = —npfra = —52,5/0,785/ = + 66,8//.
Смещение рамы с учетом пространственной работы каркаса (кровля не жесткая):
Апр = «пр Д = 0,44.66.8// = 29,4//;
«пр = 1 — а •
''(^-0 = '-°''-^-°'^'К^-') = °''*-
342
Коэффициенты ana' приняты по графику на рис. XII. И в зависимости от с:
В» 2/i
ЛЗ 2/,
г.ф \16J
+
6,28
12
0,03;
6.28
= -"Г- , где Kr —коэффициент реакции Rb ot Д=1 (см. табл. XII.6).
'^'^ 1^ 12
Эпюру моментов MiAnp от фактического смещения рамы с учетом
пространственной работы получим умножением ординат эпюры от смещения на Ai = l (рис. XII.22, в)
на Дпр=29,4/; (см. рис. Х11.22,г).
Расчетная эпюра моментов M—Miiii,p+Mp приведена на рис. XII.22,5, эпюра
поперечных сил (рис. XII.22, е) строится по эпюре моментов (так же, как это сделано
при загружении рамы постоянной нагрузкой). Нормальные силы в нижних частях стоек
равны соответственно давлениям Г'макс = 1290 кН и /)мин=552 кН, в ригеле
—поперечным силам на верхних концах колонн (рис. XII.22, ж).
Рис. XII.23. Эпюры усилий от
силы поперечного торможения
тележек кранов
Л
гг ^
TrrJf
®
ts,2 s.e^
Рис. XII.24. Эпюры усилий от
ветровой нагрузки
Эпюры усилий от вертикального давления кранов при положении тележки с
грузом у правой колонны можно получить зеркальным отображением трех вышеполучен-
ных эпюр.
Поперечная горизонтальная нагрузка от торможения
тележки крана (сила приложена к левой колонне и действует вправо). Расчет ведется
аналогично расчету на вертикальное давление кранов: для основной системы
(рис. XII.22, а) строятся промежуточные эпюры моментов от силы Г=360 кН, эпюра
от смещения Ai=l остается без изменения (рис. XII.22, в), коэффициент
пространственной работы остается также прежним (aiip=0,44). После нахождения моментов от
фактического смещения (AfiAnp) строятся расчетные эпюры М и Q, рис. XII.23, а, б
(нормальными усилиями в стойках и ригеле пренебрегаем). Для упрощения учебного
проектирования допускается принимать точку приложения силы Т на уровне уступа
колонны (фактически сила Т приложена несколько выше, в уровне верхнего пояса
подкрановой балки). Эпюры усилий от действия силы Т в другом направлении, а также
на правую стойку получаются с помощью изменения знаков и зеркального
поворота эпюр.
Нагрузка от ветра (ветер слева). Статический расчет также ведут
аналогично расчету на вертикальное давление кранов. Вследствие того что ветровая
нагрузка приложена одновременно ко всем рамам, пространственную работу каркаса не
учитывают и эпюру AfiA строят от перемещения А плоской рамы. Расчетные эпюры
усилий М и Q от ветровой нагрузки приведены на рис. XII.24 (нормальными усилиями
в стойках и ригеле пренебрегаем). Эпюры усилий от ветра справа получаем
зеркальным поворотом эпюр.
Определение расчетных усилий в элементах рамы. Данные статического расчета
сводим в таблицу расчетных усилий для одной из колонн рамы (например, левой) и по
ним составляем возможные сочетания нагрузок в соответствии с § 3, п. 5 настоящей
главы (табл XII.8). Наибольшие усилия для подбора сечений элементов рамы
выделены рамкой.
э«з
ТАБЛИЦА XII.8
Таблица расчетвых усилий в колонне ряда А
Нагрузки и
обозначение сечеввв
iS§
Верхняя часть стойки, сечеиве
1—1
М, кН-и
N. кН
2—2
М, кН И
N. кН
Нижняя часть стойки, сечение
3-3
М, кН И
N. кН
4—4
М, кН'М
N, кН
Q, кН
Постоянная
шшшшпт^»
-251
-260
-136
-260
-70,8
—260
+195
-260
—24
шшшшпк'
Снеговая
tt
-362
-376
-196
—376
—102
-325
-338
-176
-338
—92
—376
+281
-376
-338
+253
-338
—34,6
—31,1
Оклкс на левую
стойку
'<»»«• Jji Я""*"»
-84
+299
-671
—1290
+214
—1290
—75,6
+269
—604
—1160
+ 193
—1160
—79
-71
DutiKo на правую
стойку
'WUO
id
.W,
'нале
-117
+123
-105
+111
—289
-552
+272
—552
-260
-497
+245
-497
-50
-45
Гмако на левую
стойку
п
±33,4
±61,8
±61,8
±120
±30
±55,6
±55,6
±108
±16,2
±14.6
4*
5
5*
Основные
сочетания
нагрузок
2
ел
Гыакс на правую
стойку
Ветер слева
Ветер справа
+ Ммаио
"ооот»
—Ммяке
iVoOOTB
\! У fmmt
1 1
W
1
V
|И Г1
t
14 м
№ нагрузок
№ нагрузок
№ нагрузок
№ нагрузок
1
1
0,9
1
0,9
1
0,9
1
0,9
1
0,9
±27,6
±24,8
+ 180
+ 162
— 196
-176
1, 5
-It
—260
—
—
—
1, 2
-613
—636
1, 2, 3*. 4, 5*
*-887
—598
±1,3
±1,2
+40,4
+36,4
-33
—29,7
1, 3, 4
+224,8
1. 3,
+22,5
1.
—332
1, 2
—342
-260
4, 5
—260
2
-636
. 5*
—598
±1,3
±1.2
+40,4
+36,4
—33
—29,7
1, 5
—30,4
-260
—
—
—
1, 3, 4
-803,6
—1550
1, 2, 3, 4, 5*
—852, ll—1758
±61,6
±55,4
—596
—536
+574
+517
1
+769
1, 2, :
+ 1318
1,
—401
5*
-260
*, 4, 5
—1095
5
—260
—
—
—
±6,6
±5
+74,9
+67,4
—68
-61,2
Продолжение табл XII8
Основные
сочетания
нагрузок
Нагрузки и
обозначение сечений
А'мако
+Л1
Л/мако
j'WcOOTB
-j"/И с оотв
Уиако
№ нагрузок
№ нагрузок
№ нагрузок
№ нагрузок
№ нагрузок
№ нагрузок
н о
V
as
X s
°s
« о
1
0,9
Верхняя часть
/—/
М, кН м
W. кН
1, 2
—613
-636
1. 2, 5
—414
-598
1 '' ^
1
0,9
1
0,9
—613
—636
1, 2, 3*, 4, 5*
1 —887 1 —598 1
стойки, сечение
2—2
М, кН м
/V, кН
1. 2
—332
—636
1, 2, 3, 4, 5
-49
—598
I, 2
—332
—636
1, 2, 3*, 4, 5*
—342
—598
Нижняя часть стойки, сечение
3—3
М, кН-м
1, 3
—680
/V, кН
, 4
-1550
1, 2, 3, 4. 5
—674,8
-1758
1, 3, 4
—803,6
1, 2, Е
—852,1
—1550
, 4, 5*
—1758
4—4
М, кН м
К, кН
1, 3, 4
+529
1550
1. 2, 3. 4, 5*
1+12661 -1758 1
1, 3, 4
+289
—1550
1, 2, 3, 4, 5
—4
-1758
1, 5*
+ 1769
—260
Q, кН
1, 2, 3.
4. 5*
1 —201,91
Глава XIII
КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЯ
Система покрытия производственных зданий состоит из кровельных
(ограждающих) конструкций, несущих элементов (прогонов, ферм,
фонарей), на которые опирается кровля, и связей по покрытию,
обеспечивающих пространственную неизменяемость, жесткость и устойчивость
всего покрытия и его отдельных элементов.
§ 1. КОНСТРУКЦИИ КРОВЛИ
Конструкция кровельного покрытия производственных зданий
решается с применением прогонов или без них. В рервом случае между
стропильными фермами через 1,5—3 м устанавдйвают прогоны, на которые
укладывают мелкоразмерные кровельные плиты, листы, настилы. Во
втором случае непосредственно на стропильные фермы кладут
крупноразмерные плиты или панели шириной 1,5—3 м и длиной 6 или 12 м,
совмещающие функции несущих и ограждающих конструкций. Оба эти
варианта применяют для отапливаемых и неотапливаемых зданий вне
зависимости от шага стропильных ферм F или 12 м). При выборе
конструкции кровли учитывают технологические и экономические факторы:
назначение здания, температурный режим внутрицеховой среды,
стоимость возведения, наличие производственных баз по изготовлению
крупноразмерных панелей в районе строящегося объекта, условия
транспортирования, обеспеченности требуемыми монтажными механизмами
и т. д.
Кровля по прогонам получается легче вследствие небольшого
пролета ограждающих элементов, но требует большего расхода металла
(прогоны делают преимущественно стальными) и более трудоемка в
монтаже. Беспрогонная кровля индустриальна и проста в монтаже,
обеспечивает меньший расход стали (при применении железобетонных панелей);
основной недостаток ее — большая собственная масса.
Снижение веса кровельной конструкции имеет чрезвычайно важное
значение, ибо это уменьшает стоимость не только конструкции кровли,
но- и всех нижерасположенных конструкций: фонарей, ферм, колонн
и фундаментов.
Все это надо учитывать при технико-экономическом сравнении
возможных вариантов конструкции кровли, на основе которого и выбирают
оптимальное решение для конкретного здания.
1. Покрытия по прогонам
Конструктивная схема покрытия по прогонам показана на рнс. XIII.1.
В качестве прогонов применяют прокатные балки, балки из гнутого
листа либо легкие сквозные конструкции (особенно при шаге
стропильных ферм 12 м). Кровельные покрытия бывают теплыми с
термоизоляционным слоем (применяют их в отапливаемых производственных
зданиях) и холодными без утепляющей прослойки; применяют их
для неотапливаемых зданий (складов, вспомогательных помещений),
а также для горячих цехов, имеющих избыточные тепловыделения от
технологических агрегатов.
Для теплых кровель в качестве кровельных плит, укладываемых по
прогонам, широко применяют стальной профилированный настил, армо-
цементные и асбестоцементные плиты.
Весьма целесообразно при устройстве кровель производственных
зданий применять стальной профилированный настил (рис. XIII.2,а).
347
Стальной профилированный настил (рис. XIII.2,a) изготовляют из
оцинкованной стали толщиной 6=0,8; 0,9 и 1 мм, шириной Bss=680, 711
и 782 мм, высотой профиля А=40,,60 и 80 мм и длиной до 12 м (можно
и больше, но с такими листами трудно работать).
, Условное обозначение листов по ТУ 34-5831-71: Н 40-711-08,
Н 60-782-1 @,9; 0,8), Н 79-680-1 (настил, высота п|>офиля Л, ширина В,
толщина листа б).
Профилированные листы
укладывают по прогонам, расположенным
обычно через 3 м по разрезной или не-
раарезной схеме. Листы крепят к
прогонам самонарезающими болтами
(рис Х1П.2,б) диаметром 6 мм.
Между собой листы соединяют вдоль
длинной стороны комбинированными
заклепками rf=5 мм (рис. XIII.2,в),
устанавливаемыми через 300 мм и
позволяющими вести клепку, находясь с
одной стороны настила (рйс. ХШ.2, г).
Собственная масса
профилированного настила 10—15 кг/м^
■ Для устройства теплой кровли в
качестве плит можно применять армо-.
цементные плиты номинальной шири-^
ной 500 мм, пролетом 1,5 или 3 м (рис. XIII.3).
Холодные кровли покрытия часто выполняют из волнистых асбесто-
цементных, стальных или алюмиииевях листов, укладываемых по
прогонам; они являются одновременно несущими и ограждающими
конструкциями (рис. XIП.4).
Рис. XIII.1.
Схема покрытия по
прогонам
Рис. XIII.S. Теплая кровля со стальным профилированным настилом
• кровельный ваствл; £ — свионарезающкй боат; в <-комбинированная гаклелка; г ~ узел
кровельного покрытая
Асбестоцементные волнистые листы имеют 5=1125 мм и /=1750,
2000 и 2500 мм, собственная масса их равна в среднем 20 кг/м^.
Стальные волнистые листы поставляют В=570... 835 мм, /=1420, 1500
S48
и 2(KH мм, толщиной 1-т1,8 мм. Высота волны стальных листов h равна
30 и 35 мм.
Алюминиевые волнистые листы изготовляют по специальному
заказу, толщину их принимают обычно 0,8—1,2 мм. Волнистые листы
укладывают по прогонам, расположенным через 1,25—1,5 м (до 3 м при
алюминиевых листах с высотой волны ft=60...80 мм) и перепускают
внахлестку на 150—200 мм. Чтобы вода не протекала через швы между
листами, уклон кровли из волнистых листов должен быть не менее 1/7
для металлических кровель и 1/4 для асбестодементных. Волнйстйе
Ш^яаяптшнный KOtv
'Асфааыпотя стяжка
М»оцтентные плиты
Вершшпщ
стдопиль-
НОИ
фермы
Рнс XII 1.3. Теплая кровля с
применением армоцементных плит
а — кровельная плита; б —узел 1фовель>
80Г0 П01фЫТВЯ
Рнс. XIII.4. Холодвая кровля
а —волкистый лист; б —креодение
волнистых листю к прогоюи; <г>-кр(»ая из
поосквх сталиаых аистов
в!
«д::ф^/^/\/\/\л.
»
4?
еаяюкт*»
виеага
--^'^^
/
Х'
листы крепят к прогонам при помощи специальных упругих клящГеров
или крюками из круглой стали (см. рис. XIII.4, б). , /^
При установке алюминиевых листов иа стальные лрогоцы во
избежание электрохимической коррозии необходим» шяыиочить возможность
непосредственного контакта встали и алюмияия. Ддя этого
соприкасающиеся поверхности покрывают специальными грунтами (например,
грунтом АЛГ в два слоя) или применяют изолирующие прокладки.
Стальные метизы для крепления листов нужно оцинковывать или кад-
мировать.
Применение асбестоцементных листов в горячих цехах ограничено
их малой долговечностью из-за пересушиваний и последующего
растрескивания.
В горячих цехах металлургических заводов часто применяют
стальную кровлю из плоских листов толщиной 3— мм (рис Xm.4j^e).
Стыки между листами сваривают сплошными швами, обеспечивающими
полную герметичность кровли, поэтому уклон таких кровель может
быть принят таким же, как и для рулонных кровель, 1/12—1/8. Иногда
для холодных кровель применяют армоцементные плиты (рир. XIII.3),
по которым устраивают выравнивающий слой и наклеивают рулонный
гидроизоляционный ковер.
849
2. Беспрогоииые покрытия
Конструктивная схема беспрогонного покрытия показана на
рис. XIII.5. Для теплых кровель широко применяют различного вида
крупнопанельные унифицированные железобетонные плиты шириной 1,5
и 3 м и длиной 6 и 12 м (рис. XIII.6,о). Высота плит при пролете 6 м
равна 300 мм, при пролете 12 м— ^
450 мм.
Недостаток крупнопанельных . ,
плит — их большой вес A,4— |Г Y\\ ^
Мраизотцтнный кфр
-АсфалилоВая с/пямко
-Kfii/nHanaHejibi/uia плиты
Рис. XIII.5. Схема беспрогонного
покрытия
5С!
•»)
К5
to.
\ . . ..
1 /
г 1
' ' 1
г 1
1 1
1 1
1 <
г 1
1 1
г ,
1 г
1 1
?- -_TT.-:.-J. !>.
h '
yso/гки
Рис Xin 6 Кровля
по крупнопанельным
плитам
а —плита; б —узел
кровельного покрытия
CQ
Зтеплитель из
пенопласта
Алюминиевые листы
гЛ= 1,5мм
«У
Ось
вариант иЪшмтрии
Шитый npoamfti^MH прбфийитЩый
lib ' >' ■
вариант
Гнутый/Ш'
. I—"—Ц - I III II III
и. —.. — — —л
, CMe>«fiesa^«fi«\ 'Zii^bie ребра
6=5000
Рис. XIII 7 Панели для теплых кровель
а — алюминиевая; б — из гнутых профилей с профилированным настилом
1,7 кН/м^, СМ. табл. XIII.I), утяжеляющий все нижележащие
конструкции каркаса здания.
Для покрытий производственных зданий применяют армопенобетон-
ные плиты (КАП), совмещающие функции плиты и утеплителя, а также
часторебристые, вспарушенные и другие плиты, характеристики которых
есть в каталогах типовых сборных железобетонных изделий.
350
Лучше применять плиты шириной 3 м, так как при этом
обеспечивается узловая передача нагрузки при типовых размерах панелей ферм.
При плитах шириной 1,5 м верхний пояс фермы работает на местный
изгиб или нужно устанавливать дополнительные шпренгели (что
утяжеляет и усложняет стропильную ферму). ,
Стальной ,, А,
«/ лист ff з-^нп «/ ~П
^ jiiiiiinimnni
teopa о 6-8 т профиль ^=>
«■■•■/>и ■ "■■' -triv
FeSpa S 6-8 ни профиль ^ _~Т
А
и^-А» - "" Y^ й^^
«е/« BOO-WOO закпеани 'Распорки из I
через 2-Jh
Рис. XIII.8. Примеры конструкций холодных кровельных панелей ,
а — стальной с ребрами из прокатных профилей; б — из гнутого листа; в — с применением алю-
миниевых волнистых листов
Стремление облегчить теплую крупнопанельную кровлю требует
поисков других конструктивных решений панелей с применением гнутых
профилей, алюминия, легких утеплителей. В качестве примера на
рис. XIII.7, о показан поперечный разрез трехслойной кровельной
панели шириной 1,5 м, разработанной ЦНИИпроектстальконструкцией
совместно с ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко; такой панелью можно
перекрыть пролет 6 м.
Взаимное соединение щитов поперек стока воды производится вза-
крой, вдоль стока — стоячим фальцем. Пространство между панелями
заполняют изоляционным пластиком. Расход алюминия на такие панели
составляет 10,5 кг/м^ пенопласта — 6,5 кг/м^. Следует отметить, что
рациональные KOijpTpyKHHH утепленных панелей пока недостатдчно
разработаны, а имеющиеся сложны и дороги и поэтому применяются только
при специальном обосновании (например, в отдаленных и труднодостуП'
ных районах). х""^
Для холодных кровель крупноразмерные панели применяются чаще,
так как конструкция их получается достаточно простой. На рис. XIII.7, б
приведен поперечный разрез панели пролетом 12 м с применением
гнутых профилей и профилированного настила. Некоторые решения
других панелей со стальными и алюминиевыми листами показаны на
рис. ХП1.8.
§ 2. ПРОГОНЫ
Простейшими прогонами являются балки из прокатных швеллеров
или двутавров. Такие прогоны рациональны при пролете 6 м; при шаге
ферм 12 м прокатные прогоны не применяют, так как они становятся
очень тяжелыми и приводят к большому расходу стали.
Широко применяются прогоны из гнутых листов толщиной 4—6 мм
швеллерного сечения. Прогоны из гнутого профиля несколько легче
прокатных, но и^ удельная стоимость выше (из-за более высокой
стоимости листовой стали плюс стоимости профилировки). Прогоны из
гнутых листов могут иметь сравнительно развитую высоту при
относительно тонкой стенке, поэтому их применяют при шаге ферм 6 и 12 м с
легкой (холодной) кровлей. При больших нагрузках и шаге 12^ м прогоны
из гнутых профилей также становятся слишком металлоемки, и в этих
случаях рациональнее становятся сквозные прогоны.
351
Рве. Xm.9. Установка сплошных прогонов
о — не коньке; б — в еидавах! в — иа фонаре
рты Прагой»
I I .1
Л-—-——!-— Ж—\.||| ■ '•■ ' • т
й-4^9
eesa
О Тяжи ()
d 18-22 мм
:i«ii
I
I
I I
-ft «г-
и.
(Шрионт^,
Тяяс
а 18- 22 мм
Рис. Х1П.10. К расчету прогонов
а —схема действия нагрузки; б—
развязка прогонов в плоскости ската тяжами;
е — к определению ра'-четных усилий в
прогоне
352
На коньке кровли, у ендов многопролетяых зданий, над остекленневк
фонарей применяют составные прогоны из прокатных профилей либо
гнутые профили усложненной формы (рис. XIII.9).
I. Прогоны сплошного сечения
Сплошные прогоны, расположенные на скате кровли, работают на
изгиб в двух плоскостях. Вертикальная нагрузка q от кровли может
быть разложена на Цх, действующую в плоскости большей жесткости
прогона, и скатную составляющую Цу (рис XIII.10,а). При небольших
уклонах кровли скатная составляющая невелика вследствие малой
жесткости прогона относительно оси у—у; напряжения от нее, однако,
получаются большими. Чтобы уменьшить изгибающий мрмент, от
скатной составляющей прогоны раскрепляют тяЖами из круглой стали
диаметром 18—22 мм (рис. XIII.10,б»), уменьшающими расчетный
пролет прогона в плоскости ската. Тяжи ставят между всеми прогонами, за
исключением конькового. В панелях у конька тяжи идут наклонно
и крепятся к стропильной ферме или к коньковому прогону вблизи опор.
Если на коньке установлены два наклонных прогона (см. рис. XIII.9,а),
то они должны быть связаны между собой. Погонная вертикальная
нагрузка^ на прогон
9 = (9ф/со8а-Ь рN + 9с.м. (ХИ1.1)
где 9ф — расчетная нагрузка от массы 1 м^ кровли; а — угол наклона кровли к
горизонту (прн уклоне кровли (<1/8 можно принимать cos а=1); р—расчетная нагрузка
от снега, см. формулу (XIII.5); Ь — расстояние между прогонами; ^с.м — расчетная
погонная нагрузка от собственной массы прогона.
В зданиях с фонарями, с перепадами высот по длине или ширине
расчетная снеговая нагрузка не является равномерной по ширине
пролета здания и существенно увеличивается у перепадов высот (снеговые
мешки, что является особо опасным для прогонов и учитывается
коэффициентом с.
Составляющие нагрузки qx и qy в зависимости от угла наклона ската
кровли а будут равными:
9^=^cosa и 9j=9sina, (XIII.2)
Значения изгибающих моментов в плоскости меньшей жесткости
прогона зависят от числа тяжей (рис. ХП1.10,б). При шаге ферм 6 м
обычно ставят один тяж, прн шаге 12 м или крутом скате лучше
поставить два.
При постановке одного тяжа изгибающий момент в плоскости ската
находят как опорный момент в двухпролетной неразрезной балке (в том
же сечении, где Мх максимален). Значения изгибающих моментов при
постановке двух тяжей даны на рис. ХП1.10, в.
Наибольшие напряжения в прогоне от совместного действия изгиба
в двух плоскостях
a=ax-bag'==MJWj:+MylWg^R. (XIII.3)
Прочность прогонов разрешается проверять с учетом развития
пластических деформаций по формуле ^
a = M,/l,l2U7, + Mp/I,2U7j,<i?, (XIII.4)
Если кровельный настил «крепится к прогонам жестко и образует
плотное полотнище (например, плоский стальной лист, приваренный
к прогонам, стальной профилированный настил, прикре**е«иый к
прогонам самонарезающими болтами и соединенный между собой
заклепками и т. п.), то скатная составляющая будет восприниматься самим
23—478 353
i полотнищем кровли. В этом случае необходимость в тяжах отпадает
и прогоны можно рассчитывать только на нагрузку Цх- Общую
устойчивость прогонов не проверяют, так как устойчивость их обеспечена
силами трения между прогонами и опирающимися на него по всей длине
кровельными плитами или настилом.
Прогиб прогонов проверяют только в плоскости его большей
жесткости, он не должен превышать 1/200 пролета (от нормативной нагрузки).
Вертикальный прогиб прогонов, устанавливаемых над остеклением
фонарей (см. рис XIII.9,e), во избежание растрескивания стекол должен
быть не более 1/500 пролета.
Прогоны крепят к поясам ферм коротышами из уголков, планками,
гнутыми элементами из листовой стали (см. рис. XIII.2—XIII.4).
2. Сквозные прогоны
Сквозные (решетчатые) прогоны значительно легче сплошных при
большом весе кровли и шаг^ стропильных ферм 6 м, а при шаге ферм
12 м — с любой нагрузкой. Сквозные прогоны могут иметь различное
конструктивное решение (рис. ХП1.11 и XIII.12).
Верхний пояс этих прогонов выполнен из двух прокатных или гнутых
швеллеров, расположенных полками наружу на расстоянии 80 мм.
Элементы решетки из гнутых швеллеров заводят между элементами пояса
и приваривают к ним без фасовок. Такое решение обеспечивает
достаточную простоту изготовления прогонов и существенно увеличивает их
боковую жесткость.
Сквозные прогоны рассчитывают как фермы с соответствующей
системой решетки и неразрезным верхним поясом. Верхний пояс прогона
работает на сжатие с изгибом (в одной плоскости, если отсутствует
скатная составляющая нагрузки, или в двух плоскостях), остальные
элементычиспытывают продольные усилия.
§ 3. СТРОПИЛЬНЫЕ и ПОДСТРОПИЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
Основные вопросы компоновки, расчета и конструирования ферм
изложены,в гл. IX. Здесь рассмотрим только вопросы, обусловленные
применением ферм в покрытиях производственных зданий.
1. Схемы ферм
В современных производственных зданиях применяют стропильные
фермы разнообразного очертания. Выбор того или иного типа ферм
зависит от требований, вытекающих из технологических условий
производства. Эти требования определяют конфигурацию поперечного
разреза здания, размеры отдельных пролетов, необходимость перепадов по
высоте здания и т.д. Условия производства определяют требования
и к ограждающим конструкциям (отапливаемые или неотапливаемые
здания), что влияет на тип конструкции кровли и ее уклон.
При рулонных кровлях, преимущественно теплых, применяют
двускатные стропильные фермы (рис. XHI.lS.fl). Чтобы обеспечить отвод
^ воды и в то же время избежать стекания нагретой солнцем мастики,
уклон верхних поясов назначают в пределах г= 1/15...1/8 (часто 1/12,
1/10 или 1/8). При теплых кровлях с рулонным покрытием применяют
фермы с горизонтальными поясами (рис. ХП1.3,б). Плоскую кровлю
* (вернее малоуклонаую, так как для организованного стока воды- такие
кровли имеют .уклон примерно 1,5% благодаря строительному подъему
в'фермах) защищают тонким слоем мелкозернистого гравия на
битумных мастиках, (на скатных кровлях этот слой держаться не может), бла-
354
КЗ
ш
Узел А
узел 5
/7рО/<огг>ные
швеллеры
1 Г .i-U.^.^^—3L_^
УзелЗ
"»^ V-
^S Гм1/ть/е и/Йеллеры
Рис. XIII.и. Типовой сквозной прогон конструкции ЦНИИпроектстальконст'рукции
ш
ел
ел
Узел А
40
W
i/seлff
Рис. XIII.12. Сквозной прогон конструкции
ЦНИИПромздаиий
УзелГ
^Ш
Ж1 1^'^^ЖС^:
годаря чему получается очень долговечная кровля, конкурентоспособная
(с учетом эксплуатационных расходов) со скатной кровлей, начальная
стоимость которой меньше.
Холодные кровли с применением волнистых асбестоцементных,
стальных, алюминиевых листов требуют большего уклона—1/7—1/3
(рис. XIII. 13,в). Для открылков, а также многопролетных зданий с на-
Of
,rr^!r^W4^ -Г
S)
о
о
|/4J/\l/\l/\l^\|
о
ю
о
е)
о
6
Рис. XIII.13. Схемы ферм для покрытий производственных зданий
а—г — стропильные фермы; д — подстропильные фермы
в>
1=15%
ZOO ^■: 4x3000=12000 . Mi
ут 18000 шо
6
1'Щ%
о
Для шага 6 м
S
1
7
т
ч/
г'Шти
X
?йй
. тоо~."
)
<
1
5а
if
t
1
^
1
5
С
у
?S95
Ч^Ч/
ч*ъот'шт
ч
ад
'""^ 1В000 ' "
)
i
i
5 1
1
i
1
b^M/\l/\tt/M
6*5000-18000 mt
Дяй шага Им
I W:S74
B'3000=1BBDO
zmo
II
О
I
I
Рис. X1II.14. Схемы типовых ферм для покрытий производственных зданий
грорильные фермы малоуклоиных кровель; б-
кровлю из асбестоцементных волнистых листов
а — стропильные н подстропильные фермы малоуклоиных кровель; б — стропильные фермы под
сбес ' ..--"О
356
рушйым отводом воды применяют односкатные фермы (рис. XIII.13, г),
которые проектируют как с теплой, так и с холодной кровлей.
Высоту стропильных ферм посередине пролета принимают в
пределах h= A/7 ...1/10I с учетом условий перевозки (высота погрузочного
габарита железнодорожной платформы 3900 мм). Высота ферм на
опоре при жестком соединении их с колоннами не должна быть менее /ion== _
= A/13... 1/17) I. Решетку стропильных ферм проектируют обычно тре-'
угольной с дополнительными стойками. При частом расположении
прогонов (или при узких плитах) применяют фермы с дополнительными
шпренгелями (рис. XIII.13,а), так как при работе верхних поясов ферм
на местный изгиб при внеузловой нагрузке вес ферм сильно возрастает.
Подстропильные фермы (рис. XIII.13, ^) -проектируют чаще всего
с параллельными горизонтальными поясами, треугольной решеткой
и стойками, к которым крепят стропильные фермы. При опирании
стропильных ферм на колонны сверху опорные раскосы у подстропильных
ферм делают восходящими, а при жестком сопряжении стропильных
ферм с колоннами применяют подстропильные фермы с нисходящим
опорным раскосом, что упрощает их монтаж (см. рис. XIII. 19).
Для обычных производственных зданий разработаны типовые
конструкции покрытий. В их числе стропильные фермы разнообразного
очертания для отапливаемых и неотапливаемых зданий пролетом до
36 м и подстропильные фермы пролетом до 24 м (рис. XIII. 14). При
проектировании производственных зданий нужно стремиться к наиболее
широкому использованию типовых конструкций и отказываться от них
только при невозможности их применения (например, при жестком
сопряжении стропильных ферм с колоннами, на что типовые фермы не
рассчитаны) при необычных нагрузках на фермы и т.п.
2. Особенности расчета
А. Нагрузки. Основными нагрузками при расчете стропильных ферм
являются постоянная нагрузка от массы кровли и собственной
массы несущих конструкций покрытия инагрузка от снега.
Иногда на стропильные фермы действуют нагрузки от подвесного
транспорта, подвесных трубопроводов, пыли, галерей, располагаемых на крыше
здания, и т. п.
Постоянные нагрузки от массы Кровли, собственной массы
стропильных ферм, связей по покрытию и фонарей принимаются, как правило,
равномерно распределенными. Если к ферме прикладываются большие
сосредоточенные силы свыше 30—50 кН, (например от подвесного
транспорта, давления крайних стоек фонаря, к которым крепится
остекление и бортовые плиты), то их учитывают в виде сосредоточенных сил.
Значения нормативных нагрузок, коэффициентов перегрузок и
расчетных нагрузок, кН/м2, для некоторых распространенных типов
покрытий приведены в табл. XIII.1.
Веса волнистых листов и панелей из стали и алюминия принимаются
по фактическому весу в зависимости от конструктивного решения.
Нагрузка от снега определяется районом строительства и
конфигурацией поперечного разреза здания. Расчетную нагрузку, кН/м^ находят
по формуле
р = пРоС, , (XIII.5)
где п — коэффициент перегрузки, принимаемый в зависимости от отношения
нормативного веса покрытия д^ к нормативному весу снегового покрова ро (см. с. 318); ро — вес
снегового покрова на 1 м^, принимаемый (в зависимости от района строительства) по
СНиП; с — коэффициент, зависящий от конфигурации кровли.
Коэффициенты- с для однопролетных зданий и многопролетных
зданий при сопряжении кровель в одном уровне принимают в соответствии
357
_ ТАБЛИЦА XIIU
Раёчетйые narttySRe о» массы KMtftiyKtdie noKjititMi
cobfvb иг)>узи
Защитный слой из битумной мастйкй с втоп-
лейныи гравием А=10 мМ
Гидроизоляционный ковер:
З-СЛОЙНМЙ
4- *
Асфальтовая стяжка А=20 Мм, у = 18'ktilu^
Утеплитель толщиной h (пенобетон х*=
=6 кH/м^ минераловатйые плить! у='—3
кН/м', пенопласт ФРП-1 у=(},Ь КН/М* н др)
Крупнопанельные железобетонные плиты:
ПНКЛ размером 3X6 м
ПКЖН » 3X12 »
СталЬкоб Нрафйлированиый настил:
6*=! мм
Асбестоцементные волнистые листы
СобЬтвениая масса металлических
конструкций псжрытия:
стрбПйльйые фермы
подстропильные фермы
фонари
CSHJH
прогоны
НврмашВЕдя,
0,21
0.15
0.36
yh
1.4
1,7
0.1S
0,12
0.2
0,2-0,4
0,05—0,15
0,08—0,12
6,04—0,1
0,12—0,18
Кбэффйкиевт
1.2
1.1
1.1
1.2
1,1-1.2
1.1
1.1
1.1
1,1
1,1
1.1
1,1
1.1
1.1
1.1
^'асчетная,
т/Ч*
0.2S
0,11
0,17
0,43
A.1-1,2) yh
l.fl4
1,87
0,17
0,13
0,22
0,22—0,44
0,06—0,17
0,09—0,13
0,05—0,11
0,l3-0»2
Пряиечаивя: I. Требуемую толшйяу утеплятеля оя)№&411як1т тейЛбтёхйячестн расчешем
2. Меньшие зиачеивя собственной массы металяа^есхах коиструвцвй geispuiiiH отвосятса к
jitrKritt ^АаШкч, вольшяе ^ к Тяжелым.
С рйс. ХП1,15. Для зданий без фонарей (рис. Х1П. 15, aJ и при угле
наклона кровли а^25° с=1, при а^бО" с=0, в интервале 2о''-<а<;б0°
значения коэффициентов с oпpeдeЛяюf линейной интерполяцией.
Вели здание имеет двускатное покрытие с углом наклойй а 20°^
^а<30°, то уадтыйаю'г' и второй нариай* эагружения снегом: на одной
полобйне — равномерно раснределеннай нагрузйз с коэффициентом с=
=0,75 и на другой половине — р.авномерно распределенная нагрузка с
козффивйентом cusil,25.
358
Для зданий с фонарями буДвствуЮт два варяанта эагружения «Кегом
(им. рис. XIII.15, б), а коэффициенты с определяют по формулам:
с =1+0,1.а/6; с^=1+0,6.а/5ф; (ХШ.б)'
Cj = J -|-0,4 ■а/5ф^
Значения с не должны превышать:
для ферм и балок при нормативном весе покрытий более 1,5 кН/м^ —
2.5;
для железобетонных плит покрытия пролетом 6 м й менее—2? то Же,
более 6 м и прогонов независимо от их пролета — 2,5.
Значение 5ф принимают равным высоте фонаря Аф, но не более Ь.
Фермы с фонарем обычно рассчитывают Т"Олько на первый вариант
снегового загружения, так как он вызывает наибольшие усилия в поясах
а)
iiiiiiimmiiill'iilirrilTlimi-
а
щ f I
Рис. XIII.15. К определению
снеговых нагрузок На покрытия зданий
а — При отсутствии фонарей; б — при
наличии фонарей
иаит
иамт
И раскосйх. На второй вариант рассчитывают прогоны и плиты
покрытия, для которых местное повышение нагрузки (снеговые мешки)
наиболее неблагоприятно. На повышенную нагрузку -от снеговых мешков
должны проверяться также стойки фермы, усилия в Которых равны
непосредственно узловой силе.
При более сложных конфигурациях покрытия с перепадами
пролетов по высоте снег сдувается на нижележащие фермы с высоких
пролетов и образуются зоны повышенных нагрузок от снеговых меЩков.
Данные для определения этих Нагрузок приведены в СНиП II-6-74.
Расчетные узловые силы на ферму от веса снега находят умножением
расчетной нагрузки на единицу длины панели верхнего пояса d:
P=^pd. (XIII.7)
Прочие назруэки на стропильные фермы (если они есть) принимают
по технологическому заданию.
Нагрузкой на подстропильные фермы являются опорные реакции
опирающихся на нее стропильных ферм.
Б. Определение усилий в стержнях ферм. В стропильных фермах
с шарнирным опиранием на коЛонны и подстропильных фермах
(соединения которых с колоннами, как правило, проектируют шарнирными)
усилия в стержнях определяют графическим или аналитическим
способами и по этим усилиям подбирают сечения стержней.
При жестком сопряжении стропильной фермы с колоннами в
элементах фермы возникают дополнительные усилия от рамных моментов
на ее опорах (рис, Х111Л6,а). Эти усилия определяют построением
отдельной диаграммы усилий от горизонтальных пар сил
Hi = Mifhon и Яв = M^fh^a,
где hon — расстояние между осями верхвего л нижнего лоясов фермы на опоре (рис.
XIIl.16,6).
359
Значения опорных моментов М\ и ЛГг берут из таблицы расчетных
усилий колонны для ее верхнего сечения (сечение 1—1, табл. ХП.8)
(моменты в углу рамы одинаковы на стойке и ригеле), при этом, взяв
наибольший момент для левой опоры Ми нужно определить момент для
правой опоры М2 при той же самой комбинации нагрузок.
Расчетные усилия для стержней фермы получают сложением усилий,
вычисленных при расчете ее на вертикальную нагрузку, и усилий от
опорных моментов. Если усилия в
рассматриваемом стержне от опорных
моментов и от вертикальной нагрузки
одного знака (стержень догружается),
то принимают их сумму. Если знаки
усилий разные и усилие от опорного
момента меньше по абсолютной
величине, то за расчетное берут усилие
только от вертикальной нагрузки
(разгрузку стержня не учитывают, исходя
из того, что опорное крепление ригеля
может ослабеть и усилие от момента
уменьшится или даже будет равно
нулю). Если же усилия имеют разные
знаки и усилие от опорных моментов
больше усилия от вертикальной
нагрузки, то стержень должен быть
проверен также и на алгебраическую
сумму этих усилий.
Определив расчетные усилия в
стержнях фермы с учетом опорных
моментов, сечения ее элементов подбирают так же, как и в обычных cfit)-
бодно опертых фермах.
Рис XIII.16. К расчету ферм с
учетом рамных моментов
3. Опорные узлы
Конструкция опорных узлов ферм может быть довольно
разнообразной и решается в зависимости от способа сопряжения ригеля с колонной.
Широко распространено опирание стропильных ферм сбоку колонны на
опорный столик (рис. XIII. 17,а). Такое решение обеспечивает надежную
работу, просто в изготовлении и удобно при монтаже, оно позволяет
осуществлять шарнирное и жесткое соединение фермы с колонной.
Вертикальная реакция А передается с опорного фланца фермы
толщиной 6=16...20 мм через строганые поверхности на опорный столик.
Опорный фланец для четкости опирания выступает на 10—20 мм ниже
фасонки опорного узла. Площадь торца фланца определяют из расчета
на смятие
■•^^■^/"cM-Tj
(XIII.8)
где Rem т — расчетное сопротивление смятия торцовой поверхности.
Опорный столик делают из листа 6 = 30 ...40 мм или при небольшой
опорной реакции Л<;200—250 кН из уголка со срезанной полкой.
Каждый из двух фланговых швов, крепящих опорный столик к колонне,
рассчитывают на усилие, равное 2/ЗА вследствие возмо>$сной
неравномерности передачи реакции опорным фланцем. Опорный фланец крепят к
полке колонны болтами грубой или нормальной точности, кйторые
ставят в отверстия на 3 мм большие диаметра болта (чтобы они не могли
принять на себя опорную реакцию фермы в случае возможных
неточностей разметки отверстий). ""•'
360
При шарнирном опирании фермы на колонну сварные швы,
прикрепляющие опорный фланец к фасонке, работают на действие опорной
реакции Л и их длину определяют по формуле ^
l^ = A/{2fih^Rf).
(XIII.9)
В фермах с жестким опиранием ригеля эти же швы работают на
одновременное действие опорной реакции А и внецентренно-приложен-
ной силы Я (вследствие эксцентричности приложения силы Н по-отно-
г:.ш-гОпп
п~-М
it
П!ТП пт
щ.<ши
и
t'"" ''''''^.U"» jhllj'l
ш
Б-Б
т.
н
Рис. XIII.17. Узел опирания
стропильной фермы иа колонну
а — общий вид; б, в — варианты
крепления верхнего пояса при рамном
соединении ригеля с колонной
шению середины шва). Наибольшее равнодействующее напряжение в
шве в этом случае проверяют по формуле
равн.ш
y<4+t^<^?^
(XIII. 10)
Здесь
Я
бЯе
BРАш/ш) BрА^4) '
Тш = ^/BРАш^ш),
где 1т — длина одного шва; е — эксцентрицитет силы Н по отношению jc середине
длины шва.
Сила Я прижимает фланец к колонне, вызывая небольшие
напряжения смятия, проверка которых не требуется. В узле крепления верхнего
пояса сила Я отрывает фланец от колонны и вызырает его изгиб (вид
361
по S—В, рис XIII.17,а). Если фланец? сделать тонким (б=«8...10 мм)
возможно малой длины, а расстояние между болтами принять
достаточно большим (&=160...200 мм), то он будет столь гибким, что не сможет
роецринимать существенной по знрчению горизонтальной силы Н. Опи-
рание ригеля в этом случае можно считать шарнирным.
Если же надо запроектировать опорный узел жестким, то
толщину фланца принимают 6=^1б...20 мм, расстояние между болтами Ь
принимают минимальным и крепление необходимо рассчитать на силу Я.
Момент при изгибе фланца определяют как в защемленной балке
пролетом Ь, равным расстоянию между болтами:
А1 =
НЬ
' 8
напряжение в нем
а =
W
нь_
8
6
НЬ
<^?.
(XIII.11)
(XIII. 12)
где а и б — длина и толщина фланца.
Обычно стремится запроектировать верхний узел так, чтобы линия
действия силы Ц проходила через центр фланца. В этом случае
напряжение в швах, прикрепляющих фланец к фасонке, проверяют по
формуле
г = Я/BРАвда)</?=Р. (XIII. 13)
Необходимое число болтов для крепления фланца к колонне
n>NI[N]l,
(XIII. 14)
/фтнии пряс
поастропальиви
тстоКая
иакмока
Рие. XIII. 18. Узел опираяяЛ стро-
дида>11Ь|х ферм ра прдстрорчльную
ферму
где [Л?]р — несущая способность одногр болта иа
растяжение.
Если по каким-либо причинам не
удается законструировать узел так, чтобы
линия действия силы Я проходила через
центры сварного и болтового соединений,
то швы и болты рассчитывают с учетом
имеющегося эксцентрицитета.
Возможны также другие решения
прикрепления верхнего пояса фермы
в рамных узлах (рис. XIII. 17, б и
XIII.17,e).
В высоких рамах с легкой кровлей
и тяжелыми кранами расчетный опорный
момент может быть другого знака. В этом
случае нижний узел фермы долже^ быть
проверен на растягивающее усилие Я,
отрывающее его от колонны.
Опирание стропильных ферм на под-»
стропильные также может быть
выполнено различными способами. В качестве
примерз НД рис. XIII.18 показано
крепление стропильной фермы к
подстропильной, имеющей стойки крестового сечения
из уголков, Для удобствэ моцтажа на
стоике есть монтажный столик. После
установки листовой накладки и сболчи-
вачия соединения выполняют монтажную
срарку трех вертикальных щвов. Верхний
пояс стропильной фермы крепят на бол-
362
i-K
Падстропипь-
ная ферма
\
Рис. XIII.19. Узел опиранич подстропильной фермы на колонну
тах нормальной точности, что обеспечивает некоторую подвижность при
загружекии и не приводит к защемлению фермы на опоре.
Опирание подстропильных ферм на колонны часто делают по тому
же принципу, что и опирание стропильных. На рис. XIII. 19 показан узел
опирания подстропильной фермы на адлонну при щестком
присоединении стропильных ферм к колоннам. Для удвбетва монтажа недстро-
пильная ферма имеет нисходящий опорный раскос и опирается на
колонну сверху (при другом решении ферму трудно было бы завести
между полками колонны). Опорная реакция подстропильной фермы
передается через строганый торец на столик, приваренный К стенке колонны,
фланец опорного узла фермы крепят к стенке колонны болтами
нормальной точности. Нижний пояс подстропильной фермы делают
укороченным (чтобы его не нужно было заводить ВИутрь колонны) и крепят
накладкой к ребру колонны.
§ 4. ФОНАРИ
В зависимости от назначения фонари производственных зданий
Подразделяют на светоаэрационные и аэрационрые.
Наиболее часто применяемые схемы конструкций светоаэрацис}нных
фонарей показаны на рис. XIII. 20 — XIII.21. Ширина фонарей из
условия опирания стоек в узлы ферм имеет модуль Б м. При пролетах здания
до 24 м применяют фоцари шириной 6 м, при больших пролетах —12 м,
фонари большей ширины делают редко.
Высоту фонаря Н принимают в зависимости от требуемой
освещенности и определяют светотехническим расчетом. Типовые фонарные
переплеты остекления имеют высрту 1250, 1500 и 1750 мм, Для фоцдрей
шириной 6 м применяют одну ленту остекления высотой 1750 мм или две
высотой 1250 мм, для фонарей шириной 12 м используют также одну
ленту оставления высотой 1750 им или две ленты ро 1250 или 1500 мм.
Полная вЙ1Сота фонйря Я складывается из высота переплетов
остекления, а также высот-борта и карняза^ фонаря.
383
4i
■■■"—■"■
t
3000
"Г
\
3000
~7\
/
3000
3000
3000
3000
3000
MO
' -.
Рис. XIII.20. Схемы светоаэрациониых фонарей
а ах стоечного типа; б —с поперечной конструкцией в виде фермы
Фонарные
панели
i '15%
«О
12D00
3
Рис. XIII.21. Типовые светоаэрационные фонари с продольными фонарными панелями
а — схемы фонарных ферм; б •" схеиы фонарных панелей; в — конструктивное решение фонаря
шириной 12 м
364
mlm^imj c^^Z,b^9v>»
Рис. XIII.22. Схемы аэрационных фонарей
а — с поворотными ветроотбойными щитами; б — с неподвижными шитами
Борт фонаря (глухая часть фонаря от кровли до низа остекления)
должен иметь высоту 600—800 мм, чтобы остекление не заносило снегом.
Суммарная высота борта и карниза фонаря составляет 900—1000 мм.
Боковые грани фонаря проектируют в виде продольных фонарных
панелей (см. рис. Х.21,б), которые на монтаже соединяют с
поперечными фонарными фермами. Фонарные панели изготовляют целиком на
заводе из легких профилей; они включают в себя промежуточные стойки
и прогоны остекления. Фонарная панель в нижней части имеет раскосы,
благодаря чему она воспринимает вертикальную нагрузку от остекления
и бортовых плит на пролете 12 м. Конструктивное решение светоаэраци-
онных фонарей с продольными панелями увеличивает степень их
заводской готовности, а также упрощает монтаж конструкций.
Для естественного освещения зданий в последнее время начали
применять ограждающие конструкции из светопрозрачных материалов:
светопрозрачные кровельные плиты с использованием стеклоблоков,
листов поливинилхлорида или органического стекла, зенитные фонари.
Аэрационные фонари предназначены только для аэрации зданий,
производственные процессы в которых связаны с большими
тепловыделениями (рис. XIII.22). Особенность аэрационных фонарей — наличие
оградительных (ветроотбойных) щитов, благодаря которым фонари не
задуваются при ветре любого направления, а ветровой поток служит
побудителем тяги.
На рис. XIII. 22, а показаны схемы аэрационных фонарей с 'шириной
горловины В, равной 6 и 12 м.
На консольной части фонаря установлен ветробойный щит^ который
может поворачиваться вокруг нижнего шарнира, регулируя его
производительность. Схемы типовых аэрационных фонарей, имеющих
конструкцию, аналогичную типовым светоаэрационным (фонарные фермы- и
фонарные панели), приведены на рис. XIII.23.
Рассчитывают фонари на вес покрытия, снеговую и ветровую
нагрузки по упрощенной схеме в предположении шарнирности всех узлов.
Раскосы стоечных фонарей рассчитывают только на растяжение, второй
(сжатый) раскос считают выключившимся из работы.
В многопролетных зданиях фонари иногда располагают не
посередине пролета, а по оси колонн (один фонарь на два пролета). В этом
случае необходимо обеспечить такое конструктивное решение^ при котором
фонарь не включался бы в работу при прогибе ферм. Игнорирование
этого требования может привести к увеличению усилий в элементах
фонаря и перераспределению усилий в элементах стропильной фермы, что
может повлечь за собой серьезные повреждения конструкций.,покрытия
и даже их разрушение.
365
ФФКфЩй ферма («-^
Й-А
м -т
ism
L ЗШ7
■Яй7<?
/«"^^^
[зт \
епрвяйтяой
vefxm
т^ U-9
О
О
Ширина фоиарл &». N^92500
LbN>M
jygg I зт ]. то I Jggg
L j2om
Шарим tpomapa 6n^ ffy '15QQ
U-/? 1—5
Рис XlII^. Схемы тшювых аэрационных
фонарей
S 5. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ С^ЗЕИ
ПО ПОКРЫТИЮ
стшпатнш
=.--■•'■■<
, Caatks
(wxsema
Вопросы компоновки связей по шатру здания были рассмотрены при компоновке
каркаса здания (см. ГЛ. XI, § 4).
В большинстве случаев необходимое сечение элементов связей определяют по
гибкости. Предельная гибкость связей установлена нормами проктирования: 400 — для
растянутых и 200 — для сжатых элементов и соответственно 300 и 200 — в зданиях
с кранами «особого» режима работы. Крепление
элементов связей в узлах обычно осушествляется на усилие
50—60 кН (из условия работы на срез двух крепежных
болтов диаметром 18—20 мм).
Элементы «аязей проектиру^от из прокатных и
гнутых профилей, труб, принимая сечения их по
возможности какими, чтобы гибкости в вертикальной Лж и
горизонтальной Лу плоскостях были равны.
Раскосы Крестовой решетки связевых ферм считают
работающими только иа растяжение, поэтому их
сечения подбирают по предельной гибкости для растянутых
элементов. Стойки связевых ферм работают иа сжатие
и сечення их подбирают по предельной гибкости для
сжатых стержней связей. Распорки между верхними
поясами стропильных ферм также подбирают из
условия их возможной работы на сжатие в период монтажа
ферм. Элементы, устанавливаемые между нижними
поясами ферм для уменьшения их расчетной длины в
горизонтальной плоскости, соединенные с поперечными свя-
зевыми фермами, работают только на растяжение (как
растяжки).
Растянутые элементы связей часто проектируют из
одиночных прокатных уголков. Сжатые элементы связей
длиной до 6 м также можно проектировать из двух
прокатных уголков, крестового или таврового сечения. При
длине более 6 м сжатые элементы из прокатных уголков
получаются тяжелыми, в этих случаях рациональнее
применять гнутые профили или трубы.
Вертикальные связи между стропильными фермами
проектируют обычно в виде целых транспортабельных
ферм с элементами из прокатных или гнутых профилей
или труб. Сечения их подбирают по предельной
гибкости, так же как элементы горизонтальных связей.
Поперечные свяЗевые фермы по нижним Поясам
стропилмых ферм у торцов здания служат опорами для
верхних концов стоек торцового фахверка (рис.
ХП1.24, а). В зданиях с пролетами более 30 м или при высоте цеха более 15—18 м
усилия S элементах этих связевых ферм от ветровой нагрузки оказываются весьма су-
шественными. Поэтому раскосы и стойки, а также Их узловые крепления необходимо
проверять расчетом. Связевые фермы с крестовой решеткой рассчитывают как
статически определимые системы (рис. ХП1.24, б) в предположении выключения из работы
сжатых раскосов (что можно допустить вследствие их большой гибкости) ;^ связевые
фермы с треугольной решеткой рассчитывают по фактической схеме.
Рис. ХП1.24. К расчету
горизонтальных связей иа
ветровую нагрузку
а — схема передачи ветровой яа-
грузкн стойкой фахверка;
б — расчетная схема свйзевой
фермы
Пример определения расчетных усилий в стропильной ферме
Исходные данные. Требуется рассчитать стропильную ферму производственного
здания. Параметры здания и нагрузки те же, что и в примерах компоновки рамы
(гл. XI) и расчета рамы (Гл. ХП). Материал фермы — сталь класса С 38/23.
Расчетные нагрузки. Постоянная нагрузка. Постоянная нагрузка на ригель
рамы подсчитана в табЛ. ХП.7 и равна 1,45 кН/м^. Расчетная погонная нагрузка иа
ферму (рис. XnL25,a).
q= 1,45-12-= 17,4 кН/м.
Снеговая нагрузка. Нормативная снеговая нагрузка для Череповца
1,5 кН/м^ (см. прил. 1). Для фермы с фонарем должны рассматриваться два варианта
снеговой нагрузки (см. рис. XIII.25, б). Равномерно распределенная расчетная
погонная нагрузка от снега
р=1,56.1,5.12=Х1кН/м.
-367
где n=l,56 — коэффициент перегрузки в зависимости от отношения нормативных
нагрузок веса покрытия и снега 1,3/1,5=0,867 (см. с. 318).
Коэффициенты с, характеризующие снеговую нагрузку на участках по длине
фермы для обоих вариаитов'по формулам (Х1П.6):
с = 1 + 0,1 {alb) = 1 + 0,1 A2/8,5) = 1,141;
а=\+ 0.6 (a/Sp) = 1 -f 0,6 A2/4,5) = 2,8;
са = 1 + 0,4 (а/5ф) = 1 -f-0,4 A2/4,5) = 2,06.
<!?
0
(/ = 17,4 кН/М
j^jj,|||^jj,|J,||j,|,,|,j,||j,j,|j,jj,,[,j,|j^j,j,j,j,j,jjj^j,j,j,|jj,j^
1Вариашп
^_^^_^.^.^.^ Р, = гв, 1'0fi=22,4 кН/и
P'2B,1 i,l4t 2,1 hH/m
ttnttVYVif.Y.H
Jl Вариант
р^=гв,1-г^=7в,7кн/м
4000
Pf,=28,lKH/h
4500
Р2=гв,1-г,ов=57,7 KH/M
Pp '28,1 kH/M
12000
'"lfV»V»y''Vi|fyiHf'p
4500
4000
Ф
t = i;5fo
Л. /'a P.
С К Г 7Г 1
Рис. XIII.25, К примеру расчета стропильной фермы
а, б — схемы постоянной и снеговой нагрузки; в — расчетная схема фермы
Узловые силы. Постоянная нагрузка:
Р^ == P^, = 17,4 B.5/2) = 21,7 кН;
p2= Р^г = 17,4B^-f 3/2) =47,5кН;
Р^ = Р^ =. Pj = Pg = Pg. = Р4. = Рз- = 17,4.3 = 52,2кН.
Опорные реакции
Р^ = Pg = 21,7-Ь 47,5 + 52,2.3 + 52,2/2 = 252 кН.
С&еговая нагрузка (I вар^иант):
р1 = р], = 28. Ы. 141 B,5/2Х = 40~кНз
368
р^ = Pj, = 28,1.1,141 B,5/2 + 3/2)=88.4 кН;
/>3= Рз' = 28,Ы,141.3 = 96,5кН;
р; =/>;, = 28,1A,141.3/2+-0,8.3/2) = 82 кН;
Pg = />g= Р5, = 28.Ь0.8.3 = 67,5кН.
Опорные реакции
r'^ == i?g = 40 + 88,4 + 96,5+82 + 67,5/2 = 408.2 кН.
Снеговая нагрузка (II вариант): ^^
р\ = р\, = 28.1 B.5/2) = 35.1 кН;
р1= Pg, = 28,1 B,5 +3)/2 = 77,4 кН;
Рд = 28,1.2,8-3 = 236 кН;
Р4=28,1.2,8.1,5=118кН,
Р4, = 28,1.2,06.1,5 = 87 кН;
Рд, = 28,1-2,06.3= 174 кН.
Опорные реакции:
„ 35,1-29 + 77,4.26,5+174-23,5 + 87.20,5+118-8,5 + 236.5.5 + 77,4.2,5
^^- 29 -
= 11400/29 = 394 кН;
R\ = SP" — i?B = 2.35,1 + 2-77,4 + 236 + 118 + 87 + 174 — 394=446 кН.
Нагрузка от рамных моментов. Наибольший момент на левой опоре
Ма=—887 кН.м. См. таблицу расчетных усилий (XII.8), сочетания для сечений /—/.
Момент на правой опоре от этих же нагрузок (нужно взять нагрузки 1, 2, 3, 4*, 5)
ЛГд =—251 —325 —75,6 —24,8 + 162 = —514.4кН.м.
Определение расчетных усилий в стержнях фермы
Расчетные усилия находим при помощи диаграмм усилий отдельна для всех за-
гружений.
Диаграмма усилий от постоянной нагрузки приведена на рис. XIII.26, о.
Диаграммы усилий от снеговой нагрузки для обоих вариантов загружения снегом
строятся аналогично. При этом для постоянной нагрузки и снега по варианту I
достаточно построить диаграммы усилий только для половины фермы (в силу симметрии
нагрузки).
Для нахождения усилий в стержнях от опорных моментов целесообразно
поступить следующим образом: построить диаграмму усилий от единичного момента,
приложенного к левой опоре, зеркальное отображение этих усилий даст значение усилий
в стержнях фермы от единичного момента, приложенного к правой опоре. Умножив
усилия от левого и правого единичного момента на расчетные значения моментов
соответственно на левой и правой опоре и сложив их, получим усилия в стержнях фермы
от опорных моментов. Расчетная схема фермы и диаграмма усилий от единичного
момента Ма = \ приведена на рис. XII.26, б. Для построения диаграммы единичный
момент заменен эквивалентной парой сил с плечом 3,05 м; значение этих сил
М.
Я= —-^ = 1/3,05 = 0.328 кН.
»оп
Значение вертикальных ояоршлх реакций фермы
/?^ = — i?^ = М// = 1 /29 = 0.0345 кН.
24—478 369
г.г
Ч)
»
J
VL-
\
*- /
\/.-
Ъ/i
X / 5
>yf
д
(
6
7
/
*i
'^-.'sios''''^^^"'
23000
i.a,S
6
/ >5у
^д
л
ЯГ'
^оУ
к,к*
\Уж'
е'
\г;,
'^д'
В'
1
1
а\б
гМ
Рис._Х111.26. К примеру расчета стропильной фермы
а —диаграмма усилий от постоянной нагрузки; б —расчетная схема и диаграмма усилий от
единичного опорного момента
При построении диаграммы пренебрегаем уклоном поясов фермы.
Усилия от ьсех видов загружений сводим в таблицу расчетных усилий в стержнях
фермы (табл. XIII.2) и находим суммарные расчетные усилия. Усилия от опорных мо-
менмв учитываются только тогда, когда они догружают стержень (или приводят
к большему по абсолютному значению усилию с обратным знаком, чем усилия от
вертикальных нагрузок). При учете усилий от опорных моментов снеговая нагрузка
вводится с коэффициентом сочетания «о=0,9, так как в опорных моментах есть и другие
кратковременные нагрузки. Таблица усилии в стержнях фермы строится для половины
фермы и в тех случаях, когда при несимметричной нагрузке усилия в симметричаых
относительно оси элементах фермы имеют разные значения, то в таблицу записывается*
большее на них; если усилия имеют разные знаки, то их вписывают оба.
При небольшой вертикальной нагрузке от покрытия и больших рамных моментах
от других нагрузок необходимо проверить, не возникнет ли сжимающее усилие в
крайней панели нижнего пояса фермы, что является очень опасным^ тах как этот элемент
может потерять устойчивость.
В нашем случае имеющееся всегда растяжение в панели /—в от постоянной
нагрузки равно -fl72 кН (см. табл. ХП1.2). Сжимающее усилие "в этой же панели от
опорных моментов равно —279 кН. Кроме того, в ригеле как элементе рамы возникает
также сжимающая продольная сила N (см. пример расчета рамы, рис. ХП.20, яс,
ХП.21,в и ХП.22,ж). Считая в запас прочности эту силу целиком приложенной
только к нижнему поясу (и учитывая коэффициент сочетаний нагрузки ««), Получвй
расчетах» сжшлдхчть усилие для крайней панели нижнего пояса фермы
Wp = +-172 — 279—0,9B4 + 34,6 + 81) = — 233 кН,
«7П
Табляца расчетных уеяявШгв с«ржнях фефмы, кН
ТАБЛИЦА хтз
Элемент
фериш
Верхсвй
пояс
Нижний
пояс
Раскосы
Cixifiini
Обозна»
чаше
стержня
б—3
г—4
д—5
ж—&
и—7
1—в
1-й
1—к
а—б
б—в
в—г
д—е
и—«г
а—д
0№—К
К—К*
Усвяия от отдельных мгружеивй
постояшая
нагрузка
1
0
-360
—565
+га
+484
4-596
0
ss*
+256
—176
+т
—36
—52
+12
свет, I яарвавт
«в=»
2
0
—564
-856
+ЙИ
+7М
+890
0
—470
+391
—260
+ 148
—49
—97
-«8
+18
;^=*.9
2а
0
—508
—768
+262
+688
+801
0
—423
+3S6
—234
+133
—44
-87
—61
+16
снег, И вариант
'V=*
3
0
—G45
—705
+309
+733
+683
0
—&U
+472
—137
Пд=в.9
За
0
—580
—634
+278
+6Ш
+615
0
—460
+42*
—123
±36 [ ±32
±36 f ±32
—236
0 1
+14
—212
0
+13
овориые юианты
iH^=l
М^ =-887,
М_=—514,4
«
—0,328
—0,265
-0,2
+0,295
+0.23
+0,165
0
+0,044
—0,047
+0,047
~0,04Г
+0,047
0
0
0
0
-0.065
—0.13
+0,033
+0,1
+0,165
0
—0.044
+0,047
—0,047
+0.047
—0,047
0
0
0
+292
+269
+244
—279
—255
—232
0
—16
+18
—18
+18
—18
0
0
0
Расчетные усилия
загруже-
ния
4
1.3
• 1.2 ,
1,3
1.2
1,2
—
_''3
1,3
1.2
1, 2а, 4
1, 2а. 4
1.3
1.2
1.2
*'
значение
усилия
+292
—1005
—1420-
+481
—233
+1172
+1486
0
—795
+728
—410
+269
—98
—288
—120.
+30
S Пркмечави*,ОСознаяевгастержкввоашесы сосхснерк. ХИ1.26,л.
По полученным расчетным усилиям подбирают сечення стержней фермы и далее
конструируют и рассчитывают ее узлы. Пример подбора сечений фермы и расчета ее
узлов приведен в гл. IX, g
Глава XIV
КОЛОННЫ
§ 1. типы колони
Стальные колонны могут быть трех типов: постоянного по высоте
сечения, переменного по высоте сечения — ступенчатые и в виде двух
стоек, нежестко связанных между собой — раздельные.
В колоннах постоянного по высоте сечения (рис. XIV. 1)
нагрузка от мостовых кранов передается на стержень колонны через
консоли, на которые опираются подкрановые балки. Стержень колонны
может быть сплошного или сквозного сечения. Большое достоинство
колонн постоянного сечения (особенно сплошных) — их конструктивная
простота и небольшая трудоемкость изготовления. Эти колонны
применимы при сравнительно небольших крановых нагрузках (Q до 15—20 т)
и незначительной высоте цеха {h до 8—10 м).
При крана^ большей грузоподъемности выгоднее переходить На
ступенчатое колонны (рис. XIV.2), которые для одноэтажных
производств^ных зданий являются основным типом колонн.
Подкрановая балка у этом случае опирается на уступ нижнего участка колонны
и располагается по оси ее ветви, называемой подкрановой ветвью.
Верхний участок колонны проектируют сплошного сечения, нижний при
ширине до 1 м включительно — сплошного сечения (рис. XIV.2, с), при
большей ширине — сквозного (рис. XIV.2, б—г).
В зданиях с кранами «особого» режима работы необходимо
осматривать и ремонтировать подкрановые пути без остановки мостовых
кранов, поэтому колонны таких цехов либо делают с уширенной нижней
частью, чтобы иметь габарит прохода между краном и внутренней
гранью верхней части колонны (рис. XIV.2, в), либо для прохода
устраивают проем в верхней части колонны (рис. XIV.2,г).
В крайних колоннах сквозного сечения подкрановую ветвь обычно
проектируют двутаврового сечения, наружную для удобства
примыкания стены — в форме швеллера (рис. XIV.2, б, в). Колонны могут иметь
три участка с разными сечениями по высоте (двухступенчатые
колонны), дополнительные консоли для кранов и т. д.
Генеральные размеры колонн (ширину и высоту верхних и нижних
частей) назначают в зависимости от высоты цеха, грузоподъемности
и режима работы кранов. Эти вопросы решают при компоновке
поперечной рамы (они были рассмотрены в гл. XI, § 3).
В раздельных колоннах (рис. XIV.3) подкрановую стойку
проектируют из одного прокатного или сварного двутавра, связанного
с шатровой колонной гибкими горизонтальными планками 6 = 10—
12 мм. Благодаря этому стойка работает только на осевую силу с
расчетной длиной в плоскости рамы, равной расстоянию между планками.
Раздельные колонны применяют сравнительно редко; они рациональны
при низком расположении кранов большой грузоподъемности и удобны
при расширении цеха.
322
Ряс. XIV.l. Колонны постоянного
по высоте сечення
а — сплошного; б — сквозного
Рнс. XIV.3. Раздельные
колонны
а —при расшнреннн здания; б—при
низкорасположенных тяжелых
кранах
Рнс. XIV.2. Ступенчатые колонны
а — сплошного сечетач б — сквозного;^ в — с проходом сбоку колонны? г — с проходок в стенке
колонны
373
§ 2, РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТЕРЖНЕЙ КОЛОИН
Колонны рроизводственных зданий работают на внецентренное
сжатие. Сечения ступенчатых колонн подбирают раздельно для каждого
участка постоянного сечения. Необходимыми данными для расчета вне-
центренно-сжатых стержней являются расчетные усилия: продольная
сила Л? и изгибающий момент Мх в плоскости рамы (в некоторых случаях
еще изгибающий момент My, действующий в другой плоскости), а также
расчетные длины в одной /^ и в другой 1у плоскостях. Расчетные усилия
для подбора сечения колонны получают из статического расчета рамы
(см. гл. Xil, § 3, п. 5), расчетн1^1е длины участков колонн в плоскости
и из плоскости рамы зависят от принятой конструктивной схемы
каркаса здания.
1. Расчетные длины
А. Расчетная длин» колонны в плоскости рамы. Колонну здания
с расчетной точки зрения можно представить как стержень,
подверженный ступенчатому сжатию с изгибом, имеющим жесткое защемление
нижнего конца и упругое закрепление от поперечного смещения и
поворота (при жестком присоединении ригеля) верхнего конца. Точно
решить задачу устойчивости такого стержня очень сложно, поэтому при
расчетах обычно вводят ряд упрощающих предпосылок: идеализируют
условия опирания верхнего конца стержня, загружают только
продольными силами, приложенными в узлах и уступах, вводят значения осред-
ненных коэффициентов;
В соответствии с принятой методикой расчета расчетную длину
колонны (или ее участка) с постоянным моментом инерции Zp в плоскости
рамы определяют как произведение теоретической длины / на
коэффициент [и:
/р = (*г; (XIV, 1)
[1 зависит от закрепления концов колонны, ее типа, соотношения
моментов инерции и нагрузки.
SI
fi"
т
Для ступенчатых колонн
жестких в нижней части и
достаточно гибких в верхней
условия опирания верхнего
конца на устойчивость
колонны влияют мало,
поэтому нормами проектирования
предусмотрены четыре
расчетные схемы опирания
верхнего конца колонны.
Нижний конец колонны
всегда считается
защемленным.
1. Колонны однопролет-
ных рам с шарнирным
опиранием ригеля (рис.
XIV.4, а). Предполагается,
'гго обе колонны находятся в одинаковых условиях и могут
одновременно потерять устойчивость (удерживающего влияния второй колонны
нет). В этом случае считается, что конец колонны свободен.
2. Колонны однопролетных рам с защемленным ригелем
(рис. XIV.4, б). Обе колонны находятся в одинаковых условиях и могут
одновременно потерять устойчивость; однако в отличие от первого
случая рягель^ с колонной соединен жестко и поворота конца стоек не про-
Рис. XIV.4. Схемы опирания верхних концов
стоек рам и рбозиачения
а — конец стойки свободен; б-явконед закреплен только
от поворота; в — шарнирно опертый конец; г
i—защемленный крнбя; д — обозначения
ЗТ4
исходит. Считается, что колонна имеет конец, закреп^|еиный
только от поворота.
3. Колонны двух и более пролетных рам с шарнирным вниранием
ригелей (рис. XIV.4,в). В этом случае считается, что в момент потери
устойчивости рассчитываемой колонны смещения ее верхнего конца не
происходит (есть только поворот), так как она удерживается другими
устойчивыми колоннами. При такой схеме колонра имеет ненодвиж»
ный шарнирно опертый конец.
4. Колонны двух и более пролетных рам с защемленными ригелями,
(рис. XIV.4, е). Аналогично предыдущим еообра^рениям колонна .имеет
неподвижный и закрепленный от поворота конец.
Введем обозначения силовых и геометрических параметров для
одноступенчатой колонны (рис. XIV.4, (Э): k и h; h и /г — соответственно
геометрические длины и моменты инерции нижнего и верхнего участков
колонны; Pi и Рг — продольные силы, приложенные на уступе и к
верхней части колонны (в нижней части колоцчы усилие будет Fi+^i).
Расчетные длины нижнего ц верхнего участков колонны в
плоскости рамы будут соответственно равну:
t^, = \^^lr (XIV.3)
Для двух первых расчетных схем характерно отсутствие поперечной
силы: линия действия сжимающих сил получается параллельной неде-
формированной оси стержня, и условие устойчивости определяется
одним уравнением в зависимости от двух параметров:
fei=^5 (XIV.4)
Ц-. (XIV.5)
Здесь коэффициент t равен отношению продольных сил в нижнем и
верхнем участках колонны:
t = NJN^ = (Рг + Ра)/Ра. (XIV,6)
В зависимости от этих параметров по таблицам прил. 11
определяют коэффициенты расчетной длины ni для нижних участков колонн од-
нопролетных рам с шарнирным и жестким опрранием ригелей.
Коэффициент расчетной длины для верхнего участка колонны
определяют из отношения
(*3 = W/c<3 (XIV,7)
(если значение цг получается более 3, то его принимают равным 3).
При третьей и четвертой расчетных схемах, для которых смещения
верхних концов стержней ис]ключены, в колоннах возникает поперечная
сила п линии действия сжимающих сил могут отклоняться от
вертикали, В этом случае условие устойчивости определяется более сложно
решением системы двух уравнений с трансцендентными коэффици^рта-
ми в зависимости от двух параметров.
Приближенный способ расчета на устойчивость таких стоек,
принятый в нормах проектирования, заключается в следующем.
Сначала колонну рассматривают под действием только силы Ри
определяют ее критическое значение Ршр и коэффициент расчетной
длины цп. Затем рассматривают стойку под воздействием только силы Рг
и определяют ее критическое значение (для нижнего участка стойки)
Ргкр и коэффициент nij. Условие устойчивости стойки под воздействием
375
только силы Pi можно записать^ Pi/Pikp^1, под воздействием силы
Рз как Pz/PzKp^l и под воздействием обеих сил (приближенно, в запас
устойчивости)
^'l/^'iKp + ^'2/^'2Kp<l. (XIV.8)
Выразим значение критических сил для нижнего участка стойки в
форме уравнения Эйлера:
при действии силы Pi
РЬф —
при действии силы Рг
__j^EJi_
!
при действии обеих сил одновременно
n^EJi
(Pi + P2)KP
Используя (XIV.6), находим
Р, = Pi/(t -1)
и, подставив (XIV.9) и (XIV. 10) в (XIV.8), получим
(XIV. 9)
(XIV. 10)
(XIV.И)
f*ii
f*12
{t-\)
1
(.XIV.12)
Учитывая, что Pi+P2=Pitf(t—1), найдем
(Pi + P2)(i-l)
t
Pi =
(XIV. 13)
Подставив '(XIV.13) в (XIV.12), полученное выражение в (XIV.ll),
можно определить коэффициент приведения расчетной длины fii для
нижних участков колонн с несмещаемым верхним концом:
1*1
=/
1*11(^-1)+1*12
(XIV. 14)
Коэффициенты fill и fii2 в зависимости от соотношений Izlh и /г//!
приведены для стоек с шарнирно опертым и закрепленным оъ поворота
верхним концом в прил. 11.
Коэффициент приведения расчетной длины для верхнего участка
колонн также определяют согласно (XIV.7): fi2=M.i/c^3. Для колонн,
в которых соотношения /2/^1^0,6 и i=Ni/N2'^3, значения
коэффициентов Hi и ft2 изменяются мало и нормами проектирования разрешается
принимать их постоянными по табл. XIV. 1.
Для двухступенчатых колонн коэффициенты расчетной длины
определяются аналогично и приведены в нормах проектирования. Для
колонн постоянного по высоте сечения коэффициенты расчетной длины ц
принимают по табл. XIV.2 в зависимости от способа закрепления колонн
в фундаменте и соотношения погонных жесткостей ригеля и колонны
(учитывается упругое защемление верхнего конца):
t=iJiK,
(XIV. 15)
376
TAb;lp='J-^l-—сумма погонных жесткостей ригелей, примыкающих к проверяемой
колонне; 1к=/н/Л — погонная жесткость колонны; I и h — пролет ригеля и высота
колонны.
ТАБЛИЦА XIV.1
Коэффициенты ni и цг для одноступенчатых колонн
рам одноэтажных промышленных зданий при hlh^Ofi
и Ni/N2>3
Условия закрепления верхнего кокца колонны
Коэффициенты |ii и №
для нижней части колонны
0,3 > -^!->0,1
Jr
0,1> -:^>0,05
J,
|i2 ДЛЯ верхней
части
колонны
Свободный конец . •
Конец, закрепленный только от поворота ,
Неподвижный шарннрйо опертый конец . .
Неподвижный и закрепленный от поворота
конец
2,5
2
1.6
J.2
3
2
2
1.5
3
3
2,4
ТАБЛИЦА XIV.2
Значения коэффициента ц расчетной длины для колони
постоянного сечения с защемленным верхним концом
Условие закрепления колонны
в фундамент
Жесткое ,
Шарнирное
Значение ц при k-'i lif^
0 1
2
0,2
1,5
3,42
0,3 1 0,5 1 1 1 2
1,4
3
1,28
2,63
1,16
2,33
1,08
2,17
3
1,06
2.11
10
1
2
Если ригель присоединяется к колоннам шарнирно, то значение по
табл. XIV.2 принимается при ^^0.
Б. Расчетная длина колонн из плоскости рамы. Расчетную длину
верхнего и нижнего участков колонны из плоскости рамы принимают
равной наибольшему расстоянию между точками закрепления колонны
от смещения вдоль здания. Такие точки для нижнего участка
колонны — низ башмака и нижний пояс подкрановой балки. Иногда
устанавливают промежуточные распорки, служащие специально для
сокращения расчетной длины колонны (см. рис. XI. 13). Для верхнего участка
колонны такими точками будут тормозная балка или ферма и
распорки по колоннам в уровне нижних поясов стропильных ферм.
2. Сплошные колонны
Сечения сплошных колонн обычно принимают в виде составных
сварных двутавров,, Для колонн постоянного по высоте сечения и над-
крановых участков
ступенчатых колонн, как правило, 0
применяют симметричные
сечения (рис. XIV.5,c)
реже, при больших усилиях с
превалирующим
односторонним изгибающим
моментом применяют
несимметричные сечения (рис.
XIV.5,б). Для нижних
участков сплошных
ступенчатых колонн целесообразно
асимметричное двутавровое
сечение (рис. XIV.6, б—г) . Рис. XIV 5. Типы сечений сплошных колонн
Стержень внецентренно- а — симметричное; б—г — несимметричное
^^
i.j.
X —
h
^1
Л
"'ь,
X
377
сжатой колонны (илм ее участок) должен быть яровервн на прочность
и йа устойчивости в обёйх йлбекостйх. Прочйость йнеиентрейий-
сжаты}*; колонн (см. гл. III, § 3) проверяют по формуле
^'^..^ + ^^^1. (XIV. 16)
где N и Afje — продольная сила и изгибающий момент в плоскости рамы; My —
изгибающий момент из плоскости рамы (обычн© ои отсутствует); ^нл W™^i
W™jjj—Площадь нетто й Пластические моменты сопротивления нетто сечения стержня; R —
расчетное сопротивлейие стали.
Проверку прочности следует производить только для очень мощных
и невысойих колонн, сечения котбрЬгх ослаблены. НесуЩуЮ спосабйость
колонны Обычно определяют расчетом на устойчивость в плоскости
рамы или из плоскости.
Проверку ус'гойчивосТи внецентренно-ежатых стержней в
плоскости действия момента Мх (в плоскости рамы) делают по
формуле
o = ^V/(ф"F6p)<^?, (XIV. 17)
где ф™ — коэффициент понижения расчетного сопротивления прн внецентренном
сжатий, принимаемый яб ярил. 7 б, а эавнснмостн от условной гибкости стержня Я и
приведенного эксцентрицитета шь
Условную гибкость стержня колонйы или ее участка определяют как
отношение расчетной длины в плоскости рамы 1р,х=ц1 к радиусу
инерции сечения tx (гибкость Стержня X), умноженное на корень кЁадрат-
ный из отношения расчетного сопротивления стали к его модулю упру-
rocl'ti:
^^-ilp.xfrx)VW^=-^Y'W. (XIV. 18)
Приведеййый эксцентрицитет mi вычисляют по формуле
' - Л« = t^, FyW,,tp = nM^-%m-W,,^^. (XIV. 19)
Здесь т] — коэффициент влияния формы сечения, определяемый по йормам (см
прил. 7а); /M*=exf6p/Wi,6p — относительный эксцентрицитет; e*=Mi/Ar —
эксцентрицитет Приложения силы относительно оси х—х; Р^р — площадь стержня брутто,
Wx,ep —момейт сопротййлеййй брутто (у йесиммётрИчйых сечений наиболее сЖаТОГо
волокна).
Устойчивость сжато-изогнутОго стержня зависит от характера
эпюры моментов по длине стержня, поэтому эксцентрицитет е» определяют
по расчетному значению изгибающего момента ^ Мх, принимаемого
равным:
наибольшему моменту в пределах длины колонны для колонн
постоянного сечения рамных систем;
наибольшему моменту на длине участка постОйнйого сечения для
ступенчатых коЛОнй;
моменту в заделке для консолей.
Проверку устойчивости стержня колонны из плоскости
действия момента (относительно оси у—у) производят при
относительном эксцентрицитете mx^^MxF^plNWх,ьр по формуле
a=NHc(fyF6p)<R^ ^ (XIV.2Q)
где ф,»-Коэффициент продольного изгиба при центральном сжатии, принимаемый по
прил, 7 в зависимости от гибкости Ку=1р,у1Гу Aр,у — расчетйая длина колонны или
ее yjadflsa из плоскости рамы); с=р/A-|-атж)—коэффициент влияния момента Мх
на устойчгаость внецентренно-сжатого стержня, коэффициенты 9-и р даны в прил. 8.
Э?8
При определении относительного эксцеЕТрицнтета m« за расчетный
момент Мх принимается:
максимальный момент в пределах средней трети длины (но не
менее половины наибольшего на длине стержня момента) — для
стержней с концами, закрепленными от смещения перпендикулярно плоскости
действия моментй;
момент в заделке — для консолей.
Если гибкость колонны из плоскости действия момента Яу
окажется большей, чем наименьшее значение гибкости, при котором
центрально-сжатый стержень теряет устойчивость в упругой стадии Ле, то ко»ф-
фйциент с не должен превышать:
Для стерйсней oTKpHtoro сечения — значений, указанны^х в прил. 10;
для стержней двутаврового сечейия — едивицы.
Наименьшие значения гибкости Я,с в зависимости от марки стали
приведены в прил. 9.
Если колонна имеет изгибающие моменты в обеих MOCKoctflx, то ее устййЧй80с*ь
(при /х>/«) проверяют по формуле
Ni{4>fgp6v)<R' (XIV.2I)
Здесь
4'Ty = <fTV~^, (XIV.22)
где ф^ — коэффициент поинжения расчетного сопротивления при виецентреином
продольном изгибе относительно оси у—у; е — определяется так же, как в формуле
(XIV.20).
Практически подбор сечения сплошных колонн удобно выполнять в
следующем порядке.,рис. XIV.6, а.
Ориентировочно определяют требуемую площадь сечения. Так как
Ф°я может изменяться в весьма больших пределах, определить плошадь
по формуле (XIV. 17), предварительно задавшись значением ф™^
трудно. Поэтому можно использовать приближенную двучленную формулу
Хформула Ясинского), преобразуя ее с подстановкой средних значений
(р«0,8 и рж»0,45/г:
Здесь ex=Mx/N — эксцентрицитет продольной силы; ft — высота сечения иодовны
(размер ft уже oпJ^дeлeи при компоновке поперечной рамы); R — расчетное сопротив-
леиве стали; р« = «Г./^бр *— ядровое расйояайе сечения.
Далее с учетом сортамента металла компонуют сечения стержня
колонны. Необходимо требуемую площадь Р^ распределить
наивыгоднейшим образом, обеспечивая при этом местную устойчивость 9лемев-
тов сечения. Для обеспечений устойчивости колонйы из плоскости
действия мбмента шйрияа полки (или ширина более нагруженного пояса
несимметричного сечения) принимается; Ьп= 1/20... 1/30 высоты
Колонны. Чтобы обеспечить местную устойчивость полок колонны, так Же Кдк
и в центраЛьно-сжатых колоннах, отношение ширины пояса к его
Толщине Ьп/бп должно бЫть около 30 У 21/R или 0олее точно по табл. УП1.5
с учетом гибкости колонны и марки стали.
Толщину стейкй при компоновке сечения определяют из условия,
чтобы отношение Ает/бст было в пределах 60—120; при этом меньшие
отношения принимают при больших продольных силах«« малых
изгибающих моментах, большие — в обратных случаях; стенку толщиной
меньше 8 мм делать не рекомендуется. Окончательно местная устойчи-
«79
вость стенки может быть проверена только после подбора сечения, та«
как она зависит от фактических напряжений на краях стенки.
После этого вычисляют геометрические характеристики
скомпонованного сечения и по формулам (XIV. 17) и (XIV.20) проверяют
устойчивость стержня в обеих плоскостях.
Местная устойчивость стенки колонны зависит от
а = (а —а')/а и г.
Здесь a=N/F+(MIJ)yc — наибольшее сжимающее напряжение в крайнем волокне
стенки, определенное без учета коэффициента ф"" {ус — расстояние от центра тяжести
сечения колонны до сжатого края стенки); a'=NIF+{M/J)yp — соответствующее
напряжение на противоположном краю стенки (ур — расстояние от центра тяжести
сечения колонны до разгружаемого моментом края стенки); т=С/(Лстбст)—среднее
касательное напряжение в стенке.
При а:^0,5 наибольшее отношение /гст/бот принимается как для
центрально-сжатых стержней
Лст/6ст<40У21/^?-1-0,4Я,
но не более 75.
При а^1 наибольшее отношение высоты стенки к ее толщине
определяют по формуле
&-='"/
2*8
а [2-а + /а2+4р2]'
(XIV. 25)
т^я
где Р==0,07 (г и о, кН/см^); из — коэффициент, принимаемый по табл. XIV.3.
о
ТАБЛИЦА XIV.3
а
«3
Значение коэффициента *з для стенок двутавров
1
22,2
1,2
26,7
1,4
32,6
1,6
42
1.8
52,5
2
63
При 0,5<:а<:1 наибольшее значение отношения йст/бст определяют
по линейной интерполяции между значениями, вычисленными при а==
==0,5 и а = 1.
Если стенка окажется неустойчивой, то толщину ее можно увеличить
или укрепить продольными ребрами с обеих сторон (рис. XIV.6,б).
В этом случае наиболее напряженную часть стенки между поясом и
ребром рассматривают как самостоятельную пластинку и ее устойчивость
проверяют, как указано выше. Момент инерции ребра должен быть не
менее /р^бб^Аст. Продольные ребра могут быть включены
^-расчетную площадь сечения стержня
'Г
а)
=ctf»
=*:<?,
Рис. XIV.6. К подбору сечения стержня
сплошной колонны
а — обозначение размеров; б — ребра жесткости,
в — расчетное сечение при тонкой (неустойчивой)
стенке
колонны.
Постановка продольных
ребер затрудняет изготовление
колонн, поэтому их ставят
редко, обычно неустойчивую часть
стенки считают
выключившейся из работы и в расчетное
сечение стержня вводят только
полки и примыкающие к ним
участки стенки шириной для
стали класса С 38/23 15 бот
зво
(рис. XIV.6,в). Такие сечения рассчитывают так же, как и сплошные,
только геометрические характеристики {F, J, W, г и т. д.) определяют
для расчетной (заштрихованной на рис. XIV.6, в) части сечения.
Стенки колонн при отношении /Ict/6ct^320/ YR {R, кН/см^) нужно
укреплять парными поперечными ребрами жесткости,
расположенными на расстоянии не более 3 hct одно от другого (но не менее двух
ребер на одном отправочном элементе), которые увеличивают жесткость
колонны при кручении. Ширина выступающей части поперечного ребра
Ьр должна быть не менее
6р>Л„/30-}-40мм
(рис. XIV.7,б), толщина — не менее
е;> 1/15 6;.
3. Сквозные колонны
Стержень сквозной колонны состоит из двух ветвей, связанных
между собой соединительной решеткой. Решетку обычно устанавливают в
двух плоскостях (по граням ветвей), хотя для легких колонн иногда
применяют решетку, расположенную по оси сечения. Для лучшего
включения обеих ветвей колонны в работу на вертикальную нагрузку от
кранов в колоннах крайних рядов верхний конец первого (сверху) раскоса
целесообразно крепить к подкрановой ветви (рис. XIV.2,б, в).
Распространенные сечения сквозных колонн показаны на рис. XIV.7.
Рис. XIV.7. Типы сечений сквозных колони
а — несимметричные; б <—• симметричные
Для КОЛОНН Крайних рядов чаще применяют несимметричные сечения
с наружной ветвью швеллерной формы (для удобства примыкания
стены).
Колонны средних рядов проектируют обычно симметричного
сечения с ветвями из прокатных профилей либо сосгаёного сечения (рис.
XIV.7,б). Сквозная колонна работает как ферма с параллельными
поясами; от действующих в колонне расчетных усилий N и М в ее ветвях
возникают только продол^>ные усилия. Поперечную силу Q
воспринимает решетка. Несущая способность колонны может быть исчерпана в
результате потери устойчивости какойтлибо ветвц. (в плоскости или из
плоскости рамы) или в результате потери устойчйвЪсти.колонны в
целом (в предположе»ии, что она работает как единый стержень состав-
ного-сечения),
381
в общем случэе про/щяьные
усилия в ветвях колонны
несимметричного сечения (рис. XIV.8) определяют
по формулам:
в ветви, догружаемой изгибающим
моментом,
в ветви, разгружаемой
щим моментом.
N.
■■/^
Ао К
(XIV.26)
изгиб аю-
{XIV.27)
Рис. XIV.8.
К расчету сквозной
колонны
Здесь N и М — расчетные продольная сила н
изгибающий момент; yi и Уг — расстояния от
центра тяжести сечения колонны до центра
тяжести соответствующих ветвей; fto={/i+J/2 —
расстояние между центрами тяжести ветвей
колонны.
В формулах (XIV.26)—(XIV.27)
значения Л^ и Л! принимают в
комбинации, дающей наибольшие значения
АГв, и iVa, .
После определения расчетных
усилий в ветвях каждую из них
проверяют на устойчивость в обеих плоскостях
как работающих на центральное
сжатие (рис. XIV.8).
Устойчивость ветви /:
в плоскости колонны (рамы)
(XIV. 28)
<'=л^в/(ф1П.)<'^;
из плоскости колонны
(XIV, 29)
'' = Л^в./(Фг''в.)<^.
где <pi — коэффициент продольного изгиба, определяемый по гибкости ветви Я.в=^в1/''i
A^ —свободная длина ветви колонны, равная расстоянию между узлами крепления
pauerrai; ft — радиус инерции сечения ветви относительно оси 1—/); ф, — коэффициент
продольного изгиба, определяемый по гибкости Ку=1у/гу A^ — расчетная длина ветви
из пжхжости колонны, равная обычно высоте нижней части колонны, см. с.^377,
/^—радиус инерции сечения ветви относительно оси у—у); F^^ —площадь сечения ветви.
Аналогично проверяют устойчивость ветви 2.
Устойчивость колонны или ее участка как единого стержня (в
плоскости действия момента) проверяют по формуле (XIV.17), как и
сплошностенчатый внецентренно-сжатый стержень: a=N/{(рввРер)^И,
но коэффициент фД^ определяют в зависимости от условной приведенной
гибкости ^ V R/E и относительно эксцентрицитета т» по прил. 7в для
сквозных стержней. Приведенную гибкость Яцр вычисляют так же, как
для центрально-сжатых сквозных колонн (см. гл. YIU, § 3).
Отност1те1льный эксцентрицитет для сквозных сечений определяют по
формуле
tiljf na-ifjg
/'бр
М^
Рбр
W.
Х.вр
N J
иъ
х.бр
(XIV.30)
где М^ — расчетное значение изгибающего момента при проверке устойчивости,
принимаемое так же, как для сплошных колонн, см. с. 378; fбр — площадь сечения стержня
(обетх ветв^); /«.ер =*fв, 4^+/e^il —момент инерции-сечений колонны (рис. XIV.8);
yi —расстояяие<от'Цевргратяжвсти-сечения до дентра тяжести наиболее нагруженной
ветви колонны.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости
действия момента проверять не нужно, так как она обеспечивается
проверкой устойчивости в этом направлении каждой из ветвей по формуле
(XIV.29). Чтобы увеличить сопротивление скручиванию, ветви колонны
соединяют жесткими поперечными диафрагмами, расположенными
примерно через 3—4 м по высоте колонны. Элементы решетки сквозной
внецентренно-сжатой колонны рассчитывают на поперечную силу,
равную большему из значений, определенному при статическом расчете
или условному Qyon (см. табл. VIII.2). Сечения элементов решетки
подбирают точно так же, как "в центрально-сжатых колоннах (см.
гл. VIII, §5).
Раскосы иногда крепят к ветвям колонны с эксцентрицитетом,
вследствие чего в узлах возникает местный изгибающий момент. Даже при
небольшом значении эксцентрицитета момент этот достаточно
значителен и часто приводит к развитию в ветвях местных пластических
деформаций, поэтому необходимо стремиться к уменьшению
эксцентрицитетов. Расчет на совместное действие продольной силы и момента от
эксцентричного крепления решетки не производят, поскольку местное
развитие пластических деформаций приближает условия работы
колонны к принятой расчетной (стержневой) схеме.
Сечения внецентренно-сжатой сквозной колонны обычно подбирают
в следующем порядке.
По формулам (XIV.26) и (XIV.27) определяют ориентировочно
усилия в ветвях колонны. Так как заранее положение центра тяжести
сечения не известно, то предварительно принимают yifnf @,45...0,55)ho; уг^а^
» @,55 ... 0,45) Ао и Ло=Л (размер h установлен при компоновке рамы).
Положение центра тяжести сквозной колонны более точно можно определить из
решения квадратного уравнения по действующим усилиям в предположении, что
площади ветвей пропорциональны усилиям в них:
yf- ЦМ'+МПт' -/^'') + h^] y^ + AfhJiN' -iV') =0, (XIV.3I)
где N' и М' — комбинации усилий с моментом, догружающим ветвь /; N" и М" —
комбинация усилий с моментом, догружающим ветвь 2.
Расстояние между центрами тяжести сечения всей колонны н ветви 2
Для симметричных сечений усилия в ветвях определяют сразу точно
по формулам (X1V.26) и (X1V.27).
Далее находят требуемую площадь ветвей
Fb, = V@.7'• .0.9)Л и /'з. = NJ(QJ...0.9)П (XIV.32)
и компонуют сечения ветвей. Ширину ветви из условия обеспечения
общей устойчивости принимают 1/20—1/30 длины ветви (длины колонны
или ее участка из плоскости рамы). Ветви колонны работают на
центральное сжатие, поэтому местная устойчивость полок и стенки
обеспечивается так же, как и при центрально-сжатых колоннах (см. гл. VIII, §5).
После этого определяют геометрические характеристики обеих
ветвей и всего сечения в целом По формулам (Xlv.26) и (XIV.27)
уточняют значение продольных сил в ветвях и проверяют их устойчивость в
обеих плоскостях по формулам (XIV.28) и (XIV.29). Устойчивость
стержня в целом проверяют после подбора сечений раскосов решетки.
4. Раздельные колонны
Подкрановую стойку раздельной колонны проектируют обычно из прокатного
двутавра (рис. XIV.9). Эту стойку рассчитывают на осевую сжимающую силу ^, равную
сумме опорных реакций подкрановых балок фшхо — при установке кранов у колонны).
383
Устойчивость стойки делжна быть проверена как в плоскости рамы (относнтельно оси
у~у), так и из ее плоскости (ось х—х) (рис. XIV.9):
(XIV. 33)
Расчетные гибкости стойки
^-^yf',■
■I,
/'!,"^. = yv
(XIV.34)
Здесь 1в — расстояние между соединительными планками; 1р — расчетная длина стрй-
ки из плоскости рамы, определяемая как для стержня, защемленного внизу и шарнир-
но опертого верхним койцом, т. е. Jp'=0,7h.
Соединительные планки проектируют гибкими в вертикальном направлении из листов
6=10.. 12 мм. Расстояние между планками h целесообразно назначать из условия
равиоустойчивости стойки в обеих плоскостях (А,«=Я»), откуда
/B=/p(V«)- (XIV.35)
Планки должны быть проверены на устойчивость от условной поперечной силы
Qfea. Расчетная длина плаики принимается равной расстоянию Ь' между стойкой и
основной ветвью колонны (рис. XIV.9), гибкость плаики Хпл не должна превышать 120.
ИзелА
§ 3. УЗЛЫ колонн
I. Оголовки колонн
Опирание стропильных ферм
на колонны может быть
запроектировано сверху или сбоку.
Опирание сверху применяют при
шарнирном присоединении
ригелей к колоннам. Опорное
давление А стропильных ферм
передается сначала на опорную
плиту оголовки колонны, затем
через опорное ребро оголовка на
стенку колонны и далее
равномерно распределяется по сечению
стержня. Конструирование и
расчет таких оголовков рассмотрены
в гл. VIII.
Опирание ферм на колонны сбоку проектируют как при шарнирном,
так и при жестком соединении ригеля с колонной (рис. XIII.17).
Конструирование и расчет этих узлов рассмотрены в § 3, п. 3 предыдущей
главы.
раздельной
2. Узлы колонн в местах опирания подкрановых балок, стыки
В колоннах постоянного по высоте сечения подкрановые балки
опирают на специальные консоли (рис. XIV.10). В сплошных колоннах
проектируют одностенчатые консоли двутаврового сечения, в сквозных —
консоль делают из двух швеллеров, присоединенных к ветвям колонны.
Консоли сплошных колонн и швы, прикрепляющие их к колонне (рис.
XIV.10,а), рассчитывают на изгибающий момент M=De н срез силой
D (D — максимальное давление обеих подкрановых балой).
Напряжения проверяют у основания консоли н в швах ее крепления,
предполагая, что изгибающий момент воспринимается только поясами, а
поперечная сила Q=D воспринимается стенкой. Консоли из швеллеров в
сквозных колоннах также проверяют на действие момента M^=De и
поперечной силы D. Уцилия в швах, крепящих консоли к ветвям колонн,
нг^ойят щ Щ9£»щ рычага: для швов на внутренней ветви колонны и
для швов наружной ветви они будут соответственно N=D{H;^e)lh и
N'=D{elh) (обозначения см. на рис. XIV.10,61.
384
при опирании каждой из подкрановых балок на свою консоль
консоль рассчитывают на наибольшую реакцию подкрановой балки.
В ступенчатых колоннах подкрановая балка опирается на уступ
колонны у места сопряжения надкрановой и подкрановой ее частей.
Типичные конструктивные решения узлов для колонн се сплошной и сКвоз-
Рис. XIV. 10. Подкрановые консолн
а — при сплошных колонаах; б — при сквозных колоннах
Рис. XIV.ll. Узлы сопряжения верхней и нижней частей колонны
а — сплошных; б — сквозных; в — расчетная схема траверсы
НОЙ нижней частью колонны показаны на рис. XIV.ll. Сопряжения
верхней и нижней частей колонны нужно рассчитывать на продольную силу
N и изгибашций момент М верхнего участка колонны у места его
примыкания к нижнему. Чтобы упростить расчет несколько в запас
прочности, допустимо считать, что усилия полностью передаются только че-
25—478
3S5
раз полки верхней части колонны; исходя из этот <шределяют длину
шва /ш, необходимую для крепления полки к траверсе колонны.
Усилия в полках от продольной силы и момента, действующих в
верхней части колонн,
Na = NI2±Mlb. (XIV. 36)
Для более надежного соединения в полке колонны делают прорезь
(рис. XIV.11, а, деталь /), в которую заводят стенку нижней части
колонны (или траверсу в колонне сквозного сечения). Учитывая, что полку
крепят четырьмя сварными швами, моЖно определить их требуемую
длину
?^ = iV„/Dpftm«r)-
(XIV.37)
Наибольшее усилие, на которое следует рассчитывать крепление
полки, может быть найдено также исходя из предельной прочности полки
Nn==F„R, (XIV.38)
где Рв и R — площадь сечения полки и расчетное сопротивление стали.
В сквозных колоннах верхнюю и нижнюю части соединяют через
траверсу (рис. XIV.11,6), которая представляет собой балку двутаврового
сечения, нагруженную усилиями N и М и имеющую пролет, равный
расстоянию между ветвями колонны йн (рис. XIV.11,0). Эта балка должна
быть проверена на изгиб и срез по формулам:
а = :
1£
'R и т =
Qtp
/tcxOcn
<R,
ср.
(XIV.39)
Здесь Л1тр=(^/2-|-Л1/6н)а — наибольший изгибающий момент в траверсе; Q^p=N/2-\-
+Mlbu — расчетная поперечная сила; Wip — момент сопротивления траверсы у грани
верхней части колонны; Лот и бот — высота и толщина стенки траверсы.
Высоту траверсы обычно принимают равной 0,5—0,8 ширины
нижней части колонны. Траверсу к ветви колонны крепят на реакцию
траверсы и давление подкрановых балок (рис. XIV.11,6):
N' = N/2 + Mlba + D/2, (XI V.40)
где D — опорная реакция подкрановых балок.
Ребро напротив траверсы (с
наружной стороны колонны)
рассчитывают на усилие D/2 (необходимую
площадь ребра из условия смятия и
крепление его к ветви колонны).
Конструктивное оформление
уступа колонны в месте опирания
подкрановых балок аналогично конструкции
оголовков колонн. В зданиях с
кранами «особого» режима работы вдоль
подкрановых путей необходимо
предусматривать проход для обслуживания.
В случае когда проход устраивают в
стенке колонны, ослабленный участок
колонны нужно проверить расчетом.
Для этого по данным статического
расчета рамы определяют наибольшие
усилия N, М и Q в нижнем или верх-
Рис. XIV. 12. Проем для прохода в нем сечении по габариту прохода: в
стенке колонны рамах С шарнирным опиранием риге-
""''It^^^ZZHf^m""""'' ,лей это всегда нижнее сечение, в ра-
.^5?-*" Й
мах с жестким опиранием часто бывает верхнее. Иногда при расчете
ослабленного проходом участка колонны принимают комбинацию рас-
четны;х усилий N, М и Q, по которой подбирают сечение надкрановой
части колонны (сечение по проему делают равнопрочным основному
сечению). Конструктивное оформление проема в колонне показано на
рис. XIV. 12. а.
Из-за выреза колонна на участке проема работает аналогично
панели внецентренно-сжатого сквозного стержня, ветви которого соединены
жесткими планками. От поперечной силы в ветвях возникает местный
изгибающий момент Мв, а общий изгибающий момент М заменяется
парой сил с плечом а, равным расстоянию между центрами тяжести
ветвей (рис. XIV.12,6).
Исходя из этого расчетные усилия для ветви колонны определяют по
формулам:
продольная сила
Ыв = М/2 + М/а: (XIV.41)
изгибающий момент
MB'=QI2h/2 = Qhli. (XIV.42)
Устойчивость ветви проверяют по формулам внецентренного сжатия:
в плоскости действия момента
o = iVe/(9Sff,)</?: (XIV.43)
в плоскости, перпендикулярной действию момента,
о = Л^в/(сфг//='вХ/?. (XIV.44)
где f в — площадь сечения одной ветви.
Коэффициенты ф^ и фу определяют при расчетной длине, равной
высоте проема h (обозначение осей на рис. XIV.12,а).
Стыки в колоннах приходится устраивать в двух случаях: из-за
ограниченности размеров прокатной стали (заводские стыки) и
вследствие необходимости членения колонн на отдельные отправочные
элементы исходя из возможностей транспортирования (монтажные
стыки).
Примеры конструктивных решений заводских стыков в колоннах
показаны на рис. XIV.13.
Монтажные стыки колонн выполняют встык, через накладки и ком-
бинированн^лм способом. Отличительная особенность монтажных
стыков— вспомогательные приспособления для выверки и фиксации
стыкуемых отправочных элементов в проектном положении.
При большой высоте ступенчатых колонн промышленных зданий
(~18 м и более) ее верхнюю часть обычно стыкуют на монтаже (рис.
XIV.14). Надкрановую часть колонны устанавливают на подкрановую
через листовые прокладки толщиной 2—3 мм, чем обеспечивается
необходимый зазор для сварки. Колонну фиксируют при помощи
монтажных коротышей из уголков и стяжных болтов.
Конструкция стыка, показанная на рис. XIV. 14, б и XIV.24, а,
применена в типовых колоннах; она позволяет иметь независимые
отправочные элементы верхних и нижних частей колонн. Узел на рис. XIV.14, б
интересен и тем, что для наружной ветви колонны применено такое же,
как и для подкрановой ветви, двутавровое сечение.
3. Базы колонн
База является весьма ответственной и в то же время сложной и
трудоемкой частью колонны, поэтому при проектировании необходимо
25* 387
Стыковой уголок
со срезанным
обушком и полкой
Рис. XIV.13. Примеры заводских стыков
в колоннах
Л'—стыки в элементах сплошной колонны:
б — стык уголка в составном сеченви ветви
сквозной колонны
Рис. XIV. 14. Монтажные стыки верхних
частей колонн
а — стык на верхней части колонны; б — стык по
грани траверсы
(!) А-А
г-JO^
1
М-
шшм
pnri'npii'
h
-(/I
J-l
i
в
•шКА
ff-0
s-s
!88
стремиться к возможно большей конструктивной простоте при
наименьшем расходе стали.
По своей конструкции базы внецентренно-сжатых колонн несколько
отличаются от баз центрально-сжатых колонн. Имея те же основные
элементы — опорную плиту, траверсы и анкерные болты, база внецент-
ренно-сжатой колонны развивается в плоскости действия изгибающего
SXI'W
-..JbhOkijAaL
ir
31 г 1|
uililAlLAmm.Lllj 11 |1П|
V
Анкерные платки S 30-^0
■!iMI,»ULtM'iV"""Ml"
MllllllillllllllfllH
TW
Рис. XIV. 15. Базы легких колонн
а — сплошной; б — сквозной
тшиая
N
КРОМКУ-
тюдврсы
строгШь je
^ А
1^
^ вврх \ Традерсв
^
ms^.
м
JE_
7
■м
трайврса
Рис. XIV. 16. Базы колонн для безвыверочного монтажа
момента; анкерные болты должны воспринять растягивающие усилия от
момента.
Решение базы зависит от типа сечения и мощности колонны.
Конструктивные решения баз для легких колонн показаны на рис. XIV. 15.
Для сквозных колонн большой ширины применяют, как правило,
раздельные базы, являющиеся достаточно экономичными и удобными в
389
изготовлении. Примеры конструктивных решенвй баз «раинах-и
средних сквозных колонн приведены на рис. XIV. 16 и XIV. 17.
В базах колонн с несимметричным сечением ветвей необходимо центр
опорной плиты совмещйть с центром тяжести сечения ветви, а анкерные
болты размещать на оси, проходящей через этот центр, иначе в ветви
колонны возникнет дополнительный изгибающий момент.
>3ufcmeme А\
Рис. XIV. 17. Раздельная база мощной сжвозной колонны
Плита
ПодтВт
^стмВоичьш болт Зщ
fraxmoSnu плити поё
fWJKMHj/
Рис. XIV. 18, Опорные плиты баз для колонн с фрезерованными торцамн
Конструкция базы должна обеспечивать удобство прихватки деталей
при их сборке и доступность сварки всех швов. При проектировании
базы необходимо учитывать также способ установки колонны на
фундамент.
Существуют три основных сдособа установки:
1) на стальные подкладки толщиной 40—60 мм между опорной пли-
390
той и верхом фундамента с последующей заливкой зазора цементным
раствором; ^
2) на выверенную поверхность фундамента без последующей
подливки;
3) на заранее установленные опорные плитй базы.
Первый способ весьма трудоемок, требует выверки колонны на
подкладках и в настоящее время применяется крайне редко. Недостатком
второго способа явля-
-"^^—^^тт (вариант)
(вариант)
\
\
//'^'/, f>l,^/fjj
ш
"ft
т
1
ряег
Ось »з
■otamou зони
—С 1
К
„....Gj..... ,.
'^"^^^
: к£) ' i
, "t- 1
г.<..,ц
"•Ф*
. й ,.
~1
Рнс. XIV.19. К расчету базы внецеитренно-сжатой
сплошной колонны
ется трудность
выполнения поверхности
фундамента с большой
точностью. Поэтому в
последнее время для
установки тяжелых
колонн стали
применять третий способ,
получивший название
безвыверочкого метода
монтажа. Сущность
его заключается в том,
что первоначально на
фундамент с большой
точностью
устанавливают опорные плиты с
верхней
фрезерованной поверхностью
(рис. XIV. 18). Точную
выверку плит
производят при помощи
установочных болтов или
специального
кондуктора. После выверкн
под плиты подливают
цементный раствор. Ветви колонны имеют фрезерованные торцы, а саму
колонну собирают в кондукторе, обеспечивающем точное совмещение
опорных плоскостей обеих ветвей. На монтаже колонну устанавливают
по осевым рискам на опорную плиту, что обеспечивает ей проектное
положение без дополнительной выверки. После этого на анкерные
болты надевают анкерные плитки, опирающиеся на траверсы колонны, и
анкерными болтами колонну плотно притягивают-к фундаменту. При
наличии больших сдвигающих усилий колонну приваривают к опорной
плите после установки.
Конструкция баз колонн при безвыверочном монтаже (рнс. XIV. 16 и
XIV.24) упрощается (меньше деталей и сварных швов), упрощается и
ускоряется «онтаж колонн и опирающихся на них конструкций
(благодаря более точной установке колонны).
Ветви сквозных колонн работают на продольные осевые силы,
поэтому базы сквозных колонн являются раздельными и состоят по
существу из двух баз для центрально-сжатых колонн. Поэтому расчет и
конструирование таких баз производятся так же, как и баз
центрально-сжатых колонн (см. гл. VIII, § 6). Для баз внецентренно-сжатых колонн
сплошного типа характерно неравномерное распределение давления на
фундамент (рис. XIV.19). Наибольшее и наименьшее напряжения в
бетоне фундамента по краям плиты определяют по формулам:
<^б.макс = Wfот + M/W^ = N/(BL) + 6M/iBL)b, (XIV.45)
ff6.«HH*=W(BL)—6A1(BL)?, (XIV.46)
где £ и L — ширина в длина пл!<ты.
391
Прн, большом значении изгибающего момента эпюра напряжения
изменяет, знак и возникающие при этом растягивающие усилия
передаются на анкерные болты (что обеспечивает равновесие действующих сил).
Конструирование и расчет базы внецентренно-сжатой колонны
выполняются в такой последовательности. Задавшись шириной опорной
плиты В, определяют требуемую ее длину по формуле
L =
N
2Bie.
У [2BI^J
ем
BR^r
(XIV.47)
которая получена нз формулы (XIV.45) при условии, что 0бмакс= Я^
(i?f„ определяют по формуле (VIII.38,а). Расчет производят на
комбинацию усилий N я М, дающую наибольшее сжатие бетона у края плиты
Установив окончательные
колонии
Опорная
плита
Ось анкерных-
^олтШ
Mf\
7777.
И
ы
N
77777777777777^777777777777777?
^
«1
i^
ш
•|
'-^
размеры опорной плиты,
намечают конструкцию базы и
вычисляют фактические напряжения
под опорной плитой Об макс И
сгбмвн по формулам (XIV.45) и
(XIV.46).
Так же, как и в базах
центрально-сжатых колонн,траверсы
и ребра, расчленяют опорную
плиту на участки: консольные /,
опертые по трем сторонам 2 и
четырем 3 (рнс. XIV.19).
Вычислив по формулам (VIII.39) —
(VIII.42) значения изгибающих
моментов в отдельных отсеках
плиты, по формуле (VIII.43)
определяют ее требуемую толщину.
Так как давление под плитой
распределяется неравдомерно, то
при определении моментов в
различных ее участках значение
Об (несколько в запас)
принимают равным наибольшему значению в пределах каждого участка (по
масштабу с эпюры давления).
Сечения и крепление траверс, ребер жесткости и других элементов
базы рассчитывают на давления с соответствующих грузов1Йх площадей
опорной плиты аналогично, как и для баз центрально-сжатых колонн.
Требуемую площадь аикерн«х болтов определяют упрощенным
способом исходя из предположения, что растягивающая сила Z,
соответствующая растянутой зоне эпюры напряжений (рис. XIV.19), цолностью
воспринимается анкерными болтами. Уравнение равновесия
относительно центра тяжести сжатой зоны бетона имеет вид
Рнс. XIV.20. к расчету анкерных болтов с
учетом развития пластических деформаций
в бетоне фундамента
M~Na—Z» = Q.
(XIV. 48)
Отсюда усилие, действующее в анкерных болтах (с одной стороны
башмака),
Z = {M~Na)lg, (XIV.49)
и требуемая площадь сечения одного анкерного болта
^ ""-^^ (xiv.sa)
«^
пуК
'■де Rt — расчетное сопротивление анкерных болтов растяжению, принимаемое для
392
болтов из стали 3 равным 14 кН/см*; п —число анкерных болтов с одной стороны,
башмака; а н у — геометрические размеры, принимаемые по рнс. XIV.19.
Более экономичный, результат дает расчет анкерных болтов с учетом
развития пластических деформаций в бетоне (рис. XIV.20). При этом
принимается равномерное распределение напряжений в сжатой зоне
бетона под плитой и условие равновесия действующих сил имеет вид
N + Z — D = 0, (XIV.51)
где D = alBRe — отпор сжатой зоны бетона (Re — расчетное сопротивление бетона при
изгибе; al — длина сжатой зоны под плитой; В — ширина плиты).
Коэффициент а можно определить, использовав условие равновесия
SM=0 относительно оси анкеров и учитывая, что MIN=e:
» N(e+b)—D(l — ^\^N(e + b)—a.lBR6(l~Y)^^- (XIV. 52)
Обозначив Мб==Ы{е-\-Ь), найдем
2Mb
Необходимая площадь сечения анкерного болта
,.^^^^^^^-mLi:J^. (XIV.54)
nR; «/^ «/?;
При расчете анкерных болтов необходимо принимать комбинацию
нагрузок, дающую наибольший момент при относительно небольшой
продольной силе. Так как продольная сила разгружает анкерные болты,
значение ее вычисляют при коэффициенте перегрузки п=0,9.
В раздельных базах внецбнтренно сжатых сквозных колонн усилие
в анкерных болтах будет равно растягивающему усилию в ветви
колонны, которое можно определить по формуле (XIV.27). Расчетные усилия
N к М надо брать со своими знаками, принимая те комбинации
нагрузок, которые дают наибольшую растягивающую силу в каждой ветви.
§ 4. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ
ВЕРТИКАЛЬНЫХ СВЯЗЕЙ МЕЖДУ КОЛОННАМИ
Вертикальные связи между колоннами служат для обеспечения Продольной
жесткости каркаса; они воспринимают нагрузки от ветра на торец здания и силы
продольного торможения кранов (рнс. XI V.21).
Верхние вертикальные связи, расположенные выше подкрановых балок,
воспринимают только усилия от ветровой нагрузки. Расчетную силу Wi находят как реакцию
горизонтальнее связевой фермы, на которую опираются верхние концы стоек торцового
фахверка; силу Wz определяют по грузовым площадям, зависящим от схемы решения
торцового фахверка. Нижние вертикальные связи воспринимают усилия от давления
ветра на торец здания и силы продольного торможения кранов Гпр (рис. XIV.2I,a).
Очень часто йо торцу здания на уровне тормозных балок устраивают переходные
площадки, служащие одновременно промежуточной горизонтальной опорой для стоек
торцового фахверка. В этом случае нагрузка от ветра с этой площади передается на
подкрановые балки в уровне тормозных площадок. Для упрощения расчетов силы Wi и Wi
обычно определяют в предположении балочной (разрезной) системы торцового
фахверка.
Сила продольного торможения крана
7'кр = П^РмаквПо. {XIV.55)
где л — коэффициент перегрузки крановой нагрузки; /=0,1 — коэффициент трения
заторможенного колеса по рельсу; Ряте — максимальное давление колеса крана; яо —
число тормозных колес на одной стороне крана (обычно оно равно половине колес
одной стороны крана).
Расчетную силу продольного торможения Т для расчета нижних вертикальных
связей принимают от двух кранов одного или смежных пролетов. В длинных зданиях про-
393
дольную силу распределяют поровну на все вертикальные. связев1«! фермы ме^кду
колоннами в пределах температурного отсека.
Связи рассчитывают в предположении наличия шарниров во всех узлах, в том
числе и в узле сопряжения колоии с фундаментом. При крестовой решетке связей усилия
часто определяют по услрвиой' схеме, считая, что раскосы воспринимают только
растягивающие усилия. Рассчитывают обычно только полные связевые фермы между
колоннами {рис. XIV.21,6), сечеиия верхних связей у торцов здания (или температурного
отсека) принимают Конструктивно такими же. Вертикальные связи внутренних
температурных отсеков (в длинных зданиях) не воспринимают нагрузок от ветра, однако
сечения нх принимают такими же, как и расчетные, по соображениям унификации кон-
а)
И/.
iJit
HZ
i
czn
^
к.
СГ3^1
г»
1
Рис. XIV.21. Схемы вертикальных связей между колоннами
а — конструктивная; б — расчетная
Рис. XIV.22. Конструквди узяов связей между колоннами
394
структнвного решения и учитывая, что каждый температурный бл{ж может быть сдан
в эксплуатацию отдельно.
Для обеюпечення нормальных условий эксплуатации здания с краиамн «особого»
режима работы нужно проверять продольную жесткость каркаса. Продольное смещение
колонн на уровне подкранового рельса не должно превышать 1/4000 расстояния от
рельса до ннза башмака колонны. Смещение колонн определяют от силы продольного
торможения одного крана наибольшей грузоподъемности, и эту силу распределяют
между всеми связями, установленными в пределах температурного отсека.
Вертикальные связи по колоннам постоянного сечеиия, а также по верхним частям
ступенчатых колонн при ширине сечення колонны до 600 мм обычно устанавливают по
оси колонны. При более широких сечениях колони ставят парные связи по каждой
грани колонны.
Расчетную длину элементов связей в плоскости связевой формы принимают равной
расстоянию между крайними узлами и центральны.м узлом, из плоскости связевой
фермы — расстоянию между крайними узлами.
Пример конструктивного решения узлов связей между колоннами показан на
рис. XIV.22. Элементы связей обычно устанавливают на болтах грубой или
нормальной точности н после выверки колонн приваривают к фасонкам. При кояструироварни
узлов нужно стремиться к центрации осей элементов в узлах; однако если это
невозможно, допускается смещение осей с центра узла в пределах 200—300 мм. Для
более четкой передачи продольной силы с подкрановых балок на вертикальные связи
иногда проектируют специальный, листовой шарнир на уступе колонны (узел А,
рис. XIV.22).
Пример расчета ступенчатой колонны производственного здания
Исходные данные. Требуется подобрать сечендя сплошной верхней и сквозной
нижней частей колонны однопролетного производственного здания (ригель имеет
жесткое сопряжение с колонной). Расчетные усилия (берутся из таблицы усилий,
аналогичной табл. ХП.8): для верхней части колонны JV=740 кН, Af=—1127 кН-м, Q =
= 197 кН. Значение момента приведено у сопряжения колонны с ригелем; момент
в нижнем сечении верхней части колонны (у сопряжения ее с нижней частью) при этом
же сочетании нагрузок равен 420 кН-м. Расчетные усилия для нижней части колонны
JVi=3360 кН, AIi = 1960 кН-м (изгибающий момент вызывает сжатие в подкрановой
ветви), iVj=3I40 кН, Af2=2570 кН-м (изгибающий момент сжимает наружную ветвь),
наибольшая поперечная сила в колонне Q=3I2 кН.
Комбинация усилия для расчета анкерных болтов: Л?мвв=580 кН, М=1360 кН-м.
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны hlJi^ 1/5. Материал
колонны — сталь класса С 38/23 (марка стали ВСтЗкп2), бетон фундамента марки 150.
Конструктивная схема колонны показана на рис. XIV.23, а.
Определение расчетных длин колонны. Расчетные длины для верхней и нижней
частей колонны в плоскости рамы определяют по формулам (XIV.2) и (XIV.3):
Коэффициент Hi находим по прил. 11 в зависимости от параметров ki и а,
определяемых по формулам (XIV.4) н (XIV.5):
/ J.h и 1-9,2
I ki = -2--i = —^ == ~ = О 247-
" /i V /^ 6,2 V Ь4.55-''^^'
где ^=3360/740=4,55 по формуле (XIV.6); Hi=2,45;
• Коэффициент приведения расчетной длины для верхней части колонны найдем по
формуле (XIV.7)
{ia = щГс = 4,45/1,54 = 2,92.
Таким образом:
?„ =2,92<6,2= 18,1м =1810 см,
/р^ = 2,45.9,2 = 22,54 м = 2254 см.
Расчетные длины из плоскости рамы (см. рис. XIV.23,e)
/р^ =460 см и/^1= 920 см. ' "
Подбор сечения верхней части кояойны. Сечение верхней части колонны принято
395
в виде сварного двутавра высотой Л=100 см. Необходимую площадь сечения
определяем ориентировочно по формуле (XIV.24):
N I. ... . ^J_\__l^L - . - - 152'2'
^тр =-Г- 1,25+2,2
21 \''2^+^'2 100
= 162,1 см?.
где
е = M/N = 112700/740 = 152,3 см.
Компонуем сеченне колонны, учитывая, что отношение высоты стенки
к ее толщине должно быть в пределах 80—120, отношение ширины полки к ее
толщине — не более
6п/б„<30У 21//?
б) tL
т
9
Г "
372
«oj
500 X
500
то
ли
Рис. XIV.23. К примеру расчета колонны
в — ковструктивная схема колонны; 6, в —сече-
«вд колонны
» ширина полок —не менее 1/20—1/30 длины колонны из плоскости рамы. Принимаем
стенку толщиной бот —8 мм и полки из листов 380X14 мм (рис. XIV.23,<5J:
F = 2 C8.1,4)+ 97,2.0,8 = 184,2 см?;
Лст/бс^ = 97,2/0,8 =121,5; V6n = 38/1,4 = 27;
Ь„//у^8/460=1/12.
Находим геометрические характеристики принятого сечения
^Х* •'j»> >'х> >'у> Wx-
396
^Л^
12
.2F„fA _ M^ = Ml|.^ + 2.38.1.4 A5-°_Ц- = 320 000 см^;
°\, 2 2v/ 12 ' ' \2 2/
Sn*n 1,4-38»
У „ = 2 -^^-^ = 2 = 12 800 см*;
^ 12 12
Гх = VJxIF = 1/320000/184,2 = 41,7 см;
ry^YjylF = V 12 800/184,2 = 8,34 см;
Шд, = 2У;с/Л = 2-320 000/100 = 6400 см». i
Определяем гибкость стержня колонны в плоскости и из
плоскости рамы:
Я^=/р,//-,= 1810/41.7 = 43,4;
Проверка устойчивости верхней части колонны в
плоскости действия момента по формуле (XIV. 17). Предварительно определим
условную гибкость в плоскости рамы по формуле (XIV.18)
Л,=Я,;с У RIE = 43,4 У 21/21 000 = 1,37
н приведенный эксцентрицитет по формуле (XIV.19)
OTi = Т1 (MIN) Fep/Wx = 1,57 A12 700/740) 184,2/6400 = 6,8,
где Т1 = 1,75—0,1 ЗХя; = 1,75—0,13-1,37=1,57-коэффициент влияния формы сечения
по прил. 7а. _
Коэффициент ф^и=0,19 принимаем по прил. 76 в зависимости от Я,зс=1,37 и
/л 1 = 6,8. Производим проверку устойчивости принятого сечения в плоскости действия
момента
о = л^/(фвн /Tgp) = 740/@,19-184,2) = 21 кН/см« = R.
Проверка устойчивости верхней части колонны из
плоскости действия момента по формуле (XIV.20). Предварительно нужно найти
коэффициент с для формулы (XIV.20):
с = р/A -f сш;,) = 1/A -f 0,77-2,92) =0,31.
Здесь Р и а принимаются по прил. 8 с учетом того, что Ai,=55,2<A.c;=I00,
значение которого для стали класса С 38/23 дано в прнл. 9.
р = Ij а = 0,7 + 0,05(Отд; — 1) = 0,7 + 0,05 B,37 — 1) = 0,77;
„ ^>б1, ею 184.2
* NWj, 740 6400
Здесь /И^ = 2/3 A127+ 420)—420 = 610 кН-м— расчетный момент (наибольший
момент в пределах средней трети верхней части колонны).
Проверяем устойчивость стержня колонны из плоскости действия момента
N 740
0= — =— -——— = 15,5кН/см?<« = 21 кН/см2.
сф/'бр 0,31.0,843-184,2
Здесь 91,^0,843—коэффициент продольного изгиба при центральном сжатии в
зависимости от Я,],=55,2 по прил. 7.
Проверка местной устойчивости. Местная устойчивость полок
колонны является обеспеченной, так как отношение свеса полка к ее толщине 18,6/1,4 =
= 13,3<16 (табл. VIII,5).
Для проверки местной устойчивости стенки найдем:
(о-о')
а = и т;
о
о = NIF + (М/У^) J/0 = 740/184,2 -f 112700/320000 (97,2/2) =
i= 4,02 + 17,12 = 21,14 кН/см?.
Фактическое сжимающее; напряжение в сечении несколько превосходит расчетное
сопротивление сталЯ Л=21/кН/см^ одн^со это не значит, что прочность колонны не
397
обеспечена. Прочность виецентренйо сжатых элементов, не подвергающихся
непосредственному воздействию динамических нагрузок, проверяют по формуле учитывающей
развитие пластических деформаций в сечении (XIV. 16):
/JV \з/2 М _ I 740 \з/2 112700
W +«,п_^^/?-1 184.2.21 j +1.12.6400.21-°'^^^<'-
Здесь w^x,m ==''^2'*'ж,нт — пластический момент сопротивления:
а' = NIF — (MUx) Ур = 740/184,2 — 112 700/320000 (97,2/2) =
= 4,02—17,12 = —13,1 кН/см2,-
21,14—(—13,1)
21,14
т= С?/(йстбст) = 197/(97,2.0,8) = 2,53 кН/см^.
Значение а больше, чем 1, поэтому местную усто.&чнвость сгенкн проверяют по
формуле (XIV.25)
Ост V a{2—a+Va^+ip} ^ 21,14 B — 1,62 + У 1,62^ + 4.0,362]
97 2
= .38>^=121.5,
где
р == 0,07т -^ = 0,7,2,53-— = О.Зб;
а 21,14
*з=43 — коэффициент, принимаемый по табл. XIV.3. Местная устойчивость стенки
обеспечена.
Подбор сечения нижией части колонны. Сечение нижней части колонны сквозное,
состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Продольные усилия в ветвях
различны в зависимости от знака момента в комбинациях расчетных усилий, приведенных
в исходных данных примера.
Подкрановую ветвь колонны принимаем из сварного двутавра, а наружную — на
двух уголков, соединенных листом. Высота сечения колонны Л =1500 мм, расстояния
между узлами решетки принимаем равными 1800 мм (XIV.23, а).
Определяем ориентировочно продольные усилия в
ветвях колонны по формуле (XIV.26):
в подкрановой ветви
^в. = ^1 {Уг'Ю + V^o = 3360 @,75/1,5) + 1960/1,5 = 2990 кН;
в наружной ветви
^в. = Л^а WK) + ^JK = ^l-tO @,75/1,5) + 2570/1,5 = 3280 кН,
где предварительно принято: Ао«А; yi«0,5fto н у2»0,5Ао.
Нахскднм ориентировочно требуемую площадь сечения
ветвей по формуле (XIV.32):
подкрановой ветви
^тр.в, = АГв,/@,7 —0.9) R = 2990/0,9.21 = 159 см?;
наружной ветви
^ip.B. = ЛГв,/@,7 -0,9)/? = 3280/0,9-21 = 174 см?.
Наэ»ачаемсечения ветвей колонны. Для подкрановой ветви —
сварной двутавр высотой 70 см, толщиной стенки 12 мм н полок сечением 300X16 мм
(F^ =2-30-l,6-f-66.8-1,2= 176,2 см^). Наружную ветвь принимаем из двух уголков
200X14, соединенных листом 650X10 (Р^ =2.54.6-1-65=174,2 см^) (см. рис. XIV.23,e).
Точные геометрические характеристики ветвей колонны
(обозначения осей принимаем по рис. XIV.23, в):
для подкрановой ветви:
F^ = 176,2 cm2; J^ = J^ 4- 2/?^ ой = -^-^~— + 2-1,6-30.34,2? = 142 000 см*;
3S»
r^ = yijF^^ *= J/'142 000/176,2 = 28,3 cM;
1,6.303
/i = 2 ~-— = 7200 CM*;
12
h= V^i/^b, = V 7200/176, = 6,37 cm;
для наружной ветви:
f3^ = 174,2 см?; Jy= J„ + 2[jf +fy,a2)= Ьбб^лг + 2[20ЭТ + 54,6G0/2 -5.46П =
= 122400 см*;
r'g = y JJFj,^ = У 122 400/174,2 = 26,5 см.
Расстояние от центра тяжести ветви до края наружного листа:
'2,Fizi 65-ЬО,5+2.64,6.6,46
'-—1Г- Ж^ = 4.24см;
•^2 =-^л «л+ 2 (/?'• +fyp4.') =^5.1 D,24-0,5)? +
+ 2 [2097 + 54.5 E,46 + 1 — 4,23)?] = 5640 см«;
Ч = YW^, = V 5640/174.2 == 5,69 см.
Уточняем положение центра тязкестн всего сечення
нижней части колонны и но формуле (XIV.26) находим точные
расчетные усилия в обеих ветвях:
Ао = ft — га = 150—4,24 = 145,76 см;
Р^,К 174,2.145,8
^^=•^=176.2+174,2 = ^^'^'="=
y^ = h^—yi=. 145.76 — 72,7 = 73,06 см;
^в, = Л^1 (г/2/*о)+^1^*о = ^^^ G3,06/145.8) + 1960/1,458 = 3030 кН;
Л^^^ = NJ^tfi/\) + MJh„ = 3140 G2,7/145,8) +2570/1,458 = 3330 кН.
Проверяем устойчивость ветвей колонны по формулам (XIV.28 и
XIV.29).
Подкрановая ветвь:
в плоскости рамы: 1^^ — 180 см; Я,^^ = /g/г^ = 180/6,37 = 28,3; <р^ = 0,948;
a=N^J (Фх^в,) = 3030/@,948-176,2) = 18,2кН/см? < i? = 21 кН/см?;
из плоскости рамы: /^^ = 920 см; Я,^==/^^/г^ = 920/28,3 = 32,5; ф =0,933;
^=^=-3:ilS^=^«'^''«'-^<^=2^'^«/--
Наружная ветвь:
в плоскости колонны: /,^ = 180 см; Х^^ — l^Jf^ =5180/5,69 = 31,8;
ф8 = 0,935;
о = ^в,/(<Р2^в.) = 3330/@,935.174,2) = 20,40 кН/см" <R = 2\ кН/см^;
из плоскости колонны: /„ =920 ем; Л^=/„ /^2=920/26,5 = 34,7; ф,=0,925; а=
=^в, 1^д ^в, =3330/0,925"l74,2=20,7 кН/см2<21 кН/см'.
Проверка устойчивости колонны как единого стержня составного сечеиия. Для
этой проверки необходимо найти приведенную гибкость стержня, зависящую от сечения
раскосов, поэтому предварительно подберем сеченйе элементов решетки колонны.
Раскосы решетки рассчитывают на большую из поперечных сил-
фактическую 0=312 кН (см. исходные данные примера) или условную Qycn=0,2f6p =
=0,2(F3, +/^в^) =0.2A76,2+174,2) =69,9 кН (табл. VIII.2)
Продольное усилие в раскосе
Л^р = Смако/B sin а) = 312/2-0,857 = 182 кН,
Здесь а — угол наклона раскосов, равный 59°.
Требуемая площадь раскоса
^Р ^р 182 ,^ ^ ^
/•-«ч = —i-JiT—, z=:z ^■"' ■.....■■—I. in- ;:— = 14 4 CM"
"^ m(fR 0,75@,7 — 0,9)/? 0,75-0,8.21
Здесь m — коэффициент условий работы! сжатых одиночных уголков,
прикрепляемых одной полкой, равный 0,75. Принимаем раскосы из уголков 110X8/^=17,2 см^,
''мин = 2,18 см.
Расчетная длина раскоса
1р = Ao/sin а = 145,8/0,857 = 171 см?
его гибкость:
^ = /р/'-мин = 171/2,18 = 78; <р= 0,726.
Провернем напряжение в раскосе
Л'о 182
а = £^ = „ ^^ „ ^^, . ^ = 19,5 кН/см^ < /? = 21 кН.
m<pFp 0,75.0,726" 17,2
Определяем геометрические характеристики всего
сечения колонны (см. рис. XIV.23,в) и приведенную гибкость стержня:
F = F^+ F3, = 176,2 + 174,2 = 350,4 см?;
/^ = /1 + ^3, J/f + Zz+^^B^^a = 7200+176,2.72,72+ 5640 +
+ 174,2-73,063 = 1866000 см*;
т^ = VjJF = Ki 866 000/350,4 = 73 см.
Гибкость стержня колонны относительно свободной оси х—х
Я^= l^Jr^ = 2254/73 == 30,9.
Приведенная гибкость по формуле (VIII.15J
^пр = /^^^ + *i(^6p/^p) = КЗО.92 +27C50,4/2.17,2) = 35.
Условная приведенная гибкость
Хпр = Япр УШЁ= 351/^21/21 000 = 1,11.
Проверяем устойчивость колонны в плоскости действия
момента по формуле (XIV. 17).
Предварительно нужно найти относительные эксцентрицитеты по формуле (XIV.30)
и коэффициент <р=ч по прия. 7в. Для комбинации усилий, догружающих подкрановую
ветвь;
тх= (MilNiXFt^yitJх) = A96 000/3360).C50,4«72,7/1866000) =; 0,795;
фВн = о,518;
о = iVi/(cp=aF6p) = 3360/@,518.350,4) = 18.6 кН/см? <R=21 кН/см*.
Для комбинации усилий, догружающ.их нагруженную ветвь:
гпх = (M^IN^Wgp y^Ux) = B57000/3140)C50,4.73,06/1866000) = 1,12;
<рвя = 0,451;
О = /Vsj/(<pBHi?gp) = 3140/@,451.350.4)= 19,9кН/см? </?=21 kH/cm^.
400
'if^y^
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия мо-
мента проверять не нужно, так как она обеспечивается проверкой устойчивости
отдельных ветвей.
Расчет и конструирование узлов колонны.
Соединение верхней части колонны с нижней (см. рис. XIV.24, о). Назначаем
высоту траверсы 0,8Аа==0,8-150=120 см. Усилие в полке верхней части колонны по
формуле (XIV.36)
Л?п = ]У/2 + Л1/6= 740/2+1127/1 = 1497 кН.
^J Ыд'ЗЗЗОп» Ыд'ЗОЗОкН
I
Анкериые
Солты
d'tie МП
Рис. XIV.24. К примеру расчета колонны
а — сопряжение верхней и нижней частей колонны; б — база
Назначаем сечения вертикальных ребер траверсы, к которым крепится полка
верхней части колонны 200X14 мм (из условия равнопрочиости их площадь должна быть
больше или равна площади полки колонны).
Толщина швов, соединяющих эти ребра с траверсой,
йш ■
Л^п
1497
4»0,7L/?f 4.0.7.120.15
=0,34 см;
конструктивно принимаем их равными 8 мм.
Усилие на уступ колонны iV'=3360—740=2620 кН. Толщину опорного листа
принимаем S=20 мм. Толщину стенки траверсы и вертикального ребра колонны
определим из условия их смятия давлением подкрановых балок
Ац, = Л^7г/?см.т = 2620/D2 + 2 + 2) 32 = 1,78 см.
где г — рабочая длина листа траверсы, воспринимающая давление.
Толщину листа траверсы и вертикального ребра колонны принимаем 6тр=бр =
= 18 мм.
Давление с опорной плиты на траверсу и ребро передается через фрезерованные
торцы траверсы л ребра. Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа
660X14 мм, а верхние горизонтальные ребра траверсы — из двух листов по 180X14 мм;
расчетное сечение траверсы показано на разрезе /—/ рис. XIV.24, а. Найдем
геометрические характеристики траверсы и проверим ее прочность по формулам (XIV.39).
Положение центра тяжести сечения траверсы:
«^н =
2.18.1,4'105,7+120<1,8.61,4 + 6в>1,4.0,7
2.18-1,4+120-1,8+ 66.1,4
= 51,5 смз
1 8-120*
ix= ' ■- +1,8.120.9,9^ + 2.18.1,4.54,2g+66'1,4.50.8^ = 663000 cm*j
12
W „вд = Tf^ly^ = 663 000/^, 9 = 9500 см».
Расчетные усилия в траверсе как у балки, опирающейся на ветви, от нагрузки,
с верхней части колонны будут (см. рис. XIV.11,6):
26—438
4QU
давление траверсы на подкрановую ветвь
Qi = (М/Ьп)-(Ьв/2) + М/6н = G40/1,5H,5+ 1127/1.5 = 998 кН;
изгибающий момент у грани верхней части колонны
М^р = Qia = 998-0,5 = 449 кН-м;
расчетная поперечная сила траверсы с учетом части давления от подкрановой
балки на траверсу ,
Q,p = Qi + N'J2 = 998 + 2620/2 = 2308 кН;
напряжения в траверсе от изгиба и среза:
о = /Wtp/W„„h = 49900/9500 = 5,25 кН/см^ < /? = 21 кН/см»;
т == Qxp/Ciip бтр) = 2308/A20.1.8) = 10,7кН/см'' < i?cp = 13 кН/см\
Крепление вертикального листа траверсы к подкрановой ветвн проверяем на силу
Qip=2308 кН.
Требуемую толщину швов определим по формуле
V = Стр/BР'ш^Г) = 2^°^''<2-0,7Ч20.15) = 0,92 см.
Принимаем эти швы толщиной йш=^10 мм.
Вертикальное ребро подкрановой ветви колонны воспринимает сдвигающую силу,
равную половине опорного давления подкрановы:;; балок 2620/2=^ 1310 кН.
Толщина ребра Ор так же, как и толщина траверсы, из условия смятия принята
равной 18 мм. Высоту ребра и швы его крепления к стенке подкрановой ветвн колонны
конструктивно принимаем такими же, как для вертикального листа траверсы.
База колонны (см. рис. XIV.24, б). Рассчитываем базу подкрановой ветвн колонны.
Расчетное продольное усилие в ветвн iVg^ =3030 кН. Требуемая площадь
опорной плиты по формуле (VIII.38)
Рщ = ^bJ^'L =13030/0.78 = 3890 см«.
Здесь ^?M~V ^пр~''2'0,65=0,78 кН/см^ — расчетное сопротивление бетона марки
150 при местном смятии.
Назначаем размеры плиты 800X500 мм; фактическое напряжение под опорной
плитой
о^ = iV^_ IF^^ = 3030/(80-50) = 0,76 кН/см?.
Изгибающий момент в консольном участке плиты по формуле (VIII.42)
Л1 = обС?/2=@,76.8.6?)/2=28,2 кН-см.
Момент на участке плиты, опертом по четырем сторонам (VIII.39)
М = ааф^.
Однако, поскольку соотношение 66,8/14,4=4,63 > 2, то момент находим как в однопро-
летной балке пролетом Ь:
А1= @6ft3)/g^ @,7б.14,4?)/8= 19.7 кН-см.
Тргебуемую толщину плиты определяем по наибольшему моменту по
формуле (VIII.43)
бпл =* К (GM)lR = KF-28,2)/2l == 2.84 см.
Принимаем плиту толщиной 30 мм.
Назначаем сечение траверс высотой 500 мм из листа толщиной 14 мм
и проверяем ее прочность как однопролетной балки, опирающейся на полки колонны.
Равномерно распределенная нагрузка на траверсу
ц^ = Обит = 0,76(8.6+ 1,4+ 14.4/2)= 13,1 кН/см.
Момент в середине пролета
М^ = A3, Ь7§2)/8 — A3,1.5^) 2 = 8840 кН.см.
' Поперечная сила
Q, = A3, Ь7д)/2 = 458 кН.
4^2
Геометрические характеристики траверсы:
F,= 50-l,4 = 70 см'; W^= A,4-508) 6 = 584 см^.
Прочность траверсы:
0 = Mr/W^ = 8840/584 = 15,15 кН/см^
г = Qr/F^ = 468/70 = 6,5 кН/см^;
приведенные напряжения
Опр = Ко" + Зт? = У\Ъ, 15? + 3-6,5? = 18,95кН/см2 < 1,15/? = 24,2 кH/cм^
Швы, прикрепляющие траверсу к полкам колонны, рассчитываем на сдвигающее
усилие
Qj = A3,1.80)/2 = 524 кН.
Требуемая толщина швов
Ащ = <г;/(РЛт^?Г) = 524/@,7^50.15) =1 см.
Давление колонны на опорную плиту передается через фрезерованный торец
колонны.
Анкерные болты рассчитывают на специальную комбинацию усилий (см.
исходные данные примера) iV=580 кН и М=1360 кН-м.
г = Л^з, =—/V(j/jj/AQ) + M/ftg=—580G3,06/145,8) + 1360/1,468 = 642 кН.
Требуемай площадь нетто болтов S/^^t ~ ^/^а ~ 642/14 = 45,8 см^.
Принимаем четыре болта диаметром 48 мм с площадью нетто 4X13,75=55 см*.
/?а=14 кН/см* — расчетное сопротивление анкерных болтов из стали класса с 38/23
растяжению.
Плитку под анкерные болты рассчитываем как балку, свободно
лежащую на траверсах и нагруженную сосредоточенными силами от анкерных болтов.
Усилие одного анкерного болта iV=642/4= 135,5 кН.
Изгибающий момент в анкерной плитке М= 135,5-6=813 кН-см.
Назначаем сечение анкерной плитки 200X40 мм с отверстием для болта
диаметром 54 мм. Момент сопротивления нетто анкерной плитки
Ьб= B0-5,4L?
Г = -^ = = 38,9 смз.
Напряжения изгиба по ослабленному сечению плитки
о = MIW = 813/38,9 = 20,4 кН/см? < « = 21 кН/см?.
Аналогично конструируют и рассчитывают элементы базы наружной ветви колонны.
При этом необходимо обратить внимание на то, что центр тяжести ветви колонны,
середина опорной плиты и равнодействующая анкерных болтов должны лежать на одной
оси.
Глава XV
ПОДКРАНОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
1. Характеристика подкрановытс конструкций
Комплекс подкрановых конструкций (рис. XV. \,а) включает в себя
подкрановые балки, тормозные балки, крепления балок к колоннам,
крановый рельс с креплениями его к подкрановой балке и крановые
упоры в торцах здания.
Основные несущие элементы подкрановых конструкций —
подкрановые балки; они могут быть различными по своей конструктивной форме.
26* 403
Наиболее часто применяются сплошные подкрановые балки как
разрезные (рис. XV. 1,6), так и неразрезные (рис. XV. 1,в). Для этих балок
разработаны типовые чертежи, которые следует широко применять при
проектировании производственных зданий. При легких кранах и
больших шагах колонн целесообразны решетчатые подкрановые балки (рис..
XV.l.s), применение которых позволяет экономить сталь. При больщих
пролетах балок и кранах большой грузоподъемности часто применяют
комбинированные системы, объединяющие в себе подкрановую балку и
подстропильную ферму — подкраново-подстропильные фермы (рис. XV.
1,д). Применяют и другие виды специальных подкрановых балок,
например с ездой по нижнему поясу, для консольных катучих кранов,
подвесных кранов и т. п.
Работа подкрановых конструкций происходит в очень тяжелых
условиях: вертикальное давление катков мостовых кранов Р достигает
весьма больших значений (до 600—800 кН) и прикладывается в виде
движущейся сосредоточенной силы, что требует обеспечения повышенной
надежности всей верхней части балки. При торможении тележки, а так-
а)
2
С
'' <<
/f-I
—u_v—■
^1
' 1,
8)
Ж
Е
i
ттГО
W
Рис. XV.1. Подкрановые конструкции
а—элементы; 6—9 — конструктивные схемы подкрановых балок; /■—подкрановая балка; 2
—тормозная балка; 3 — крановый рельс
же из-за перекосов моста крана при движении, непараллельности
крановых путей и других причин возникают существенные горизонтальные
поперечные воздействия Т, для восприятия которых устраивают
специальную горизонтальную тормозную балку. Приложение вертикальных и
горизонтальных сил от кранов носит динамический характер и часто
сопровождается рывками и ударами. Все это требует особого внимания к
4М
расчету и конструированию подкрановых конструкций; в противном
случае в ннх могут быстро появиться повреждения в виде, усталостных
грещин, расстройств соединений, расшатывания узлов, приводящие к
нарушению нормальной эксплуатации. Особенно в тяжелых условиях
работают подкрановые конструкции в зданиях, где эксплуатируются
краны тяжелого и весьма тяжелого режима работы при
круглосуточном их использовании и систематическом перемещении грузов, близких
к предельной грузоподъемности кранов. Нормами проектирования
такие краны отнесены к кранам «особого» режима работы. При расчете
и конструировании подкрановых конструкций для кранов «особого»
режима работы учитывают специальные требования, регламентированные
нормами проектирования.
2. Нагрузки
Нагрузки от крана передаются на подкрановую конструкцию через
колеса (катки) крана, расположенные на концевой (поперечной) балке
кранового моста. С каждой стороны моста (для уменьшения сосредото-
6)
Рнс. XV.2. Схемы нагрузок от мостовых
кранов
а, б — четырехколесный н восьыиколесиый край;
в —два сближевных четырехколесных краиа
ченной вертикальной силы на один каток) бывают два, четыре катка и
более (рис. XV.2, а, б).
Подкрановые конструкции, как правило, рассчитывают на нагрузку
от двух сближенных кранов наибольшей грузоподъемности из
имеющихся в пролете (рис. XV.2,в), с тележками, тормозящими близко от од--
ной из колонн, т. е. в положении, при котором на подкрановую
конструкцию действуют одновременно наибольшие вертикальные и
горизонтальные силы.
Расчетные значения вертикальных и горизонтальных сил
определяют по формулам: J
Р == АпЛс Рмакс; • (XV. 1)
T = nncTg, (XV.2)
где k — коэффициент динамичности, учитывающий подвижной характер нагрузки и
принимаемый равным 1,1 для кранов тяжелого и весьма тяжелого режимов работы
и равным 1 для KpattoB среднего и легкого режимов работы;'«=1,2 — коэффициент
перегрузки; Ло — коэффициент сочетания, учитывающий вероятность появления
одновременно наибольших нагрузок на кранах. При расчете подкрановых конструкций на
два сближенных крана коэффициент сочетания принимается: «о=0,95 — при кранах
тяжелого и весьма тяжелого режимов работы; «о =0,85 — при кранах легкого и
среднего режимов работы; при учете нагрузки только от одного крака Ло = 1; Яиако—
наибольшее давлй1не на каток (берется по стандартам или каталогам на краны, см^
с. 297); Гк —определяют по формуле (XII.9). . . ,
При расчете подкрановых конструкций в зданиях с тяжелым
режимом работы расчетное значение вертикальных сил Р определяют также
405
по формуле (XV.l), а расчетное значение горизонтальных сил Ti — по
формуле
Г£ = 0,1пяо/'м№с. (XV.3)
Расчетная вертикальная нагрузка при расчете подкрановых
конструкций на выносливость определяется умножением нормативной
нагрузки от одного крана на коэффициенты: при кранах тяжелого и весьма
тяжелого режима работы 0,8; при кранах среднего режима работы 0,6.
Коэффициенты асимметрии цикла (отношение' минимальных
напряжений к максимальным) допускается принимать для сечений с
постоянным знаком усилий р=-|-0,1; со знакопеременным p=f—0,3.
Тормозные балки служат одновременно площадками для
обслуживания и ремонта крановых путей. Временную нагрузку на эти площадки
принимают по техническим заданиям, а если таких данных нет,
принимают равномерно распределенной интенсивностью 1,5 кН/м^ с
коэффициентом перегрузки п= 1,4.
Собственную массу подкрановых конструкций принирлают по
ориентировочным справочным данным (см., например, табл. XII.2) или по
ранее выполненным аналогичным проектам; коэффициент перегрузки
принимают rt=l,l.
§ 2. СПЛОШНЫЕ ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
1. Конструктивные решения
Сплошные подкрановые балки наиболее широко распространены, так
как их конструктивная форма лучше соответствует особенностям работы
подкрановых конструкций (большие нагрузки при сравнительно
небольших пролетах, минимум концентраторов напряжений, улучшающих их
работу при усталостных явлениях), а также благодаря простоте их
изготовления. Применение разрезных или неразреаных балок
обусловлено главным образом податливостью опор. Неразрезные балки
экономичнее разрезных (легче на 12—15%, хотя несколько более трудоемки в
монтаже), однако при осадке опор в них возникают большие
дополнительные напряжения. Упругую осадку опоры можно оценить
коэффициентом
с = (Д£'/)//», (XV,4)
где А — деформация от единичной силы, приложенной к опоре (с учетом осадки и
поворота фундамента); EJ — жесткость подкрановой балкн; / — пролет балки. '
При с>-0,05 неразрезные балки применять не рекомендуется. Не
рекомендуется их применять также на просадочных грунтах (для
которых характерны остаточные деформации).
Типы сечений подкрановых балок зависят от нагрузки, пролета,
режима работы кранов. Для разрезных подкрановых балок пролетом 6 м
при кранах небольшой грузоподъемности E—10 т) применяют
прокатные двутавры с верхним поясом, усиленным для восприятия
горизонтальных сил листом или уголками (рис. XV. 3, а), либо сварные
двутавры несимметричного сечения (рис. XV. 3,6). Для разрезных и неразрез-
пых балок больших пролетов и больших грузоподъемностей кранов
применяют сварные двутавровые подкрановые балки с горизонтальной
тормозной балкой, которая одновременно служит площадкой для обслу-
5йивания подкрановых путей (рис. XV. S,e). Часто сварные балки
проектируют из разных марок сталей: стенКу — из углеродистой стали, а
пояса — из низколегированной стали.
406
Высокая интенсивность работы кранов «особого» режима часто
приводит к появлению повреждений в зоне верхнего пояса подкрановых
балок. В таких зданиях целесообразно применять балки с верхним
поясом, усиленным вертикальными или наклонными продольными
элементами (рис. XV. 3,г);.иногда применяют двухступенчатые балки (рис.
XV. 3,^), в клепаных балках применяют дополнительные вертикальные
листы (ламели) у стенки (рис. XV. 3, е). Все эти конструктивные
меры уменьшают местные напряжения в стенке от давления катков
крана и обеспечивают лучшее сопротивление скручиванию верхнего
пояса и стенки моментом, возникающим при смещении оси рельса с оси
стенки балки. По нормам на
приемку конструкций после
монтажа (СНиП III-B.5-62*) смещение
рельса с оси стенки балки может
достигать 15 мм; по результатам
натурных наблюдений в
действующих цехах смещение иногда
достигает 30—40 мм.
Клепаные балки тяжелее
сварных и более трудоемки в
изготовлении. Однако вследствие более
мощного верхнего пояса, состоящего из
уголков и горизонтальных листов,
отсутствия сварочных напряжений,
более податливого соединения
поясов со стенкой такие балки лучше
работают в условиях эксплуатации.
Поэтому для зданий с кранами
«особого» режима работы иногда
применяют клепаные балки.
Тормозные балки при ширине до
1,25—1,5 м (расстояние от оси
балки до грани поддерживающего
швеллера или расстояние между
балками в средних рядах колонн)
обычно проектируют со стенкой из
рифленого листа толщиной 6—
10 мм. У крайних колонн поясами тормозной балки являются с одной
стороны верхний пояс подкрановой балки, а с другой —
поддерживающий швеллер (при пролете балки 6 м, рис. XV.3»e) или пояс
вспомогательной фермы (при пролетах 12 м и более, рис. XV.3,г). Возможно
также промежуточное крепление пояса тормозной балки в пролете
между колоннами к стойке стенового каркаса; крепление это
осуществляется при помощи листового шарнира толщиной 6—8 мм (рис. XV.3,e) с
тем, чтобы горизонтальные колебания балки не передавались на стену.
У средних колонн поясами тормозной балки являются верхние пояса
подкрановых балок смежных пролетов (рис. XV.3,в). Листы тормозных
балок рекомендуется (а в зданиях с тяжелым режимом работы
необходимо) приваривать к верхнему поясу подкрановых балок сплошным
швом с применением электродов Э42А с обязательной подваркой с
нижней стороны. Q нржней стороны листа через каждые 1—1,5 4i
устанавливают поперечные ребра жесткости из полос сечением не менее чем
80X6 мм.
Если ширина тормозной балки болев) 1,25—1,5 м, то для экономии
металла вместо- балок со сплошной стенкой целесообразно
проектировать тормозные фермы (рис. XV.4).
Решетку тормозных ферм принимают треугольной с дополнительны-
Рис. XV.3. Сечения сплошных
подкрановых балок
а — из прокатных профилей; б. в —
сварные двутавровые: г — двутавровые с
верхним поясом, усиленным листами; (Э —двух-
стеичатые: е—клепаное двутавровое
с лаыелямн
407
ми стойками. Крайние раскосы тормозной фермы должны примыкать в
опорных узлах к подкрановой балке, так как это упрощает оопряженяе
тормозной фермы с колонной.
Чтобы тормозную ферму можно было перевозить в собранном виде
(независимо от подкрановой балки), целесообразно предусматривать в
ней дополнительный пояс из одиночного уголка (на болтах), который
может сниматься после монтажной приварки фасонок тормозной фермы
к верхнему поясу подкрановой балки. Чтобы избежать чрезмерных
колебаний нижних поясов подкрановых балок, их свободная длина не долж-
,jrt Рис. XV.5. Связевая ферма по ниж-
ним поясам подкрановых балок
Ц/^ N>. /^ I nJ/^ I >J^1/^ -^Рис. XV.4. Схемы тормозных ферм
а*-по крайним рядам колонн;
б — по средним
на превышать 12 м. Для этого между нижними поясами балок
пролетом более 12 м (у балок крайних рядов между нижними йоясами балки
и вспомогательной фермы) устанавливают легкие связевые фермы, все
элементы которых подбирают по предельной гибкости Я,=200 (рис.
XV.5).
Как уже отмечалось, в зданиях с кранами «особого» режима работы
вдоль подкрановых путей необходимо устраивать площадки для
обслуживания. Наименьшая ширина площадки 500 мм. В горячих цехах
металлургических заводов площадки должны быть стальными. Если
подкрановые конструкции имеют тормозные балки, то они одновременно
служат ходовыми площадками; при наличии тормозных ферм
устраивают специальные площадки из рифленой стали или при отсутствии в
здании высоких температур — из деревянного настила.
2. Расчет подкрановых балок
Расчет подкрановых балок во многом аналогичен расчету обычных
балок. Однако подвижная нагрузка, вызывающая большие местные
напряжения под катками крана, воздействие не только вертикальных, но
и горизонтальных боковых сил, динамичность нагрузки и
многократность ее приложения приводят к ряду особенностей расчета
подкрановых балок.
Имея в виду, что обычные балки были рассмотрены в гл. VII, здесь
приведены только отличия и дополнения расчета подкрановых балок,
вызванные специфичностью их работы.
Расчетные усилия (наибольшие изгибающие моменты и поперечные
силы) в подкрановых балках находят от нагрузки двух сближенных
кранов наибольшей грузоподъемности (см. § 1).
Так как нагрузка подвижная, то сначала нужно найти такое
положение ее, при котором расчетные усилия в балке будут наибольшими.
^i Наибольший изгибающий момент в разрезной балке от заданной
/ системы сил возникает при таком положении, когда равнодействующая
/ всех сил, находящихся на балке, и ближайшая к ней сила равноудале-
I ны от середины пролета балки (рис. XV.6, а); при этом наибольший из-
V гибающий момент Ммакс будет находиться под силой, ближайшей к се-
Х^едине пролета балки (правило Винклера).
Наибольшая поперечная сила (</макс в разрезной балке будет при та-
408 "^
ком положении нагрузки, когда одна из сил находится непосредственно
над опорой, а остальные расположены как можно ближе к этой же
опоре (рис. XV.6,6).
В неразрезных подкрановых балках наибольшие усилия определяют
загружением линий влияния, построенных для опорных и
промежуточных сечений (обычно применяют имеющиеся в справочной литературе'
таблицы ординат линий влияния с разбивкой балки на 8—10 равных
частей). Необходимо иметь в виду, что наибольший момент над опорой
возникает в неразрезной балке не при сближенных кранах.
6)
а)
а , R--3P
i
fTTTf
I
X
" Прадильио
/77TT
I
X
Рис. XV.6. К определению расчетных усилий в разрезных подкрановых балках
а — нанбольшнй нзгнбающнй момент; б — наибольшая поперечная сила
Кроме того, в неразрезных балках изгибающий момент и поперечная
сила на опоре действуют одновременно, поэтому, загружая балку для
получения наибольшего изгибающего момента на опоре, нужно
определить и соответствующую поперечную силу, а при наибольшей
поперечной силе — соответствующий этому положению нагрузки изгибающий
момент.
Влияние собственной массы подкрановых конструкций и возможной
временной нагрузки на тормозной балке обычно учитывают
умножением величин Ммакс и Рмакс ОТ крановой нагрузки на коэффициент сь
значения которого приведены в табл. XV. 1.
TAB л ИЩА XV.1
Пролет балок, м
Of
6
1,03
12
1,05
18
1,08
Таким образом, расчетные вертикальные изгибающий момент и
поперечную силу определяют по формулам
Л1 = aj Ммакс и Q = aiQ„3Bo. {XV.5)
Расчетные изгибающий момент Мт и поперечную силу Qt от
горизонтального воздействия нагрузки находят при тех же положениях
нагрузки, что Ммакс и Рмако, поэтому ИХ МОЖНО определить (при кранах
одинаковой грузоподъемности) из соотношения горизонтальных Т и
вертикальных Р сил от одного колеса крана:
(XV.6)
* Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и
сооружений. Расчетно-теоретнческий. М., Стройиздат, 1972.
409
Компоновка сечения подкрановых балов выполняется в том же
порядке как и обычных балок. Сначала определяют минимальную высоту
балки из условий жесткости по формуле. (У11.20)^,*"при STPlrf"этаченйё
предельного относительного прогяЬа Шршшают в соответствии с
нормами проектирования (СНиП).
Далее по формуле (VII.18) вычисляют оптимальную высоту балки.
При этом, если проектируется балка симметричного сечения, то
требуемый момент сопротивления балки определяют исходя из расчетного
сопротивления стали, уменьшенного на 1,5—2 кН/см*. Это делается
потому, что в верхнем поясе возникают дополнительные напряжения от
горизонтальных боковых сил, которые потом суммируют с
напряжением от вертикальной нагрузйи.
В зданиях с кранами «особого» режима работы расчетное
сопротивление для балок уменьшают умножением на коэффициент условий
работы /и=0,9, что также необходимо учитывать при определении
требуемого момента сопротивления.
Установив высоту балки, проверяют прочность принятой стенки из
условия ее работы на срез по формуле (VII.21) или (VII.22),
определяют необходимую площадь поясов и компонуют сечение балки с учетом
сортамента стали.
Проверка прочности в подкрановых балках производится от действия
нормальных, касательных и местных (под катком крана) напряжений.
Обычно напряжения в подкрановых балках от изгиба в
вертикальной и горизонтальной плоскости условно определяют в предположении,
что в вертикальной плоскости момент воспринимается только сечением
подкрановой балки (без учета тормозной конструкции), а
горизонтальный момент — только тормозной балкой, в состав сечения которой
включают верхний пояс подкрановой балки, тормозной лист н
окаймляющий его элемент (или верхний пояс смежной подкрановой балки).
Фактически такая конструкция работает как единый тонкостенный
стержень на косой нзгиб с кручением, однако вследствие того, что
линия действия нагрузки проходит близко от центра изгиба,
приближенный способ определения нормальны?? напряжений дает приемлемые
результаты и сильно упрощает расчет.
Учитывая изложенное, наибольшие нормальные напряжения в
волокнах верхнего и нижнего поясов разрезных балок определяют по
обычным формулам:
для верхнего пояса
для нижнего пояса
<'^ = M/W^^+MJW^_^^^mR; (XV.7)
Он=Л1/Гн.нт<т/г, • (XV.8)
где М—расчетный изгибающий момент от вертикальной нагрузки; Мт—расчетный
изгибающий момент от горизонтальных поперечных сил; Wb нт—момент сопротивления нетто для
верхних волокон подкрановой балки (в сварных подкрановых балках ослабление
отверстиями для болтов, крепящих рельсы, можно не учитывать); Wb.ht — мои^ент
сопротивления нетто для нижних волокон подкрановой балки; Wp,aT — момент сопротивления
тормозной балки относительно вертикальной оси у—у; в расчетное сечение тормозной
балки включается верхний пояс подкрановой балки, горизонтальный лист и
окаймляющий понс (или пояс смежной подкрановой балки), а в случае отсутствия тормозной
балки — только один верхний пояс подкрановой балки; т —т кой>фициент условий
работы @,9 — для балок н зданиях с кранами «особого» режима работы, 1 — для всех
других случаев).
Если тормозная конструкция запроектирована в виде фермы (см.
рис. XV.4), то устойчивость верхнего пояса подкрановой балки
проверяют по формуле
ов =» Л1/1Гв.бр + Ntf(<fFb.id + MJW,^ < mR. (XV.9)
410
Зд^(% Nt'^Mrlht — расчетное продольное усилие в аерхием поясе балки от гори^он-
тальныз? поперечные? cn^i (Мт замеяяется парой сил с плечом, равным высоте
тормозной фермы Ат); Fan — площадь верхнего пояса балки брутто; ф — коэффициент
продольного нзгнба верхнего пояса из плоскости балки при расчетной длине, равной
расстоянию между узлами тормозной фермы; Л1м=0,9 {Td/4) ^~ местный изгибающий
момент в верхнем поясе балки в горизонтальной плоскости от бокового давления «атка
крана Т (d — расстояние между узлами тормозной фермы; 0,9 —
коэффициент,'учитывающий неразрезность пояса в узлах); Wan — момент сопротивления верхнего
пояса балки брутто относительно вертикальной осн.
Иногда (если в балке много отверстий) решающей будет проверка
прочности, которую выполняют по формуле (XV.9), но при ф=1 а
геометрических характеристиках нетто.
Напряжения в нижнем поясе для балок с тормозной фермой
определяют по формуле (XV.8).
Касательные напряжения у опоры разрезных подкрановых балок
проверяют по той же формуле, что и для обычных балок (VI 1.11),
с введением коэффициента т=0,9 для
балок в зданиях С кранами «особого»
режима работы.
с;
уЦ.
6)
1 in HJ'W
/■ \
;j.i-wij I'
Ш-
ф0-ф'
-I—% %—V 4-
ФФ Ф
4—I-
Рис. XV 7 Местное давление на стенку
подкрановых балок под колесом крана
о — в сварной балке; б — в клепаной балке
Рис. XV.8. Схемы
действия
вертикальной и горизонтальной
сил на подкра|10вую
балку
В опорных сечениях неразрезных подкрановых балок следует
проверять приведенные напряжения, так как там одновременно действуют
наибольшие нормальные и касательные напряжения.
Действующее на балку сосредоточенное давление колеса крана
распределяется рельсом на некоторый участок стенки, и в ней
возникают местные вертикальные напряжения (пунктир на рис. XV,7,а).
Максимальное местное напряжение в стенке проверяют по формуле
6м = (niPi)/(8„z)^mR.
(XV. 10)
Здесь Pi=nPit&Kc. — значение расчетной сосредоточенной нагрузки (без учета
коэффициента динамичности, но с учетом коэффициента перегрузки); «i — коэффициент,
учитывающий неравномерность давления колес и повышенную динамику под стыками
рельсов; принимается: 1,5 — для подкрановых балок в зданиях н сооружениях с
кранами «особого» pejifHMa работы при кранах с жестким подвесом; 1,3 — то же, при
кранах с гибким подвесом; 1,1—для прочих подкрановых балок, бот — толщина стенкк
балки; Z—условная длина распределения местного давления (рнс. XV.7, а, б),
определяемая по формуле
S,
2= CV JJ^e
{XV. 11)
где с — коэффициент, принимаемый для сварных н прокатных балок равным 3,25; для
клепаных — 3,75; /ц — сумма моментов инерции верхнего пояса балки и кранового
рельса относительно собственных осей в случае приварки рельса швами,
обеспечивающими совместную работу рельса и пояса; /в — общий момент инерпии рельса и пояса.
В подкрановых балках зданий с кранами «особого» режима работы
рекомендуется местные напряжения в стенке проверять с учетом
возможного эксцентрицитета рельса относительно стенки балки и, кроме
того, проверять приведенные напряжения.
411
Эксцентричное расгоиожеякве-реяьса^на балке, а также возяействие
силы поперечного торможения, приложенной к головке рельса
(рис. XV.8), приводят к возникновению сосредоточенного крутящего
момента, приложенного к верхнему поясу балки и вызывающего
дополнительные напряжения местного изгиба в стенке.
Значение этого момента
Мкр = niPie + Thp, {XV. 12)
где е=20 мм — наибольший эксцентрицитет рельса относительно стенки, допускаемый
при эксплуатации подкрановых балок правилами* Госгортехнадзора; Т — расчетная
горизонтальная сила одного колеса крана, определяемая по формуле (XV.2) или (XV.3);
Лр — высота кранового рельса.
Дополнительные напряжения от местного изгиба стенки могут быть
определены по формуле
а„.и ==± (Л1крбста)/@,7б/крЛст). {XV. 13)
где Лот и бот — высота и толщина стенки балки; а — расстояние между ребрами
жесткости 6ajy{H; Jd — сумма моментов инерции при кручении кранового рельса и верхнего
пояса.
Прочность стенки проверяют на суммарные напряжения от
местного смятия и изгиба
Оо = ог„ + о1я.и<т/г, (XV. 14)
Приведенные напряжения в стенке балки проверяют по формуле
%p=Val + (rj,-a^(Ty + ^ly<nmR, {XV. 15)
где Ох — нормальные напряжения от общего изгиба балки на уровне верхних поясных
швов; 0и=Ос — суммарные напряжения от местного смятия и изгиба в стенке; Хху —
касательные напряжения на уровне верхних поясных швов; п=1,15.
На выносливость рассчитывают только подкрановые балки в
зданиях с кранами «особого» режима работы; эти балки непосредственно
воспринимают многократно действующие подвижные нагрузки;
рассчитывают их на уменьшенную' (см. с. 406) нагрузку без учета
коэффициента динамичности; расчетные сопротивления основного металла,
сварных и заклепочных соединений снижаются умножением на
коэффициент 7 (см. гл. 1П, § 3). Так как одновременно уменьшаются и
нагрузка, и расчетное сопротивление стали, то расчет на выносливость
нужно делать, только если
У<а, (XV. 16)
где а — отношение расчетных нагрузок при расчете на выносливость и прочность
Проверка прогиба подкрановых балок производится по правилам
строительной механики или приближенным способом. С достаточной
точностью прогиб разрезных подкрановых балок может быть определен
по формуле
/=4{M8/?)/{10f/), (XV. 17)
где Л1= — изгибающий момент в балке от нормативных нагрузок (без учета
коэффициентов перегрузки и динамичности).
В неразрезных балках
) EJ-
/^tlIV_l!!iLZf!uL|__. (XV.18)
' * 10 72 ' '^'
где Af д, М"р, М^р— сбответственио моменты от нормативной нагрузки на левой опоре,
в середине пролета и на правой опоре.
412
Общую устойчивость подкрановых балок, не имеющих необходимых
раскреплений в горизонтальной плоскости (см. гл. III, § 3), проверяют
по формуле
0=:Л1/(фв^бр)<т«. (XV.19)
При наличии тормозной балки или фермы общая устойчивость, как
правило, является обеспеченной.
Местная устойчивость элементов подкрановой балки проверяется
так же, как н у обычных балок. Устойчивость поясного листа
обеспечивается по предельному соотношению свеса сжатого пояса к его
толщине. Для стали класса С 38/23
*св/вп<15. (XV. 20)
Поскольку в стенке подкрановой балки возникают дополнительные
напряжения от местного давления под катком крана, ее устойчивость
проверяют с учетом трех компонентов напряженного состояния а, Оц
и т по формуле
V(a/ao+ а„/а„о)? + (т/То)§ < т, (XV. 21)
где 0 и т — краевые сжимающее н среднее касательное напряжение, определяемое по
формулам (см. гл. VII), так же как для обычных балок; 0м — местное напряжение в
стенке под катком крана, определяемое по формуле (XV.ll) при ni = l,l; 0о, Омо, То —
критические напряжения; их находят по формулам (VII.38), (VII.41) и (Vll.33), так
же как и для обычных балок; т=0,9 — коэффициент условия работы для стенок
подкрановых балок.
Расчет соединений поясов подкрановых балок со стенкой. В отличие
от обычных балок, где поясные швы или заклепки воспринимают
только сдвигающие усилия между поясом и стенкой, в подкрановых балках
соединение верхнего пояса со стенкой работает на местное давление
под колесом крана (рис. XV.7). Поэтому результирующее напряжение
в верхних поясных угловых швах будет равно геометрической сумме
касательных и местных напряжений
отсюда можно определить требуемую толщину угловых швов верхнего
пояса
(XV. 23)
Обозначения даны к формулам (VII.50) и (XV.IO).
Нижние поясные швы местного давления не воспринимают и
рассчитываются только на сдвигающие усилия (VII.50). В подкрановых
балках зданий с кранами «особого» режима работы швы,
прикрепляющие верхний пояс к стенке, следует выполнять с проваром на всю
толщину стенки. При ручной сварке и толщине стенки 10 мм и более
необходимо (для провара) обработать кромку стенки по К-образной
форме. При автоматической сварке обработка кромки требуется при
толщине стенки 14 мм и более. При сварке с проваром на всю толщину
стенки соединение считается равнопрочным со стенкой и его можно не
рассчитывать.
В клепаных подкрановых балках заклепки, соединяющие верхний
пояс со стенкой, также воспринимают дополнительные усилия от со'сре-
доточенного давления. Считается, что местное давление распределяется
равномерно по Заклепкам, расположенным на участке длиной z
(рисХУ.Т.б).
413
Поэтому наибольший шаг заклепок t (при одноряДяом их
расположении) определяют по формуле
^<-
!'• iMHB
Vm-{
(XV.24)
a/tiPi\2
где [Л^]^н — наименьшее расчетное усилие, допустимое иа одну заклепку по срезу или
смятию; d=0,4 в случае, если стенка балки пристрогана заподлицо с обушками
верхних поясных уголков; а=1, если такой пристрожки нет.
В подкрановых балках рекомендуется всегда делать такую при-
строжку.
§ 3. СКВОЗНЫЕ ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ (ФЕРМЫ)
Решетчатые системы (рис. XV.9) оказываются целесообразными
для подкрановых балок пролетом 18 м и более, проектируемых под
краны небольшой грузоподъемности (не более 20—30 т). Увеличение
высоты балки при больших пролетах, обусловленное требованием жест-
ITT
Рис. XV.9. Решетчатая подкрановая балка
а —схема; 6 —типы сечений верхнего пояса; s — конструктивное решение
кости В сочетании с небольшими поперечными силами (при кранах
средней и малой грузоподъемности), приводит к тому, что сквозная
балка оказывается более экономичной по затрате стали, чем сплошная.
Помимо более сложной конструкции недостатком сквозных
подкрановых балок по сравнению со сплошностенчатыми является
пониженная усталостная прочности при воздействии многократно
повторяющихся подвижных нагрузок; поэтому их не применяют в зданиях
с кранами «особого» режима работы.
Высота подкрановой фермы Л принимается в пределах 1/6—1/8
пролета; при этом необходимо учитывать предельный железнодорожный
габарит при перевозке конструкций. Длина панели принимается в
пределах @,8—1,3) h, обычно кратной 3 м (рис. XV.9,а).
Когда каток крана находится между узлами подкрановой фермы,
то ее верхний пояс работает на сжатие от продольной силы и на
местный изгиб, поэтому высоту верхнего пояса Лц ие следует брать менее
1/5—1/7 длины панели d.
Решетка подкрановых ферм применяется треугольная с
дополнительными стойками к верхнему поясу, а при недостаточной жесткости
414
нижйего нояса в плоскости фермы — и к нижнему поясу. Решетка, как
правило, центрируется на нижнюю кромку верхнего пояса, что
упрощает конструкцию крепления решетки к поясу и несколько облегчает
его работу.
Верхний пояс подкрановой фермы, работающий на сжатие с
изгибом, проектируют обычно двутаврового сечения сварным из листов или
прокатного двутавра с усилением верхней полки уголками или листом
(рис. XV.9,6).
Фасонки ферм принимают толщиной не менее 10 мм и к верхнему
поясу приваривают с проваром на всю толщину.
В элементах подкрановой фермы возникают знакопеременные
усилия, поэтому следует обращать большое внимание на уменьшение
концентраторов напряжений, особенно в узлах крепления решетки к
поясу. Швы, крепящие фасонки к поясу, должны быть
высококачественными, концы их защищены наждачным кругом для плавного перехода от
фасонки к поясу. Иногда фаеонкн
проектируют с вцкружками, предопре- *'
«> -ч
деляющими плавность передачи сило- &=^
вого потока. N^
По статической схеме решетчатая ^.
подкрановая балка представляет со- ^
бой комбинированную систему —фер- "^ Х~Х~Х~Х~Х~3!
му с жестким верхним поясом. Точно «, ^
рассчитать такую систему можно ме- '2^^ Mn'(Oa-i>i,.,)e
тодом сил, приняв за неизвестные па- ^'^ ■ ^^ ■
раметры либо усилия в нижнем поясе «jf;
и стойках, либо моменты в
промежуточных узлах верхнего пояса. При
определении моментов в верхнем пбясе
нужно учитывать эксцентричное креп- Р"*^- XV.IO. К расчету подкрано-
ление к нему решетки. ^^^ ''^р"
В практических расчетах
решетчатых подкранояах балок прибегают к существенным упрощениям. Чтобы
определить нормальные усилия в стержнях фермы, принимают
условную расчетную схему, представляющую собой ферму с шарнирными
узлами. При этом линия центрации раскосов совмещается с осью
верхнего пояса (рис. XV.10,а). При помощи линий влияния для этой схемы
определяют продольные усилия во вдех элементах фермы.
Максимальный местный изгибающий момент в верхнем поясе Мм
находят как сумму трех составляющих:
Л1„ = Й' И- М" + М"', {XV.25)
где М' — момент в неразрезной балке на жестких опорах; М" — момент, возникающий
вследствие прогиба фермы; N1"' — момент от внецеитренного примыкания элементов
решетки к верхнему поясу.
Моменты в неразрезной балке определяют, принимая основную
систему по рис. XV. 10, б. Считая балку с бесконечным числом пролетов
(это приводит к очень небольшой погрешности расчета), опорные
моменты загруженного пролета можно найти по формулам:
М^ х=0.5 (M°-t-0.27A^p); (XV.26)
^np = 0'S«P + 0'27^S)* (XV.27)
где Мд н Мпр — моменты на левой и правой опоре загруженного пролета в
предположении полного его защемления.
415
Влияние грузив в других пролетах можно учесть, используя
фокусные отношения, которые для многопролетной балки с одинаковыми
пролетами равны 0,27.
После вычисления опорных моментов можно определить моменты
в пролете.
Моменты, возникающие в поясе вследствие прогиба фермы, можно
найти используя соотношение моментов инерции верхнего пояса /в
и всей фермы /ф:
Л1"=(Л1б/в)/@,6/ф), (XV.28)
где Мб — момент в разрезной балке пролетом / (/ — пролет подкрановой фермы) при
рассматриваемой расстановке грузов:
ф В.П в И.П И'
(/'в.п и Рв.п — площади сечения верхнего и нижнего поясов; 2в и Zh — расстояния от
центров тяжести сечений верхнего и нижнего поясов до нх общего центра тяжести).
Значения узловых моментов от внецентренного примыкания
раскосов (рис. XV.lO.e) находят по формулам:
в крайнем узле фермы
м; = 0^е; (XV.Щ
в промежуточных узлах
<=(О„"О„_0е. (XV.30)
где Оо, On, Оп-1—горизонтальные проекции усилий в раскосах; е — расстояние от
центра узла до центра тяжести сечения верхнего пояса.
После этого неразрезную балку на жестких опорах загружают
опорными моментами М{ и их совместное действие дает момент М"\
В случаях когда внецентренное примыкание решетки оказывает
разгружающее влияние, в запас прочности рекомендуется не
учитывать момент М'".
Иногда подкрановые фермы рассчитывают еще проще: продольные
усилия в стержнях определяют, как в ферме, по схеме рис. XV.10, а,
а местный изгибающий момент в верхнем поясе находят по формуле
M„ = (Pd)/3, (XV.31)
где Р — расчетное давление колеса крана; d — длниа панели верхнего пояса.
Затем определяют изгибающие моменты (при сплошных тормозных
балках) или продольные усилия (при решетчатых тормозных фермах)
в верхнем поясе подкрановой фермы от горизонтальных сил.
Необходимо учитывать, что усилия от горизонтальных сил нужно находить при
том положении йагрузки, при котором были определены наибольшие
усилия от вертикальной нагрузки.
По расчетным усилиям подбирают сечения элементов н проверяют
напряжения. Для верхнего пояса подкрановой фермы решающей
является проверка его устойчивости, которая может быть произведена
по приближенным формулам:
при сплошной тормозной балке
<^ = ^(Ф^/'„.бр)+Л1,/Г^,бр+Л^„/«^;.,п.бр KrnR; (XV.32)
при решетчатой тормозной ферме
а = (Л^ + ЛГ,)/(ф„^^ F„.^p) + MJW,^,^,^ + M^.„/r^,„.gp < mR. (XV.33)
где N — наибольшее осевое усилие в панели верхнего пояса ох вертикальной
нагрузки; Mr — изгибйгощий момент от горизонтальных сил; М^ — местный изгибающий
момент от вертикальной нагрузки; УУт=Мт/Ат — соответствующее осевое уснлне в панели
верхнего пояса от горизонтальной нагрузки (Лт — высота тормозной фермы); Мгм=
=0,9 (TdjA) — местный изгибающий момент в панели верхнего пояс'а подкрановой
416
фермы в горизонтальной плоскости от бокового давления катка крана; фх —
коэффициент продольного изгиба, определяемый по гибкости относительно горизоятальнай оси
(при расчетной длине, равной длине панели); фмии — мевьший из коэффициентов
продольного изгиба; (рх или ф^ (определяемый по гибкости относительно вертикальной оси
при расчетной длине, равной длине пайели тормозной фермы); f п бр — площадь
верхнего пояса брутто; Wx, п вр — момент сопротивления верхнего пояса брутто
относительно горизонтальной осн; Wy, п бр — момент сопротивления верхней полки жесткого
пояса брутто относительно вертикальной оси; Wy, бр — момент ссотротивлення тормозной
балки брутто относительно вертикальной осн.
Остальные элементы подкрановой фермы работают и
рассчитываются на центральное сжатие или растяжение.
Расчетные длины стержней подкрановых ферм определяют так же,
как и у обычных ферм При этом предельная гибкость элементов
должна быть не более: для поясов и опорных раскосов 120 при сжатии и 150
при растяжении; для остальных элементов 150 при сжатии и 350 при
растяжении.
Прогиб подкрановой фермы от нормативной нагрузки мо^ет быть
определен по приближенной формуле
/ = {М« г?/10£/ф) \1, (XV.34)-
где ц — коэффициент, принимаемый: при отношении высоты фермы к пролету ft//=
= 1/6 равным 1,4; при А//=1,8 равным 1,3 (в промежутке по интерполяции); /ф —
момент инерции фермы (XV 28)
Предельное значение относительного прогиба подкрановых ферм
принимают таким же, как для балок.
§ 4. ПОДКРАНОВО-ПОДСТРвПйЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
Подкраново-подстропильные фермы целесообразно применять при
больших пролетах C6 м и более) и тяжелых кранах. Подкраново-под-
стропильная ферма воспринимает нагрузКу от кранов и одновременно
является опорой для стропильных ферм, совмещая, таким образом,
функции подкрановых балок и подстропильной фермы (рис. XV.11,а).
Благодаря возможности развития высоты подкраново-подстропильной
фермы вверх, а также использованию принципов совмещения функций
и концентрации материала подкрановО'Подстропйльная ферма
получается экономичнее по затрате стали, чем раздельные подкрановые
балки и подстропильная ферма. Кроме того, балкя пролетом 36 м и
более не получаются габаритными по условиям перевозки и требуют
устройства продольного монтажного стыка в стенке, что усложняет их
монтаж.
Высота подкраново-подстропильной фермы (в осях) Н принимается
в пределах A/6—1/8) /, высота Л жесткого яижнего пряса A/5—1/7) d
(d — наибольшая длина панели). Длина канели из условия опирания
стропильных ферм принимается кратной 6 м, центрация опорных
раскосов принимается на ось, лежащую на @,2—0,3) ft ниже верхней
грани нижнего пояса, промежуточные раскосы центрируются обычно
на верхнюю грань нижнего пояса. Нижний пояс
подкраново-подстропильной фермы работает кроме растяжения и изгиба еще и на
кручение, поэтому его проектируют сварного коробчатого сечения, остальные
элементы решетки принимают из сварных двутавров. В узлах фермы
коробчатый нижний пояс укрепляют сплошными диафрагмами, между
узлами фермы также ставят сплошные или сквозные диафрагмы на
расстоянии A,2—1,5) ft, но ие реже чем через 4 м. В сплошных
диафрагмах устраивают лаз размером не менее чем 400X800 мм.
Конструктивное решение узлов подкраново-подстрввильной фермы
показано на рис. XV.11, б.
Подкраново-подстропильные фермы по средним рядам колонн
рассчитывают на вертикальную нагрузку от четырех кранов (пЬ два крана
27—478 417
наибольшей грузоподъемности в каждом пролете) и на поперечную
горизонтальную нагрузку от двух наибольших кранов.
Подкраново-подстропильная ферма (как и подкрановая) по своей
статической схеме является комбинированной системой -~ фермой
с жестким поясом, но не верхним, а нижним. Поэтому определение
продольных усилий в элементах подкраново-подстропильной фермы и
изгибающих моментов в нижнем поясе выполняется так же, как и в
подкрановых фермах (см. § 3 этой главы).
'П
г
Рис. XV.11. Подкраново-подстропильная ферма
Нижний пояс подкраново-подстропильной фермы кроме растяжения
и изгиба работает также на стесненное кручение вследствие того, что
равнодействующая вертикального давления и боковых сил от кранов
не совпадает с центром изгиба коробчатого пояса, а также при загру-
жении фермы кранами одного пролета. Для определения усилий и
деформаций от крутящего момента принимают условную схему, в которой
не учитывается жесткость решетки. Возникающие от стесненного
кручения дополнительные нормальные напряжения должны быть
суммированы с напряжениями от растяжения и изгиба. Таким образом,
нормальные напряжения в любой точке сечения нижнего пояса следует
проверять по общей четырехчленной формуле напряженного состояния
тонкостенного стержня:
a^N/F + (MJJ^)y + (Mr/J у) X +
(XV. 35)
418
где Л' — расчетное продольное усилие в нижнем поясе; Мм — местный изгибающий
момент в панелн фермы от вертикальной нагрузки; ТИт — момент от горизонтальных
поперечных сил, определенный как в разрезной балке пролетом I (I ~- пролет подкрано-
во-подстропильной фермы); В — изгибно-крутящнй бнмомент в рассматриваемом
сечении от вертикальной и поперечной горизонтальной нагрузки; F, J^, Jy, х к у —
геометрические характеристики сечения коробчатого пояса н линейные координаты точек
сечения; /^ и » — секторнальный момент инерции сечения н обобщенная секториаль-
ная площадь.
Дополнительные нормальные напряжения от стесненного кручения
в замкнутых сечениях обычно невелики, и если отношения 6/бв, Ь/бн,
/г/бл, /г/бпр отличаются от среднего их значения не более чем на 20%,
то допускается эти напряжения учитывать введением дополнительного
коэффициента условий работы т:=0,9 (Ь и h — ширина и высота
коробчатого сечения, бв, бн, бл, бцр — толщины верхней, нижней, левой и
правой стенки).
Касательные напряжения в поясе проверяют также по общей
формуле для тонкостенного стержня замкнутого сечения
где Q — поперечная сила от вертикальной нагрузки, определенная как в неразрезной
балке с пролетами, равными расстояниям между узлами подкраново-подстропнльной
фермы; Qt — поперечная сила от горизонтальной нагрузки в балке пролетом, равным
пролету фермы; М^ — изгибно-крутящий момент; Мк — момент чистого кручения;
Sx, Sy — статические моменты отсеченной части сечения относительно главных осей;
5щ — секторнальный статический момент отсечений части сечения; S — толщина
соответствующего листа; F — площадь, ограниченная осевыми линиями коробчатого
сечения.
Остальные обозначения те же, что и в формуле (XV.35).
Элементы решетки подкраново-подстропильной фермы
рассчитывают на продольные усилия и дополнительный изгибающий момент
Мд, возникающий от скручивания нижнего пояса:
Мд=(Зг|)£У)/г, (XV.37)
где 1|з — угол закручивания коробочного пояса в месте примыкания рассматриваемого
элемента решетки; / — момент инерции сечения элемента решетки в плоскости
действия крутящего момента; / — геометрическая длина стержня.
Прогиб подкраново-подстропильной фермы может быть определен
по формуле (XV.34).
§ 5. ДРУГИЕ ВИДЫ ПОДКРАНОВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Подкрановые балки с ездой понизу. В процессе компоновки конструкций
производственных зданий крановый путь иногда более удобно расположить у нижнего пояса
подкрановой балки (рис. XV.12, а). Такое конструктивное ревдение позволяет при
небольшом расстоянии от низа балки до головки рельса а развить фактическую высоту
подкрановой балки h, что выгодно прн большом шаге колонн. Иногда подкрановые
балки с ездой понизу объединяют с подстропильными фермами, но в отличие от подкра-
ново-подстропнльных ферм нижний пояс фермы и подкрановую балку не объединяют
в один элемент.
Подкрановые балки с ездой понизу более сложны в конструктивном отношении, а
поэтому целесообразны лишь прн соответствующих условиях компоновки конструкций
цеха.
Подкрановые балки для подвижных консольных кранов. По условиям технологии
иногда бывает необходимо обеспечить обслуживание подъемными механизмами зоны
помещения вдоль ряда колонн цеха. Для этих целей служат так называемые
подвижные консольные краны.
На рис. XV. 12, б показана схема консольного крана. Для передвижения его вдоль
цеха необходимо иметь три балки: одну вертикальную, воспринимающую вертикальные
давления колес крана А, н две горизонтальные, воспринимающие горизонтальные
давления колес Hj и Яг.
Подвижные консольные краны пока не внесены в государственные стандарты, и
нагрузки от ннх определяются по данным завода-нзготоввтеля.
27* 419
Рассчитывают и конструируют балки под консольные краны так же, как и
сплошные подкрановые балки.
Подкрановые лути подвесных кранов. В ряде производственных зданий находит
применение различного типа подвесное транспортное оборудование'. Подкрановые цу-
ти для такого.оборудования состоят из двутавровых балок, подвешенных к нижним
поясам несущих конструкций покрытия (рис. XV. 13). На нижние полки бадок с двух
сторон опираются ходовые конические колеса.
Тельферы (передвижные тали) устанавливают на подвесном монорельсовом
(состоящем из одной балки) пути (рис. XV.13, а) и применяют чаще всею для выполнения
вспомогательных н ремонтных работ. Иногда по монорельсовому пути транспортируют
6)
Рйс. XV. 12. Особые схемы
подкрановых конструкций
а — подкрановая балка с ездой
поннзу; б — подкрановый путь
для подвижного консольного
крана
"-'iZSiZSiZS ^^izSZSES
Г)
2
1 l^^-T"!
Рнс. XV. 13, Подвесное подъемио-
транспортное оборудование
й —тельфер; б — кран-балка; в
—подвесные краны; а — опнрзние катков на балку
Рис XV. 14. Типы сечеиий
балок путей подвесного
транспорта
продукцию небольшой массы. Тельферы бывают с ручным приводом
(грузоподъемностью до 5 т) н электрическим приводом с ручным или электрическим механизмом
передвижения (грузоподъемностью до 10 т).
Подвесные кран-балки представляют собой балки, движущиеся по подвесным
путям, на Которые устанавливается тельфер, перемещающийся в поперечном
направлении (рис. XV.13,б). Кран-балки также бывают с дистанционным ручным или
электрическим приводом и механизмом передвижения, грузоподъемность их обычно не
превышает 5 т. При больших пролетах зданий применяют миогоопорные кран-балки,
представляющие собой неразрезные балки, опирающиеся на три и более опоры.
Подвесные электрические краны имеют грузоподъемность 20—30 т; оборудованы
они крановой тележкой, движущейся вдоль подвесного крана (рнс. XV. 13, в);
управляют кранами из подвесной кабины.
Моиорельсовые пути обычно рассчитывают на нагрузку от одного тельфера, если
в технологическом задании нет специальных указаний об особом режиме их работы.
Подвесные пути для хран-балок и подвесных кранов рассчитывают обычно на
нагрузку от двух сближенных крано».-Схема нагрузки от подвесного оборудования,
давление иа колесо, а также размеры прокатных двутавров, на которые исходя из формы
* Ложкин Б. Г., Смилянский Г. М. Конструкции путей подвесного промышленного
транспорта. М., Стройнздат, 1968.
420
и расположения колес могут быть подвешены края-балка или кран, указаны в
соответствующих стандартах или в заводских каталогах. Расчетную вертикальную нагрузку
определяют умножением нормативной нагрузки на колесо Рмако, на коэффициенты
перегрузки (п==1,2).
Подвесные пути проектируют в виде разрезных или неразрезных балок. По
несущей способиостн при пролете балок 6 м обычно проходят прокатные двутавры общего
найначевия' или специальные с утолщенными полками*. При больших пролетах иеоб-
хбДнмо развивать высоту балок. С этой целью либо прокатный двутавр разрезают
6-fl
ПоШска
Запок
t^S3
II I I ^111I11111|Л^^ .1 ]
•■=— \ - '^ ■-:=?'
И
Рис. XV.15. Узлы крепления и стыков
балок путей подвесного транспорта
а — разрезных балок; б — неразреэных
вдоль по ломаной линии и затем сваривают по стенке со сдвижкой аа размер а,
благодаря чему высота h увеличивается до размера ftj (рис. XV. 14, а), либо применяют
различные составные сечения (рис. XV. 14, б).
Балки для тельферов и подвесных край-балок рассчитывают на прочность и
устойчивость с коэффициентом условий работы т=0,9, учитывающим износ балок колесами.
Крепить подвесные пути к нижним поясам стропильных ферм желательно в узлах
(рис. XV.15, а), в противном слз'Чае необходимо ставить дополнительный элемент
решетки фермы (подвеску) (рис. XV. 15, б). Чтобы обеспечить плавный переход колес
с одного пролета на другой (при разрезных балках), на нижней полке балок
устраивают замок (рис. XV.15, а), закрепляющий торцы балок от поперечного смещения.
Неразрезные балкн сваривают встык, иногда с накладкой у верхнего пояса (рис. XV.15, б),
швы на нижней полке зачищают наждачным кругом.
§ 6. УЗЛЫ и ДЕТАЛИ ПОДКРАНОВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Опорные узлы подкрановых балок
В узлах опирания подкрановых балок на колонны происходит
передача больших вертикальных и горизонтальных усилий. Вертикальное
давление разрезных подкрановых балок передается на колонну обычно
« Балки диутавровые (ГОСТ 8239—72).
* Профили разных назначений (ГОСТ 5157—53).
421
АА
«9
'WTVmtnitmTtil
■ти1г>др1|т1'1'11'1птг"|тг
:.i.|iJILiiL
Щеч фреэероЬать
6)
6E3„
Рис
Оротадка с
тугой посадкей
Горцы ре&р при-
стогать к гори -
зонтальноны
листа
1 Jy I .
mi с тпы»
провароп
Распоеделитепшая
прокладка
Рис. XV. 16. Опорные
узлы подкрановых
балок
а — разрезных; б —•
разрезных у торцов и
температурных швов;
в—неразрезных
'■up
XV. 17. К расчету конструкций
креплений балок к колоннам
— перемещения опорной части балки;
6 — расчетная схема
Рис. XV. 18. Узел опирания подкрановых
балок на колонну ^
^TbpMosHan
Ф(рма
через выступающий фрезерованный торец опорного ребра
(рис. XV.16,с). Рассчитывают и конструируют опорное ребро так же,
как н у обычных балок (см. гл. VII, § 5). У торцов здания и около
температурных швов (при смещении колонн с разбивочной оси)
вертикальное давление передают через опорные ребра, пристроганные к
нижнему поясу балки, а между нижним поясом и колонной ставят
прокладку (рис. XV. 16,б). Подобное конструктивное решение применяют и
в неразрезных балках (XV. 16, в).
При проектировании узлов креплений подкрановых конструкций к
колоннам нужно учитывать особенности их действительной работы.
Балка при прохождении по ней крана пригибается, и ее опорные
сечения несколько поворачиваются и сжимаются, вследствие чего верхний
угол балки перемешается в горизонтальном и вертикальном
направлениях на Аг и Дв (рис. XV.17). Такой же поворот происходит и в опорных
сечениях тормозных балок'под воздействием горизонтальных сил.
Поэтому конструкция крепления балок в горизонтальном направлении
должна обеспечивать жесткую передачу горизонтальных сил, допуская
422
Рифленая, или 1
просечно - йытя)№^
ная стат
Тормозная
(рерма
От Л^
Рис. XV.19. Крепление подкрановой
балки к колонне стержнями
Съемный
уголок
Рис. XV.20. Узел опирання неразрезной
подкрановой балки на колонну
при этом свободу поворота опорных сечений. Если конструкции
креплений будут сильно препятствовать обжатию и повороту опорных
сечений, то в них возникают большие усилия, вызванные перемещениями
Дг и Дв, и при повторяющейся нагрузке в элементах крепления
появляются усталостные трещины, что подтверждается натурными
обследованиями подкрановых конструкций.
Узел крепления разрезных подкрановых балок к колоннам при
наличии тормозной балки или фермы приведен на рис. XV. 18.
Горизонтальная реакция тормозной фермы Qt воспринимается вертикальной
планкой. В то же время вследствие небольшой жесткости планки в
горизонтальном направлении и небольшой жесткости диафрагмы колонны, к
которой крепится планка в вертикальном направлении, происходит
свободная деформация опорного сечения балки и тормозной фермы.
Таким же образом при помощи закладных частей крепят стальные
подкрановые балки к железобетонным колоннам.
На рис. XV.19 приведена другая конструкция узла крепления
подкрановых балок к колоннам. Здесь горизонтальные боковые силы
воспринимаются круглыми стержнями, которые также не препятствуют
деформации опорного сечения балки. При больших горизонтальных
силах каждая балка может крепиться двумя или тремя болтами,
расположенными один над -другим. Достоинством такого крепления является
простота его замены.
Неразрезные подкрановые балки имеют меньше перемещения Лг и
Дв, поэтому их можно крепить жесткими элементами (рис. XV.20). При
загружении подкрановых балок на опоре смежного, незагруженного
пролета балки возникает отрицательная (направленная вверх)
реакция. При большом значении'(более 200—300 кН) воспринять ее анкерными
423
болтами трудно, поэтому балки с колонной соединяют вертикальными
накладками (рис. XV.20), рассчитанными на силу отрыва. Возможны и
др^ггие конструктивные решения узлов опирания подкрановых балок.
Крепление подкрановых балок рассчитывают на горизонтальную
силу Гкр:
7'kp = Qt№iMs),
где Qt — наибольшая горизонтальная реакция тормозной балки; fti и Аз —
расстояния от низа балки (точка поворота) до силы Qt и уровня конструкции крепления (см.
рис. XV.19-XV.21).
Рекомендуется, особенно в зданиях с кранами «особого» режима работы, учитывать
нрн расчете крепления дополнительные напряжения изгиба, возникающие в элементе
крепления при деформации опорного сечения балки (см. рнс. XV. 17). Значения этих
деформаций приближенно можно определить:
горизонтальная деформация
Дг = (Mlh)/FEJ6); (XV.38)
вертикальная деформация
Дв=('?й)/(£^оп). (XV.39)
где М —расчетный изгибающий момент в балке; R — вертикальная опорная реакция;
III h — пролет н высота балки; h — момент инерции балки; f ов — расчетная площадь
опорного сечения балки (сумма площадей опорных ребер балки и части стенки
длиной 155с1 от опорного ребра).
Изгибающий момент в элементе крепления от деформации (как в балке с
защемленными концами, см. рнс. XV.17, б)
М = [^SEJ^f)!l%]•^) (XV.40)
где Укр — момент инерции элемента крепления; 1щ, — длина элемента крепления.
Расчетный момент М определяют от геометрической суммы горизонтального Лр и
вертикального Дв перемещений:
Л
^Уд^-^дз. (XV«41)
В несимметричных элементах крепления можно для простоты учитывать только
больщнй (горизонтальный или вертикальный) момент, действующий в плоскости
наибольшей жесткости элемента крепления. Расчетные напряжения в элементе крепления
определяют как во внецентренко-сжатом стержне.
2. Стыки балок
Заводские стыки элементов подкрановых балок приходится делать
при недостаточных длинах имеющихся на заводе листов и профилей.
Заводские стыки в листовом прокате выполняются предварительно
при обработке металла. Листы сваривают в полотнища автоматической
сваркой, дающей равнопрочное соединение, и затем из них нарезают
детали нужных размеров. Таким образом, места заводских сварных
стыков в элементах из листов при разработке конструкции балки не
указывают.
Монтссжные (укрупнительные) стыки из условия перевозки
приходится делать в неразрезных балках и разрезных пролетом 24 м и более.
Элементы сварных балок соединяют большей частью сварными швами
встык с разделкой кромок при толщине листов 12 мм и более.
В неразрезных сварных подкрановых балках стыки рационально
размещать на расстоянии 7з от опор, где изгибающий момент
невелик. В этом случае прочность стыковых швов, выполненных
вручную, оказывается достаточной. Монтажные стыки неразрезных
подкрановых балок выполняют наверху (не на площадках укрупни-
424
^ 1
i-H i
ты
Я-А
тельной сборки), поэтому нужйо предусматривать специальные
приспособления, облегчающие установку балки и удобство выверки
соединяемых элементов. Пример решения' стыка неразрезной сварной балки со
сборочными приспособлениями показан на рис. XV.21. Чтобы
обеспечить хороший провар и исключить концентраторы от дефектов шва в
местах пересечения стенки и полдк балок, рекомендуется стыки поясных
листов смещать на некоторое
расстояние (примерно на 100 мм)
с оси стыка стенки."^
Укрупнительные стыки
разрезных балок и монтажные
стыки неразрезных подкрановых
балок в настоящее время часто
выполняют на высокопрочных
болтах (рис. XV.22). Такие стыки
удобны в монтаже, не создают
внутренних напряжений и
концентраторов от монтажной
сварки, высокое качество которой к
тому же в условиях строительной
площадки не всегда легко
обеспечивать.
Монтажные стыки клепаных
ЪяЪМеШзаЩб'' балок выполняют на заклепках,
ашмефиятто» болтах повышенной точности
f=—у. Лист
ПратшЫ
i Щ-
Кйчиья
Стенка Валки
тгФ
jpisu
т
Рис. XV.2!. Пример решения монтажного
стыка неразрезной балки
Рис. XV 22. Монтажный стык
подкрановой балки на высокопрочны.х
болтах
ИЛИ на высокопрочных болтах. Первый сдюсоб наиболее трудоемок и
неудобен и его следует применять только в исключительных случаях.
Болты повышенной точности требуют рассверловки отверстий при
контрольной или укрупнительной сборке. Поэтому наиболее целесообразно
соединение на высокопрочных болтах.
3. Крановые рельсы и их крепление к подкрановым балкам
Для мостовых кранов применяют специальные крановые рельсы КР
с усиленной шейкой и развитой подошвой (ГОСТ 4121—62*).
Требуемый тип кранового рельса указывается в стандартах или
каталогах на краны. Для кранов общего назначения грузоподъемностью
до 20 т включительно разрешается применять железнодорожные рельсы
Р-38 (для кранов грузоподъемностью 5 и 10 т) и Р-43. Иногда в качестве
кранового рельса применяют квадратную сталь.
Специальный крановый рельс типа КР крепят к подкрановым
балкам планками (рис. XV.23, а), устанавливаемыми через 600—750 мм.
Железнодорожные рельсы имеют высокую шейку и их крепят при
425
помощи специальных крючьев из круглей стали (рис. XV.23,б).
Квадратную сталь при кранах малой грузоподъемности (Q<;30 т) крепят
при помощи лапок из обрезков уголков, приваренных к квадрату
(рис. XV.23,в), для кранов большей грузоподъемности применяют
крепления при помощи листовых планок, вставляемых в простроганные
пазы квадрата (рис. XV.23,г).
Рис. XV.23. Крепление рельсов к подкрановой балке
а — типа КР; б — железнодорожного; в, г— квадратного
Все ТИПЫ креплений должны обеспечивать рихтовку рельса в
пределах 20—30 мм, так как он смещается в процессе эксплуатации. Поэтому
наглухо приваривать рельс к поясу балки не рекомендуется.
В зданиях с кранами «особого» режима работы рекомендуется
применять только специальные крановые рельсы КР. В железнодорожных
рельсах у мест ослабления шейки отверстиями часто возникают
трещины; кроме того, отверстия для крючьев в тормозном листе являются
426
концентраторами напряжения и
около них также развиваются
трещины.
В последнее время в зданиях
с кранами «особого» режима
работы применяют упругие
прокладки из низкомодульного
материала; их устанавливают
между рельсом и поясом балки.
Прокладки улучшают условия
контакта рельса и пояса,
сглаживают и уменьшают местные
напряжения под колесом крана,
ликвидируют пики местных
напряжений у контактируюш,их
неровностей рельса и пояса,
уменьшают динамическое воздействие
крана. При кранах небольшой
грузоподъемности (Q<20 т)
прокладки делают из
прорезиненной ленты, при больших гру-
зоподъемностях — металлорези-
новыми. Так как при
прохождении крана прокладки сжимаются,
то применяют различного типа
пружинные крепления рельса к
поясу (рис. XV.24).
^3
1
i
^ 11_1—L
1
ц.
1
jL-J
J
-*—J,
Щ:^
1
—f.—
Рис. XV.24. Пружинное крепление
рельса, установленного на упругую
прокладку
/ — рельс; Р —пружина; 3 —болт; 4 —упругая
прокладка
4. Упоры для кранов
Упоры для кранов устанавливают в торцах здания на подкрановых
балках и ограничивают рабочую зону крана. Энергия удара движущ,его-
ся крана настолько велика, что запроектировать упор, ударившись о
который кран бы остановился и упор остался неповрежденным, очень
трудно. Поэтому краны оборудованы концевыми выключателями и
системой автоблокировки, обеспечивающими отключение хода и
торможение крана у торцов здания.
Условно упор рассчитывают на силу удара, который определяют по
СНиП П-6-74.
Пример расчета подкрановой балки
Исходные данные. Требуется рассчитать сварную подкрановую балку крайнего
ряда пролетом /=12 м под два крана «особого» режима работы грузоподьемностью
Q = 50/'10 т. Пролет здания 30 м, пролет крана 28,5 м, материал балки сталь ВСтЗспб.
1. Нагрузки на подкрановую балку. Для кранов грузоподъемностью Q = 50/10 г по
ГОСТ 3332—54 (см. также прнл. 2) берем необходимые данные: схема крановой
нагрузки приведена на рис. XV.25, а; наибольшее нормативное давление колеса ^^^а^с "=
= 50,5 т = 505 кН; вес тележки крана От = 18,5 т=: 185 кН; тип кранового рельса КР 100.
Определяем нормативную горизонтальную поперечнуяю силу на одном колесе
крана
Гк = 0,1Р„акс = 0,1-505 = 50,5 кН.
Расчетные значени.ч вертикальных и горизонтальных сил на колесо крана
определяют по формулам (XV. 1) и (XV.3). Эти силы удобно определять в табличной форме
(табл. XV.2),
2. Определение расчетных усилий. Устанавливаем два сближенных крана в
невыгоднейшее положение, при котором в балке будут наибольшие изгибающие моменты от
427
ТАБЛИЦА XV.2
Таблица расчетных сил
Наимвновааие н обозначеиие силы
Вертикальное давление
колеса крана для расчета балки Р
То же, для проверки местных
напряжений Pi
Горизонтальное давление
колеса крана Г
Нормативное
значение,
кН
505
505
50,5
Коэффициенты
перегрузки, п
1,2
1.2
1,2
динамичности k
1,1
—
—
сочетания
"с
0,95
—
0,95
Расчетное
значение,
кН
633
606
57,5
вертикальных и горизонтальных сил. Положеине равнодействующей R трех сил, дей-
ствукицих на балку, определится (рис. XV.25, б).
633E,25—1,4)
3-633
1,28 м.
Устанавливая середину балки между равнодействующей и ближайшим колесом
(на расстоянии дг/2 от колеса), получим остальные размеры, определяющие положение
крана.
S'I280
о).
fml stso
т^ НА
t
т. szso
12000
S2S0
53S0
Рис. XV.25. Схемы крановых нагрузок
я — схема н размеры одного крана; б — расчетная схема для определения наибольшего момента:
в—расчетная схема для определения наибольшей поперечной силы на опоре
Вертикальные реакции балки:
/?А = F33/12) <1,39 4- 6,64 -f 8,04) = 850 кН;
/Jg = 3-633 — 850 = 1050 кН.
Наибольшие изгибающие моменты: 1
вертикальный с учетом собственной массы по формуле (XV.5) /
M = aiAl„aKc= 1,05A050-6,64 —633.5,25) = 3850 кН-м;
горизонтальный по формуле (XV.fi)
лг, = лг«
3670E0,5/505) =367 кН-м.
Устанавливаем крановую нагрузку в невыгоднейшее положение, при котором
будут наибольшие поперечные силы на опоре от вертвкальиой и горизонтальной
нагрузок (рнс. XV.26,e).
Наибольшая вертикальная поперечная сила с учетом собственной массы по
формуле (XV.5)
Q = aQ„aKc=,1.05F33/12)E,35-f I0,6-f 12) = 1550 кН.
Наибольшая горизонтальная поперечная сила
Qt == Qm3kc (Гк/Рмакс) = 1480 E0,5/505) = 148 кН.
3. Подбор сечения балки. Минимальная высота балки при относительном прогибе
[///] = 1/600 и отношении нормативного момента к расчетному Af"/Af=0,8:
ImR А|н 1200-0,9-21
!(»[//q М Ю5[ 1/600]
0,8= 121 см.
428
Оптимальная высота балки по формуле (VII 18).
Предварительно найдем
М 385000
'^■^-'rn(R~2,5)
0,9B1-2.5)
= 23100 см'.
Толщина стенки
й„ = 7 + Зй = 7 + 3(//8)=7 + 3A2/8)= 11,5 мм.
Учитывая наличие больших местных напряжений в стенке балки под катком
крана, принимаем толщину стенкн бот=14 мм:
Ао^=1.15 Кг^/6ст=1.15|/3100/1,4=148ем.
Принимаем размеры стенки балки
1500ХИ мм Проверяем стеику на срез
по формуле (VII.22)
бст>'
3-1550
2 mRcph 2-0,9-13-150
= 1,33 см < 1,4 см.
'тр
Требуемый момент ииерцни балки
Wh 23100-150
"" 2 ~ 5
^^^ %.'fs
= 1 730 000 см*.
Требуемый момент инерции поясов
балки
■^тр.п = -^ip - -^ст = 1 730 000 -
—A,4.1503)/12= 1334 000 см*.
Требуемая площадь сечения одного
пояса
Й?^^
'=380
1
f4
-то'6
li.—1—» jfl,
iL
500*25
Д-
-SI^^ZS
^
500
■ тр.п •
jAj
h^
= B'1 334 000)/150? =
= 119 CM?.
t
mo
Рис. XV.26. Сечение балки (к примеру)
По полученным данным компонуем сечение балки (рис. XV.26). Лист тормозной
балки принимаем из рифленой стали 6=6 мм, поддерживающий швеллер № 16
(опирается он по середине пролета на стойку фахверка).
4. Проверка прочности балки. Предварительно найдем геометрические
характеристики балки. Относительно горизонтальной оси:
момент инерции
< У;, = A,4.150')/12 + 2«50.2,5G5+1,25J= 1848000 cm*j
момент сопротивления
W, = 1 848 000/77,5 = 24 800 он»;
статический момент полусечения
S^ = 60-2,5G5-f 1,25)-f 75-1,4 G5/2)= 13470 см'.
Геометрические характеристики тормозной балки относительно вертикальной оси
у—у (в состав тормозной балки входят: верхний пояс подкрановой балки, рифленый
лист и поддерживающий швеллер):
расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения
18, Ы38,2 4-120-0,6-78.6
''»" 18,1 + 120.0,6+ 59-2,5 "=^^«'
момент инерции сечения тормозной балки
Jy= 18,1-100,2^+ @,6-120»)/12+0.6.120-40,62 +
+ B,5-503)/12 +2,5-50.38? = 594000 cm'j
429
момент сопротивления крайнего волокна на поясе подкрановой балкн
Wy = 594 000/C8 + 25) = 9420 см^.
Проверка нормальных напряжений. Так как балка сплошная и
сварная, то ее прочность допускается проверять по геометрическим характеристикам
«брутто». Имеющиеся в верхнем поясе отверстия для крепления кранового рельса
оказывают незначительное влияние и их можно не учитывать.
Напряжения в верхнем поясе по формуле (XV.7)
08 = 385000/24 800 + 36 700/9420= 18.45 кН/см^ < 0,9-21 = 18,9 кН/см^.
Проверка касательных напряжений на опоре по формуле (VII.11)
т = A550-13470)/A848000.1,4) = 8,1 кН/СМ? < 0,9-1,3 = 11,7 кН/см^
5. Проверка жесткости балки. Относительный прогиб балкн определием по
формуле (XV.17)
///= (Мн/)/A0£/) = C24 000.1200)/A0.21 000-1848000) = 1/995 < [1/600].
Здесь иврмативный изгибающий момент М" = 5850/A,1-1,2) = 3240 кН-м.
Далее В йбдббраийом сечейИй балки надо проверить местные и приведенные
напряжения И Местную устойчивость верхнего пояса и стенки.
Глава XVI
ФАХВЕРК
Фахверком называется система кОйструктивных элементов (стоек, ригелей,
распорок), служащих S.m поддержания етенового ограждения здания, а также оформления
проемов (окон, ворот для автомобильных и железнодорожных въездов и т. п.).
§ 1. ЭЛЕМЕНТЫ СТЕНОВОГО ЗАПОЛНЕНИЯ
В качестве ограждающих конструкций стен наиболее часто применяют типовые
крупноразмерные стеновые панелн длиной 6 и 12 м и шириной 1,2 и 1,8 м. Для
неотапливаемых зданий используют армоцементные и железобетонные ребристые
панелн; для отапливаемых — сплошные панелн Прямоугольного сечения, армопенобетонные
Или железобетонные трехслойные (со средним слоем из утеплителя).
Панели крепят к колоннам н стойкам фахверка и передают на них
вертикальную нагрузку от собственной массы.
Ветровую нагрузку каждая панель воспринимает самостоятельно и передает ее
на колонны или на стойки фахверка.
Конструкции стен отапливаемых зданий блочные из ячеистых бетонов и
кирпичные являются самонесущими, т. е. воспринимающими собственную массу, ветровая
нагрузка со сТены передается на коЛонны или на сТбйкн фаХберка.
§ 2. СТЕНОВОЙ ФАХ6ЕРК
Схема элементов фахверка зависит от вида применяемого стенового заполнения.
Панели длиной 6 и 12 М в Продольных стенах крепят непосредственно к колоннам
каркаса (рис. XVI. 1,о). Не нужен фахверк для блочных и кирпичных самонесущих
стен при Шаге колонн 6 м. При ШаГе наружных колонн 12 м и использовании
стеновых панелей Длиной б м (что может быть обусловлено возможностями местных баз
строительной индустрии), а также при блочных н кирпичных стейах между колоиаами
устанавливают стойку фахверка (рис. XVt.l,6). Эта стойка воспринимает бертикаль-
ную нагрузку от веса панелей и ветровое воздействие. Своим верхним концом
стойка фахверка опираетсИ на Продольную связевуго ферму в уровне нижних поясов
стропильных ферм.
Предельная гибкость стоек фахверка равна 150, поэтому в высоких зданиях эти
стойки раскрепляют в плоскости стены распорками, уменьшающими их расчетную
длину в сторону меньшей жесткости (рис. XVI.1, в).
Часто применяемые типы сечения стоек фахверка, распорок и ветровых ферм
показаны на рнс. XVI.1, г.
430
При применении стеи из волнистых асбестоцементных, стальных или алюминиевых
листов фахверк должен иметь горизонтальные ригели, к которым подвешива(от листы.
Эти ригели воСприннЬают нагрузку от веса Листов и действия ветра.
При шаге колонн 6 м ригели крепят непосредственно к колоннам (рйс. XVI.2,а),
а при шаге 12 м для уменьшения пролета ригеля устанавливайт сТойку фахверка
(рис. XVI.2,б). При шаге Колонны 12 м подвесные стены могут и ие иметь стоек
фахверка (рйс. XVI.2, в). В этом случае ригели проектируют из гнутых профилей, разви-
6} -Л
а)
_, Стоит
"' тхдврко.
)Растрии
moo
ts=u
О
Г
Г
о
Рис. XVI.1 Фахверк для продольных панельных и блочных стен |
а — крепление панелей непосредственно к колоннам; б — фахверк в виде отделбных стоек; в —
то же, с раскреплением стоек с распорками; г — типы сечений элементов фахверка
fj
R Р
§
/£000
■Sft
г;
uh,
Щf-^
^
iSooa
6
6
Г -Г
О
I
Рнс. XVI.2. Фахверк для продольных стен из волнистых асбестоцементных или
металлических листов
а —без Стоек; б — со стойкой; в —с укреплением ригелей тяжами; г — типы сечений элементов
фахверка
тых В горизонтальном направлении и работающих с пролетом 12 м на горизонтальную
нагрузку от ветра (которая сравнительно невелика). В вертикальной плocкoctй ригели
можно раскрепить натянутыми тяжами из круглой стали, и они будут работать на
изгнб от вертикальной нагрузки с небольшим пролетом, равным расстоянию между
тяжами.
Характерные сечения ригелей и Других элементов фахверка для подвесных стеи
показаны на рнс. XVI.2, г. Расстояния между ригелями принимаются при стенах из
431
волнистых стальных листов не более 2,25 м, при егеяах из волнистых асбестоцемеит-
иых листов 2,4 м (длина листа 2,5 ы MjiHvc нахлестка размером 100 мм).
Расположение ригелей фахверка должно быть увязано с оконйымй и воротными проемами.
Устройство торцовых стен здания вследствие больших размеров пролетов всегда
требует устаиовкн промежуточных стоек фахверка (рис XVI.3).
Стойки торцового фахверка своим верхним концом опираются на поперечные свя-
зевые фермы в уровне нижних поясов стропильных ферм (рис. XVI.4,а). Чтобы не
препятствовать прогибу стропильных ферм от временных нагрузок, их опиранне
выполняется при помощи листовых шарниров (рис. XVI 4,6). Такой шарнир
представляет собой тонкий лист F=8—10 мм) шириной 150—200 мм, который в вертикальной
4^
Г^
i
J. J
г^
/\
'• 30000
п
п
■" «
р
1
Г=^о?=т==«
^
'■ г<'Роо ^
•^
Рис. XVI 3. Схема фахверка торцовой стены
Стро'шльные
фер1ы
<9 Узел А
8)
Покоенная
т (p^fo
шарнир
'i I
S 8-Юпн
«I
К-А
нч
¥
1.1
Щ
*
^
4
>^
^
п
L1
ш
Рис XVI4 К расчету стоек фахверка
а — конструктивная схема; б —листовой шариир; в— расчетная схема
4%
/I А
")
SemSb
потшы
плоскости легко изгибается, не препятствуя прогибу фермы, а в горизонтальном
направлении работает как жесткий элемент, передавая реакцию фахверковой стойки на
связевую ферму. Стсйки торцового фахверка рассчитывают на виецентренное сжатие
от эксцентрично приложенного веса стенового заполнения н ветровой нагрузки
(рнс. XVI.4, в).
Стеновые панели-перемычки крепят при помощи опорных столиков, приваренных
к колоннам нлн к стоШак фахверка. Рядовые панели опираются на нижележащие
^ панели и крепятся к колсжиам
устройствами, передающими только
горизонтальные усилия. Примеры конструкций
таких креплений для холодных и теплых
панелей показаны на рис. XVI.5.
Холодные ребристые панели крепят при
помощи гибких элементов, имеющих на
одном конце штырь, вставляемый в ребра
панелей, а на другом конце — нарезку
с гайкой, которыми панель притягивают
к колонне. .
Сплошные панели крепят
коротышами из уголков, сцепленных один с
другим. Блочные и кирпичные самоиесущие
стены крепит к колоннам крюками из
круглой стали диаметром 12—14 мм,
одним концом обхватывающими полку нлн
ветвь, колонны, другой конец крюка
заделывают в шов кладки.
Й
raSb.)>iiiHi I ■mil ii^iilai %t
^—^ fuima
зленент
Phc. XVI.5. Крепление стеновых панелей
a — холодных; б — теплых
Рис. XVI.6. Крепление волнистых
асбестовых нли металлических листов
а — крючьями: б — кляммерамв
Волнистые асбесто1№ментные, стальные или алюминиевые листы крепят к ригелям
при помощи специальных кляммер нли крючьев из круглой стали (рис. XVI,$). В
случае применения алюминиевых листов нужно принять меры против электрохимической
коррозии в местах контакта стали и алюминия; крепежные детали должны быть
оцинкованы нлн кадмированы, соприкасающаяся с листами полка ригеля должна
быть покрыта защитным покрытием или иметь изолирующую прокладку.
§ 3. ПРОЕМЫ ДЛЯ ОКОН И ВОРОТ
Оконные проемы заполняют, как правило, стальными остекленными переплетами.
Переплеты для производственных зданий стандартизированы обычно вне зависимости
от функционального назначения здания (исключение составляют некоторые
специальные производства с повышеннсй агрессивностью среды, особыми требованиями в
отношении чистоты внутрицеховой среды и т. п.).
Размеры переплетов и профили, из которых их изготовляют, регламентированы
государственными стандартами'. На осиованни этих документов разработаны типовые
рабочие чертежи переплетов и механизмов открывания.
Размеры ворот производственных зданий также стандартизированы. Для
автомобильного транспорта размеры проемов приняты 3X3 м, для железнодорожного
транспорта— 4,7X5,6 (больший размер по высоте). Размеры других транспортных проемов
решаются индивидуально при проектировании объекта в зависимости от конкретных
требований производственного процесса.
1 ГОСТ 8126—56 «Переплеты стальные для окон промышленных зданий», ГОСТ
7Й20—56 «Переплеты стальные для фонарей промышленных зданий», ГОСТ 7511—58
«Сталь для окоивых и фонарных переплетов промышленных зданий».
28—478
433
РАЗДЕЛ третий
КОНСТРУКЦИЯ БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ
И МНОГОЭТАЖНЫХ КАРКАСНЫХ
ЗДАНИЙ
Глава XVII
БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫЕ ПОКРЫТИЯ С ПЛОСКИМИ
НЕСУЩИМИ КОНСТРУКЦИЯМИ
§ 1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ И ОСНОВНЫЕ ОСОБЕННОСТИ
БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ ПОКРЫТИЙ
Большие пролеты, перекрываемые металлическими конструкциями,
применяются в зданиях общественного и специального назначения и в
Производственных зданиях.
Здания общественного назначения — театры, выставочные
павильоны, концертные и спортивные залы, крытые стадионы, рынки, вокзалы
и т. п. имеют большие пролеты, обусловленные эксплуатационными и
архитектурными требованиями. ,
Здания специального назначения — ангары, гаражи, троллейбусные
парки и т. п. Проектируют без внутренних колонн исходя из удобства
размещения и эвакуации машин.
В Промышленном строительстве большие пролеты встречаются в
сборочных Цехах самолетостроительных, судостроительных и
машиностроительных заводов, в Экспериментально-лабораторных корпусах
различных производств, где они обусловлены или крупными
габаритами собираемых машин (судов, самолетов), или требованиями
технологического процесса.
Системы, перекрывающие большие пролеты, проектирук)т, как
правило, однопролетными, что вытекает из основного эксплуатационного
требования — отсутствия промежуточных опор.
\ Различия в назначении большепролетных сооружений, в условиях
их эксплуатации и в предъявляемых к ним архитектурных требованиях
определяют применение весьма разнообразных конструктивных
решений — балочных, рамных, арочных, пространственных и висячих-ван-
товых. Балочные (рис. XVII.I) и рамные (рис. XVII.2) системы чаще
используются в большепролетных перекрытиях зданий с
прямоугольным планом. Арочные системы предпочтительны в архитектурном
отношении; они экономичны при пролетах 80 м и более (рис. XVII.3).
Наиболее экономичны по затрате металла пространственные системы
в виде сетчатых или сплошных оболочек и складок, плоских
структурных конструкций, куполов или шатров (при круглом или
многоугольном плане здания, см. гл. XVIII).
В основном большепролетные перекрытия имеют прямоугольное
очертание в плане. Однако здания общественного назначения —
театры, концертные и спортивные залы, выставочные павильоны могут
быть прямоугольными, круглыми или овальными. Отступление от
обычной прямоугольной планировки (кроме круга) усложняет
компоновку конструкций перекрытия и затрудняет применение типовых
конструктивных элементов. Сооружения с большими пролетами (за
редким исключением) не являются объектами массового строительства;
их архитектурные и конструктивные решения весьма индивидуальны,
434
что также ограничивает возможности типизации и унификации
конструкций. Однако типовые решения для отдельных конструктивных
элементов этих покрытий (прогонов, переплетов, кровельных плит и т. п.)
следует применять в возможно большем объеме. Поэтому весьма
целесообразно назначать основные компоновочные размеры сооружения
(шаг рам, ферм, арок, расстояния между прогонами и т. п.) с учетом
Единой модульной системы (см. гл. X).
Большепролетные конструкции работают в основном на нагрузку от
собственной массы, поэтому уменьшение собственной массы
конструкции является главной задачей инженера. С этой точки зрения
рационально применять в большепролетных конструкциях стали повышенной
прочности или легкие алюминиевые сплавы. Небольшая объемная масса
алюминиевых сплавов при большой прочности делает их весьма
перспективными материалами для несущих конструкций большепролетных
зданий. Примером большепролетной рамной конструкции, выполненной
из алюминиевого сплава типа авиаль, является ангар в Хатфильде
(Англия) размером 66X100 м и высотой в свету 14 м( см. рис. ХУП.2).
Несущими конструкциями этого ангара являются двухшарнирные
рамы, расположенные с шагом 9,5 м, клепаные, с монтажными
соединениями на стальных оцинкованных болтах. Для элементов рам
использованы специальные прессованные профили.
Большая собственная масса большепролетных конструкций
стимулирует также применение предварительно-напряженных несущих
конструкций и Байтовых систем, в которых весьма эффективно используются
высокопрочная проволока, канаты ij т. п.
Особенно эффективно с точки зрения экономии стали применение в
большепролетных покрытиях облегченных кровельных конструкций и
материалов. В качестве несущего настила кровли следует применять
стальной профилированный настил, армоцементные, армопенобетонНые и
армопеносилйкатные, а также асбестоцементные полые плиты, а в
качестве утеплителей — минеральную вату, оргалит и другие эффективные
материалы. Весьма легкими, индустриальными в изготовлении и монта-
Штречны^ раарм
Рис. XVII. 1. Балочное покрытие ангара
Ф
Разрез
.^
-K—rr-r-r—I—N Г ;ч I -1 "'.—!~Т""
■1 -. ч| м J ^ .1 ^J ^, ь I. ь_Ц
,'^ t- '^ '^ ■
вбп
9
76 ^
t7±
-
58,
ts! rs.
Sp- i
-•
Типы сечений
^- . .Jr
\ ш
1
\ г^
Рис.,XVII 2. Рамная конструкция покрытия ангара ич алюминиевого сплава
а — схема рамы, б — типы сечений
г^
436
Рнс. XVI 1.3. Арочиые покрытия
а —Дворец спорта в Лужниках (Москва): / — аэрацнонный фонарь; г —затяжка; 3 —неподвижная
опора- 4 — подвижная опора; б — павильон мехаивзадни на Всесоюзное сельскохозяйствеиной.
выставке в Москве A939 г.)
же ЯВЛЯЮТСЯ стальные или алюминиевые кровельные панели пролетом
6 и 12 м, В которых можно эффективно использовать предварительное
напряжение. Широкое применение могут получить различные
пластмассы. Легкими, долговечными и дешевыми в эксплуатации получаются
кровельные настилы из алюминиевых сплавов. Кровли
большепролетных производственных зданий часто устраивают теплыми. Это дает
возможность принимать для них небольшие уклоны, что весьма упрощает
несущую конструкцию. По технологическим соображениям в зданиях с
большими пролетами иногда нужно верхнее освещение. Наиболее
удобным в конструктивном отношении является поперечное расположение
фонарей, при котором несушле и фонарные конструкции могут быть
объединены в единую несущую систему покрытия (рис. XVII.4).
Существенной конструктивной особенностью ангаров является
наличие больших ворот для пропуска самолетов; ворота устраивают на всю
436
^ t»- Пояереты^ (Юзре)
60000
»к
А-А
Рис. XVII4 Покрытие производственного здания е-поперечным расположением
фонарей
длину фасадной стены ангара. Для прикрйплен11Я и открывания ворот
требуются специальные устройства. Больщие проемы для ворот,
разнообразные схемы конструкций ворот оказывают существенное влияние
на конструктивное решение перекрытия ангаров.
i 2. БАЛочйыЕ каиетру^ции
Балочные большепролетные коКстррщй» Применяют в случаях,
когда опоры не могут воспринять раснорких ^с«лшй:,нри опирании на
стены, каменные или железобетонные колонны и т. п. Балочные системы
при больших пролетах тяжелее рамных или арочных, но проще в
изготовлении и монтаже. Балочные системы применяются преимущественно
в общественных зданиях — театрах, концертных залах, спортивных
сооружениях. Основными несущими элементами балочных систем,
применяемых при пролетах 50—70 м и выше, как правило, являются фермы;
сплошные балки при больших пролетах невыгодны по затрате металла.
Очертание большепролетных ферм и схема решетки определяются
пролетом, типом кровли и конструкцией подвесного потолка, который
обычно устраивают в общественных зданиях. Фермы (см. рис. XVII.1)
больших пролетов (более 40—50 м) при оптимальном'по массе
отношении между высотой фермы и пролетом A/6—1/8) получаются
негабаритными по условиям транспортирования (/t>3,85 м); в то же время
наличие кровли и подвесного потолка вызывает необходимость иметь
небольшие панели B—3 м) по верхнему и по нижнему поясу ферм, что
приводит к необходимости устройства сложной шпренгельной решетки,
а также к применению сплошных или решетчатых арок с затяжкой.
Хорошую основу для устройства большепролетных балочных систем
дают трехгранные фермы с предварительным напряжением, удобные в
изготовлении, транспортировании и монтаже (рис. XVII.5). Включение
в совместную работу на сжатие железобетонной плиты, уложенной по
437
Поперечный разрез
Продомиые разр&зы
6-Зм
верхним поясам фермы, использование трубчатых стержней и
предварительного напряжения делают такие фермы весьма экономичными по
затрате металла. Между фермами в зависимости от размеров пролета и
эксплуатационных
требований можно размещать
промежуточные конструкции,
как глухие (рис. XVII.5, б),
так и с остеклением (рис.
XVII.5,6, г).
При пролетах более 35—
40 м необходимо одну из
опор балочной конструкции
устраивать подвижной (см.
гл. XVIII, § 7), чтобы
исключить возможность
передачи на стены распорных
усилий, возникающих в
результате упругих
деформаций нижнего пояса ферм.
Подвесной потолок
обычно чуть опускают
относительно нижнего пояса
ферм, с тем чтобы фермы
были полностью доступны
для осмотра и окраски.
Рациональной системой
для пролетов 40—100 м
является объемно-блочная
предварительно -
напряженная конструкция', в которой несущая конструкция совмещена с
ограждающей. Конструкция состоит из объемных блоков, включающих две
вертикальные фермы высотой 2,5 м, расставленные на расстоянии в осях
Рнс. XVII.5. Покрытие с трехгранными
балочными фермами
а — поперечный разрез; б—г — продольные разрезы
(варианты)
")
й-\
Ооперечнш разрел
(JnmpaSowaa dem
й-й
щшщзшшщ
Iкрупнитвмныа
стыя
I Подст/ятштиа» фергго
. тоо \ тоо
Мвнташныи
блох
tisom
t
Рис. XVII.6.
Объемно-блочная
конструкция покрытия
а — конструктивная
схема; б — схема
отправочного блока
3 м И соединенные по верхним и нижним поясам стальными листами
толщиной 8—16 мм (рис. XVII.6). Балки полного пролета собирают из
отдельных отправочных блоков длиной 10—12 м.
* Разработана в институте ЦНИИпроектстальконструкция.
438
Стальные листы включаются в расчетные сечения верхнего и
нижнего поясов ферм. Чтобы тонкий верхний лист мог работать на сжатие, в
нем создается предварительное растягивающее напряжение по
значению несколько больше сжимающего напряжения от нагрузки.
Предварительное напряжение создается при сборке плоского щита
верхнего пояса блока, состоящего из верхних поясов ферм, соединенных
распорками, связями и листом. Каркас щита при сборке выгибают в
сторону листа на расчетное значение, затем к нему приваривают лист.
При установке щита в пространственный блок щит с листом
выпрямляют и лист получает растягивающее напряжение. Верхний стальной лист
поддерживает кровлю, нижний — подвесной потолок. Нижние пояса и
решетки вертикальных ферм блока запроектированы из одиночных
уголков. Монтажный укрупненный блок, состоящий из четырех объемных
блоков полного пролета (шириной 12 м), двумя кранами устанавливают
на опоры (рис. XVn.6,а). Между опорами объемные блоки
поддерживаются подстропильными фермами.
§ 3. РАМНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
1. Системы и типы рам
При перекрытии больших пролетов применяют двухшарнирные и
бесшарнирные рамы. Бесшарнирные рамы более жестки, экономичнее
по расходу металла и удобнее в монтаже, однако они требуют мощных
фундаментов с плотными основаниями для них и более чувствительны
к температурным воздействиям. Высота ригеля рамы может быть
принята меньше высоты стропильной фермы; в ряде случаев это может
оказаться существенным при больших пролетах. Так, в гаражах и
павильонах уменьшение высоты ригеля приводит к снижению высоты стен,
сокращает объем помещения и, следовательно, удешевляет
эксплуатацию здания.
Ригель рами
Рис. XVII.7. Двухшарнирная сплошная рама с затяжкой
Рамные системы в перекрытиях больших пролетов могут иметь
разнообразные очертания. В гаражах и ангарах рамы имеют небольшую
высоту по сравнению с пролетом, в павильонах и некоторых
промышленных зданиях рамы обычно имеют значительную высоту.
В большепролетных перекрытиях применяются сплошные и сквозные
рамы. Сплошные рамы применяют сравнительно редко и лишь при
относительно небольших пролетах (/=50...60 м); их преимущества:
меньшая трудоемкость, транспортабельность и возможность уменьшения
высоты помещения. Сплошные рамы часто проектируют двухшарннр-
ными. Чтобы облегчить конструкцию опор, можно для
восприятия^распора рамы устраивать затяжку, расположенную на уровне опорных
шарниров ниже уровня пола (рис. XVn.7). Натяжением затяжки можно
дополнительно разгрузить ригель рамы. Высоту ригеля сплошной рамы
принимают равной 1/30—1/40 пролета. Такая небольшая высота
возможна благодаря разгружающему влиянию опорных моментов рамы.
439
Сквозные рамы с мощным ригелем и стойками небольшой высоты
(рис. XVII.8) распространены в ангаростроенда, где они проектируются
пролетами до 100—120 м. Сквозные рамы могут быть двухшарнирными:
' с шарнирами на уровне фундаментов (рис XVII.8, с) или в местах
сопряжений ригеля со стойками (рис. XVII.8, б) и бесшарнирными (рис.
XVn.8,в). При расположении шарниров в местах сопряжения ригеля
со стойками значительно упрощается монтаж конструкций, но зато
более мощными получаются фундаменты и отсутствуют разгружающие
ригель опорные моменты. Бесшарнирные рамы (см. рис. XVII.8, в)
применяют при пролетах 100—150 м, когда уменьшение изгибающего момента
в ригеле особенно необходимо.
Ширина стоек сквозной рамы принимается равной длине панели,
ригеля E—7 м). Погонная жесткость стоек при такой ширине и
сравнительно небольшой высоте значительно больше погонной жесткости
ригеля, благодаря чему разгружающее влияние опорных моментов
оказывается весьма значительным.
Отношение высоты ригеля к пролету решетчатой рамы из условия
наименьшей массы конструкции принимается в пределах 1/12—1/20. Но
и при такой высоте ригель все же получается негабаритным по
условиям транспортирования и его приходится перевозить россыпью.
Уменьшить изгибающий момент в ригеле рамы, а следовательно, и высоту
ригеля можно передачей веса стены или покрытия пристроек,
примыкающих к главному пролету, на внешний узел стойки рамы (рис. ХУП.Э, а)
или смещением в двухшарнирной раме опорных шарниров с оси стойки
внутрь помещения (рис. XVII.9,б). В этом случае вертикальные
опорные реакции создают дополнительные моменты, разгружающие ригель.
Возможна также подтяжка ригеля тросами или предварительное
напряжение ригеля затяжкой.
Ригель решетчатой рамы может иметь трапециевидное очертание
(pnc.^XVII.S) или с параллельными поясами. Эту схему применяют,
когда" надворотная' рама поддерживает стропильные фермы. Скат
для отвода воды образуется уклоном стропильных ферм (см. рис.
XVII.24). При больших пролетах и нагрузках ригели решетчатых рам
конструируют как тяжелые фермы; при сравнительно малых пролетах
D0—50 м) они могут иметь такие же сечения и узлы, как и легкие
фермы.
В выставочных павильонах, крытых рынках и вокзалах при высоте
рам 15—20 м и при пролетах 40—50 м можно применять сквозные рамы
с ломаным ригелем (рис. XVII.10). Рамы такого очертания обычно име- •
■ ют одинаковую высоту сечений ригеля и стоек A/15—1/25 пролета).
Рис. XVII.10. Сквозная рама
покрытия павильона
а — схема рамы; б — узел
решетчатый; в —узел со сплошной
вставкой
Усилия от вертикальных нагрузок в таких рамах невелики, но зато
существенно значение бокового давления ветра. Конструируют такие
рамы по типу легких ферм. Раму разбивают на габаритные
отправочные элементы с минимальным числом сопряжений на монтаже.
2. Особенности расчета и конструирования
Чтобы упростить статический расчет, сквозные легкие рамы можно
приводить к эквивалентным им снлошным рамам. Мощные сквозные
рамы (типа тяжелых ферм) рассчитывают как решетчатые системы с
учетом деформаций всех стержней рещетки. Прогиб большепролетных рам
определяют только от временной нагрузки, прогиб от постоянной
нагрузки компенсируется соответствующим строительным подъемом. При
пролетах более 50 м и невысоких жестких стойках (опорах) необходимо
рассчитывать рамы на температурные воздействия.
Ригели и стойки сплошных рам проектируют сварными
двутаврового сечения; их несущую способность проверяют по формулам для вне-
центренно сжатых стержней (см. гл. III, § 5). В двухшариирных рамах
стойки можно делать переменного по высоте сечения (рис. XVII.7), что
увеличивает полезную площадь помещения, облегчает конструкцию и
придает ей лучший внешний вид, хотя и несколько усложняет
изготовление.
Внутренний угол рамного узла сопряжения ригеля со стойкой во избежание
концентрации напряжений в месте перегиба должен быть очерчен по плавной кривой
(рис. XVII. 11). В узле возникает сложное напряженное состояине от действия момента
н нормальной силы. Напряжевня в узле можно определить по формулам для кривого
бруса *.
Опорные шарниры в рамах при реакциях больше 2500—3000 кН
проектируют балансирными (см. рис. XVII.19, в), при меньших реакциях они
* Металлические конструкции. Под ред. Е. И. Белени. М., Стройиздат, 1973.
441
могут быть плиточными (см. рис. XVII.19,а). Конструкция и расчет
шарниров рассмотрены в следующем параграфе.
В легких сквозных рамах узел сопряжения ригеля со стойкой (рис.
XVII.10, а) является наиболее ответственным местом, поэтому
целесообразно, чтобы он был полностью выполнен на заводе. Пояса обычно
обрезают «на ус» и сваривают стыковыми швами (рис. XVII.10, б) с
дополнительным усилением гнутыми листовыми накладками. Весьма
часто в опорных узлах сквозной р«мы из-за возникающих здесь больших
усилий делают листовую вставку, которая должна быть укреплена
ребрами жесткости, располагающимися по направлению сжимающих
усилий (рис. XVII. 10,в).
§ 4. АРОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
1. Системы и типы арок
Арки в качестве основных несущих элементов покрытия применяют
в павильонах, крытых рынках, спортивных залах, ангарах и т. п. По
затрате металла арки оказываются значительно более выгодными, чем
балочные или рамные системы.
Системы и очертания арок могут быть весьма разнообразными (рис.
XVII.12). Самые распространенные — двухшарнирные арки. К
достоинствам арок помимо экономичности сечений по расходу металла
относится простота монтажа и изготовления.
Двухшарнирные арки могут легко деформироваться вследствие
свободного поворота в шарнирах, и благодаря этому существенного
увеличения напряжений от температурных воздействий и осадок опор в них
не возникает.
Трехшарнирные арки не имеют особых преимуществ по сравнению с
двухшарнирными, так как их статическая определимость при
достаточной деформативности арочных конструкций существенного значения не
имеет. Наличие же ключевого шарнира осложняет конструкцию самих
арок и устройство кровельного покрытия.
Бесшарнирные арки имеют наиболее благоприятное распределение
изгибающих моментов по пролету и поэтому оказываются самыми
легкими; однако они требуют устройства более мощных опор и их прихо-
'дится рассчитывать на температурные воздействия.
При слабых грунтах может оказаться целесообразным, чтобы распор
арки воспринимался затяжкой, располагаемой ниже уровня пола.,При
наличии затяжки опоры воспринимают (в основном) вертикальные
нагрузки и потому получаются более легкими.
В крытых стадионах и павильонах, а также в ангарах-мастерских
опорами арок часто служат стены зданий (рис. XVll.3,6), трибуны и
т. п. При отсутствии поперечных стен для восприятия распора требуется
устройство контрфорсов.
442
При опирании арок на стены распор может быть воспринят
затяжкой, расположенной на уровне опорных шарниров арок (см. рис.
XVII.3,а). Затяжка может одновременно использоваться для
устройства подвесного потолка и для создания предварительного напряжения в
арках.
Очертание арок выбирают близким к линии давления. При
преимущественном значении симметричной, равномерно распределенной гЮ
хорде арки нагрузки (в пологих арках) наиболее выгодным является
очертание арки по квадратной параболе.
Параболу часто заменяют дугой окружности, что в пологих арках
не приводит к существенному изменению усилий; зато при этом
значительно упрощается изготовление и проектирование арок, так как при
постоянной кривизне дуги достигается наибольшая стандартизация
конструктивных элементов и узлов арки.
Для высоких арок с большой собственной массой целесообразно
принимать очертание по цепной линии (катеноиду). В высоких арках
значительные усилия вызывает ветровая нагрузка, которая может
действовать с обеих сторон и давать две резко расходящиеся линии
давления. В этом случае очертание арки целесообразно принимать посередине
между двумя крайними линиями давления (рис. XVII. 13).
При опирании арок на уровне земли размещение стенового
заполнения по криволинейной поверхности арок конструктивно неудобно,
затрудняется устройство проемов и здание получает некрасивый внешний
вид. Кроме того, помещение под арками около опор не может быть
полностью использовано из-за недостаточной его высоты. Поэтому в
павильонах, крытых рынках и вокзальных перекрытиях арки часто
проектируют с вертикальным участком над опорами (рис. 1.6 и XVII.14).
^^)
I)
Рис. XVII.12. Системы арок
а — двухшарнирная; 6 — трехшарнириая; в — бесшарнирная
У
Рис. XVII.13. К выбору очертания
высокой арки
/ — исходная кривая; 2 — кривые давления от
действия ветра; 5 —средняя кривая; •*
—окончательная кривая оси арки
Рис. XVII. 14. Многопролетная арка вокзального покрытия
443
Такие арки по очертанию и ;?арактеру работы приближаются к рамным
системам. По затрате материала они менее выгодны из-за
значительных изгибающих моментов в углах.
В многопролетных арках (ри^. XVIIЛ4) распоры смежных пролетов
в значительной мере уравновешиваются, и средние опоры работают на
изгиб только от односторонней временной вертикальной и ветровой
нагрузки. Опоры таких арок имеют небольшое сечение, почти не
загромождают помещение, и поэтому такое решение часто применяется в
вокзальных перекрытиях, павильонах и других подобных сооружениях.
2. Конструктивные особенности арок
Двухшарнирные сплошные арки проектируют чаще всего с
параллельными поясами (рис. XVII.15,а). Сквозные арки делают либо с
параллельными поясами, либо при большой высоте арки с переломом
наружного пояса, который над опорами имеет вертикальные участки
'■Г^ "ГЛ Т\
Рис. XVII.15. Очертания поясов арок
(рис. XVII.15,б). Около опор пояса арок сближаются и заканчиваются
опорным устройством — шарниром. Параллельные пояса при
очертании арки по дуге окружности создают предпосылки для типизации
конструктивных элементов и с архитектурной точки зрения вполне
приемлемы. Серповидная форма (рис. XVII.15, в) двухшарнирной арки не
отвечает характеру изменения усилий по ее длине и применяется только
из архитектурных соображений.
Высоту сечения сплошных арок назначают в пределах 1/50—1/80
пролета, сквозных — в пределах 1/30—1/60 пролета. Возможность
применения в арках столь небольшой высоты сечения объясняется
относительно малым изгибающим моментом.
Сплошные арки обычно проектируют сварными с сечением в виде
широкополочного двутавра (как и в сплошных рамах), в пологих арках
продольные силы велики, поэтому стенку арки можно назначать более
мощной, чем в раме.
Сквозные арки обычно конструируют аналогично легким фермам.
Пояса их компонуют из двух уголков или из двух легких швеллеров.
При больших усилиях применяют двухстенчатые сечения. Если кривая
давления не выходит за пределы высоты сечения, оба пояса
оказываются сжатыми и особое внимание необходимо обратить на
обеспечение устойчивости арки. Сечения элементов решетки из-за незначительной
поперечной силы подбирают по гибкости из уголков или из небольших
швеллеров. -Это также стимулирует уменьшение высоты сечения арок.
Решетку сквозных арок проектируют треугольной с дополнительными
стойками (рис. XVII.16,а) или без них и раскосной (рис. XVII.16,б).
Стойки размещают либо нормально к поясам (рис. XVII.16, а), либо
вертикально (рис. XVII.16,б). Наиболее целесообразно нормальное
расположение стоек (особенно в круговых арках), при котором стержни
решетки получаются одинаковыми по длине арки. В плоскостях стоек
располагают главные прогоны, обеспечивающие устойчивость одностеи-
чатых арок и поддерживающие элементы кровли. Размеры панелей
арки обычно принимают близкими к высоте арки. Монтажные стыки
«t4
в арках размещают исходя из условия разбивки арки на отправочные
элементы длиной 6—9 м, удобные для транспортирования. Арки обычно
монтируют крупными элементами, большей частью целиком или
полуарками (весьма часто методом поворота), так что монтажные стыки
осуществляются в процессе укрупнительной сборки. Криволинейное
очертание сплошных арок усложняет их из-
«'готовление, но улучшает внешний вид
конструкции. Сквозные арки для упрощения
изготовления могут иметь и ломаное
очертание (рис. XVn.16).
В арках с успехом может быть
применено предварительное напряжение или
регулирование усилий. Одним из простых
приемов рационального распределения усилий
является принудительное смещение
опорных узлов наружу после установки на
опоры арки, собранной с дополнительным
подъемом. При этом в нижнем поясе и
раскосах арки возникают растягивающие
напряжения, которые могут быть
достаточными для погашения сжимающих напряжений
от внешней нагрузки. В этом случае
нижний пояс и решетка арки могут быть
сконструированы из тросов (рнс. XVII.17), а
верхний пояс — жестким.
Наиболее сложными конструктивными
узлами в арках, так же как и в рамах,
являются опорные и ключевые шарниры.
Опорные шарниры могут быть трех типов:
плиточные, пятниковые и балансирные. Сквозные арки около опоры, как
правило, переходят в сплошное сечение, поэтому опорные шарниры
в сплошных и сквозных арках имеют одинаковую конструкцию.
прогони
Рис. XVII.16. Конструктивные
решения сквозных арок
Рис. XVI 1.17. Предварительно-напряженная арка с нижннм поясом и решеткой из
тросов
Плиточные шарниры (рис. XVII.18,a) имеют наиболее простую
конструкцию. Применяют их при сравнительно небольших опорных
давлениях и преимущественно при вертикальном положении примыкающей
к шарниру части арки.
445
Пятниковые шарниры (рис. XVII.18, б) имеют специальное опорное
гнездо — пятник, в который вставляется закругленная опорная часть
арки. Пятник обычно делают литым или сварным из листовой стали.
В месте передачи опорного давления стенку и пояса арки укрепляют
ребрами жесткости. Пятник прикрепляют анкерными болтами к
фундаменту.
о)
т
L
5SZ
1^5 " ^J
и
^^=¥-
U U
' > г Н
^
f '
ff
i i i
& ^
/V
'Л
/
A-A
6
Опорные шарниры
Рис XVII 18
арок и рам
а ~ консгруктивная и расчетная схемы
ПЛИ10ЧН010 шарнира; С — пятннкозын
шарнир
Ю
1|
«S
\
^
р¥п
1
^1
rt3=R
А II Д
31!
.Ё^и
Bamhcup
Балансирные шарниры (рис. XVII.18, в) применяют в наиболее
тяжелых арках. Конструкция их состоит из верхнего и нижнего балансиров,
в гнезда которых укладывают плотно пригнанную цилиндрическую
цапфу. Арку прикрепляют к верхнему балансиру через плиту, которую
приваривают к контуру опорного сечения арки и притягивают болтами к
балансиру. Торцы опорных сечений арки обычно фрезеруют. В
соответствии с допускаемыми давлениями на фундамент нижний балансир
получается шире верхнего.
Для восприятия отрицательных реакций от действия ветра может
возникнуть необходимость прикреплять легкие и высокие арки к опорам
анкерными болтами Анкеры следует располагать по осп арки, чтобы
они не мешали свободному повороту конструкции в опорных шарнирах
446
(рис. XVII.18,а); закрепляют анкеры в консолях, приваренных к стенке
арки.
В ключе также могут быть применены плиточные (рис. XVII.19, а)
или балансирные (рис. XVII.19, б) шарниры, которые проектируют
аналогично опорным. Шарнирное сопряжение в ключе может быть
осуществлено и на фланцах, если гибкость их будет достаточной для
получения требуемых углов поворота. В ключе легких арок могут
применяться листовые (рис. XVII.19, б) или болтовые (рис. XVII.19, г) шарниры.
В листовом шарнире нормальные силы передаются через
горизонтально расположенный по оси шарнира лист, который в силу своей
й-й
• * it * *
»i
7 t "•:
Рис. XVI 1.19. Ключевые шарниры арок
Q — ПЛИТОЧНЫЙ; б — балансирный; в — листовой; г — болтовой
гибкости не препятствует повороту сечения (рис. XVII.19, б); к этому
листу прикрепляют примыкающие к шарниру связи. Фланцевые,
листовые и болтовые шарниры могут передавать как сжимающие, так и
растягивающие продольные силы. В плиточном и балансирном ключевых
шарнирах для передачи растягивающих сил, возможных при сильном
действии ветрового отсоса, следует соединять полуарки
горизонтальными листами, проходящими по оси шарнира (аналогично показанным на
рис. XVII.19,e).
3. Особенности расчета арок
А. Нагрузки. Арочные конструкции рассчитывают на вертикальные
(собственная масса и снег) и ветровые нагрузки. Температурные
воздействия для арок несущественны. Вертикальные нагрузки принадлежат
к основным сочетаниям нагрузок, ветровые и температурные
воздействия — к дополнительным, значение которых при определении
расчетного усилия принимают с коэффициентом сочетания т = 0,9 (см. гл. III,
§1).
Существенной нагрузкой для арочных конструкций является
давление ветра. Ветровую нагрузку для арочных перекрытий, не имеющих
стен, принимают по упрощенной схеме, приведенной на рис. XVII.20.
Расчетный коэффициент обтекания имеет положительное значение
только в первой четверти дуги арки с надветренной стороны, в средней
части дуги коэффициент обтекания имеет наибольшее по абсолютной
величине отрицательное значение (отсос), и в последней четверти оно
резко падает, сохраняя отрицательное значение. Ветровое давление
считается приложенным нормально к поверхности арочного перекрытия.
447
Значительные отрицательные ветровые усилия в высоких арках
отклоняют кривую давления от оси арки и при малой собственной массе, арок
могут вызвать отрицательные опорные реакции. На размер ветрового
давления существенно влияют открытые проемы, оставляемые для
освещения и вентиляции. При открытых торцах арочных перекрытий
ветер, направленный параллельно торцам, обтекает сооружение с двух
сторон и внутри образуется вакуум, увеличивающий положительное
давление на арки и уменьшающий отсос.
Таким образом, для перекрытий, торцы
которых могут оыть открытыми (вокзальные
перекрытия, навесы), необходимо учитывать
возможные комбийат^ии трех видов ветровых нагрузок:
1) бокового или торцового давления ветра на
сооружение;
2) вакуума, создаваемого вследствие отсоса
воздуха из-пбд арочного перекрытия;
Soro давленияТа то-' ^^ Действия Ветра внутри сооружения, кото-
верхность арочного по- Р^и попадабт ПОД перекрытие через широкие
крытия проемЫ'И создает отрицательное давление.
Последние два вида нагрузок не
нормированы и устанавливаются сйециальными
техническими условиями для KOtfKpef«oro сооружения или на основе
аэродинамических испытаний на моделях.
Б. Определение усилив и проверка общей устойчивости.
Конструкции арочных Перекрытий расчленяют при расчете на отдельные плоские
элементы (арки, главные прогоны и т. п.), которые рассчитывают
обычными методами строительной механики.
В статически неоиредеяимых арочных системах усилия удобнее
всего определять методом сил.
При определении распора сквозных арок перемещения можно
вычислять, пренебрегая усилиями в элементах решетки (так как их влияние
на распор незначительно).
Усилия в поясах сквозных арок с параллельными поясами Л^п
определяют при комбинации нагрузок, дающей наибольшие значения их.
Продольная сила Nx распределяется между поясами обратно
пропорционально их расстояниям до центра тяжести сечения, а усилие от
момента Мх получается делением его значения на расстояние между
центрами тяжести поясов h:
Nn={Nxa)lh±MJh, (XVII. 1)
где а — расстояние от центра тяЖёстя сечения до противоположного пояса
Усилия в элементах решетки зависят от поперечной силы и угла
наклона элемента к оси арки а:
iVp = Q*/sina. {XVII.2)
При расчете раскосов необходимо учитывать дополнительные
напряжения, возникающие от обжатия поясов (см. гл. VOI, § 5);
% = [К+ <) «^os^aj/S, (XVII.3)
где Оц и Од — напряжения от продольяой силы в верхнем н нижнем поясах арки
Сечения стержней арки подбирают так же, как сечения элементов
ферм (см. гл. IX, gey.
Арка как криволинейный сжатый брус требует проверки
устойчивости. Общая устойчивость арок из плоскости обеспечивается
поперечными связями и системой прогонов, определяющих расчетную длину эле-
448.
ментов арки. Для обеспечения устойчивости сплошной арки расстояние
между точками закрепления не должно превышать 16—20 ширин пояса.
Критическая сила потери устоЙ1ивости сплошной арки в ее плоскости от действия
осевых сил при малом значении изгибающих моментов в первом приближении может
быть принята равной:
N^p = (n^EJ) Hills'),
(XVn.4)
где s — длина полуарки; ц — коэффициент расчетной длины, учитывающий kjhi&hihv
арки и зависящий от отношения стрелки арки к пролету; EI—жесткость арки в 'Л
пролета.
Коэффициенты ц приведены в таблице.
Арка
Коэффицна1ты li расчетной длины арки
//'
0,05
0.7
0,2
1,2
1.1
0,75
0,3
1.2
1,2
0,8
0,4
1.3
1.3
|0,85
В. Расчет опорных шарниров. Плиточные шарниры (рис. XVII.18, а)
рассчитывают на смятие при свободном касании, как и катковые опоры,
по формуле
WBr/)</?e.K, (XVII.5)
где N — расчетное давление на опору; г и / — радиус кривизны и длина плиты; Rc.h —
расчетное сопротивление стали при свободном касании.
Необходимая толщина плиты определяется из предположения
работы ее на изгиб как консоли при равномерном загружении опорным
давлением по верхней ее поверхности:
6„==V (Ма^тШ) ,
(XVn.6)
где а и / — размеры плиты в плане; R — расчетное сопротивление плиты на изгиб.
Балансирные и пятниковые шарниры передают давление на нижнюю
часть шарнира при плотном касании.
Напряжение сжатия в плотно вложенной цапфе балансира
распределяется неравномерно, изменяясь от наибольшего по вертикальной оси
до нуля у границы гнезда (см. рис. XVII.IS, в).
Если считать, что давление по цилиндрической поверхности цапфы
изменяется по закону косинуса и ограничить в запас прочности
передачу давления углом, равным я/2, можно получить наибольшее
напряжение по линии вертикального диаметра из уравнения
я/4
N = 21 { ОС08^ф«*ф,
i-
откуда
Стмакс = 0,8NHlr) = l,6N/m < /?см.м.
(XVII.7)
(XVII.8)
Здесь / и d — длина и диаметр цапфы; /?смм — расчетное сопротивление стали
местному смятию при плотном касании; /?см.м=П кН/см* для литой стали марки 15Л и
Лом.и=16 кН/см^ для стали марки 35Л. (Rom я принимается сравнительно небольшим
ввиду невозможности обеспечить фактическое соприкосновение по всей поверхности
гнезда балансира.)
Балансир рассчитывают на изгиб как консоль (рис.
бающий момент в балансире
XVII.19,e). Изги-
29—478
449
М = (ЛГ/2)(в/4) = (Na)/8, (XVII .9)
где а — ширина балансира.
Размеры балансира задаются конструктивно и затем проверяются
напряжения.
§ 5. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ КАРКАСОВ
БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ ПОКРЫТИЯ
Каркасы большепролетных покрытий с балочными и рамными
несущими системами имеют компоновочную схему, близкую к каркасам
производственных зданий (см. гл. XI). Однако при больших пролетах
и отсутствии подкрановых балок выгоднее увеличивать расстояния
между основными несущими конструкциями A2—18 м). Системы верти-
д8:^^СЖЖ^^^^
Рис. XVII 21. Покрытие ангара
@ 0®®®©®
^/7/хю cSeieiJ /го Пла» сбязей /
бергирму поясу иикнеиу поясу
Рамы
Ворота
Рис. XVII.22. Поперечная планироп-
ка конструкций покрытия ангара
кальных и горизонтальных связей имеют те же назначения, что и в
производственных зданиях, и компонуются аналогично (рис. XVII.21).
Отличительной особенностью компоновки конструктивной схемы
каркаса ангаров является размещение основных несущих элементов (рам,
арок) в направлении большего размера плана здания (поперек его
продольной оси), вызванное необходимостью устройства по фасадной стене
сплошного проема для ворот (рис. XVII.22). При пролетах 80—100 м
шаг рам принимают 12 м и более. По ригелям рам укладывают
решетчатые прогоны, а по ним — кровельный настил. Можно прямо по
ригелям укладывать утепленные кровельные панели, что упрощает монтаж,
систему горизонтальных связей и дает капитальное решение покрытия-.
При больших пролетах ворот A00—120 м) и небольшой глубине
помещения D0—50 м) рациональнее может быть продольная
компоновка каркаса ангара. Над воротами устанавливают основную несущую
конструкцию (фермы, раму или арку), на которую опирают
стропильные фермы, расположенные в продольном направлении здания (рис.
460
\
1
1
-i
Ч. ' 1 z'^sT* i >'^V. 1 /TN^ 1 y^
^/
: ■
■
r- i
-1
1
План сЗя^ей no Зерлнепу "оясу
Поперечный
разрез
Рис. XVII.23.
Продольная планировка
конструкций
покрытия ангара
/ — поперечная надворот-
ная рама; 2 —
продольные стропильные фермы;
3 — прогоны; 4 — ворота
й)
й-0
тштшттттттгттттттгптжттттгтшш wmw/m/jj/j/j/fj/
.^_
L^V-—1
_«-—л,
•
'N
Рис. XVI 1.24.
Консольная конструкция
покрытия ангара
\
/
7
1
\
\
/
/
\
^
\
V
X
><
><
X
д
V
V
V
р\
1
\
у
\
/
\
\
/
/
\
V
X
><
>с
д
X
X
V
X
|><^
/
\
\
/
\
/
/
\
V
X
1
У
X
V
д
X
<.
^ймь.ь:д^к2^ет^;зуьд<|каь^^
Рис. XVII.25 Блочная арочная конструкция Рис, XVII,26. Определение усилий,
; - пространственный блок из двух арок; 2 - главные передаваемых Ребрами на главные
прогоны; 3 —ребра; 4 —связи прОГОаЫ
29*
451
XVII.23). Другим концом фермы опирают на колонцы, Высота
продольных ферм получается меньше высоты надворотной рамы, благодаря
чему между отметками верха ворот и низа продрльных ферм остается
свободное пространство, удобное для размещения подвесных подъемно-
транспортных приспособлений.
«03» т
j'mio
7ff*SS'7
Рис. XVII.27. Покрытие бесшариириымн
арками трехгранного сечення из
алюминиевого сПлава, шаг арок 12 м
В перекрытиях ангаров получили распространение консольные
системы, удобные с точки зрения расположения ворот под консольным
вылетом конструкции (рис. XVII.24). При возможности опирания консоли
на существующие конструкции пристройки такие системы получаются
весьма экономичными по расходу материала.
Арочные системы применяют при значительных пролетах; шаг арок
принимают 12 м и более, что часто приводит к усложненной
промежуточной конструкции: по аркам укладывают главные прогоны, на
которые опирают поперечные ребра, поддерживающие кровельный настил
(рис. XVIL25).
452
Главные прогоны могут располагаться в наклонных плоскостях
(см. рис. XVII. 16), что приводит их к работе на косой Изгиб. В этом
случае рациональны прострайственйые трехгранные или спареннйе
сквозные прогоны. Плоские прогоны, расположенные в наклонных
плоскостях, надо подкреплять наклонными тягами к узлам арок. Ребра
конструируют как многошарнирные арки с шарнирами на прогонах
(рис. XVII.26). В этом случае ребра передают на прогоны только
нормальную составляющую от давления кровли, а скатную составляющую
воспринимают сами и передают на фундамент.
При больших прилетах и высотах основных несущих систем условия
монтажа стимулируют применение пространственно устойчивых
блочных конструкций. Устройство пространственных блоков обычно
достигается спариванием соседних плоских рам или арок (см. рис. XVII.25),
а также применением трехгранных сечений (рис. XVII.27). Расстояние
между спаренными конструкциями рационально применять за
укрупненный модуль перекрытия. Арки соединяют в ключе продольными
связями (см. рис. XVII.25). Значение продольных связей'для жесткости
здания особенно велико при большой стреле подъема арок, когда
повышается их общая Деформативность. Такие же связи располагают в
нижней части арок, у угла перегиба (в рамных арках) или недалеко от
опор.
Поперечные связи, расположенные между крайней парой арок,
рассчитывают на давление ветра, передаваемое с торцовой стены арочного
перекрытия.
При пологих арках эти связи можно рассчитывать с некоторым
запасом, спроектировав их на горизонтальную плоскость.
Полученные усилия, умноженные на секанс угла наклона стержня к
его проекции, принимают за расчетные усилия в поясах арки и
стержнях связей.
Такой расчет дает заниженные усилия в поясах крутых арок, н в
этом случае правильнее рассчитывать ферму как пространственную
оболочку'.
В ангарах помимо общей системы связей должна быть
горизонтальная ветровая ферма на уровне верха ворот (рис. XVII.24). Эта ферма
воспринимает ветровую нагрузку, действующую на полотнища ворот и
стеновое ограждение, закрывающее лобовую ферму. К ветровой ферме
или к специальной «гребенке», выпускаемой в виде козырька над
воротами, крепят направляющие раздвижных ворот.
Глава XVIII
ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
ПОКРЫТИЙ ЗДАНИЙ
§ I. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ПРОСТРАНСТВЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
Рассмотренные выше балочные, рамные и арочные системы состоят
из отдельных плоских, жестких дисков (несущих элементов);
соединенных между собой легкими связями, не способными перераспределять
нагрузку между несущими элементами. Приложенная к этим
конструкциям нагрузка передается в одном направлении вдоа»ь несущего
элемента.
В пространственных системах связи усиливаются и привлекаются к
расйределению усилий и передаче их на опоры. В результате этого ос-
' Металлические конструкции. Под ред. Е. И. Беленя. М., Стройиздат, 1973.
453
новные несущие элементы облегчаются, структура всей конструкции
меняется. Приложенная к пространственной конструкции нагрузка
передается в двух направлениях; пространственная конструкция обычно
получается легче плоскостной.
Пространственные конструкции могут быть плоскими — плиты и
криволинейными — оболочки.
Плоские пространственные системы (исключая висячие) для
обеспечения необходимой жесткости должны быть двухслойными. Оболочки
могут быть и однослойными, ндвухслойными. В настоящее время
наибольшее распространение получили решетчатые пространственные
конструкции, образующие по поверхности сетчатую систему. Однослойные
конструкции имеют криволинейную сетчатую поверхность и
называются односетчатыми. Двухслойные конструкции имеют две
параллельные сетчатые поверхности, соединенные между собой жесткими,
также решетчатыми, связями; они получили название двухсетча-
тых.
В пространственных сетчатых конструкциях принцип концентрации
материала заменен принципом многосвязности системы, вследствие чего
конструктивная форма пространственных систем существенно
отличается от обычных плоскостных. Осуществление таких конструкций обычно
связано с повышением трудоемкости, требует специальных приемов
изготовления и монтажа, что является одной ira причин ограниченного
применения пространственных конструкций.
§ 2. ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ СЕТЧАТЫЕ СИСТЕМЫ ПЛОСКИХ ПОКРЫТИИ —
СТРУКТУРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
1. Компоновочные решения
В современном строительстве получили распространение сетчатые
системы регулярного строения, называемые структурными
конструкциями или просто структурами.
Структурные конструкции применяются главным образом в виде
плоских покрытий (рис. XVni.l) большепролетных общественных и
производственных зданий; реже они применяются в криволинейных
покрытиях (сводах, куполах и т. п.).
Рис XVMiA. Ст|>)ктурные покрытия
454
^
2^
Рис. XVII 1.2. Системы (решеток) структурных конструкций
а'— с поясными сетками из равносторонних треугольных ячеек; б — с поясными сетками из
квадратных ячеек; в — то же, усиленными диагоналями в узловых зонах; / — верхние пояса; 2 —
нижние пояСа; 3 — наклонные раскосы; 4 — верхние днагонгли; 5 — нижние диагонали; 6 — опорный
контур
Рис. XVIII.3.
Повторяющиеся объемные
элементы
(кристаллы) структур
Плоские структуры представляют собой конструкции, образованные
из различных систем перекрестных ферм (рис. XVIH. 2).
Число пересекающихся в одном узле ферм, а также их вертикальное
или наклонное положение дают самые разнообразные структурные
построения. В каждой структуре можно выделить свой многократно
повторяющийся объемный элемент, так называемый кристалл (рис. XVHI.
3).
Структуры, образованные из перекрестных ферм, идущих в трех
направлениях (см. рис. XVni.2,а), имеют статически неизменяемые
кристаллы, могут работать на кручение и поэтому являются наиболее
жесткими. Структуры, образованные из ферм, идущих в двух направлениях
(рис. XVni. 2,6), имеют статически изменяемые кристаллы, они не
работают на кручение и поэтому менее жестки.
Структуру из ферм, идущих в двух направлениях, ^ можно усилить
диагоналями в угловых зонах (см. рис. XVHI. 2,в).
С точки зрения уменьшения веса конструкции наиболее рациональной
является жесткая структура, образованная наклонными перекрестными"
фермами трех направлений (см. рис. ХУ1П.2,а). Однако такая
система является наиболее сложной в конструктивном отношении, трудоемка
она и в монтаже. Исследования показали ', что экономия металла при ее
применении достигает 10—15%. Поэтому предпочтение в большинстве
случаев отдают наиболее простой в конструктивном отношении
перекрестной системе с ортогональными по отношению к опорному контуру
фермами. Верхние и нижние узлы таких структур получаются
однотипными и более .простыми.
Не усложняя систему, можно получить экономию металла и
увеличить жесткость конструкции, включив в совместную работу со
структурой металлический, а иногда и железобетонный кровельный настил.
1 Трофимов В. И., Бегун Г. В. Структурные конструкции. М., Стройиздат, 1972.
455
Стру^пурные плоские перекрытия обладают рядом достоинств,
определяющих области рационального их применения.
1ЛЛМЛЛ\У \ЛДЛЛ/ "i
в-е
—v,^--*--^-Ф--*-■*-■f-^-'-
} ф. -о- «^ -c--^ ^
Т -i- -6- -А-, -О- -А- -о-,-^
Рис, XVIII.4. Фрагмент безбалочного структурного перекрытия многопролетиого
здания
Ж
ш.
ж
Благодаря большой пространственной жесткости структурными
конструкциями можно перекрывать значительные пролеты при разнообраз-
^ »ых опорных контурах или сетках
колонн. Применяемая при этом
сравнительно небольшая
строительная высота A/15—1/20 пролета)
позволяет получить выразительное
архитектурное решение.
Регулярность строения
конструкции позволяет собирать из одних
стандартных элементов покрытия
разных пролетов и конфигураций
в плане.
Частая сетка узлов дает
возможность наиболее просто крепить
подвесной транспорт в любой точке и
изменять при необходимости
направление его движения.
Многосвязность системы
повышает степень ее надежности при
внезапных локальных
разрушениях.
К недостаткам структурных
систем относится повышенная
трудоемкость их изготовления и сборки,
что является следствием
отступления от принципа концентрации
материала. Этот недостаток
компенсируется однородностью операции при
изготовлении и сборке, что создает
EZSZSZfe
4 ^
Рис. XVin.5, Подвешивание
структурного покрытия к вантовой
системе
/ — колоива; 2 —ваита; S — структурная
2 — ваита;
плита
456
условия для поточного производства стандартных конструктивных
элементов. .
Структурными конструкциями можно перекрывать помещения
квадратного, прямоугольного, треугольного и криволинейного очертания в
плане. Наиболее простыми и легкими получаются конструкции при
квадратном плане.
Устройством консольных свесов за линией опор (см. рис. XVIII. 1)
можно уменьшить расчетные изгибающие моменты и существенно
облегчить конструкцию.
Системы могут быть однопролетными и неразрезными
многопролетными с опиранием на продольные опоры (стены, фермы) или на отдель-\
но стоящие колонны с развитыми капителями в виде безбалочных
перекрытий (рис. XVIII.4).
Рациональное компоновочное решение можно получить при
подвешивании структурной плиты к вантовой системе (рис. XVIII.5). В этом
случае перекрытие получает дополнительные опоры (ванты), не
стесняющие перекрываемого помещения.
Структурные плиты обычно собирают целиком или крупными
блоками на земле и затем поднимают на проектную отметку.
2. Конструктивные решения
Существенным для весовых показателей является тип сечения
конструктивного элемента (стержня) структуры.
Рнс. XVIII.6 Узлы структурных
конструкций
применение трубчатого стержня может дать до 25% экономии стали
по сравнению со стержнем из прокатного уголка. Стержни могут быть
из штампованных профилей.
. Оптимальный угол наклона раскосов из условия наименьшего веса
равен 45°; практически atOT угол наклона принимается в пределах 35 —
457
50". Модуль конструкции, расстояние между поясами ферм при
пролетах до 50 м принимают равным 5 = 2...3 м (см. рис. XVIII.2).
Применение в структурах низколегированных и высокопрочных сталей
становится рациональным при пролетах более 40 м.
При проектировании структур наиболее сложным конструктивным
вопросом является решение пространственного узла сопряжения
стержней. В основном этот узел определяет трудоемкость конструкций. Для
трубчатых стержней чаще применяется узел сопряжения с шаровой
вставкой различных конструктивных решений (рис. XVIII.6)
.Разработана конструкция узлов с одним болтом, закрепляющим сплющенные
концы трубчатых стержней в цилиндрическом сердечнике с прорезями
(рис. XVIII.6, в) или стягивающим сплющенные концы стержней при
помощи двух специальных шайб (рис. XVIII.6,г). В ЦНИИСК
разработаны соединение сплющенных труб ванным способом сварки (рис.
XVIII.6,5), а также весьма рациональная структурная конструкция из
прокатных профилей с обычно применяемыми в стальных конструкциях
болтовыми соединениями. В этой конструкции нет сложного узлового
соединения, что значительно упрощает изготовление, монтаж и снижает
стоимость конструкции.
3. Особенности расчета
Структурная конструкция представляет собой многократно
статически неопределимую систему, точный расчет которой сложен. В общем
случае можно применить упрощенный подход, рассматривая
конструкцию как ортотропную плиту с упругими характеристиками и
граничными условиями, соответствующими стержневой ■ конструкции.
При такой расчетной схеме учитываются действия изгибающих и
крутящих моментов. При сложных компоновочных решениях покрытия
структуры рассчитывают на ЭВМ по специально разработанным
программам.
В практике проектирования структуры, чаще рассчитывают как
изотропные плиты или'как системы перекрестных ферм (при квадратных
ячейках сеток поясов) без учета крутящих моментов. Значения моментов
и поперечных сил определяют по таблицам для расчета плит.
Получив из расчета плиты расчетные усилия Мпа и Qaa, можно
перейти к расчетным усилиям в стержнях по формулам:
а) для схемы по рис. XVIII.2, а:
Af„=± 0,578^!%^ ; Afp = ^^^^^—(дляграниа—а); (XVIII.1)
п 2 sin а
б) для схемы по рис. XVIII.2, б:
Nn=±iMn.^S)/h; Np=-(Q^.^.S)/2sina; (XVIII.2)
в) для схемы по рис. XVIII.2, в:
Л?п = ± 1.1—7~ • Л^р=—0,55-^ ;
h ^^ sin а
iVy=±0,5iV„; Л^д=±0.5Л^„, (XVIII.3)
где Л^п и Np — максимальные усилия в поясных стержнях и опорных раскосах; N^ —
усилие в поясах угловой зоны; Л'д — усилие в диагоналях; Мпл и Qaл, Ма ф и ^п.ф —
максимальные моменты н поперечные силы соответственно в изотропных плитах н
перекрестных фермах; S — длина поясных стержней (модуль); h — расстояние между
сетками (высота); а — угол наклона раскосов к горизонтальной плоскости.
458
Прогибы также вычисляют по таблицам для изотропных плит и
перекрестных ферм.
При этом для схемы по рис. ХУ1П.2, а жесткость D=0,37/C, для
схемы по рис. XVni.2,6 D=0,4 К, для схемы по рис. ХУИ1.2,в £)=0,46 К,
где
К = £Sf в
tg'g
(XVI П. 4)
1 + ^.п/'Рн.п
Здесь fв п и Fh и — площади сечеиий стержней верхнего и нижнего пояса.
Этот метод расчета дает запас прочности. Наиболее эффективно
структуры работают на сосредоточенные нагрузки, и чем больше
влияние на усилия сосредоточенных нагрузок по сравнению с равномерно
распределенной нагрузкой, тем рациональнее по расходу стали
применение структурной системы.
§ 3. ОБОЛОЧКИ
1. Односетчатые оболочки
Односетчатые оболочки, перекрывающие прямоугольное в плане
помещение, проектируют в виде цилиндрической поверхности (рис. XVIII.
7), по которой расположены стержни, образующие сетки различной
системы (рис. XVIII.8). Наиболее проста сетка ромбического рисунка
Рис. XVIII.7. Односетчатая
цилиндрическая оболочка
Рис. XVIII.8. Система сеток
односетчатых оболочек ^
а — ромбическая сетка (свод);
6 — сетка с продольными ребрами;
3 — сетка с поперечными ребрами;
г — сетка с продольными и
поперечными ребрами
(рис. XVIII. 8,а), которую просто получить из легких стандартных
стержней. Однако ромбическая сетка, не имеющая продольных
элементов, не обеспечивает необходимой жесткости конструкции в продольном
направлении. Такая конструкция работает как свод в поперечном
направлении (с пролетом В), передавая нагрузку на продольные стены
(вдоль стороны L). Распор свода должен восприниматься стенами или
затяжками, соединяющими обвязки свода, укладываемые на стены.
Стержни могут быть из прокатных или штампованных профилей, из
труб, а в мощных сводах решетчатой конструкции по типу прутковых
прогонов или фермочек небольшой высоты A/80—1/20 пролета В).
Стержни составляют угол, равный 45—60°, с направляющей
цилиндрической поверхностью. Цилиндрическая поверхность и регулярность
сетчатой схемы обеспечивают стандартность всех стержней и узлов, в чем
заключается основное преимущество конструкции.
Сечение, образованное в узле сопряжения стержней, должно быть
проверено на полные момент Мо и нормальную силу N^.
459
Жесткость конструкции при наличии в сетках продольных элементов
(см. рис. XVIII.8,6) существенно увеличивается; конструкция может
работать как оболочка пролетом L. Опорами оболочки могут служить
торцовые стены или четыре колонны с торцовой диафрагмой (см. рис.
XVin.7).
Чтобы увеличить жесткость оболочки, целесообразно крайние
свободные грани усилить вертикальными и горизонтальными бортовыми
элементами (см. рис. XVIII.7).
Наиболее жесткими и выгодными с точки зрения расхода стали
являются сетки, у которых есть и продольные, и поперечные стержни
(ребра), а решетка направлена к ним под углом 45° (см. рис. XVIII.8,e).
Наличие поперечных ребер даже с небольшим моментом инерции
уменьшает деформацию поперечного контура, перераспределяя изгибающие
моменты и выравнивая эпюру нормальных напряжений по всему
поперечному сечению.
Конструкции оболочек отличаются от сводов тем, что собираются из
отдельных плоских ферм, соединяемых на монтаже вдоль продольных
элементов (граней) болтами.
Применяя для наиболее нагруженных продольных стержней
прокатные уголки, односетчатыми оболочками можно перекрывать пролеты до
70 м (из стали С 38/23) и до 90 м (из стали С 60/45).
Оболочки без поперечных ребер рассчитывают как безмоментные
складки (способ Эллерса)'. При наличии поперечных стержней,
обеспечивающих жесткость контура, расчет надо производить по моментнои
теории методом В. В. Власова (который сводится к рвению восьми-
членных уравнений) *.
Если нагрузка расположена в поперечном направлении симметрично,
то жесткую оболочку, особенно укрепленную бортовыми элементами,
можно рассчитывать как балку, опертую на торцовые диафрагмы.
При расчете сквозных сетчатых оболочек сквозные грани
конструкции заменяют сплошными пластинками (для упрощения). Толщина
пластинки должна быть эквивалентной по работе на сдвиг (при действии
в плоскости грани сдвигающих усилий) или на растяжение и сжатие
(при действии осевых усилий) стержневой системе.
Приведенная толщина эквивалентной сплошной пластинки зависит
от типа решетки. Для наиболее распространенной треугольной решетки
(см. рис, XVni.8, б) она может быть принята:
при действии сдвигающих сил
5пр = Bfl(Fp cos» а.IаН (XVIII .5)
при растяжении или сжатии
бпр = (Fpcos» a)/d. (XVIII.6)
2. Двухсетчатые оболочки
Ко&структивные схемы оболочек аналогичны схемам двухсетчатых
плоских плит — структур, рассмотренн1^х в § 2 этой главы (см.
рис. XVni.2).
Как и в плоских структурах, двухсетчатые оболочки образуются
системами перекрестных ферм, связанных по верхним и нижним поясам
дополнительными связями — решеткой.
По верхнему поясу решетка может быть заменена кровельным
металлическим настилом, прикрепленным к поясам ферм. В оболочках основ-
• Стрелецкий Н. Н. Курс металлических конструкций Ч III Металлические
конструкции специальных сооружений. М, Стройиздат, 1944
2 Власов В В. Строительная механика оболочек. М., Стройиздат, 1936.
4бЭ
пая роль в восприятии усилий дринадлежйт криволинейным сетчатым
плоскостям; соединяющая их решетка меньше участвует в передаче
усилий, но придает конструкции большую жесткость. По сравнению с
односетчатыми оболочками двухсетчатые обладают большей жесткостью
и несущей способностью, так как,в них верхняя и нижняя сетчатые
системы работают как обычные оболочки, т. е. распределяют внутренние
усилия в двух направлениях, передают значительную долю нагрузки
непосредственно на опоры, разгружая таким образом соединяющую
криволинейные плоскости решетку. Жесткость продольных ферм (поясов и
ZLZSOxSO
2L250«3t7
Рис. XVIII.9. Сопряжение стержней в двухсетчатой оболочке
решетки) существенно увеличивает эффект продольной передачи
усилий; жесткость поперечных ферм уменьшает деформативность контура
поперечного сечения оболочки.
Двухсетчатыми оболочками можно перекрывать пролеты до 500 м,
используя для стержней прокатные уголковые профили из стали С 38/23
и до 700 м — из стали С 60/45. Двухсетчатые и односетчатые оболочки
чаще всего проектируют в виде цилиндрической поверхности, опирающейся
на продольные стены (свод) или на металлические колонны. Отношение
расстояния между сетчатыми поверхностями (толщины оболочки) к
радиусу поверхности hjr может быть принято равным 1/20—1/100 при
f/B= 1/6 ...1/10 (рис. XVIII.7).
Наивыгоднейщее распределение усилий в оболочке получается при
равенстве ширины пролету B=JU
По торцам оболочки опираются на жесткие диафрагмы — стены,
фермы, арки с затяжками и т. п. Как и в плоских структурных
конструкциях, в оболочках наиболее сложен узел сопряжения стержней (см.
рис. XVIII.6). При нормальном расположении ферм (нормальном'к
поверхности оболочки) узлы получаются проще, поэтому такое
расположение ферм предпочтительнее наклонного.. Сварной узел двухсетчатой
оболочки с вертикальными фермами из уголков, пересекающихся в трех
направлениях, показан на рис. XVIII.9. Двухсетчатые оболочки по ха-
461
рактеру своей работы аналогичны трехслойной оболочке, у которой
заполнителем служит решетка (рис. XVIII. 10, в).
Для расчета оболочки необходимо, во-первых, привести стержневую
сетчатую поверхность к эквивалентной сплошной оболочке; во-вторых,
установить модуль сдвига среднего слоя, эквивалентного по жесткости
соединительной решетке. При расчете тонких оболочек (Л/г^1/30)
деформацией сдвига среднего слоя можно пренебречь; оболочку
рассчитывают как однослойную, сплошную с приведенными толщиной и
модулем упругости (рис. XVIII.II,в).
Рис. XVIII. 10. К расчету двухсетчатых
оболочек
о — схема двухсетчатой оболочки с
вертикальными ребрами; б — распределение усилий в
стержнях; S —замена сетчатой оболочки сплошной;
1 — трехслойная; 2 ~ однослойная
'^
t3
и'Tl*
ш
aBsazzzzz^
г/
Приведенная толщина
t.^hVs; (XVni.7)
Приведенный модуль упругости
Eo=BEio)/{hV3], (XVIII.8)
где to ~ приведенная толщина сетчатой поверхности.
Для сетчатой поверхности с треугольными ячейками /о= BF)/(a]/^3),
где F — площадь стержня сетчатой поверхности.
Более толстые оболочки ft/r>>l/30 также могут рассматриваться как
сплошные, однако их цилиндрическую жесткость следует определять с
учетом деформации решетки по формуле
П,
D^
сдв-
I +-0,53XnS (FJFpmr)i
(XVIII. 9)
где Dr=(Ehh^H A—|i^)—цилиндрическая жесткость сплошной оболочки без учета
сдвига; Fu и fp — соответственно плсицадн сечения пояса и раскоса; п — число нату-
ральнот-о ряда, которое зависит от характера распрюделеиия нагрузки (для
равномерно распределенной нагрузю! и=2); % — коэффициент; для оболочки, образованной
вертикальными фермами, Я.=2, для оболочки, образованной наклонными фермами, Я=1.
Переход от расчетных погонных усилий в эквивалентной сплошной
оболочке к усилиям в оэдельных стержнях двухсетчатой оболочки
462
(рис. XVIII.11,6), образованной системой вертакальных ферм трех
направлений, может быть осуществлен по формулам:
М V3 _ _
(XVIII.10)
Здесь Л^1, Ni и Мз — усилия в стержнях трех направлений верхних и нижних сеток;
Si, Sz и Ss — усилия в раскосах трех направлений; Л^х, Ny, S, Мх и My, Qx и Qy, Н —
соответственно расчетные нормальные силы, сдвигающие силы, изгибающие моменты,
поперечные силы и крутящие моменты в однослойной оболочке, i
В формулах (XVIII.10) верхний знак относится к стержню верхней
сетки, а нижний — к стержню нижней сетки. Янак плюс означает
растяжение, знак минус — сжатие.
§ 4. КУПОЛЬНЫЕ ПОКРЫТИЯ
Конструкции куполов бывают трех видов: ребристые
(рис. XVIII.И,а), ребристо-кольцевые (рис. XVIII.11,6) и сетчатые
(см. рис. XVIII.lO.e).
1. Ребристые купола
Конструкции ребристых куполов состоят из отдельных плоских или
пространственных ребер, расположенных в радиальном направлении
(рис. XVIII.11, а) и связанных между собой прогонами. Верхние пояса
ребер образуют поверхность купола, обычно сферическую. Несущая
конструкция купола может поддерживать кровлю, выполненную в виде
специальной надстройки; тогда она может иметь более простое
очертание (см. рис. 1.3).
Ребра купола могут быть сквозными в виде легких ферм или
сплошного сечения. Сплошные ребра тяжелее, но проще в изготовлении,
особенно при применении прокатных балок. В вершине купола
располагается кольцо, к которому примыкают ребра купола. Кольцо проектируют
возможно более жестким, принимая во внимание его работу на сжатие,
изгиб и кручение, так как пара ребер, расположенных в одной
диаметральной плоскости и прерванных кольцом, рассматривается как единая
арочная конструкция. При шарнирном прикреплении ребер к Кольцу и
небольшом его диаметре можно считать, что ребра работают как трех-
шарнирные арки. Иногда при частом расположении ребер или по
архитектурным соображениям кольцо получается значительных размеров.
Тогда, чтобы повысить его жесткость и устойчивость, кольцо
раскрепляют внутренними распорками.
Ребристые купола являются распорными системами. Распор может
быть воспринят конструкцией стен или специальным опорным кольцом
(металлическим или железобетонным). Опорное кольцо может иметь в
плане форму окружности или многоугольника с жесткими или
шарнирными сопряжениями в углах. Круглое кольцо проектируют при
достаточно частом расположении ребер. На нижележащие конструкции иши на
463
TLlj—СШШ
и
Рис. XVIII.I1. Схемы куполов
а —ребристый; б — ребристо-кольцевой; в —сетчатый; г — радиально-блочяый
основание кольцо укладывают свободно (с точки зрения развития
деформаций в нем); его закрепляют лишь от горизонтального смещения при
действии ветровой нагрузки. Целесообразно устраивать жесткое
многоугольное кольцо с опор-ами в углах, подвижными в радиальном
направлении. В этом случае возможны упругие деформации кольца от действия
распора и температуры, но от горизонтального смещения в целом кольцо
оказывается закрепленным.
Между ребрами укладыварт кольцевые прогоны (рис. XVIII.ll.c),
на которые опирается кровельный настил. Кольцевые прогоны
обеспечивают общую устойчивость ребер купола из их плоскости, уменьшая рас-
^1
четную их длину. Для
обеспечения общей
жесткости купола
целесообразно в плоскости
кровли поставить связи
между ребрами (см.
рис. XVIII. 11,а). В
пологих куполах ребра
могут иметь
горизонтальный нижний пояс;
тогда несущая
конструкция образует
безраспорную радиально-
балочную систему
(рис. XVIII. 11,г).
Ребристый купол
при расчете на
вертикальную,
симметричную относительно оси
купола нагрузку может
-быть расчленен на
отдельные плоские арки,
каждая из которых
воспринимает нагрузку
с приходящейся на нее
^грузовой площади.
Если распор купола
воспринимается опорным
кольцом, то кольцо
может быть заменено
условной затяжкой,
находящейся в плоскости
каждой пары ребер,
образующих плоскую
арку. Площадь бечения
условной затяжки
принимается такой, чтобы
ее упругие деформации
были равны упругим
деформациям кольца в
а)
nTnrrrr,..^f.,.,.rTrrrir^^
Ребро
Рис. XVIII.12. К расчету ребристого купола на
вертикальную нагрузку
о—схема условной аркн; б, в —деформация круглого кольца;
г — деформация иногоугольяого кольца
реакций всех ребер
диаметральном направлении от горизонтальных
(рис. XVIII.12).
При частом расположении ребер купола действие их распоров на
кольцо можно привести к равномерно распределенной нагрузке
(рис. XVIII. 12,б):
р = (пЯ)/Bяг),
где и —число ребер в куполе; Я —распор одного ребра (арки)'; г—-радиус опорного
колща купола.
Тогда растягивающее усилие в кольце от единичных распоров {Н= 1)
Л?к = рг = п/Bя). (XVIII. и)
Увеличение длины кольца в результате растяжения
Д/к = (Л^к- 2я/-)/(£к F,d = (w)/(£k F^.
30—4те *^
Увеличение диаметра кольца Дк получаем из равенства: 2пг+А/к=
=2я/4, откуда
Дк = 2г1 — 2г-= (А/к)Утг =^(пг)ПяЕ^Рк). (XVIII.12))
Удлинение условной затяжки от единичного распора арки
(рис. XVIII.13,a)
Д., = 2д/(£'з/="з), (XVIII. 13)
где-Ез?S — жесткость сечения условной затяжки.
Приравнивая удлинения условной затяжки увеличению диаметра
кольца
Иаправлете
Ветра
Рис. XVIII.13. К расчету ребристого купола на ветровую нагрузку
а — схема ветровой нагрузке; б — расчетная схема
определяем площадь сечения условной затяжки
Fj = Bл^к£к)/{л£з). (XVIII. 14)
Если кольцо имеет вид многоугольника, то аналогичными
выкладками можно получить площадь сечения условной затяжки, эквивалентной
кольцу по упругим деформациям (рис. XVIII. 13, г)^:
(XVIII. 15)
где /к —длина прямолинейного участка кольца между двумя смежными ребрами
купола; ф — угол между ребрами.
Верхнее кольцо, работающее на сжатие, должно быть проверено на
прочность
и на устойчивость
0=Л^к/'Р'к=(р1'')/'Р'к<-«
Л?к = />г'<ЛГкр = C£Ук)/'-«,
466
где г' и F^ — соответственно радиус и площадь сечения верхнего кольца; р=
= (пН) I Bпг')—действия распоров, приведенные к равномерному давлению;
/«—момент инерции сечения верхнего кольца относительно вертикальной оси.
При расчете купола на горизонтальную ветровую или
несимметричную вертикальную нагрузку конструкцию расчленяют на диаметрально
расположенные арки. Арка, получающая от нагрузки наибольшее
горизонтальное смещение, испытывает упругий отпор арок, расположенных
под углом к ней. Если для простоты расчета предположить, что
горизонтальные сечения купола смещаются в горизонтальном направлении
одно относительно другого без поперечных деформаций, то упругий отпор
можно считать приложенным в ключе арки.
Схема воздействия нормальной составляющей ветровой нагрузки на
купол изображена на рис. XVIII. 13, а. Коэффициенты обтекания даны
в таблице. Купол разбивают на четыре квадранта: в первом и третьем
квадрантах равнодействующие ветрового давления действуют в одном
направлении и вызывают горизонтальное смещение, во втором и
четвертом квадрантах ветер действует в противоположных направлениях и
горизонтальных смещений купола не вызывает.
Наибольшее смещение получает расчетная арка, расположенная в
плоскости равнодействующей ветрового давления в первом и третьем
квадрантах.
Значения коэффициентов обтекания с н Ci
///
с
Ч
0.5
1,2
0,7
0,4
1.1
0,6
0.3
I
0.4
0,2
0,9
0,9
Все арки, расположенные в первом и третьем. квадрантах» можно
рассматривать как одну эквивалентную арку с 'моментом инерции
Уэ = -^ S cos <Pf.
(XVIII. 16)
где / — момент инерции одной арки; ф, — угол наклона t-й арки к направлению
равнодействующей ветровой нагрузки (рис. XVIII.13).
Сумма S относится ко всем аркам первого и третьего квадрантов
(т — число арок). Эквивалентную арку рассчитывают на ветровое
давление, приложенное только к части арки (две трети ее длины),
примыкающей к опорам (рис. XVIII.13,б). Средняя часть арки по длине
испытывает симметричный отсос, не влияющий на горизонтальное
смещение. Арки, расположенные во втором и четвертом квадрантах,
оказывают упругое противодействие перемещениям в ключе
рассматриваемой эквивалентной арки. Горизонтальная и вертикальная податливость
ключевого сопряжения соответственно:
Д:^ =
.,^1
Mldx
J S cos q>
nJ
(XVIII. 17)
(XVIII. 18)
где Mx и My — изгибающие моменты в арках от сил х=1 и у=1 (см. рис. XVIII.12);
суммы 2 относятся к аркам второго и четвертого квадрантов (п — нисло арок).
30*
ш
Считая эквивалентную арку для простоты трехшарнирной, получим
по методу сил систему уравнений для определения, неизвестных
реакций X яУ:
(XVIII .19)
&ухХ+8ууУ + 8ру-
В этих уравнениях 8ху=Ьух=0; Ьрх, Spy — перемещения арки от вет«
1 = ^хХ-Л
ровой нагрузки;
J ^•'^ J
Mldx
£/ S cos ф
6px =
I
m
MpMx dx
Mldx
mEJ
Г» MpMxdx
I F/ S cos Ф
J m
&py =
J ' "J
mEJ
(XVIII.20)
1Т1Т[ТГТТТТгтттгтттТТТПШ
Найдя Л" и У из уравнений (XVIII.19), легко Можно определить
опорные реакции в трехшарнирной статически определимой арке. Усилия,
полученные для эквивалентной арки, распределяются по аркам первого
и третьего квадрантов пропорционально их приведенным жесткостям.
В наиболее нагруженной арке, расположенной по направлению действия
ветра, усилие может быть получено делением усилия в эквивалентной
арке на Scos ф. v
т
2. Ребристо-кольцевые купола
В ребристо-кольцевых куполах кольцевые прогоны с ребрами
составляют одну жесткую пространственную систему (см. рис. XVIII.12, б).
В этом случае кольцевые прогоны не только работают на изгиб от
реакций промежуточных ребер, но и
воспринимают растягивающие
кольцевые усилия.
Сечения купола, находящиеся
в плоскостях кольцевых
прогонов, не имеют свободных
горизонтальных перемещений, так как
они связаны между собой
жесткими кольцами. Вес ребер в
ребристо-кольцевой конструкции
купола уменьшается благодаря
включению в работу кольцевых
прогонов. Наиболее простое
конструктивное решение получается,
когда ребра н кольцевые
прогоны сделаны из прокатных
профилей. Б этом случае сопряжения
ребер с прогонами можно конструировать по типу шарнирных
сопряжений в балочных системах.
Кольцевые прогоны в ребристо-кольцевом куполе работают так же,
как опорное кольцо в ребристом куполе, и могут быть заменены
условными затяжками (рис. XVIII. 14). Таким образом, при симметричной от-
Рис. XVIII. 14. К расчету
ребристо-кольцевого купола иа вертикальную нагрузку
носительно оси купола нагрузке расчет купола можно вести, расчленяя
его на плоские арки с затяжками на уровне кольцевых прогонов
(см. рис. XVIII.14). Площадь сечений условных затяжек определяют по
формулам (XVIIi:i3) или (XVIII.14).
Неизвестные усилия в затяжках проще всего определять методом
сил, решая систему уравнений с п неизвестными, где л — число условных
затяжек. -При горизонтальных нагрузках ребристо-кольцевой купол
рассчитывают так же, как и ребристый, условно считая, что сечения
купола смещаются одно относительно другого без поперечных
деформации '.
3. Сетчатые купола
Если от ребристого и ребристо-кольцевого купола идти дальше по
линии увеличения связности системы, то можно получить сетчатые
купола с шарнирным соединением стержней в узлах. В сетчатых
куполах между ребрами и кольцами располагаются раскосы, благодаря
которым усилия распределяются по поверхности купола и стержни
работают только на осевые силы, что уменьшает вес ребер и колец.
В последнее время при строительстве куполов большого диаметра
сетчатые купола получают широкое распространение ввиду их легкости
и красивого рисунка конструктивной схемы.
Обычная система сетчатого купола состоит из радиальных ребер,
кольцевых прогонов и диагоналей, поставленных в каждом
четырехугольнике, ограниченном двумя ребрами и двумя прогонами, т. е.
представляет собой многогранник, образованный из ребер и кольцевых
прогонов. Отдельные плоские грани этого многогранника в конструктивном
отношении могут представлять собой отдельные плоские рамки,
являющиеся монтажными элементами купола, соединяемыми на болтах.
В таком случае ребра и кольца образуются из парных элементов,
Окаймляющих смежные грани.
Снизу купол завершается нижним кольцом, воспринимающим
распор купола. Сверху купол имеет кольцо, к которому примыкают ребра;
часто это кольцо поддерживает конструкцию фонаря.
Многогранники сетчатых куполов могут быть весьма
разнообразными. Распространены звездчатые купола, все грани которых являются
треугольниками, а также геодезические системы куполов, несущие
элементы которых являются ребрами многоугольника, вписанного в сферу
(рис. XVIII.15). В геодезических куполах достигается наибольшая
однотипность стержней и узлов, что дает большие производственные
преимущества.
Рис.
XVIII15.
Образование
геодезических
куполов
а—в —
икосаэдр и его
развитие
В сферу можно вписать пять многогранников с одинаковыми
гранями. Наибольшее число одинаковых граней имеет икосаэдр
(рис XVIII.15,а). Взяв за основу икосаэдр, можно получать
многоугольники с большим числом граней, но и одновременно с увеличением
* Умаиский А. А. Пространственные системы, М., Стройиздат, 1948.
4ва
числа их типов. Так, 80-гранник имеетдва типа граней (рис. XVIII.15, б),
320-гранник — пять типов (рис. XVIII.15,в).
Купол может быть однослойным и двухслойным. В двухслойных
геодезических куполах аналогично структурам узлы сопряжения стержней
размещают на поверхностях двух концентрически расположенных сфер,
Рис. XVIII 16. Узлы
купольных сетчатых
конструкций
а — иа сварке; 6 — на
виитах
разность радиусов которых определяет конструктивную высоту
поверхности купола. Двухслойная конструкция купола обладает большой
жесткостью и несущей способностью н может перекрывать пролеты
практически неограниченных размеров.
Стержни сетчатых куполов большей частью делают из труб; узлы
осуществляют на штампованных фасонках, шаровых сердечниках или
патрубках (рис. XVIII.16). В несущую систему куполов может быть
включена ограждающая конструкция, состоящая из штампованных
алюминиевых или стальных листов.
Сетчатые купола рассчитывают по безмомеитиой теории как сплошную осесиммет-
ричиую оболочку.
При действии на купол сплошной равномерно распределенной по поверхности
купола нагрузки g (кН/м2) (масса купола) в нем появляются меридиональные 7"i (кН/м)
и кольцевые усилия Tz (кН/м) (рис. XVIII.17).
Меридиональное усилие можно найти из уравнения (XVI1I.21), т. е. проекции
на вертикальную ось всех сил, приложенных к отсеченной части купола
горизонтальной плоскостью, иа расстоянии у от центра сферы:
Ti2nr sin <р = G = — §2я R(R—y),
где G — полная нагрузка, действующая на отсеченную часть купола.
Отсюда меридиональное усилие иа единицу длины
7-1 = -;
R
R + y
I + cos ф
(XVIII.21)
(XVIII.22)
Кольцевое усилие Т^ можно найти из основного уравнения безмоментной
сферической оболочки при действии равномерно распределенного давления р, направленного
к центру сферы:
Ti + n=:pR.
(XVIII.23)
Выражая в уравнении (XVIII.23) давление р через вертикальную нагрузку р=
=gcos ф, a7"i через значение (XVIII.22), получим
— g
I-f cos ф
■T2 = —gcos^R,
откуда
7'2 = — ^?g cosф
1
1 + cos ф
у^ + yR — R^
y + R
(XVI11.24)
(XVIII.25)
Решая уравнение у^+yR—^?^=0, можно найти горизонтальную плоскость, на
которой кольцевое усилие (рис. XVIII.18) переходит от сжимающего к растягивающему
(в нижней части оболочки) у=0,618/?.
В вершине купола при y=R получаем Ti = T2=^—£(^/2) в основании оболочки,
образующей полусферу, y=0-—Ti = T2=gR.
47Q
Аналогичные выражения получаей при действии на купол нагрузки ti,
равномерно распределенной по проекции поверхности на горизонтальную плоскость
(рис. XVIII.18, б):
Ti ^ — {qR)/2; Tj = — (^/?/2) cos 2ф.
Кольцевое усилие равно нулю при у—0,707R.
(XVIII.26)
Рис. XVIII. 17. К расчету
сетчатого купола
При расчете на ветровую нагрузку принимают, что ветровое давление действует на
полушаровую оболочку по кососимметричнон схеме (рис. XVIII.18, в), направлено
нормально к поверхности и равно:
Чв = ^в sin Ф sin 9,
(XVIII,27)
где ql — расчетная нагрузка от давления ветра на вертикальную плоскость на уровне
основания купола.
Для рассмотренной схемы получены меридиональные усилия
^ -п г. С05ф / 2 1 .
(XVIII.28)
и кольцевые усилия
Т'г = 9в ^ [sin ф - -^^ ^— — cosф -t- -J- coss ф j\ sin9. (XVIII.29)
Усилия в стержнях купола определяют умножением 7"i и Тг на соответствующие
расстояния между стержнями в рассматриваемом сеченин купола и проектированием
их на направления стержней (рис. XVIII.18, г).
Усилие в стержне меридионального направления
Ni = (Tia)/{^cosal.
(XVHI.30)
471
Усилие в колвдевом'стержне
А?2 = ТгЬ. (XVIII.31)
Помимо осевых усилий Ni я Nt в- стержнях могут возникать изгибающие моменты
от местной нагрузки.
Чтобы избежать потери устойчивости в вертикальной плоскости, момент инерции
стержней должен удовлетворять условию
J> (TtRa/0,5E) V (Tim,5E). {XVI1I.32)
Глава XIX
ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Висячими называют покрытия, в которых основные элементы
несущей конструкции работают на растяжение. В растянутых элементах
наиболее полно используются высокопрочные материалы, поскольку их
несущая способность определяется прочностью, а не устойчивостью.
В большинстве осуществленных покрытий несупхая конструкция
выполнена из стальных канатов-тросов, свитых из высокопрочной
проволоки (ов=120 ... 240 кН/см^). Работа на растяжение, позволяющая
полностью использовать всю площадь сечения ванта, и высокая прочность
материала приводят к тому, что вес несущей' конструкции
относительно мал, а следовательно, эффективность применения висячих
конструкций возрастает с увеличением пролета.
Таким образом, висячие конструкции покрытий являются одной из
наиболее перспективных конструктивных форм для применения новых
высокопрочных материалов.
К преимуществам висячих покрытий следует отнести их хорошую
транспортабельность (так как они не имеют громоздких элементов) и
возможность монтажа без подмостей.
Сооружение висячих покрытий имеет свои трудности, от удачного
преодоления которых зависит эффективность покрытия в целом.
Висячие системы — системы распорные, и для восприятия распора
(горизонтальной составляющей тяжения тросов или оболочки)
необходима опорная конструкция, стоимость которой может составлять
значительную часть стоимости всего покрытия. Желание уменьшить
стоимость опорной конструкции повышением эффективности ее работы
приводит к созданию покрытий круглой, овальной и других
непрямоугольных форм плана, который плохо согласуется с современной
планировкой производственных зданий; в этом одна из причин редкого
применения висячих покрытий для производственных зданий.
К специфическим особенностям висячих покрытий относится их
повышенная деформативность. Это вызвано тем, что модуль упругости
витых тросов меньше, чем у прокатной стали, и составляет лишь £«
»A,5 ... 1,8I0* кН/см^ а область упругой работы высокопрочного
материала значительно больше, чем у обычной стали. Таким образом,
относительная деформация троса в упругой стадии работы е=а/£
получается в несколько раз больше, чем у элементов из стали СтЗ.
Повышенная деформативность висячих покрытий определяется
также и тем, что большинство систем висячих покрытий является
системами мгновенно-жесткими (частный случай геометрически изменяемых
систем), т. е. системами, которые работают упруго лишь на
равновесные нагрузки (обыкновенно равномерно распределенные, например соб-
47^
ственная масса покрытия), а при действии неравновесных »агрузок
(обыкновенно неравномерных) в них помимо упругих деформаций
появляются еще и кинематические перемещения (неупругие перемещеяия
системы, определяемые изменением ее геометрической схемы, под
действием нагрузки другого, отличного от первоначального вида). Чтобы
уменьшить кинематические перемещения, висячие покрытия часто
проектируют со специальными стабилизирующими устройствами и
предварительно напрягают; дополнительные конструктивные мероприятия
несколько снижают эффективность применения висячих систем
покрытий. Повышенная деформативность висячих покрытий затрудняет их
применение в зданиях с крановым оборудованием. Обе эти причины
серьезно сдерживают применение висячих покрытий в
производственных зданиях; современные висячие покрытия в настоящее время
применяются в основном для общественных зданий и спортивных
сооружений больших пролетов.
Висячие покрытия рассчитывают на ЭВМ с учетом нелинейности их
деформации.
§ 2. ОДНОПОЯСНЫЕ СИСТЕМЫ С ГИБКИМИ ВАНТАМИ
Примером таких систем могут служить: покрытие гаража в
Красноярске пролетом 78 м (рис XIX.1, а) и покрытие стадиона в Монтевидео
диаметром 93 м (рис. XIX. 1,6). Оба покрытия представляют собой
предварительно-напряженные железобетонные оболочки, работающие на
растяжение. Напряженной арматурой в них является система из гибких
вант, на которые во время монтажа укладывают сборные
железобетонные плиты. До замоиоличивания оболочки на ванты дается пригруз,
вызывающий совместно с собственной массой конструкции
растягивающие напряжения в вантах, близкие к их расчетному сопротивлейию.
После твердения бетона замоиоличивания пригруз снимают и
образовавшаяся железобетонная оболочка получает предварительное
напряжение сжатия, позволяющее ей воспринимать растягивающие
напряжения от внешних нагрузок и обеспечивающее общую жесткость
конструкции. В покрытиях прямоугольного плана (рис. Х1Х.1,о) распор
вант воспринимает опорная конструкция из оттяжек и анкеров,
закрепленных в грунте; в покрытиях круглого плана (рис. Х1Х.1,б) распор
передается на наружное (сжатое) железобетонное кольцо, лежащее на
колоннах, и внутреннее (растянутое) металлическое кольцо. Стрела
провеса вант таких покрытий обычно составляет f« A/10 ... I/20)i;
оболочки являются пологими.
Сечение вант покрытия определяют по монтажной нагрузке, когда
покрытие полностью равномерно загружено собственной массой
конструкции и пригрузом (до схватывания бетона в процессе
замоиоличивания). В этом случае ванты работают как отдельные нити (связность
их в центре круглого покрытия не сказывается на их работе) и распор
в них можно определять без учета деформаций
Н = М14, {XIX. 1)
где М — балочный момент в середине пролета от расчетной нагрузки; f—•с:^'*^*
провеса ванты.
Наибольшее усилие в ванте будет на опоре
т = Vm-\-v\ (XIX. 2)
где t; — балочная опорная реакция.
Чтобы определить распор более точно, с учетом деформации ванты,
можно воспользоваться формулой
41^-"")"-^°"-
\'ищ } ^ ■
Стертни^'/О из
CT2Sr2C
vepestSOOHH
Рис. XIX. 1. Одиопоясные системы с гибкими ваитами
а — покрытие гаража в Красноярске; б — покрытие стадиона в Монтевидео
где Ни — распор в ваите от начальной нагрузки g (например, веса покрытия); он
обычно определяется по формуле (XIX.1), по заданным геометр№1ескнм параметрам / и / —
стрела начального провеса ванты; Н — распор в ванте от полной нагрузки g-\-p\
I I
Do= JQo dx и D= \ Q^dx — параметры начальной и полной нагрузок,
о о
Для равномерно распределенной нагрузки
D=[(g+pL^]f 12;
для нагрузки, распределенной по двум треугольникам с вершинами
на опорах,
D = [(g+pLn/80;
I и EF — пролет ванты и ее жесткость на растяжение.
474 /
где
Прогиб ванты в середине пролета приближенно можно-определить:
а) при действии равномерно распределенной нагрузки
Д/ = Ът^р1*112ЪЕРр, (XIX .4)
« = !//= 1+8/3 (///)?;
б) при действии нагрузки, распределенной по двум треугольникам
с вершинами на опорах (для круглых покрытий с радиальными
вантами),
^f = 5т?р1У864ЕРР, {XIX .5)
где
m=I//=l + 18/5(///M.
§ 3. ОДНОПОЯСНЫЕ СИСТЕМЫ С ЖЕСТКИМИ ВАНТАМИ
Примером может служить проект покрытия над рестораном в Ялте
(рис. XIX. 2). Гнутые двутавры — жесткие ванты, прикрепленные
концами к торцовым фермам, работают под действием нагрузки на
растяжение с изгибом, причем при
действии равномерной
нагрузки доли изгиба в напряжениях
невелика. При действии
неравномерной нагрузки жесткие
ванты начинают сильно
сопротивляться местному изгибу,
чем значительно уменьшают
деформативность всего
покрытия.
Деформации и усилия в ваите
при действии равномерно
распределенной нагрузки можно определить
по формулам:
а) прогиб середины пролета
dfiMfer ffff 'WflfaAffuveeitotti/ настилу
Af=f-fo.
(XIX.6>
где f — провес ванты под нагрузкой,
определяется из уравнения
• \Ъ Jm^ \ 15 Уот1 '"
^10£// 80£У ^^'" ^^'^-^^
Здесь / — момент инерции ванты;
mi = 1 + 16/3 (y/)?j
asIAfJff
Рис. XIX.2. Проект покрытия ресторана в
Ялте однопоясными системами с жесткими
вантами
б) распор в ванте
в) нагибающий момент в середине пролета ванты
M=[(g-fp)/?J/8-^/.
{XIX. 8)
{XIX.9)
Преимуществом системы является возможность устройства легкой
кровли и отсутствие необходимости в предварительном напряжении
475
{«го роль выполняет изгибиая жесткость элементовУ, что значительно
облегчает как сами несущие конструкции, так и опорные конструкции.
Покрытия этого типа были осуществлены над гимнастическим залом
и плавательным бассейном Олимпийского комплекса к Токио.
§ 4. ДВУХПОЯСНЫЕ СИСТЕМЫ
Примером применения двухпоясной сибтемы может служить
покрытие дворца спорта «Юбилейный» в Ленинграде (рис. XIX.3, а), Две си-
Cmatu/iujagniguiuu
МетайЯическая
колонна.
УхлА
9зелв
■5J_ Щ\>1-Ж^ Ч^ЩХб
У/ЛУ///У//'>У.»7//А ! >?УУ^У/У/УУ///У/}Л,
Рис. XIX 3. Двухпоясные системы
а — покрытие дворца спорта «Юбилейный»; 6, в — схемы двухпоясных систем
476
стемы вант в покрытиях подобного типа: несущих вант, имеющих
выгиб вниз, и стабилизирующих вант, имеющих выгиб вверх,
делают эту систему мгновенно жесткой, способной воспринимать Hja-
грузки, действующие в двух различных направлениях (собственная
масса покрытия и снег, действующие вниз, и отсос ветра, действующий
вверх), независимо от жесткости кровли. Поэтому в большинстве
покрытий данного типа применялась легкая кровля (обычно щитовая из
оцинкованных металлических листов с утеплителем и гидроизоляцией).
Чтобы обеспечить работоспособность гибких стабилизирующих вант
покрытия, систему предварительно напрягают, причем величина
предварительного растяжения стабилизирующих вант должна быть больше
возможного сжатия в них же от временной нагрузки.
Большое влияние на экономическую эффективность системы
оказывает способ размещения несущих и стабилизирующих вант. При
размещении несущих вант над стабилизирующими (рис. XIX, б) они
соединены между собой легкими растяжками, которые требуют для своего
устройства очень мало металла. Однако для каждой системы вант
приходится делать самостоятельный опорный контур. При размещении
стабилизирующих вант над несущими (рис. XIX.3, в) опорный контур
для обеих систем вант может быть общим и расход материала на его
устройство будет минимальным. В этом случае сжатые стойки,
соединяющие обе системы вант, потребуют большего расхода металла из-за
необходимости обеспечения их устойчивости. Хорошее решение
представлено на рис. XIX.3, а, когда сжатые стойки короткие, а распор двух систем
вант воспринимается одним сжатым железобетонным кольцом и
работой колонн на изгиб как консольных балок, опертых внизу на фунда-
мент, а вверху на железобетонное горизонтальное кольцо.
Определение усилий в поясах системы при действии на нее временной равномерно
распределенной вертикальной нагрузки приближенно можно вести в предположении
распределения этой нагрузки между поясами по формулам:
распор несущего пояса
^н = ^н.о + W (Р„I//„: (XIX. 10)
остаточный распор стабилизирующего пояса
H^ = H^-[Af{p^)]/f^, (XIX. 11)
где Ян,о=Ян-1-[M»(g)]/fa — начальный распор в несущем поясе; Я"—распор йред-
варительиого напряжения в несущем поясе; M'>(g)—момент балочный от собственной
массы системы; Ш'(ра) —момент балочный от части временной нагрузки рв,
воспринимаемой несущим поясом; pe = (aip)/(l+ai)—часть временной нагрузки,
воспринимаемая стабилизирующим поясом; ai=m^ Fcfllm^ F„f„—кoэффmiяev.т
пропорциональности распределения нагрузки между поясами; Рл=р—ро — часть временной
нагрузки, воспринимаемая несущим поясом; Рш, fa, Fe, fa — площади сечения и провесы
несущего и стабилизирующих поясов; mm=talU me=Lc/l — отношения длин поясов
к пролету системы; //^ = й^ (fH/fo) — распор предварительного напряжения в
стабилизирующем поясе; М^(ро) —балочный момент от части временной нагрузки ро,
воспринимаемой стабилизирующим поясом.
Предварительное напряжение системы надо назначать так, чтобы остаточное усилие
в стабилизирующем поясе при действии расчетной нагрузки р было положительным:
Яо>0.
Прогиб системы от временной нагрузки р можно приближенно определить:
а) при равномерно распределенной нагрузке
Af = 3p/VmE{F^fl+ F^ fl); (XIX. 12)
б) при нагрузке, распределенной в виде двух треугольников с вершинами на
опорах (для круглых покрыткй с радиальными вантами),
Д/ ^ 5р/*/864£ ( F^ /2 +' F, d). (XIX. 13)
§ 5. ТРОСОВЫЕ ФЕРМЫ
Примером покрытия тросовыми фермами может служить зимний
стадион Юханнесхоф в Стокгольме- (рис. XIX.4). Тросовые фермы — это
усовершенствованный вариант двухпоясной системы, в которой несу-
ш;ий и стабилизирующий пояса соединены наклонными
вантами-раскосами, образующими геометрически неизменяемую ферму. Такая система
Кробля,утеплвнне1я по
(Металлическим щитам
Трос Ф5&
82B0D,
Рис. XIX.4. Покрытие
тросовыми фермами
зимнего стадиона
Юханнесхоф в Стокгольме
не имеет кинематических перемещений, работает и рассчитывается как
обыкновенная ферма. Систему необходимо предварительно напрягать,
придавая всем элементам фермы предварительное растяжение. Усилия
растяжения должны быть больше усилий (^жатия, которые возникают
от внешней нагрузки в нижнем поясе и в некоторых раскосах, в
противном случае эти гибкие элементы не смогут работать на сжатие и
система превратится в геометрически изменяемую.
§ 6. СЕДЛОВИДНЫЕ СЕТКИ
Эта несущая система часто применяется в висячих покрытиях
различного назначения для постоянных и легких временных сооружений.
Примером могут служить покрытие над спортивным залом в
Братиславе размером 66X72 м (рис. XIX.5, а) и легкое покрытие плавательного
бассейна в Монако площадью 2200 м^ (рис. XIX.5,б).
Сетка покрытия, имеющая выгнутые вниз несущие тросы и
выгнутые вверх стабилизирующие тросы, принимается по поверхности
двоякой кривизны (чаще всего по поверхности гиперболического
параболоида); такая форма поверхности позволяет предварительно напрягать
сетку. Сетка двоякой кривизны по своей геометрической связности
является мгновенно-жесткой системой и подобно двухпоясным системам
для устойчивой работы стабилизирующих тросов требует
предварительного напряжения. Расстояние между смежными параллельными
тросами сетки зависит от конструкции кровли. В легких сооружениях,
покрытых пленкой или брезентом, оно не должно превышать 1 м во
избежание образования больших водяных мешков.
Форма плана покрытия может быть весьма разнообразной, но в
постоянных сооружениях сетку чаще всего закрепляют на две наклонные
железобетонные параболические арки, которые и воспринимают тяже-
ние тросов покрытия.
Возможно также решение покрытия с квадратным планом, с двумя
приподнятыми углами, когда замкнутый опорный контур расположен
на колоннах и принят по прямолинейным образующим поверхности
сетки — гиперболического параболоида (рис. XIX.5, в).
Объединяя такие квадратные ячейки в многопролетное покрытие для
универсального производственного здания, можно получить весьма
экономичное покрытие. Промежуточные опорные контуры в нем,
разделяющие ячейки покрытия, будут испытывать лишь незначительные
горизонтальные моменты от разности нагрузок в соседних ячейках, так
478
как главная часть распоров в тросах будет взаимно уравновешиваться
распорами тросов соседних ячеек.
Такой почти безизгибный контур в соединении с эффективно
работающими сетками делает многопролетное покрытие экономичным.
Во временных сооружениях сетка часто окаймляется более мощным
тросом-подбором, который (работая на растяжение) служит опорным
контуром сетки (фис. XIX.5, б).
Стабилизирующие
нити.
г;
Несущие
нити
Трос подбор
Рис. XIX.5. Покрытия седловидными сетками
информационный центр
а — спортзал в Братиславе; 6 — плавательный бассейн в Монако;
в Брюсселе; г — расчетная схема покрытия
Определение усилий в тросах пологой сетки с поверхностью в форме
гиперболического параболоида с полупролетамн а и 6 (рис. XIX.5, г) при действии равновесных
нагрузок р (равномерного загружения всего покрытия или любой его половины
распределенной нагрузкой) приближенно можно вести методом сил *. Принимаем сетку
как непрерывную безмо.меитиую оболочку, не воспринимающую касательных
напряжений, в которой при статически определимом контуре будет лишь одно лишнее
неизвестное. За лишнее неизвестное удобно принять Д^ — изменение контактной нагрузки (сил
взаимодействия тросов) под действием внешней нагрузки р. Контактную нагрузку
приближенно принимаем равномерно распределенной по поверхности покрытия. За
основную систему принимаем одну из систем тросов: несущих — при загружении
нагрузкой р всего покрытия или его половины в направлении стабилизирующих
тросов или стабилизирующих — при загруженин нагрузкой р половины покрытия в
направлении несущих тросов.
Неизвестное Д^ определяют по уравнению
бх^Д^ -+- fijp = О, откуда ДG = — \р1Ьц.
(XIX. 14)
* Ведеииков Г. С., Фельдман Л. Б. К расчету многопролетных висячих покрытий.
«Строительная механика и расчет сооружений», 1970, № 5.
479
Зная Д(?, легко определить горизолтальиые составляющие fcma& в тросах сетки и
изгибающих моментов в контуре
M=-Mo+Mp + &4Mi, (XIX.15)
Железобетонное
нольцо
1,0004000
Заел В в
1^0. XIX.6. Проект покрытия
стальной оболочкой
универсального спортивного зала в
Ленинграде
480
гп^ А.,, he, А{„-^горизонтальяь1е составляющие усилий в тросах и »^_^'^щего мо^.
'Zrlt Sype от п1едварительного напря^е^шя с«стемы;^^^^^ Мр-то же,^от
>1агрузкй р в основной системе;, «а»' "с, • f>i ~™ *^' °^ едивипиу» п f,
°°'кЛиЦ«енты уравнения (Х1ХЛ4) можно определить по формулам.
Единичное состояние Aq=l:
^1 = Л1. +^»сх=
X у • * *
Нагрузочные состояния: _„,„„„» п-
") полное равномерное аагружение покрытия нагрузкой р.
-dS.
(XIX .16)
^р = ^П.и.Р
8^н
2^»
-* о S
(XIX. 17)
б) равномерное загружеяие половины покрытия - загружена половина длины ст^-
билизнрующих тросов нагрузкой: - ■ ^
+х-!гу
2/а
Л4, = М,.а,„; 6ip= J J Ti^TT^ J ^к-'к'^^'
—ж -В ^
(XIX. 18)
в) равномерное аагружение половины покрытия - загружена половина^ длины не-
сущих тросов нагрузкой р: ^
о-в s
(XIX. 19)
<iS,
^j<w 5
31—478
§ 7. ОБОЛОЧКИ
Несущей системой висячего
покрытия может быть также
тонкостенная металлическая оболочка,
работающий на растяжение <рис,
Х1Х,6), Покрытие представляет
собой стальную сварную оболочку
вращения из лпстдв 8=^6 мм, под-
Bemen«9xi к круглому
железобетонному {етльцу,. покоащшуся на
колоннах, рокрнтувд,.; сверху
утеплителем И1 гидроизоляцией. Для
стабилизации оболочки (особенно при
действии отсоса ветра) и улучше-
481
ния водоотюда на оболочку в средней ее части уложены радиальные
стальные фермы с железобетонным покрымем, а в крайних частях
она подкреплена радиально расположенными тросовыми системами,
подобными тросовой ферме. Такая систему стабилизации
предотвращает чрезмерные деформации легкой оболочки при нвравномерив1Х нагру-
жениях покрытия снегом и ветром.
Подобные системы покрытий рассЧитыванЗт как безмоментные
оболочки.
§ 8. КОМБИНИРОВАННЫЕ СИСТЕМЫ
Весьма широко распространенной комбинированной системой,
нашедшей применение в строительстве ангаров, является балочная
консольная система, подвешенная на троса^ (рис. XIX.7). Эта Система хо-
!/зм S
Рис. XIX.7. Проект покрытия ангара комбинированной системой — балочная
ферма на тросах
рошо сочетает технологические преимущества (неограниченные
возможности устройства въездных ворот, возможность увеличения длины
ангара без переустройства его действующей части И Т. п.) с
экономичностью. Увеличением числа вант и регулированием силы их натяжения
мо}кио добиться очень небольших моментов в балке жесткости.
В свою очередь поддерживающие балку тросы переходят через
пилоны и могут быть закреплены в конструкциях вспомогательных
помещений, не требуя устройства специальной анкерной конструкции.
Простота и легкость конструкции явились, видимо, основной
причиной, определившей ее широкое, использование для покрытия не только
ангаров, но и спортивных и выставочных залов.
Помимо рассмотренных систем висячих покрытий в настоящее время
предложено и частично осуществлено много других,систем висячих
покрытий, в которых в значительной степени используются принципы
работы рассмотренных висячих систем.
482
Глава XX
СТАЛЬНЫЕ КАРКАСЫ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИИ
§ 1. ОСНОВНЫЕ ОСОБЕННОСТИ
Многоэтажные здания B0—30 этажей и выше) придают
городскому ансамблю архитектурную выразительность. В одном таком
здании можно разместить крупные государственные административные
учреждения (министерства и т. п.), коммунальные предприятия
(гостиницы), учебные заведения, как это сделано в здании университета в
Москве (рис. ХХ.1).
При большой этажности зданий рационально разделение
конструкций на несущие и ограждающие. Функции несущих конструкций
выполняет каркас из высокопрочных материалов (сталь, железобетон),
функции ограждающих конструкций — легкие стеновые панели с
эффективными термоизоляционными материалами.
Такие конструкции высокоиндуетриальны, что резко сокращает
сроки возведения зданий; строительная площадка при этом минимальна.
Каркасы могут быть стальными, железобетонными (с гибкой и
жесткой арматурой) и смешанными: колонны нижних этажей из
стали, верхних — из железобетона. ,
Материалы Для каркаса выбирают на основе техиико-экономичес-
кого анализа с учетом конкретных условий строительства. С
повышением этажности здания целесообразность применения стального
каркаса увеличивается.
Главным преимуществом стального каркаса является высокая
прочность материала, позволяющая принимать минимальные размеры
сечений колонн и тем самым увеличивать полезную площадь помещений.
Поэтому в нижних этажах зданий B5—30 этажей и более)
целесообразно проектировать колонны из низколегированной стали.
Чтобы защитить стальной каркас от пожара и коррозии, элементы
каркаса бетонируют, облицовывают керамическими блоками,
специальными плитами и покрывают защитными составами.
Каркас многоэтажного здания воспринимает значительные
нагрузки: вертикальные— собственную массу здания, полезные
нагрузки помещений и горизонтальные — ветровые и сейсмические (в
соответствующих районах) воздействия.
Основными конструктивными элементами каркаса являются
колонны и балки.
Распределение расходов стали по элементам каркаса примерно
следующее, %:
Колонны 40—60
Валки перекрытий и фахверки . v • • 30—50
Лестницы й лифтовые шахты .... 3—6
Связи 2—7
Ор'й^нтировочно расход металла (кг/м^) на стальной каркас,
отнесенный к 1 м^ здания,
G-A2 + n/2), (ХХ.1)
где п — число этажей.
§ 2. КОМПОНОВКА КАРКАСА
1. Общие вопросы
Основные элементы каркаса — колонны и балки образуют систему,
воспринимающую вертикальные и горизонтальные нагрузки и
передающую их воздействия на фундамент. Кроме того, система должна иметь
31* 483
J'Jpjw эта/tfi
11,50
85.00
Ц50
52,00
Рнс. XX.l. Здание Московского государственного университета (МГУ)
необходимую жесткость в горизонталышм направлении, чтобы
перемещения здания of ветровых нагрузок не превыщали допустимых нормами.
Фундамент обычно проектируют в виде сплощной железобетонной
плиты, наилучшим образам распределяющей неравномерно
приложенные к фундаменту наврзвзки ш>-'всей площади основания здания.
Вертикальные нагрузки через балки перекры-Гия передаются на
колонны и затем на фундамент. Для восприятия и передачи
горизонтальных нагрузок на фундамент нужно создать в каркасе жесткие в
горизонтальном направлении системы.
Такие системы могут быть двух видов:
1) в виде вертикальных связей, расположенных на некотором
расстоянии одна от другой и связанных между собой горизонтальными
жесткими дисками (рис. ХХ.2,а);
2) в виде рамных конструкций, расположенных по каждому ряду
колонн, также связанных горизонтальными дисками (рис. ХХ.2,б).
В первом случае горизонтальная жесткость каркаса
обеспечивается системой вepтиI^aльныx и горизонтальных дисков, принимающих на
себя всю ветровую нагрузку.
Остальные элементы каркаса — колонны и балки, не входяМие в
систему дисков, конструируются как обычная балочная система с
шарнирным сопряжением в узлах; они воспринимают лишь вертикальную
нагрузку.
Во втором случае горизонтальная жесткость каркаса
обеспечивается рамными системами, расположенными по каждому ряду колонн с
жесткими сопряжениями балок с колоннами.
Связевая система отвечает принципу концентрации
материала и позволяет большинство элементов каркаса и их сопряжения
проектировать более легкими, цростейшей конструктивной формы и в
максимальной степени типизировать, поэтому связевая система
предпочтительнее.
Рамная система, более сложная в конструктивном оформлении
и менее жесткая, может оказаться рациональной для сравнительно
невысоких зданий.
Горизонтальные диски проектируют через несколько этажей; они
представляют собой замоноличениые железобетонные плиты
перекрытия, иногда с дополнительными'системами горизонтальных связей.
Эти жесткие перекрытия нужны для перераспреде-рения ветровой
нагрузки между вертикальными связями и обеспечения общей
жесткости каркаса.
Вертикальные связи проектируют в виде консольных ферм,
защемленных в фундамент. В местах защемления ферм фундамент
испытывает весьма значительные, местные силовые воздействия, возникающие
при ветровых нагрузках (рис. ХХ.2,а). В рамной системе усилия от
ветровых нагрузок передаются на фундамент более равномерно.
Иногда вертикальные связи проектируют в биде сплошных
железобетонных стенок или вертикальных пространственных систем-оболочек.
Можно передавать не только горизонтальную, но и вертикальную
нагрузку на мощные вертикальные фермы (рис. ХХ.2,в). В этом
случае междуэтажные перекрытия подвешивают к тягам, закрепленным
на горизонтальных траверсах. Отсутствие колонн облегчает вес каркаса.
Чтобы увеличить поперечную жесткость, тяги можно закрепл5Тть в
фундаменте, создавая в них предварительное напряжение, и таким
образом включать их в работу на горизонтальную нагрузку.
2. Размещение колонн в плане и по высоте здания
Конфигурация здания в плане зависит от его функционального
назначения и архитектурного замысла.
485
Рймы
sr-^
Tpagepca
Тяви
Н9Я феомч
Рис XX 2 Схемы стального каркаса
в-г-ее ощязвми в видэ вартикальных ферм,
б —рамной системы, е —с подвесными
перекрытиями
о)
<
.«И-*
j
■
Рис. ХХ.З. Разбивка колонн и размещение связей
в плане здания
а — квадратный план здания; 6 — прямоугольный план
здания
Нзиболее рростче кон-
стру!?тивные p#me{t»g
каркасу цолунчютед прч кчад-
P8THPM ади прям»уг0Л№ОМ
плаве адэния, При
разбивке сетки колррь? над9
стремиться, ЧТОбУ 1ЮЛ0йЧ¥ в
плане обр§чов|4валц ртай-
дартние ячейка тц чтобы
расстощрий м^жду Вймй вод-
нявдлись единому модулю
(рис. ХХ.З). В этом случае
можно добиться
максимальной ТИЧИЗЙЦИИ эдемрнтов
каркаса — колонн и балок,
а также элементов
ограждающих конструкций, стен
И перекрытий. Кроме того,
расстояния между
колоннами определяют рзеход
стали на каркас: с
увеличением шага общий вес колонн уменынаетея, а вес балок
возрастает; с уменьшением шага колонн — наоборот. Следовательно, суш,еет1у-
ет оптимальный щаг колонн, при котором общий расход стали будет
минимальным. Размер оптимального шага колони зависит от высота
здания, он снижается с уменьшением высоты здания.
В зданиях высотой 30—40 этажей оптимальный щаг колонн лежит
в пределах 4—6 м. Однако по архитектурно-планировочным
требованиям шаг колонн зачастую принимают больше оптимального. Если
здание имеет сложную конфигурацию в плане, то нужно его расчленить
487
Рис ХХ.4. Размещение связец в цл^не
а — административное здание в Москве; б — здание
на Котельнической набережной в Москве
на отдельные прямоугольные контуры; внутри которых шаг колони
должен быть стандартным или подчиненньщ общему модулю (рис.
ХХ.4,б). По высоте здания колонны должны идти не прерываясь. При
необходимости устройства в здании помещений большого объема
приходится прерывать колонны. Тогда колонны, располоясенные выше этих
помещений, 'опирают^ на перекрытия, несущими конструкциями
которых являются тяжелые фермы высотой в один этаж или мощные
сплошные балки. Такая компоновка значительно усложняет и удорожает
конструкцию, поэтому ее стараются избегать.
3. Компоновка связей
Ветровая нагрузка' может действовать на здание в любом
направлении, следовательно, расположение связей должно обеспечивать
пространственную жесткость здания и способность сопротивляться
скручиванию. В рамных системах, у которых рамы расположены по всем осям
в продольном и поперечном направлениях, пространственная
жесткость обеспечивается наиболее просто.
Связевые фермы для обеспечения жесткости следует размещать как
в продольном, так и в поперечном направлении, по возможности
симметрично относительно главной оси здания (см. рис. ХХ.З ц ХХ.4). При
несимметричном расположении вертикальных связей ветровые
нагрузки будут закручивать здание и вызывать дополнительные усилия в
связях (рис. XX. 15).
Связи, расположенные в поперечном направлении, воспринимают
большую ветровую нагрузку и имеют большее значение для
обеспечения жесткости здания. Значение связей продольного направления
меньше, так как большее число колонн, протяженность стен-, заполнения и
т. п. обеспечивают зданию дополнительную жесткость.
^ При сложном очертании плана нужно обратить внимание на
правильное размещение связей. Примером такого размещения связей
может служить здание на Котельнической набережной в Москве,
имеющее три оси симметрии (рис. ХХ.4,б). В средней части здания
поперечные связи-стенки соединены тремя внутренними стенами, в
результате получена центральная жесткая пространственная система.
Прямоугольные открылки здания имеют дополнит-ельные поперечные связи.
Совместная работа всех связей обеспечивается жесткими
междуэтажными перекрытиями — дисками. Подученная пространственная
система каркаса надежно обеспечивает жесткость здания во всех напрайле-
ниях.
СвязеВые фермы обычно идут на всю высоту здания. В некоторых
случаях связи приходится смещать в соседние панели; тогда нижние
связи должны заходить на верхние на высоту этажа.
4. Конструктивные схемы связей
Вертикальные связевЫе фермы могут иметь различные системы
решетки. Наибольшее распространение получила полураскосная
решетка (рис. ХХ.5,а), которая допускает устройство в панелях со связями
дверных и оконных проемов и испытывает) небольшие дополнительные
усилия сжатия из-за укорачивания kojjohh под нагрузкой. Крестовая
решетка (рис. ХХ.5, б)—наиболее жесткая — возможна лишь в
глухих стеновых панелях. Раскосы этой решетки получают значительные
дополнительные усилия от сжатия колонн, определяемые по формуле
(см. гл. Vin,§-5)
Осв = Ок cos^ а, (XX. 2)
где Ок — напряжения сжатия в колонне; а —угол наклона диагонали к ве|т1каяи.
488
в отдельных случаях нри соответствующих требованиях к
устройству пр{№мов возможны р'Омбические (рис. ХХ.5,в) и неполные
(рис. ХХ.5, г) связи, которые с точки зрения работы хуже
полураскосной системы.
«9
ту
Ж V
VLJ/
Ж
Vl-J>
и
РГГ?^
^
^
^
N'^-yl
Рис. ХХ.5. Конструктивные схемы вертикальных связей I
Ромбические связи имеют много узлов и при работе системы под
нагрузкой вызывают изгиб колонн. Неполные связи менее жесткие, так
как.по существу они образуют рамную систему, вызывай
дополнительные изгибающие моменты в ригелях и колоннах.
§ 3. КОНСТРУКЦИИ ЭЛЕМЕНТОВ КАРКАСА
1. Колоийы
А. Типы сечений. При компоновке сечений колонн многоэтажных
зданий нужно добиваться их максимальной компактности, что
позволяет увеличить полезную площадь помещений. При небрльшой
свободен
/;
1 1
i J
е)
д)
ж)
Рис. ХХ.6. Типы сечений колонн
НОЙ длине колонн (в пределах этажа 3—4 м) и значительной площади
сечения (нагрузка в нижних этажах достигает больших значений)
коэффициенты продольного изгиба получаются близкими к едн^1ице
(гибкость 20—30) и, следовательно, по экономическим соображениям
сечения'не требуют развития.
Двутавровое сварное сечение (рис. ХХ.6, а) с толстыми полками и
стенками D0—60 мм) благодаря технологичности его изготовления
(автоматическая сварка) и удобству примыкания балок получило ши-
489
pdKde распространение в практике многоэтажного строительства.
Однако при больших нагрузках в нижних зтажак нашли применение
сплошные (иаадратные или прямоугольные) сечения колонн (рис. ХХ.6,б, в).
В каркас здания Дома культуры и науки в Варшаве коЛОйНЫ
запроектированы из квадратных слябов (рис. ХХ.6,б), а в ряде^высотных
зданий Москвы — из пакета толстых листов (толщиной 40—60 мм),
соединенных продольными связующими швами' (рис. ХХ.6,в). Такие
сечения обладают максимальной компактностью, большой несущей
способностью и уДобйы для примыкания к ним балок. Колонны из
квадратных Слябов не получили распространения, так как их расчет-
S)
Ф.
'¥\
l]|L
Торцы фрезерованные
Рис. ХХ.7. Стыки
колонн со
стяжными болтами
Стальной
'болт Мг^
стам еСтЗлс
ное сопротивление значительно ниже, чем из листовой стали (для
класса С 38/23 предел текучести 18—19 кН/см^); кроме того, небольшая
длина слябов требует частых стыков. Крестовое сечение (рис. ХХ.6, г)
было применено в каркасе здания университета в Москве.
В колоннах с небольшими усилиями (до 4000—5000 кН)
применяются сечения из двух уголков, сваренных перьями (рис. ХХ.6,о), и из
четырех уголков, которые можно усилить' вставленным внутрь листом
(рис. ХХ.6, е). Эти сечения компактны, удобны для примыкания балок
и обладают большой жесткостью, что существенно для легких колонн.
В совсем легких колоннах применяют сквозные сечения из двух
швеллеров (рис. ХХ.6,ж).
Б. Размещение и конструкция стыков. Колонны стыкуются по
высоте через два этажа. Для удобства монтажа стыки размещают на 0,5—
1 м выше уровня междуэтажных перекрытий.
В рамном каркасе такое размещение позволяет упростить стык, так
как изгибающие моменты в этих-сечениях небольшие.
В пределах длины одной отправочной марки сечения колонн не
меняются.
В многоэтажных зданиях стыки проектируют с фрезеровкой торцов
(рис. ХХ.7,а), что обеспечивает простоту и скорость монтажа.
Стяжными болтами, закрепляемыми в диафрагмах или в
крепежных уголках, фиксируется взаимное положение отправочных марок и
закрепление колонн в процессе монтажа. При резком изменении сече-
490
ШвыгЛпйВщ-
veie,pammi9-
мсегте
НИИ соединяемых отправочных марок стык можно осуществлять через
строганую плиту (рис. ХХ.7,5).
Если в колоннах с рамными связями в месте стыка воэмоя«йо
появление растйгивающих напряжений, то одних стяжных болтов
Недостаточно, и ДЛЯ йОспрйятия растягивающих напряжений нужно стык
перекрывать накладками (рис. XX 8), наклад1^и мОГуТ npKKpenflflfbCS
сваркой или
высокопрочными болтами.
В. Базы колонн. Базы,
как и стыки, проектируют С
фрезерованными торцаМи
(рис. ХХ.9).
Фрезерованный торец колонны
передает давление на строганую
плиту, в ивиболее мощных
колоннах сплошного
сечения из пакета листов
опорное сечение КОЛОННЫ
уширяют приваркой
дополнительных листов, а вместо
одной опорной плиты
укладывают две толщиной до
215 мм (рйс. ХХ.9, д). На
монтаже торец колонны
приваривают К плите.
Опорные плиты устанавливают на фундаменте точно в проектное положение
при помощи трех установочных винтов. Затем закрепляют анкерными
болтами й подливают цементным раствором. Расчет такйх баз см. в
гл. VIII. § 6. В рамных системах при передачи момента на фундамент
необходимо устраивать траверсы и специальные анкермые крепйения
(рис. ХХ.9, &).
Рис. XX 8. Стык колонны С НййЯадками
2. Балки
Балки перекрытий многоэтажных зданий образуют балочную
клетку, основа КОМПОНОВКИ которой изложена в гл. VII.
Балки, расположенные по осям колонн, при рамных связях
являются ригелями рам и работают на момент от вертикальной и от
горизонтальной нагрузки.
Обычно в многоэтажных зданиях балки проектируют Двутаврового
сечения — прокатные или сварные. Так как строительную высоту
междуэтажных перекрытий принимают небольшой C50—400 мм), то часто
приходится проектировать мощные сварные балки небольшой высоты
взамен равных по мощности прокатных балок (если высота их выхо-
дих за пределы строительной) ^ При небольших нагрузках и
значительных пролетах для балок, поддерживающих настил, возможно
применение легких решетчатых сечений по типу прутковых прогонов.
3. Сопряжение балок с колоннами
В зависимости от характера работы балок сопряжение их с
колоннами может быть свободным (рис. ХХ.10) или жестким (рис. ХХ.И).
При свободном сопряжении балки передают на колонны только
вертикальные реакции, при жестком Сопряжении —вертикальные реакции
и момент. Жесткое сопрйжение осуществляется в каркасах с рамными
связями.
491
%У=>/^^*ЛР
Рис. XX 9. Базы колоив
о — двутаврового сечения, б —из пакета листов; в —при больших усвляях; г —при передаче ио-
менга
В многоэтажных зд^^ниях балки всегда примыкают к колоннам
сбоку. Между торцом балки и колонной оставляют зазор в 10—20 мм, что
упрощает сбврку каркаса и изготовление балок. При свободном
прикреплении опорная реавдия передается на монтажный столик и балка
закрепляется в проектном положении установочными болтами (рис. XX. 10).
При жестком сопряжении балок с колоннами вертикальная реакция
также nepeflaetcfl ни опорный столик или через вертикальное ребро,
приваренное к колоннам.
492
а)
р
U Ir-
6}
Jsrm
А-Й
■""'" ™ || ' rr:fg
Ш. ,1Ц|| jjn || (и |щ IIIIIiiliii
1 тш ТТЛ шттщ ТТТГ ТПТ ггирт 1
—.—l] \^
Ш1Г
гттррг
-JLL.
- ; J
Рис. ХХ.Ю, Свободное сопряженце балок с
колоннами
а—в — типы сопряжений
р=^
Sepxme рьти толщиной iO/m
т
^
WluspoflbiM npoSapgi
табаДков корня шва
,П'550кНн J.
\R-mKH
Рис XX 11 Жесткое сопряжение балок с
колоннами
а — при двутавровых колоннах, б — при колоннах
из листового пакета, в —при передаче большого
момента ригеля
-ггонташные шВы
494
Опорный момент передается через горизонтальные наладки,
привариваемые на монтаже стыковыми швами к колоннам и фланговыми
швами к полкам балок (см. рис. ХХ.И). В зависимости от типа колонн и
мощности балок меняется конфигурация накладок, но виновная
конструктивная схема сопряжения остается неизменной. Для передачи
момента при больших опорных моментах и малой высоте балок
горизонтальные накладки усиливают вертикальными ребрами (рие. ХХ.11, в).
Рис. XX. 12. Напряженное состояние в стенке колонны при жестком сопряжении
В ствшш^ толочн друтавророго сеченйЯ, в месте я^есткого
сопряжения с балками рдзййкает еложрое напряженное состояние (рис Ха-12).
Изгйбэвдвдий момент с бйД1^и передается тощщоцтщъцишп
накладками на колонну i Риде еид N^ я ^щЦ роспрннимартея диафрагмами
колонн (рис. ХХ.12). От этих горизонтальных сил в стенке колонны вез-
никают касательные напряжения. В этих же сечениях в колонне
возникают нормальные напряжения от рамных моментов в колонне Мв и Ми
и продельной силы Р. Приведенные напряжения
оприв = К(ар + дм)' + 3т^ < i?, (XX. 3]
ГДР Эр — т^??Штце ц ирлрццр рт прдд0^№ОЙ сил¥ Р) вц — нэпряженйЭ Ч стен{{е ко-
лотш рт изгйEающегр bjQMgHT? -Мв или М„.
Каеатэл^^мые напряжения р стенке кддоцны
(X>v 4)
Fge Q -^ яоперечиаа сила в «алонне; f е* — площадь сечеййя етенкц.
4Ш
4. Конструкции решетчатых связей
Связи конструируют как фермы, у которых поясами служат
колонны, стойками — балки перекрытий, и дополнительно стайят раскосы.
Раскосы конструируют из жестких профилей и прикрепляют к
ригелям и Колоннам на фасонках. Сборка производится на монтажных
болтах, а затем раскосы приваривают к фасовкам. Балки, входящие в свя-
з^аые фермы, прикрепляют к колоннам обычным способом.
§ 4, ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА СТАЛЬНОГО КАРКАСА
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
1. Общие сведения
Стальной каркас многоэтажных зданий рассчитывают на несущую
способность и жесткость. Несущую способность проверяют прн
совместном действии вертикальных и горизонтальных нагрузок; жесткость
проверяют при действии горизонтальных нагрузок ^—ветра. Проверка
жесткости сводится к определению максимального прогиба каркаса,
который не должен превышать 1/500 высоты, и проверке перекоса
каркаса в отдельных панелях, который не должен превышать 1/1000.
Проверка прогиба по существу является условной, так как
производится при действии условной ветровой статической нагрузки,
заменяющей динамические прорывы ветра. Кроме того, считается, что вся на-'
грузка воспринимается каркасом без учета жесткости, которую
придают зданию ограждающие конструкции и внутренние стены. Однако
такая условная проверка гарантирует здание от чрезмерных колебаний
при действии ураганного ветра.
Ограничение перекоса каркаса в отдельных панелях гарантирует
сохранность стенового заполнения и внутренней отделки здания от
появления трещин. Вертикальные и гс^изонтальиые нагрузки берутся по
СНиП и по специальным техническим условиям.
При статическом расчете сложную пространственную систему
.каркаса расчленяют на отдельные плоские системы.
2. Расчет на вертикальную нагрузку
Балки при свободном опирании на колонны рассчитывают как од-
нопролетные. Колонны в основном работают на центральное сжатие
при полном загружении их постоянной и временной нагрузкой.
Дополнительно надо проверить несущую способность колонн при
одностороннем загружении их временной нагрузкой (рис. XX. 13). В этом случае
на уровне перекрытий к колоннам приложены внешние моменты (рис.
ХХ.13).
• М = Р„вп-Рлвя. (ХХ.5)
При определении расчетных изгибающих моментов в колонне ее
можно рассматривать как неразрезную балку с внешним момен'^ом М.
приложенным на сшорах. Т^сой же расчет следует производить, если
полные реакций левой и правой'балок неодинаковы. Если каркас со-
ctohV из рамных систем с жестким сопряжением балок с колоннами, то
расчет на вертикальную нагрузку можно производить приближенными
методами строительной механики. Условно принимается, что при
загружении одного пролета усилия возникают ^ииль в стержнях
(колоннах и ригелях), примыкающих к данному пролету, и что фокусные
расстояния в примыкакяцих стержнях находятся на % длины стержня
(рис. XX. М).
При этих хфедпосылках.расчетаэя-е»ема ии^ет два неизвестных М^
496
«
DD
11я\а,.
^
]
Pff<Pa
Рис. XX. 13. К расчету
колонн при свободном
опирании балок
Рис. ХХ.14. Расчетная
схема рамы при
вертикальной нагрузке
▼
/bfi^i
шшт
шшт
г
шшш
пи 11111
rii'iimi
Вшлтая
/ Ч1т
и Лвавопнная
*'' шгрдзка
р
"аг
М„
'^са'з'*»
:Ш-=^
\М^
>м,
'Vf
I «fjH
и Mz2 (опорные моменты у загруженного рйгеля)\ которые рросто найти
методом деформаций. ,
Моменты Мгз и Ms2 распределяются с обратным знаком на
примыкающие к узлу стержни пропорционально их погонным жесткостям. Далее
пояученнй'е моменты через фокусные расстояния распространяются по
длине стержней.
Расчетные значения моментов в колоннах и ригелях определяют из
рассмотрения наиболее неблагоприятных комбинаций загруженяя
данного н соседних ригелей- временной и -постоянной нагрузками.
32—478
497
3. Расчет на горизонтальную нагрузку
Горизонтальную нагрузку воспринимают рамы, расположенные по
всем рядам (рамная система) колонн, или отдельные связи (связевая
система). При рамной системе каркаса вся ветровая нагрузка
распределяется между рамами пропорционально их жесткостям. Эта
предпосылка учитывает пространственный характер работы каркаса,
связанного жесткими горизонтальными дисками (рис. XX.2,б). Раму после
Потая Ветр№
.«тнащзнл
'<
M-RZ'lNi
,
й ^^
'®»/3
№
■,/
.
<•
1
■'Л
"в
ч1^ ,
г* -^3
- 1.
Рис. XX. 15. Схема деформации каркаса прн неейммвчцит^нои расположении связей
а — схема размещения связей; 6 — г}еремещения здания в плане; s — распределение нагрузок от
поступательиего перр^ещенр^; г — распределеA!1е нагрузок между связями от вращательного пере-
ме1цеиня
определения горнзонтальнри нагрузки на нее рассматривают как
плоскую.
Ввиду высокой степени статической неопределимости рдм
многоэтажных зданий усилия в них находят приближенными методами.
Распростраяеи, например, расчет, при котором рама нринймается как
статически определимая в peзyл^>тaтв размещения шарниров
посередине пролета балки и посередине нысогц колонн в пределах каждого
этажа. Возможен и более точный расчет с применением ЭВМ.
Ветровая нагрузка на отдельно стоящие вертикальные связи
распределяется пропорционально их жесткостям. Если связи поставлены
несимметрично, то необходимо учйтырать дополнительные
воздействия на них, получаемые от закручивания системы (рис- XX.15). В этом
случае связи сместя-тся на одинарорую величину параллельно ребе и
дд'рдлнительно переместятся от пр?оротз здания на" невдторый угол',
После дпределения размеров нагрузок, действующих на связи, онн
рассчитываются как вертикальные фермы обычными методами статркИ-
» Металлические конструкции. Учебник. Под ред. Н. С. Стрелецкого. М., Стройиз-
дат, 1952. -^
РАЗДЕЛ ЧЕТВЕРТЫЙ
ЛИСТОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
•■Wfeni^^^—^1^^ Р"»ЧМ"""Г»^^«РЧИПГ!^Ч^1И^РГЧ«ЧЧ
Глава XXI "^
основы листовых КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Листовьщи конструкциями называют конструкции, состоящие в
основном из металлических листов или лент и предназначенные для
хранения, транспортирования, перегрузки или переработки жидкостей,
газов Н сыпучих материалов.
Номенклатура листовых конструкций: 1) резервуары для хранения
жидкостей; 2) газгольдеры для хранения газов; 3) бункера и силосы
для хранения и nepss-pysKH сыпучих материалов; 4) трубопроводы
большого драметра для транспортирования газов, жидкостей и
размельченных или разжиженных твердых веществ; 5) кожухи доменных
печей, воздухонагревателей, пылеуловителей, электрофильтров,
скрубберов; 6) дымовые и вентиляционные трубы; 7) специальные листовые
конструкции химической и нефтезаводской аппаратуры; 8)
барабанные вращающиеся печи для обжига твердых веществ.
Даже из приведенного далеко не полного перечня видно, какое
широкое применение имеют листовые конструкции в народном хозяйстве.
§ а ОСОБЕННОСТИ листовых констр^укций
Условия работы лисговых конструкций весьма разнообразны: они
могут быть надземными, наземными, полузаглубленными, подземными,
подводными, могут воспринимать статическую и динамическую
нагрузки, работать под низким, средним и высоким давлением, под вакуумом,
под воздействием низких, средних и высоких температур, под действием
нейтральных или агрессивных сред и Т- Д.
Основными особенностями листдаых конструкций, отличающими их
от Других металлических конструкций, являются следующие.
Щвы листовых конструкций должны одновременно удовлетворять
требованиям прхэчности и плотности
В сопряжениях различных еболочек листовых конструкции, в
защемлении оболочек у колец жесткости и у днищ возникают локальные
напряжения краевого эффекта \ которые необходимо учитывать при
проектировании листовых конструкций.
Листовые конструкции характеризуются относительно большой
протяженностью сварных соединений, примерно вдвое превышающей
протяженность щвов обычных металлических конструкций на единицу веса.
При изгртовденин листовых конструкций необходимы операции, не
требующиеся при производстве обычных металлических
конструкций: фасонный раскрой листового проката; рал№Овка обечаек из
листовой стали и колен из фасонной стали; иаготомление рулонных
заготовок; штамповка габаритных выпуклых днищ или обечаек и др.
1 Леесиг Е. И., Лилеев А. Ф., Соколов А. Г. Листовые металлические конструкции
М, Стройиздат, 1970.
32* ' 499
Для листовых конструкций толщиной менее 4 мм целесообразно ИС"
пользовать рулонную холоднокатаную сталь по ГОСТ 8596—57, а при
толщине от 4 до 10 мм—рулойную горячекатаную сталь по ГОСТ
8597—57. В настоящее время металлургические заводы СССР
выпускают рулонную горячекатаную сталь толщиной до 16 мм.
Автоматическая и полуавтоматическая дуговая монтажная сварка,
а также электрошлаковая монтажная сварка используются в
негабаритных листовых конструкциях гораздо шире, чем в других типах
металлических конструкций. (
В некоторых случаях рационально применять двухслойную стенку
или предварительное напряжение цилиндрических листовых
конструкций (нижней части корпуса вертикальных резервуаров большого
объема, габаритных цилиндрических сосудов химической и нефтезаводской
аппаратуры), выполняемое обжатием оболочки высокопрочной лентой
или проволокой.
В конструкциях, работающих на интенсивное растяжение (в
шаровых резервуарах высокого давления, в нижней части стенки
вертикальных цилиндринеских резервуаров вместимостью 30 000—100 000 м*
и т. п.), перспективно применение высокопрочной стали.
В резервуарах для кислот и других весьма агрессивных жидкостей
целесообразно применение алюминия или биметалла (листов из
углеродистой, низколегированной или теплостойкой (ртали, плакированных
нержавеющей сталью или никеле^ со стороны агрессивной среды).
Для защиты от коррозии наружную поверхность резервуара и
газгольдера защищают лакокрасочной пленкой. Нижнюю поверхность
плоского днища вертикального цилиндрического резервуара или
газгольдера предохраняют от коррозии изоляционным слоем,
устраиваемым на песчаном основании. Внутреннюю поверхность листовых
стальных конструкций защищают от коррозии только при хранении
продуктов, агрессивных к стали (например, внутреннюю поверхность
резервуаров для сернистой нефти защищают от коррозии перхлорвиниловым
покрытием).
§ 3. СОЕДИНЕНИЯ ЛИСТОВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Принципиальное отличие швов листовых конструкций от соединений
обычных строительных конструкций заключается в том, что они
должны быть не только прочными, но и непроницаемыми.
В листовых конструкциях применяют соединения встык,
внахлестку и впритык (втавр). Наиболее рациональным типом соединения
листов или лент является шов встык, выполненный сварочным тракторок.
Листы толщиной менее 5 мм соединяли внахлестку. В'настоящее
время заводы рулонных заготовок освоили сварку встык листов толщиной
от 4 мм.
Стыковые швы габаритных и рулонных листовых конструкций про-
екгируют обычных сечений.
Все непроницаемые швы листсшых конструкций должны быть
проверены на плотность промазкой их керосином изнутри (после окраски
меловой краской снаружи), либо воздушным давлением изнутри (при
покрытии мыльным раствором снаружи), или гидравлическим
давлением изнутри без какого-либо покрытия снаружи, или, наконец,
вакуумной камерой, перемещаемой по швам, покрытым мыльным раствором,
или методом химических реакций (в случае недоступности швов для
осмотра их с обратной стрроны) Ч ;
« Корниенко В. С, Поповски^ Б. В., Линее1ич Г. В. Изготовление и шиггаж стаж.-
ных резервуаров и газгольдеров. М., Стройиздат, 1964.
Глава XXII
РЕЗЕРВУАРЫ
§ 1. НОМЕНКЛАТУРА РЕЗЕРВУАРОВ; ЭКСПЛУАТАЦИОННЫЕ
И ПРОИЗВОДСТВЕННЫЕ ТРЕБОВАНИЯ, ПРЕДЪЯВЛЯЕМЫЕ К НИМ
Резервуары служат для хранения нефти, нефтепродуктов, воды,
сжиженных газов, кислот и других жидкостей. '
По форме резервуары могут быть: вертикальные цилиндрические
(рис. XXII.1), горизонтальные цилиндрические (рис. XXI 1.2),
каплевидные (рис. ХХП.З) и шаровые (рис. ХХП.4). Резервуары бывают
постоянного и переменного объема, надземные, наземные,
полузаглубленные, подземные и подводные.
Рис. XXII.1.
Вертикальный цилиндрический
резервуар с ко1!ической
щитовой кровлей
; — стенка;' 2 — днище
Рис. XXII.2.
Горизонтальный цилиндрический
резервуар с пологими
коническими днищами
(а=75°)
Тип резервуара выбирают в зависимости от свойств хранимой
жидкости, района строительства (климатических условий), режима
эксплуатации и вместимости резервуара.
Стенки и днища вертикальных резервуаров изготовляют из
листовой стали толщиной 4—30 мм; для покрытий вертикальных
цилиндрических резервуаров применяют листы толщиной 2,5—6 мм; толщина
стенки шаровых, горизонтальных и специальных вертикальных
резервуаров доходит до 36—38 мм.
Кроме обычной малоуглеродистой стали класса С 38/23 в резервуаро-
строении получили распространение также низколегированные стали
марок 16ГС, 09Г2С и др. (ГОСТ 19282—73). Сталь марки 16ГС можно
501
ifWIb^lMMI^b^l^l^lMb^lMHWih
Рис. ХХП.З. Кбплевидйый резервуар вМёстимостьй 2000 м', круГЛЫЙ в плане
i —днищ#; J —бтеяка; А —леетница; 4—йЛдКцаДкй с оборудовавием; 5»-опо1)ное кольцо
;!5lS
.4St/,^;ra»^/<44X>y7yA4W^^W44yy/
i<svW/-xsS4>v^4V^4 ////■sssy.vs;
Рис. XXII.4. Шаровой резервуар вместимостью 600 м^
502
ai
3
alTM-tl II u II r
]£
igA-fc
??7gg
"|4~1-тгтттЬ^|
■111»»|А''шти*1
1?^
fl
■it-rrifnWa
Рис. XXIl.5. Полотнище корпуса и
днища вертикального цилиндрического
резервуара
о — nOfldfНйЩе етенки; б " ПОЛОтййЩё ДННща
тнгяатный
тынвиитл
применять для резервуаров, эксплуатируемых при температуре —40° С,
сталь марки 09Г2С —70° С.,
В настоящее время в Советском Союзе распространен новый метод
строительства вертикальных цилиндрических резервуаров из
полотнищ заводского изготовления, свернутых в габаритные рулоны и
доставляемых в таком виде на монтажную площадку (рис. XXII.5).
Масса рулона достигает 60 т; сборка механизирована, ручная
сварка заменена автоматической, а изготойление рулонов корпуса и днища
производится по поточно-коявейерной системе, что в несколько раз
сокращает трудоемкость и сроки монтажных работ, уменьшает
себестоимость и повышает качество резервуаров'. Этот метод нашел
применение за рубежом.
При Монтаже остается сварить вертикальный стык (или стыки)
стенки, приварить ее к предварительно сваренному днищу и сварить
швь1 покрытия.
Влияние процесса рулонирования на сопротивляемость стали
хрупкому разрушению может не учитываться при оценке прочности
резервуаров, если толщина углеродистой стали не превышает 16 мм, а ниЗ'
колегйрованиой и высокопрочной—18 мм.
Большое значение для надежности и долговечности резервуаров
имеет правильное расположение оборудования — люков, лазов,
патрубков и т. п. В одном листе нельзя допускать более трех врезок;
расстояние между швами, прикрепляющими оборудование к корпусу
резервуара, и продольными швами стенки должно быть не менее 600 мм, а
расстояние до кольцевых швов — не менее 200 мм.
§ 2. ВЕРТИКАЛЬНЫЕ ЦИЛИНДРИЧЕСКИЕ РЕЗЕРВУАРЫ ДЛЯ ХРАНЕНИЯ
ЖИДКОСТЕЙ С НИЗКОЙ УПРУГОСТЬЮ ПАРОВ
1. Общая характеристика и конструкции резервуаров
Основными элементами вертикального цилиндрического
резервуара (см. рис. XXII.1) являются днище, стенка и покрытие.
Оборудование резервуара состоит из арматуры (устройства лщ налива, замера н
выпуска жидкости, предохранительных клапанов) и приспособлений
для очистки и осмотра (лестницы, световой люк, замерный люк, лаз).
1 Раевский Г. В. Изготовление стальных вертикальных цилиндрических
резервуаров методом сворачивания. М., Гостоптехиздат, 1962.
50Э
Для защиты от воздействия статического электричества корпус
резервуара должен быть заземлен. Главным расчетным элементом
наземного вертикального резервуара является стенка, так как днище',
покоящееся на основании, испытывает (за исключением периферийной части^
незначительные напряжения и толщина его диктуется , удобством и
надежностью сварки, а также сопротивляемостью коррозии под
действием почвенной' влаги, отстоя и подтоварной воды.
Стенка состоит из ряда поясов, высота каждого из которых равна
ширине листа.
Наименьшая толщина листов стенки и днища принимается равной
4i мм. Для удобства заказа стали, изготовления и монтажа все листы
стенки и днцща типовых резервуаров вместимостью до 5000 м^
приняты размером 1500X6000 мм независимо от их толщины. Все соединения
листов в поясе н поясов между собой следует осуществлять встык для
экономии металла, ускорения процесса сварки н упрощения контроля
Рис. XXII.6. Схема устройства
основания под резервуар
/ — насыпной грунт; 2 — песчаная подуш-
ха; 3 — изоляционный слой; Д^—диаметр
подушки; Ддд — диаметр днища; Ь —
высота конуса
ШВОВ. Стыки листов смежных поясов следует располагать не
вразбежку, как при полистовом способе сборки, а в одну линию, так как это
обеспечивает удобство автоматической сварки всех швов полотнища.
Перед сваркой встык кромки листов сострагивают на 5 мм или более
с каждой стороны.
Все соединения внутри каждого полотнища следует осуществлять
встык. Монтажный стык полотнищ днища приходится осуществлять
внахлестку, поскольку после раскатки рулонов днища на песчаном
основании их сварка с обратной стороны невозможна. Вертикальный
резервуар покоится на песчаной подушке, покрытой гидрофобным
слоем (рис. XXII.6). Уклон днища от центра к периферии, равный 2%,
устанавливается для стока и возможности удаления подтоварной воды и
отстоя.
Крайние листы (окрайки) составляют периферийную часть днища.
Окрайки резервуаров (вместимостью 2000 м^ и более) толще листов
средней части днища. Расстояние от края днища до стыков окрайков
с листайи полотнища должно быть не менее-'ЮОО мм. Стыки нижнего
пояса стенки и стыки окрайков днища следует смещать по крайней
мере на 200 мм.
Днище поступает на строительную площадку в виде рулона,
навернутого на центральную стойку или на инвентарный каркас,
возвращаемый мбнтажной организацией заводу рулонных заготовок.
Днище резервуара состоит из двух н более монтажных элементов.
Чтобы обеспечить плотное прилегание нижней кромки развернутого
пЬлотнища стенки в зоне монтажного стыка днища, концевые участки
нахлесточного соединения окраек днища следует переводить на
соединение встык на подкладке (рис. XXII.7).
Покрытие выполняют коническим с уклоном 1 :20, висячим' (эта
конструкция не получила распространения), сферическим, торосфери-
ческим или сфероцилиндрическим (рис. XXII.8). Второй тип
конструкции покрытия требует центральную стойку; в остальных конструкциях
* Арзуияи А. С. Сооружение нефтегазохранйлнщ. М., «Недра», 1966.
504
стойка используется лишь как инвентарное приспособление и
удаляется по окончании монтажа. Опорная плита центральной стойки,
поддерживающей покрытие, должна иметь значительный диаметр для
обеспечения надежности днища.
Выбор типа покрытия зависит от условий эксплуатации резервуара:
если преобладают нагрузки на покрытие, действующие свер:)£у вниз (зес
покрытия и теплоизоляции, снег, вакуум'), то следует применять
коническое или сферическое покрытие, если преобладают нагрузки,
действующие снизу вверх (внутреннее избыточное давление
паровоздушной смесн), то предпочтительнее делать торосферическое или
сфероцилиндрическое покрытие.
Ввиду знач^ительной трудоемкости изготовления и монтажа
конического покрытия, несущие конструкции которого состоят из ферм,
прогонов, радиальных балок и связей, разработано и внедрено
покрытие, собираемое из крупноразмерных щитов заводского изготовления.
Рнс. XXI 1.7. Перевод нахлесточного соединения
днища иа соединение встык на подкладке
/ — листы окрайков; 2 — иахлесточный участок; 3 —
подкладка; 4 —• стыковой участок; 5 — корпус резервуара
Рис. XXII.8. Типы кровель вертикальных цилиндри-
ческнх резервуаров
а —• коническая; б — висячая; в — сферическая; г — сферо-
евидная или сфероцилиндрическая
«;
б)
представляющих собой каркас из прокатных двутавров и швеллеров,
к которому приварен листовой настил толщиной 2,5 мм (рис. XXII.9).
К криволинейному краю щита для ускорения монтажа приваривают
специальные планки-ловйтели (рис. XXII.9, деталь А). ^
Щитовое покрытие по сравнению с покрытием из ферм позволяет
значительно уменьшить число монтажных элементов, прогонов,
радиальных балок, связей и ускорить монтаж. Так, каркасное покрытие
резервуара вместимостью 5000 м^ собирается из 300 элементов (фермы,
прогоны, радиальные балки, связи, настик), а щитовое покрытие
такого резервуара — из 25 монтажных элементов (щитов). Для типовых
резервуаров вместимостью 1000—5000 м^ используют трубчатую стойку.
На нефтепромыслах и крупных нефтебазах целесообразно
применять вертикальные резервуары вместимостью 10 000, 20 000 м^ и брлее
со сферическим покрытием без стоек; это уменьшит капитальные
затраты на 20—30%.
Сферическое покрытие резервуара представляет собой купол,
секторные щиты которого опираются на верхнее обвязочное кольцо корпуса '.
Для возможности рулонировання и с целью экономии металла ниж-
' Вакуум (разрежение) возникает при охлаждении жидкости в резервуаре вслед-
стаие конденсации паров, а также при выпуске жидкости.
505
Рнс. ЗСХП.Р. Щит крорли вертякчл1>»ого, «йлиидрччмкоге
реэерчуара цместкмоетью 3Q0Q ¥' (прнрытве еостдит из Ш
одйнчкойих ШЙТ9Э Р центрэл£,чргр круг?), деталь Л —до-
витель
W
>?
V
ние пояса резервуаров вместимостью 10 000—100 000 м^ следует
проектировать из ннзколегирова{1Ной стели или из термоупрочненной высо-
коцронной стали.
Для бистальнщх, сталеалюмициевых резервуаров, резервуарор с
двухслойной стенкой, а также предварительно-напряженныз^ стальных
резервуаров, нижняя часть стенк^! которых обмотала высокопрочной
лентой или проволокой, оптимальная
высота корпуса должна определяться
из условия минимума стоимости, а не
минимума массы.
При вместимости от 10 000 до
100 000 м^ наивыгоднейшая высота
резервуара 14—22 м. В СССР принята
максимальная высота 18 м.
Чтобы уменьшить чирло деталей и
протяженность швов, желательно
применять (при толщине 11 мм и более)
листы шириной 2000—2200 мм,
длиной 8000 мм.
В настоящее время на станах для
сборки, сварки и рулонирования
заготовок можно изготовлять полотнища
шириной до 18 м.^ Если толщина
нижних поясов резервуара из
углеродистой стали, из стали повышенной и
высокой прочности получается более
18 мм, то для возможности
рулонирования полотнищ следует применять
двухслойную стеику идц обмотку
нижних поясов высокопрочной лентой или
г^
т
рц<5. Х5СП Ш. Утррная ччсть Р?зерэуз-
ра давлением 10—30 ^{i/м , заанке-
ренная в грунте
I—анкерный болт; 2 — днище резервуара;
3 — кольцо жесткости; 4 — стенка
резервуара; 5 — железобетонная плнта, 6 — сталь-
цщщ труйй, 8 котрроя и^хоартср болт ;
до окончания монтажа днища, 7 —
конструкция низа анкерного болта /
50§
прдволовой. Цо исследованиям Ч- Ы, 1вледй ц Э. g. Рамазавовй', зконо-
¥^ч§скч эффективно обм1Т«8йть нижнюю наеть jtepnyca. Стэдан*. обща-
тйя корпуса определчется прадедом, за вдтормм кругрващ форма т-
лйндричесвдй оболоч|сн ст8н§8йтся неустойчивой.
Вели мутрринв!^ }f36feiT0fwog ммтт й нйро^оздущном яррстрйвет-
ре превышает 2 кН/м?> необходимо »:ррцит^ нижний тщс стенкн »
заглубленном железобетонном пттт ihwphwmh болтами (рнс. ХХПЛО)
BQ избежание отрыва нрая дннвда от орноч^иин.
г. Основы ра£«1ета резервуаров
При заполнении резервуара жидкостью в стенке возникают
растягивающие напряжения, направленные горизонтально по касательной к
окружности (рис. ХХП.И). Рассматривая равновесие полукольцевой
в,
Рнс. KXJI,U. к рэсчэту спщц вдрчусз
вертикального цилиндрического резер-
ауарэ
Рис. XXII.12. Нанряж^ино-деформиро-
ванное состояние утбрной части
резервуара
о — конйтрукция сопряжения; б —эпюра
моментов краевого эффекта
нрлоскн высотой dx, рзсположецной т глубине от цовер^^нортн
жидкости, получим
2Nx = 2a8dx = 2гу)(ф(, (XXII, I)
где S —' толщина пояса стенки в рассматриц^рмом сеченри; у — удельный вес
жидкости; ух — гидростатическое давление на глубине х от высшего уровня жидкости; г —
раднус.
Отсюда находим растягивающее напряжение в поясе резервуара, вы-
з]ьщчемое давлением ЩНДкрстц:
a=(yxr)/S. (XXII.2)
Формула для расчета пояса стенки наливного резервуара по первому
предельному состоянию на прочность
a=(яv^/•)/e<m^?^^
щы.
i-<mRl\
(XXII. 3)
где П гт-коэффициент перегрузки, цричрмчеь^УЙ МЧ гидростатического давления rai =
= 1,1, для внутреннего давления «2=1,15; т — коэффициент условий работы, прини-
мз§мыЧ Ябццщ идя стирка речервррз рящыц 0,§; /?"-^ р9Счетио# еоиротймвние
свзрнргр шва встык растяя^ечию; ро — .г1эвлерп? лароврздущиой смесн.
i Бел;|«я Е, И-, С»Ф»Вян Ш. К., Рамаэанрв Э. Б. Экспериментальное исследование
предрарйтельцо-напряженного стальнрго резервуара. Экспресс-информация № 23.
ВНИИгазпром, 1968.
807
Удельный вес нефти и нефтепродуктов при расчете стенки <^ычйо
принимается 7=0^.0009 кг/сл^. Корпус рассчитывают, предполагая, что
резервуар наполнен жидкостью до верхней кромки. Толщину каждого
пояса стенки определяют, принимая глубину х в расчетных формулах
(ХХП.З) равной расстоянию от верха ксфнуса до уровня,
расположенного на 300 мм выше нижней кромки рассчитываемого пояса. Это
объясняется тем, что кольцевые швы, сопрягающие соседние пояса, играют
роль бандажей и около них возникает так называемый краевой
эффект вследствие больщей толщины и большего значения предела
текучести наплавленного металла по сравнению с прокатной сталью.
Кольцевое усилие краевого эффекта при жестком защемлении края
пояса
АГэф== -P,«-'^{cosAi-f sln*i), (XXII.4)
где р1=1,1у.«-Ь1.15ро — расчетное внутреннее давление; е» 2,7183 — основание
натуральных логарифмов;
— коэффициент затухания 'краевог<Г эффекта; ц=0.3 — коэффициент Пуассона; |==
='Х\1г — относительная продольная координата (здесь под х\ подразумевается
расстояние от ближайшего защемленного края до рассматриваемого сечения пояса).
Любая осесимметричная нагрузка вызывает окружное усилие
краевого эффекта обратного знака по отношению к окружному усилию без-
моментного напряженного состояния
Nt^p^r, (XXII .5)
яоскольку кольцевые швы сдерживают деформацию обоЛочки.
У сопряжения стенки с днищем (утора) возникает изгибающий
момент краевого эффекта вдоль образующей корпуса, который при полном
защемлении и отсутствии углового перемещения утора равен:
Af ^ Р' e-ki (sjn ;^| _ cos щ). (XXII ,6)
2K3(l-|i?)
При 1=0 (у нижнего края первого пояса корпуса),г
М = Ёгг=г «0.3A,1тЯ-Ь1,15ро)Аб. (XXII.7)
2УЗA-ц?)
где Н — высота стенки резервуара.
Учитывая упругое защемление стенки в днище и угловое
перемещение сопряжения (рис. XXII.12), можно принять расчетный краевой
момент равным Ч
М«0,1A,1тЯ4-1,15ро)г§ ■ (XXII.8)
Краевой момент становится равным нулю на расстоянии от нижней
кромки корпуса
X = nIArIk ^ 0,6 УТь. (XXII.9)
Выступ дннща за пределы стенки принимается не более 50 мм, так
как при большем выступе краевой эффект заметно интенсифицируется.
* Более точный расчет сопряжения корпуса с днищем изложеи в книге М. К. Са-
фаряна и О. М. Иваяцова. Проектирование Н'сооружение стальных резервуаров для
нефтепродуктов. М., Гостоптехиздат, 1961. ~ -
508
Вертикальные цилиндрические резервуары могут быть со стенкой
постоянной толщины б:;=4 мм (наименьшая толщина, принимаемая из
условия удобства сварки и сопротивляемости коррозии) и со стенкой
переменной толщины 6^4 мм.
Проектиррванне современных вертикальных резервуаров требует выполнения ряда
расчетных проверок, одной из которых является проверка устойчивости формы корпуса
переменной толщины.
Особенности такого расчета заключаются в следующем При определении нижнего
критического напряжения при осевом сжатии расчет следует производить по
наименьшей толщине стенки корпуса, так как при центральном сжатии (от снега,
теплоизоляции, веса покрытия, веса стенки и вакуума) по высоте оболочки переменной толщины
образуется несколько полуволн и верхние (наиболее тонкие) пояса могут
«выхлопнуть», в то время как средние и нижние пояса сохраняют устойчивость.
В Л. Агамировьм предложено приближенное условие сохрайения устойчивости
тонкой цилиндрической оболочки при совместном действии осевого и р'адиального
сжатия-
oi/aik + Oi/Oik < т, . (XXII. Ю)
где (Ti и оа — абсолютные значения расче'гных (продольного и кольцевого) сжШйающих
напряжений; cTik и оак — нижние критические напряжения при раздельном действии
осевого и радиального сжатия; т=1, если нет специальных указаний
Если принятая толщина верхних поясов корпуса оказывается недостаточной, то
следует ее увеличить или ввести ребра жесткости.
3. Выбор оптимальных'размеров резервуара
По исследованиям В. Г. Шухова, заложившего основы современного
резервуаростроения, резервуар со стенкой постоянной толщины имеет
минимальную массу, если масса днища и покрытия вдвое меньше массы
стенки, а резервуар со стенкой переменной толщины получается
наиболее экономичным, если масса днища и покрытия равна массе стенки.
Объем стали в резервуаре со стенкой постоянной толщины
Vc = пгШ + 2ягН8. (XXU. И)
Здесь первое слагаемое выражает объем стали днища и покрытия, а
второе—объем стали стенки; Д — сумма толщины днища и приведенной толщийы покрытия (с
учетом каркаса); г — радиус резервуара, Н — высота корпуса; б — толщина стенки
Подставляя в уравнение (ХХП.И) г='|/У/(яЯ) (где V —
вместимость резервуара) и приравнивая первую производную от Fc по Я
нулю, получим значение оптимальной высоты резервуара со стенкой
постоянной толщины
3
Яопт = 1Л^Д')/(п6'). (XXII. 12)
Аналогичным путем В. Г. Шухов нашел оптимальную высоту
резервуара со стенкой переменной толщины.
При расчете такого резервуара по предельному состоянию
^опт = V {"К A)/(nY) . (XXII. 13)
Из формулы (XXII.13) видно, что при маломеняющемся значении А
оптимальная высота корпуса тоже мало изменяется." Наибольшее
значение вместимости резервуара, для которого рациональна стенка
постоянной толщины,
-,/ (mRf)
яб^ У . , 1 ■ (XXII. 14)
Д (rav)8
509
При большей вместимости следует назначать переменную толщину
етенки и пользоваться формулой (XXII.13). Полученную оптимальную
высоту корпуса округляют до ближайшего размера, кратного ширине
применяемых листов.
Формулы В. Г. Шухова, выведенные из условия массы резервуара.
Применимы для монбметаллическйх налиеных резервуаров, толщина
.верхних Поясов которых диктуется условиями прочности, а не
устойчивости; они теряют свою силу в применении к бИстальным (из стали двух
марок), предварительно-напряженным и сталеалюминйевым
резервуарам, к резервуарам повышенного давления (если нормативное
избыточное давление паровоздушной смеси превышает 2 кН/м^), к
резервуарам вместимостью более бООО м^.
§ 3. РЕЗЕРВУАРЫ СПЕЦИАЛЬНЫХ ТИПОВ ДЛЯ ХРАНЕНИЯ
СЫРОЙ НЕФТИ, БЕНЗИНА И СЖИЖЕННЫХ ГАЗОВ
1. Борьба с потеоямй легких фракций сырой нeфtи
и бензина при хранении
К основным мерам борьбы с потерями легких фракций сырой нефти
и бензина при хранении относятся: 1) сокращение-амплитуды
колебаний- температур жидкости 4i паровоздушной смеси; 2) хранение
жидкости под давлением, создаваемым паровоздушной смесью; 3) уменьшение
геометрического объема паровоздушиого пространства резервуара;
4) об^едииенйе группы резервуаров газовой обвязкой с паросборником
иди без него.
\ Чтобы умейьшить амплитуду колебаний температур поверхности
жидкости и паровоздушной смеси, покрытие и корпус окрашивают
алюминиевой краской и делают теплоизоляцию из легких несгораемых
материалов.
' Окраска наземных и надземных резервуаров в светлые тона
уменьшает потери легкоиспаряющихся жидкостей и должна применяться
независимо ОТ типа резервуара.
Более действенными мерами борьбы с потерями при хранении легко-
испаряющихся жидкостей являются: 1) хранение их под давлением',
создаваемым паровоздушной смесью в газовом пространстве
резервуара (при средней оборачиваемости содержимого резервуара до 24 раз в
год); 2) хранение в резервуарах с плавающей крышей или в
резервуарах с понтоном и стационарной, крышей (при большой
оборачиваемости содержимого резервуара); 3) применение газовых обвязок с
паросборниками или без них (при средней оборачиваемости содержимого
резервуара); 4) хранение указанных жидкостей в -заглубленных или
изотермических наземных резервуарах*.
Выбор типа резервуара зависит от физических свойств продукта,
оборачиваемости его, вместимости хранилища и района расположения
резервуара.
Сжиженные газы (легкие фракции бензина, бутан, пропан и др.)
хранят в горизонтальных цилиндрических резервуарах и в шаровых
резервуарах под давлением обычно 250—1800 кН/м^.
Резкое уменьшение геометрического объема паровоздушного
пространства достигается применением резервуаров с плавающей крышей.
1 Купалов К. К., Глухов Л. И. Резервуары повышенного давления «Новости
нефтяной и газовой техники» Сб № 4 ГОСИНТИ, 1963
' Лессиг Е. Н., Лилеев А. Ф, Соколов А. Г. Листовые металлические конструкции.
М., Стройиздат, 1970
2. f^sepsyapw с плавающей крышей и реэервуарь^,.
со стационарной itpkitu6« и с понгойом
При высокой оборачиваемости сырой нефти и бензина в
резервуарах вместимостью 10000---100 000 м* рационально npMMettsfb
плавающие крыши, позволяющие значительно сократить потери при
хранении легкоиспаряющихся жидкостей в этом режиме эксплуатации'
0,00
Рис. XXII.13. Резервуар вместимостью 50 тыс. М' с плавающей крышей
/ — корпус; 2 — днище; 3 — плавающая крыша в нижн^ положейнн; 4 — то же, в верхнем поло-
женин; 5"Кольцевой короб крышн; S —стойки; 7 — водоотводная труба
(рис. XXII.13). Затвор по
периметру плавающей крыш-и
может быть жестким или
мягким (рис. XXII.14). Вверху
корпуса предусматривается
кольцевой балкон,
обеспечивающий неизменяемость верхней
кромки резервуара,
соединенный с плавающей крышей —
внутренней качающейся
лестницей, щарнйрно
прикрепленной к верху корпуса
резервуара. Низ внутренней лестницы
перемещается по плавающей
крыше в радиальном
направлении и не препятствует
изменению положения крыши по
высоте.
На плавающей крыше
проектируют опорные стойки
высотой 1,5—2 м (см. рис.
XXII.13), обеспечивающие
йг
Рнс. XXII.14. Типы затворов плавающей
крышн
а " шхерный; б — МЯГКИЙ из сиятетического
каучука е пенополиуретановым сердечником
ч
удобство ремонта крыши и днища резерЁуара. Для стока дождевой воды
и растаявшего снега наружной поверхности плавающей крыши придают
уклон к центру. Воду с крыши удаляют через шарнирную трубу,
прикрепленную к центру кровли снизу и снабженную поворотными
шарнирами.
Резервуары с плавающей крышей имеют люки, лаэы,
предохранительные и вакуумный клапаны, размещенные на крыше. Вакуумный клапан
служит для того, чтобы после опорожнения в резервуаре не образовался
вакуум, когда крыша занимает низшее положение. Через предохрани-
' Буичук В. А., Веревкии С. И., Стулов Т. Т. Специальные резервуары для нефти
и нефтепродуктов. М., «Недра», 1967.
511
тельные клапаны при заполнении резервуара выходят ьойш$х,
заключенный между днищем и крышей в ее нижнем положении'.
Плавающая крыша представляет собой кольцевой понтон большей
частью с одностенчатым диском в центральной части крыши
(рис. XXII.15). Плавающую крышу сваривают из стальных листов
толщиной 4—5 мм н испытывают на непроницаемость.^
01
0
—CZ3!
Рнс. XXII. 15. Схемы плавающих крыш
Z — одностенчатая с кольцевым понтоном; б — то же. а газовым пространством; t — газовое иро-
страйство
x.AJ"P
Рис. ХХП.16. Резервуар повышенного давления
а —общий вид, б —деталь покрытия; в —анкерное крепление; г —опнранне покрытия; / — корпус;
2 — анкерный болт; 3 — подкрепление стенки I
Резервуары с открытой плавающей крышей можно применять лишь
в южном н среднем климатических поясах. В районах, где возможны
снежные или пылевые заносы, открытые плавающие крыши
неприменимы. В этих условиях сооружают резервуары с понтоном, защищенным
от заносов стациоцарной крышей.
3. Вертикальные цилнндр1р1еские peзepвyaI^ы
со^фероцидиндрнческой кровлей
Чтобь^ хранить бензин под давлением 15—25 кН/м^, в вертикальных
цилиндрических р§зерщарах применяйт сфероцилиндрическое
покрытие 1. Повышенное давление в паровоздушном пространстве резервуар,а
значительно уменьшает потери бензина от «малых дыханий». Днище
резервуара плоское, рулднируемое. Чтобы периферийная часть днища
не поднималась вместе со стенкой под действием внутреннего давления*
паровоздушной смеси лр» толщине слоя бензина порядка 300 мм,
нижний пояс корпуса зааввёрн^ают в грунт при помощи стальных тяжей,.
расположенш1№Л»Р^ 2-«-2Д ц. Против верха анкерных консолей распо-
> Сафарян М. Ki Ашквиазв М. И., Чолоян Г. С. СтальнЬе резервуары со
сфероцилиндрической кровлей для нефтепродуктов. Изд. ВНИИСТГдавгаза СССР, 1961.
312
лагают внутреннее кольцо жесткости из неравноаояочного уголка,
швеллера или сварного тавра, обеспечивающее прочность и
устойчивость нижнего пояса резервуара. Каждый анкер закрепляют в
железобетонной плите, уложенной оа то 1ютл№вот> шттвааа, яосерый имеет
трапециевидное сечение, и заполняют обратн(»1 засыикой с послойным
трамбованием.
Покрытие резервуара бескаркасное, сфероцялиндричесяое,
состоящее из цилиндрических лепестков, очерченных двумя сопряженными
радиусами по коробовой кривой (рис. XXII.16,в); большой радиус равен
диаметру корпуса, а малый (переходный) — 1/10 большого радиуса.
Относительно большое число цшгандрвческих лепестков приближает
многоугольник горизонтального сечения покрытия к окружности. Каждый
лепесток состоит из двух листовых деталей, свальцованных по разным
радиусам. Сопряжение покрытия со стенкой осуществляют посредством
кольца жесткости из прокатного швеллера (рис. XXII.16). Лепестки
кровли соединяют между собой внахлестку; это упрощает их
изготовление и ускоряет монтаж купола. Центральная часть покрытия
представляет собой пологую сферическую оболочку диаметром в плане '^З м, на
которой располагается необходимое технологическое оборудование.
Верхний пояс стенки имеет уменьшенную ширину; завод-изготовитель
поставляет его сваренным с кольцом жесткости из швеллера
(отдельными блоками), что устраняет потолочную монтажную сварку.
4. Горизонтальные цилиндрические резервуары
Горизонтальные габаритные резервуары (рис. XXII.17) вместимостью
до 300 м^ экономичнее других типов резервуаров повышенного давления.
Достоинствами габаритных горизонтальных резервуаров являются:
1) простота конструктивной формы; 2) возможность поточного
изготовления их иа заводах н перевозки в готовом виде; 3) удобство надземной
и подземной установки; 4) возможность значительного повышения
внутреннего избыточного давления (до 2000 кН/м^) и вакуума (до
100 кН/м^) по сравнению с вертикальными цилиндрическими
резервуарами и как следствие этого уменьшение потерь легкоиспаряющихся
жидкостей при хранении.
К недостаткам горизонтальных резервуаров относятся необходимость
устройства специальных опор и сравнительная сложность замера
продукта, хотя эти недостатки и свойственны многим типам резервуаров
повышенного давления (каплевидным, шаровым и др.).
Объем горизонтальных резервуаров может быть 3—300 м^,
толщина оболочки— 3—36 мм, диаметр — 1,4—4 м, длина — 2—^30 м. Для
установки оборудования, а также для возможности осмотра,*fjei*®HTa и
очистки в верхней части резервуара располагают горловину диаметром
500—750 мм с крышкой и лазом.
Корпус горизонтального резервуара состоит из нескольких обечаек
а каждая обечайка — из одного или двух лйСтед.^Ц&рВДб л«ств®.»ай»в-
ных резервуаров вместимостью 50—3{Ю:.м^:«да1йзда-»«а*1«?ч«ть.1рй«||^
1500—1800 мм, а резервуаров, работающих под дааошшем, — ШШшы
(при давлении 250—1250 кН/м^) и 2400 мм (при давлении 1600—
2000 кН/м'^). Все соединения листов корпуса должны быть сделань
встык.
Поскольку промежуточные кольца жесткости обеснечадммют *работ}
корпуса резервуара (при действии веса койструщщн и л«йа»^|ЭДЯйШоти)
как двухконсольной балки кольцевого сечения,прояетом,1а с шикаоя^м?
вылетом с (рис. XXI 1.2): опорный момент
M^^~(gci)l2, (XXII, 15
33—478 51S
I'fOOSenmcmb
Pv '?№ i/iii Sev/яи-
ляциШзаг/к/шить!
Bud Л
Л л
Резьба
mapffami/pe
Сте//т ^//иш
Рис. XXII.17. Го-
ризонтальный
резервуар с
эллипсоидальными
днищами для легких
фракций бензина
вместимостью
100 мз
/ — муфта, D-30 мм
для qnycKHoro
незамерзающего клапана,
2 — коротыш из
уголка 125X12 для
крепления колонки
указателя уровня; 3 —
муфта, D0 мм для
указателя уровня;
4 — штуцер, D—100 мм
для предохранитель-
fi^'fSlf п/шен из ного и вакуумного
епишяш 101апаиов: 5—муфта,
D~400 ММ ДЛЯ
указателя уровня; 6 —
оболочка дниша;
7—медный провод
заземления; S — муфта, />=-
= 20 мм ДЛЯ
термометра; 9 —
специальные муфты ДЛЯ
вентилей взятия пробы
Пролетный момент (в центре пролета)
Мпр = 9( '^/8-^2/2).
(XXII. 16)
Из условия равенства абсолютных значейий опорного и пролетного
моментов находим оптимальное значение пролета
(XXII. 17)
/п
: 0,586/,
где l^vlnr^ — расчетная длина резервуара.
1-й
Нагрузка на единицу длины q=n{Gll+vnr^),
где п=1,1 — коэффициент перегрузки для веса резервуара н веса жидкости.
Напряжения в корпусе резервуара, как в двухконсольной балке,
находят обычным способом, зная, что момент сопротивления поперечного
сечения корпуса Wwar^b.
Если промежуточных колец жесткости нет, то критерием для выбора
способа расчета корпуса толщиной б является безразмерный параметр
Ы^1г^\ при Ы^/г^'^Ю корпус следует рассчитывать на указанные неосе-
симметричные нагрузки как балку кольцевого сечения, а при(б1^1/''^<
<10 — как замкнутую цилиндрическую оболочку кругового сечения по
полумоментной теории '.
На внутреннее избыточное и гидростатическое давление при
избыточном давлении до 70 кН/м^ включительно оболочку корпуса рассчиты-
вают\по первому предельному состоянию
а = f(«iP + mvD) гу8 ^mR, (XXII. 18)
где /ii = l,15 — коэффициент перегрузки для внутреннего избыточного давления; «2 =
= 1,1—то же, для гидростатического давления; р — нормативное избыточное
давление; V — удельный вес жидкости; £)=2г — диаметр корпуса; 6 — толщина стенки; m —
коэффициент условий работы, равный 0,7 при хранении сжиженных газов и 0,8 при
хранении прочих жидкостей; R — расчетное сопротивление металла растяжению.
При избыточном давлении свыше 70 кН/м^ стенку иногда
рассчитывают по допускаемым напряжениям (ГОСТ 14 249—73).
Полагаем, что и при избыточном давлении более 70 кН/м^
резервуары и газгольдеры следует рассчитывать по предельным состояниям на
прочность, на устойчивость и на жесткость (по перемещениям).
Устойчивость формы резервуара при действии вакуума проверяют по
первому предельному состо5Гнию по формуле
а<ак, {XXII.19)
где кольцевое сжимающее напряжение в оболочке корпуса
а=(прг)/Ь, (XXII. 20)
критическое кольцевое напряжение при всестороннем сжатии
ак=0,55£F//) Кб/г, (XXII.21)^
где р — абсолютное значение вакуума (например, при t=—40° С для сжиженного
бутана р=82 кН/м^, для легких фракций бензина р=96 кН/м^); / — расстояние между
опорными диафрагмами ^о при отсутствии промежуточных колец жесткости или шаг
промежуточных колец (а^г/2); при частом расположении кольцевых ребер (а<;-/2)
оболочку следует рассматривать как ортотропную.
Днища резервуаров делают плоскими, коническими,
цилиндрическими, сферическими или эллипсоидальными (рис. XXII.18). Тип днища
зависит от давления, вакуума и диаметра резервуара.
Плоские ребристые днища не могут быть рекомендованы из-за
значительного веса и большой трудоемкости изготовления.
Плоские безреберные днища, представляющие собой круглые
мембраны (соединенные с корпусом окаймляющими уголками,
свальцованными на перо), целесообразны при вместимости до 100 м^ и давлении до
40 кН/м^, пологие конические днища — при вместимости до 100 м^ и
давлении до 50 кН/м^.
Для резервуаров, работающих под избыточным давлением,
превышающим 40—50 кН/м^, плоские мембранные днища при обычных
толщинах D—5 мм) получаются слишком деформативными, что делает
* Лессиг Е. Н., Лилеев А. Ф., Соколов А. Г. Листовые металлические конструк-
ции. М., Стройиздат, 1970,
33» 515
а)
111*' fli' \^
Рис. XXII.18. Типы днищ горизонтальных резервуаров
а —плоское; б — коническое; в — цилиндрическое; г — сферическое; d — эллипсовидное
Oil
г
.
^
J/J/^JJ
Г
!ь
\
1
'
122^
■' ш|"
1 "lm
■ц
'7777Т7Т
• ш,
"CVJ
5
t
\
z
0
•
(^
ч
6
h
^
0
\/
\
Статной
башмак
УГГ7Т, Г7777Т777777
Рис. XXII.19.
Горизонтальный резервуар
вместимостью 100 м' с
цилиндрическими днищами
на стоечных опорах из
сборных
железобетонных стоек и
фундаментов
SfW9
Рис. XXII.20. Гориэонталыгый резервуар с полушаровымя днищами вместимостью
270 м' из листов шириной 2400 мм яа стальных стойках и сборных железобетонных
фундаментах
невозможным измерейие (q требуемой точяостью) объема жидкости, на-
ходдще|1ся в ^^езерлуаре. В этих случаях цилиндрические, сферические и
эллипсоидальные днища оказываются целесообразнее плоских и
конических, поскольку они обладают большой жесткостью и надежностью в
эксплуатации. Резервуары с цилиндрическими днищами толщиной,
равной толщине корпуса (рис. XXI 1.19), при вместимости более 50 м^ и
давлении, превышающем 50 кН/м^, легче плоскодонных резервуаров и име-
516
А'А
^опшмое евчвма пояьца гкаетноеты
ют 1иеньшую протяженность швов, .во несколько сложны в изготовлении.
Пол)Ш1аровые и эллипсовидаые днища да^метрои до 4000 мм, толщиной
8—36 мм изготовляют горячей штамповкой. Глубина эллипсовидного
днища (без учета цилиндрического борта высотой 40—100 мм) равна
четверти диаметра днища, так как при этом локальные напряжения имеют
пренебрежимо малое значение.
Расчетная толщина эллипсовидных днищ равна или больше
толщины стенки корпуса; толщину их заготовки приходится назначать
большей из-за окалины и вытяжки при
горячей штамповке (обычно на 2—3 мм).
Надземные резервуары опираются
на две седловые опоры (рис. XXII.2)
или на две опоры стоечного типа
(рис. XXII.20). Угол охвата
резервуара седловой опорой изменяется от 60
до 120° (для алюминиевых
резервуаров 60°, для стальных резервуаров
нефтебаз и складов жидких
химикатов 90°, для стальных резервуаров
складов сжиженных газов 120 ).
Против каждой опоры внутри резервуара
находится диафрагма,
представляющая собой подкрепленное прямыми
стержнями из одиночных уголков,
кольцо жесткости из уголка,
приваренного пером к стене корпуса (рис.
XXII.21).
Подкреплять опорное кольцо
лучше треугольником, но можнб
квадратом, ромбом, крестом. Подкрепленные
кольца наиболее удобно рассчитывать
методом сил'.
При опирании на седловую опору
целесообразнее подкреплять опорное кольцо треугольником.
Для возможности вальцовки колед в колодном состоянии отношение радиуса
вальцовки к ширине полки уголка, расположенной в пло(^костн кольца, должно быть ие
менее 15 для углеродистой стали и не менее 20 для низколегированной стали.
При отношении радиуса оболочки к ее толщине г/б^гОО промежуточные кольца
жесткости ие требуются; при /■/е>200 для обеспечения жесткости оболочки при
транспортировании, монтаже, при вакууме, а также для гарантии требуемой точности
измерения объема жидкости, заполняющей резервуар, необходимы момежуточные
кольца (по одному в каждой обечайке) с шириной полки не менее 1/30 радиуса валшовки
без применения подкрепляющих стержней. Стык кольца жесткости должен
размещаться в наименее напряженной зоне кольца, чтобы не применять стыковую накладку, а
ограничиться сваркой уголка встык. На рис. XXII.21 приведено конструктивное
решение нижней части кольца с отверстием для стока осадков; в вагинальной волке
уголка делается вырез высотой 30 мм, шириной 160—200 мм. В расчетное сечение опорного
кольца включают уголок и прилегающую к нему полосу корпуса шириной 306 для
углеродистой стали, 256 для низколегированной стали и 206 для алюминиевых сплавов.
Рис. XXII.21. Опорная диафрагма
типовых горизонтальных резервуаров
для нефтепродуктов
5. Каплевидные резервуары
Каплевидный резернуар * (рис. ХХП.З) имеет форму, которую принимает круглая
капля жидкости, покоящаяся на несмачиваемой горизонтальной плоскости, под
действием сил поверхностного натяжения Такой резервуар является равнопрочным в
условиях основного расчетного режима жидкости и napoift и, удерживая пары от рассеива-
1 Лессиг Е. Н. Расчет и устройство опорных диафрагм горизонтальных
резервуаров «Вестник инженеров и техников», 1953, № 4
'^ Авторами проектов построенных в СССР каплевидных резервуаров V=200 м'
являются С, И, Веревкин и Г. М. Чичко.
617
ния в атмосфере, позволяет значительно уменьшить потерн при хранении бензина,
ацетона, спирта и других легкоиспаряющнхся жидкостей.
Каплевидные резервуары рационально применять при вместимости 2000—6000 м',
избыточном давлении паровоздушной смесн 30—50 кН/м* и оборачиваемости
содержимого 6—24 раза в год.
Под действием максимального гидростатического давления жидкости и
наибольшего давления в газовом пространстве элементы каплевидной оболочки испытывают
одинаковые растягивающие напряжения в главных направлениях срединной поверхности
оболочки. Минимальный объем газового пространства каплевидного резервуара
составляет 10% его полного геометрического объема. Поскольку каплевидный резервуар
является оболочкой вращения, для его расчета применимо уравнение Лапласа
Ni/ri + NJr^ = p = Pr + p„, (XXII.22)
где Ni и Ni — меридиональное и кольцевое усилия на единицу длины нормального
сечения оболочки, связанные с напряжением а и толщиной стенки в формулой Л^==о6;
/ и /-2 — радиусы главных кривизн {ri — меридиональный, Гг — кольцевой); р —
нормальное давление на рассматриваемый элемент оболочки, складывающееся из
гидростатического давления Pr = vh и избыточного давления в паровом пространстве
резервуара рш=^кв (h—расстояние от элемента оболочки до поверхности жидкости; hm —
напор в единицах длины столба жидкости, эквивалентный избыточному давлению
паровоздушной смеси; v — удельный вес жидкости).
Полагая в уравнении (XXII.22) по условию равнопрочности Ni=Ns=N, получим
1 //-1 + 11н = (Рг + Ри) IN. (XXII .23)
Если оболочка имеет постоянную толщину, то во всех ее элементах Од==аг^Лр^
Отсюда получаем основное уравнение для расчета каплевидного резервуара'
1/^1 + 1/г, = {P^ + P„)l[mRf S). (XXII.24)
При расчете необходимо ввести коэффициенты перегрузки действующих нагрузок.
Дополнительный расход стали на опорное кольцо, каркас и на усилие нижнего
пояса (из-за краевого эффекта) ухудшает технико-экономические показатели
каплевидного резервуара. »
Серьезным недостатком является относительная сложность изготовления и
монтажа каплевидных резервуаров, вследствие чего они значительно дороже вертикальных
цилиндрических резервуаров (при одинаковой емкости) и не получили широкого
распространения.
6. Шаровые резервуары /
Для хранения сжиженных газов и легких фракций бензина при
вместимости 600—4000 м^ рационально применять шаровые резервуары
(рис. XXII.22), работающие под давлением 250—1800 кН/м^.
Расчетную толщину оболочки шарового резервуара, работающего
под высоким давлением, определяют без учета местного изгиба и
концентрации напряжений у опор по формуле
6 = (Рг + РпЩЧп^Т), (XXII.25)
где рт и Ри — гидростатическое и избыточное давления, взятые со своими
коэффициентами перегрузки; г — радиус резервуара; т=0,7 — коэффициент условий работы
резервуара; /^р" — расчетное сопротивление швов встык растяжению, равное 0,95
расчетного сопротивления основного металла (из-за того, что они монтажные).
Такой расчет эквивалентен расчету по ГОСТ 14249—73.
Проектную толщину принимают большей, учитывая окалннообразо-
вание и вытяжку при горячей штамповке.
Если при понижении температуры в шаровом резервуаре возникает
вакуум, резервуар должен быть проверен на устойчивость по формуле
а<ак, (XXII. 26)
* Чнчко Г. М. Расчет каплевидных резервуаров и выбор системы опирания
корпуса. М., Гостоптехиздат, 1951.
518
где сжимающее напряжение при вакууме р
а= (пргI26.
(XXII. 27)
Здесь п=1,15 — коэффициент перегрузки для вакуума (при нормативном вакууме до
82 кН/м^; при большем значении за расчетный вакуум принимается отрицательное
давление, равное 100 кН/м').
Критическое напряжение для равномерно сжатой шаровой оболочки
Ок = АК£б)//-с], (XXII.28)
где А==0,1 при гс/6^500 и 1,821/ б/ло при /■с/6>500; лр —радиус шаровой
(сферической) оболочки.
Рис. XXII.22. Шаровые резервуары
а —иа стальных лапах; б —иа кольцевой опоре; в —на трубчатых стойках
Рис. XXII.23. Схемы раскроя шаровых резервуаров вместимостью 600 м^
а — Таганрогского котельного завода; б — Чехословакии; в — Барнаульского котельного завода,
г— Франции; д ■—Уралхиммашзавода
Предельный вакуум
{2kE8y{nrl).
(XXII. 29)
Если толщину оболочки диктует внутреннее давление, то
целесообразно использовать низколегированную сталь марки 09Г2С или
высокопрочную сталь, неразупрочняемую при сварке; если толщина шарового
резервуара из углеродистой стали определяется вакуумом, то переход
на низколегированную или высокопрочную сталь может потребоваться
из-за низкой температуры при эксплуатации.
519
при сравнении вариантов шарового резервуара следует
сопоставлять расход и стоимость металла (приведенные к единице ^толезного
объема резервуара) , размеры и раскрой листов, отходы металла в
процентах и протяженность швов.
Раскрой шаровой оболочки может быть футбольным и параллельно
меридиональным (двухпоясным, трехпоясным н т. д.). В СССР принят
второй способ раскроя, так как он обеспечивает возможность
автоматической сварки трактором. Листы сечением до 2100X36 мм из стали
класса С 46/33 вальцуют по шаровой поверхности в холодном состоянии на
специальных вальцах конструкции Г. С. Сабирова. Листы большей
ширины и толщины штампуют в горячем состоянии на гидравлических
прессах. Некоторые схемы раскроя шаровых резервуаров представлены
на рис. XXII. 23.
Автоматическая сварка собранной шаровой оболочки при обшей
массе не более 200 т осуществляется на специальном позиционере. Оболочка
вращается в нужном направлении с заданной скоростью. Вращатель
обеспечивает возможность сварки всех швов в нижнем положении.
Сварочный трактор при вращении шара находится вверху (на
резервуаре) при сварке с aapj^Hoft стороны и внизу (рнутри резервуара) при
сварке с внутренней стороны.
Конструктивные решения опор шаровых резервуаров приведены на
рис. ХХ11.22. Наиболее прогрессивным решением опорных конструкций
являются вертикальные трубчатые стойки, примыкающие к корпусу
резервуара по касательной (рис. ХХП.4). Стойки меньше, чем опора
стаканного типа, ограничивают деформацию оболочки при температурных
воздействиях; локальные напряжения в местах опирання шаровой
оболочки на стойки — минимальны. Стойки не должны попадать на стык
листов.
При экваториальном горизонтальном шве резервуара стойки
проектируют наклонными (см. рис. ХХ11.22,в), а при отсутствии
экваториального шва — вертикальными (см. риа ХХП.4). Число стоек должно
быть кратным числу лепестков.
При вместимости 600 н 900 м' стоек может быть 8
> » 2000 » » » » 12
» » 4000 » » » » 16
Наибольшая нагрузка на стойки складывается из массы резервуара
с оборудованием, массы воды (при нспытании), массы стоек со связями
и снеговой нагрузки; при определении вертикальной нагрузки,
приходящейся на стойку, учитывают возможность проседания одной из стоек
умножением полученной вертикальной нагрузки на п/{п—1). Ветровая
нагрузка на шаровой резервуар, необходимая для расчета стоек,
Q.= ?CxqF, (XXII. 30)
где P«1,S — коэффнцнетт, учитывающий увеличение расчетного скоростного напора
ветра на сооружение; с» »=0,8—коэффициент, лобового сопротивления ветру; qi
—расчетный, сквростной иацор ветра иа уровне центра резервуара, взятый с коэффициентом
перегрузки п=1,2; F — плсицад* проекции резервуара на плоскость, перпендикулярную
направлению ветра ^теневая площадь).
Кроме веса .резервуара с водой (при испытании) и ветровой нагрузки
прифасчете опор необходимо учитывать температурные воздействия,
внутреннее избыточное давление при испытании, равное 1,25 рабочего
давления, и прйг надобности сейсмические воздействия.
Коэффициент услсший работы для стоек и связей-m =0,9. Концы
стоек предполагаются шарнирными.
Шаровые резервуирыоборудуют специальной аппаратурой, устанав-
ливаемойша куполе '(см. рис. XXII. 4).
620
Глава ХХШ
ГАЗГОЛЬДЕРЫ
§ 1. гелэшгчвтк-и-клАССИФИКАНЕИя
Газгольдеры предназначены для хранения и смешивания газов. Их
включают в газовую сеть между ист^шиком получения газа и его
потребителями в качестве аккумуляторов, регулирующих потребление газа.
Газгольдеры применяют »а металлургических, коксохимических и
газовых заводах, в химической и нефтеперерабатывающей
промышленности, в городском хозяйстве для хранения природного или
искусственного газа и т. д.
По конструкщш и по х^актеру эксплуатации газгольдеры делят на
две группы: газгольдеры переменного объе1»а (мокрые, сухие) н
газгольдеры постоянного объема.
В газгольдерах переменного объема нормативное давление газа не
превышает 4 кН/м^, поэтому их называют газгольдерами низкого
давления. Газгольдеры постоянного объема имеют внутреннее давление
газа 250—2000 кН/м'^, т. е. являются сосудами высокого давления.
§ 2. ГАЗГОЛЬДЕРЫ ПЕР^ЕМЕКНОГО ОБЪЕМА
,1. Мокрые газгольдеры
Типовые мокрые газгольдеры имеют вместимость ГОО—30000 м^ и
состоят из вертикального цилиндрического резервуара, наполненного
водой, одного или нескольких промежуточных звеньев (телескопов),
колокола, представляющего собой открытую снизу цилиндрическую
оболочку с пологой сферической кровлей, и направляющи?^ (рис. ХХП1.1).
Через дно резервуара под колокол подводят газопроводы для подачи и
расходования газа. Непроницаемость соединения соседних звеньев
газгольдера обеспечивается гидравлическими затворами в виде двух
кольцевых желобов, входящих друг в друга. При наполнении газгольдера
газом колокол поднимается, зачерпывает воду из резервуара своим
желобом, захватывает им верхний желоб телескопа и т. д., после чего
колокол с телескопами поднимается до высшего положения
(рис.ХХт. 1).
Для уравновешивания внутреннего давления газа масса подвижных
звеньев недостаточна и тогда хфименяют бетонные грузы,
расположенные по периметру крыши колокола, и чугунные грузы, уложенные по
периметру нижней части колокола. Газгольдеры должны иметь
молниеотводы.
Плавность и бесперебойность движения колокола и телескопов
обеспечиваются направляющими и роликами.
В газгольдерах с вертикальными направляющими верхние ролики
закрепляются на консолях, прикрепленных к верху каждого подвижного
звена, и перемещаются по наружным направляющим стойкам каркаса, а
нижние крепятся к нижнему кольцу подвижного звена и перемещаются
по внутренним стойкам, приваренным к стенке нижерасположенного
элемента, (рис. ХХП1. 1).
Корпус резервуара рассчитывакн- на гидростатическое давление и
давление газа в газгольдере, а телескоп -^ только на давление газа.
Сферическую крышу колокола рассчитывают ща вес покрытия и
снеговую нагрузку, после чего проверяют на наибольшее возможное
давление газа за вычетом веса покрытия с коэффициентом недогрузки а.=й,9
без снеговой нагрузки.
521
Коэффициент условий работы т для корпуса резервуара,
телескопа и колокола равен 0,8, а для наружных направляющих, сжатых основ-
»ых стержней каркаса покрытия колокола и сжатого кольца жесткости
покрытия колокола ■— 0,9
Стрела подъема сферической кровли колокола назначается равной
1/11—1/15 диаметра цилиндрической части колокола Обвязочное
кольцо кровли проверяют на устойчивость под действием максимального
давления газа на крышу за вычетом веса кровли с коэффициентом
недогрузки п=0,9
Сжимающее усилие в кольце
N = Q,b(\,2p-Q,%g)r(R-f),
(XXIII 1)
где ;; — нормативное давление газа, g — нормативный вес покрытия, г
локола, R — радиус сферы, R^{r^-\-P)/2f, f — стрела подъема купола
радиус ко
Критическая сила для равномерно сжатого кольца (по М Леви)
NT, = CEJy)/r^, (XXIII.2)
а соответствующее критическое напряжение
a^===NJF = CEJy)/(Fr'-),
НО не более предела текучести стали
Здесь 1у
(XXIII.3)
'^'!:57^)'/'^WAy/*y/'/W-«4'/'AJ'/*
Рис ХХП1 1 Схема мокрого
газгольдера при высшем положении коло
кола и телескопов
/ — резервуар 2 — звенья телескопа 3—ко
локол 4 — направляющая 5 — верхние на
правляющие ролики 6 — нижние направ
ляющие ролики
момент инерции сечения кольца
относительно вертикальной оси, F — площадь
сечения кольца, г — радиус кольца
Сжимающее напряжение в кольце
G=A//f, найденное с учетом
коэффициентов перегрузки и недогрузки
[формула (XXIII 1)], не должно
превышать критического напряжения
[формула (XXIII 3)], умноженного на
коэффициент условий работы,
принимаемый равным 0,9 (см. ниже).
Воду из резервуара спускают
редко (в случае ремонта, аварии и пр),
поэтому на дне скапливается много
отстоя Чтобы он не присасывал
подвижные звенья, когда они находятся
в опущенном положении, на днище
устанавливают соответствующие опоры,
на которые опускаются колокол и
телескопы (см рис XXIII 1) Верхний
край резервуара возвышается над
обвязочными кольцами подвижных
звеньев в их низшем положении на
100—200 мм, этот запас в высоте
необходим для того, чтобы при
переполнении вода не переливалась через
край, а стекала в специальную трубу
Основание мокрого газгольдера
состоит из наружного бетонного кольца
и подушки из песка по
утрамбованному грунту внутри кольца
Мокрые газгольдеры применяют
главным образом для хранения газов
невысокой концентрации — водяного,
522
генераторного, доменного, каменноугольного газов, не вызывающих
интенсивной коррозии стали и допускающих увлажнение.
Основное достоинство мокрых газгольдеров заключается в небол1Ь-
ших затратах энергии на сжатие газа. Недостатком мокрых
газгольдеров является трудность их обслуживания при отрицательной
температуре: приходится подогревать воду в резервуаре и в гидроаатворах, а
иногда даже устанавливать газгольдеры в отапливаемых помещениях.
2. Сухие газгольдеры
Для хранения газов высокой концентрации (99,9% и выше), не
допускающих увлажнения, — этилена, пропилена и т. п., наиболее
пригодны сухие газгольдеры с кольцевым фартуком по периметру поршня
(рис. XXIII.2) и с давлением газа 4 кН/м^ *. Подобный сухой газгольдер
Рис. XXIII.2. Схема работы сухого газгольдера с кольцевым фартуком
а — газгольдер порожний; 6 — газгольдер наполовину заполнен газом; в — газгольдер заполнен
газом целиком; / — корпус; г —кровля; 5—дннще газгольдера; ^ — каркас шайбы; 5—днище шайбы;
6 —1 стенка шайбы; 7 — бетонные грузы; 8 — кольцевой фартук из прорезиненной ткани; 9 — газовод;
10 — стояк газосброса; // — тяги шайбы
являет пример коренного улучшения существующих поршневых сухих
газгольдеров со скользящим контактным затвором, недостаточно
надежных в эксплуатации.
Внутри газгольдера находится шайба, которая под давлением газа
поднимается, а при выпуске газа опускается.
Вместо скользящего контактного затвора со специальным
газгольдерным маслом в сухом газгольдере нового типа между корпусом и
шайбой располагается кольцевой фартук из прорезиненной ткани,
герметично соединенный с корпусом и шайбой и изолирующий газовое
пространство.
К преимуществам сухих газгольдеров с кольцевым фартуком перед
другими типами газгольдеров переменного обьема относятся: 1)
высокая герметичность; 2) возможность хранения обезвоженных газов
высокой концентрации; 3) отсутствие контакта газа с воздухом, водой и
маслом, обеспечивающее высокую чистоту газа; 4) простота
обслуживания и значительное сокращение эксплуатационных расходов.
При движении шайба должна сохранять горизонтальное положение;
на шайбе для этого сделано выравнивающее устройство, состоящее из
системы роликов, по которым во встречных направлениях проходят
шесть канатов d=16 мм (см. рис. XXIII.2).
Веревкин С. И., Корчагин В. А. Газгольдеры. М., Стройиздат, 1966.
523
Шайба имеет несущий каркас И наружную обшивку из листовой
стали. Наружный диаметр шайбы меньше внутреннего диаметра корпуса
газгош>дера на 4Ш) мм. Чтобы создать давление газа 4 кН/м'^, веса
шайбы нещххаточяо и на ее кож>цевую ллощадасу укладывают бетонные
грузы. Овисываемый газгольдер не птеет фундамента н покоится на
песчавсж основании.
Нанолнение газгольдера рёгулзфуется ^тсй*атически: при
переполнении газгольдера шайба выталкивает шток, сокрывающий выпускной
клапан, и излишек газа выходит в атмосферу через газосбросный
стояк.
Газгояьдер обс^удован молниеотводами. Стенка корпуса сухого
газгольд^а выполняется на заводе в виде рулонной заготовки,
сваренной встык из листов толщиной 5 мм. Максимальная высота корпуса
газгольдер<ж вместимостью 3000—10000 м' принята равной 17900 мм
для возможности изготовления полотнища стенки на стане шириной 18 м.
Днище толщиной 6 мм изготовляют в виде двух рулонных заготовок
с диаметральным монтажным стыком на подкладке с таким расчетом,
чтобы зазор между внутренними краями развернутых полотнищ
увеличивался к центру днища; при э*ом днище получает пологую коническую
фо1>му с уклоном к ytopy, равным 1/75.
Кровля сухого газгольдера состоит из каркаса в виде гнутых стро-
ийльных ног из двутавров, между которыми ставят распорки из
швеллеров. Настил толщшюй 3 мм приваривают к каркасу щюплавными
швами. Периферийное кольщ) настила шириной 40—506 должно иметь
толщину 6 мм и включаться в расчет верхнего уторного кольца,
воспринимающего распор стропильных арок при действии на них веса покрытия с
оборудованием и снега. Давление с внутренней стороны покрытия
отсутствует. Покрытие может быть сферическим полосового раскроя по
каркасу или бескаркасным из секторных щитов заводского изготсжления
(сферических или конических^
При щитовом покрытии Егеоеашько ш)вышается расход стали и
увеличивается общая протяженность швов, но трудоемкость и стоимость
монтажа покрытия снижаются.
По периметру днища шай16»1 {фиварен кoяъ^^eвoй уголок, к которому
крепят «ри помощи болтов, клея и прокладок, край кольцевого фартука
из прорезиненной ткани.
Расположение мест аакревления кольцевого фартука определяют из
конструктивных соображений (рис. ХХП1. 3). Необходимо определить
высоту крепления фартука над даом шайб^ы а и высоту крепления
фартука в стенке корпуса Ь (по отншнению к верху шайбы), а также
предельное расстояние от верха шайбы до верха корпуса he (рис. ХХП1.3).
Составная част*, высоты шайбы
*={Я —Ag—Zj —а —Л)/3, (XXIII.4)
где-/г^ высота'подкладных балок под шяйбон.
Высота шайбы
ft^=^x + a+b. (XXIII.5)
Расстояние между верхшш и нижним водожением шайбы
hi = x-a—b. (ХХ1П.6)
Высота полезного газового пространства
Яг.„ = йш+А<. (ХХП1.7)
524
Диаметр корпуса газгольдера
£> = ViVKnHf.^) , (XX1I1.8)
где V — номинальный объем газгольдера, м'.
Корпус необходимо рассчитать на внутреннее избыточное давление
газа и проверить его устойчивость при действии веса покрытия и стенки,
веса оборудования, снега на
кровле, полезной нагрузки на
крыше и кольцевой площадке
корпуса, ветра.
Mi
Рис. XXIII.3. Геометрическая схема
сухого газгольдера с кольцевым
фартуком
Рас. ХХ1П.4. Схема вертикальной
консольной цилиндрической оболочки,
подверженной действию ветровой нагрузки,
и элемент оболочки с внутренними
усилиями
Ni ш W> ^ врмодыюе в кольцевой угалня:
Т|-7гГ — сдвигающие усшшя
Растягивающее напряжение в стенке корпуса от давления газа р
a=:(npr)I6t^mRf,
(ХХП1.9)
где п«= 1,2 —коэффициент перегрузки дяя давления газа; j9=4 кН/м* — нормативное
давление газа; г — радиус корпуса; 6 — толщина стенки корпуса; т — коэффициент
условий работы корпуса, равный 0,8; Р^ — раечетаое сопротивяеиие монтажного шва
встык растяжению, равное 18 кН/см^ ибо корпус такого газгольдера делается из угле-\
родцстой стали.
Сжимающее напряжение в стенке от веса покрытия с
оборудованием, корпуса, снега на кровле, полезной нагрузки на кольцевой площадке
корпуса определяют обычным порядком (коэффициент tieperpysKH для
полезной нагрузки 15 кН/м^ я =1,2).
Вертикальную цилиндрическую оболочку рассчитывают на ветровую нагрузку
приближенным методом'.
Расчетная ветровая нагрузка на единщу поверхвосга Ri^nyea cysoro газгольдера
где р—1,35 -'■коэффициент увеличения расчетного скоростного напора, учитывающий
пульсацию ветра; л<=1,2 — коэффициент перегрузки для ветровой нагрузки; дш —
нормативный скоростной напор по СНиП 11-6-74; k — перенеиный аэродинамнчесвий
коэффициент, аавяеящий от отношения лчвви обсо^ош к диаметру и от угловой
координаты 6 (рис. ХХ1П.4); для корпуса сухого газгольдера
ft = —0,65-f 0,279 cos в-f cos 29-f 0,421 cos 38.
(ХХШ.11)
* Лессиг E. H. Расчет консошлых цилиндрвчеогах оболечж на веосесимметрич-
ные поперечные нагрузки. В сб. трудов № 43 МИСИ им. В. В. Куйбышева
«Металлические коиструкции», посвященном 75-летию Н. С. Стрелецкого, М., Госгортехиздат,
1962.
SS5
Стенка может быть гладкой и ребристой (с кольцами жесткости). В последнем
случае кольца жесткости следует рассчитывать на сдвигающие усилия
г = дрзше/яг,
(XXIII. 12)
передаваемые на них оболочкой.
Здесь AQ — приращение поперечной силы иа участке между соседними кольцами;
г — ргдиус корпуса.
Изгибающий момент Мк, поперечная сила Q« и продольная сила iV„ для
промежуточного кольца жесткости, загруженного ветровой нагрузкой q и уравновешивающими
ее касательными усилиями Г, определяют по формулам:
M^=:kiqbrb, (XXIII. 13)
QK = k^r; (XXIII. 14)
NK=-kagbr, (ХХ1П.15)
где b — шаг колец; г — радиус оболочки.
Значения коэффициентов fei, fej и кз представлены в табл. XXII 1.1 в функции
угловой координаты 9.
ТАБЛИЦА ХХП1.1
Значение коэффициентов ki, кг и кз для расчета колец
жесткости сухих газгольдеров
0, град
кг
к^
0
0,383
0
—0,291
30
0,168
—0,863
—0,001
45
0
—0,976
0.3
60
—0,218
—0,83
0,588
90
—0.336
—0,121
0,986
120
—0,112
0,346
1,041
150
+0,168
0,269
0,965
180
0,277
0
0,931
Ниже приведены приближенные значения осевых усилий в оболочке, найденные
с учетом недеформируемости в своей плоскости крайних поперечных сечений корпуса
и отсутствия продольных и радиальных перемещений нижнего края оболочки.
Продольное нормальное усилие у низа корруса высотой Н
Ni == ktqFP/r.
(XXIII. 16)
Кольцевое нормальное усилие в любом месте оболочки (кроме зон краевого
эффекта)
Л'а = 'htqr.
(XXIII 1.17)
Сдвигающее (касательное) усилие, направленное вдоль грани мысленно
врезанного из оболочки элемента, у низа корпуса
Т = k^qH.
Значения коэффициентов к^, к^ и fee даны в табл. XXIII.2.
Напряжения в оболочке от расчетной ветрювой нагрузки:
продольное нормальное
ai = Nj6;
кольцевое нормальное
02 = NJ6;
срезывающее (касательное)
X = Tib.
(XXIII. 18)
(XXIII. 19)
(XXIII. 20)
(XXIII.21)
Приведенный прочностной расчет корпуса газгольдера на ветровую
нагрузку описывает безмоментное напряженное состояние оболочки
(без учета краевого эффекта).
Устойчивость корпуса сухого газгольдера следует проверять при
отсутствии внутреннего давления газа на действие веса покрытия с
оборудованием, веса снега на кровле, полезной нагрузки на кольцевой
площадке, веса корпуса и ветровой нагрузки.
526
ТАБЛИЦА XXIII.2
Значения коэффициентов kt, ks и ke для расчета оболочек
корпуса сухих газгольдеров
9, град
kg
0
1,065
—l
0
15
0,9
—0,8
30
0,465
—0,1
1,954
45
-0,1
2,08
60
—0,579
1,2
1,524
90
—0,6
1,7
—0,406
120
0,179
0,7
—0,864
135
0,3
0,5
—0.424
150
0,135
0,4
0,003
180
—0,265
0,4
0
Продольное сжимающее напряжение <Ti определяется от всех
указанных нагрузок, кроме ветровой, так как отсос покрытия уничтожает
сжимающее напряжение в корпусе от ветра. Кольцевое сжимающее
напряжение 02 от ветра определяют по формулам (XXIII.17) и (XXIII.20)
при значении угловой координаты 6=0 (табл. XXIII.2), после чего
найденное напряжение уменьшают вдвое и предполагают, что оно
действует по всем продольным сечениям оболочки (считается, что оболочка
сжата равномерным радиальным наружным давлением).
Критическое продольное напряжение для корпуса газгольдера и
критическое кольцевое напряжение определяют по формулам СНиП, после
чего устойчивость корпуса проверяют по формуле (XXII.10).
При наличии колец жесткости кольцевые нормальные напряжения
по формулам (XXIII.20) и оги в (ХХП.Ю) следует находить с учетом
приведенной толщины ортотропной оболочки:
В первой формуле — по площади
6„p = 6 + (fK/6), {ХХШ.22)
а во второй — по моменту инерции
6np=K^Ii776. (XX in. 23)
Здесь б — толщина стенки корпуса; Рк — площадь сечения кольца жесткости; b — шаг
колец жесткости; / — момент инерции сечения кольца жесткости со стеикой шириной,
равной шагу колец. ?
§ 3. ГАЗГОЛЬДЕРЫ ПОСТОЯННОГО ОБЪЕМА
Газгольдеры постоянного объема отличаются от мокрых и сухих
газгольдеров отсутствием подвижных частей и значительным давлением
газа, в связи с чем объем хранимого в них газа увеличивается во много
раз при меньших габаритах газгольдера постоянного объема по
сравнению с газгольдером переменного объема. Так, по объему полезного газа
мокрый или сухой газгольдер V"=6000 м^ эквивалентен газгольдеру
постоянного объема V'=300 м', в котором газ хранится под давлением
2000 кН/м2 (объем полезного газа равен 300X20=6000 м*). По
сравнению с газгольдерами низкого давления газгольдеры постоянного объема
требуют )!леньшего расхода стали на 1 м^ полезного газа, однако
затраты на сжатие газа в них выше. Поэтому их применяют в тех случаях,
когда по условиям технологического процесса газ должен подаваться
под давлением от 250 до 2000 кН/м^.
Газгольдеры постоянного объема применяют двух типов:
цилиндрические габаритные Т/=50...300 м^ и шаровые негабаритные F=600 м' и
более. ГОСТ 5172—63 охватывает цилиндрические газгольдеры
постоянного объема, предназначенные для хранения газов, не вызывающих
интенсивной коррозии стали: аргона, азота, аммиака, ацетилена,
дивинила, кислорода, метана, природного газа и т. п.; внутренний диаметр газ-
гольдеров вместимостью 50, 100, 175 и 270 м' равен 3!Ю0 мм; длина
корпуса кратна ширине листов 20Q0 мм (при давлении 250—1250 кН/м'')
или 2400 мм (при давлении 1600—2000 кН/м^). Цилиндрические
газгольдеры могут быть гс^иэонтальныви! и вертикальными (рис. XXIII.5);
они состоят из двух шаровых (нормаль МН 4704—63) или
эллипсоидальных (ГОСТ 6533—68) днищ и корпуса, собранных и сваренных из
отдельных листов встык.
Существенные недостатки вертикальных газгольдеров, к которым
относятся зна^^ительная высота, затрудняющая эксллуатаяию, и
относительно малый объем, приводящий к увеличеш1ю числа газгольдеров,
коммуникаций и обс^дования, ограничивает их применение.
^^/р
aj
г^' Гд sintf
аЛ
Рис. ХХ1И.5. Цилиндрическве
газгольдеры постоянного объема
а — горизонтальный; б — вертвкальный
Рис. XXIII.6. Эшоры изгибающих ^
моментов в упорном кольце го- ^
ризонтального газгольдера
постоянного объема
я —расчетная схема кольца; б
—эпюра я при установке стоек без экс-
центрнцятета
Горизонтальные газгольдеры объемом до 175 м^ включительно
поставляют в готовом виде, газгольдеры объемом 270 м^ из-за большой
длины поставляют двумя отправочными элементами. По окончании всех
работ (сборка, сварка, контроль качества) каждый газгольдер должен
быть испытан пробным давлением, равным 1^5 рабочего давления.
С увеличением толщины листового проката механические свойства
стали понижаются, поэтому при расчетной толщине оболочки из
малоуглеродистой стали более ЭО им следует переходить на
низколегированную или вы^соксЯтрочную сталь.
Расчетная толщина корпуса и эллипсоидального днища глубиной,
равной четверти диаметра.
e = (rtpD)/BmR^J.
Расчетная толщина шарового дншца
(ХХ1И.24)
(XXJII.25)
В этих формулах: р — внутреинее избыточное давление газа; в =1,15 —
коэффициент перегрузки для давления газа; D — диаметр корпуса; т=0,7 — коэффициент
усяйвай работы газгольдера; J^ — расчетное сопротивление стали растяжению,
равное R, поскольку все швы выполняются автоматами на заводе н подвергаются
повышенным способам контроля.
Толщину заготовки дшнца нршшмают на 2 мм больше расчетной с
учетом вытяжхн и окалиноо6|)аз<юания при шхамповке.
5^
Горизонтальный газгольдер покоится на четырех стойках,
опирающихся на фундаменты. В местах расположения парных стоек корпус
необходимо усилить кольцевыми ребрами жесткости. Нагрузками для
этих колец являются сдвигающие (касательные) усилия от веса
газгольдера, заполненного водой при гидравлическом испытании, и веса
оборудования, передаваемые оболочкой корпуса иа кольца, а также
уравновешивающие их вертикальные реакции стоек (рис. XXIII.6). Если
равнодействующую вертикальных нагрузок, приходящихся на опорное
кольцо жесткости, обозначить через Q, то максимальное значение
касательных усилий в опорном сечении оболочки, соответствующее угловой
координате ф=90°,
Го = Q/w, (ХХШ.26)
а общее выражение касательного усилия
Г = Тд sin <р = (Qfnr) sin ф.
(XXIII. 27)
При отсутствии эксцентрицитета (е=«=0) эпюра моментов в кольце
имеет вид, указанный на рис. XXIII.6,6, с моментами 0,046 Тог',
возникающими при ф=67 и 113°, и с моментами 0,035 ГоГ^ при ф=0 и 180°.
Для выравнивания моментов стойки устанавливают с эксцентрицитетом
e=s:0,034 г, и тогда моменты во всех расчетных сечениях
М = 0,0405Го ^ « 0,0129Q/-.
Продольная сила при 0^ф^я;/2
(XXIII.28)
'' = -|[(т-7)*=^'Р-^
С08ф-С08 2д) , 8{Пф-81П2ф ф8{П
^].
^d^:
гг
4 4 2
'(XXIII. 29)
Во втором квадранте сила N имеет одинаковое абсолютное значение,
с первымквадрантом.отличаясь лишь знаком.
Еще больший экономический эффект можно получитц если
подкрепить кольцо двумя горизонтальными стержнями, отстоящими на
половине радиуса от верха и от низа кольца, а оси
стоек совместить с вертикальными касательными
к оси кольца* (рис. ХХП1.7).
Достоинством рекомендуемой конструкции
опорной диафрагмы является также
возможность холодной вальцовки колец, в то время как
при неподкрепленном кольце на стоечной опоре
необходима горячая обработка стали,
используемой для изготовления колец (горячая гибка
колец примерно вчетверо дороже холодной гибки)'.
В расчетное сечение кольца вводится полоса
корпуса шириной 25—30 толщин оболочки, что
позволяет рассматривать сечение кольца как уг-
лотавровое, необходимое для работы на изгиб от
веса газгольдера и веса воды (при испытании).
Каждый подкрепляющий стержень рационально
проектировать из тонкого равнобокого уголка.'
Шаровые газгольдеры вследствие минимальной массы на кубометр
полезного газа находят широкое применение в различных отраслях
промышленности не только для хранения газо», но и как технологические
аппараты (реакторы и т. п.).
Шаровые газгольдеры рассчитывают и проектируют так зйе? как
шаровые резервуары для сжиженных газов (см. выше).
* Лессиг Е. Н., Каравичев А. П. Некоторые вопросы проектирования
металлических листовых конструкций тефтехимии. В сб.: Металлурииесжие конструкции,
посвященном 80-летию Н. С. Стрелецкого. М., Стройиздат, 1966.
34—478 529
Рис ХХ1П.7. Схема
кольца, опирающегося
яя стойки н подкренлен-
ното двумя
горизонтальными стержвямн
Глава XXIV.
БУНКЕРА
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Для хранения и перегрузки сыпучих материалов применяют бункера
и силосы (рис. XXIV.1). Бункером называется хранилище сыпучего
материала в виде оболочки нли коробки с воронкой внизу, высота которого
не превосходит полуторного наибольшего поперечного размера. Более
высокие хранилища сыпучих материалов называют силосами.
При расчете бункеров
вследствие их небольшой высоты можно
пренебречь трением содержимого о
стенки; при расчете силосов
необходимо учитывать трение сыпучего
материала о стенкй хранилища.
Бункера делают с плоскими
стенками, цилиндрические и
висячие (гибкие) >. Они могут
находиться как внутри здания, так и на
открытом воздухе. Загружают
бункера механическим или
пневматическим способом через отверстия,
которые устраивают в верхнем
перекрытии. Разгрузка бункеров
происходит под действием веса
материала при открывании выпускных
отверстий.
Углы наклона стенок бункера
должны соответствовать *
физическим свойствам сыпучего
материала: угол наклона к горизонту
наиболее пологой стенки а должен быть
Рис. XXIV. 1. Схемы бункера н снлоса
а — бункер; б — силос; 1 — верхняя часть
(призивтвческая или цилиндрическая); 2 —
воронка (пирамидальная или коническая);
3 —выпускное отверстие
больше угла внутреннего трения ф сыпучей массы.
Размер выпускного отверстия бункера
ae = *F-|-80)tg9.
(XXIV Л)
где оо — сторона квадрата нли диаметр выпускного отверстия, мм; А «2,5 — опытный
коэффициент; b — максимальный размер кусков, мм; ф — угол внутреннего трения
сыпучей массы, град.
Размеры выпускных отверстий изменяются от ао=300 мм (для
сухого песка) до ао=1500 мм (для крупной руды, скрапа и угля-плитняка).
В бункерах, предназначенных для хранения твердых кусковых
материалов, внутреннюю поверхность наклонных стенок футеруют, чтобы
предохранить стенки от истирания и образования вмятин при ударах.
Тип футеровки зависит от абразивности (истирающих свойств)
сыпучего материала; так, бункера для руды и скрапа футеруют листовой
марганцовистой сталью марки 30Г2 толщиной 6—10 мм.
Основные несущие конструкции бункеров с плоскими стенками
изготовляют из углеродистой стали, а гибких бункеров — из
низколегированной стали. Монтажные соединения делают сварными и болтовыми.
Наименьшую, толщину стенки бункеров принимают равной 6 мм.
* Металлические конструкции промышленных зданий и сооружений. Справочник.
Под ред. Н. П. Мельникова. М., Госстройиздат, 1962; Коршунов Д. А., Самолетов М. В.,
Харитонов И. Г. К унификации конструкций бункеров. «Промышленное строительство»,
1967, № 2.
530
Для расчета любого элемента бункера надо знать давление на его
стенки и днище. Давление зависит от высоты столба материала,
расположенного над рассматриваемой элементарной площадкой, его
физических свойств и угла наклона площадки к горизонту.
Давление принимается нормальным к стенке или к днищу.
Расчетное вертикальное давление на горизонтальную плоскость в
любом месте сыпучей массы
Pb=1,3vA, (XXIV. 2)
где 1,3 — коэффициент перегрузки; у — удельный вес материала; h — высота столба
материала.
Расчетное горизонтальное давление на вертикальную плоскость
Pr=\,3k^h, (XXIV.3)
где k — отношение горизонтального давления к вертикальному;
fe = tg?[45-(9/2)]. (XXIV.4)
Здесь ф — угол внутреннего трения материала, град.
Расчетное давление материала на наклонные стенки бункера
Ра= 1,3^0 Vft. (XXIV.5)
где /no=cos'^a+fein2a; а — угол наклона стеикн к горизонту.
§ 2. БУНКЕРА С ПЛОСКИМИ СТЕНКАМИ
Бункер с плоскими стенками состоит из двух частей: верхней —
призматической и нижней — пирамидальной (рис. XXIV.2). Такие бункера
опираются на балки перекрытия или на колонны. Одиночные бункера
имеют размеры до 12 м по длине и ширине и до 8 м по высоте при
вместимости до 500 м^.
Достоинства бункеров с плоскими стенками заключаются в простоте
их изготовления и монтажа, удобстве крепления к несущим
конструкциям здания и лучшем использовании площади многоячейковых
складов, чем при цилиндроконических бункерах. Недостатком бункеров с
плоскими стенками является их большая масса по сравнению с другими
типами бункеров. Элементы бункера рассчитывают на давление
сыпучей массы и нагрузки от надбункерного перекрытия. Наклонные стенки
бункера укрепляют ребрами жесткости из уголков, привариваемых
пером к стенке (рис. XXIV.2), и рассчитывают на изгиб с растяжением
как пластинки с шарнирно неподвижными кромками.
Нагрузка на пластинку принимается равномерно распределенной,
равной нормальному давлению на уровне средней горизонтали
пластинки. Шаг горизонтальных ребер принимается равным 1,5—2 м. Ребра
жесткости рассчитывают на давления, передаваемые на них обшивкой;
ребра работают на косой изгиб с растяжением*. Нормальные
напряжения свободных вертикальных и наклонных пластинок у места их
сопряжения не равны между собой, поэтому по линии сопряжения возникают
сдвигающие напряжения, выравнивающие нормальные напряжения и
равные (в запас прочности) разности этих напряжений. На эти
сдвигающие напряжения (помимо усилий отрыва) должны быть рассчитаны
швы конструкции. Верхняя часть вертикальной стенки бункера
оказывается сжатой, и поэтому необходимо проверять ее устойчивость. Вер-
» Тахтамышев А. Г, Примеры расчета стальных конструкций. М., Стройиздат, 1969.
ЭФ* S3*
Л-А
60G0
Цх 1SO0 '6000
'270X10
Г2Ш
SS
1
^
■Т-/П I тг- Tf
', 1150*100x2
LSOa
^M;i
z
2S50 Щ> 2SS0
„l.l.. — II— ijr lllljfl,.!! I ■„ J '
3000 J. gggg
/7ла/( ifHKepa
:270>4ff
t»50xtOft«
Монтажная марка 1
6000
Т.
ь-
Рис. XXIV.2.
Бункер с плоскими
стенками
тикальные ребра жесткости призматической "части бункера ставят с
шагом 1,5—2 м и рассчитывают как свободно лежащие балки, передающие
давление на верхнюю и нижнюю обвязки призматической части бункера;
по высоте ребра нагрузка распределяется по линейному закону. Прогиб
обшивки должен быть не более 1/80 пролета (меньшей стороны
пластинки). Прогиб горизонтального ребра наклонной стенки бункера не
должен превышать 1/25Q ето длины.
Чтобы ускорить монтаж, сопряжение бункера с колоннами удобно
осуществлять при помощи столиков, воспринимающих опорные
давления, и болтов нормальной точности.
§ 3. ВИСЯЧИЕ БУНКЕРА
Гибкий или висячий бункер представляет собой открытую
(незамкнутую) горизонтальную оболочку нулевой гауссовой кривизны,
подвешенную по двум крайним образующим к продольным балкам, опира-
5^
ющимся на колонны (рис. XXIV.3). Гибкие бункера могут иметь
ширину 6—18 м и любую длину. Их применяют при большой вместимости
склада сыпучего материала (например, руды, агломерата, концентрата,
угля), составляющей тысячи и десятки тысяч тонн, так как они
обеспечивают в этом случае значительную э^конолшю стали и снижение
стоимости строительства.
Рис. XXIV.3. Висячий бункер Рис. XXIV.4. Расчетная схема гибкого
бункера
Для восприятия распора от оболочки
бункера противоположные колонны
связывают поверху поперечными
балками-распорками, которые поддерживают
продольные балки под железнодорожные пути или
транспортеры, служащие для загрузки
бункера. В висячем бункере при правильном
выборе его профиля и при полной загрузке
возникают лишь растягивающие
напряжения, поэтому металл оболочки используется
наиболее эффективно и ребра жесткости не
нужны.
Поперечное сечение гибкого бункера
должно совпадать с веревочной кривой при
полной загрузке.
Рис. XXIV.5. Упрощенный
способ построения профиля
висячего бункера
Уравнение кривой профиля гибкого бункера (рис. XXIV.4)
^ 2ВI Ь ]
(XXIV. 6)
получено М. Кетчумом в предположении отсутствия горизонтального
давления материала на оболочку бункера для вертикальной нагрузки,
распределенной по треугольнику с вершиной по оси бункера:
Рх = \{Ь—х)тр.
Для косвенного учета горизонтального давления мatepиaлa на
стенку бункера Г. Л. Розенблит* рекомендует принимать ее очертание по
квадратной параболе
» = (Л/6?) ж?. (XXIV.7)
При этом плон»адь сечения бункера
/? = D/3)бА (XXIV. 8)
1 Розенблит Г. Л. Стальные сооружения угольной- промьииленности. М., Углетех-
издат, 1953,
S33
и тангенс угла наклона касательной к кривой у точки подвеса
tga = 2ft/6. {XXIV. 9)
Висячие бункера долгое время проектировали с малым отношением
h/b, н поэтому расхождение кривой (XXIV.5) с действительным
очертанием поперечного сечения оболочки было сравнительно невелико, но
такие пологие бункера плохо разгружаются и объем неразгружаемого
пространства доходит в них до половины общего объема бункера.
Желательно увеличить отношение h/b, до единицы, т. е. применять
глубокие бункера, в которых объем мертвого пространства незначителен.
Составляющие наклонной реакции от расчетной нагрузки в месте подвеса
оболочки, имеющей очертание квадратной параболы, к продольной
балке (см. рис. XXIV.5);
F = nv (f/2) = B/3) nybh; (XXIV. 10)
Н = пу (bF/Щ = A/3) nyb\ (XXIV. И)
Полное растягивающее усилие на единицу длины оболочки бункера
в месте ее крепления к продольной балке
N=^Yh^+V^ = [(nv6')/3]|/"l-fW/u^ . (XXIV. 12)
Толщина оболочки висячего бункера
e = /v/^?^^ (XXIV. 13)
где п=1,3 — коэффициент перегрузки для давления сыпучего материала; R^ —
расчетное сопротивление сварного шва встык растяжению.
Учитывая изгиб оболочки при неполной загрузке бункера,
полученную по расчету толщину стенки округляют в большую сторону.
Часто применяют упрощенный способ построения профиля бункера,
показанный на рис. XXIV.5; размер а= A/3))/&2_|_2,25Л^; радиус
закругления г =&/г/2 (За—Ь).
Наиболее часто применяемые отношения глубины гибкого бункера
к его ширине находятся в пределах от 2/3 до единицы.
РАЗДЕЛ ПЯТЫЙ
ВЫСОТНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Глав-а XXV
ОСОБЕННОСТИ ВЫСОТНЫХ СООРУЖЕНИЙ
И ИХ НАГРУЗОК
К высотным сооружениям относятся опоры радиовещания,
телевидения и радиосвязи 1, опоры линий электропередачи^ буровые вышки
и шахтные копры, осветительные вышки и маяки, водонапорные башни,
метеорологические опоры, дымовые трубы, вентиляционные
трубы-башни и другие аналогичные конструкции.
Для большинства этих сооружений наиболее эффективный
материал— металл (сталь или алюминиевые сплавы). Применение металла
обеспечивает наименьшую массу высотных конструкций, индустриаль-
ность их изготовления, транспортабельность, быстроту монтажа.
Конструкции подобных сооружений могут быть сплошными и сквозными.
Примерами сплошных конструкций являются башн»-оболочки,
мачты со стволом в виде трубы большого диаметра (рис. XXV. 1) и
дымовые трубы, а примерами решетчатых конструкций — трехгранные и
четырехгранные мачты и башни, шестигранные (рис. XXV.2) и
восьмигранные башни, сквозные опоры ЛЭП.
Основная особенность высотных сооружений заключается в
сравнительно большом отношении их высоты к поперечному размеру.
Сооружения башенного типа являются свободно стоящими, жестко
заделанными в основании (рис. XXV.2).
Ствол мачты шарнирно опирается на фундамент; устойчивость поло-»
жения ствола обеспечивается системой вант, расположенных в одном <
или в нескольких (см. рис. XXV. 1) ярусах. i
Особенностью большинства высотных сооружений является их ра-'^
бота на значительные горизонтальные нагрузки. Вертикальная нагруз-
ка существенна в многоярусных мачтах, где вертикальные
составляющие тяжений вант велики, а также в башенных сооружениях со
значительной полезной нагрузкой — водонапорных башнях, шахтных копрах,
буровых вышках и т. п.
По форме башенные сооружения могут быть одноствольными
(призматическими, цилиндрическими, пирамидальными, коническими),
двуствольными в виде сквозных порталов (рис. XXV.3) и др.
Основными типами решетки башен являются: крестовая с
дополнительными распорками, ромбическая и полураскосная, так как они
обеспечивают наибольшую жесткость конструкции. В стволах мачт
применяют треугольную решетку вследствие значительно меньших размеров
сечения ствола мачты по сравнению с размерами сечения башни той же
высоты.
Чтобы обеспечить неизменяемость контура сечения отправочного
элемента сквозного ствола высотного сооружения при транспортирова-
' Мельников Н. П, Антенные сооружения. Серия «Строительство и архитектура»,
№ 12. М., «Знание», 1969; Селезнева Е. Н. Строительство телевизионных опор за
рубежом. ЦНИИС Госстроя СССР. Обзоры по вопросам проектирования металлических
конструкций, № 1, М, 1969.
^ Крюков К. П., Курносое А. И., Новгородцев Б. П. Конструкции и расчет опор
линий электропередачи. М., «Энергия», 1964.
535
НИИ и монтаже, для восприятия горизонтальных составляющих усилий,
возникающих в местах переломов поясов, а также для обеспечения
жесткости контура сечения ствола при кручении башни или мачты
предусматриваются диафрагмы; их следует располагать в местах перелошж
ЗЯ6
Рнс. XXV.2. ^Башня
Ленинградского телецентра
высотой 325 м с
шестигранным стволом из
труб диаметром 133—
426 мм
Рис. XXV.1, Схема
типовых телемачт для
многопрограммного вещания
SSOO jsmjsoo ,.sm%
Рис. XXV.3. Портальная
решетчатая опора ЛЭП 500 кВ
поясов или приложения сосредоточенных
горизонтальных сил, но не реже чем через
интервал, равный трехкратному размеру
поперечного сечения ствола.
Для антенных сооружений решающее
значение имеют следующие основные
сочетания нагрузок: масса конструкций и
оборудования, тяжение вант, антенн и проводов,
ураганный ветер; масса конструкций и
оборудования, тяжение вант, антенн и
проводов, ветер интенсивностью 25% ураганного,
гололедная нагрузка и соответствующие
гололеду температурные воздействия.
Дополнительные сочетания нагрузок
имеют значение при больших перепадах
температур и значительных монтажных
нагрузках. На особые сочетания приходится
проверять антенные сооружения и опоры
536
линий электропередачи при их расположении в сейсмическом районе,
при одностороннем обрыве проводов, грозозащитных тросов и
подвесного антенного полотна (или его снятии).
Числовые значения нормативных нагрузок и воздействий указаны
в СНиП II-6-74, а коэффициентов перегрузки и коэффициентов условий
работы — в <Указаниях по проектированию металлических конструкций
антенных сооружений объектов связи» (СН 376-67).
Обычно нагрузкой, вызывающей наибольшие усилия в антенных
сооружениях и опорах линий электропередачи, является ветровая
нагрузка. Скоростной напор, кН/см^,
9 = (с»?/16). 10», (XXV. 1)
где V — осорость ветра, переменная по высоте сооружения, м/с.
Для определения зависимости скоростного напора ветра qt от
высоты могут быть приняты таблицы поправочных коэффициентов по
СНиП II-6-74 или степенной закон:
V< = Vlo(V^oГ^ (XXV. 2)
где gio -*^ скоростной напор на высоте 10 м от уровня земли; hi — расстояние от
поверхности земли до места определения ветровой нагрузки A0 м — уровень, на
котором замеряется скорость ветра).
На определенной высоте от поверхности земли, которую при
расчете высотных сооружений можно принять равной 350 м, начинается
зона геострофического ветра, на скорость которого земная поверхность
не оказывает влияния; иными словами, при высоте 350 м и более
скорость ветра и скоростной напор остаются постоянными.
Особенностями определения расчетной ветровой нагрузки на
высотные сооружения являются повышенный коэффициент перегрузки A,3
вместо 1,2) и введение коэффициента увеличения расчетного
скоростного напора
&=l-f|m, - (XXV.3)
где ^ — коэффициент динамичности, зависящий от периода свободных колебаний
сооружения Т, от ^югарнфмического декремента колебаний сооружения и определяемый по
графику (рис. XXV.4,а); m — коэффициент пульсации ветрового потока, имеет
наибольшую интенсивность у поверхности земли вследствие шероховатости земляного
покрова, в связи с чем коэффициент пульсации т убывает с увеличением высоты
(рис. XXV.4.6).
Период свободных колебаний высотного сооружения или его
элемента может быть определен методом итерации или энергетическим
методом.
Давление ветра на сооружение является следствием обтекания
конструкций ветровыми струями, возникновения завихрений, отсоса и т. п.
Такие явления характеризуются аэродинамическим коэффициентом Сх,
зависящим от формы (а иногда и поперечных размеров) обтекаемых
элементов сооружения. Так, для стержней конструкций,-имеющих в
сечении форму уголка с полкой, ортогональной ветротому потоку, Са;=1,4;
для стержней того же сечения, но с полками, расположенными под
углом 45", к направлению ветра, Ся==1,54; для цилиндрических элементов
с осью, перпендикулярной направлению потока, Ся=0,45... 1,2
(рис. XXV.5) в зависимости от числа Рейнольдса Re=(wd)/v (w-^
скорость ветра, м/с; d — диаметр сечения элемента, м; v — кинематическая
вязкость воздуха; при ^=15° С и нормальном i атмосферном", давлении
v=145-10-'' м^с). Подбирая диаметр труб, для которых при данной
скорости ветра аэродинамический коэффициент невелик, можно
существенно уменьшить ветровую нагрузку на сооружение.
637
в этом заключается основное преимущество трубчатых стержней
(помимо того что радиус инерции кольцевого сечения равен примерно
0,34 наружного диаметра трубы, т. е. сравнительно велик), Поэтому
бесшовные горячекатаные трубы по ГОСТ 8732—70 и электросварные
трубы по ГОСТ* 10704—63 находят все более широкое применение в
высоких башнях, мачтах, в переходных опорах ЛЭП и в линейных опорах
ЛЭП напряжением 500 кВ и более.
а)
'^'^ttZZZZZZZZ
0 1 2 3 Ч 5 е >7 8 й тп12
т,
Рис. XXV.4. Кривые зависимости
а — динамического коэффициента % от периода
свободных колебаний Т высотного сооружения
/ — для стальных опор; 2 — для алюминиевых
опор; 5 — коэффициента пульсации т от
высоты Я; i — для жестких элементов; 2 — для ваит,
проводов и тросов
^
Ц35
0,28
Ьз
Ц22
1^20
aw
т
Ц08
\
■
\
'
:_^
7^^
■
• ■■■■^^^'^^'
20 W 60 80 100 125 ISO
200
250
ЗОН
350 И,ы
Таким образом, расчетное давление ветра на метр длины сплошного
элемента высотного сооружения
9 = РсжП9о6, (XXV.4)
где (/о — нормативный скоростной напор ветра для данной высоты; п — коэффициент
перегрузки для ветровой нагрузки; Ъ — ширина элемента, ортогональная направлению
ветра.
Методика определения аэродинамического коэффициента для
решетчатых башен и мачт приведена в СНиП II-6-74.
При проектировании высотных сооружений серьезное значение
имеют вопросы устойчивости их деформированного состояния, колебаний их
стволов, а также вопросы вибрации вант, проводов, тросов,
проволочных антенн, отдельных стержней конструкций и др.Ч
Чтобы предотвратить опасные колебания, отношение длины
трубчатого стержня к его диаметру не должно превышать 40 при шарнирных
концах, 60 при заделанных концах и 25 для консольного стержня.
В высоких сооружениях и их элементах цилиндрической формы
ветер скоростью w = 5...25 м/с вызывает колебания, перпендикулярные
его направлению, вследствие расположения ветровых вихрей в
шахматном порядке (вихревая дорожка Бернара — Кармана),
• Савицкий Г, А. Антенно-мачтовые сооружения. М., Связьиздат, 1962; Лилеев А. Ф.,
Селезнева Е. Н. Методы расчета пространственных вантовых систем. М., Стройиздат,
1964.
538
Частота срывов ветровых вихрей, Гц,
f==Sh{vld),
(XXV.5)
0,2 — число Струхаля, равное отношению диаметра элемента к расстоянию
соседними вихрями по одной линии с подветренной стороны элемента
где Sh
между ^ __ __ ,, ___ -„—-г
(рнс. лХУ.б); V — скорость ветра, м/с; d — диаметр элемента, м.
Приравнивая период свободных колебаний сооружения (или его
Элемента) Т периоду срыва вихрей l/f=5d/v, получим критическую
скорость ветра
vk == 5d/T,
вызывающую резонансные колебания'.
(XXV.6)
1.2
as
Л
\^
Лс
• окомBfiQg 7 и W/fi w г гл ю'
Рис. XXV.5. Кривая зависимое™
аэродинамического коэффициента
Сх для стержней круглого и
кольцевого сечения от числа Рей-
нольдса
Рис, XXV.6. Вихревая дорожка Берна-
ра — Кармана, возникающая (при
обтекании цилиндра плоскопараллельным
ветровым потоком) с подветренной
стороны элемента
Если Критическая скорость ветра Ок превышает 25 м/с, то высотное
сооружение цилиндрической формы не рассчитывают на резонанс, так
как ураганный ветер постоянной интенсивности не может действовать
длительно и потому не вызывает резонанса.
Здесь рассматриваются лишь основные вопросы конструирования и
расчета наиболее распространенных высотных сооружений: башен и
мачт антенных сооружений, а также опор линий электропередачи.
Глава XXVI
АНТЕННЫЕ СООРУЖЕНИЯ ОБЪЕКТОВ СВЯЗИ
§ 1. БАШНИ
1. Общая характеристика
Башни обычно представляют собой пространственные сквозные
конструкции, образованные из плоских ферм и снабженные диафрагмами.
Применяются также сетчатые оболочки отрицательной гауссовой
кривизны (башни В. Г. Шухова) или сплошные оболдчки нулевой
гауссовой кривизны (рис. XXVI. 1).
Башни тяжелее и дороже мачт, но для застройки требуют меньше
площади (что особенно важно в условиях городского строительства)
и менее опасны для воздушного транспорта. Иногда по
радиотехническим условиям антенные сооружения могут выполняться только в виде
башен; в районах повышенной гололедности башни предпочтительнее
мачт, так как гололед особенно интенсивен на оттяжках мачт.
1971.
' Соколов А. Г. Металлические конструкции антенных устройств. М., Стройнздат,
539
Радиобашни в соответствии с радиотехническими требованиями
сооружаются либо с изолированным, либо с заземленным основанием.
Чтобы уменьшить массу и обеспечить устойчивость положения при
действии ветра и других горизонтальных нагрузок (обрыва подвесных
антенн, сейсмических воздействий), оашни проектируют уширенными
книзу в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Решетчатые баш-
Я5
Рис. XXVI. 1. Коническая
телебашня высотой
180 м на Буковой горе
(Чехословакия)
Рис. XXVI.2. Схемы типовых
четырехгранных башен одно-
программных телецентров
ни делают обычно четырехгранными, хотя и есть трехгранные,
шестигранные и даже восьмигранные башии.
С уменьшением числа граней башни улучшаются весовые
показатели, но ухудшается архитектурная выразительность сооружения.
Ширину базы пирамидальной башни назначают обычно в пределах 1/8—1/15
высоты, ширину верхушки 1—2 м, уклон граней 1/20—1/40. Верхнюю
часть высоких башен часто делают призматической для упрощения
изготовления и монтажа. В башнях весьма большой высоты рационально
осуществлять несколько переломов поясов (рис. XXVI.2). Пояса
сквозных башен сравнительно небольшой высоты выгодно делать из
одиночных уголков, а пояса высоких башен — из труб оптимальных диаметров
A30—450 мм), соответс^-вующих минимальным значениям
аэродинамического коэффициента (см. рис. XXVI.5).
540
грани решетчатой башни представляют собой плоские фермы.
Длина панели фермы зависит от системы решетки и от расстояния между
поясами. В пирамидальных башнях длина панели уменьшается кверху
в соответствии с уменьшением ширины башни; рационально изменять
длину панели но участкам, сохраняя в пределах каждого участка
постоянную панель (рис. XXVI.3). Тип решетки определяется стремлением
12500
4S0ff.
Рис. XXVI.3. Типовые схемы четырехгранных
трубчатых радиобашен высотой 125; НО; 87,5 к 65 м
541
«9
0«*'</
0216'S,S
Рис. XXVI.4. Четырехгранная телебашня в Анлие-Флессар (Бельгия)
а — схема границ б —узел иа отметке 28 м; в —узел на отметке 63 м
542
уменьшить расчетную длину поясов при угле наклона раскосов, бл513-
ком к 45°. С этой точки зрения наиболее рациональны ромбическая
решетка, крестовая с дополнительными распорками (см. рис. XXVI.S) и
полураскосная решетка (рис. XXVI.4). В башне из уголков часто
применяют шпренгельную решетку для уменьшения расчетной длины
поясов. Средний вес единицы длины башни, кН/м,
д = а + Ьт, (XXVI. 1)
где Я — высота башни, м; а и b — размерные коэффициенты*
(табл. XXVI.1).
ТАБЛИЦА XXVI.I
Значения коэффициентов а, b
Коэффициент
а,кН/м
Ь,кН/м^
Ветровой район
I
5 9
15-10-S—20.10-5
П1
о 10
15.10-5—30-10-5
V
11—15
20-10-5—30-10-5
2. Основы расчета башен
Башню рассчитывают как пространственную конструкцию,
защемленную в основании, на одновременное действие веса конструкций,
нагрузок от технологического оборудования и ураганного ветра (или
гололеда и соответствующего ветра).
Пояса башни рассчитывают на продольный изгиб.
При расчете башни, имеющей п граней, наибольшие сжимающие
усилия для расчета пояса и растягивающие усилия для расчета
фланцевых стыков и закладных частей
Nr>
2 BЛ1,' + ^М]) cos 9j 2Р
ПГ( COS «i
±
п COS at
(XXVI. 2)
В этой формуле: 2Л1^ — суммарный изгибающий момент от ветра на ствол башни на
соответствующем уровне; ХМ ^ — то же, на оборудование и от веса оборудования,
вызывающий изгиб башни; 2Р — вес ствола и оборудования с коэффициентом
перегрузки при расчете пояса на продольный изгиб и с коэффициентом недогрузки при расчете
фланцевых стыков и закладных частей; п — число сторон правильного
многоугольника сечения башни; Г{ — радиус окружности, проходящей через центры сечения поясов
на рассматриваемом уровне; ф4 — угол в горизонтальной плоскости между прямой,
проходящей через центр сечения башни и наиболее сжатый пояс, и направлением
ветра; «4 — угол между осью рассматриваемого пояса и вертикальной линией (см.
рис. XXVI.S).
Для башни квадратного и восьмиугольного сечений расчетным
является ветер на ребро, а для трех- и шестигранных башен — ветер на
грань.
При четном числе граней башни п поперечная сила, действующая на
грань,
Qrp = 2Qf/n, (XXVI.3)
где Q, — общая поперечная сила в i-й панели ствола башни.
Для трехгранной башни
Bi,p = 0,866Q,. (XXVI.4)
1 Селезнева Е. Н. Строительство телевизионных опор за рубежом. «Обзоры по
вопросам проектирования металлических конструкций», № 1. ЦИНИС Госстроя СССР,
1969.
543
Усилия в стержнях решетки четырехгранной башни (рис. XXVI.6)
определяют по формулам;
D = BМо) т; F = B/Ио)/2Ао; г = (Ао - Ь){ат),
(XXVr.5)
где D — усилие в раскосе; V — усилие в распорке; Мо — сумма моментов внешних
сил, расположенных выше рассматриваемой части башни относительно моментной
точки 0; / — длина раскоса.
Рис XXVI.5. К расчету многограииой
пирамидальной башии на ветровую
нагрузку
S,
ву
Рис. XXVI.7. Расчетная схема
диафрагмы ствола башни
Рис XXVI.6. Схема для определения
усилий в стержнях решетки башии
При действии на ствол башни крутяш,его момента ЛГк стержни
решетки рассчитывают на дополнительную поперечную силу
<гк = Л!к/[пг,со8(я/п)]. (XXVI.6)
В башнях с прямолинейными поясами при отсутствии крутящих
моментов каждая диафрагма проверяется на условные усилия,
прикладываемые в направлении диагонали навстречу друг другу (рис. XXVI.7):
Qi = 0,lAQ + 0.00267iV, (XXVI.7)
где AQ — приращение поперечной силы на участке между соседними диафрагмами;
N — продольное усилие » аояое »а участке расположения диафрагмы.
При-нал«ч»яп^^!Ш*^.поясов диафрагму следует рассчитывать на
усилие
Q2 = 0,lAQ-fO,00267iV + 0,5W, (XXVI.8)
где Н
■ горизонтальное усилие, возникающее в диафрагме, в связи с изменением угла
наклона поясов.
Прк'«ал«чии крутящего момента Мк диафрагму башни квадратного
сечевйй рассчитывают, кроме того, на поперечную силу
Qa'=MJ2a, (XXVI.9)
где в— сторока сечения башни (шнрииа грани),
644
Стержни решетки рассчитывают на поперечную силу,
действующую в плоскости грани.
Предполагается, что вертикальная нагрузка
вызывает только сжатие поясов, не вовлекая в работу решетку.
Это допущение, справедливое для призматической
башни, приемлемо и для пирамидальной, если тангенс
угла наклона поясов к вертикали не превышает 1/8.
При гибкости сжатых раскосов и распорок Я^ЮО
должен учитываться косой изгиб от действия веса
элемента и ветра на стержень.
При крестовой решетке раскосы делают из круглой
стали и подвергают их предварительному натяжению
усилием, равным 50% расчетного. Такие раскосы имеют
меньшую подветренную площадь, чем раскосы из
профильного металла, и благодаря предварительному
напряжению воспринимают сжимающие усилия от
ветровых нагрузок. Кроме того, башни рассчитывают по
второму предельному состоянию — по линейным и угловым
перемещениям.
Линейное перемещение (прогиб) верхушки башни от
нормативных нагрузок можно определить по формуле
Мора
f/макс •
о
(XXVI. 10)
где kail,2 — коэффициент, учитывающий деформацию решетки.
Предельный прогиб верхушки—1/100 высоты
башни. Для повышения вибростойкости башни желательно
уменьшить прогиб ее верха до 1/150—1/300 высоты
башни.
Прогиб распорок не должен превышать 1/400 их
длины как в вертикальной (от веса элемента), так и в
горизонтальной плоскости (от ветрового давления).
3. Основы конструирования башен
Пояса и распорки четырехгранных башен делают из
труб или уголков, раскосы — из труб, уголков или из
круглой стали. Пояса и распорки трех-, шести- и
восьмигранных башен выполняют из труб, раскосы — из
круглой стали или из труб.
В предвоенное время четырехгранная радиобашня из
уголков высотой 200 м весила примерно 2000 кН.
Переход к поясам и распоркам из труб оптимальных
диаметров, соответствующих наименьшему лобовому давлению
ветра, и применение крестовой решетки из гибких
предварительно-напряженных раскосов позволили создать
трехгранную радиобашню — антенну высотой 205 м,
весом всего 900 кН (рис. XXVI.8), весьма удобную дл^
изготовления и монтажа. В дальнейшем строили главным
образом четырехгранные башни, так как трехгранная
пирамидальная башня с большинства мест обозрения
производит впечатление падающего сооружения.
Рис. XXVI.8. Трехгранная радиобашня — антенна высотой 205 м
35—478
545
На рис. XXVI.2.приведены схемы типовых четырехгранных башен
однопрограммных телецентров высотой 112,5; 160,5 и 192,5 м, в котврых
обеспечены повторяемость и взаимозаменяемость отправочных
элементов. Эти модулированные схемы характерны тем, что башни меньшей
a^
Ф/ШИСЦ fll
ism «i_ ^-.
S-чо
Я Я
г^-ж^ГруНа 0?!g.S--g
<f-/6
Заглушка S-Um»-
. пвиЬарить бтнепро-
.^ тиеемым шбом а tmn
э
S^Q ^ФтнеиД!
0B9,S-3
rp!/ffa08ff.S-S
Кр cm фЗО
Рис. XXVI.9. Типовые узлы решетчатых телебашен
а — узел крепления стержней решетки к фланцерому соединению пояса башни; б — узел
крепления стержней решетки к поясу башни на болтах (пояс и распорки — нз труб, раскосы — из
круглой стали)
ВЫСОТЫ получаются из более высоких башен благодаря отсечению
нижней части. В описываемых башнях применен единый тип соединения
стержней в основных узлах (рис. XXVI.9), ускоряющий изготовление
и монтаж башни. л
Пояса башни, выполненные из труб, соединены между собой
крестовой решеткой, состоящей из жестких трубчатых распорок и гибких
раскосов из круглой стали с фаркопфами для их натяжения. В монтажных
узлах пояса соединяют при помощи толстых фланцев, приваренных к
трубам и соединяемых между собой болтами; распорки прикрепляют
к фасонкам, зажатым между фланцами поясов; чтобы влага не
попадала внутрь трубы, у торцов приваривают непроницаемым швом круглые
заглушки из листовой стали толщиной 4 мм, а при монтаже торцы
заливают битумом. Раскосы крепят к фасонкам, приваренным к поясу и
фланцу; каждый конец раскоса приваривают к вилкообразной фасонке,
к которой в свою очередь приварены две парные проушины,
прикрепляемые к фасонке пояса одним болтом большого диаметра (до 48 мм).
Таким образом, заводские соединения башни сварные, а монтажные —
546
болтовые. Монтаж башен ведут обычно методом наращивания при
помощи ползучего крана или стрелы *.
Новая типовая башня Я=241 м для многопрограммных телецентров
показана на рис. XXVI. 10. Верхняя часть такой башни длиной
порядка 0,4 высоты опоры должна иметь
поперечные размеры не более 2,5 м
соответственно размерам телевизионных
панельных антенн, блоки которых
типизированы. Вдоль ствола проходят
коммуникации антенн, шахта для подъемника й
лестница-стремянка.
Разработано оригинальное
конструктивное решение такой башни, по
которому вертикальный ствол постоянного
габарита служит опорной стойкой
трехгранной решетчатой неосесимметричной
пирамиды (ем. рис. XXVI.10). В верхней
части башни ствол усилен
пространственным шпренгелем из тросов и труб-
распорок.
Постоянство габарита сечения ствола
удобно для совместной типизации
металлических конструкций и
технологического оборудования, для крепления
телевизионного и релейного оборудования, а
также продольных коммуникаций. При
таком конструктивном решении секции
собственно ствола башни изготовляют на
заводах в кондукторах; на монтажную
площадку они поступают в виде
объемных отправочных элементов.
Пирамидальные башни приходится отправлять
на место строительства россыпью, что
значительно увеличивает объем
монтажных работ.
Конструкция ствола решена в двух
вариантах: в виде сквозной
четырехгранной призмы с базой 2500 мм и в
форме цельносварной трубы диаметром
2500 мм. Башня с трубчатым стволом на 8—15% легче башни с
решетчатым стволом.
Рис. XXVI. 10. Типовая башня вы-
сотой 241 м для
двухпрограммного телевидения
§ 2. МАЧТЫ
1. Общая характеристика
Мачта (рис. XXVI.И) состоит из ствола 1, оттяжек 2 с
креплениями, изоляторами 3, в случае необходимости и винтовыми стяжками,
опоры 4 на ствол мачты, центрального фундамента 5 под стволом и
анкерных фундаментов 6 для крепления нижних концов вант. Число ярусов
оттяжек (от одной до шести) зависит от технологических требований,
высоты мачты и размеров поперечного сечения ствола.
Мачты легче и дешевле башен, но требуют большей площади
застройки. Угол наклона вант к оси ствола назначают обычно от 30 до 45°.
» Бровермаи Г, Б." Строительство мачговых и башенных сооружений. М., Стройиз-
дат. 1970.
35*
547
Отношение высоты мачты Н к диаметру описанной окружности
ствола
200 > я/о > 60. (XXVI. 11)
При этом расстояние / между креплениями вант соседних ярусов к
стволу мачты
30D>/>15D. (XXVI. 12)
иетт^^яз?
Рис. XXVI.и. Радиомачта-излучатель
Ствол мачты обычно делают из углеродистой или
низколегированной стали, оттяжки — из стальных канатов, оттяжечные и опорные
изоляторы — из форфора.
Для вант мачтовых конструкций следует применять стальные
спиральные канаты типа ТК (диаметром 12—34,5 мм) и тросы (канаты со
стальным сердечником диаметром 36—76 мм) по ГОСТ (см. гл. IV, §9).
Перед использованием в вантах канаты должны быть вытянуты уси-
548
лием, равным половине разрывного усилив каната в целом, на
протяжении получаса или трехкратным натяжением и отпуском от нуля до
указанного усилия' с целью повышения модуля упругости, устранения
остаточных деформаций и уменьшения упругих деформаций вант при
эксплуатации.
После вытяжки модуль упругости для стальных канатов Ея^1,5—
Ю^кН/см^.
Для заливки концов стальных канатов в стаканы втулок
рекомендуется применять цинковый сплав ЦАМ9-1,5 (ГОСТ 7117—62), имеющий
временное сопротивление растяжению не
менее 25 кН/см^ и сжатию не менее
60 кН/см^. Постоянство габарита сечения
ствола по высоте, малые поперечные
размеры ствола и минимальные размеры
опорной части ствола — радиотехнические
требования к конструкции мачты-антенны,
которым лучше всего удовлетворяют мачты с
оттяжками в нескольких ярусах. В то же
время условия эксплуатации и изоляции
конструкции мачты делают рациональным
уменьшение числа вант; это достигается
применением минимального числа оттяжек
в плане (трех в каждом ярусе), а также
разумным сокращением числа ярусов вант.
При одном ярусе оттяжек или при
параллельных оттяжках (см. рис. XXVI.11)
угол оттяжки с осью ствола принимают
равным 45°, а при закреплении всех вант
или части оттяжек, находящихся в одной
вертикальной плоскости, к единому
анкерному фундаменту угол наклона верхней
ванты обычно не менее 30° (см. рис. XXV.1).
В высоких мачтах для уменьшения провеса
оттяжки иногда ставят реи (рис. XXVI. 12);
при этом угол верхней ванты с осью ствола
можно уменьшить до 15°.
В зависимости от радиотехнических
требований ствол мачты делают с
изолированной или заземленной опорой.
Основой рационального проектирования мачт, как и башен, является
всемерное уменьшение лобового давления ветра (см. гл. XXV).
Благодаря лучшим аэродинамическим свойствам высокие мачты из труб
получаются легче мачт из уголков
li^i?^iSiSS!S^^il^m^S^kS!li^
Рис. XXVI.12. Схема типовой
телемачты с цельносварным
трубчатым стволом диаметром
1600 мм и реями
Средняя масса метра длины ствола мачты, кН/м,
(XXVI. 13)
где Н — высота мачты, м; а и й — размерные коэффициенты (табл. XXVI.2),
ТАБЛИЦА XXVI.2
Коэффициент
a, Кн/М
b, кн/мЗ
Значения коэффициентов
Ветровой район
I
5 g
1,5-10-5—3-10-5
UI
8—12
1,5-10-5—4,5-10-6
V
11-15
3-10-5—4,5-10-5
35а—478
549
Нагрузки на мачты определяют так же, как и на башни. При
расчете ствола мачт постоянными нагрузками являются не только вес
конструкции и оборудования, но и вертикальные составляющие
начального (монтажного) натяжения вант.
2. Основы расчета мачт
При расчете мачт принимают соответствующие сочетания нагрузок
и воздействий (Указания СН 376-67).
При выборе направления ветра учитывают наиболее
неблагоприятное сочетание ветровой нагрузки на мачту с другими нагрузками. В
расчете учитывают давление ветра не только на ствол мачты, но и на
оттяжки и оборудование. Значение ветрового напора при расчете вант
можно принимать по всей длине постоянным и равным напору,
соответствующему 2/3 высоты верхнего конца оттяжки. Гололед учитывают
на всех элементах конструкции, на вантах и антеннах.
Помимо расчета мачт в эксплуатационных условиях производится
проверочный расчет их на монтажные нагрузки (от кранов) при ветре
скоростью 15 м/с, что соответствует ветровой нагрузке (с учетом
коэффициента перегрузки) около 0,2 кН/м^.
Упругое перемещение ствола мачты при эксплуатации в местах
крепления оттяжек не должно превышать 1/100 высоты этих сечений над
центральным фундаментом. Упругое перемещение верхнего сечения
мачты не должно быть более 1/100 длины консоли. Эти перемещения
определяют по нормативным нагрузкам (без коэффициентов
перегрузки).
Мачту рассчитывают в два этапа. На первом, предварительном,
этапе на основе опыта проектирования и путем простейших расчетов
назначают схему мачты (число ярусов и вант в ярусе), размеры сечений
ствола и решетки, а также сечение оттяжек. Рассматривая мачту как
систему однопролетных балок (шарнирно соединенных в местах
прикрепления вант), нагруженную ветром, определяют опорные реакции и
рассчитывают оттяжки. При этом места крепления вант предполагают
несмещаемыми. Продольные силы определяют как сумму весов
вышерасположенных элементов, оборудования и вертикальных составляющих
тяжения оттяжек. Далее по обычным формулам проверяют прочность
и устойчивость участков ствола между соседними креплениями вант
и (если напряжения мало отличаются от расчетного сопротивления)
переходят ко второму этапу расчета.
На втором, окончательном, этапе оттяжку рассчитывают как
предварительно-напряженную упругую нить, подвешенную в двух точках
разной высоты, загруженную равномерно распределенной нагрузкой от
массы ванты, ветра, гололеда и т. д.; сосредоточенные силы от веса от-
тяжечных изоляторов заменяют эквивалентной по моменту нагрузкой,
равномерно распределенной по длине нити.
Расчетной схемой ствола мачты является многопролетный сжато-
изогнутый стержень на нижней неподвижной и на остальных упруго-
податливых опорах, каковыми являются места крепления оттяжек к
стволу. Коэффициенты упругости опор ствола мачты зависят от
геометрических и физических характеристик вант, изгибной жесткости ствола,
а также от действующих на сооружение нагрузок, в том числе от
интенсивности начального (монтажного) натяжения оттяжек.
Для определения неизвестных используют уравнения неразрывности
упругой линии ствола и уравнения равновесия узлов крепления оттяжек
в плоскости действия горизонтальной нагрузки Ч
* Металлические конструкции промышленных зданий и сооружений. Справочник.
Под ред. Н. П. Мельникова. М., Госстройиздат, 1962.
550
Эпюра поперечных сил строится в соответствии с эпюрой
изгибающих моментов.
Продольные (осевые) силы в стволе
Af = iVc-|-A^o6 + A^B + A^T. (XXVI. 14>
где Nc — вес вышележащей части ствола; No6 — вес вышерасположенного
оборудования; Nb — вес вышерасположенных вант; Nt — вертикальная составляюш,ая тяжения
вышерасположенных вант.
По найденным усилиям М, Q я N проверяют сечения ствола на
прочность и устойчивость, а также рассчитывают стыки.
В зависимости от заранее назначенных значений расчет ствола
мачты как стержня на упругоподатливых опорах можно производить
способом задания начального натяжения вант^ способом задания эпюр
моментов ^ и способом задания смещений оттяжечных узлов ^.
Способ задания начальных натяжений вант состоит в том, что
вначале задают сечения вант и начальные напряжения в оттяжках; в
результате расчета после составления и решения уравнений
неразрывности деформаций ствола и уравнений равновесия сил в оттяжечных
узлах определяют опорные изгибающие моменты и смещения оттяжечных
узлов. Этот способ более общий, так как позволяет рассматривать
любое направление ветра на мачту, но и более трудоемкий. Поэтому при
ручном способе расчета рекомендуется задаться рациональной эпюрой
моментов с последующим решением задачи при других направлениях
поперечной нагрузки.
При расчете на машине следует применять способ заданных
натяжений вант; задавая различные натяжения в вантах, по результатам
расчета можно подобрать наиболее рациональные значения моментов,
смещений оттяжечных узлов и продольных сил.
Очевидно, наиболее рационально задать напряжения в вантах
такими, чтобы опорные моменты в стволе мачты равнялись наибольшим
пролетным. Зная моменты, отвечающие такой эпюре, по уравнениям не-.
разрывности упругой линии ствола определяют соответствующие им
смещения оттяжечных узлов, по перемещениям узлов находят
удлинение вант, а по ним — напряжения в оттяжках. Разность напряжений в
вантах, полученных при выравненной эпюре моментов и при расчете
ствола в предположении несмещаемых шарниров в оттяжечных узлах,
составляет начальное (монтажное) напряжение в вантах.
Назначать сечения элементов мачты можно по аналогии с
имеющимися сооружениями или по следующим формулам:
i) для ванты по усилию
Nr = k(R/sina)^0,5Np, (XXVI. 15)
где Л^т — ориентировочное усилие в наветренной ванте; R — реакция в оттяжечном
узле; а — угол между хордой оттяжки и осью ствола; Л^р — разрывное усилие
каната; k — коэффициент, зависящий от числа вант в плане, от длины оттяжки, от ее
начального натяжения, от неразрезности ствола и т. п.; для узла из трех-четырех вант
в плане кя; 1,2;
2) ДЛЯ ствола по моменту и продольной силе:
Л1 = 0,19^2; (XXVI. 16)
iV = 0,5SniVxCosa + A^c + A^o6, (XXVI. 17)
где 9 — усредненная равномерно распределенная поперечная нагрузка в данном
пролете ствола; п — число вышерасположенных оттяжек; Nc — вес вышележащей части
ствола; Л'об — вес вышерасположенного оборудования.
' Металлические конструкции промышленных зданий и сооружений. Справочник.
Поя ред. Н. П. Мельникова. М., Госстройиздат, 1962.
2 Соколов А. Г. Опоры линий передач. Госстройиздат. М., 1961.
' Стрелецкий Н. С. Курс металлических конструкций. Ч. III. М., Стро^издат, 1944.
35а» 551
«с
ш
р
)^
ш
1
ь
р -,
r.f
Рис. XXVI. 13. Схема
фланцевого стыка
Рис. XXVI. 14. К расчету швов
фланца
Результаты, полученные по этим
трем формулам, ориентировочны и
требуют уточнения после
окончательного расчета.
Устойчивость формы ствола мачты
проверяют;
а) для монтажного состояния при
отсутствии ветра и повышении
натяжения вант на 10% против начального;
б) для эксплуатационного
состояния в плоскости, перпендикулярной
действию ветра при основных
сочетаниях нагрузок и воздействий.
Потеря устойчивости ствола
мачты представляет собой сложный
случай потери устойчивости
многопролетного сжато-изогнутого стержня,
опирающегося на опоры с различной податливостью', Гибкость любого
пролета ствола не должна превышать 150.
При окончательном проектировании (в стадии КМ) устойчивость
ствола мачты необходимо проверять точным методом. Принцип такого
расчета состоит в следующем: составляется система уравнений для
прогибов, угловых перемещений, поперечных сил и моментов опорных
сечений ствола при отсутствии поперечной нагрузки; задача заключается в
отыскании наименьшего значения продольных сил, при которых система
теряет устойчивость, что выражается равенством нулю определителя
системы уравнений. Ствол мачты на устойчивость следует точно
рассчитывать методом начальных параметров в матричной форме при помощи
ЭВМ.
Уравнения для расчета вант выражают упругие характеристики опор
ствола, т. е. зависимость между горизонтальной опорной реакцией Я
и смещением оттяжечного узла у.
Чтобы установить эту зависимость, составляют два уравнения
равновесия сил вантового узла B^=0, ЕУ=0) и п уравнений
совместности перемещений концов оттяжек рассматриваемого узла (п — число
вант яруса).
Условие прочности оттяжки
iVx '^ Шв ЙЙзакр Л'^р.
(XXVI. 18)
где iVi — расчетное усилие в ваите; fe=0,8 — коэффициент однородности каната;
тв=0,65 — коэффициент условий работы ванты; Ааакр = 0,95 — коэффициент
закрепления при заливке каната во втулке; iVp — разрывное усилие каната, устанавливаемое
соответствующими стандартами или заводскими сертификатами.
1 Соколов А. Г. Опоры линий передач. Госстройиздат. М., 1961.
552
Соединения вант со стволом и с анкером рассчитывают на
расчетное усилие в оттяжке, но не менее чем на 0,5 Np.
Расчет фланцевого соединения заключается в подборе толщины
фланца, диаметра и числа болтов, толщины угловых швов. На
рис. XXVI.13 приведена схема фланцевого соединения и указаны
основные обозначения:
*
Рр — сила растяжения; Рс — сила сжатия; а — наружный радиус трубы; b —
радиус окружности по рискам болтов; с — наружный радиус фланца; б — твлщииа
стенки трубы; Лщ — толщина углового рва; 6i — толщина фланца; d—диаметр
отверстий для болтов; п — число болтов.
Размеры Ь, с назначают конструктивно в зависимости от
диаметра трубы, числа и диаметра болтов, размещения гаек с шайбами.
Внутренний диаметр фланца Дв«2а+3 мм.
Диаметр окружности по рискам расположения болтов D^OiDB+dm-f,
. +2/1ш+5 мм (где dm — диаметр шайбы *).
Наружный диаметр фланца Дн=Дб+<^ш+30 мм. Толщина фланца,
см, работающего на изгиб под действием силы Рр,
в1 = VPp/ikiki). (XXVI. 19)
где Рр — растягивающее усилие, кН;
ki = -— (при а!! = 24кН/см2А, = 1).
24
'Здесь а? — нормативный предел текучести стали, кН/см^.
Значения Аг, кН/см^, приведены в табл. XXVI.3.
В случае несовпадения вычисленных отношений Ь/а, с/Ь, 6i/6 и а/6
с отношениями этих размеров, указанными в таблице, значение kz
следует определять интерполяцией значений, приведенных в таблице.
Болты фланцевого соединения, работающие на растяжение от
предельной силы, рассчитывают по формуле
° = Рр{"^^т)<"^брЧ- (XXVI.20)
где Рр — расчетная растягивающая сила в поясе; п — число болтов в соединении;
•Fhi — площадь сечения болта по резьбе; т=0,8 — коэффициент условий работы;
тбр=0,9 — браковочный коэффициент при диаметре болтов 42 и 48 мм; R^ —
расчетное сопротивление болтов растяжению.
Угловые швы, прикрепляющие фланец к трубе (рис. XXVI. 14),
рассчитывают по формулам;
а) при сжатии пояса силой Рс
'^^VCP'^mU^^r» (XXVI.21)
где /ш==4яа;
б) При растяжении пояса силой Рр
^ = /{Т'м + Tl)l{fihJ <г^' ,^ (XXVI.22)
где Тм=ОТаА; Tp=Ppjlm — горизонтальное и вертикальное усилие кИ иа 1 см шва;
а — наружный радиус трубы; та — момент от упругого защемления флащ;а в трубе,
равный kPp [Рр — расчетное усилие растяжения в поясе, кН; k — коэффициент,
изменяющийся от 0,003 до 0,07*, в зависимости от отношений bja, cjb, а/б и 6i/6 (обозна-
ГОСТ 6957—54* и ГОСТ 11371—65.
РТМ 42-62. «Сосуды и аппараты». М., Стандартгчз, 1964.
583'
ТАБЛИЦА XXVI 3
Значения ^2 при 6i/6
Ыа
1.2
1,6
2
Ф
1.3
1,4
1,2
1.3
1,4
1.2
1.3
1.4
3
а/6=5 1
93
98,5
108,4
41,6
43,9
45,3
39,1
45,8
53,5
10 1
113,6
117
129,4
47,9
50,8
52,6
49,7
62,7
78
15
123,8
127,8
143,4
52,4
54,7
57,1
58,7
78,6
109,3
Значения ftj, кН/см
', при 6i/6
5
5 1
54
61,5
67,5
28,3
30,4
32,2
23
24,7
26,2
10
58,9
66,2
73,4
29,9
32,1
33,8
24,6
26,8
28,6
15
62,5
69,2
76,6
31,3
33,3
35,1
26
28,4
30,6
7
5
46,5
53,8
61
25,7
27,8
29,5
20,5
21,8
22,9
10
48,1
55,5
61,9
26,3
28,4
30,1
21,1
22,4
23,7
15
49,6
57,6
63,8
26,9
28,9
30,7
21,6
23
24,3
атевт-
чения см. на рнс XXVI.14)]; h—расстояние между центрами сечения швов,
прикрепляющих фланец к трубе:
h W 6i—Лш/З —0,2 см;
остальные обозначения обычные.
В качестве соединительных
элементов фланцевого стыка
применяют болты нормальной
точности (при усилии до
200 кН на болт) или
высокопрочные болты (при усилии,
большем 200 кН на болт) е
тем, чтобы диаметр болта
нормальной точности не
превышал 48 мм, а высокопрочного
болта — 30 мм.
Элементы механических
деталей оттяжек мачт
рассчитывают на выносливкость по
методике, изложенной в СНиП
II-B.3-72.
При конструировании лац-
менного узла следует
стремиться к уменьшению эксцентрицитета е — расстояния от центра
тяжести сечения всех швов до точки пересечения оси ванты с осью
вертикальных швов соединения (рис. XXVI. 15).
Напряжение в швах, скрепляющих узел с трубой.
Рнс. XXVI. 15. К расчету швов,
прикрепляющих лацменную фасонку с
горизонтальными ребрами к стволу мачты
От
-V[-^
Л^т COS а \2
РЛш S^n
+
Л^т sin а
<R'^,
(XXVI. 23)
где М=Л?тесо5а — изгибающий момент; Wm=Jiii/b макс "~~ момент сопротивления
сечения швов; /ш — момент инерции сечеиия швов относительно нейтральной оси,
перпендикулярной плоскости изгиба; бмако — наибольшее расстояние от центра швов до
крайнего горизонтального шва; N^ — расчетное усилие в ванте; а — угол наклона
оттяжки к вертикали; остальные обозначения обычные.
3. Основы конструирования мачт
Сквозные стволы мачт, расчаленные в нескольких сечениях, имеют
призматическую форму, поскольку в этом случае усилия в поясах
различных участков ствола мало отличаются друг от друга. Такая форма
55*
ствола обеспечивает удобство изготовления и монтажа мачты. Ширина
ствола определяется из условий его устойчивости и
транспортабельности отправочных элементов; ширина грани трехгранного ствола
назначается не менее 1/34 расстояния между креплениями вант соседних
$0^
.1т^ш,п
Крстф'зо
А-А
ЕЕ
FdR-TU
Рис. XXVI. 16. Узел крепления
распорки и раскосов к поясу
мачты (пояс — труба,
распорка — труба, раскосы из
круглой стали)
122
Мыры сверлит
лорави1/с!/
п=6
Рис. XXVI. 17. Узел крепления
стержней решетки к поясу
мачты (пояс и распорка —
уголки, раскосы из круглой
стали)
Рнс. XXVI. 18. Узел крепления
стержней решетки к поясу
мачты (пояс — труба,
распорка — двутавр, раскосы из круг-
^ лой стали)
ярусов к стволу мачты, ширина грани четырехгранного ствола — не
менее 1/42 указанного расстояния. При гибких раскосах из круглой стали
решетка ствола крестовая, а при жестких раскосах из уголков или труб
треугольная или раскосная. Угол наклона раскосов близок к 45°. Пояса
ствола делают из труб или уголков в зависимости от высоты мачты.
Распорки также выполняют из труб (рис. XXVI. 16), из уголков
(рис. XXVI.17) или (на уровне площадок) из двутавра (рис. XXVI.18).
Трубчатые стержни решетки рационально приваривать к поясам без
555
фасонок. Заводские соединения осуществляют сварными, а монтажные —
болтовыми.
Эти конструктивные приемы применены в трехгранных мачтах из
типовых секций с шириной грани 1350 и 2200 мм (рис. XXVI.19),
разработанных в ЦНИИпроектстальконструкции и в четырехгранных мачтах
а)
ЗРРм
lasp-^Qf
2S0M
229
ггоо
168
/
h
ISOm
.гOS
К
б)
ша
250м
гоом^ ^
137,8
97
178
178
Рнс. XXVI.19. Радиомачты из типовых секций
а — схемы решетчатых мачт-антенн; 6 — типовые секции мачт
0 70-90
аз ста/чс
ивХНМА
Рис. XXVI.20. Узел крепления ванты к стволу мачты
/_ оттяжка; 2 — втулка; 3 — валик
К. стволу
К анкерному
щнЗаментл
Рис. XXVI.21. Нижнее натяжное устройство для оттяжки
из унифицированных элементов с шириной грани 2500 мм с высокой
степенью технологичности изготовления. Длина отправочных элементов
ствола 6750 мм согласована с кратностью вертикальных проводок и
шагом установки оборудования по вертикали, с условиями
транспортирования элементов, с габаритами монтажного крана. В этих мачтах до-
556
ел
vH<sVW^/^4y>^Vy/A^^^^
jj3P? Рнс. XXVI.22.
Установка мачты
на опорный
изолятор
/ — опорная секция
ствола мачты; 2 —
балансир; 3 —
опорный изолятор; 4 —
съемные консоли; 5 —
стяжные болты; 6 —
цомкраты; 7 — шпаль-
ные клетки; 8
—упорные планки; 9
—опорная плита изолятора;
W — защитный кожух
изолятора!
стигнута значительная экономия стали по сравнению с
четырехгранными мачтами из уголков.
Ванта соединяется со стволом при помощи верхней втулки
(стакана), прикрепляемой валиком к оттяжечной фасонке ствола (рис.
XXVI.20, а).
При таком креплении оттяжки к поясу усилие тяжения в канате
передается на ствол с эксцентрицитетом. На рис. XXVI.20, б показан узел
безмоментного крепления оттяжки к стволу мачты, при котором усилие
тяжения передается по оси пояса независимо от угла наклона оттяжки;
такой узел позволяет ликвидировать разнотипность оттяжечных секций.
Нижним концом оттяжка соединена с анкерным тяжем посредством
стяжной муфты (рис» XXVI.21), которой регулируется натяжение ванты
при монтаже и в процессе эксплуатации.
Развитие радиорелейной связи привело к необходимости установки
на телемачтах отражающих и рупорно-параболических антенн.
Конструктивное решение мачт Я=192,5 м однопрограммных телецентров
принято в виде ствола кольцевого сечения диаметром 1600 мм,
расчаленного тремя ярусами вант (по три оттяжки в каждом ярусе). В ЦНИИ-
проектстальконструкции разработаны два варианта мачт (в
зависимости от площади застройки): с углом наклона оттяжек, равным 45°, и с
крутыми вантами, сходящимися в одном анкерном фундаменте, и
реями fcM. рис. XXIV.12). Ствол разбит на секции высотой 4500 мм,
сваренные из трех обечаек шириной 1500 мм из листовой стали 6=8... 16 мм
и усиленные кольцами жесткости. Такая конструкция ствола телемачты
позволяет снизить ветровую нагрузку и обеспечить удобство осмотра,
ремонта и модернизации проводок. Оболочка ствола совмещает
несущие и ограждающие функции — работает как сжато-изогнутый
стержень кольцевого сечения и служит ограждением для всех волноводов,
кабелей и шахты лифта. Для сквозной типизации конструктивные
решения радиорелейных опор высотой 40—130 м также приняты в виде
мачты с трубчатым стволом диаметром 1600 мм. У верха каждой секции
необходимо предусматривать проушины для строповки секции (внутри)
и крюки для навески подмостей, уголки-фиксаторы, столики для
монтажного крана (снаружи).
Ствол такой мачты устанавливают на опорный изолятор (рис.
XXVI.22).
Для закрепления вант в земле применяют монолитные фундаменты
и анкерные плиты, погружаемые в грунт.
Глава XXVII
ОПОРЫ линии ЭЛЕКТРОПЕРЕДАЧ (ОПОРЫ ЛЭП)
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА
Воздушные линии электропередачи служат для передачи и
распределения электроэнергии по голым проводам, расположенным на
открытом воздухе и прикрепленным изоляторами и арматурой к опорам.
Исходными данными для проектирования ЛЭП являются начальный
и конечный пункты передачи, род тока, напряжение линии, материал
и сечение проводов и молниезащитных тросов, материал опор, число
цепей на одном ряду опор и число рядов опор.
В настоящее время для линий 110—750 кВ в СССР применяют
главным образом облегченные сталеалюминиевые провода марки АС
диаметром 25—37 мм и массой 1250—2756 кг/км *.
* ГОСТ 839—74; число в марке провода означает округленную площадь сечения
'алюминиевой части в мм^; площадь сечения стального сердечника примерно в восемь
раз меньше сечения алюминиевой части провода.
558
/3>/r-^,5
/3'/7-f,S
C-70
AC -480
AC -480
К -480
Ha опорах линий напряжением 110 кВ и выше закрепляются один
или два стальных грозозащитных троса марки С-70 или С-100
(ГОСТ 3063—66), предназначенных для защиты проводов от ударов
молнии.
Чтобы предотвратить заземление и короткое замыкание, на линиях
электропередачи применяют специальные изоляторы. Их собирают в
подвесные (для
промежуточных опор) или в натяжные
(для анкерных опор)
гирлянды, состоящие из нескольких
шарнирно- соединенных
тарельчатых изоляторов из
фарфора или стекла.
Требования,
предъявляемые к проектированию и
возведению линий
электропередачи и их элементов,
определяются действующими
Правилами устройства
электроустановок (ПУЭ). Проектируют,
изготовляют и монтируют опоры и
фундаменты ЛЭП согласно
СНиП П-И.9-62 («Линии
электропередачи напряжением
выше 1 кВ»). Габарит линии
(расстояние от земли или
воды до нижней точки провода
при его максимальном
провисании) должен быть не менее
6—12 м в зависимости от
напряжения линии и рода
препятствия. Это определяет
высоту опор ЛЭП.
Основными климатическими факторами, определяющими временные
нагрузки, являются ветер и гололед (СНиП П-6-74).
На воздушных линиях переменного тока одна цепь состоит из трех
фаз, а постоянного тока — из двух. Это влияет на компоновку
конструкции опор.
Если по схеме энергоснабжения требуются две цепи, то они могут
быть подвешены к параллельным одноцепным опорам или к
однорядным двухцепным опорам.
При напряжении до 330 кВ одна двухцепная линия обычно
дешевле, чем две параллельные одноцепные линии. При напряжении 500 кВ
и более одноцепные линии рентабельнее и надежнее.
Рис. XXVII.1. Одноствольная промежуточная
опора двухцепиой линии 220 кВ
§ 2. ОСНОВЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ОПОР ЛЭП
По конструктивному решению опоры ЛЭП могут быть свободно
стоящими (рис. XXVn.l) и на оттяжках (рис. XXVII.2). Опоры ЛЭП
являются массовыми сооружениями, поскольку при строительстве одной
линии устанавливают многие сотни опор, а одновременно всегда
прокладывают несколько линий, так что число единовременно
изготовляемых и монтируемых опор достигает нескольких тысяч; именно поэтому
они вполне отвечают условиям типизации.
По назначению опоры делят на промежуточные (рис. XXVII.S),
поддерживающие провода; анкерные, служащие для натяжения проводов;
угловые, устанавливаемые в местах поворота линии; концевые, устанав-
559
ливаемые на концах линии; переходные, устанавлцваемые на переходах
больших пролетов (пересечениях рек, озер, проливов, оврагов и т. п.).
Основным типом опор на линии являются промежуточные, которые
составляют около 85% общего числа опор.
тоо
Й1Й
■^VAKV/^CWT]
тг mv-ssii'SZM)
i<,v4vMV4>
Рис. XXVII.2. Промежуточная портальная опора из уголков на оттяжках линии
500 кВ
Атермай опцраХ
Анкерная а/щаЦ
Рис. XXVII.3. Промежуточные и анкерные опоры линии электропередачи
На выбор типа опор влияют напряжение линии, расположение
проводов, назначение опор, пролет, габарит линии (расстояние от
поверхности земли или воды до низа нижнего провода при его максимальной
стреле провисания), климатические условия.
Для линий 220—330 кВ наиболее часто применяют двухцепиые
одноствольные опоры с расположением проводов «бочкой» (см. рис.
XXVII.l), а для линий 500—750 кВ — одноцепные опоры портального
типа (см. рис. XXVII.2) с горизонтальным расположением фаз. Высота
промежуточных опор изменяется от 22 до 42 м в зависимости от на-
560
пряжения и габарита линии, длины изоляторных гирлянд, наибольшей
стрелы провисания и расположения проводов и тросов. В пересечениях
водных преград при больших пролетах (до 2,4 км) высота переходАхх
опор достигает 226 м (опоры перехода ЛЭП через водную преграду на
линии между городами Сайо и Хиросима в Японии).
Одноствольные расчаленные опоры (рис. ХХУП.4) имеют ряд
преимуществ перед свободно стоящими опорами башенного типа и перед
портальными опорами на оттяжках. Они являются перспективными,
особенно для ЛЭП постоянного тока напряжением 1500 кВ и более.
Недостатком сварных стальных
опор 220 и 330 кВ является низкий
коэффициент использования
железнодорожных платформ E-^10%).
Болтовые соединения промежуточных
стальных опор позволяют производить
горячее цинкование отправочных
элементов на заводе-изготовителе,
снизить трудоемкость их изготовления и
значительно повысить коэффициент
использования транспортных средств;
укрупнительная сборка опоры на
пикете осуществляется при помощи
цинкованных стальных болтов
нормальной точности или кадмированных
высокопрочных болтов. При выборе
схемы болтовой опоры следует
стремиться к уменьшению числа раскосов, не
допуская чрезмерно больших усилий в
них. Весьма рационально крепить два
раскоса к поясу Одним болтом (рис.
XXVII.5,а); это уменьшает число
болтов в опоре до минимума; суммарные
трудозатраты на изготовление,
транспортирование и укрупнительную
сборку болтовой опоры снижаются на 10%. Однако болтовые опоры не
всегда целесообразны. Сварные отправочные элементы сечением не более
1,5X1.5 ми длиной до 9 м позволяют производить их горячее цинкование
Рис. XXVII.4. Одноствольная
промежуточная опора на оттяжках
линии постоянного тока 1500 кВ
Рнс. XXVII.5. Узлы
крепления раскосов к поясу без
фасонок
а — одним болтом; б—сварными
швами; в — двумя болтами
на заводе и удовлетворительно использовать транспортные средства;
поэтому в конструкциях расчаленных портальных опор из уголков
болтовые соединения раскосов с поясами нерациональны (за исключением
алюминиевых опор). Болтовые опоры невыгодны при небольших
сечениях поясов (L70X6 и менее); при переходе от сварной конструкции к
болтовой потребуется увеличение Сечения поясов для возможности
размещения болтов, что увеличит массу опоры. При больших усилиях в
раскосах (например, в анкерных опорах 330 кВ и в любых опорах 500,
561
750 кВ и более) приходится крепить конец каждого раскоса к поясу
двумя-четырьмя болтами и применение болтовых опор теряет смысл.
Схемы решеток зависят от ширины ствола и размера нагрузок. При
узких стволах и небольших нагрузках наиболее экономична
треугольная решетка «в елку» (см. рис. XXVII.4). При широких стволах и
больших нагрузках возможна ромбическая решетка с
совмеш,енными (рис. XXVII.6, а) или
несовмещенными узлами (рис. XXVII.6, б) в смежных
гранях. Целесообразна последняя, так как в
сварных опорах выполнить совмещенные узлы
трудно, а в болтовых опорах часто невозможно.
Согласно ПУЭ, шаг диафрагм стволов не
должен превышать 8 м, причем в каждой секции
должно быть не менее двух диафрагм. Кроме
Того, диафрагмы необходимы в сечениях, где
приложены нагрузки (на отметках траверс), и в
сечениях перелома поясов.
Траверсу одноствольных опор конструируют
из уголков. Траверсы портальных опор
выполняют в виде сквозного призматического бруса (см. рис. XXVI 1.2) или
шпренгельной конструкции.
§ 3. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИИ ОПОР ЛЭП
ЛЭП рассчитывают по действующим «Правилам устройства
электроустановок» и по главам СНиП II-B.3-72, СНиП 11-И.9-71 и
СНиП II-6-74.
Опоры рассчитывают на три режима — три сочетания нагрузок:
1) нормальный режим работы линии — провода не оборваны
(основное сочетание нагрузок);
2) монтажный режим — монтаж проводов и тросов с одной стороны
опоры (дополнительное сочетание наг|)узок) ;
3) аварийный режим работы линии — часть проводов оборвана
(особое сочетание нагрузок).
Коэффициенты перегрузки принимаются по табл. XXVII.1.
Рис. XXVII.6. Схема
ромбической решетки
а — с совмещенными
узлами; б — с несовмещенными
узлами
ТАБЛИЦА XXVII.1
Коэффициенты перегрузки в нормальном и аварийном режимах
Нагрузка,
действующая на опоры
3.фундаменты
Значение
коэффициента
перегрузки п
Нагрузка, действующая на опоры
и фундаменты
Значение
коэффициента
перегрузки
п
Вес конструкций опор,
фундаментов, проводов, тросов и
оборудования
Вес гололеда на проводах и
тросах
Давление ветра на коиструк-
цнн опор:
при отсутствии
гололеда на проводах и
тросах
при наличии гололеда
на проводах и тросах
1.1
2
1,2
1
Давление ветра на провода
и тросы:
чистые ......
покрытые гололедом .
Тяжение проводов и тросов:
чистых
покрытых гололедом
толщиной 10 мм или
менее
то же, более 10 мм .
1.2
1.4
1.2
1,3
1,4
562
При расчете опор и фундаментов в монтажном режиме на все виды
нагрузок вводится единый коэффициент перегрузки « = 1,1, за
исключением массы монтера и монтажных приспособлений, для которых п =
= 1,3.
При расчете опор и фундаментов в аварийном режиме нормативное
значение тяжения провода или троса при одностороннем обрыве
умножают на коэффициент перегрузки « = 1,3.
Промежуточные опоры линий напряжением до 220 кВ
рассчитывают на обрыв одного из проводов, создающий наибольший изгибающий
или крутящий момент; анкерные опоры линий того же напряжения
рассчитывают на обрыв двух из трех или трех из шести проводов или
грозозащитного троса (при необорванных проводах), также создающий
максимальный изгибающий или крутящий момент.
При расчете промежуточной опоры линий напряжением 330 кВ и
более, поддерживающей расщепленные фазы, принимается обрыв одной
фазы в цепи. Анкерные опоры в этом случае рассчитывают на обрыв
двух фаз при одной цепи на опоре и обрыв трех фаз при двух цепях.
Дополнительно рассматривается случай обрыва одного из молниеза-
щитных тросов. Предполагается, что обрыв проводов и тросов
происходит при гололеде.
Ветровую нагрузку на провода и тросы, воспринимаемую опорой,
определяют с учетом коэффициента неравномерности скоростного
напора по пролету, принимаемого по табл. XXVn.2.
ТАБЛИЦА XXVII.2
Зависимость коэффициента неравномерности а
от скорости ветра или скоростного напора
Скорость ветра, м/о
Скоростной напор ветра,
кН/м2
Коэффициент иеравномерности
скоростного напора по пролету
20
25
30
35 и более
0,27
0,40
0,55
0,76 и более
1
0,85
0,75
0,7
Аэродинамический коэффициент Сх принимают: для чистых проводов
и тросов диаметром 20 мм и более —1,1; для всех проводов и тросов,
покрытых гололедом, и для чистых проводов и тросов диаметром менее
20 мм —1,2.
Горизонтальное смещение верхушки опоры от нормативных нагрузок
(ветра, одностороннего обрыва проводов) не должно превышать: для
анкерных опор — Я/100, для угловых и коицевых — Я/120, для
переходных опор — Я/140, для промежуточных опор — Я/50 (Я — высота
опоры).
Прогиб траверсы, поддерживающей провода, в вертикальной
плоскости при нормальном режиме работы должен быть не более: у
анкерных, угловых, концевых и переходных опор — в пролете //200, на
консоли с/70, а у промежуточных опор — в пролете //150, на консоли с/50
(/ — пролет траверсы, с — вылет консоли траверсы).
Усилия в стержнях опор ЛЭП определяют обычными методами
строительной механики. При расчете стержней на продольный изгиб по
найденным усилиям упругие защемления стержней в узлах заметно
изменяют их работу 1.
• Трофимов В. И. Исследование устойчивости и несущей способности
металлических конструкций типа опор линий электропередачи. М., Госэнергоиздат, 1963.
563
ТАБЛИЦА XXVII.3
Отношение усилия в
Коэффициент k
Значения коэффициента k
раскосе к усилию в поясе, %
До 15
1
30
1,02
40
1,04
50
1,07
Исходя из условий ограничения деформации стержней и
обеспечения надлежащей жесткости узлов гибкости сжатых стержней
ограничивают значением 120 (пояса) и 150—200 (раскосы), а растянутых — 250
(пояса) и 350 (раскосы).
В конструкциях опор ЛЭП стержни решетки часто центрируют не на
центр тяжести пояса, а на обушок. Как показали исследования
ЦНИИСК, влияние эксцентрицитета в пространственных конструкциях
из одиночных уголков при центрировании раскосов на обушок можно
не учитывать в следующих случаях:
а) при расчете на совместное действие поперечных сил от изгиба и
кручения в аварийном режиме работы;
б) при расчете на поперечную нагрузку в нормальном режиме
работы (без учета кручения), если усилия в раскосах составляют не более
15% усилия в поясе от той же нагрузки.
В остальных случаях, при центрировании раскосов на обушок
пояса, усилия в поясах и раскосах, полученные при расчете, необходимо
увеличивать, умножая иа коэффициент k, значения которого приведены
в табл. XXVII.3.
РАЗДЕЛ ШЕСТОЙ
ЭКОНОМИКА МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Глава XXVIII
ОСНОВЫ экономики МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. СТРУКТУРА стоимости МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
Стоимость конструкции является одним из основных ее экономиче-
скнк показателей.
Общая стоимость металлических конструкций складывается из сле-
духощих составных частей:
стоимости проектирования, зависящей от вида конструкций, их.
сложности и повторяемости;
стоимости металла и других материалов (электроды, метизы,
окрасочные материалы), расходуемых при изготовлении металлических
конструкций;
стоимости издержек производства при изготовлении, которая
зависит главным образом от механовооруженности завода-изготовителя,
сложности и серийности кочструкций;
транспортных расходов на перевозку конструкций с
завода-изготовителя к месту строительства, зависящих от дальности перевозки,
транспортных средств и степени их использования;
стоимости монтажа (сборки и установки), зависящей от вида
металлических конструкций, оснащенности механизмами и
приспособлениями, а также условий производства работ.
Основной объем строительных металлических (стальных)
конструкций изготовляется на специальных заводах, представляющих собой
самостоятельную отрасль строительной индустрии. Монтаж стальных
конструкций ведут специализированные монтажные организации.
Исходя из существующих в настоящее время цен на металл и норм
выработки на заводах металлических конструкций и в монтажных
организациях* между отдельными составляющими стоимости ^cтaльныx
конструкций можно установить следующие примерные соотношения, %:
Проектирование , 2—3
Сталь и другие материалы 63—73
Изготовление 16—22
Транспортные расходы 3—7
Монтаж 5—^20
Конструкции ИЗ алюминиевых сплавов из-за дефицитности и высокой-
стоимости материала применялись в сравнительно небольшом
количестве, главным образом в ограждающих конструкциях, а также в
отдельных опытных и уникальных сооружениях. Изготовлялись до
последнего времени эти конструкции на неспециализированных предприятиях,
в связи с чем имеющиеся данные не могут служить основанием для
установления соотношений между составляющими стоимости
алюминиевых конструкций.
Здесь рассмотрены вопросы экономики применительно к
строительным металлическим конструкциям из стали.
В нормах и ценах, действующих на 1/1 1972 г.
565
§ 2. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ЭКОНОМИКИ ИЗГОТОВЛЕНИЯ
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
В основном стальные конструкции изготовляют для нужд строитель- ,
«тва объектов черной и цветной металлургий, электроэнергетической,
нефтеперерабатывающей и' угольной промышленности. При среднем
расходе металлических конструкций около 130 т на 1 млн. руб.
выполняемых строительно-монтажных работ эти отрасли потребляют 300—
700 т/млн. руб. Структура производства по видам стальных конструкций
характеризуется следующими соотношениями (% к общей массе):
Конструкции производственных и гражданских
зданий, промышленные сооружения 65
Опоры линий электропередачи 10
Резервуары, газгольдеры и тому подобные
листовые конструкции емкостей н резервуаров . . 8
Гидротехнические сооружения и мосты .... 3 ^
Ограждающие конструкции, лестницы и площадки 10
Прочие виды конструкций 4
Основной объем производства стальных конструкций обеспечивается
заводами с годовой производительностью более 60 тыс. т. Остальная
часть изготовляется на более мелких заводах и в мастерских. В связи
с проводимой реконструкцией, направленной на увеличение
производительности труда, число маломощных заводов постепенно сокращается.
В настоящее время строится много новых крупных,
высокомеханизированных заводов. Укрупнение мощностей предприятий определяет
снижение себестоимости и трудоемкости изготовления.
Из табл. XXVII 1.1 видно, что на полную трудоемкость существенно
влияют затраты на вспомогательных операциях основного производства
(крановщиков, такелажников, разнорабочих, строповщиков,
контролеров-браковщиков, маркировщиков и др.), а также работы неосновного
и вспомогательного производства (метизов, электродов, кислорода,
работа общезаводской котельной и т. д.), обслуживающего основное
производство.
Современные крупные заводы металлических конструкций имеют
минимально необходимый объем неосновного производства и получают
в порядке кооперирования все необходимые материалы и
комплектующие изделия от специадизированных предприятий.
При изготовлении конструкций, в которых вместо СтЗ применяется
сталь повышенной или высокой прочности, трудоемкость на отдельных
операциях возрастает. В среднем суммарное увеличение трудоемкости
в цехах основного производства составляет (на 1 т): при сталях с
классом прочности С 46/33 — 6—8%, С 52/40 — 8— 11 %, С 60/45 — 9—12%.
Рабочее время в производственных цехах на основных
технологических операциях распределяется различно, причем в составе
оперативного времени для цехов обработки характерны значительные затраты
вспомогательного времени, а для сборочно-сварочных цехов — затраты
основного (машинного) времени.
Поэтому в цехах обработки целесообразна механизация
вспомогательных работ по подаче, замерам, кантовке, закреплению детали .перед
выполнением операции и т. п. Этим условиям наиболее полно отвечают
напольные рольганговые поточные линии, последовательно
связывающие существующее технологическое оборудование цеха, с
одновременной частичной модернизацией станочного парка и оснащением его
автоматизированными устройствами для выполнения вспомогательных
работ, а также создание нового технологического оборудования, которое
позволяет совмещать операции (например, резки и проколки отверстий).
В сборочно-сварочных цехах рост производительности труда дости-
Ббб
ТАБЛИЦА XXVIII.b
Цех
Сравнительные данные о трудоемкости изготовления
стальных конструкций на заводах разной мощности
Операция
Трудоемкость, чея.-ч. на
1 т конструкции на заводе
мощностью, тыс. т/год
100
30
Подготовки
1
Обработки
Сборки
Механический
Маляропогрузоч-
ныв.
I. Основные производственные цехи
Рубка и зачистка
Фрезеровка полуфабриката . . .
Вальцовка и правка
полуфабриката
Электросварка
Мехаиослесарные работы ....
Грунтовка, окраска и погрузка .
Итого . . .
Вспомогательные операции в цехах
П. Вспомогательное и неосновное
Всего . . , .
0,81
0,81
0,56
0,3
0,23
0,34
0,23
0,09
0,22
0,04
3,19
4,23
0,17
0,13
0,55
0.47
12,37
8,08
8,08
28,53
0,65
0.76
1,21
0,37
0,25
0,45
0,12
0,42
0,15
4,33
4,64
0,18
—
0,24
13,77
7,69
6,53
27,99
гается сокращением времени на основные технологические операции с
одновременным уменьшением транспортно-такелажных работ. Поэтому
здесь для поточных линий целесообразно новое
высокопроизводительное технологическое оборудование (например, автоматизированные
сборочные станы, многодуговые скоростные сварочные установки и т. п.).
Опыт работы имеющихся на ряде заводов поточных линий
обработки, показывает, что производительность труда на них повышается не
менее чем в два раза с одновременным значительным увеличением
выпуска продукции. Затраты по сооружению поточных линий при
равномерном режиме их загрузки окупаются в течение 4—7 лет.
567
I
tP.8
I
I
10 20 JO ^0
Размер партии,шт
SO
Рис. XXVIII.l. График зависимости
изменения трудоемкости изготовления от
серийности
Весьма действенным фактором, повышающим производительность
труда на заводах стальных конструкций, является серийность
производства, определяемая размером партии одновременно изготовляемых
деталей или элементов (рис. XXVIII.l). Трудоемкость при серийном
изготовлении снижается не только благодаря возможности внедрения
новой, более совершенной технологии, но и в результате приобретения
рабочими навыка при работах с
многократно повторяющимися
изделиями, сокращения
межоперационных пауз и числа переналадок
оборудования при переходе от
изготовления одной партии к другой. В
цехах обработки при повышении
серийности трудоемкость снижается
также благодаря уменьшению числа
разметочно-наметочных работ, так
как в этом случае одним шаблоном
может быть обеспечена вся партия
изготовляемых деталей. При
работах с крупными сериями становятся
оправданными дополнительные
затраты на сооружение специальных приспособлений (кондукторов,
кантователей и т. п.), повышающих производительность труда в сборочно-
сварочных цехах. Серийное производство приводит также к уменьшению
длительности производственного цикла, сокращению подготовки
производства, снижению объемов конструкторской и технологической
работы.
Трудоемкость изготовления и связанные с ней расходы по
заработной плате производственных рабочих основных производственных цехов
влияют на изменения уровня большинства издержек заводской
деятельности (себестоимости передела). Кроме издержек производства в
себестоимость изготовления входят стоимость сырья (основных и
вспомогательных материалов) и внепроизводственные расходы. В среднем
структура себестоимости изготовления определяется следующими
соотношениями:
Основные и вспомогательные материалы
(сырье)
Заработная плата производственных
рабочих основных производственных цехов .
Цеховые расходы
Общезаводские расходы .,,....
Исправление брака .........
Внепроизводственные расходы
В том числе оплата тарифа на
перевозку готовых конструкций . .
В расходы на сырье включается стоимость поставленных другими
предприятиями прокатной стали и полуфабрикатов, а также стоимость
электродов, флюсов, углекислого газа для сварки, метизов, окрасочных
материалов и т. п., причем 96—98% составляет стоимость прокатной
стали.
Стоимость прокатной стали в конструкциях определяется оптовыми
ценами 1 с учетом различных приплат или скидок к ним, определяемых
выполнением дополнительных требований, предъявляемых к заказу
металла. Оптовые цены составлены по видам сортамента проката и
маркам стали, причем, как правило, на 1 т теоретической массы.
65—70%
6—8 »
14—18 »
4—6 »
до 1 »
4—10 »
3—8 »
' Оптовые цены на сталь обыкновенного качества и трубы стальные и чугунные
Прейскуранты № 01—02 и 01—04, вйеденные в действие с 1 января 1976 г., и
последующие дополнения к ним.
568
Оптовые цены иа СтЗ по ГОСТ 380—71 установлены для проката,
поставляемого по механическим свойствам или химическому составу
для первой категории группы А и Б (базисные цены).' Для группы В
и других категорий сталей на базисную цеиу начисляют следующие
приплаты: ВСтЗкп2 и ВСтЗпсб —4%, ВСтЗпсб и ВСтЗспб —8%. За
проведение испытаний на загиб в холодном состоянии взимают
дополнительную приплату в размере 1%.
Для низколегированных марок сталей по ГОСТ 19281—73 ц ГОСТ
19282—73 базисные цены установлены для 2-й категории. За поставку
сталей более высоких категорий взимаются приплаты: для 6-й
категории 9 и 6%, 9-й категории 16 и 10%, 12-й категории 12 и 9%ч 15-й кате-,
гории19и13%.
Кроме того, в зависимости от условий заказа предусматриваются
приплаты (или скидки) к оптовым ценам за поставку стали:
^ определенных размеров (приплата 4—6%);
с выполнением требований минимальной ребровой кривизны для
универсальной стали (приплата 4%);
в рулонах (скидка 3°1ы);
с необрезанными концамц (скидка 5%);
любых размеров, ио определенной толщины (скидка 15%).
Доставку прокатной стали до ближайшей к заводу стальных
конструкций железнодорожной станции (или пристани) оплачивает
поставщик.
При определении стоимости металла в конструкциях необходимо
учитывать заготовительно-складские расходы (около 1,5% оптовой
цены), расходы по доставке металла с железнодорожной станции
(пристани) на склад по путям завода стальных конструкций (в среднем
1,5 руб/т) ц стоимость отходов металла при производстве конструкций.
Расходы по заработной плате определяются в основном
затрачиваемым трудом (трудоемкостью) при изготовлении конструкций (см. § 3
настоящей главы).
К цеховым относятся производственные расходы иа содержание,
текущий ремонт и амортизацию технологического оборудования, на
дополнительную заработную плату основных произродственных 'рабочих,
на технологические цели (вода, пар, топливо и т. п.) и общецеховые
расходы на содержание дежурного персонала в цехах, на амортизацию
цеховых зданий, проведение испытаний, охрану труда и т. п.
К общезаводским расходам относятся затраты на содержание
персонала заводоуправления, конструкторского бюро, амортизацию зданий
общезаводского назначения, организацию подготовки кадров и т. п.
Внепроизводственные расходы содержат затраты по сбыту готовой
продукции, уплате штрафов, пени и др.
Расходы на сырье и заработную плату производственных рабочих
этносятся к категории прямых затрат, приходящихся непосредственно
la изготовляему{о продукцию. Цеховые и общезаводские расходь^, от-
)ажающие специфику данного производства в целом, называются кос-
»енными. Около 10% косвенных расходов (дополнительная заработная
1лата, отчисления в фонд соцстраха, расходы по охране труда и т. п.)
ависят от численности работающих на заводе и изменяются пропорцио-
1альнр размеру заработной платы. Эксплуатационные расходы и за-
раты на ремонт оборудования, на технологические цели (электроэнер-
ия, топливо, вода, пар и т. д.) составляют около 30% косвенных и опре-
.еляются количеством выпускаемой продукции. Около 60% косвенных
асходов на амортизацию оборудовация и зданий, ремонт, содержание
ежурного и административно-управленческого аппарата неизменны
постоянны) в течение года. Очевидно, с увеличением объема процзвод-
3—478 569
]Сгяа-метадда1чееких конструкнай тт^щттн ч«й5!> щкэдрщщщ «||sm^
на каадую единицу цродукцйй снижается, ' ^
Оптовые цены йа СтаЛЬвые ййййрукцин * coetа»двны исходя вэ
среднеотраслевых йоказателеЛ себесТеиМоСтй прййзвддс!** с учетом цлаВй-
руемого уровйй рентабельности заводе» » ЁйепройЭводствейнм* расжо-
дов, включающих в себя расходы на погрузку й nfepefeOSKy готовых кон*
струкцйй до железнодорожной 1гтайции отйравлейия йо заводска?л
путям и отчисления на научно-исследовательскуЮ работу, создание фондов
премирования работйнков за внедрение новой техники, содержание
контор комплектация и вышестоящих (фганизацйИ. Кроме того, в оптовыз:
ценах исходи из средней дальности иерешоёкй й стейенй йепользоваиия
грузопод-ьемйости подвижного состава включены траиспортиые
расходы по перевозке готовых конструкций. При расстояниях, ббльШих или
меньших среднеотраслевых, стоимость nqjeeoaoK корректируется
системой приплат иля скидок.
Платежной массой конструкций считается масса по спецификации
чертежей КМ, включая специальные приспособления, которыми
оснащается подвижной состав при перевозке койструкций.
Действующий прейскурант охватывает
более800маименованийстальных конструкций, имеющих различные уровни монтажной готовности
(иредмонтажйого укрупнения) ^
Все конструкции^ включенные в прейскурант, подразделены на 10
групп в аавиеимости от преобладания тех нлц иных видов проката.
Такое деление позволяет иметь для каждой'группы осредненный набдр
профилей проката, по которому определена отоамость основных
материалов, с учетом цен на прокат и cOOTbeTCf вуюЩЙх Йршлат, скиДОК,
отходов металла при производетве конструкиш, а также (^.^тиощ д|^у-
гйх основных материалов (электродов, Ме^ийов. ок^асоЧйых материалов
н т. п.). Каждая позиция 1фейскуранта соответствует определеййой
марке стали.
Размер заработной платы на изготовление конструкций в составе
оптовыз^ цен определен по Системе коэффициейтоб труДоемйости,
характеризующих изменения трудовых затрат данной конструкции ttO
отношению к условно принятой за едййицу. Накладные расходы йрияяты
как среднеотраслевые В размере около 376% к основной ^аработйой
плате производственных рабочих.
9 9. йЛ»*ЕДВЯВЙ1Ш CfOtfMOO'M и ТРУДОЁМКОСТИ
ЗАВОДСКОГО ИЗГОТОВЛЕНИЯ ПРИ ПРОБ|(ТЙРОВАНИИ
При вариантном проектировайин следует предварительно выбрать
и оцеиить конструктивную форму. Использовать для решения тайоя
задачи оптовые цены на конструкций йейвзМоЖйО, так как ойи ОСйОйайЫ
на осреднеййых давных по примененным ранее прошсТам й йедоотаточ-
нЬ учитывают конструктивные особенности принимаемых новых
решений. Между тем конструктивйая форма в большой скепени влйяет на
технико-экономические показатели. ' \
Выбор конструкций при сравнений вариантов в известной мере
облегчается тем, что можно Ограничиться отйоснтельнымй показателями,
задавшись некоторыми осредйениымй условиями производства.
Стоимость материалов в конструкции определяется набором
профилей проката и можеТ быть дост^аточйо просто определена по
действующим цеиам с учетом приплат (скидок) я наценок.
* Омовые чеиы иа строотельные стальйые конструкций. Прейскурант № 01-09,
введекаый в деЯетвие с 1 января 1076 г., а йосд&яуктя» дополнений к нему.
570
X f
Ct«pKMACTb ренетрдподий, ваготовлецшой » доставленной на станцию
{пристань) назначения,
Са = [С<;.„+лГ<1 +Ая)+Свн1*р + С^,
где Сем, CsH, С4—CTOHMOCTii Фоктвьа. р0т«ри«дов« вкепреивводатввнвые расходы и
стоимость транснорта, руб; аТ — >1фаботв»1 адата рабочих на основных техиологиче-
снвж операциях; а — средниасовая заработная rniara рабочих в руб/ч; Т — тру/юем-
кость, чел.ч; *а, ** ■— коэффицййнт накдаДййЗС расходов и коэффициент, учитывающий
в осиовиом плааОвую прибыль (рентабвльиоетъ) предприятия.
По действующей системе ценообразования
стальных конструкций средние покйаатели
составляют: аа=0,72—0,76 руб/т; Свн=*2,6 руб/т;
Лн=3,75; &р=1Д5.
В представленном виде стоимость изготов-
, ления .определяется в зависимости/«т
трудоемкости, которая, как уже отмечалось выше,
наиболее сильно влияет на большинство
показателей деятельности завода н характеризует
прогрессивность принятого конструктивного
решения с точки зрения уровня проиаводитель-
нортн труда.
Чтобы упростить расчеты, достаточно
определить трудоемкость-только по некоторым,
наиболее крупным (расчетным) операциям,
а конструкцию условно расчленить на
Состоящую яз |>0иов1шх (несущих) н дополвитель-
нык (койструктивных) деталей.
К расчетным относятся основные m&pkam
по Обработке деталей, сборке и ешйркй шйифукций. ОстйльнМе
(нерасчетные) операции технологического процесса незначительны и coCtaMa-
ют 10—12.%. Трудоейкость изготовления дополнительных деталей
^ Г. ..... 1 —L^^'^^
Риь XXVIII.2. Строи-
теяьные кожффициенги
трудоемкостя дЛя
некоторых коасгрукпаД
/ — кояонаы стусев4а%ые;
£—етропал^выЬ фермы: S —
баакй; 4 — стронтедьвый ко-
эффяцвевт нассы строввль-
КМкфНрм
Cfnfiaumtetumnif^miaetia' чвсен*
<f 9 if (т if V а
Рис, XXVIILd. Строительные коэффициенты -фудоемкости расчетных операций
а — обрабопи я сцврка; б.-сборка
оформления целесообразно оценивать так называемыми строительными
коэффициентами трудоёмкости
^^l+raoa/r»,
36*
571
где Гдоц — трудоемкость изготовления дополнительн^1х деталей; Го — трудоемкость
изготовления основных деталей.
1 ТАБЛИЦА XXVIII.2
Цанболее часто встречающиеся предельные размеры, мм,
прокатного металла
Показатель
Лвст толщиной, мм
до 4 ( более 4
1200
4500
1500
6000
Уголки, двутавры,
швеллеры
12000
Строительные коэффициенты трудоемкости аналогичны по природе
строительным коэффициентам массы и потому имеют аналогичные же
закономерности и, в частности, убывают с увеличением массы или
размеров конструкций (рис. XXVIII.2).
Число основных деталей в конструкции определяется с учетом
поперечных и продольных заводских стыков. Если на чертежах нет данных
о заводских стыках, производят их разбивку. Предельные размеры
прокатного металла при этом могут быть приближенно приняты по
табл. XXVII 1.2.
Трудоемкость технологических операций выражается формулой
Т = *вр (ifroep Гсобр + ^сб Го.сб + ifrcB 7'о.св).
где feap — коэффициент, учитывающий трудоемкость нерасчетных операций, равный
1,1—1,12; 1|)обр, фсб, ifoB — строительные коэффициенты трудоемкости расчетных
операций обработки, сборки и сварки, определяемые в зависимости от строительных
коэффициентов массы и числа дополнительных деталей (рнс. XXVIII.3); Го.овр, Те.сб, Го.св—
трудоемкость расчетных операций обработки, сборки в сварки по основным деталям
конструкции.
Трудоемкбсть обработки'основных деталей можно достаточно
просто определить по их средней массе (рис. XXVIII.4). По сборочным
работам она зависит от приемов
сборки. Так, колонны или
подобные им конструкции обычно
собирают ветвями (стержнями), как
правило, механизированным
способом в кондукторах.
Конструктивные (дополнительные) детали
устанавливают после того, как
собраны ветви.
Условно можно считать, что
• автоматическая сварка
применяется только для стыков листового
металла, а также для угловых
швов элементов двутаврового
сечения, причем при
протяженности каждого отдельного шва не
менее 1500 мм. В остальных
случаях на заводах применяют
полуавтоматическую сварку в среде
защитных газов. Вид разделки
кромок деталей и способы
сварки, если они специально не
оговорены в чертежах, принимают
в соответствии с
рекомендациями гл. V.
Эти приемы определения
СреЗияя пасса demaaeu, in
Рис. XXVni.4. График трудоемкости
обработки основных деталей средней массы
лист, — уголок, двутавры и
швеллеры. Для низколегированных
сталей (Трудоемкость увеличивается на, 10%,
для высокопрочных — на 35%; т—число
отверстий
572
трудоемкости при сравнении вариантов делением технологического про-,
цесса на расчетные и нерасчетныёоп^рации, н членением кон^струкдии на
основные и дополнительные детали' могут быть применены не только
для стержневых конструкций, но и для листовых конструкций, например
резервуаров. В этом случае к числу несущих (основных) деталей
конструкций относятся корпус, крыша, днище, понтон; в число расчетных
операций должна быть включена работа по рулонироВанию полотнища
резервуара, на специальном стенде.
§ 4. СТОИМОСТЬ МОНТАЖА СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Монтаж (сборка и установка).стальных конструкций осуществляется
обычно специализированными организациями, объединенными в
территориальные монтажные тресты, ведущие работы одновременно и по
монтажу сборного железобетона. Характерной ocoбeн^^dcтью этих
организаций является их относительно высокий по сравнению с другими
монтажными (например, механомонтажными) трестами уровень
специализации.
Себестоимость монтажа состоит из прямых затрат и накладных
расходов. Большая часть прямых затрат, составляющих более 85%
себестоимости монтажа, падает на основные материалы (конструкции и
детали). Около 10% прямых затрат составляют расходы на основную
заработную плату производственных рабочих, в том числе занятых
непосредственно на строительно-монтажных работах. Более 7% прямых
затрат падает на расходы по эксплуатации машин и механизмов,
характеризующих уровень механизации монтажных работ.
Особенность этой статьи расходов проявляется в ярко выраженной
тенденции увеличения ее з^ последние годы (в удельном отношении) в
связи с постоянным оснащением монтажных организаций мобильными и
высокопроизводительными монтажными механизмами.
В накладные расходы входят административно-управленческие
расходы, расходы по организации производства (командировки, временные
сооружения, содержание дежурного персонала, проектирование
производства работ и т. д^), расходы по охране труда монтажников и др.
При монтаже стальных конструкций ^ трудовые затраты (в процентах
к общей стоимости монтажа) можно разделить по следующим видам
работ:
Транспортно-складскне работы в пределах
монтажной зоны 10
Обслуживание монтажных механизмов .... 15
Работы по собственно монтажу, включающие
подготовительные операции, укрупненную
сборку, установку в проектное положение и выверк!у
конструкций 60 ,
Сварочные работы 12
Прочие » 3
В работах по собственно монтажу весьма трудоемкими являются
выверка и закрепление конструкции. Поэтому в вопросе роста
производительности труда на монтажных работах и сокращения сроков
продолжительности монтажа особое значение имеют повышение точности
заводского изготовления, простота и удобство монтажных соединений,
взаимозаменяемость монтажных элементов.
Значительный эффект в этом отношении удается получить при так
называемом «безвыверочном» монтаже конструкций, когда колонны
^ Лихтарников Я. М. Металлические конструкции. Методы техиико-эканомического
анализа при проектировании. М., Строййздат, 1968.
^ Процентные соотношения даны врименительно к монтажу стальных конструкций
одноэтажных промышленных зданий общего назначения.
673
устанавливают аа и|Мйдяа]ри5оадьао вывершние м pj^j^m^pm^^mm
поверхностями опорные djraiTM 'fotf. также гл. XV). С^ми ксиошы '«««ют
повышенные требования к допускай ' W длине (до'-*йза подкрановых
балок) и перекосу торцов. Хорды колонны -^Кйсе фрезеруют, что
позволяет существенно сократить^р^сх^Д металла на башмаки и упростить щ
конструкцию.
При сборке и установке конструкций из низколегированной стали по
правилам применения сметных норм и расценок'стоимость монтажных
работ увеличивается, % :
Для колонн и ферм, устаиавдвваемых целиком, и
" ферм составных массой до 3 т . . . , i. . . М 7
То же. более 3 т ..>. .^,. ..,.,. . » 10 s
Для подкрановых балок . .* » I?
Стоимость установленных в ) проектное положение конструкций
(в деле) ч
Ск.д *= ИСи + C»^.i) *а.с + См1 fell i^ 4у,
где Св — стоимость конструкций, определяемая по датовым ценам, руб/г; для
сравнения вариантов конструкций Си целесообразно определять по методике, прнведввно* »w-
1Ве; Си.» -» стоимосик мествого трвнсш^та от жедаднодорожной ствицик аоотаяки
конструкций до приобъектного склада; в зввнсимостн от географического района строн-
тедьства См.» «оставляет 6—^7,5 руб/т; С» — стоимость сборки и установки
конструкций, руб/т; *з.в, Йи, *п, *у j— коэффициенты, соответственно учатЫвающн* »а- •
1'отовительно-окладскнв, накладные расходы, плановые наковлення монтажной
организации и уд^фожвние работ в зимнее время. <
При принятом в настоящее время порядке определения сметной
стоимости *з.с —1,0075, Am«1,083, *я*»1,08» *у,яа1,03.
I
, § 5. ОСНОВНЫЕ ИАЛРАВЛЕНИЯ СН11ЖБНИЯ СТОИМОСТИ
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
Поскольку стоимость металла является главной составляк}1{;ей общей
стоимости конструкций, то основным направлением удешевления ,служит
снижение массы. Снижение массы конструкций может быть достигнуто
благодаря движению массы основных элементов конструкции и
снижению .массы конструктивного оформления, характеризующегося стронт
тельйым коэффициентом. Снижение строительного коэффициента
важно с точки зрения снижения ие только массы, но и трудоемкости
изготовления и монтажа конструкций.
Таким образом, строительный коэффициент характеризует качество
конструктивной формы и компоновки с точки зрения не только затрат
материала, но и стоимости, сроков возведения и Других
технико-экономических показателей и потому является крайне важным. Основными
путями снижения строительного коэффициента являются: <
улучшение конструктивно-компоновочного решения на основе
принципа концентрации материала;
упрощение конструктивной формы, обеспечивающее технологичность
изготовления конструкций.
Оба эти направления ведут к сокращению числа вспомогательных
элементов, менее мощных, более подверженных повреждениям и вместе
с тем более трудоемких и относительно дорогих. При,этом снижение
строительного коэффициента -влияет на снижение трудоемкости и
стоимости в большем размере, чем снижение массы.
Это справедливо не только в отношении строительных коэффициентов
конструктивного элемента, но н для всего сооружения в целом. Трудоем-
кбсть монтажа сооружения значительно возрастает при увеличении
удельного значения в каркасе здания связей, фонарей и других
вспомогательных конструкций, число которых, как правило, более чем в 10 раз
превышает число основных элементов,
574
Для снижений трудоемкости в стоимости конструкции немаловажно
умеймиеийб числа основных деталей, что связано е использованием
более мощних пр0К87}г»х арофидей, Это противоречит требованиям
экономии стали, однако при ум€лом конструировании не настолько,
чтобы увеличить стоимость конструкции. i
Большое значение для снижения стоимостн имеет унификация и тигги-
зацйя конструкций. Эти факторы влияют на сокращение
вспомогательных работ, увеличение повторяемости одинаковых операций, вследствие
чего технологические процессы'становятся более рентабел|>ИЬ1Ми.
Типизация и унификация конструкции также идет вразрез с
принципами экономии ^тали, так как типизированные схемы являются менее -^
гибкими и не соответствующими местным условиям. Поэтому
унификации подлежат в первую очередь дополнительные детали конструкции,
которые менее эариантны и менее связаны с назначением сооружения.
При массовости элементов конструкций их типизация и унификация
являются весьма эффективными, особенно при переходе на поточные
методы изготовления и монтажа.
§ е. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ЭФФЕКТИВНОСТИ ПРИМЕНЕНИЯ
, МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
Чтобы установить эффективность применения металлических
конструкций, например йрн сравнении их с конструкциями из других
материалов, используют показатель приведенных затрат, в котором учитыввютса
не только стоимость установленной яа место конетрукцни, но и.
производственные фонды заводов металлических конструкций и монтажных
организаций, а также и эксплуатационные расходы.
Приведенные затраты, руб/т ,
П = Ск.д + иТок (Фз + Ф«) + 5.
где Счс д V- стоим<)сть 1сонструк«ии «в деле», руб/т; Г», — вормэтивный срок
окупаемости капитальных вложений в годах; Фз, Ф« — удельиые стоимости, руб на 1 т
Конструкций, основных ц оборотных фондов заводов металлических конструкций и
монтажных организаций, участвующих в производстве и монтаже к:0йструкций; 5^ — уйёЛЬ-
ные эксплувтационвые расходы, руб/'г, состоящие из реновационных отчислений
(затрат на восстановление) н затрат на капитальные и текущие ремонты конструкций.
Размер экономического эффекта определяется разницей приведенных
затрат сравниваемых решений.
м
/
I
ПРИЛОЖЕНИЕ 1
ДАННЫЕ ДЛЯ КУРКОВОГО НРОЕКТИРОВАНИЯ
ПО СНЕГОВЫМ и ВЕТРОВЫМ НАГРУЗКАМ
СМАГ
4«^|QJ>
Место строительства
Днепропетровск, Донецк, Жданов, Кривой Рог
Ставрополь
Минск
Омск, Харьков
Волгоград, Хабаровск
Владивосток »
Москва
Братск, Ленинград, Свердловск, Челябижж
Магнитогорск, Орск, Саратов
Караганда
Горький, Череповец
Нижний Тагил, Новокузнецк
Кемерово, Комсомольск-на-Амуре, Красноярск, Куйбышев,
Новосибирск
Пермь
Pto КГ/М"
50
50
70
70
70
70
100
100
• 100
100
150
150
150
200
G,. кГ/м"
^'
70
27
35
45
55
27
Ш%
45
55
27
35
45
35
ПРИЛОЖЕНИЕ /
ДАННЫЕ ДЛЯ КУРСОВОГО ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ПО КРАНОВЫМ НАГРУЗКАМ
«f пенее
too
Схемы расположения колес одного краиа на подкрановой балке
f
менете
4ля крсгнвв ^0/2О,
foo/го и *ге/20 '
W0
l.f*C-2X
Для 1^ранвв
ао/я aw/to
iЫЪz
Ж.
-ffc
Лля крама t60fi2 , Щ/si.
р* 1^0 *1*^
то
Ж.
Q — грузоподъемность крана; Pi. Яг — наибольшее давление колеса крана по ГОСТ
в каталогам.
576
Продолжение приложения 2
Q.
главный
крюк
^ 30
50
80
t/'ioo
125
160
200
т
вспомо-
гатель-
НЕ1Й
кркж
5
10
20
20
20
32
32
1=4
24
30
36
24
30
36
24
30
36
24
30
36
24
30
36
24
30
36
24
30-
36
К
2750
2750
3000
3150
3700
4000
4000
370б
4000
4000
4000
4800
4800
4800
5200
Разнерн, мн
Bi
300
300
400
400
400
500
500
В.
6300
6300
6860
6760
9100
9350
9350
10 500
10 800
К
5100
5100
5600
5250
4350
4600
4600
1500
150Q
Давлевве
колеса крана
Р„ т
Pi. т
31,5 C2,5)
34.5 C5,5)
38 C9)
47 D7)
50 E0,5)
54 E5)
35
38
41
41
45
49
48
52
55
31
33
35
37
40
42
37
40
43
45
48
51
52
55
33
35
37
38
41
43
fer
1
%
«3
и
«3
S
___
12
A2,5)
_,, ,
18
A8,5)
38
41
43
65
70
Масса крана с
тележкой, т
52 E6)
62 F8)
74 (80)
66,5 F9)
78 G9,5)
90 (92)
ПО
130
150
125
145
165
135
155
175
175
195
220
185
215
245
S
О
&«
S- и
'Д
SS
КР-70
КР:80
'
КР-100
•
КР-120
КР-120
КР-120
KP-120
Примечание. Цифры в скобках относятся к 1фаиам тяжелого режима работы
ПРИЛОЖЕНИЕ 3
ПОПРАВОЧНЫЕ КОЭФФИЦИЕНТЫ НА ВОЗРАСТАНИЕ
СКОРОСТНЫХ НАПОРОВ BEtVa- по ВЫСОТЕ
f
Тип местности
А. Открытые местности (степи,
лесостепи, пустыни, открытые
побережья морей, озер, водохранилищ)
Б. Города с окраинами, лесные
массивы и тому подобные местности,
равномерно покрытые препятствиями
высотой более 10 м
Высота над поверхностью земли, м
10
I
0,65
20
1,25
0,9
40
1^55
^.1
60
1,75
1,45
100
2.1
1,8
200
2.6
2,45
350 и
более
3.1
3,1
ПРИтЖБНИЕ 4
КОЭФФИЦИЕНТЫ УСЛОВИИ РАВОТЫ m ЭЛЕМЕНТОВ
СТАЛЬНЫХ КвН€ТРУ1{ЦИЯ
№ л. п.
влементн коиструкцив
Коаффидкен»,
Сялощ||ые балнв и сжатые элйщчрты ферм
перекрытий над залами театре*, клувов, кивотеат-
рвр, явд трибунами, п^д пом«щвияя|1и маг|1зН8ов,
КИ|1Г0;(рааилцщ и архиэов и т. п. фи вес« пере-
KPiJTuI, равном или большем полезной нагрузки
Сжа<Ш9 осйорные элементу (кроме опорных)
решетш1 ферм тжттШ в лёрекритиК (например,
стропильные И аналогичных цм ферм) при
гибкости их Х^бО , .
Сжаты* раскосы пространственны?; решет^вздк
корструкдии из одиночных уголко|,
прикрепляемых к поясам одной tipAKofi-
а) яри помощи сварных щвев или дву^с и
бол^е заклепок, поставленных вдоль
уголка:
яри яерекрествой рещетке с еввмедеияы-
ми 8 смежных гранях узлами . . . ,
при ^лонноД и nepexpecTHoft решетце с ие-
совм^щвиными в смежных гранях узлами
Q) при помощи болтов или рДйой з^^слей-
КИ . . , • ^
Подкраноеые балки под краны грузоподъемно-
ст|>ю 5 т, и более тяжелого и весьма тяжелого
режимов работы • ..,..,
Колоиин жилрх 1^ общесхвенвых ^яаннй и опор
вод<ятпорных башеи
Сжаты^ элементы из одиночных уголко!,
прикрепляемые одной полкой (для неравнополочиых
угодкзв таяиш уахоА umm&), за ясюкйцеянем
элементов и конструкций, указанных в п 3, н
плоских ферм из одиночных угадкёв ....
0.9
0,8
0,9
0,8
0,75
0,9
0,8
0,75
Примечания; i. Кв»ффнадеяты условной работы, устайовленные в пп. t и г, а также
» пп. i3 И б. адвряр^мепю ве уртшашса.
2 Ко5«Ь(Ь11Ив«8ТЫ уяяавЛй р«бвТй» установленные 9 пп, 2, 3 и 6, не распространяются Яа 1феп-
иццт £WTi«№8y)on«« аяФМ^втт нрястсухвив « уздах.
ПРИЛОЖЕНИЕ 5
КОЭФФИЦИЕНТЫ я|) ДЛЯ ДВУТАрРОВЫХ' БАЛОК
ИЗ СТАЛИ КЛАССА С 38/23
»
»
0.1
V
Ко9фФ<1К8а«» Ф
для балок (ies з№р<плевий в лрод«те
при еойра/^яавешаЛ ааг|ч»-
ке, пррдоженцой к поясам
1^н»му
>,2-
' 1,73
1,77
1.а
Шзцнецу
3
5
5,оа
5,11
при равномерно распределен-
воя HarpjSKe, прйложеяной
ц поясам
'Щ^чту
4
1.57
1.6
1,67
ввданецу
в
--"t i '
3,81
3,85
3,9
прИ|Иалитая ие менее двух
промежуточных закрепле-
НИп BejjKllOlMi пвИЙВ^ двЛЯ"
щих пролет иа равные
части, независимо от места
приложения нагрузки
б
3,17
2,2
2,27
Продолжвнт птложетя 5
№
'
1
4
8
16
24
32
46
64
«6
96
128
160
240
320
400
Коаффицие
Hi^
для 6»яак без «MjiMMMiBlt • иртлете
при еавеедоточенной яагрда-
ке, Л|г1(Л1>жш1|10й щ П9яса|1
BeiWBMpy
г
2,21
2,63
3.37
4,03
4,69
5,6
6,52
7,31
8,05
9,4
Ш,59
13,21
IBM
' 17.24
mmmuy
3
6,47
5,01
6,в5
7.31
7.в2
8,88
9,8
10.69
11.29
12.67
13,83
16,36
18,55
20.48
при равроцашо раст'ед»д«вг
цощ нагрузк||> дрнаоженяой
к вояевм
верхнему
4
1,08"
2,35
2,99
3,65
4,04
4,9
5,65
е,з
6,93
8,09
9,04
11,21
13,04
14,57
нижнему
5
4,23
4,89
5,24
5,79
6,28
7,13
7,92
1;!?
10,29
11,3
13,48
i&,39
16,8
(три мцяюи нр н«цв ^вух
прома^угочнух зиимтяб'
вн* Мф]тего рояса, Я^М-
щи* йрдает |са peiHl|ie
ста ярцлджеяря на1|)уэ«:и
6
2,66
2,9
3.5
4
4,45
5,23
5,91
6,51
7.07
8,07
8,95
10,86
12,48
13,91
Примечания: 1 При одном закреплении в середине 11{)(М1втя различаются Ыедующие слу<
чан: сосредоточенная сила в середине пролета ^esaaHcniio от уродвя яр)хложеиия ф—1,7а1|)*; со-
средоточенаая снла в четверти пролета или равномерно распредв;1енвIЯ нагрузка, приложенная
к верз^нему печеу, it-l.H**. «освеаоточецная сила в четверти прадета, приложенная к нижнему цря-
су, 11)=1,6ч>*; равномеряо распределенная по рижнему поясу наГРУзка 4'".3i|)*.
Здесь под it* поникается ви^чеввв * графы 6. '
2 Для других классов стали табличные значения должны быть умвожевы ва отношение 21IR,
где R, кН/см".
ПРИЛОЖЕНИЕ 6
КОЭФФИЦИрЙТЙ ф^
«Ре
0,85
0,9
0,95
1 ■
1,05
^'.
0,85
0,871
о.еэ
0,^4
0,916
«Ре
1.1
1,15
1,2
1,25
1.3
Фб
0,927
0,938
0,948 1
0,957
0,964
Ч
1,35
1.4
1.46
1.5
1,55
«Рб
0,973
0,98
0,987
0,994
1
1
ПРИЛОЖЕНИЕ 7
КОЭФФИЦИЕНТЫ ф ПРОДОЛЬНОГО ИЗГИБА ЦЕНТРАЛЬНО-
СЖАТЫХ Э'ЛЕМЕНТОВ ИЗ СТАЛИ
Гибкости
влакитов
Я
0
10
гв
30 ,
#
50 -
ее.
70
80 .
.
С 38/23
1
0,988
0,97
ols^
0,867 /
- 0,82
0,77 >5
0.Т15
Коэффициент ф
С 44/29 ] С 46/33
1
0,987
0,968
0,935
0.8Ш
0.Ш
0,792
0,73
0,66
1
0,986
0,9в5
0,932
0,^8
0,837
0,78
0,71
0,637
для элеменюзв из qt^sh класса
С Я/40 С 60/45
1
0,985
8,Щ
0.927
0.878
0,823
0,764
0,682
0,604
1
0,984
0,9бв
0,916
0.866
0,81
0,74
0,66
0.67
- ■
С 70/68
1
0,983
0,983
0,909
0.862
0.79
0.7
0,61
0,518
1 "'
1 с 88/75
1
0,982
0,95
0,903
0,838
0,76
0,66
0,558
0,432'
Продолжение приложения 7
Гибкость
аяементов'
\
90
КЮ
ПО
120
130
140
150
160
. 170
180
190
200
210
220
ез8^
0,655
0,582
0,512
0,448
0,397
0,348
0,305
0,27
0,24
0,216
0,196
' 0,175
0,16
0,146
Коэффициент ч
С44/29 I
0,592
0,515
0,44
0,383
0,33
0,285
0,25
0,22
0,195
0,175
0,158
0,142
0,13
0,119
6 46/33
0,563
0,482
0,413
0,35
0,302
0,256
0,226
0,2
0,178
0,16
0,142
0,129
0,118
0,108
) для элементов из стали класса
G 62/40
0,523
0,437
0,37
0,315
0,264
0,228
0,198
0,176
0,156
0,139
0,126
0,112
0,102
0,093
G 60/45
0,482
0.396
0,325
0,273
0,232
0,198
0,173
0,153
0.137
0,122
0.108
0.098
0,089
0.081
G 70/60
0,412
0,336
0,273
0,23
0,196
0.168
0,148
0,13
0,116
0,102
0,092
0,082
0,075
0,068
С85/те
0,343
0,288
0,23
0,192
0.164
0,142
0,123
0,108 ^
0,096
0,086
0,077
0,069
0,063
0,057
КОЭФФИЦИЕНТЫ т) ВЛИЯНИЯ ФОРМЫ СЕЧЕНИЯ
ПРИВЕДЕННОГО ЭКСЦЕНТРИСИТЕТА
ПРИЛОЖЕНИк 7а
ДЛЯ ВЫЧИСЛЕНИЯ ^
Тип се-
Схема сечения
F,
Значения т) при
(КЛ,<5
1Г:
0,I<m<5
с ^п« 0,1<т<
5<т<20 ~ <о,2
>5,
V^
0,8+0,04 5i
цфЗ_^^^
—0.06Х
1,2—0,04^
Ш^
1,75—о, 13 я
1,5—0,08Х 1,1
(^sf, o:tu, O^f, 0,2Sr,
1,8—0,121
1,6—0,08^
>1
F,
1% 4-^4-, f^
0.5
1.5
2—0.1 %
1,5+0,04 m
1,9—0,08^
1.2
1.5
1.7
1,75+0,15 m
2,25+0,25 m
,2,5
1.7
^d
3,5
3,5
Примечание. №я сечений типа 6 относительные эксцентрицитеты не должны превышать
значений, приведенных в третьей строке сверху следующей таблицы:
1<1<2,5
^1/^а<1 '
1 2,5<ji:<5 1
1>5
1
1
1 1<Г<3,5
» Продол.
Рг/Р^<1,5
1 3,5<ЯГ<6,5 1
жение прил. 7а
Г>6,5
mi<2i, |mi<6X,-101 0,K/ni<20| т^<1,6Х, —0,б| m^'^SK —12,5 I 0,l<mi<2
ПРИЛОЖЕНИЕ 7 б
КОЭФФИЦИЕНТЫ фвн для ПРОВЕРКИ УСТОЙЧИВОСТИВНЕЦЕНТРЕННО-СЖАТЫК (СЖАТО-ИЗОГНУТЫХ)
СПЛОШНОСТЕНЧАТЫХ СТЕРЖНЕЙ В ПЛОСКОСТИ ДЕЙСТВИЯ МОМЕНТА, СОВПАДАЮЩЕЙ С ПЛОСКОСТЬЮ СИММЕТРИИ
Условная
гибкость
Я=Я,К Е
0,5
1
J.5
2
2,5
3
3.5
4
4,5
5
5,6
6
6,5
7
8
9
10
И
12
13
14
0,1
Ml
925
875
адз
742
667
567
505
418
354
302
258
223
194
152
Л22
100
083
069
062
052
0,25
922
854
804
742
672
697
622
447
382
326
280
244
213
186
146
117
097
079
067
061
049
0^
850
778
716
653
587
520
455
394,
3<2
295
256
223
196
173
138
112
093
077
064
054
049
0,73
782
711
647
587
526
465
408
356
310
273
24в
210
18S
163
133
107
091
076
063
~053
-048
1
722
653
593
536
480
425
375
330
288
253
224
198
176
157
128
103
090
075
062
052
048
1,25
669
600
548
496
442
395
350
309
272
239
212
190
170
152
121
100
085
073
060
051
047
1.5
620
563
507
457
410
365
325
289
257
225
200
178
160
145
117
098
081
071
059
051
04>
1,75
577
520
470
425
383
342
303
270
242
-215
192
172
155
141
115
096
080
069
059
050
046
Коэффицие
2
538
484
439
397
3S7
320
287
256
229
205
184
166
149
136
ИЗ
093
079
068^
058
050
045
2,5
469
427
388
352
317
287
258
232
208
188
170
153
140
127
106
088
075
063
055
049
044
нт ф *" при приведенном эксцентрицитете mi
3
417
382
347
315
287
260
233
212
192
175
158
145
132
121
100
085
072
062
054-
048
043
3,5
370
341
312
286
262
238
216
197
178
162
146
137
125
115
09р
082
070
061
053
048
043
4
337
307
283
260
238
217
98
181
165
150
138
128
117
108
091
079
069
060
052
047
042
4,6
307
283
262
240
220
202
183
168
155
143
132
120
112
102
087
075
065
057
051
045
041
5
280
259
240
222
204
187
172
158
146
135
124
115
106
098
083
072
062
055
050
(Ж'
040
'5,5
260
240
223
206
190
175
162
149
137
126
117
109
101
094
081
069
060
053
049
043
040
6
237
225
207
193
178
166
153
140
130
120
112
104
097
091
078
066
059
052
048
042
039
6,5
222
209
195
182
168
156
145
135
125
117
108
100
094
087
076
065
058
051
047
041
^
7
210
196
182
^170
158
147
137
127
118
111
104
096
039
083
074
064
057
050
046
041
038
8
183
175
163
153
144
13&
125
118
ПО
103
095
089
083
078
068
061
055
048
044
039
037
9
164
157
148
138
130
123
115
108
101
095
089*
084
080
074
065
058
052
046
042
038
036
10
150
142
134
125
118
112
106
098
093
088
084
079
074
070
062
055
049
044
040
037
036
12
125
122
114
107
101
096
091
087
082
077
073
069
066
063
056
051
045
0,41
038
035^
033
14
ПО
105
099
094
089
086
082
078
073
070
067
064
061
058
052
046
041
036
034
033
032
17
090
088
084
079
075
072
068
065
062
060
057
055
052
050
045
042
038
034
032
030
028
20
072
068
067
065
063
060
058
056
054
052
050
048
045
043
039
036
034
032
029
027
026
Примечания- 1 Значения коэффициента ф ""увеличины в 1000 раз.
2. Значения ф"" принимаются не выше значений ф, приведенных в прил. Т.
ПРИЛОЖЕНИЕ 7в.
КОЭФФНДИВНТЫ ф»= для ПРОВЕРКИ УСТОЙЧИВОСТИ СТАЛЬНЫХ ВНЕЦЕНТРЕННО-СЖАТЫХ (СЖАТОг ИЗО ГНУТЫХ) -^
СКВОЗНЫХ СТЕРЖЯ£Я В ИЛОСКОСТИ ДИЯСТВИЯ ЛЮМЕНТЛ СОВПАДАЮЩЕЙ С ПЛОСКОСТЬЮ СИЯШЕТ1^ИИ
Ириявдешзая
ус^ло&ная
гвбкесть
0,5
1
1,5
г
2,3
3
3,5
4
4.6
S
5,6
6
6,5
7
9
9
10
11
12
13
14 .
_
0,1
see
«TS
№№
73»
тт
^г
Яве
•ш
43Л
SSD
ааа
S»
S31
даг
148
il7
097
OSS
068
060
Ш
0,25
«00 .
W
7S3
STS
^QB
US
•m
422
365-
315
2B
237
208
184
142-
Ш
094
078
066
089-
m
i
0,6
•«66
^
mo
Ш
sse
■466
^
317 ,
315
Ш2
aa
m
m
Ш
m
Ш
091
077
064
№4
в48 ',
0,75
m
ua
Ш
m
43$
•vmf
^
317
Ж
aso
•m
m
m
Ш
m
w
090
076
063
053
047
!
-
1
sm
«a
4H
'Ш
am
sag
^0
sae
^e
1Ш
sm
m
i^i
1S6
i^
u&
087
073
061
052
046
4,25
444
mi
1Ц7
mi
asi
324
^4
364
1S7
m
192
174
167
«1 ,
,,U8
4»8
084
071
060v
fl51
am 1
1,5
400
m»
m
Я4в
^2
296
270
.346
.Ш
Ш
Щ
1€5
Ш
135
U3
«94
080
068
058
050
oe
i
Ко*Ффжаеат ф "" фи OTHOUiTeniiBgiii эясцентриздтете m
1,75
364
351
336
318
Wt.
S3S
a&i
aas
ma
^
172
1%
Ш-
130
u»
090
076
066
057
049
«44 j
:
2
333
^
311
Ji93
274
255
335
315
m
178
163
149
137
125
't05
«87
073 .
064
056'
«« 1
2,5
Л86
sae
271
^6
m
sas
.^e
m
m
Ш
№
135
134
Ш
■097
Ж,
070
060
054
<0«
<в4з| lOe \
I
3
^0
243
340
^8
215
asi
Ш
173
Ш
149
137
126
U7
,108
W\
fl79
(»7
058
052 •
047
043 1
3,5
^2
3X%
m
.202
Ш
ii£;
170
160
149
138
128
119
Ы&
Ю1
jees
«75
O&t
056
050
im :
•042 !
4
wa
197
J90
183
175
165
1€S
145
136
Ш
118
Ш
102
495
tm
«72
062
054
049
«4»
**
4,5
182
IfO
178
170
1«2
153
143
133
124
117
m
ЮЗ
m
m
<Я9
4»9i
060
0551
Ofil
«D
m
i
167
165
163
156
148
138
130
124
U6
108
UJ
Ш7
092
m
Ш7
тз
0S8
052
047
«44
040
5,5
134
151
149
143
136
m
Ш
Ш
lU)
IM
oa»
am
mi
083
073
064
056
050
045
Ш&
0».
6
143
142,
137,
1^,
127
Ш
IIS
tie
lOS
100
09S
090
«»s
Ю79
0^
082
•064
048
<m
Ml
авв
6,5
133
131
128;
125
7
135 ',
m.
m
i*»?
120 113
IIS,
no
105
loe
m
♦91 ,
«85
«80,
•76,
•67 ,
*59
•52
046
042
040
«38
Ш
1№
ISO
096
092
087
OS
OU
m.
m
(m
090
0«l
04D
038
Ш?
»
HI;
Ш .
108
196
193
m
016,
m
m
OSS ,
081
ЙТ7
on.
oe
.от
053 1
047
Offi
03»
037
S36 ,
8
JOO
098,
096
10
0»
098
Ot8
m |лк
0*3
083
12 j 14
fl77
0C7
m. <m.
077
076
014
Oil «t I eri
0«8 1
m
m
<0K
OH
ото
Овб
0*3
ms
Ш0
045
04B
03B
<p36
m
im
m
on
m.
sm
E/Si
OCI
OSB
OjB
■m
013
0«
037
035
«34
•
0I9_
Ж
m
<m
m
ds
OH
051
0»
046
04!
038 .
034
№2
m..
065
Dti .
oe
on
059
m
055 ,
OH,
052
Oil
&e
0»
m
ОС
018
m
m
030
W9 ,
17
0S6
OSS
0S3
0$2
OSl
^^
mo
m
018
0l7x
0№
OIS.
044
m
oil
039
036
OS
20
048
«e
045
№
014
№3
0B
041
040
039
m
aea
037
ОВё
(B5
035
033
oeo
0» <m
028
027,
-
026
025
'Примечания; 1. Значения коэффяцвеятоа ф *" увелячеиы в 1000 раз,
8, Значения if^ принимаются не выше значен«й^Ф, приведенных а прил, 7.
' , ПРИЛОЖЕНИЕ 8
ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ « И р В ФОРМУЛЕ A11.47)
Относнтельша
эксцентрицитет
V
а
Р
т<1
1<т<5
т>5
При %у<Хс
При 'Ку>Хс
\
Открытые сечения двутавровые и тавровые
1 «J
|ф.ф
1 1 Tjr
0.7
0,7+0,05.х
X(m—1)
0,9
1
0,58
Фу
^
|Р
'■ф
X
1-0,3-4^
1т-[0,3—0,5х
•>1
1-0.1-7^
1
При—*-<0,5
ацаченяе Р~
1
Замкйупж сеченя^
сплошные HjiH с
решетками (пл|и!ками)
J/
pto
'L+P
•--1,"
' 0.6
0.6+0.05(m—1)
0,8
1
1
Обозначения, принятые в таблице: h и /а — моменты инерции соответстэеннр
большей и меньшей полок относительно оси симметрии сечения Ц—^', К — наиэден^оигеч
значение гибкости стержня, при котором центрально-сжатый стержень теряет устойчивость
в упругой стадии, определяемое по прил. 9.
Примечание. Пользование квэффицибнтача. установденичми для стера?ней замкнутого
сечения. AonycKaetcH только при наличии не менее двух иромежуточвых диафрагм ро длине
стержня. В ирв»нвивм случае следует пользоваться иоэффицневтамв, увтавомениыми дди стержней
открытого двутаврового сечения. <
ПРИЛОЖЕНИЕ 9
ТАБЛИЦА ГИБКОСТИ Я»
Класс стали
К
с 38/23
•
С 44/29
100 92
С 46/ЗЙ
88
с 52/40
86
С 60/45
77
С 70/60
70
С др/74
63
ПРИЛОЖЕНИЕ 10
НАИБОЛЬШИЕ ЗНАЧЕНИЯ КОЭ^ФИЦИЕНТОр С ПРИ Я,>Я,с
'в,
№
0,1
0,5
0,8
1
1.5
2
2,5 и
более
Навволыцие значения С при IflNh
ff 0.11 j o,s
1
1
1
1
1
1
1
0,8в
0,89
0,91
0,93
0.95
0,97
0 99
0,69
о,уз
0,77
0,8
0,85
0,9
0,92
0,45 0,6
0,66
0,&9
0,64
0,87
0,74
0 8
0,85
0^,46
0,b
0,54
0,58
0,66
0,73
0 78
в,75
0,39
0,42
0,47
0,5
«,58
6,66
0 72
0,9
0,34
0,37
0,41
0,44
0,52
0,6
0 66
1.06
0,3
0,32
0,36
0,39f
0.47'
0!б4
0,61
1.2 ( 1,35
0,27
0,3
0,33
0.35
0,43
0,5
0,56
'0,24
0,27
0,3
0,32
0,39
0,45
0,52
1.S
.0,22
0,24
0,2?
0,3
0,37
0,42
0,49
2.25
0,15
0,17
0,19
0,21
0,26
0,31
0,36
3
0,12
0,13
0,15
0,16
0,2
0,24
0,28
Здесь А — высота сечвяЯя; Ь и ^ляшадшиа и толщина пояса; / — расчетная длина в
плоскости, перпендикулярной плоскости действия момента.
s
КОЭФФИЦИЕНТЫ РАСЧЕТНОЙ ДЛИНЫ СТУПЕНЧАТЫХ КОЛОНН
Коэффициенты nt для одноступенчатых колонн с верхним свободным концом
ПРИЛОЖЕНИЕ 11
ТАБЛИЦА 1
Расчетная
схема
A
Г
1
V/fff)
h "'
0
0.2
0.4
0,6
0,8
1
1.5
2
2,5
3
•
0
2
2
2
а.
2
2
3
4
5
6
0.1
2
2,01
2,04
2.11
2,25
2,5
3,43
4,44
5,55
■6,65
0.2
2
2,02
2,08
2,2
2,42
.2,73
3,77
4,9
6,08
7.25
0,3
2
2,03
2,11
2,28
2,58
2,94
4,07
5,29
6,56
7,82
V
0,4
2
2,04
2,13
2,36
2,7
3,13
4,35
5,67
7
0,5
2
2,05
2,18
2,44
2,83
3,29
4.61
6,03
0,6
2
2,06
2,21
2,52
2,96
3.44
4,86
0.Т
2
2,06
2,25
2,59
3,07
3,59
5,08
Значения (it при ijli
0,8
2
2,07
2^28
2,66
3,17
3.74
0.9
2
2,08^
2,32
2,73
3,27
3.87
1
2
2,09
2,35
2.8
3.36
4
1,2
2
2,1
2,42
2,93
3,55
\
1.4
2
2,12
4,48
3,05
3,74
^
1,6
2
2,14
2,54^
3,17
-
/
1.8
2
2,15
2,6
3,28
-
2
2
2,17
2,66
3,39
2,8
2
2,21
2,8
5
2
2,4
10
2
2.76
1
■
20
2
3,38
'
<
я
s
с;
to
■<
[
!
I
it
[I
i
I
S
in
oo
«o
^
СЧ
00
(MCO
COCOxf
COCO-^f
«-Ч op Cft
сою -^
xf-^юсо
*-H *-H *-H *-H
CO 00 cocoa»
<Mt4-CO
'Ю Ю Ю CO 00
*b4 nn^ *b4 1—Ч *<—1
11
<:
s
Ю
<:
lOud coco 00
«-.'■-."-.'■р-'сч
ЮЮСО r-oo
(M^INin
coco St-00
«*"*e>co<p СЧ
COCOCO t-OO Ю
t-ooMt-E- 00
«^«^—"<M <>r
•-•ioo>s CO
i^t-t-t-00 ■*
<осог-со оо»-* са
t-t-t-ooo5 mo>^a•^
— !-Г-^-.«<м с^Тсч"»"-*
(Mcocosj ?2-"^51?
00 00 ооло OS со 00 «о о
® <ю_оо S 5_(j^ .'^".'^
-Г—"~^«" сч'счсоео*
05 05 05 0> 05 Q,^ ^^ ^* 05 ^ч*
S
I
I
e*<N<N<M<M<M <м<м -со
сч
<Мт)< сооо ю to
' о о"о"о"— —"<м <>i^w
I
•е-
t-'ra'ra ■* со со" о« сч с<Г
Ю'^об ■*-*о> СО«ПО>
со ra"Tf ■* со (N сч'сч —*
Е-. со —со —з<м
00О5СО о—>^- юсосо
из тГ тГ ■* со <м" <М <>Г—
С4^0> сообю CO.^S
ю■*fCO соc*iса с<9са»^
•* со со со IN*<M (N .-Г.—"
UStC — —г (МСО —
^ со со W <>r<N" ,-h"-J'»h*'
ЮС>СО W <M —4* .4 « «
xcooS to —00 С0Ю01
cococ» <M<M—г « ——
m ■* 00 CO<M^ OOt—
о « 05_® ■*_0 t- lO •* (M
co<n"c4 <м<м*'-Г —Г——г
СО'О'в) соиэ lOlQCO
or--* сооосо ■*со —
coc^cJ С-Г—.^ —"—_Г
int-— ■*(--■«< <М<МсО
обЮСО —СО'* COINS
(М сТ СЧ (М — —. — — —
(N <>Ге^ — — — _ —"о
юсосо ^-coa> еяд>о*
<NO>t- ю<мо оЭ>а>
са*^*-< ^^ •^ «^ -—о о
Ч'
4--
S«*co ^Sa> oo*S
<N —CQ COOX» 000000
005* oot-t- t-t-t-
— oo ooo ooo
SCO 00
с
H0 -—caco ^ю
оо"сэ о"© о о о"—
'=B=f
37—478
585
к_
Продолжение табл. 9
Расчетам
JJJt
iJh
<U I 04 I М 1 6.4 \ %» j M I 8,7 J 0^
0.«
\*
lA
\»
m. *.1.,.«цп„|| I, ii-iH. ii.iile'i (в-
I'li'jDIi'
* W,''liiwi,
"TS 5Г»
4
Коэффщию!»
P.tM
i&',i» B^ 0^; 9'jm ijm ij? i^^ii ilsi i.si
DJ» 0,i7i 0^ 0,ra ejf 1,19 1,^; i,« - -~
0Д
0,2
0.3
0.5
I
D.«7
©дв7 ь,т §,73i i,fa i.ii
0,67
0,67
®.B7
0,«7
0,67
0,67
«,«r «.«7
®,6У
О.Ш
0,69
0,67
I,-28
0,75
O.Tl
©,«? e,« «,7S
©,Sr 0,69
1,53
0,89
0,8
0,73
t).71
I.SS
1,02
0,9
■©,84
0,81
0,74
1,65
1,^
0,99
0.78
l,6S
1.2»
l.U 1,12 Ml
0,99
0,87 0,87'
0.78
и Mat
t^
}'7
i,6
1,51
1.»
i^l
1,08
1
0,9*
0,82
1,75
*'ЁЙ
1.*
1,12
1,29
1,15
1,07
IM
0,87
^-4,78-
1.7
1,63
1,67
1,36
1,22
1,13
1,07
0,91
1.84
1,7»
1.7?
1,€в
1.46
1,33
l,3i
1,17
0,99
'
1i
1,87
1.Ш
1,7?
1,72
1.S4
1,41
1,33
1,^
1,07
i,m
i.ftt
i.t?
1,6
1,48
1,4
1,33
1,13
1.Э
I,»
ijm
1.8
1.65
1,54
1,47
1,39
1,19
1,83
IM
1,84
1.82
1.69
1.59
1.51
,. 1,44
1,24
ТАБЛИЦА t
схема
Ктф^ттяаы pm ■ Ры ff» колонн с неподвижным н закрепленным от поборота верхним концом
J,fJv
/
hlh
6.3 f ОД j fl^
fl,4 1 @.8 1 t)* 1 Ю^ j 0.8 1 0,9 1 1 j 1,2 | 1,4 | 1,6
J 1.8
2
тП ГГ>
«,В4
0,в6
0,88
0,1
0,2
о.а
0,4
0,5
1
«,%
®,Г
o,es
0,67
0,S4
«,«2
0,6
0,59
0,55
1,Ш
в.«»
«,1S
0,76
0,7
•в ,«8
0,66
0,65
0,6
l,Si
1,2$
1,в5
Л
0,79
0.74
0,71
0.7
QJSi
1,73
1,*7
1,Ш
1.2
o.tsi
0,S5
0,78.
0,77
■«,7
г.ш
1,18
1,54
1,421
l.W
О.-Эб
0,87
0,82
в,Й
£,В
1,Ш
1,74
1.61
Ц23!
1,06 ^
0,9Э^
0,93
«,8
Кв9ф4
S,3S
2,Ш
1.S1
1,78
1.41
1,1«
1,07
0.^9
Q^
«аиев'ш |Н«
^!! 1
t,23
2,(Й
1,92
1.5
1,28
1,1Б
1.Ш
0,«
2,65
2,38
2,2
2.04
1.6
1.:^
1,2S
1,17
0.9Б
2,в5
2,49
2,31
2,2
1,72
1,48
1,34
1,23
1
3,34
2,81
2,да
2,4
1,92
1.67
1,S
1,39
1.1
з.т ,
3,17
2,8
2,6
2,«11
1,^
l,fiS
1,53
1,2
4,2
3,5
3,11
2.86
2,28
1.96
1,79
1,^
1.3
4,76
3.92
3,45
3,18
2,45
2,12
1,94
1,79
1.4
5,23
4Ж
3.73
Ml
2.54
2,2
2,01
If
\
- ^ 1^
Ja/Л
0,1
1 от о,а j 0,4
1 Ofi
0,6 } 0,7 [
0,8
1
tjii
е,9
1
U2
1,4
Продолжение тбл.' 4
\ »>б 1 1.8 1 :: г
0,«4
0,06 S
0,08
0,1
0,2
0,3
0,4 ,
0,5 ;
■ 1 1
0,€6
0,«5
0,«4
0,'64
0,62
0,6
0,58
0,57
0,65
t
0,68
С,67
В,66
43,65
0,64
0,63
0,63
■0,61
0,®
0,75
0,«8
0.67
0,85 ■
0,65
■0,64
0.63
0,63
0,6
0,94
0,76'
0,®
0,65
0,65
0,65»
0,64
0,61
0,61
1,08
0,94
0,84
0,?8
0,66
0,66
0,64
0,64
0,62
1,24
1.1
1
0,92
0,73
0.67
0,66
0,65
0,63
К^вффицяагш
1,37
1^
1Д«
1,^
0,83
0,73;
0,№
0,58:
0,65
1,47
1,35
t,2S
1,15
0,92
0,81
0,75
0^72
©,6Т
Цп
- 1,55
1,44
1,34
1,25
1,01
0,89
0,82
©,77
а,7
1,64
1,5
\м
1,33
1,09
0,94
9,88
0,83.
0,73
1,72
1,61
1,53
1,45
1,23
1.09
1,01
0,94
0,8
1,78
1,69
1,62
1,55
1,33
1.2
1.1
1,04
0,88
1.81
1,74
1,68 '
1.62
1,41
1,28
1,19
1,12
0,23
'
1,85
1,79
1.75
- 1,68
1,48
1,35
1,^
1.19
1,01
СвРТГАМЕИТ ПРОКАТНО» СТАЛИ
Сталь гсрячекатаная. Балки ж^тавромиДвыборш из ГОСТ 8239—72)
Обозначения; -^
ft — высота €алкя;
Ь —ширина полки;
d — толщина стенКн;
t -—средняя толщина полки;
R — радиус внутреннего закругления;
1.89
1,82
1,79
1,71
1,54
1,41
1.32
1.25
1,05
ПРИЛОЖЕНИЕ 12
ТАБЛИЦА I
/ — момент инервдн; -
W — момент сопро-гавленяя;
S —статический момент полуоечения;
г — радиус инерпии;
J к — момея'г инерции при кручении
~ ,\
I
S
о
r\ I
SSS'SgoS SSv. f:"*- '°-'~:.'^- ,'«.*."^. Ч'^'* o«
- - . ... - .^. -.^ (M «t£>t~ ООЭ-» О'^Ю S2
<N<MCO ■Фюю <o^~oo a> —— —.,-.« с<<мс» -a-iOtT. "^"^
i»
M
с^«ю t^So— отоеч юеосо lOooto ot-oo oo<n «й
^_„* „'^5^ CSI<N<M <N<N<M <MC-»<M <N<NIN* ОЭОЭОЭ' com
. .» '4<ао<м оэоооо
<О0О— —«(М сч<мсч
«да —
rC5<N Юоо
is
05а>а> to to
t- С~ — оо<м
—iC4 «Ф looo
^, Ю12Г~ toooo o^~^~ tooto t-.ooo5 сою
2, '^tata pcntp озоэео со —>-" чэО'* юеч
„ .-«—V- PI —^ ^сооэ хсхсю ФооО cot-
i-^^
t
t~ 00
\ ^«to ei_ —
CO"* tooooo
« ■* 00 — 4l< — ОЭ ОЭ 00 ■ о 05*00
- й—оэ "*«tot-- ЯЯ5Й
> •* — ОЭ ОЭ 00 •■ о 05*00 IN OJ «
g> Д c4
счсо-
lo F-05 ~2
о CO ^~ «n ■* lo
op ^~ eo N t~ —' o-* co~eo
^ ^ lo to t~ t~ 00 00 05
_-_-o — -.,2
0> 05-^ ^-,—«.-4
ЮЮГ- (N"-«05 OOtO
СЯ ОЭ xC <o*oo"o5" —«
_ —_ _,_— C4<N
■Л
t~^,(..i ФМ05 тгеосч ■*0)t- —1~^ oot<™ Wl—'Op >QO
. - 4 О'чсю oopeo lOoo— £rpr~ —o»-* ioRot «to
O5oe—\ — — _ s?5<N «NtNco «^■^ lotot^ да1с«5ю ouS
coBsco \ , f-'— «5<
ooop< «<
— сою ooe
<^Q<5 QOO OOO OOO «tOI^ (Nt
SOTin 05C0O -<pOO OO'tOO Ю05С4 tot
ОЮ ^~■*oo oiHo ^^Лoэ otoF- Oftc
•^-^ i^C^IN СЧОЭСО ЮЮ^~
m Ю t~
.из V
ВКЙЗк»9
4tfBtD0BXI
t-'* NtJ''* 0005tO 0000»Л NNIO 05«O5_ tOt-Q .00»
—«^i>r pmio <ОСО<Э <>Г"**Г~* o'co'to оГсч*—" (m'^^S —2
— — ечет<м cm5S« соеооэ ■*«*■* ■*>oto t-oo
4Я "SlUiffV
«r
lb to ЮЮ ЮЮ
t-tJ"» 00'<'5"'5 05*05'2 So'o"
— —<M. <>!«■* in tot- OOP
— — •— —_4— .4 —-4 «^
comie eo —eo т^<^o^~ даюоо oo<m<n t-.c-»« (мсч, "эоо
t^I^I^ t-^oboo 00 00 00 00 05*05 otitD o'—<N —-^ю tot-
Ю00О> -"— ININ'* ■«ftOtO Ю Ю «O «O _ m —CO
•*^^ ЮЮ ЮЮЮ ЮЮЮ to to t~ 00 —«•-<
ta-Mcfj —op ppo pioio иэюю юРю
goo op
to t- oooi
ss§ sss ss§ iii ggs iii bsa
— — — _«— 5i<M<M еч<ме
S5SjS , S«cS
toiot~ ?»■*» 1^ oo««* Ю05Ю C4*qtp «?io tOm
да-=2 2S&": ^?{^ 8?Йй" du» SW^ ^S"?S Sf-
&%£
2sa 2Sl $ш ia,l s;^g ssss' фз Sf>
г» у
СталБ горячекатаная. Швеллеры (выборка из ГОСТ 8240—72)
* ^ Обозначения:
h — высота швеллера;
Ь — ширина полки;
d — толщина стенки;
t — средняя толщина полки;
R — радиус внзгтреннего закругления;
■^J — момент инерции;
W — момент сопротивления;
г — радиус инерцяи; ' ^
S — статический момент полусечения;
Zo — расстояние от оси у—у go наружной грани стенк»;
J^ — момент инерции при кручении
ТАБЛИЦА а
№
профиля
5
6.5
8
10
|2
14
14а
Ж^^
Ш ^
18
•^Ма-
20
20а
22
2i2a
24
24а
27
30
33
36
40
Масса 1 м
длииы,
кг
4.84
. 5,9
*
10.4
12,3
13,1.
JAJ
-щ
16,3
!7-,4
18.4
Ш.8
21
25.6
^4
2^,8
27,7
31,8
^,5
41,9
48.3
Размеры
ft
ь
й
t R
ИИ
50
65
80
100
Л^
ilo
140
-JfiO
"Ш
180
180
Ш
200
220
220
240
240
270
300
330
360
400
32
36
40
4&
52
5»
62
64
<^
70
74
-i-
82
87
90
^
Ш
100
105
110
115
4,4
4.4
4.5
4.5
4.8
4,9
4.9
5
т
5,1
5,1
5,2.
5,2
5,4
5,4
5,6
5,6
6
6,5
7
7,5
8
7
7,2
7.4
7,6
Zi8
Ь
8,7
8.4
'""f-"
8,7
9,3
JL
9.7
9,5
10,2
10
>10,7
10,5
И
11,7
12,6
13,5
6
6
6,5
7
7,5
8
8
8,5
9
9
9,5
9,5
10
10
10,5
10.5
11
12
13
14
15
Площадь
се1ения
F, см»
6,16
7,51
8,98
10,9
13.3
15!б
17
18д1
'15Ж""
20,7
22,2
23,4
25,2
26,7
28,8
30,6
32,9
35,2
40.5
46,5
53,4
61,5
1
J^,CU^
22,8
48,6
89,4
174
304
491
545
-Jg-
1090
1190
1520
16Я)
2110
2330
2900
3180
4160
5610
79М)
10820
15 220
\W^.C^
9,10
15
22,4
34,8
,50.6
70,12
ilfi
Чй~
121
132
, 152
-Т^"
192
212
• 308
387
484
т
761 1
Справочные значения для осей
V="
1,92
2.54
3,16
З.ЙЭ
4.78
5,6
5,66
6.42
','Ч9--
7,24
7,32
8,07
8.15
8,89
8.99
9,73
9,84
10.9.
12
13,1
14,2
15.7
S^. см»
5,59
9
13,3
20,4
29,6
40,8
45,1
54,1
69,8
- 76,1
87,8
95.9
НО
121
139
151
178
224
281
350
444
J у, си*
5,61
8,7
12,8
20,4
31,2
45,4
57,5
63,3
-Г8,-8
86
. 105
113
139
151
187
208
254
262
327
410
513
642
^
у—У
W , см»
2,75
3,68
4,75
6,46
8,52
11
13,3
13.8
~ 1674"^'
17
20
20*5
24,2
25,1
30
31,6
37,2
37,3
43,6
51,8
61,7
73,4
V^
0,954
1,08
1,19
1,37
1,53
1,7
1,84
1,87
2,0Г '
2,04
2,18
2,2,.
2,35
2.37
2,55
2,6
2,78
2,73
2,84
2,97
3.1
3,23
Z„ СИ
1.16
1.24
1,31
1,44
1,54
1.67
1,87
1,8
-2
1,94
2,13
ZM
2,28
2,21
2,46
2,42
2,67
2,47
2,52
2,59
2,68
2,75
У,. сш«
1
1,2
1,52
1.95
2.56
3,19
4
3,97
4.93
4,87
5,98
6,9
7,36
7,48
9.35
9.6
11,85
11,98
14,98
19,21
25.1
ЗМ1
я
X
<
ь
S
I
•^•Шг
illl
СЗ '"' И Я
^ ,« к X
I
«в
I
<«чв**> *■
V
Mi.
1
f
I
8
1*1
а?
sf frf ^
«4W
as
tbf г»*
gfe
«SB*
<N<»|
«*■♦
lO
«
@
s
s
1^
^
<N
Ш
Ш
sssess
$00 en
«IO)<M
^^^
QOiao
Ivfll —
S$7gS
Шф'Ш
iS?S
оочсиэ
«•«xo
3
??<
coco
coeo
CO CO
(ooo
eo'eo"
%??
©иг»
сою"
ss
£S
0>CC
^CO
}ф
S2
<ooo
s
ss
от CO
coco
5SS
•*co_
CC9>
(MCO
CO t-
oco
CCCO
coeo
a?,
CO 4"
вцвч
use
CO fl-
ъСсю"
CO'cO
2Sf
■*7l'''
coco
Sg
SSc
CO CO
we»
ss
KS
coco
Ю?
CO CO
8§
«tSB
(NO
SI
2Si
- i»
счоч
§3>'
$^
Vy
«no
осГвГ
фСО
о'оГ
s
s
i
л
ё
||»
Is*
ff|S
I
1Й£«Ю_
ongnrn
CM©» —
S8S
CO wco
mu
I I'll tJU
«■4< t^
0OC4r-<
оофс^
•»
©J
00
\|
CO
!»5
Ю
CO
2S
«Tie
^s
^fe:
Щ9
о —
1ПЮ
ШШ
€*ЭСО
со да
(Я
СО"-"
г-в)
Wo
too»
«s'to
pioo
2|5
o>«*
CO —•
Ob -Ч
So>
;s?
8S3
t~06_
eoco
2^'
«~-co
§
?§
«3 ^~
O) СЙ
М№
СП «3
—• ^~
coco
in 00
55 IN
«do'
)CO
S«3
ss
S2
^~o>
CO
Й
!Sg3
s
— so
00 00
t~o>
U3C£>
oioo
fhia
CO CO
OQ
CO o»
o>o-
— <N
Hi
J—«ГПУ
<NC0
USA
00 CO
g?
g.
00 00*00 00 оо"со*оГ
С<1-* «3 O50O t>
«3 «о «3 ^~ t~ со о»
00 оосо'оо'оо'со'оо"
1Йй«оЗ ts-So»
00 оо"со"оо«Гоо"оо"
со 00 00 оо 00 00 00
ooioo
со"со coco со*со со
0>Ю -«O£J00
JfQO ttooc55
N.® ООЛ —xc
— ^— s
^co —оосчоою
00 00CO ^~ Ь~<ою
C-- C--1^ r^ 6* r^ r^
XOCOin Q'5f -}•
iSJcoraSosiA
i -ЧСО t». Co I* CO
( C^ CO CO ^Ч" «o to
I вч CD is CO CO
f♦;Nco^~ —
S*0-4"lOtO 00
Яс; ^~вч to
e<ic4C4 -* —cs
tp «3 tp to «o"«3"to
cl to 05 to N. to ^
ooSSOrtop з-о
•—— СЧ <N CM CO ■Tf
laiaiaiStnia to"
05@0 t-—• to
JoSS^SSSS
— 0><p ЮСОЮ
t-'o''^' О) to":** -"
«* i!5 Ю <o t-. o> —>
E12:*ES^g
SOI
ш
to
Сталь прокатная угловая неравнополочная (выборка из ГОСТ 8510—72)
Обоэяачения:
В ~ ширина большой полки;
X 6 —ширина малой полки;
d — толщина полки;
J — момент инерции;
•I г — радиус инерции
ТАБЛИЦА 4
'<.
■
1
flf
|>
'^
ь
f
гН.
1 \
Размер
уголка,
МП
В
66
Ю
70
75
Ь
86
40
45
60
d
4
5
6
6
6
6
6
а?
6
7
7.5
8
3
ft."
1
1
а
о
ч
П
3,68
4,41
4 98
5,9
5,59
6,11
7.25
а
1
S
2.81
3,46
3,91
4,63
4,39
4,79
5.Ю
Расстояние
центра
тяжестн
»с. см
1,82
1,86
2,08
2,12
2,28
2,39
2,44
«к СМ
0,84
0,88
0,95
0,99
1,06
1.17
1,21
Ось х—х
J^.ai'
11,4
13,8
19,9
23,3
27,8
34,8
40,9
г . см
X'
1,78
1,77
2
1,99
2,23
2,39
2,33
Ось у—у
Jy.CЫ^
3.7
4,48
6,26
7,28
9,(£
12,5
14,6
^см
1,02
1,01
1,12
1.U
1.27
1,43
1,42
Ось
XI—Xi
см*
'23,2
29,2-
41,4
49,9
66,7
69,7
83,9
Ось
СИ*
6,25
7.91
10,8
13.1
15,2
20,8
25,2
Ось и—и
/„.см*
2,19
2,66
3.73
4,36
5,34
7,24
8.4»
г„,см
0.78
0,78
0,86
0,86
0,98
1,09
1,08
Радиусы ^1ГР
инерции г 1 « 1
для двух 1 'f
уголков при в, им «If
«»«
1.6
1.63
1,75
1,78
1,93
2,12
2,15
6=10
1,68
1,71
1,83
1,86
2,01
2.2
2.22
—!
б=»12
1,76
1,79
2,08
2,28
2,3
6=14
1,84
1,78
1,99
2,02
2,17
2.36
2.38
Радиусы -_-,||L-e
инерции г »~»|||>—•'
для двух _hYf
уголков "'
при б. ИИ '
6=8
2.86
2,87
3,19
3,21
3,49
3,67
3.7
6=10
2,93
2,95
3,26
3,29
3,66
3,75
3.78
6=12
3,01
3,03
3.34
3,37
3,64
3,83
3,86
6=14
3,09
3,11
3,49
3,&
3,73
3,9 ^
Продолжение табл. 4-
Размер
уголка,
мм
В
ни
90
Ш)
ни
/
125
МО
1№
180
20U
3
Ь
SO
6Й
63
/0
80
90
100
110
125
d
5
6
6
8
6
7
6,5
8
8
10
8
10
9
10
12
10
12
11
12
14
16
S
а
а?
10
10
11
13
14
14
ft,"
0!
В
S
V
V
Hi
и
&
о
■ ё
6,36
7,55
8,54
11,18
9,59
11,1
11,4
13,9
16
19,7
18 •
22,2
22,9
25,3
80
28,3
33,7
84,9
37,9
43,9
49,8
и
X
3
ЕВ
S
Ч
«
а
(О
4,99
5,92
6,7
ъ,п
7,53
8,7
8,98
10,9
12,5
16,6
14,1
17,5
18
19,8
23,6
22,2
26,4
27,4
29,7
34,4
39.1
Расстояние
центра
тяжести
щ. см
2,6
2,65
2,95
3.04
3,23
3,28
3,55
3,61
4.05
4,14
4,49
4,58
5,19
5,23
5,32
5,88
5,97
6,5
6.54
б.вг
6,71
ДГс, см
1,13
им
1,28
1,36
1,42
1,46
1,58
1,64
1,84
1,92
2,03
2,12
2,23
2,28
2,38
2,44
2,52
2,та
2,83
2,91
2,99
Ось х—х
h- «=«'
41,6
49
70,6
90,9
98,3
113
142
172
256
ЗГ2
364
444
606
667
784
962
1123
1449
1568
1801
2026
f , CM
X'
2,56
2,56
2,88
2,85
3,2
3,19
3,53
3,51
4
3,98
4,49
- 4,47
5,15
5,13
5,11
5,8
5,Л
6,45
6,43
6.41
6,38
Ось
У^^см-
12,7
14,8
21,2
27,1
30,6
35
46,6
54,6
83
100
120
146
186
204
23^
276
324
446
482
551
617
v—y
г д. си
1,41
1,4
1,58
1,66
1,79
1,78
^ ^
2,28
2,26
2,58
2.66
2.85
2,84
2,82
3,12
3.1
3,58
3,57
3,54
3,52
Ось
Xi—Xi
см*
84,6
102
145
194
198
232
286
* 353
518
649
727
911
1221
1359
1634
1933
2324
2920
3189
3726 ,
4264
Ось
У1—У1
см'
20,8
25,2
35,2
47,8
49,9
58,7
74,3
92,3
137
173
194
245
300
335
405
444 '
537
718
786
922
1061
Ось
У„.см'
7,58
8,88
12,7
16,3
18,2
20,8
26,9
32,2
48,8
59,3
70,3
85,5
110
121
142
165
194
264
285
ЗД?
367
4—и
V ^ СМ
и"
1,09
1,08
1,22
1,21
1,38
1,37
1,53
1,52
1,75
1,74
1,98
1,96
2,2
2,19
2,18
2,42
2,4
2,76
2,74
2,73
2,72
Радиусы
инерции г
для двух
уголков при б.
6=8
2,08
2,1
2,3
2,35
2.65
2,57
2,82
2,84
3,19
3,23
3.55
3,Ю
3,33
3,9
3,95
4,22
4,26
4,79
4,81 _
4,85
4,89
6=10
2,16
2,18
2,38
2,43
2,62
2,64
2,89
2,92
3,27
3,31
3,61
3,67
3,95
3,97
4,02
4,29
4.33
4,86
4,88
4,92
4,95
if
мм •» т
6=12
2,23
2,26
2.45
2,6
2.7
2,72
2,97
2,99
3,34
3,37
3,69
3,74
4.02
4.04
4,09
4,36
4,4
4,93
4,95
4,99
5,03
6=14
2,3
2,34
2,53
2,68
2,77
2,78
3,04
3,07
3,41
3,46
3.76
3,82
4,09
4,12
4,16
4,43
4,47
6
5,02
6,06
5,1
Радиусы
инерции г
для двух
уголков
при 6, мм
6=8
3.94
3.97
4.41
4.47
4.84
4.87
5.31
5,33
5,98
6,04
6,64
6,69
7.6
7,62
7,67
8,56
8,6
9,44
9,46
9.5
9,55
6=10
4,02
4,05
4,49
4.55
4.92
4,95
5.38
5.41
6,06
6,11
6,72
6,Л
7,67
7,69
7,74
8,^
8,67
9,51
9,54
9,58
9,63
°^
6=12
4,11
4.13
4.67
4.62
4.99
5,02
5,45
5,49
6,13
6,19
6,79
6,84
7,75
7,77
7.82
8.7
8,75
9,59
9,62
9.65
9,7
6=^14
4,19
4,21
4,65
4,7
5,07
5,1
6,63
6.66
6.21
6,27
6.«6
6,82
М?
7,84
7,9
8,77
8.82
9,66
9.68
9,73
9,78
бтаяь |||ро1(атцая *од&то^«етг(№ая и уянв^аяшм (|Мй»и#ы, мм) ' *
if iiriTMPii I.I i'^mi' iL' i№a>"i It Jinijl»" I i"'i" III (;in I 1 jftiiWir 11,1
Толшнна ЛИСТОВ (полос)
Ширина jtBCTc» (полос)
Длина MCTDs
Прокатная толстолнсговая (выборка на ГОСТ
4 600, 710, lOQO.t 12S0, НОО,
5
6, 7
8
9, 10, U
12, 14, 16, 18, 20, 22,
26, 28,^30, 32
36, 40
1250, 1400, 1500, 1600
1250, 1400, J5Q0, 1600,
18Q0
13Ь, 140О. 1500, 1600,
1800. 2000
1350, 1400, 1500, im,
1800, 2QQ0. агоо
1400, 1500, 1600, 1800,
2000, 2200
1500, 1600, 1800, 3000,
23ЮО. 250О
б681г-57*)
20{Ю. 5^00,12800,
3500,4500, шт, бооа
2300, 2800. 3000. 3500,
4500. 600Q. S500. бООО
2800, 3500, 4500, 5000,
5500, 6000. 7000
2800, 3500, 4500,
5000, 5500, 6000, 7О0О
/2800, 3500, 4800. 6000,
550О, 60С». fm
4S0O, 5000, 5500, 6000,
7000, 8000
4500, S000, 5600, 6000,
7000, 8000
Универсальная (по ГОСТ 82—70)
6, 7, 8, 9, 10. 11, 12,
14, 16, 18, ^, 22. 25,
28, 30, 32. 36. 40
200. 210, 220. 240, 250
260. т, 300, §40, 3610
т, 400, т, 450. 480
530, Ш, 600, 630, 650
670, по, 800, 150. 900
т, 1000, 1СЙ0
5000—18000
Стр.
Иредислсйяе .,,,...,., •, . . i . 3
Глава I. Введ0ии« , , . . , 5
§ I. Й>аткая негорня развития металлических конструшшй в Рвссвд и СССР 5
§ 2. Номенклатура и область прицеяевия мета^лнческчх конструкций , . . 17
§ 3. Основяые особеиности мв^алдичеасих койетрутяв 8 &р<#ыг»д«емые
к вм! требздаяях ...,.,.... , . . 22
§ 4. Организация проектирования . . ^ , , , . . 25
Раздел ntp»uk
Элфмвнт м«таДли*<в«кмх кокструкчиА
Глава П. (кнщят стШщл н рщвтл мфтерналов, прмтняемы^с » «{мпггвл^
ных wsHuummia» кояструввдих .. S ..,...,.. . 27
§ 1. Стали и алюминиевые сплаяы '27
1. Стали 27
2. Алюминжеаы» , спмим 38
§ 2. Работа стали под нагрузкой . 40
Глава III. Oc|iOi№ ра$:ч«та и^аллнческих квнструкццб ../....... 56
§ 1. Основные цолощеиря раечета м«галлнчвбких коиструкнкй 56
1. Основные подожеяня^ метода расчета по предельным соствлниям , . , 56
2. Нагрузки и воздействия ..«.«......> 58
3. Нормативные и расчетные сопротйвлеяня ...,«..,..., 62
4. Коэффициенты усло%и4 р»6оть! конструкций .......... 64
§ 2. Прааельные состояния металлических нвнетрукцяй и впрвД«лв«1М уси.
ЛИЙ в их элементах , ... ........ .,4 » 65
§ 3. Работа под нагрузкой и расчет элементов KQHcrpyiOiHft ,....#,. 67
1. Ъты напряжений я т учет яря р|№«9т« эд^твтвв квйет|)у1щнй ... 67
' 2. Условие пластичности. Учет рлащития вдметичеодих жвфа|жявм при
расчете конструкций ..««.. 70
3. Предельное состояние и расчет растянутых элементов ..,«..! 71
4. Предельные состояния и расчет нзги6а«ммх »л§мантов » . 71
5. Пред^ьиые состояния н расчет стержв«А, сжатых ос<вОЙ силой . ^ 78
6. Предельные состояния н расчет внецентренно-растяиутих н я111цшт<
J ренно-сжатых элементов ::: t :;.......«•.. • 83
7. Кручвшю, расч<№ иа хручмк» $m*mtQ»^ ««яегууюшй .««•.,, 90 ,
8. Проверка месг№& устойчивости «ммеятм .... ...»., . 92 '
9. Предельное состояшт и pecwr M«ie*TO» мвиминмвйшх конв1рук«н&
при вваав|стш1я трвмснкых шщтрутт (spostpia уст»ао«ги> , . . ,. 97
Глава IV. Сортамент ,,,......,,..«•. 98
§ 1. Общая характеристика профилей сортамента ,.,,...*... 98
§ 2. Сталь листовая 99
13. Уголковые профиля 99
§ 4. Швеллеры .....,♦. 100
I 5. Двутавры 100
I "б. Oiблerчeнныe профили 102
§ 7. Трубы , 102
§ 8. Гнутые профиля , 102
§ 9, Различные прокатные профили, употребляемые в строитадьстя* .... 103
§ 10. Профили из алюминиевых сплавов ............... 103
Глава V. Сварные соединения , . , , ^ 104
§ 1. Виды сварки и их характернсгкка , . . , . 104
§ 2. Типы сварных'швов, соединения и их характедястика ....... 106
1. Сварные швы . 106
2. Виды сварных соединений ..«.г»»-.».. 109
§ 3. Термическое влияние сварки на соединения ,..,...,,... 110
1. Структура и химические изменения металла в зоне совямйМШ « . . 110
2. Т@йперату{жые напряжения и деформации при csapKe ..,...« 113
I 4. Работа и расчет сварныж Соединевии ...<<<..,..^<.. 116
1, Работа н расчет отыкомах шаов .«.«,.t>.t.....fi 117
595
I
Стр.
2. Работа и расчет угловых швов »...#?.. 118
3. Работа и расчет комбииироваивых соединений 121
4. Особенности работы и расчета сварных соединений прн действии
вибрационных нагрузок • . ■ 122
§ 5. Конструктивные требования к сварным соеднненням 124
§ 6. Особенности сварки конструкций из алюминиевых сплавов 125
§ 7. Примеры расчета сварных соединений ....«$...-..., 126
Глава VI. Болтовые и захлепочнЫе соедииеиия 128
§ 1. Виды и общая характеристика болтовых и заклепочных соединений . . 128
1. Болтовые соедииеиия 128
2. Заклепочные соединения 129
§ 2. Работа и расчет болтовых и заклепочных соединений на сдвиг прн
действии статической нагрузки 131
§ 3. Другие виды работы и расчета болтовых и заклепочных соединений . . 136
1. Работа и расчет соединений на растяжение (отрыв головки) .... 136
2. Работа и расчет соединений на с!двиг при повторных нагрузках ... 137
§ 4. Конструирование болтовых и заклепочных соединений ....... 139
1. Типы болтовых и заклепочных соединений 139
2. Размещение болтов и заклепок 141
§ 5. Особенности соединений конструкций из алюминиевых сплавов ... J 142
§ 6. Примеры расчета болтов и заклепочных соединений ....... 1 143
Глава Vn. Балкн и балочные конструкции 145
§ 1. Общая характеристика балочных коиструкщ1й .. ^ ...... . 145
1. Типы ба*ок 145 -
2. Компоновка балочных конструкций 146
3. Настилы балочных клеток 148 .
§ 2. Прокатные балки 152
1. Подбор сечения прокатных балок , 152
2. Проверка несущей способности балок . 152
3. Проверка жесткости балкн 154
4. Учет пластической работы мЧ1тернала в неразрезных н заделанных балках 156
§ 3, Компоновка и подбор сечения составных балок ...» 157
1. Высота балок 157
2. Толщина стенки 160
3. Поясные уголки клепаной балки 161
4. Горизонтальные листы поясов 161
5. Подбор сечения балок . 163 .
6. Изменение сечения балкя по длине 165
§ 4. Проверка прочности, прогибов и устойчивости составных балок ... 168
1. Проверка прочности и прогиба балки 168
2. Проверка и обеспечение общей устойчивости балки 169
3. Проверка и обеспечение местной устойчивости элементов балок ... 171
§ 5 Проектирование конструкций составных балок . , . , 181
1. Соединение поясов балкн со стенкой 181
2. Стыки балок 182
3. Опнрания и сопряжения балок 188
§ 6. БисталЬные балки ' 193
§ 7, Особенности проектирования балок из алрэмннневых сплавов . ^ . . 194
§ 8. Предаарительво-напряженйЫ^ балкн 195
Глава Vni. Колонны, и стержни, работающие на центральное сжатие ... 199
/ § 1. Общая характеристика 199
§ 2. Сплошные колонны 200
§ 3. Сквозные колонны 202
1. Типы сквозных колони 202
2. Влияние оешеток на устойчивость стержня сквозной колонны .... 204
§ 4. Выбор paciieTHoft схемы н типы колонны 209
1. Выбор расчетные схемы 209
2 Выбор типа сечеиня колонны 210
§ 5. Подбор сечения и конструктивное оформление стержня колонны ... 210
1. Сплошные колонны 210
2. Сквозные колонны - 215
^ 6. Базы колонн \. ^ 221
1. Типы и ковотруктивные особенности баз 221
2. Расчет и коиструктивиое. офорлленне базы с траверсой и консоль-
-~ вымя ребрами , . , 222
596
■рр
Стр.
3. Расяет и конструктивиЬе оформление базы пр^ фрезерованном торце
стержни колоцны 226
§ 7. Оголовки колони и сопряжение балок с колоннами 228/
1. Типы сопряжений 228
2. Конструирование и расчет оголовков колони . . , , 228
Глава IX. Фермы , . 230
§ 1. Область применения и системы ферм в строительных конструкциях . . 230
§ 2. Компоновка конструкций ферм 231
1. Очертание ферм . 231
2. Генеральные размеры ферм * 232
3. Системы решеток ферм и их характеристики 235
4. Панели ферм 237
5. Устойчивость ферм. Связи 238
6. Унификация и модулирование геометрических размеров ферм .... 239
7. Строительный подъем 240
§ 3 Расчет и действительная работа ферм 241
1. Определение расчетной нагрузки 241
2. Определение усилий в стержнях ферм 242
3. Действительная работа ферм 243
§ 4. Расчетные длины сжатых стержней и предельные гибкости 245
1. Определение расчетной длины сжатых стержней 245
2. Предельные гибкости стержней 246
§ 5. Типы сечений стержне^ ферм i 247
1. Стержни легких ферм . 247
2. Стержни тяжелых ферм 250
§ 6 Подбор сечений стержней легких ферм 252
1. Общие соображения 252-
2. Подбор сечений сжатых стержней 252
3. Подбор сечений растянутых стержней 253
4. Подбор сечений и стержней, работающих на внецентренное сжатие
(продольную силу и изгиб) 253
5. Подбор сечений стержней по предельной i-HeKOCTH 254
§ 7. Подбор сечений стержней тяжелых ферм 259
§ 8. Узлы легких ферм 260
1. Узлы ферм из уголков 260
2. Узлы трубчатых ферм 267
3. Узлы ферм из гнутых профилей 274
§ 9. Оформление рабочего чертежа легких ферм (КМД) 274
§ 10. Узлы тяжелых ферм 274
1. Общие требования к конструированию узлов 275
2. Узлы на болтах или иа заклепках .............. 275
3. Узлы ферм на монтажной сварке 275
4. Узлы тяжелых трубчатых ферм ............••»• 278
§ 11. Предварительно-напряженные фермы 278
1. Конструктивные решения и основы работы ферм , 278
2.''Основы расчета 281
Раздел второй
Конструкции одноэтажных производственных зданий
Глава X. Основные вопросы прЬектированйя конструкций производственных
зданий . 285
§ 1. Общая характеристика каркасов производственных зданий 285
§ 2. Основные требования, предъявляемые к каркасам производственных зданий 287
1. Эксплуатационные требования 287
3. Экономические факторы s 289
Глава XI. Компоновка коиструктивиой схемы каркаса 292
§ 1. Разбивка сетки колонн < 293
§ 2. Системы покрытий 295
§ 3. Компоновка поперечных рам .- 296
1. Схемы поперечных рам 296
2. Компоновка однвпролетиых рамч ,,,.,,,.,..•••, 296
3. Компоновка многопролетиых рам 300
§ 4. Связи , 301
1. Связи между колоннами .,*.....•.»••.*••. 302
2. Связи по покрытию . . \ , , % • > ^ j- • > • - > j- » • ' > 304
§ 5. Особые решения конструктивных'cx|fii каркасов , ^. ....... . 309
Пример компоновки поперечной,рамы производственного здания .... 313
597
Г дев а ХО. ОеойПиивстя |t№wra newftjieWHX $mf .... ^ .'....« i 314
^ I 1. Pa<i4etHda схема рами' ♦,.....*,.,.».*».' 314
I 2. Harpj^sKftj действующее на раму , V > • « * • • 316
1. Пос1ч)йинЫё иаг{5уз1си ,...>.....<.. 317
2. Снеговая йафузка 318
3. Нагрузка от мостовых кранов . « . . * 318
4. Ветровая нагрузка « 321
5. Прочие наг{4узки ).,... 323
§ 3. Особеийости статического расчета рам ,.....,, 323
1. Практические приемы расчета рам . > 324
2. Расчет рам с учетом пространственной рабо*ы коиструкций . . , , / 329
3. Проверка жесткости., попёречИЫХ |>ам 334
4. Расчет рам на температурные воздействия . . . . 334
5. Определение расчетных усилий в элементах рамы ........ 335
S 4. Уточнение расчета рам на осяове и*учекйя их дейсувитедьной работы . . 337
Пример расчета поперечно* рамы производственного шШЫ ..... 337
Глава ХП1. Кшструкдии йокрития .^..,...... ..•.■> 347
§ V. Конструкции кровли . \ ..... ^ 347
1. Покрытия по притонам 347
2. Беспрогоиные П0КРЫ11ВЯ . ......>.. 350
§ Й. Прогоны ...,....," 351
1. Прогоны сплошного сечения ....i............. 353
2. Сквозные прогЬны - 354
§ 3. Стропильные и подстропильные фермы ....*.. 354
1. Схемы ферм . . ......f...... ........ 354
2. Особенности расчета ..........а......... 357
3. Опорные узлы . . . 360
§ 4. Фонари . , , . \i :::::...... > . 363
§ 5. Особенности расчета и коаструироввния связей по покрытию ; . . . . 367
Пример определения расчетных усилий в стропМьнОЙ ферме ...... 367
Глава XIV. Колонны ...................... 372
f 1. Типы колонн 372
§ 2. Расчет и койструирбвйние стержней колойи . 374
1. Расчетные длины 374
2. Сплошные колонны . . . 377
3. Сквозные колонны 381
4. Раздельные кОлонны .... ^ .............. . 383
13. Узлы кОлОнн , . 384
1. Оголовки колонн .* . 384
2. Узлы колонн в местах Опираиия подкрановых балок, стыки 384
3. Ва^ы колойн ', 387
' I 4. Оёобенйо<<тн расчета и конструирования вертикальных связей между
колоннами 393
Пример расчета ступенчатой колонны производственного здание .... 395
Глава XV. Подкрановые коиструкциж . . * 403
§ 1. Общие сведения 403
1. Характеристика иод|фановых консгруйш^й 403 ,
а. Нагрузи , 405
I 2. Сплошные п'одКрановЫе баЛкИ 406
1. КонструктНвйме решения '. 406
2. Рлсчет аодкравовых белок . .....(....«... 408
§ 3. Сквозные пбдарановые балки (фермы) ,»..,.,...... 414
§ 4. ПодкрановЬ-подстропильные фермы ^ . . 417
§ 5. Другие виды подкрановых конструкции . . .^ 419
I 6. Узлы и детали поДкрЭновых КонСтрукаиЙ 421
1. Опорные узлы подкрановых баАок .. v ...... 421
2. Стыки балок ..,,,,........... 424
3. Крановые рельсы и их крепление к подкрановым балка» , . , -. . . 425
4. Упоры для «ранов . . >..»...»>...>.<ti 427
Пример расчета подкрановой балки « . * . • 427
Глава XVl. Фахверк 430
§ 1. Элементы стенойого заполнения 430
I 2. Стенрвой фахверк .> . . < . • • • 430
§ 3. Проемы для оквн и воро? ,.«»•....•« 433
69$
Раздел 7рет«4
Консгрутш ilpeeba«nfMMi«THiix я много»таж19Мк цв^хаеМнх зданий
Гяава XVII. Бояьшевролетиие ввкрк1'Пш с вявскимщ «ееу^Щ MMe^pyvaiWMtH 434
§ i. Область применевия и основнце осо6|енноств большеО^ддеи^мх nii^utHJl 434
I 2. Балочные конструкция ..>«i ..... ^ ......«< . 437
§ 3. Ракаые коиструКашя 439
к Системы и типы рам • 439
2. Осебенкости раста в квиетруировання 441
§ 4. Арочвнв квиструквии i 442
1. СисТгаиы и типы арок 442
2. Ковструктавные осо6«вностн арок < • 444
3. Особенности расчета арок 447
§ 5. Компоновка конструкяивных <^«м каркасов бвД1#евраде'^ных noxjtiktHii 450
Глава XVHI. ПростржвствеЖвае конструкции вокрИЩА MMMfi ...... 453
I {. Общая характеристика простраиств^иных конструкций 453
I 2. Проггранствеииые сетчатые системы плоских neiqiMI»! — струWrypHae
конструкции ,.^...^.ш. 454
1. компоновочные решения 454
2 КоЦструктивяые решения 457
3. Особенности расчета 458
§ 3. Оболочки • . 459
1. Однооетчатые оболочки 469
2. Двухсетчатае оболочки ................... 460
§ 4. Купольные по1(рытия 463
1. Ребристые куаола . 463
2. ^еврвстр-кольцевые купола « . 468
3. Се1чатые купола 469
Глава XIX. Висячие покрытия . ................. 472
§ 1. Общие сведения 472
§ 2. Однопоясиые системы с гибкими вантами 473
§ 3. Одвопоясные евепиы с жестШии sbhtbmii ............ 475
I 4. Двухпоясные системы 476
I 5. Троеойыб ферйы 471
§ 6. (^дловидные сетки <<. 478
§ 7. Оболочки ......«..<*«'. .к!... 481
§ 8. Комбннированные системы ....•.>.•. 482
Глава XX. Стальные каркасы многоэтажных зяанЯЙ ,. • . . 483
§ к Основные особенности . ....... •>*.i..i>.. 483
§ 2. Комп«жОвка каркаса 4... ....«<•.•••. 483
1. О&цие вш1росы >...<а<»..|1.ь 483
2. Размоцеиве колонн в плане в по высоте здания ......... 485
3. КомяоновКа Окя^еЙ .•.'.«.«■••...«. 488
4. Конструхтиввые схемы связ^ ..........•>.... 488
§ 3. Конструкции элементов каркаса . ...........•••< 489
1. Коломны i.i.aiav. •••.#...* 489
2. Балки 491
3. Сопряжение балок с колввяакв ■ 491
4. Конструкции решетчатых связей ••• 496
§ 4. Особенности рае1>№в етттт юрмси! мнювкажкмх знаний .... 496
1. Общие сведения ..^ • 496
2. Расчет на вер«тхальну» авгруюу .«...«..>. 496
3. Расчет иа горвзонтавьвую яжерфяу .............. 498
Раздел четаертнй
'Глава XXI. OcjtMM якхюшшк wimetpfmA .....«»..»!•. « 499
I 1 Общие сведения 499
§ 2. Особенности листовых конструкций .*..<<.«...... 499
§ 3. Соединения листовых конструкции . 500
Глава XXIL Резе{туары 501
$ 1. Номенклатура рез^вуаров; зисвдуатацвонвые и провзводст^енвыв'тре-
брваияя, предъявляемые к ним ,....•.'..•••••. 501
599
Стр.
§ 2. Вертикальные цилиндрические резервуары для хранения жидкостей с
низкой упругостью паров 503
1 Общая характеристика н конструкции резервуаров 503
2. Основы расчета резервуаров 507
3. Выбор оптимальных размеров резервуара 509
§ 3. Резервуары специальных типов для хранения сырой нефти, бензина н
сжиженных газов 510
1. Борьба с потерями легких фракций сырой нефти и бензина при хранеини 510
2. Резервуары с плавающей крышей и резервуары со стационарной
крышей и с понтоном 511
3. Вертикальные цилиндрические резервуары со сфероцилиндрической
кровлей , ...» 512
4. Горизонтальные цилиндрические резервуары 513
5. Каплевидные резервуары 517
6. Шаровые резервуары . ...,..,.. 518
Глава ХХ1П. Газгольдеры 521
§ 1. Назначение и классификация 521
§ 2 Газгольдеры переменного объема .,.,..- 521
1. МЬкрые газгольдеры 521
2. Сухие газгольдеры • • 523
§ 3. Газгольдеры постоянного объема 527
Глава XXIV. Бункера .... * 530
§ 1. Общие сведейия 530
§ 2. Бункера с плоскими стенками 531
§ 3. Висячие бункера • 532
Раздел пятый
Высотные сооружения
Глава XXV. Особенности высотных сооружений и их нагрузок ...... 535
Глава XXVI. Антенные сооружения объектов связи .......... 539
§ 1. Башни ,......., 539
1. Общая характеристика - 539
2. Основы расчета башен • . 543
3. Основы конструирования башен 545
§ 2. Мачты , , 547
1. Общая характеристика 547
2. Основы расчета мачт 550
3. Основы конструнрмаиия мачт 554
Глава XXVII. Опоры линий электропередач (опоры ЛЭП) 558
§ 1. Общая характеристика ^ . . . 558
§ 2. Основы проектирования опор ЛЭП 559
§ 3. Особенности расчета конструкций опор ЛЭП 562
Раздел шестой
Экономика металлических конструкций
Глава XXVIII. Основы экономики металлических конструкций 565
§ I. Структура стоимости металлических конструнций .^ 56Е
^ 2. Общая характеристика экономики изготовления стальных конструкций 56(
§ 3. Определеине стоимости и трудоемкости заводского изготовления прк
проектировании » 57(
§ 4. Стоимость монтажа стальных конструкций 57.'
§ 5. Основные направления снижения стоимости стальных конструкций . . 57
§ 6. Определение эффективности применения металлических конструкций , . 57
Приложения 57