Краткая история развития металлических конструкций в России и СССР

Tags: строительство конструкции металлические конструкции обработка металлов история строительства

Similar

Усиление металлических конструкций под нагрузкой

Справочник конструктора металлических конструкций

Примеры расчета металлических конструкций

Составление деталировочных чертежей металлических конструкций

Text

Глава I
ВВЕДЕНИЕ
§ 1. КРАТКАЯ ИСТОРИЯ РАЗВИТИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
В РОССИИ И СССР
Понятие «металлические конструкции» объединяет в себе их кон-
структивную форму, технологию изготовления и способы монтажа.
Уровень развития металлических конструкций определяется, с одной
стороны, потребностями в них народного Хозяйства, а с другой — воз-
можностями технической базы: развитием металлургии, металлообра-
ботки, строительной науки и техники. Исходя из этих положений исто-
рия развития металлических конструкций может быть разделена на
пять периодов.
Первый период (от XII до начала XVII в.) характеризуется приме-
нением 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 шты-
рях. Одной из первых таких конструкций являются затяжки Успенско-
го собора во Владимире (1158 г.).
Второй период (от начала XVII до конца XVIII в.) связан с приме-
нением наслонных металлических стропил и пространственных куполь-
ных конструкций («корзинок») глав церквей (рис. 1.1). Стержни кон-
струкции выполнены из кованых брусков и соединены на замках и
скрепах горновой сваркой. Констружгии такого типа сохранились до
наших дней. Примерами служат перекрытие пролетом 18 м над тра-
пезной Троице-Сергиевого монастыря в Загорске (1696—1698 гг.), пе-
рекрытие старого Кремлевского дворца в Москве (1640 г.), каркас
купола колокольни Ивана Великого (1603 г.), каркас купола Казанско-
го собора в Ленинграде пролетом 15 м (1805 г.) и др.
По зрелости конструктивного решения выделяется металлическая
конструкция, поддерживающая каменный потолок над коридором
между притворами храма Василия Блаженного (1560 г.)* (рис. 1.2).
Это первая известная нам конструкция, состоящая из стержней, рабо-
тающих 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, работаю-
щие на сжатие, лучше делать квадратного сечения.
Третий период (от начала XVIII до середины XIX в.) связан с ос-
воением процесса литья чугунных стержней и деталей. Строятся чугун-
ные мосты и конструкции перекрытий гражданских и промышленных
зданий. Соединения чугунных элементов осуществляются на замках
или болтах. Первой чугунной конструкцией в России считается перекры-
тие крыльца Невьянской башни на Урале (1725 г.). В 1784 г. в Петер-
* Васильев И. Древнейшие железные конструкции. «Архитектура СССР», 1056, № 3.
5
бурге был построен первый чугунный мост. Совершенства чугунные кон-
струкции достигли в России к середине XIX столетия. Уникальной чу-
гунной конструкцией 1840-х гг. является купол Исаакиевского собора
(рис. 1.3), собранный из отдельных косяков В виде сплошной оболочки.
Конструкция купола состоит из верхней конической части, поддержи-
Рис. 1.1. Металлические конструкции XVII в
а — наслонные стропила; 6 — каркас купола;
Рис. 12. Конструкция перекрытия ко-
ридора в Покровском соборе (Моск-
ва) XVI D.
Рис. 1.3. Купол Исаакиевского собора
в Ленинграде
в — узел каркаса
вающей каменный барабан, венчающий собор, и нижнейь более пологой
части. Наружная оболочка купола при помощи легкого железного кар-
каса опирается на чугунную конструкцию.
Чугунная арка пролетом 30 м применена в перекрытии Александрий-
ского театра в Петербурге (1827—1832 гг.).
6
В 1850-х гг. в Петербурге был построен Николаевский мосте восемью
арочными пролетами от 33 до 47 м, являющийся самым крупным чу-
гунным мостом мира. В этот же период наслонные стропила постепенно
трансформируются в смешанные железочугунные треугольные фермы
(рис. 1.4).
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 эле-
менты соединялись через проушины на болтах. Отсутствие в этот период
прокатного и профильного металла ограничивало конструктивную фор-
му железных стержней прямоугольным или круглым сечением. Однако
преимущества фасонного профиля уже были поняты и стержни уголко-
вого или швеллерного сечения изготовляли гнутьем или ковкой нагре-
тых 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 време-
ни 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 профиль-
ного 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 полностью вытеснила из строительных кон-
струкций чугун, будучи материалом более совершенным по своим свой-
ствам (в особенности при работе на растяжение) и лучше поддающим-
ся контролю и механической обработке.
Чугунные конструкции после середины XIX г. применялись лишь в
колоннах многоэтажных зданий, перекрытиях вокзальных дебаркаде-
ров и т. п., где могла быть полностью использована хорошая сопротив-
ляемость 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. ,1.5). Конструктивная форма этих ферм постепенно совер-
шенствовалась; решетка получила завершение с появлением раскосов;
узловые соединения вместо болтовых на проушинах стали выполнять
заклепочными при помощи фасонок.
7
В конце прошлого столетия применялись решетчатые каркасы рам-
но-арочной конструкции для перекрытия зданий ^значительных пролетов.
Примерами являются покрытия Сенного рынка в Петербурге (1884 г.)
пролетом 25 м, Варшавского рынка пролетом 16 м (1891 г.), покрытие
Гатчинского вокзала (1890 г.) и др.
Наибольшего совершенства рамно-арочная конструкция достигла в
покрытии дебаркадера Киевского вокзала (рис. 1.6), построенного по
проекту В. Г. Шухова (1913—1914 гг.).
В конструкциях этих сооружений хорошо проработаны компоновоч-
ная 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 проектирова-
ния, разработанные в мостостроении, были перенесены затем на про-
мышленные 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 (1810—1899 гг.), инженер-строитель, построил первый
в России железный мост с решетчатыми фермами через р. Лугу
(1853 г.). Он же является автором самого крупного чугунного моста
в Петербурге.
Проф. Н. А. Белелюбский (1845—1922 гг.), мостостроитель и уче-
ный, впервые применил раскосную решетку для мостовых ферм
(рис. 1.7), разработал первый в России метрический сортамент прокат-
ных профилей, усовершенствовал методику испытаний бтроительных
материалов, написал первый систематизированный курс по строитель-
ной механике.
8
Проф. Л. Д. Проскуряков (1858—1926 гг.) ввел в мостовые фермы
треугольную и шпренгельную решетки и разработал теорию о наивы-
годнейшем очертании фермы. За проект Енисейского моста на Париж-
ской выставке (1900 г.) Л. Д. Проскуряков был удостоен золотой ме-
дали.
Большой вклад с дальнейшее развитие металлического строитель-
ства в конце XIX и в начале XX в. и распространение опыта, накоплен-
ного 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, машинострое-
ния и других отраслей тяжелой промышленности внесло качественное
изменение в технологию производства и потребовало оборудования зда-
ний мостовыми кранами. Первое время их устанавливали на эстакадах
(рис. 1.8), однако это загромождало помещение. С увеличением грузо-
подъемности мостовых кранов и насыщенности ими производства, а
также с увеличением высоты и ширины пролётов помещений стало
целесообразным строить здания с металлическим каркасом, поддержи-
вающим как ограждающие конструкции, так и пути для мостовых
кранов. Основным несущим элементом каркаса стала поперечная рама
(рис. 1.9), включающая в себя колонны и ригели (стропильные фермы).
2—478
9
Рис. 1.7. Сызранский мост через Волгу (1879 г., Н. А. Белелюбский)
II II II
lllilhll llhlllll hliri
It IV II
11(Ч1!11ШН’1ГЧ|||‘
IV II IV
II II II
iiiiiiiiiHiiiiiiiimii
ii ii ii
I I
50м
Рис. 1.8. Перекрытие Тульских мастерских (80-е гг. XIX в., В. Г. Шухов)
0916
Рис. 1.9. Каркас промышленного здания (начало XX в.)
10
'ЖНИ
Рис. 1.11. Висячие сетчатые покрытия иа
Нижегородской ярмарке (1896 г.)
I iSSitW
«-«нггпиитт.
Рис. 1.10. Башия Шухова
Проф. Ф. С. Ясинский (1858—1899 гг.) первым запроектировал мно-
гопролетное промышленное здание с металлическими колоннами между
пролетами и разработал большепролетные складчатые и консольные
конструкции покрытий. Он же внес значительный вклад в расчет сжа-
тых стержней на продольный изгиб, работающих в упругопластической
зоне деформирования стали.
Исключительно плодотворной и разносторонней была деятельность
почетного академика В. Г. Шухова (1853—1939 гг.). Он первым в ми-
ровой практике разработал и строил пространственные решетчатые
конструкции покрытий и башен различного назначения («башня Шухо-
ва»), использовав для них линейчатые поверхности (рис. 1.10). В по-
строенных им сооружениях реализованы идеи предварительного напря-
жения 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 метал-
лических конструкций, закрепив тем самым приоритет нашей страны.
2*
11
Особенно значительна его теоретическая и практическая работа в
области резервуаростроения и других листовых конструкций. В. Г. Шу-
хов разработал новые конструктивные формы резервуаров, их расчет
и методы нахождения оптимальных параметров.
Проф. И. П. Прокофьев (1877—1958 гг.), используя накопленный
опыт, опубликовал первую монографию по изготовлению и монтажу ме-
таллических мостов и запроектировал ряд уникальных по тому времени
большепролетных покрытий (Мурманские и Перовские мастерские
Московско-Казанской ж. д., Московский почтамт, дебаркадер Казан-
ского вокзала в Москве).
Пятый период (послереволюционный) развития металлических кон-
струкций в нашей стране начинается с первой пятилетки (конец20-х гг.),
когда молодое социали-
Рис. I 12 Рост производства металличе-
ских конструкций в СССР
стическое государство
приступило к осуществ-
лению широкой програм-
мы индустриализации
страны.
К концу 40-х гг. кле-
паные конструкции поч-
ти полностью были заме-
нены сварными, более
легкими, технологичными
и экономичными.
Развитие металлургии
уже в 30-х гг. позволило
применять в металличе-
ских конструкциях вмес-
то обычной малоуглеро-
дистой стали более проч-
ную 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 ста-
лей значительно расширилась, что позволило существенно облегчить
массу конструкций и создать сооружения больших размеров. Кроме ста-
ли в металлических конструкциях начали использовать алюминиевые
сплавы, объемная масса которых почти втрое меньше.
В мощную отрасль индустрии выросла производственная база ме-
таллических конструкций. Заводы и специализированные монтажные
организации, оснащенные современным высокопроизводительным обо-
рудованием, объединены в одну систему (Главстальконструкция), вы-
полняющую основной объем строительства металлических конструкций.
Объем металлических конструкций за этот период (1930—1970 гг.) уве-
личился более чем в 20 раз (рис. 1.12). Чрезвычайно расширились но-
менклатура металлических конструкций и разнообразие их конструк-
тивных форм. Этот резкий количественный и качественный подъем
металлических конструкций был вызван развитием всех ведущих отрас-
лей народного хозяйства, грандиозным размахом промышленного и
гражданского строительства.
В условиях социалистического государства большие и многообраз-
ные задачи по развитию металлических конструкций решались усилия-
ми проектных, научных и производственных коллективов. Особенно
велика роль проектных трестов — Проектстальконструкция (ЦНИИ-
проектстальконструкция) и Промстройпроект, научных институтов —
Всесоюзного института сооружений, реорганизованного в Центральный
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 науч-
ным исследованиям в области металлических конструкций.
В начале 30-х гг. стала оформляться .советская школа проектирова-
ния металлических конструкций. В связи с развитием металлургии и
машиностроения строилось много промышленных зданий с металличе-
ским каркасом. Стальные каркасы промышленных зданий оказались
ведущей конструктивной формой металлических конструкций, опреде-
ляющей общее направление их развития. Советская школа постепенно
отходила от европейских схем' компоновки поперечных рам каркаса,
характерных стремлением приблизить конструктивную схему к расчет-
ным предпосылкам, введением большого числа шарниров, что усложня-
ло 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 луч-
шей степени отвечали сложившиеся к тому времени схемы конструиро-
вания поперечных рам с жестким сопряжением колонн с фундаментами
и ригелями. Советские проектировщики взяли за основу эти схемы и
улучшили их аналитическим определением оптимальных геометриче-
ских соотношений элементов рамы, схемы решеток и т. п. (рис. 1.14).
Аналитические изыскания оптимальных компоновочных схем и геомет-
рических размеров элементов сечений стали характерной чертой разви-
тия всех видов металлических конструкций в Советском Союзе. Такой
подход позволил совместно решать задачи снижения трудоемкости изго-
товления конструкций с экономичной затратой стали и скоростным
монтажом. Принцип комплексного решения задач при изыскании опти-
мальной конструктивной формы металлических конструкций стал ос-
новным для советской школы проектирования.
13
14
Другой характерной чертой развития металлических конструкций,
способствующей решению поставленных задач, стала типизация кон-
структивных схем и элементов. Большой объем строительства и связан-
ная с ним повторяемость конструкций создали предпосылки для раз-
работки типовых схем и конструктивных решений каркасбв промыш-
ленных зданий.
В 1939 г. Промстройпроектом были разработаны типовые секции
одноэтажных промышленных зданий со стальным каркасом (рис. 1.15).
Типовые секции включали объемно-планировочные решения для раз-
личных пролетов, типовые конструктивные схемы компоновки каркаса
и типовые решения конструктивных элементов (ферм, колонн, подкра-
новых балок и т. п.). Впервые был введен трехметровый модуль проле-
тов, который затем (в 50-х гг.) был заменен шестиметровым. Эти типо-
вые 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 глав-
ных направлений развития металлическйх конструкций; это снижало
трудоемкость конструкции и благодаря упорядочению проектирования
уменьшало расход стали. *
В годы Великой Отечественной войны 1941—1945 гК, несмотря на
временную потерю южной металлургической базы и большой расход
металла на нужды войны, в промышленном строительстве и мостострое-
нии па Урале и в Сибири широко использовались металлические кон-
струкции. 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 восстанов-
ления разрушенных во время войны объектов промышленности, транс-
порта и других первоочередных сооружений.
В 50-х и 60-х гг. строительство металлических конструкций разви-
валось с соблюдением основных принципов советской школы проекти-
рования, установленных еще в довоенный период: экономия стали,
упрощение изготовления, ускорение монтажа. Для этих лет характер-
ным является применение стали в сооружениях больших размеров с
тяжелыми технологическими нагрузками.
Большое развитие получили листовые конструкции (в связи с раз-
витием нефтяной, газовой, химической и металлургической промышлен-
ности), высотные сооружения связи (рис. 1.16), электропередачи, а
также конструкции общественных зданий (рис. 1.17). Наряду с основ-
ной задачей экономии материала успешно решались проблемы инду-
стриализации строительства.
Практически все конструкции стали сварными. Изготовление листо-
вых конструкций стало преимущественно заводским. Габаритные листо-
вые конструкции изготовляют полностью в специализированных завод-
ских цехах, а негабаритные сваривают на заводах в крупные полотнища
и в рулонах перевозят; на строительстве рулоны разворачивают и ком-
понуют в сооружения с минимальным числом монтажных швов.
Из общественных сооружений выделяются павильоны Советского
Союза на международных выставках в Брюсселе (рис. 1.20) (1958 г.) и
Монреале (1967 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
РеЗра
Купол выставочного па-
вильона в Москве
Наряду с совершен-
ствованием конструк-
тивной формы совер-
шенствовались и мето-
ды расчета конструк-
ций. До 1950 г. строи-
тельные конструкции
рассчитывали по мето-
ду допускаемых напря-
жений. Такой расчет
недостаточно полно
отражал действитель-
ную работу конструк-
ций под нагрузкой,
иногда в недостаточ-
ной мере гарантировал
их надежность и в ря-
де случаев приводил
к перерасходу матери-
алов; взамен его был
разработан метод рас-
чета конструкций по
предельным
ниям.
В 1950 г.
Рис I 16 Телевизионная башня высотой 372 м (Ки- ском Союзе
ев, проект) строительных
рукций
по методу предельных состояний, основные положения которого регла-
ментирует 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-
состоя -
В Совет-
все виды
конст-
рассчитывают
16
Рис. 1.18. Павильон СССР на Международной выставке в Монреале (1967 г.)
низаций, возглавляемых ведущими профессорами и инженерами, внес-
шими большой личный вклад в это развитие. Особенно значительны
заслуги Героя Социалистического Труда, члена-корреспондента АН
СССР, профессора Н. С. Стрелецкого (1885—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 даль-
нейшем много сделал для развития строительной науки и высшего
строительного образования в нашей стране. Он впервые применил ста-
тистические методы в расчете конструкций, исследовал работу статиче-
ски неопределимых систем за пределом упругости, провел теоретические
исследования и обобщил их данные в области развития конструктивной
формы. Под его непосредственным руководством и влиянием экспери-
ментальное изучение действительной работы металлических конструк-
ций стало одним из главных методов совершенствования конструктив-
ной формы и расчетов. Он явился одним из инициаторов перехода от
расчета по допускаемым напряжениям к расчету по предельным состоя-
ниям и внес большой вклад в разработку этого прогрессивного метода.
Герой Социалистического Труда, действительный член АН УССР
Е. О. Патон (1870—1953 гг.), также внесший свой вклад в развитие
металлического мостостроения, имеет исключительные заслуги в об-
ласти механизации и автоматизации электродуговой сварки, что яви-
лось важным техническим достижением советской школы сварщиков.
Е. О. Патон в 1928 г. организовал в Киеве при АН УССР электро-
сварочную лабораторию, реорганизованную в дальнейшем в Научно-
исследовательский институт электросварки, ныне ИЭС им. Е. О. Патона.
§ 2. НОМЕНКЛАТУРА И ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Металлические конструкции применяются сегодня во всех видах
зданий и инженерных сооружений, особенно если необходимы значи-
тельные пролеты, высота и нагрузки. Потребность в металлических
конструкциях чрезвычайно велика и непрерывно увеличивается (см.
17
Рис. 1.19. Монтаж каркасного промышленного здания
рис. 1.12). Базой для удовлетворения этой потребности являются боль-
шой объем производимой в стране стали (в 1975 г. выплавлено
130 млн. т стали), заводы металлических конструкций и специализиро-
ванные монтажные организации,-оснащенные современной техникой,
специализированные проектные организации и научно-исследователь-
ские институты.
Применение металлических конструкций по виду конструктивной
формы и назначению можно разбить на восемь областей.
1. Промышленные здания. Конструкции одноэтажных промышлен-
ных зданий выполняются в виде цельнометаллических (рис. 1.19) или
смешанных каркасов, в которых по железобетонным колоннам устанав-
ливаются металлические конструкции покрытия зданий («шатер») и
подкрановые пути. Цельнометаллические каркасы в основном применя-
Р’ис. 1.20. Конструкции павильона СССР на Всемирной выставке в Брюсселе (1958 г.)
18
Рис. 1.21. Конструкции мостов
19
2:
Рис. 1.22. Конструкции доменного цеха
Рис. I 23. Башня нз труб высотой 200 м (Бельгия)
ются в зданиях с большими пролетами, высотами и оборудованных
мостовыми кранами большой грузоподъемности. Каркасы промышлен-
ных зданий являются наиболее сложными и металлоемкими конструк-
тивными комплексами.
2. Большепролетные покрытия зданий. Здания общественного назна-
чения [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 метал-
лическими конструкциями. Системы и конструктивные формы больше-
пролетных 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 алюми-
ниевые сплавы.
3. Мосты, эстакады. Мостовые металлические конструкции на желез-
нодорожных 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, в), комбинированную.
4. Листовые конструкции в виде резервуаров, газгольдеров, бунке-
ров, трубопроводов большого диаметра и различных сооружений до-
менного комплекса (рис. 1.22), химического производства и нефтепере-
работки имеют весьма большой объем в связи со значительным разви-
тием в нашей стране металлургии, нефтяной, газовой и химической
промышленности.
20
Рис I 24. Каркас высотного здания в Москве
Рис 1.25. Конструкция крана-перегружателя
Листовые конструкции являются тонкостенными оболочками раз-
личной 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 удовлетво-
ряют этим условиям работы.
21
Рис. 1.26. Макет радиотелескопа диаметром 64 м
5. Башни и мачты
применяются для радио-
связи и телевидения
(рис. 1.16 и 1.28), в гео-
дезической службе, в опо-
рах линий электропереда-
чи. Сюда же можно от-
нести надшахтные копры,
нефтяные вышки, дымо-
вые и вентиляционные
трубы и промышленные
этажерки. Применение
стали обеспечивает этим
конструкциям необходи-
мую легкость, удобство
транспортирования на
место строительства и
быстроту монтажа.
6. Каркасы многоэтаж-
ных зданий. Многоэтаж- ~
ные здания с металличе-
ским каркасом (рис. 1.24)
применяются главным
образом в гражданском '
строительстве, в условиях
плотной застройки боль-
ших городов и для неко-
торых видов промышлен-
ных зданий.
7. Крановые н другие подвижные конструкции. Подвижные конст-
рукции выполняются из металла, позволяющего максимально умень-
шить их массу. Сюда относятся всевозможные металлические конструк-
ции мостовых, башенных, козловых кранов и кранов-перегружателей
(рис. 1.25), конструкций крупных экскаваторов и разнообразных строи-
тельных машин, затворы и ворогах гидротехнических сооружений, кон-
струкции 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, рам-
ные, арочные и висячие системы, стержневые и листовые конструкции в
виде сплошных оболочек. Разнообразие конструктивных форм и стати-
ческих схем обусловлено назначением конструкций, особенностями экс-
плуатации и характером действующих нагрузок. Однако все эти разно-
образные конструкции объединены двумя основными факторами, позво-
ляющими изучать их как единый вид. Во-первых, исходным материалом
всех конструкций является прокатный металл, выпускаемый по 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 об-
работка металла (резка, гибка, образование отверстий и т. п.) и соеди-
нение деталей в конструктивные элементы и комплексы — сборочно-сва-
рочные (или сборочно-клепальные) операции.
Металлические конструкции обладают следующими достоинствами,
позволяющими применять их в разнообразных сооружениях.
Надежность металлических конструкций обеспечивается сходством
их действительной работы (распределение напряжений и деформаций)
с расчетными предположениями. Материал металлических конструкций
(сталь, алюминиевые сплавы) обладает большой однородностью струк-
туры и достаточно близко соответствует расчетным предпосылкам об
упругой или упругопластической работе материала.
Легкость. Из всех изготовляемых в настоящее время несущих кон-
струкций (железобетонные, каменные, деревянные) металлические кон-
струкции являются наиболее легкими.
Расход материалов на конструкцию зависит от отношения объемной
массы материала к его расчетному сопротивлению:
V
с = — 1/м.
Л *
Чем меньше значение с, тем относительно легче конструкция. Благо-
даря высоким значениям расчетных сопротивлений для малоуглеродис-
той стали с=3,7-10~4 1/м, для стали класса С60 c=l,7-10“4 1/м, для
дюралюмина марки Д16-Т с=1,Ь10-4 1/м, для бетона марки 300 с=
= 1,85-10“3 1/м, для дерева с=5,4-10“4 1/м.
Индустриальное™». Металлические «• конструкции в основной своей
массе изготовляются на заводах, оснащенных современным оборудова-
нием, что обеспечивает высокую степень индустриальности их изготов-
ления. Монтаж металлических конструкций также весьма индустриален,
так как производится специализированными организациями при помо-
щи высокопроизводительной техники.
Непроницаемость. Металлы обладают не только значительной проч-
ностью, но и высокой плотностью — непроницаемостью для газов и жид-
костей. Плотность металла и его соединений, осуществляемых при по-
мощи сварки, является необходимым условием для изготовления и воз-
ведения 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 иног-
да (что еще хуже) загрязненная агрессивными газами сталь корроди-
рует (окисляется), что постепенно приводит к ее полному разрушению.
При неблагоприятных условиях это может произойти через два-три го-
да. Хотя алюминиевые сплавы обладают значительно большей стойко-
стью против коррозии, при неблагоприятных условиях они также корро-
дируют. Хорошо сопротивляется коррозии чугун.
Повышение коррозионной стойкости металлических конструкций до-
стигается включением в сталь специальных легирующих элементов, пе-
риодическим покрытием конструкций защитными пленками (лаки, крас-
ки и т.п.), а также выбором рациональной конструктивной формы эле-
ментов (без щелей и пазух, где могут скапливаться влага и пыль),
удобной для очистки и защиты.
Небольшая огнестойкость. У стали при /=200 °C начинает умень-
шаться модуль упругости, а при /=600° С сталь полностью переходит в
пластическое состояние. Алюминиевые сплавы переходят в пластичес-
кое состояние уже при /=300° С. Поэтому металлические конструкции
зданий, опасных в пожарном отношении (склады с горючими или легко-
23;
воспламеняющимися материалами, жилые и общесть^^ые здания),
должны быть защищены огнестойкими облицовками (бе'^н, керамика,
специальные покрытия и т.п.). ,
При проектировании металлических конструкций, как и всяких дру-
гих, должны учитываться следующие основные требования.' , t
Условия эксплуатации. Удовлетворение заданным при проектирова-
нии условиям эксплуатации является основным требованием для про-
ектировщика. Оно в основном определяет систему, конструктивную фор-
му сооружения и выбор материала для него.
Экономия металла. Требование экономии металла определяется
большой его потребностью во всех отраслях промышленности (машино-
строение, 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 оче-
редь железобетоном) нерациональна (см. § 2).
Транспортабельность. В связи с изготовлением металлических кон-
струкций, как правило, на заводах с последующей перевозкой на место
строительства в проекте должна быть предусмотрена возможность пе-
ревозки их целиком или по частям (отправочными элементами) с при-
менением соответствующих транспортных средств.
Технологичность. Конструкции должны проектироваться с учетом
требований технологии изготовления и монтажа с ориентацией на наи-
более современные и производительные технологические приемы, обес-
печивающие максимальное снижение трудоемкости.
Скоростной монтаж. Конструкция должна соответствовать возмож-
ностям сборки ее в наименьшие1 сроки с учетом имеющегося монтажно-
го оборудования.
Долговечность конструкции определяется сроками ее физического и
морального износа. Физический износ металлических конструкций свя-
зан 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 требова-
ние для общественных зданий и сооружений.
Все эти требования удовлетворяются конструкторами на основе
выработанных наукой и практикой принципов советской школы проек-
тирования и основных направлений ее развития.
Экономия металла в металлических конструкциях достигается на ос-
нове реализации следующих основных направлений: применения в стро-
ительных конструкциях низколегированных и высокопрочных сталей,
использования наиболее экономичных прокатных и гнутых профилей,
изыскания и внедрения в строительство современных эффективных кон-
структивных форм и систем (предварительно-напряженных, висячих,
трубчатых и т.п.), совершенствования методов расчета и изыскания оп-
тимальных конструктивных решений с использованием электронно-вы-
числительной техники.
По всем этим направлениям в Советском Союзе ведется большая ис-
следовательская работа, что позволяет систематически уменьшать
удельные затраты металла (на 1 м2 площади здания, на единицу вы-
пускаемой продукции и т.п.).
Эффективно и комплексно производственные требования удовлетво-
ряются на основе типизации конструктивных элементов и целых соору-
жений.
Типизация металлических конструкций в Советском Союзе получила
весьма широкое развитие.
Разработаны типовые решения часто повторяющихся конструктив-
ных элементов — колонн, ферм, подкрановых балок, оконных и фонар-
24
них переплет еЪ этих типовых решениях унифицированы размеры эле-
ментов и сопр .жения. Для некоторых элементов разработаны стандарты.
Разработаны типовые решения таких сооружений, как радиомачты^
башни, опоры линий электропередачи, резервуары, газгольдеры, пролет-
ные строения мостов, некоторые виды промышленных зданий, сооруже-
ний и т. п.
Типовые решения разработаны на основе применения оптимальных
с точки зрения затрат материала, размеров элементов оптимальной тех-
нологии их изготовления и возможностей транспортирования.
Типизация и проводимая на ее основе унификация и стандартизация
обеспечивают большую повторяемость, серийность изготовления конст-
руктивных элементов и их деталей на заводах и, следовательно, спо-
собствуют повышению производительности труда, сокращению сроков
изготовления на основе эффективного использования более совершенно-
го оборудования и специальных технологических приспособлений (кон-
дукторов, копиров, кантователей и т.п.). Типизация, унификация и стан-
дартизация создают благоприятные условия для разработки и внедре-
ния особенно эффективного поточного, конвейерного метода изготовле-
ния металлических конструкций. ' (
Типовые проекты разрабатываются по оптимальным, с точки зрения
затраты материала, геометрическим схемам из наиболее экономичных
профилей. Это обеспечивает экономию металла, упорядочивает проек-
тирование, повышает его качество и сокращает сроки.
Ведущим принципом скоростного монтажа является сборка конст-
рукций в крупные блоки на земле с прследующим подъемом их в про-
ектное положение с минимумом монтажных работ наверху. Типизация
создает предпосылки для сокращения сроков монтажа и снижения его
трудоемкости, так как повторяющиеся виды конструкций и их сопряже-
ний позволяют лучше использовать монтажное оборудование и совер-
шенствовать процесс монтажа.
Основным принципом советской школы проектирования является
совместное достижение трех главных показателей: экономии стали, по-
вышения производительности труда при изготовлении, снижения трудо-
емкости и сроков монтажа, которые и определяют стоимость конструк-
ции. 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 мон-
таже), советский опыт развития металлических конструкций подтверж-
дает возможность реализации этого принципа.
Металлические конструкции непрерывно совершенствуются по всем-
трем показателям, что определяет их высокие качества.
§ 4 ОРГАНИЗАЦИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Проектирование зданий и сооружений производится на основании
задания на проектирование, которое составляется на базе перспектив-
ных планов развития народного хозяйства.
Проектирование выполняется в две стадии: проектное задание н ра-
бочие чертежи.
В проектном задании устанавливаются экономическая целесообраз-
ность и техническая возможность предполагаемого строительства. На
этой стадии проектирования обосновывается целесообразность примене-
ния металлических конструкций, определяется основная конструктивная
схема сооружения и подбираются соответствующие типовые конструк-
ции.
Рабочий проект металлических конструкций состоит из двух частей:
КМ (конструкции металлические) и КМД (конструкции металлические,
деталировка).
25-
Проект КМ выполняется проектной организацией на основании
утвержденного проектного задания. В проекте КМ решаются все вопро-
сы компоновки металлических конструкций и увязки их с технологиче-
ской, транспортной, архитектурно-строительной и другими частями про-
екта.
В состав проекта КМ входят: пояснительная записка, данные о на-
грузках, статические и в необходимых случаях динамические расчеты,
общие компоновочные чертежи, схемы расположения частей конструк-
ций с таблицами сечений элементов, расчеты и чертежи наиболее важ-
ных узлов конструкций и полная сводная спецификация металла по про-
филям.
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 уче-
том технологических особенностей завода (станки, поточные линии, сва-
рочное оборудование).
РАЗДЕЛ ПЕРВЫЙ
ЭЛЕМЕНТЫ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Глава II
ОСНОВНЫЕ СВОЙСТВА И РАБОТА МАТЕРИАЛОВ,
ПРИМЕНЯЕМЫХ В СТРОИТЕЛЬНЫХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
конструкциях
§ 1. СТАЛИ И АЛЮМИНИЕВЫЕ СПЛАВЫ
1. Сталн
а. Общие сведения. Качество стали, применяемой при изготовлении
металлических конструкций, определяется* ее механическими свойства-
ми: сопротивлением статическим воздействиям — временным сопротив-
лением и пределом текучести при растяжении; сопротивлением дина-
мическим воздействиям и хрупкому разрушению — ударной вязкостью
при различных температурах; показателями пластичности — относи-
тельным удлинением; сопротивлением расслоению — загибом в холод-
ном состоянии. Значения этих показателей устанавливаются ГОСТ
(см. ниже). Кроме того, качество стали определяется ее сваривае-
мостью, которая гарантируется соответствующим химическим составом
стали и технологией ее производства.
По прочности стали делятся на три группы:
малоуглеродистые стали обычной прочности, имеющие бра-
ковочное значение предела текучести стт=23 кН/см2 и временное сопро-
тивление ов=38 кН/см2;
стали повышенной прочности — от=29 ... 40 кН/см2 и ав =
=44 ... 52 кН/см2;
стали высокой прочности (низколегированные и термически
упрочненные)—от=45...75 кН/см2 и более и ов=60...85 кН/см2
и более.
В новом СНиП II-B.3-72 по показателям временного сопротивления
и предела текучести стали разделены на семь классов (табл. II.1). Каж-
дому классу стали присвоен индекс С, в числителе указывается наи-
меньшее значение временного сопротивления, а в знаменателе — преде-
ла текучести в кН/см2 (например, С 38/23).
Механические свойства стали и ее свариваемость зависят от хими-
ческого 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 — ма-
лоуглеродистые стали обычной прочности; легированием мар-
ганцем, кремнием, ванадием, хромом и другими элементами — низколе-
гированные стали повышенной про-чности; легированием и
термическим упрочнением стали высокой прочности.
Структура малоуглеродистой стали, определяющая ее механические
свойства, зависит от температуры. Температура плавления чистого же-
— >
1 Соколовский П. И. Малоуглеродистые и низколегированные стали. М., «Метал-
лургия», 1966.
Гладштейи Л. И., Литвиненко Д. А. Высокопрочная строительная сталь. М., «Ме-
таллургия», 1972.
27
Классы стали и соответствующие им марки
ТАБЛИЦА II.1
Группа прочности Класс стали Механические свойства на растяжение, не менее Марка стали
«в. кН/см2 6Т, кН/см2 6S. %
•? Обычной прочности С 38/23 38 23 25 ВСтЗГпсб В18Гпс5 ВСтЗспб ВСтЗпсб ВСтЗкп2 М16С СтЗ мост
Повышенной прочности С 44/29 44 29 21 СтТпс 09Г2С 09Г2
С 46/33 46 33 21 09Г2С 14Г2 10Г2С1 15ХСНД
С 52/40 52 40 16 10Г2С1 10ХСНД 14Г2АФ 18Г2АФпс 15Г2СФ
Высокой прочности С 60/45 60 45 16 15ХСНД 16Г2АФ 18Г2АФпс 15Г2СФ
С 70/60 70 60 12 12Г2СМФ 14ГСМФР
С 85/75 85 75 10 15ХГ2СМФР
Примечание Ударная вязкость этих сталей нормируется в зависимости от условий экс-
плуатации и определяется при температуре 20, —20, —40, —70° С. Низшее значение ударной вязкости
установлено 30 Дж.
Рис. II.1. Атомная решетка
с — аустенита; б — железа- * — атомы железа; О — атом
углерода
28
Рис II2 Микроструктура стали
а — микроструктура малоуглеродистой стали (Х100); б — зерно перлита (Х3000)
леза равна 1535° С. При охлаждении ниже 1535° С в процессе кристал-
лизации образуется так называемое б-железо, имеющее кристал-
лическую решетку объемно-центрированного куба [ОЦК-решетка
(рис. 11.1,6)]. При температуре 1400° С, когда железо находится уже
в твердом состоянии, в процессе охлаждения происходит новое превра-
щение и из б-железа образуется у-железо, обладающее гранецентриро-
ванной кубической решеткой (ГЦК-решетка). При температуре 910° С
кристаллы с гранецентрированной кубической решеткой (y-Fe) вновь
при охлаждении превращаются в объемно-центрированные, и это со-
стояние сохраняется вплоть до комнатной и отрицательных температур.
Последняя модификация железа называется а-железом.
Температура плавления железоуглеродистых сплавов зависит от со-
держания углерода. По мере увеличения содержания углерода в стали
температура ее плавления снижается. При остывании образуется твер-
дый раствор углерода в у-железе, называемый аустенитом, в котором
атомы углерода располагаются в центре кубической гранецентрирован-
ной решетки (рис. II.1,а). При температурах, лежащих ниже 910°С, из
аустенита начинают выделяться кристаллы твердого раствора углерода
в a-железе, называемого ферритом; a-железо в отличие от у-железа
плохо растворяет углерод, и поэтому его в феррите содержится незна-
чительное количество. По мере выделения феррита из аустенита послед-
ний все более обогащается углеродом и при температуре 723° С превра-
щается в перлит (рис. II.2, б) — смесь, состоящую из перемежающихся
пластин феррита и карбида железа Fe3C, называемого цементитом.
Таким образом, структура охлажденной до комнатной температуры ста-
ли состоит из двух фаз — цементита и феррита, который образует само-
29
стоятельные зерна, а
также входит в перлит
в виде пластинок -
(рис. П.2, а: светлые
зерна — феррит, Тем-
ные — перлит).
Феррит весьма пла-
стичен и малопрочен,
цементит очень тверд
и хрупок. Перлит обла-
дает свойствами, про-
межуточными между
свойствами феррита и
цементита.
Зерна феррита и
перлита в зависимости
Рис. П.З. Карбидные включения (Х50 000) от числа очагов кри-
е сталлизации получа-
ются различной величины. Величина зерен оказывает существенное вли-
яние на механические свойства стали (чем мельче зерна, тем выше ка-
чество стали).
Структура низколегированных сталей аналогична структуре малоуг-
леродистой стали. Низколегированные стали тоже содержат мало угле-
рода, 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 упрочняю-
щие фирритовую основу (рис. П.З) и прослойки между зернами.
Основные химические элементы, применяемые при легировании ма-
лоуглеродистой стали, стали повышенной и высокой прочности1.
Углеродистая сталь обыкновенного качества состоит из железа и уг-
лерода 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, угле-
род 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 хоро-
ший 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 вязкость.
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 соеди-
няясь с серой, снижает вредное ее влияние. В малоуглеродистых сталях
1 В связи со сложным и разнообразным составом легированной стали и желанием
в обозначении марки стали отразить ее химический состав каждому химическому эле-
менту присвоена буква русского алфавита (указана в скобках около каждого элемен-
та), содержание каждого элемента в процентах с округлением до целых значений ука-
зывается после буквы, обозначающей данный элемент; элемент, содержащийся в преде-
лах 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 уг-
лерода 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 содер-
жании 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 сталй осуще-
ствляется присадкой металлов, 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 пла-
стические ее свойства.
Молибден (М) и бор (Р) обеспечивают высокую устойчивость
аустенита при охлаждении и тем самым облегчают получение закалоч-
ных структур (так называемых бейнита и мартенсита), что очень важна
для получения высокопрочного проката больших толщин. После закал-
ки 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 алю-
минием, ванадием, титаном или ниобием азот, образуя нитриды, стано-
вится 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, кото-
рый, образуя раствор с ферритом, повышает хрупкость стали особенно
при пониженных температурах (хладноломкость) и снижает пластич-
ность йри повышенных; сера, делающая сталь красноломкой (склонной
к образованию трещин при температуре 800—1000° С) вследствие обра-
зования 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 насы-
щение ее газами, которые могут попасть из атмосферы в металл, нахо-
дящийся 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 не-
значительном количестве (0,0007%), но, концентрируясь около вклю-
чений 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 рас-
плавленную сталь (например, при сварке) необходимо защищать от
воздействия атмосферы.
Термическая обработка. Значительного повышения прочности, де-
формационных 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, ве-
личина зерна и растворимость легирующих элементов стали.
Простейшим видом термической обработки является нормализа-
ция. Она заключается в повторном нагреве проката до температуры
образования аустенита и последующего охлаждения на воздухе. После
нормализации структура стали получается более упорядоченной, сни-
маются внутренние напряжения, что приводит к улучшению прочност-
ных и пластических свойств стального проката и его ударной вязкости.
Поэтому нормализация, являясь простейшим видом термического улуч-
шения стали, применяется довольно часто.
При быстром остывании стали, нагретой до температуры, превосхо-
дящей 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 по-
явиться только первая часть фазового превращения — замена решетки
аустенита решеткой феррита; в результате получается структура ферри-
та, перенасыщенная углеродом, называемая мартенситом. Такая
структура оказывается неустойчивой, причем углерод стремится выде-
ляться. Структуры, образующиеся после закалки, придают стали высо-
кую прочность. Однако пластичность ее снижается, а склонность к хруп-
кому разрушению повышается. Для регулирования механических
свойств закаленной стали и образования желаемой структуры произво-
дится ее отпуск, т. е. нагрев^ до температуры, при которой происходят
желательное структурное превращение, выдержка при этой температу-
ре в течение необходимого времени и затем медленное остывание. По
мере нагрева стали при достаточно высоких температурах отпуска
(600—680° С) образуется благоприятная структура, представляющая
собой мелкозернистую ферритную основу, в которой распределены мел-
кие карбиды. Такая структура называется сорбитом отпуска. Она
обладает оптимальным сочетанием прочностных и пластических харак-
теристик, высокой стойкостью против хрупкого разрушения и минималь-
ным 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 обра-
ботки снимается.
Малоуглеродистая и низколегированная стали повышенной и высо-
кой прочности подвергаются термическому упрочнению.
Старение. При температурах ниже температуры образования ферри-
та растворимость углерода ничтожна, но все же в небольшом количест-
ве он остается в феррите. При благоприятных обстоятельствах углерод
выделяется и располагается между зернами феррита, а также группиру-
ется у различных дефектов кристаллической решетки. Это приводит
к повышению предела текучести и временного сопротивления и умень-
шению пластичности и сопротивления хрупкому разрушению. Наряду
с углеродом выделяются азот и карбиды других элементов, которые
производят аналогичное действие. Эта перестройка структуры и изме-
нение прочности и пластичности происходят в течение достаточно дли-
тельного времени, поэтому такое явление называется старением.
Старению способствуют: а) механические воздействия и особенно
развитие пластических деформаций (механическое старение); б) темпе-
ратурные колебания, приводящие к изменению растворимости и скоро-
сти диффузии компонентов и потому к их выделению (физико-химичес-
кое 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 старе-
ние). Поскольку старение понижает сопротивление динамическим воз-
действиям 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 конструк-
циях. Сталь, применяемая для строительных конструкций, производит-
ся 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 свое-
му качеству и механическим свойствам практически одинаковы. Однако
производство кислородно-конверторной стали проще и дешевле, поэто-
му 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 вви-
ду неравномерного распределения химических элементов. Особенно
это относится к головной части, которая получается наиболее рыхлой
(вследствие усадки и наибольшего насыщения газами), и в ней проис-
ходит наибольшая 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 сопротивля-
ются 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 обра-
зуют в мелкодисперсной фазе силикаты и алюминаты, которые увеличи-
вают число очагов кристаллизации и способствуют образованию мелко-
зернистой структуры стали, что ведет к повышению ее качества и меха-
нических свойств. Раскисленные стали не кипят при разливке в излож-
ницы, 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 конструк-
ций, подвергающихся статическим и динамическим воздействиям.
Однако спокойные стали примерно на 12% дороже кипящих, и вы-
ход годного проката ниже примерно на 10%, что заставляет ограничи-
вать ее применение и переходить, когда это выгодно по технико-эконо-
мическим соображениям, на изготовление конструкций из полуспокой-
ной 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 ча-
сти слитка отрезается меньший кусок, равный примерно 8% массы слит-
ка. По стоимости полуспокойные стали также занимают промежуточное
положение.
При прокатке происходят обжатие металла, размельчение зерен
и различное их ориентирование вдоль и поперек проката, что сказывает-
ся на механических свойствах металла. На свойства металла влияют
также температура прокатки и последующее остывание; так, при окон-
чании прокатки при заниженной температуре металл наклепывается.
3—478
33
Это приводит к повышению временного сопротивления и предела теку-
чести, но снижает пластические свойства и ударную вязкость. При уве-
личении толщины проката механические свойства снижаются, поэтому
в ГОСТ и ТУ на металл они устанавливаются в зависимости от толщи-
ны проката.
При столь многообразных факторах, влияющих на прочность стали,
вполне естественно, что показатели прочности имеют определенное
рассеивание. Представление об изменчивости показателей качества ста-
ли дают статистические кривые распределения (в процентах) различных
Рис II.4 Ста-
тистические
кривые распре-
деления преде-
ла текучести
стали марки
СтЗ
/, 2— по данным
разных заводов:
3 — теоретическая
кривая Гаусса
0-15,96
ее характеристик. На рис. П.4 приведены кривая распределения преде-
ла текучести для стали марки СтЗ по статистическим данным и огибаю-
щая ее теоретическая кривая. Имея достаточно большое число наблю-
дений и пользуясь методами математической статистики, определяют
вероятность появления того или иного значения характеристики (меха-
нических свойств металла).
На основании полученных статистических данных устанавливаются
наименьшие значения механических свойств металла, которые записы-
ваются в соответствующие ГОСТ и по которым производится отбраков-
ка металла на металлургических заводах. На рис. II.4 отмечено брако-
вочное значение предела текучести сгг=24 кН/см2, установленное
в ГОСТ 380—60* и в новом ГОСТ 380—71* для стали марки СтЗ.
б. Малоуглеродистые стали класса С 38/23. Из группы малоуглеро-
дистых сталей обыкновенного качества, производимых металлургиче-
ской промышленностью по ГОСТ 380—71*, широкое применение в стро-
ительстве 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
Марка
ТАБЛИЦА П.2
Механические свойства стали марок СтЗ и СтЗГпс
Предел текучести ат.
кН/см2, для тол-
щин, мм
Относительное удли-
нение %, для
толщин, мм
Изгиб на 180е (а — тол-
щина образца, d— диа-
метр оправки) для
толщин, мм *
до 20 21—40 41—100
До 20
21—40
свыше
40
до 20 свыше 20
не менее
СтЗкп 37—47 24 23 22 27
26 24 <2=0,5 а
Диаметр
оправки увели-
чивается на
толщину образ-
ца
СтЗ пс,
СтЗсп,
СтЗГпс
38—49
23 26
25 23
Примечания 1. Допускается превышение
3 кН/см2.
2. Для листовой и широкополосной стали всех
верхнего гфедела временного
толщин и фасонной стали 20
сопротивления на
мм значение пре-
дела текучести допускается на 1 кН/см2 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 обес-
печить прочность и свариваемость, а также надлежащее сопротивление
хрупкому разрушению и динамическим воздействиям, сталь для этих
конструкций заказывается по группе В, т. е. с гарантией механических
свойств и химического состава.
z Сталь марки СтЗ содержит углерода 0,14—0,22%, марганца в кипя-
щей стали 0,3—0,6%, в полуспокойной и спокойной 0,4—0,65%, кремния
в-кипящей стали от следов до 0,07%, в долуспокойной 0,05—0,17%.,
в спокойной 0,12—0,3%. Сталь марки СтЗГпс с повышенным содержа-
нием марганца имеет углерода 0,14—0,22%, марганца 0,8—1,1%, крем-
ния — до 0,15 % •
Механические свойства стали марок СтЗ и СтЗГпс приведены
в табл. П.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 разде-
лена на шесть категорий. Стали марок СтЗ, СтЗГпс поставляются по
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 повышенным содержанием мар-
ганца — по 5-й категории — ВСтЗпсб, ВСтЗГпсб.
Согласно ГОСТ 380—71*, маркировка стали производится так: вна-
чале ставится соответствующее буквенное обозначение группы стали,
затем марка, далее способ раскисления и в конце категория; например,
сталь группы В (поставляемой по механическим свойствам и химичес-
кому составу) марки СтЗ полуспокойная, категории 6 имеет обозначе-
ние ВСтЗпсб.
При толщине проката свыше 20 мм у стали СтЗсп наблюдаются вы?
пады по пределу текучести. Поэтому для особо ответственных конструк-
ций рекомендуется использовать стали марок М16С и СтЗмост, приме-
3*
35
ТАБЛИЦА 113
Ударная вязкость стали марок СтЗ и СтЗГпс
Марка Вид проката Расположение образца относи тельно проката Толщи- на, мм Ударная вязкость* Дж/см2, не менее
при темпера- туре, °C после механи- ческого старения
+20 —20
Листовая сталь Поперек 5—9 10—25 26—40 80 70 50 40 30 40 30
ВСтЗпс, ВСтЗсп Широкополосная сталь Вдоль 5-9 10—25 26—40 100 80 70 50 30 50 30
- Сортовой и фасон- ный прокат » f 5—9 10—25 26—40 ПО 100 90 50 30 50 30
Листовая сталь Поперек 5—9 10—30 31—40 80 70 50 40 30 40 30
ВСтЗГпс Широкополосная сталь Вдоль 5—9 10—30 31—40 100 80 70 50 30 50 30
Сортовой и фасон- ный прокат » 5—9 10—30 31—40 410 100 90 50 30 50 30
ТАБЛИЦА II 4
Нормируемые показатели для стали группы В
марок СтЗ и СтЗГпс
Категория Марка стали всех степеней раскисле- ния и с повышенным содержанием марганца Химический состав Временное сопротивление । Предел 1 текучести Относительное удлинение Изгиб в холод- ном состоянии Ударная вязкость
при температуре, °C после механн ческого старения
+20 —20
2 ВСтЗ, ВСтЗГпс + + + + д_ — — —
3 + -и + + + + — —
4 + + + + + — + __
5 + + + + + — + +
6 + + + + + — +
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 предпочте-
ние 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/см2, временное
сопротивление 44 кН/см2. У этой стали более высокие, чем у СтЗ, пока-
затели ударной вязкости, которая составляет 35 Дж/см2 при температу-
ре — 40° С в ненаклепанном состоянии.
К этому же классу относятся горячекатаная, низколегированная,
марганцовистая сталь 09Г2.
г. Стали повышенной и высокой прочности. Для многих видов кон-
струкций применяются стали повышенной (классов С 44/29, С 52/40)
и высокой прочности (классов С 60/45—С 85/75).
Стали повышенной и высокой прочности поставляются по
ГОСТ 19281—73 и ГОСТ 19282—73. В зависимости от нормируемых
свойств (химического состава, временного сопротивления, предела те-
кучести, ударной вязкости при разных температурах и после механичес-
кого 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 экономий ме-
талла до 20—25%, а высокой прочности — 25—50% по сравнению
с обычной углеродистой сталью.
д. Области применения стали разных классов и марок. Класс и мар-
ку стали, если по условиям эксплуатации конструкций не выдвигается
специальных требований, выбирают на основе вариантного проектирова-
ния и технико-экономического анализа с учетом указаний, изложенных
в СНиП II-J3.3-72.
Класс и марку стали согласно СНиП выбирают в соответствии с ре-
жимом работы конструкции и температурой ее эксплуатации. В зависи-
мости от условий эксплуатации и монтажа все виды конструкций разде-
лены 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 кон-
струкции без сварных соединений, не подвергающиеся непосредственно-
му воздействию подвижных и вибрационных нагрузок.
Температурные воздействия для выбора марки стали разбиты на че-
тыре 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 кон-
струкции первой группы и воздействии низких температур следует при-
менять сталь, хорошо сопротивляющуюся усталостному и хрупкому
разрушению, а для конструкций последней группы — более дешевые уг-
леродистые 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/м3, т. е. он почти в три раза легче стали. Он
менее жесток, модуль упругости алюминия £=7100 кН/см2, что также
в три раза меньше. Алюминий не имеет площадки текучести; на диа-
грамме растяжения (рис. II.5) прямая упругих деформаций непосред-
ственно переходит в кривую упругопластических деформаций. За предел
текучести принимается напряжение, соответствующее относительному
остаточному удлинению 0,2%. Алюминий очень пластичен; удлинение
при разрыве чистого алюминия достигает 40—60%, но прочность его
весьма низка, предел прочности чистого алюминия составляет только
7,5—9! кН/см2, предел текучести 3—4 кН/см2. Чистый алюминий легко
корродирует, но очень скоро покрывается тонкой пленкой весьма проч-
ной окиси, прекращающей дальнейшую коррозию.
Вследствие весьма низкой прочности алюминий в чистом виде в кон-
струкциях не применяют. Упрочняют алюминий: 1) легированием —
сплавлением с другими металлами, которое повышает прочность, но сни-
жает пластичность и несколько ухудшает 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 (Т1).
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/см2, предел текуче-
сти—16 кН/см2, удлинение—15%). Однако пониженные механические
характеристики частично погашаются небольшой массой алюминия,
в результате чего применение алюминия дает более легкую конструк-
цию, несмотря на низкую прочность.
Сплав АМгб содержит 6—7% магния и 0,5—0,8% марганца.
Могут применяться (преимуществ"енно в ограждающих конструк-
циях) сплавы с меньшими прочностными показателями. К их числу от-
носится сплав АМг, содержащий всего 2,5% магния.
2. Сплавы алюминия с медью и магнием и небольшим количеством
марганца наиболее хорошо изучены и называются дюралюминами (мар-
ка 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/см2, предел теку-
чести 28—38 кН/см2 и удлинение 10—13%; в отожженном состоянии
(Марка Д16-М) предел прочности снижается до 23 кН/см2 при удлине-
нии 13%; в сплав Д16 входит около 4% меди, — 1,5% магния и — 0,06%
’ (в среднем) марганца;
б) Д1-Т — сплав, имеющий после термической обработки и естест-
венного старения предел прочности (приблизительно) 36 кН/см2, предел
текучести 22 кН/см2 и удлинение 12%; сплав Д1-Т содержит 4% меди
и 0,6% магния.
* Буква В обозначает присадку ванадия; сплав АМгб содержит присадку титана.
38
Дюралюмин плохо сваривается и склонен к образованию трещин при
высоких температурах, поэтому его применяют преимущественно в кле-
паных конструкциях. Стойкость дюралюмина против коррозии несколь-
ко ниже, чем у магниевых сплавов. Для повышения стойкости против
коррозии листы дюралюмина часто применяют плакированными, т. е. по-
крытыми тонким слоем чистого алюминия.
3. Сплавы алюминия с кремнием и магнием. К их числу относится
сплав АВ, называемый авиалем. В химический состав авиаля входят:
кремния около 1%, магния — 0,7%, меди — 0,4%, марганца или хрома —
0,25% (в среднем). После термической обработки и искусственного ста-
рения авиаль имеет предел прочности 28—33 кН/см2, предел текучести
б, кН/см2
S0,----—
Рис II6. Механические характе-
ристики сплава Д16-Т при изме-
нении температуры
1 — предел прочности; 2 — предел теку-
чести
Рис II5 Диаграммы растяжения
алюминиевых сплавов
1 — чистый алюминий; 2 — АМгб;
3 — АВ-Т1, 4 —Д16-Т, 5 —сталь
марки СтЗ
23—28 кН/см2 и удлинение около 12% (марка АВ-Т1), Авиаль очень
стоек против коррозии и пластичен, но более дорог. Он хорошо сварива-
ется атомно-водородной и точечной сваркой. Отожженный авиаль (мар-
ка АВМ) имеет более низкие характеристики (предел прочности при-
близительно 12 кН/см2 при удлинении — 24%). К той же группе отно-
сится сплав АДЗЗ (кремний около 0,6% и магний— 1%), имеющий при-
мерно одинаковые с авиалем прочностные характеристики.
4. Высокопрочные сплавы (марки В); основными компонентами их
являются: цинк, медь и марганец ов=50—55 кН/см2, от=4'0—45 кН/см2
и е=6% (марка В95-Т1).
Обычно в конструкциях применяются сплавы после термической об-
работки и старения (марки Т), отожженные сплавы (марки М) приме-
няются для ограждений (кровель), а также для сосудов, изготовление
которых сопровождается большими пластическими деформациями. Для
сварных конструкций применяют магниевые сплавы и авиаль, для кле-
паных— дюралюмин и авиаль. Высокопрочные сплавы применяют в
исключительных случаях.
Согласно СНиП 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 устанав-
ливается по условному пределу текучести, которому отвечает относи-
тельное остаточное удлинение 0,2%. С повышением температуры меха-
39
нические характеристики снижаются, особенно в искусственно состарен-
ных материалах, причем предел прочности снижается больше, чем пре-
дел 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, долго-
вечности и хорошего вида находят применение во многих областях
строительства. Большое распространение они получают в труднодоступ-
ных, сейсмических и северных районах страны.
Особенно выгодно применять алюминий в конструкциях, сочетающих
ограждающие и несущие функции. К таким конструкциям относятся па-
нели перекрытий и стен, листовые перекрытия больших пролетов и др.
Рационально применять алюминий при перекрытии больших пролетов
арками, куполами, складками и другими конструкциями. Он применя-
ется в башнях и мачтах, затворах плотин, резервуарах, в сборно-разбор-
ных перевозимых конструкциях. Большое применение алюминий полу-
чил в переплетах, витражах и изделиях для внутренней и внешней от-
делки 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 сред-
Рис II7 Сдвиг одной час-
ти монокристалла железа по
другой
нем равен всего 25 кН/см2 при относитель-
ном удлинении 50%, предел прочности це-
ментита 80—100 кН/см2 при удлинении 1%;
таким образом, цементит весьма хрупок.
Перлит имеет средние характеристики меж-
ду ферритом и цементитом. Эти две разные
по прочности составляющие и определяют
работу стали под нагрузкой.
Рассмотрим сначала работу отдельного
монокристалла (зерна) железа, затем по-
ликристалла (группы зерен) и, наконец,
стали.
Работа монокристалла желе-
з а. Теоретические и экспериментальные ис-
следования показывают, что сдвинуть одну
часть монокристалла железа по другой зна-
чительно легче, чем оторвать Поэтому пла-
стические деформации в зернах железа
протекают путем сдвига (рис. II.7). На ос-
нове экспериментальных исследований,
проведенных физиками, установлено, что
сдвиг происходит по плоскостям, наиболее
густо усеянным атомами (заштриховано на
рис. II.1, б) по направлению большой диа-
гонали. Теоретическая прочность на сдвиг
превосходит реальную в сотни и тысячи
раз.
Расхождение между теоретической и реальной прочностью материа-
ла объясняется тем, что взаимное смещение жестких блоков по атомным
плоскостям с идеальной решеткой (взаимный сдвиг жестких блоков)
невозможно, а происходит последовательное перемещение и переполза-
ние группы атомов внутри кристалла, связанное с локальным наруше-
46
нием правильной структуры кристалла (рис. II.8, в), причем перемеще-
ние 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, рас-
положенных на плоскости сдвига, а возбудить напряжения, при которых
начинается перемещение только отдельных групп атомов. Граница меж-
Рис. II.8. Дислокации
а — краевая; б — винтовая
Рис. П.9. Дефекты атомной решетки
кристалла называется линией дислокации* (на рис. II.8,а линия, пер-
пендикулярная плоскости рисунка, проходящая через точку Л).
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. П.9,в). В известном смысле к точечным дефектам можно отнести
* Бернштейн М. Л., Займовский В. А. Структура и механические свойства метал-
лов. М «Металлургия», 1970
Коттрелл А. X. Дислокация и пластическое течение в кристаллах. М., Металлург-
издат, 1958.
4—478
41
Рис. 11.10. Выход внедренного кремния
по кристаллографическим плоскостям
кремнистого железа X
а — равномерное распределение выходов крем-
ния, б — сгущение выходов кремния около
стыков зерен, в — скопление выходов крем-
ния, вызывающее разрыхление железа
кремнистого железа.
При определенном напряжении
начинается массовое движение дислокаций, что соответствует пределу
текучести. Как показано на рис. 11.11, с увеличением числа дислокаций
и наличие инородного атома в узле
кристаллической решетки (рис.
II.9, б) (например, замещение ос-
новного атома в узле атомом леги-
рующего элемента).
К линейным дефектам относятся
так называемые краевые (рис.
II.8, а) и винтовые (рис. 11.8,6).
Как видно из рис. II.8, а, б, в
окрестностях линий дислокаций соз-
дается поля внутренних упругих
напряжений, которые взаимодей-
ствуют и собирают вокруг себя то-
чечные дефекты или, как говорят,
вокруг них образуются «атмосфе-
ры» примесных атомов (атмосферы
Коттрелла), которые оказывают
большое влияние на перемещение
линий дислокаций и соответствен-
но на механические свойства ме-
талла.
Благодаря наличию примесных
атомов выходы дислокаций на по-
верхность кристалла хорошо тра-
вятся, что позволяет видеть их в
микроскоп, как это показано, на-
пример, на рис. 11.10, а в случае
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-
кают создавать препятствия сдвигу; получается как бы беспорядочное
скопление дефектов, перемещение дислокаций в котором затруднено.
Работа поликристалла железа. Пластическое течение по-
ликристалла железа, обычно называемого просто железом, происходит
под воздействием касательных напряжений путем сдвига по отдельным
Рис. II11. Связь между числом дисло-
каций п и напряжением сдвига г

РиС II 12 Схема сдвига одной части
поликристалла по другой
зернам—кристаллам (рис. 11.12). В железе, состоящем из громадного
числа зерен, каждое из зерен имеет разное ориентирование кристалли-
ческой решетки, что затрудняет общий сдвиг одной части образца по
другой. Затруднение сдвигу создают и границы зерен, где атомная ре-
шетка искажена (рис. 11.13) и имеются отложения разных включений.
Рис II 13 Искажения структуры кри-
сталлов в месте срастания зерен
(Х5000)
Рис II 14 Зерна перлита создают пре-
пятствие развитию сдвига в зернах фер-
рита
4*
I
43
Поэтому сопротивление пластическим деформациям у железа, состоя-
щего из большого числа зерен, выше, чем у отдельного монокристалла
(зерна). Хаотичное ориентирование громадного количества зерен при-
водит к тому, что в упругой стадии такой материал работает как (изо-
тропный (однородный во всех направлениях). При переходе же мате-
Рис II 15 Диаграмма растяжения стали
а — монокристалл железа, б — поликристалл железа в — сталь класса С 38/23, сталь марки СтЗ,
а —сталь класса С 46/34, о —сталь класса С 85/75, е — разорванный образец
риала в пластическое состояние при хаотичном расположении зерен
всегда находятся плоскости, по которым действуют наибольшие каса-
тельные напряжения и большинство зерен на которых расположено бла-
гоприятно для сдвига. По этиМ-то отдельным плоскостям и происходит
наиболее интенсивное пластическое течение. Между плоскостями интен-
сивного течения материал находится или в упругом состоянии, или
слабо затронут пластичностью. Плоскости интенсивного пластияеского
течения на поверхности изделий (образцов) видны
как линии текучести, называемые линиями Черно-
ва— Людерса (рис. 11.17).
Работа стали. Большое препятствие обра-
зованию сдвигов в зернах феррита создают в ста-
ли более прочные зерна перлита (рис. 11.14), по-
этому прочность стали значительно выше прочности
чистого железа.
Работу, например, углеродистой стали СтЗ при
растяжении (в зависимости от ее структуры) мож-
но представить в следующем виде (рис. 11.15, кри-
вая в). В первой стадии до предела пропорциональ-
ности Опц происходят упругие деформации, пропор-
Рис П.16. Фрагмент микроструктуры стали в месте прохожде-
ния линии (плоскости) сдвига
циональные действующим напряжениям; это — стадия упругой работы.
1 Деформации удлинения в этой стадии работы материала происходят
только в результате упруговозвратимого искажения атомной решетки.
Поэтому после снятия нагрузки образец (изделие) принимает первона-
чальные размеры.
При дальнейшем увеличении нагрузки дислокации начинают скапли-
ваться около границ зерен феррита (рис. 11.10,б), что приводит к посте-
пенному появлению отдельных сдвигов в зернах феррита; пропорцио-
нальность 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 при-
водят к развитию больших деформаций изделия (образца) при постоян-
ных напряжениях — образованию площадки текучести. Этой стадии
пластического течения отвечают напряжения предела текучести. Протя-
женность площадки текучести у стали марки СтЗ составляет примерно
1,5—3%. Развитие деформаций происходит в результате малого
упругого деформирования и больших необратимых сдвигов по плоско-
стям скольжения зерен феррита. Поэтому после' снятия нагрузки
упругая часть деформаций возвращается (линия разгрузки идет парал-
лельно 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 раска-
лывать слабые их участки (рис. II.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. П.З), приводят к дополнительному сопротивлению сдвигу по
плоскостям спайности в зернах феррита и соответственно к повышению
прочности стали. Стадию работы материала, в которой происходит по-
вышение сопротивления внешним воздействиям после площадки теку-
чести 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 начи-
нают концентрироваться в наиболее слабом месте, образуя шейку. Сече-
ние 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 недоста-
точно зерен перлита для сдерживания сдвигов по зернам феррита, при
большем — зерен перлита получается так много, что они полностью
блокируют зерна феррита и не дают возможности развиваться по ним
сдвигам. Диаграммы о — е деформирования стали повышенной прочно-
сти (кривая г на рис. 11.15) 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 теку-
чести у таких сталей устанавливается по остаточному удлинению,
равному 0,2%.
Рассматривая диаграммы о — е, следует отметить, что основными
характерными показателями работы стали на растяжение являются
предел текучести, характеризующий начало развития больших дефор-
45
Рнс. И. 17. Линйи интенсивного течения
в — линии течения в двутавре; б — плоскость пластиче-
ского течения
маций, временное сопротивление, отвечаю-
щее 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 сопро-
тивления <7t/ob«j0,6, т. е. довольно боль-
шой, что дает возможность в широких пре-
делах использовать пластические свойства
стали. У высокопрочных сталей предел те-
кучести близко подходит к временному со-
противлению (отношение <гт/<тв^О,75), что
ограничивает использование работы мате-
риала в упругопластической стадии.
В упругой области для всех прокатных
сталей модуль упругости составляет 21-103 кН/см2. При напряжениях
от предела пропорциональности Опц до <гт модуль упругости уменьшает-
ся, что слабо сказывается на нарастании общих деформаций конструк-
ций, но оказывает влияние на устойчивость сжатых элементов кон-
струкций.
Для сталей высокой прочности пропорциональность между напряже-
ниями и деформациями нарушается задолго до предела текучести
(см. кривую д на рис. II.15), с чем приходится считаться при решении
задач устойчивости элементов конструкций. Однако у ферритоперлитных
высокопрочных сталей (16Г2АФ и др.) и улучшенных (закалка+высо-
кий отпуск, например 14ГСМФР) различие между оПц и от невелико.
Пластические деформации и разрушение стали при равномерном рас-
пределении напряжений, как и поликристаллического железа, происхо-
дят 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 направле-
ниях 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,а); при этом материал переходит в пластическое состояние
при таких же напряжениях, как и при одноосном напряжении. При двух-
осном простом нагружении, когда напряжения в одном направлении рас-
тягивающие, а во втором сжимающие (рис. 11.18,6), материал переходит
в пластическое состоянние также путем сдвига по плоскостям, на кото-
рых касательные напряжения имеют максимум. Переход материала в
пластическое состояние в этом случае наступает при касательных напря-
жениях, составляющих половину от нормальных напряжений одноосного
растяжения (сжатия), что находится в соответствии с третьей теорией
прочности — теорией наибольших касательных напряжений1.
Рис. 11.18. Пластические деформации при разных видах напря-
жений
а — двухосное растяжение; б — растяжение в одном направлении, сжатие
в другом; в — неравномерное распределение напряжений
Пластические деформации, отвечающие пределу текучести, развива-
ются при касательных напряжениях, отвечающих сопротивлению мате-
риала пластическому сдвигу, а разрыв происходит при касательных
напряжениях, отвечающих сопротивлению материала разрушению при
сдвиге.
При неравномерном распределении напряжений общему сдвигу
одной части изделия по другой препятствуют упругие зоны. Поэтому в
части сечения, затронутой текучестью (рис. 11.18, в), пластическое тече-
ние 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 пла-
стины до предела текучести в одном направлении и последующем нагру-
жении того же знака в другом направлении материал работает упруго
до тех пор, пока и в этом втором направлении напряжения достигнут
значения <гт и далее он начинает течь в обоих направлениях, т. е. разви-
тие пластических деформаций в одном направлении почти не, сказывает-
ся на работе материала в другом направлении (рис. 11.19, 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-
1 Сборник статей «Исследования по металлическим конструкциям». Под ред.
В. А. Балдина. М., Госст-ройиздат, 1956.
47
ния приходится уменьшать до такого значения, при котором касатель-
ные напряжения отвечают сопротивлению материала пластическому
сдвигу. На рис. 11.19,6 сплошной линией показана диаграмма а — е
при одноосном напряжении, пунктиром — при последовательном нагру-
жении разного знака в двух направлениях.
Исследования показывают, что переход материала из упругого
состояния в пластическое может быть достаточно близко описан как
6
1-е нагружение
2-е нагружение при сохранении,
нагрузки первого нагружения
Рис. 11.19. Развитие деформаций при сложном нагружении
а — диаграмма о-в при последовательном загружении в двух направлениях (напряжения одного
знака); б — напряжения разного знака (пунктир) диаграмма в—в при последовательном загруже-
нии 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 измене-
нии температуры эти показатели меняются (рис. П.20). При отрицатель-
ных температурах временное сопротивление и предел текучести сущест-
Рнс II20 Механические свойства малоуг-
леродистой стали при изменении темпера-
туры
1 — модуль продольной упругости £; 2 — времен-
ное сопротивление ав; <2 —предел текучести ат
венно повышаются и сближаются между собой; таким образом, при
отрицательных температурах пластическая стадия работы стали умень-
шается. При повышении температуры до 100—200° С временное сопро-
тивление и предел текучести почти не меняются; при 300° С получается
некоторое повышение временного сопротивления. При температурах вы-
ше 400—500° С замечается резкое снижение <тв и от; 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. П.21), что приводит к повышению напряжений в этих местах.
48
Рис. П.21. Траектории и концентрация напряжении у мест резкого изменения формы
элемента
с —около отверстия; б— около трещины; в — в сварном соединении лобовыми швами
4»
9
Рис. 11.22. Работа элемента
конструкции при наличии
концентрации напряжений
а — распределение напряжений
по сечению; б — вид разорван-
ного элемента; а —диаграммы
работы стали; / — при сдвиге;
2 — при техническом отрыве
Отношение максимального напряжения
в месте концентрации к номинальному,
равномерно распределенному по ослаб-
ленному сечению, называется коэффи-
циентом концентрации. Коэффи-
циент концентрации у круглых отверстий
и полукруглых выточек имеет значение
2—3. В местах острых надрезов оно вы-
ше и тем больше, чем меньше радиус
кривизны надреза и чем гуще собирается
в этих местах силовой поток1; коэффи-
циент концентрации в этом случае дости-
гает значения 6—9.
Напряженное состояние изделия при
наличии концентрации напряжений очень
сложное, однако в основном по характе-
ру работы металла можно установить
две зоны: зону резкого перепада напря-
жений (зона 1, рис. 11.22, а) и зону с рас-
пределением 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 рез-
ком перепаде напряжений (зона 1) общие сдвиговые деформации проис-
ходить не могут (из-за задержки соседними менее напряженными
участками), поэтому в этих областях металл разрушается путем отрыва
по 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 мел-
ким 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 развиваются боль-
1 Савин Г. Н. Распределение напряжений около отверстий. Киев, «Наукова дум-
ка», 1968.
кл
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 оказы-
вает (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 растяже-
нию стали марки СтЗ
2 — временное сопротивление гладкого образца;
2 — то же, предел текучести, 3 —временное сопротив-
ление образца с острым концентратором напряжений:
4 — то же, предел текучести
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, отвечаю-
щих пределу текучести и даже ниже.
При длительном воздействии нагрузки сопротивление хрупкому раз-
рушению понижается до значений ниже предела текучести.
Испытаниями установлено, что конструкции из низколегированных,
особенно термоупрочненных сталей сопротивляются хрупкому разруше-
нию лучше, чем малоуглеродистые стали.
При испытании образцов из наклепанной стали (см. п. 4) и наличии
острой концентрации напряжений разрушающие напряжения получают-
ся даже ниже предела текучести уже при температуре —30° С, вследст-
вие чего возможно хрупкое разрушение конструкций при пониженных
температурах даже в обычных условиях эксплуатации. Особо неблаго-
приятное влияние на хрупкую прочность при низких температурах ока-
зывают 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. 11.24), на маятниковом коп-
ре. Ударная вязкость измеряется удельной работой (Дж), затрачивае-
мой на разрушение образца. В надрезанном образце напряжения распре-
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. 11.24. При
испытании тонкого металла применяют образцы толщиной 5 мм, но при
этом норма ударной вязкости обычно повышается на 20 Дж по сравне-
нию с ударной вязкостью стандартных образцов сечением ЮХЮ мм.
51
Температура, при которой происходит спад ударной вязкости
(рис. П.25) или ударная вязкость снижается ниже 30 Дж, принимается
запорот хладноломкости.
Ударная вязкость особенно резко снижается у состаренного металла.
Поэтому для особо ответственных конструкций ударную вязкость опре-
деляют 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.
Рис. 11.24. Образец для испытания на
ударную вязкость (размеры, мм)
Рис. 11.25. Ударная вязкость стали >
1 — СтЗсп; 2 — СтЗкп; 3— 10Г2С1
4. Работа стали и алюминиевых сплавов при повторных нагрузках.
При работе материала в упругой стадии повторное загружение не отра-
жается на работе материала, поскольку упругие деформации обратимы.
При работе материала в упругопластической стадии повторная на-
грузка ведет к увеличению пластических деформаций (рис. II.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
а — при загружении без перерыва; б — при загружении с перерывом (после отдыха); в —много-
кратное однозначное загружение; г — многократное разнозначное загружение
достигают пределов предыдущего цикла (рис. 11.26,б). 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 уменьша-
ется в результате необратимых остаточных деформаций, полученных при
первом нагружении, т. е. металл становится как бы более жестким.
Повышение прочности благодаря наклепу используется в алюминие-
вых сплавах и в арматуре железобетонных конструкций; в стальных кон-
52
струкциях оно не используется, поскольку наклепанная сталь полу*чается
более жесткой и склонной к хрупкому разрушений.
При многократном непрерывном нагружении возникает явление
усталости металл й1 *, выражающееся в понижении его прочности.
У стали с увеличением числа нагружений прочность снижается, прибли-
жаясь к некоторой величине оВб, при которой (даже при любом боль-
шом числе нагрузок) разрушения не происходит (рис. 11.27,а). Эта ве-
личина называется пределом усталостной прочности (выносливости).
Рис II27. Зависимость между числом на-
гружений п и разрушающим напряжением
а — для стали; б — для алюминиевых сплавов
Пределу выносливости стали отвечает примерно 10 млн. циклов на-
грузки. Однако уже при 2,млн. усталостная прочность 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. II.27,б). Поэтому для практических
целей за условный предел выносливости принимают вибрационную проч-
ность при 2-106 циклах нагрузки. Если фактическая нагрузка будет
иметь большую повторяемость, то с этим 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. II.10, б) с последующим скоплением 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 месте
нарастают. Линии разгрузки не совпадают с линиями нагрузки, образуя
петли гистерезиса (см. рис. 11.26,в,а). Площадь петли характеризует
энергию, затраченную при каждом цикле нагрузки на образование новых
несовершенств в атомой структуре и дислокаций. В первое время образо-
вания трещины металл в этом месте как бы перетирается, образуя глад-
кие истертые поверхности, затем трещина быстро развивается и происхо-
дит обрыв изделия без перетирания. Таким образом, поверхность излома
1 Иванова В. С., Терентьев В. Ф. «Природа усталости металлов». М., «Металлур-
гия», 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 == Омин/Омакс (рис. 11.29).
Рис. И.29. Характеристики асимметрии нагрузки
а — однозначный асимметричый цикл; б — полный однозначный цикл; в — полный разнозначный
цикл
9
Для пластин из малоуглеродистой стали марки СтЗ при однозначных
циклах нагружения (при р от 0 до +1, рис. 11.30, кривая 1) предел вы-
носливости равен пределу текучести, при знакопеременных нагружениях
он снижается, достигая 14 кН/см2 при р=—1 и составляя таким обра-
зом примерно 59% предела текучести или 67% расчетного сопротивле-
ния 21 кН/см2, принятого при однократном нагружении. На предел вы-
Рис. И 30. Предел усталостной прочно-
сти для стали и соединений
1 — сталь марки СтЗсп с необработанной по-
верхностью, преобладает растяжение (такая
же кривая для обработанного сварного соеди-
нения встык); 2— то же, преобладает сжа-
тие; 3 —сталь марки СтЗсп, полоса с отвер-
стием (преобладает растяжение), 4 — то же,
что и 1, но сталь класса С 46/34; 5 —сталь
марки СтЗсп, основной металл около сварного
необработанного соединения встык (преобла-
дает растяжение); 6 — то же, сталь класса
С 46/34; 7 — сталь марки СтЗсп, основной ме-
талл около сварного соединения фланговым
швом (преобладает растяжение); 8 — 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 концен-
трация напряжений; достаточно в полосе просверлить отверстие, как
предел выносливости заметно снижается (рис. 11.30, кривая 3). Особен-
но резко снижается предел выносливости при большом значении коэффи-
циента концентрации, например около начала флангового шва, где
предел выносливости снижается при р= —1 до 4 кН/см2 (рис. 11.30,
54
кривая 7), т. е. составляет всего 17% предела текучести или 19% расчет-
ного сопротивления.
Низколегированная сталь повышенной прочности классов С 46/33 и
С 52/40 в исходном состоянии (полоса без мест концентрации напряже-
ний) 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 знакопере-
менном 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 приня-
тия 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 толь-
ко очень большое число перемен нагрузки. Одиако практика показыва-
ет, что усталость может проявиться и при не очень большом числе цик-
лов 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 воздухонагревателях и т. п. При числе перемен-
ных 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 выносливо-
сти малоуглеродистых и низколегированных сталей.
Внутренние напряжения, вызванные сваркой, неравномерным осты-
ванием после прокатки и другими причинами, оказывают разное влия-
ние: если внутренние напряжения вызывают дополнительное растяже-
ние 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 проч-
ности (см. кривые 1 и 4 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 концентра-
цией;
снижением концентрации напряжений обработкой, например зачист-
кой поверхности сварного шва в стыковом соединении абразивным
кругом или фрезой (сравни кривые 5 и 1, 6 и 4 на рис. 11.30);
отводом силового потока от места острой концентрации;
йредварительной вытяжкой конструкций, например обкаткой под-
крановых балок краном с допустимой перегрузкой;
созданием благоприятных внутренних напряжений, например нагре-
вом 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 HI
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 рас-
ходе материалов и минимальную затрату труда на изготовление и
монтаж.
Согласно СНиП П-А.10-72, строительные конструкции и основания
рассчитывают на силовые и другие воздействия, определяющие их на-
пряженное состояние и деформации, по предельным состояниям.
Под предельными состояниями подразумевают такие состояния, при
которых конструкции или основания перестают удовлетворять предъяв-
ляемым 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 предель-
ные состояния:
д) первой группы — по потере несущей способности или непригод-
ности к эксплуатации;
б) второй группы — по непригодности к нормальной эксплуатации1.
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 не-
благоприятных 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 соединени-
ях, ползучести или чрезмерного раскрытия трещин.
К предельным состояниям второй группы относятся состояния, за-
трудняющие 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 железобе-
тонных и каменных конструкциях. В металлических конструкциях та-
кую проверку не делают, так как появление любых трещин не допу-
скается; возникшая в металле трещина в последующем развивается и
приводит к разрушению конструкций.
Требуемые надежность и гарантия от возникновения предельных
состояний конструкции обеспечиваются надлежащим учетом возмож-
ных наиболее неблагоприятных характеристик материалов, учетом
наиболее невыгодного (но реально возможного) сочетания нагрузок
и воздействий; учетом условий и особенностей действительной работы
1 Нормальной считается эксплуатация, осуществляемая (без ограничений и без
-внеочередного ремонта) в соответствии с предусмотренными в нормах или заданиях на
проектирование технологическими и бытовыми условиями.
56
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, при-
чем для обеспечения эксплуатации сооружения силовые факторы, дей-
ствующие на конструкцию, не должны достигать величин, ограничи-
вающих возможности эксплуатации. Это условие для первой группы
предельных состояний может быть записано в виде
ЛГ<Ф,
(Ш.1>
где N — усилие в рассчитываемом элементе конструкции (функция нагрузок и других:
воздействий); Ф — предельное усилие, которое может воспринять рассчитываемый;
элемент (функция свойств материала и размеров элементов).
Поскольку расчетом
должна быть обоснована
возможность нормальней
эксплуатации конструк-
ции в течение всего срока
ее службы, значение W
неравенства (III.1) долж-
но представлять собой
наибольшее возможное
за это время усилие, спо-
собное привести к нару-
шению или затруднению
эксплуатации. Это усилие
определяется от рас-
четных нагрузок Р,
представляющих собой
возможные наибольшие
(при определении несу-
щей способности кон-
^77777^777777777777777772
Вариант 1,
г С=1 при.

вариант 2
0,7вС
1,2вС
при20°±<*±ЗО°
Рис. III.1. Примеры распределения снегового покро-
ва на перекрытии
струкции при однократно действующей нагрузке) или наиболее часто»
повторяющиеся нагрузки (при проверке усталостного разрушения). Эти,
нагрузки определяют умножением основных нормативных нагру-
зок Рн (см. § 1, п. 2 «б»), отвечающих условиям нормальной эксплуата-
ции конструкций, на коэффициенты перегрузки п (см. § К
п. 2 «в»), учитывающие возможное отклонение нагрузок в неблагопри-
ятную сторону (большую или меньшую).
При одновременном действии двух или нескольких временных на-
грузок расчет конструкций и по первой, и по второй группам предель-
ных состояний выполняется с учетом наиболее неблагоприятных соче-
таний этих нагрузок или усилий.
Сочетания учитывают умножением нагрузок или вызываемых ими:
усилий на коэффициент сочетаний пс.
Таким образом, усилие N может быть представлено в виде
W= Sn Р? л.а. = 2л Р. а (Ш.2>
С I I I С i i' х г
где а, — усилие при Р, = 1.
Несущая способность — предельное усилие Ф неравенства (III. 1),.
которое может воспринять рассчитываемый элемент, должна опреде-
ляться как возможная минимальная. Значение Ф определяют умноже-
нием геометрической характеристики сечения F (плащади, момента
сопротивления ит. д.) на расчетное сопротивление/?.
Расчетное сопротивление Р (см. § 1, п. 3«б») получают делением^
основной характеристики материала — нормативного со про-
тивления 7?н, устанавливаемого нормами с учетом статистической
изменчивости и условий контроля, на коэффициент безопас-
ности по материалам kn, учитывающий отличие сопротивления
материала в конструкции от сопротивлений, определяемых испытани-
ями контрольных образцов, а также умножением на коэффициент
условий работы конструкций тк и делением на коэффици-
ент Надежности kB. Коэффициентом kB учитывают в необходимых
случаях степень ответственности и капитальности сооружений, значи-
мость наступления тех или других предельных состояний. Значения kB
устанавливают нормами проектирования. Для большинства конструкций
kB= 1.
Таким образом, предельное усилие
тк RH тк
Ф= —— F— = —^Fp. (Ш.З)
«Н /
Соответственно предельное неравенство (III.1) в развернутом ви-
де запишется так:
(III.4)
.или
FR. (III.4а)
«н
Для второго предельного состояния предельное условие может быть
записано в виде
(Ш-5)
«Н
•где 6 — деформация или перемещение конструкции, возникающие в результате внеш-
них нормативных воздействий на нее (функция нагрузок, материала и системы кон-
•струкции); дпр — предельные деформации или перемещения, ограничивающие нор-
мальную эксплуатацию, установленные СНиП или указанные в проектном задании
(функция назначения конструкции).
2. Нагрузки и воздействия
При расчете конструкций нагрузки и воздействия принимают по
СНиП II-6-74 «Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования».
А. Классификация и характеристика нагрузок и воздействий. По
времени действия нагрузки и воздействия относятся к постоянным, ког-
да 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 пред-
варительного 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, постоян-
ных 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, холодильни-
ках, зернохранилищах, архивах, библиотеках и подобных зданиях и по-
мещениях; нагрузка на перекрытия в помещениях жилых и обществен-
-58
ных зданий, где преобладает вес оборудования и материалов (техниче-
ские этажи, помещения счетно-вычислительных станций и другие
специальные помещения); температурные технологические воздействия
от стационарного оборудования; воздействия неравномерных деформа-
ций основания; вес слоя воды на водонепроницаемых плоских покры-
тиях; вес отложений производственной пыли.
При необходимости учета влияния длительности действия нагрузок
(крановых, квартирах жилых зданий, в спальных помещениях интерна-
тов и т. п.) на перемещения, деформацию, образования трещин (в же-
лезобетонных конструкциях) принимают только часть полной нагрузки
согласно специальным указаниям.
К кратковременным, нагрузкам и воздействиям относятся: атмо-
сферные— снеговые, ветровые, гололедные нагрузки и температурные
климатические воздействия; нагрузки от подъемно-транспортного обо-
рудования; 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, переходном и испытательном ре-
жимах, возникающие при перевозке и воздействии строительных кон-
струкций, при монтаже и перестановке оборудования и т п.
К особым нагрузкам и воздействиям относятся: сейсмические и
взрывные воздействия; нагрузки и воздействия, вызываемые неисправ-
ностью или поломкой оборудования и резкими нарушениями техноло-
гического 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, уста-
навливаемым в процессе проектирования, на основе опыта предыду-
щих проектировок и справочных материалов. Нагрузка от грунтов
устанавливается в зависимости от вида грунта и его плотности. Норма-
тивные воздействия предварительного, напряжения конструкций уста-
навливают 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 за-
данию. Давление газов, длительные температурные и другие воздей-
ствия на конструкции устанавливают в зависимости от вызывающей
эти воздействия работы оборудования, указывают в проектных зада-
ниях.
Кратковременные нагрузки и воздействия на перекрытия жилых и
общественных зданий от массы людей, мебели и т. п., а также на пере-
крытия производственных площадок устанавливают на основе опыта
эксплуатации зданий и сооружений; их значения приведены в СНиП.
Нагрузки от серийного подъемно-транспортного оборудования прини-
мают по соответствующим стандартам, а для индивидуального — по
данным заводских паспортов. Нагрузки и воздействия от оборудова-
ния, возникающие в пускоостановочном, переходном и испытательном
режимах, устанавливают на основе опыта эксплуатации этого оборудо-
вания и приводят в проектных заданиях.
При расчете балок перекрытий большой грузовой площади, а также
для колонн высотных зданий нагрузку разрешается понижать в соот-
ветствии с указаниями СНиП П-6-74.
Снеговая нагрузка. Нормативное значение снеговой нагруз-
ки Рн на 1 м2 площади горизонтальной проекции покрытия уртанавли-
55
ают на основании данных гидрометеорологической службы как сред-
не 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 Ри определяют по формуле
Р» = Р0С, (П1.6)
де Ро — вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принима-
емый в зависимости от района СССР; значения Р» для каждого из шести установлен-
иях районов приведены в прил. 1; С—коэффициент перехода от массы снегового?
юкрова земли к снеговой нагрузке на покрытие с учетом его неравномерного распре-
Шления 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 зна-
чения.
Ветровая нагрузка устанавливается на основании данных
метеорологических станций о скоростях ветра на высоте 10 м от по-
Рис. III 2г Значения аэродина-
мических коэффициентов для
здания сложной конфигурации
верхности земли. По этим данным скоростные напоры ветра опреде-
ляют по формуле
9о = о2/1,6, (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 qn, Н/м2 определяют по
формуле
<7н = <7о*С, (III.81
где q<>— нормативный скоростной иапор ветра, определяемый по формуле (III.7),
значения которого даются в СНиП в зависимости от района расположения сооруже-
ния (прил. 2); k — поправочный коэффициент на возрастание скоростного напора по
высоте (прил. 3); С—аэродинамический коэффициент, принимаемый по указаниям
СНиП.
Для примера на рис. III.2 приведены некоторые значения коэффи-
циента С.
Гололедные нагрузки учитывают при проектировании воз-
душных 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 кон-
струкций. 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 не-
определимую 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 усло-
вий нормальной эксплуатации. Коэффициенты перегрузки устанавли-
вают после обработки статистических данных наблюдений за фактиче-
скими нагрузками, которые отмечены во время эксплуатации сооруже-
ний. Эти коэффициенты зависят от вида нагрузки, вследствие чего
каждая нагрузка имеет свое значение коэффициента. По СНиП значе-
ния п для нагрузок от массы строительных конструкций принимаются
в зависимости от способа их изготовления. Так, при заводском изготов-
лении элементов строительных конструкций и при постоянном значении
плотности он принимается равным 1,1, а при изготовлении в построеч-
ных условиях и колеблющемся значении плотности принимается рав-
ным 1,2—1,3. В случае если постоянная нагрузка оказывает благо-
приятное 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 кото-
рых нагрузка имеет решающее значение (башни, мачты, градирни
и т. п.), п=1,3; для температурных воздействий и = 1,2. Более подроб-
но значения коэффициентов перегрузки приведены в СНиП.
Коэффициенты перегрузки характеризуют только изменчивость на-
грузок. Они не учитывают динамического воздействия нагрузки, кото-
рое характеризуется специальным коэффициентом динамичности, пред-
ставляющим собой отношение наибольшего напряжения (прогиба) при
динамическом воздействии к напряжению (прогибу) при статическом
воздействии той же нагрузки. Коэффициенты не учитывают и перспек-
тивного возрастания нагрузки с течением времени, например возраста-
ния временной нагрузки на подкрановые балки при изменении грузо-
подъемности 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 времен-
ных— длительных и кратковременных нагрузок и воздействий;
б) особые сочетания, состоящие из постоянных, временных,
длительных, кратковременных и одной из особых нагрузок и воздей-
ствий.
Одновременное появление наибольших значений нескольких нагру-
зок менее вероятно, чем появление наибольшего значения одной; поэто-
му, чем сложнее сочетание, тем меньше вероятность появления наи-
большего значения нагрузок в этом сочетании. Малая вероятность одно-
временного появления нагрузок наибольшего значения учитывается на
основании статистических данных и теории вероятности умножением
расчетных значений нагрузок или соответствующих им усилий на ко-
эффициент сочетания nc 1
Согласно СНиП, при расчете конструкций на основные сочетания,
включающие только одну кратковременную нагрузку, коэффициент со-
четания пс принимают равным единице. При расчете на основные соче-
тания, включающие не менее двух кратковременных нагрузок (воздей-
ствий), значения кратковременных нагрузок (воздействий) умножают
на коэффициент сочетаний, равный 0,9.
6!
При расчете конструкций и оснований на особые сочетания нагрузок
и воздействий значения кратковременных нагрузок и воздействий или
соответствующие им усилия умножают на коэффициент сочетания, рав-
ный 0,8.
3. Нормативные и расчетные сопротивления
А. Нормативные сопротивления. Основными характеристиками со>-
противления материалов силовым воздействиям являются норматив-
ные сопротивления /?н, устанавливаемые нормами проектирования
строительных конструкций.
Механические свойства материалов изменчивы (см. гл. II, § 1, п. 1),
поэтому нормативные сопротивления устанавливают на основе стати-
стической обработки механических свойств материалов, выпускаемых
нашей промышленностью. Значения нормативных сопротивлений уста-
навливают такими, чтобы обеспеченность их составляла не менее 0,95,
т. е. чтобы математические значения случайных отклонений для мате-
риалов с пониженными значениями механических свойств составляли
не более 5%.
Значение нормативного сопротивления, материалов может быть
равно значению контрольной или браковочной характеристики, уста-
навливаемому 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 нор-
мативного сопротивления принято значение предела текучести, по-
скольку при напряжениях, равных пределу текучести, в растянутых,
изгибаемых и других элементах начинают развиваться пластические
деформации, а сжатые элементы начинают терять устойчивость. Одна-
ко в случаях, когда переход материала в пластическое состояние выра-
жен 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 ра-
боты конструкций допустимо развитие больших пластических деформа-
ций и несущая способность определяется, прочностью, за нормативное
сопротивление принимают значение временного сопротивления. Таким
образом, установлены два вида нормативных сопротивлений — по пре-
делу текучести /?н=сгт и временному сопротивлению /?н=ов.
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 н потому, что
значения стт и <тв, установленные в ГОСТ, являются браковочными и
при производстве и приемке проката контролируются.
Численные значения стт и <тв, являющиеся нормативными сопротив-
лениями, приведены в табл. II.1.
Б. Расчетные сопротивления материала R в соответствии с изло-
женным ранее определяют делением нормативного сопротивления /?н
на коэффициент безопасности по материалам kM:
R = (1/йм)/?я. (III.9)
Расчетные сопротивления, как и нормативные, установлены двух
видов — по пределу текучести и временному сопротивлению.
Коэффициент безопасности по материалам. По-
скольку значение механических свойств металлов проверяется на метал-
лургических заводах выборочными испытаниями, возможно попадание
в конструкции материала со свойствами ниже установленных в ГОСТ.
62
Расчетные сопротивления 7? прокатной стали
ТАБЛИЦА 1И.1
Вид напряжения Условное обозначение Единицы фи- зических величин Расчетное сопротивление прокатной стали
малоуглеро- дистой класса С 38/23 низколегированной повышенной прочности классов высокопрочной классов
С 44/29 | С 46/33 С 52/40 С 60/45 С 70/60 | С 85/75
Растяжение, сжатие, изгиб я кгс/см2 2100 (2600) 2600 (3000) 2900 (3100) 3400 (3400) 3800 (3800) 4400 (4400) 5300 (5300)
кН/см2 21 (26) 26 (30) 29 (31) 34 (34) 38 (38) 44 (44) - 53 (53)
Срез ^ср кгс/см2 1300 1500 1700 2000 2300 2600 3100
кН/см2 13 15 17 20 23\ 36 31
Смятие торцовой поверхности (при наличии пригонки) ^см-т кгс/см2 3200 3900 4300 5100 5700 6500 8000
кН/см2 32 39 ’43 si 57 65 80
Смятие местное при плотном касании в цилиндрических шарнирах ^см-м кгс/см2 1600 2000 2200 2500 2900 3300 3900
кН/см2 16 20 22 • 25 29 33 39
Диаметральное сжатие кат- ков при свободном касании (в конструкциях с ограниченной подвижностью) ^?с.к кгс/см2 80 100 НО 130 150 . 180 200
кН/см2, 0,8 1 1.1 1,3 1,5 1,8 2
Примечание. 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. Влия-
ние этих факторов на снижение несущей способности конструкций учи-
тывают коэффициентом безопасности по материалам. В нормах проек-
тирования 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 расчетно-
го сопротивления по пределу текучести установлен на основании ана-
лиза кривых распределения испытаний стали и ее работы в конструк-
ции с таким расчетом, чтобы при всех учитываемых обстоятельствах
попадание в конструкцию стали с пониженными значениями предела
текучести было исключено Поэтому при установлении расчетного со-
противления по пределу текучести значения коэффициентов &м для ста-
ли классов С 38/23—С 60/45 приняты kM= 1,1 ... 1,2.
При назначении расчетного сопротивления по временному сопротив-
лению коэффициент безопасности по материалу приходится принимать
повышенным. Действительно, если вследствие совершенно непредви-
денных обстоятельств напряжения в конструкции достигнут значения
предела текучести, то растянутые и изгибаемые элементы получат
только повышенные деформации, но не разрушатся, но если напряже-
ния достигнут временного сопротивления, то произойдет разрыв эле-
мента, что совершенно недопустимо. Поэтому коэффициенты безопас-
ности 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. III.1, а алюминиевых сплавов —
в прил. 4 а, 4 б и 4 в.
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 тк. 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 лю-
бое небольшое случайное воздействие, не учитываемое расчетом, может
привести к повреждению конструкций; коэффициент условий работы
вводят и в случаях, когда сжатые элементы большой гибкости при воз-
можной погиби в процессе монтажа нли эксплуатации могут получить
деформации сверх учитываемых в расчетах, так как это может привес-
ти к снижению несущей способности конструкций.
64
Некоторые численные значения коэффициентов тк приведены
в прил. 5.
§ 2. ПРЕДЕЛЬНЫЕ СОСТОЯНИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
И ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В ИХ ЭЛЕМЕНТАХ
Общая характеристика работы под нагрузкой и предельных состоя-
ний конструкции. Предельное состояние конструкции определяется та-
ким ее состоянием, при котором нормально эксплуатировать конструк-
цию без проведения ремонта или усиления становится невозможным
вследствие потери несущей способности или появления чрезмерных
упругих и пластических деформаций. В зависимости от свойств мате-
Рис. Ш.З. Работа под на-
грузкой при Стт^0,75ов
а — 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 ра-
боте в упругой или упругопластической стадии. К ним относятся кон-
струкции, выполненные из пластичных материалов при от^0,75ов
(рис. Ш.З, а) и находящиеся под воздействием статических нагрузок
малой повторяемости. Эти конструкции в первой стадии работают
упруго, участок о—а (рис. Ш.З,б); во второй — по упругоплЗстиче-
ской схеме, участок а—б, в результате развития деформаций в шарни-
рах текучести или последовательного образования шарниров текучести
в системе; в третьей стадии, участок б—в, происходит резкое нараста-
ние перемещений системы из-за распространения пластического тече-
ния 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 практиче-
ски 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 рас-
четом.
Исчерпание несущей способности вследствие чрезмерного (теорети-
чески неограниченного) нарастания перемещений отвечает первому пре-
дельному состоянию (рис. Ш.З,б)*. Такое состояние может наступать
при нарушении нормальных условий эксплуатации и перегрузке конст-
рукции. Расчет в этом случае производится по расчетным нагрузкам.
При перегрузке конструкции и работе ее в упруго пластической ста-
дии возможны такие случаи, когда развиваются значительные переме-
* На рис. Ш.З, б и др. римскими цифрами отмечено состояние конструкции, отве-
чающее первому и второму предельным состояниям.
5—478
65
щения /ноли (рис. Ш.З, б) при сохранении несущей способности. При
этом после снятия нагрузки часть перемещений снимается благодаря
уиругой работе конструкции, а часть f0CT остается из-за развившихся
пластических деформаций. Это состояйие конструкции также отвечает
первому предельному состоянию.
Остаточные деформации допустимы только такого значения, при ко-
тором 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
расчетом конструкции при работе ее в упругопластической стадии при
воздействии расчетных нагрузок. Размеры допустимых полных и оста-
точных деформаций прн воздействии расчетных нагрузок нормами пока
не установлены и принимать их надо на основе опыта эксплуатации кон-
струкций и анализа их работы под нагрузкой.
При проектировании необходимо обеспечить соответствующие экс-
плуатационные качества и при работе конструкций в упругой стадии
при воздействии нормативных нагрузок (без перегрузки). Хотя при этих
воздействиях .несущая способность конструкции обеспечивается, но воз-
никающие *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 предель-
ному состоянию. Проверка расчетом возможности появления такого
состояния производится по упругой стадии работы конструкций при воз-
действии нормативных нагрузок (без перегрузки). Допустимые переме-
щения для ряда конструкций при работе их в нормальном режиме уста-
новлены в СНиП II-B.3-72 (прил. 6).
2. Конструкции, у которых предельное состояние наступает только
при упругой стадии работы. К таким конструкциям относятся конструк-
ции, находящиеся под воздействием статических нагрузок малой повто-
ряемости и выполненные из стали высокой прочности. В конструкциях
из таких металлов пластические деформации развиваются при напря-
жениях, близких к временному сопротивлению (рис. Ш.4), что делает
опасным использование этих напряжений. Поэтому расчет таких кон-
струкций и по первому, и по второму предельным состояниям произво--
дят по упругой стадии работы. Неразрушимость конструкций в этих
случаях обеспечивается введением при установлении расчетного сопро-
тивления повышенного коэффициента безопасности по материалам
(см. § 1, п. 3 «б»).
3. Конструкции, у которых предельное состояние наступает вслед-
ствие хрупкого разрушения. Хрупкое разрушение возможно при приме-
нении любых марок стали, и происходит оно при малых деформациях
(рис. Ш.5) как при расчетных, так и при нормативных нагрузках. Хруп-
кому разрушению способствуют концентрация напряжений, ударные
воздействия, понижение температуры и другие факторы (см. гл. II, § 2,
п. 2). Предельное состояние конструкции в этих случаях относится к пер'
вому предельному состоянию, поскольку при этом теряется несущая спо-
собность. Возможность наступления такого состояния проверяют рас-
четом при упругой стадии работы конструкции.
4. Конструкции, у которых предельное состояние наступает вслед-
ствие потери устойчивости. Потеря устойчивости происходит при срав-
нительно малых перемещениях (рис. Ш.6), поэтому эксплуатационные
качества конструкции определяются не ее деформациями, а несущей
способностью. Проверка устойчивости относится к первому предельно-
му состоянию и производится при воздействии расчетных нагрузок.
66
Рис Ш.4. Работа под нагрузкой при
от^0,75ав
а — стали; б — конструкции
Рис. Ш.5 Работа конст-
рукции при хрупком раз-
рушении

Рис Ш.6. Работа элемента конструк-
ции при потере устойчивости
Рис. Ш.7. График усталостного разрушения конструкций
в зависимости от числа циклов нагрузки
1 — значение а усталости; 2 — частота возникновения напряже-
ний
5. Конструкции, у которых предельное состояние наступает вслед-
ствие усталости. Усталостное разрушение относится к первому предель-
ному состоянию, поскольку происходит исчерпание несущей способно-
сти конструкции. Такого вида разрушение наступает при многократном
нагружении (рис. III.7), которое возможно только при нормальном ре-
жиме эксплуатации конструкции. Поэтому выносливость (усталость)
конструкции проверяют при воздействии нормативных или меньших, но
часто повторяющихся нагрузках при работе конструкций в упругой ста-
дии (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, за-
труднить или исключить возможность работы с точными приборами и
даже привести к разрушению конструкций. Особенно следует отметить
возможность разрушения конструкций при землетрясении. В зависи-
мости 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 простейших конст-
рукциях довольно сложно. Напряжения в зависимости от вида подраз-
деляются на основные, дополнительные, местные и начальные.
5*
67
Основные напряжения — напряжения, определяемые от внешних
воздействий методами, излагаемыми в курсе сопротивления материалов,
исходя из гипотезы плоских сечений. Основные напряжения определя-
ются по усилиям, установленным для принятой идеализированной рас-
четной схемы (например, в решетчатых конструкциях — фермах и др.,
исходя из шарнирного вместо практически жесткого сопряжения стерж-
ней в узлах, иногда без учета пространственной работы системы в це-
лом и т. п,) без учета местных, дополнительных и внутренних напряже-
ний. Искусственно создаваемые предварительные напряжения также
относятся к основным.
Поскольку основные напряжения определяют несущую способность
элементов конструкций, то они и выявляются расчетом и по ним в ос-
новном судят о надежности конструкций (за исключением особых слу-
чаев, оькоторых будет сказано ниже).
Дополнительные напряжения — напряжения, возникающие в резуль-
тате дополнительных связей по отношению к принятой идеализирован-
ной схеме (например, из-за жесткости узлов, дополнительных систем
связей и т. п.). Дополнительные напряжения, определяемые методами
строительной механики, при пластичном материале не оказывают су-
щественного влияния на несущую способность конструкции. Это объ-
ясняется тем, что при расчетных нагрузках материал в местах перена-
пряжения переходит в пластическое состояние, при наступлении кото-
рого дополнительные напряжения или уменьшаются, или снимаются.
Например, из-за жесткости узлов в элементе решетчатой конструкции
возникают помимо осевой силы моменты, которые вызывают дополни-
тельные напряжения в крайних фибрах. Повышенные напряжения при-
водят к раннему развитию пластических .деформаций в фибрам, что в
свою очередь снижает моменты, а в пределе, при развитии пластиче-
ских деформаций по всему сечению, узел свободно поворачивается и
дополнительный момент исчезает. Благодаря этому предельная нагруз-
ка 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 ска-
зано ниже).
Местные напряжения могут быть двух ййдов:
а) местные напряжения, возникающие в результате внешних воз-
действий;
б) 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 внешни-
ми воздействиями, во втором — они внутренне уравновешены.
К местным напряжениям, возникающим из-за внешних воздействий,
относятся напряжения в местах приложения сосредоточенных нагру-
зок — на опорах, в местах опирания кайах-либо других конструкций
(рис. Ш.8, а), под катками мостовых кранов в подкрановых балках
(рис. Ш.8,б), в местах крепления вспомогательных элементов. Местные
напряжения могут привести к развитию чрезмерных пластических де-
формаций илн к потере устойчивости в тонких элементах сечений (на-
пример, 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 не-
сущей способности конструкции, поэтому она и не учитывается при рас-
чете. При пониженных температурах и особенно при дополнительных
динамических воздействиях концентрация напряжений может привести
к хрупкому разрушению; это явление должно учитываться при проекти-
68
ровании надлежащим выбором марки стали и конструктивной формы.
Концентрация напряжений приводит к снижению вибрационной прочно-
сти. Это явление учитывается при расчете конструкции (см. п. 9).
Начальные напряжения. Начальными называются напряжения, ко-
торые имеются в ненагруженном внешней нагрузкой элементе и кото-
рые появились в нем в результате неравномерного остывания после про-
катки и сварки или в результате предшествующей работы элемента и
его пластической деформации; поэтому они называются также внутрен-
ними, собственными или остаточными. Начальные напряжения всегда
уравновешены, и поэтому эпюры их двузначны (рис. III.9, а, кривая /).
Начальные напряжения, складываясь с напряжениями, вызванными
Рис III 8 Местные напряжения
а — в местах приложения сосредоточенных
нагрузок, б — под катком крана
Рис III9 Напряжения а в балке двутав-
рового профиля
1— начальные напряжения; 2 — напряжения от
внешней нагрузки, 3 — сумма напряжений в ко
нечной стадии образования пластического шарни-
ра, б — прогибы балки 1 — при отсутствии на
чальны^ напряжений; 2 — при наличии начальных
напряжений
внешней нагрузкой, приводят к тому, что результирующие напряжения
в материале существенно отличаются от напряжений, определяемых рас-
четом. 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 хрупко-
го разрушения.
Суммирование линейных собственных напряжений с линейными на-
пряжениями, вызванными внешней нагрузкой (например, при простом
растяжении или изгибе), может привести к более раннему или поздне-
му переходу в стадию пластичности, что сказывается на деформациях
конструкции (например, на прогибе балки, — рис. III.9,б).
Линейные поля собственных напряжений не оказывают влияния на
прочность элемента, так к,ак результирующие напряжения выравнива-
ются при развитии пластических деформаций, например, как это пока-
зано 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 неблагопри-
ятно на устойчивости при продольном изгибе. Наконец, возможны слу-
чаи, когда возникают и уравновешиваются начальные усилия внутри
системы, например внутри статически неопределимых ферм.
69
Борьба с начальными напряжениями ведется преимущественно кон-
структивными мероприятиями и соответствующим ведением технологи-
ческого 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 от/ов^0,75 после упругой работы и не-
большого переходного участка наступает пластическое течение, что
на диаграмме отмечается протяженной площадкой текучести
(см. рис. 11.15 и Ш.З). При работе конструкций из такой стали в уп-
ругопластической области (в целях упрощения расчетных предпосы-
лок) диаграмму работы стали о—е
без большой погрешности и в сторо-
ну некоторого запаса можно уподо-
бить работе идеального упругопла-
стического тела, которое совершен-
но упруго до предела текучести и
совершенно пластично после него
(рис. III.10).
В этом предположении переход
в пластическую стадию при одноос-
Рис. III10 Идеализированная диаграм- ном иапряженном состоянии (про-
стом растяжении или сжатии) про-
исходит при достижении нормаль-
ным напряжением предела текуче-
ма работы пластичной стали
сти. При многоосном напряженном состоянии переход в пластическую
стадию зависит не от одного напряжения, а от функции напряжений, ха-
рактеризующей так называемое условие пластичности (усло-
вие перехода в пластическое состояние). Условие пластичности запи-
сывается в зависимости от той теории прочности, которая кладется в
основу расчета. К работе стали и алюминиевых сплавов наиболее близ-
ки III и IV теории прочности. В СНиП для расчетов металлических
конструкций принята IV энергетическая теория прочности.
По этой, теории пластичность наступает тогда, когда работа изме-
нения формы тела достигает наибольшей величины1 *.
Из курса сопротивления материалов известно, что на основе IV те-
ории прочности одноосное приведенное напряжение, эквивалентное по
переходу материала в пластическое состояние данному сложному на-
пряженному состоянию, определяется в главных напряжениях по фор-
муле
°np = V О1 +02 + 03 — (О'! 02+02аз + 03 01) =
(III. 10)
Приведенное напряжение может быть выражено в нормальных и
касательных напряжениях:
% = - (а* ° и + а9 + аг + 3(Х*9 + + Т«) = v <IIL 1
1 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):
Ох 3^ о; %хд 3^ Ф (III. 12)
условие пластичности ______________
% = ^ + 3^=V
При простом сдвиге __
о = Зх* ~ о_
Пр ' ХУ Ф
ИЛИ
хХу^-~ «о,6ат. (III. 14)
/3
По III теории прочности
' Хху = 0,5<Гт. (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.3. а,
III.4, а).
Растянутые элементы рассчитываются по формуле
c^NIF^^R, (III 16)
где N — усилие, определенное от расчетных нагрузок; Ант — площадь сечения за вы-
четом ослаблений; R— расчетное сопротивление (ем. табл. III.1).
Этот расчет предупреждает чрезмерное развитие пластических де-
формаций в ослабленном сечении элементов, выполненных из углеро-
дистой стали и стали повышенной прочности, и гарантирует неразру-
шимость элементов конструкций, выполненных из высокопрочной
стали.
В особых случаях, когда можно допустить развитие больших пла-
стических деформаций в ослабленном сечении, элемены из углероди-
стой 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. Предель-
ное состояние по несущей способности изгибаемых элементов, выпол-
ненных из стали высокой прочности и алюминиевых сплавов, опреде-
ляется возможностью их вязкого разрушения при упругой работе
(см. рис. III.4.) т. е. достижением наибольшими напряжениями в край-
них фибрах расчетного сопротивления, определенного по временному
сопротивлению. В соответствии с этим прочность при изгибе в одной
из главных плоскостей проверяются по формулам:
(III. 17)
QS
т==-“ </?Ср, (HI. 18)
71
где М и Q — изгибающий момент и поперечная сила, определенные по расчетным на-
грузкам; И7НТ— момент сопротивления ослабленного сечения, определенный по упру-
гой стадии работы элемента; S — статический момент (брутто) сдвигающейся части
сечения, относительно нейтральной оси; б — толщина стенки; R, Rcp— расчетные со-
противления стали изгибу и срезу.
Прочность элементов при изгибе их в двух главных плоскостях про-
веряется по формуле
Мх Ми
-г^-у ±~~-x^R, (Ш.19)
*/х,НТ
где ху у — координаты рассматриваемой точки сечения относительно его глав-
ных осей.
Рнс Ш.11. Последовательное изменение эпюры напряжений при изгибе
а — упругое состояние; б—пластическое состояние при наличии упругого ядра, в — шарнир пластич-
ности; г — шарнир пластичности при несимметричном сечении
Расчет изгибаемых элементов при развитии пластических деформа-
ций. Разрезные и неразрезные балки постоянного сечения (прокат-
ные и сварные), выполненные из углеродистой стали и стали повышен-
ной прочности, у которых обеспечена общая и местная устойчивость,
теряют несущую способность из-за развития пластических деформаций.
После исчерпания упругой работы в изгибаемых элементах из та-
ких сталей (рис. III.11, а) пластические деформации начинают распро-
страняться в глубь сечения (рис. Ш.11,б) и в предельном состоянии
они пронизывают все сечение (рис. Ш.11,в), образуя так называемый
Рис. III 12. Работа изгибаемого элемен-
та под нагрузкой
а — развитие пластических деформаций по
длине балки при равномерно распределенной
нагрузке; б—г — нормальные напряжения в
сечениях 1—1, 2—2, 3—3; д — развитие пласти-
ческих деформаций по длине балки при нали-
чии зоны чистого изгиба; е —прогибы балки
72
шарнир пластичности. В упругой стадии работы элемента прогибы на-
растают пропорционально нагрузке (участок о — а на рис. III.12,е),
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, проги-
бы нарастают беспредельно (участок б—в).
Следует заметить, что в этой стадии работы разрезных балок из
стали с отношением от/ов^0,75 происходит как нарастание больших
деформаций, так и исчерпание несущей способности, ибо для такого
их состояния дальнейшее увеличение нагрузки невозможно, т. е. у,-из-
гибаемых элементов предельные состояния первой группы — по несу-
щей способности и непригодности к эксплуатации вследствие чрезмер-
ного 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 следовалохбы про-
верять по остаточным прогибам, получаемым в результате развития
пластического течения металла в сечении, и сопоставлять их с допу-
стимыми. Однако значения допустимых остаточных прогибов пока не
установлены. Поэтому в балках из таких сталей приходится ограни-
чивать развития пластических деформаций по сечению.
Исходя из изложенного изгибаемые элементы из стали углероди-
стой и повышенной прочности рассчитывают приближенно, предпола-
гая сталь идеально упругопластичным материалом (рис. III. 10), а не-
сущая способность ее определяется тем, что во всех фибрах напряже-
ния достигнут предела текучести. Эпюра напряжений такого состояния
имеет вид двух прямоугольников с ординатами, равными пределу
текучести (рис. III.11, в). Предельный момент, отвечающий этому со-
стоянию,
М = JydF = от28, (III.20)
где 3 — статический момент половины сечения относительно оси, проходящей через
центр тяжести.
В несимметричных сечениях ось, делящая сечение на две равновели-
кие площади, является нейтральной осью и не совпадает с осью, про-
ходящей через центр тяжести (рис. Ш.11,г) сечения.
В рассматриваемом состоянии все фибры сечения находятся в ста-
дии текучести и, следовательно, длина их может изменяться при по-
стоянном напряжении, вследствие чего изгибаемый элемент может по-
ворачиваться вокруг нейтральной оси, как вокруг оси шарнира, кото-
рый поэтому называется шарниром пластичности. Работа
шарнира пластичности возможна только в направлении действия пре-
дельного момента; при действии изгибающего момента в обратном на-
правлении напряжения уменьшаются, фибры сечения снова становят-
ся упругими и шарнир пластичности замыкается.
Сравнивая формулу (Ш.20) с обычной формулой M — aT/W, видим,
что 2S играет роль пластического момента сопротивления:
№»л = 28. (Ш.21)
Пластический момент сопротивления IV'В * * 11” больше упругого момен-
та сопротивления W^'np, и разница тем больше, чем больше материала
расположено около нейтральной оси сечения.
73
Для Прямоугольного сечения ^пл—1,5 для прокатных двутав-
ровых и швеллерных сечений ИРПЛ—1,12И7упр при изгибе в плоскости
стеики и WBSl=l,2Wwv при изгибе в плоскости, параллельной пол-
кам, для трубчатого профиля И7ПЛ — 1,3№гупр. Соответственно недопу-
щение предельного состояния проверяется по формуле, вытекающей из
(III.20) при замене от на значение расчетногосопротйв ления, установ-
ленного по пределу текучести:
м
а =----<R, (III.22)
тоПЛ
W ИТ
где М — нагибающий момент, определенный по расчетным нагрузкам.
Проверка предельного состояния по формуле (III.22) возможна
только при распространении пластического течения материала на ма-
лой длине изгибаемого элемента (например, при равномерно распреде-
ленной нагрузке, рис. III.12,а). При значительной протяженности зо-
ны пластических деформаций, например при наличии зоны чистого из-
гиба (рис. Ш.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 дефор-
маций в балках с протяженной зоной чистого изгиба, развитие пласти-
ческого течения металла по всему сечению, (см. рис. III.11, в) не допу-
скается, для чего оставляется упругая зона (см. рис. III.11, б), ограни-
чивающая общие деформации-прогибы. В этих случаях в расчет вво-
дится промежуточное значение момента сопротивления между упругим
и пластическим:
а =------——------- < R. (III .23)
1/2-
При изгибе в двух плоскостях проверка производится по формуле
а = + MJ < R. (III. 24)
Расчет изгибаемых элементов с учетом развития пластических де-
формаций при одиовремеииом действии изгибающих моментов и попе-
речных сил. Расчет изгибаемых элементов с использованием пластиче-
ских свойств стали исходя из предположения, что весь материал сече-
ния течет ‘ под воздействием нормальных напряжений, вызванных
изгибом (см. III.11,в, формулу Ш.22), возможен только при ка-
сательных напряжениях не более 0,3 /? в месте наибольшего изгибаю-
щего момента.
При большем значении т поперечная сила оказывает заметное вли-
яние на несущую способность изгибаемого элемента, которое должно
быть учтено расчетом.
При наличии касательных напряжений согласно принятому усло-
вию перехода материала из упругого состояния в пластическое (§ 3,
п. 2 настоящей главы) текучесть проявляется тогда, когда пределу те-
кучести равняться приведенное напряжение оПр— Vg24-3t2, а не толь-
ко одно нормальное о. Поэтому при текучести в крайних фибрах, т. е.
при о=от, эпюра приведенных напряжений будет не в виде треуголь-
ника, а выпуклой (рис. III.13). Очевидно, что текучесть может появить-
ся не только в крайних фибрах, но и у нейтральной оси, когда ка-
сательные 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 из-
гибаемого элемента.
При образовании шарнира пластичности и одновременном воздей-
ствии изгибающего момента М и поперечной силы Q предельный мо-
мент Мпр при наличии поперечной силы будет меньше предельного мо-
мента М°р, который был бы при отсутствии поперечной силы, т. е.
S = М<&М°р <1. Это также относится и к поперечной силе, т. е. t—
— При совместном действии М и Q условие появления
шарнира пластичности, очевидно, определяется некбторой функцией <р
величин Sat. Рассматривая эти величины как координаты, можно
Рис. III.13. Эпюры приведенных напря-
жений прн одновременном воздействии
изгибающего момента и поперечной силы
Рис. III.14. Граничная кривая, разделя-
ющая область упругой (внутренней) и
пластической стадии развития напряже-
ний в сечении при совместном воздей-
ствии М и Q
представить некоторую кривую, разделяющую область пластичности
от упругой (рис. III.14).
Наиболее просто кривую задать в виде окружности s2-f-(2=l. Од-
нако она достаточно справедлива только для прямоугольных сечений,
а для других видов требует исправлений. Б. М. Броуде1 предложил
привести ее к виду
Ф = з2-Н?—1, (III.25)
где а — для двутавровых балок получается порядка 0,8—0,9.
Поскольку моменты Л4°р =oTWnli и Mnp—oW?nv (так как при нали-
чии поперечной силы о<от), то
а а ,
S ==------= — ф,
от №пл щ
где ф= 1Гупр/1Гпл «0,89 — для двутавровых сечений.
Считая, что поперечная сила в основном воспринимается стенкой,
имеем [исходя из формулы (III.14)]:
П° _ р °т р
чпр ч ст у-- ст»
где
0м ==т F
"пр ьср ст’
где 'Ccp — Q/Fcr — среднее напряжение среза в стенке; Fct — площадь сечения стенки.
Соответственно
1 Броуде Б. М. Предельные состояния стальных балок. М., Госстройиздат, 1953.
75
Подставляя значения S и t в формулу (III.25) и заменяя от на R,
получим приведенное напряжение, при котором происходит развитие
полного шарнира пластичности в стенках двутавровых балок,
о,75а2+ 31*1'1-0,5^ К я,
(Ш.26)
где
а = M/WnP; т = Q/fCT.
В формуле (III.26) при о2/7?2 множитель получается равным 0,65,
в запас его значение округлено до 0,5.
Приведенные напряжения, вычисляемые по формуле (III. 13), опре-
деляют соотношение между а и т в момент появления пластичности в
точке наиболее напряженного сечения; приведенные напряжения о'пр,
вычисляемые по формуле (III.26),
Рис. III.15. Потеря устойчивости дву-
тавровой балкой
отвечают образованию шарнира
пластичности (рис. III. 13).
При действии нормальных на-
пряжений в двух направлениях ах
и Gy и касательных напряжений т
образование шарнира пластичности
может быть установлено так же,
как и при действии одного нормаль-
ного и касательного напряжений
[формула (III.26)]. Однако реше-
ние получается весьма громоздким,
поэтому для упрощения расчета с
достаточной для практики точ-
ностью (с небольшим запасом), со-
гласно СНиП П-В.3-72, приведен-
ные напряжения проверяют по те-
кучести в точке, а распространение пластических деформаций по стен-
ке и образование шарнира пластичности учитывают эквивалентным по-
вышением расчетного сопротивления на 15% • Приведенные напряжения
в этом случае проверяют по формуле
°пр = — °х °у + + n^mk-
(III. 26а)
При этом должно соблюдаться условие, что каждое из нормальных и
касательное напряжение не превосходит расчетного сопротивления, т. е.:
ах<Я; хху < 0,6Rmk,
где ах и оу — нормальные напряжения в срединной поверхности стенки, параллельные
и перпендикулярные оси балки; тХу — касательные напряжения; п — коэффициент, при-
нимаемый на опорах неразрезных подкрановых балок п=1,3; для прочих балок п==
= 1,15; ту — коэффициент условий работы, принимаемый по прил. 5. В остальных слу-
чаях и для растянутой зоны на опорах неразрезных подкрановых балок «4=1.
Проверка общей устойчивости изгибаемых элементов (первое пре-
дельное 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 сосредото-
ченной силе Р, приложенной к середине пролета, для балок симметрич-
ного сечения, у которых центр изгиба совпадает с центром тяжести,
76
можно определить критическое значение нагрузки. Критическое значе-
ние 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:
(ш-27)
где EJy — жесткость балки в плоскости, перпендикулярной плоскости действия нагрузки,
GJK+n2Jl2EJa—жесткость при стесненном кручении, G—модуль сдвига; Zw— сек-
ториальный момент инерции, JK—момент инерции при чистом кручении
тых профилей, состоящих из пластинок (например, двутавров); ZK=v
для незамкну-
S63& г
——[где V —
О
коэффициент, зависящий от формы сечения (для двутавра из трех листов v=l,3), 6--
толщина пластинки; Ь — ее ширина, с — коэффициент, зависящий от расположения
нагрузки по верхнему нли нижнему поясу балки и от закреплений на опорах, I — сво-
бодная длина сжатого пояса (между закреплениями)],
PGJK ~ 4Р G JK __ 4/а 1 ZK ~ t 54 /J_\2 J*_
EJa й2 E Jy~ h1 2(l + p)Zy ’\h]Jy'
Здесь ц=0,3 — коэффициент Пуассона, h — высота сечения балки
Отсюда критический момент
Г|С
ZI4Kp = i]PKp I—
(Ш.28)
где п — коэффициент, зависящий от расположения нагрузки по длине балки
Критическое напряжение (на кромке балки)
1 + —.
2 у J у h у а
Значения коэффициентов а для прокатных и составных двутавров
даны в гл. VII.
Критическое напряжение окр зависит от положения нагрузки на бал-
ке; нагрузка, расположенная по верхнему поясу балки, увеличивает
скручивание; расположенная по нижнему поясу — уменьшает его.
Поэтому расположение нагрузки по верхнему поясу значительно опас-
нее 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 боль-
ше, а потому и его поперечная жесткость больше. В результате крити-
ческие напряжения для несимметричных балок даже с достаточно
большой асимметрией (Jв п/Jпп~ 4) остаются примерно такими же, как
для симметричных.
77
Проверка общей устойчивости балки сводится к сравнению возника-
ющих напряжений с критическими:
М
<т=— <фбЯ,
(III.30)
где М — изгибающий момент, определенный при действии расчетных нагрузок; <р© =
~ь акР V °КР
* "М СТКР . ,
=—-— = — --------—--------коэффициент перехода от расчетных сопротивлений к
к 1 От
От
«м
критическим напряжениям потери общей устойчивости изгибаемыми элементами (обыч-
но называемый фб— балочный); где — коэффициент безопасности по материалу;
оКр—напряжения, определяемые по формуле (Ш.29),
Следовательно,
фб= (ш.31)
(J's Gt «/ х \ * / " х \ * /
где ф=Д/ог.
Значения коэффициентов ф вычислены в функции а при нагрузке,
расположенной по верхнему или по нижнему поясу, и для случая чисто-
го изгиба; при помощи этих коэффициентов цо формуле (III. 31) опре-
деляется коэффициент фб- Для стали коэффициенты ф приведены в
прил. 7.
При коэффициенте фд>0,85 напряжения переходят в пластичную
фазу. В соответствии с этим ввиду уменьшения модуля деформации ко-
эффициенты фб должны быть исправлены. Зависимость между коэффи-
циентом фб упругой стадии и коэффициентом ф^ пластической фазы да-
на 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 7впДнп^4, или
при 7в.п/(7н.п+7в.п)^0,8 могут быть вычислены по тем же формулам
(III.3Q) — (III.31), только в формуле (III.31) отношение (h/l)2 следует
заменить отношением 2hzll2,
где г — расстояние от наиболее удаленной фибры сжатого пояса до центра тяжести
сечения.
При большей асимметрии сечения следует вводить поправку к зна-
чениям 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 нор-
мативных .нагрузок, при этом возникающие прогибы f не должны превы-
шать предельных [Л:
(411.32)
Значения предельных прогибов приведены в прия. 6.
5. Предельные состояния и расчет стержней,
сжатых осевой силой
Стержни, сжатые осевой силой, рассчитывают по первому предель-
ному состоянию:
78
Рис. III.17. Распределение
напряжений при потере
устойчивости стержня в
упругопластической области
а •— определение модуля пласти-
ческой деформации по диаграм-
не сжатия; б — распределение
напряжений по сечению
Рис. Ш.16. Продольный из-
гиб центрально-сжатого
стержня
а) короткие стержни, длина которых превышает наименьший попе-
речный 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
(III. 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. III.16), работе деформации изгиба сжимаемого стержня сжимаю-
щая сила достигает своего критического значения. Прямой стержень
при нагрузке его осевой силой до критического состояния имеет прямо-
линейную форму устойчивого состояния. При достижении силой крити-
ческого значения его прямолинейная форма перестает быть устойчивой,
стержень изгибается в плоскости меньшей жесткости и устойчивым со-
стоянием у него будет уже новая криволинейная форма, но уже при не-
1 Стрелецкий Н. С. Работа сжатых стоек, М., Госстройнздат, 1959.
79
ДбР
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 кон-
цам (основной случай), критическую силу определяют по формуле, вы-
веденной в 1744 г. Л. Эйлером:
л2 EJ
Ркр=-^-. (III.33)
Соответственно критические напряжения
Ркр л2Е/мин "2^мии л2£ зг2£
гг,. ----— =------- =-------- = ------ =---- . (Ill. 341
ЛМИН
где Гмин=4л7мии//;'бр Авр — площадь поперечного сечения без учета ослабления отвер-
стиями для заклепок и болтов; k=l/rMas— гибкость стержня, равная отношению рас-
четной длины стержня к радиусу инерции его сечения; l—filo, (ц — коэффициент приве-
дения полной длины стержня 1о к расчетной, принимаемый в зависимости от условий
закрепления стержня и его нагружения).
Легко видеть, что формула (III.34), справедлива только при посто-
янном значении модуля упругости Е, следовательно, только в пределах
упругих деформаций, т. е. при напряжениях, не превышающих предел
пропорциональности (<эпц=20 кН/см2 для стали класса С 38/23). Это
дает для стали данного класса значение наименьшей гибкости, при ко-
торой еще применима формула Эйлера:
X = л К£/апц = л 1^21000/20 = 105.
Для сталей других классов это значение меньше, так как предел
пропорциональности у них выше.
В менее гибких стержнях потеря устойчивости происходит при раз-
витии пластических деформаций. Пока стержень сохраняет прямолиней-
ную форму, деформации равномерно распределяются по его сечению
(напряжения о0, рис. III, 17,б).
При случайном отклонении стержня на эти напряжения наклады-
ваются напряжения изгиба (толстая линия диаграммы, рис. III. 17,б).
Со стороны дополнительного сжатия от изгиба это будут дополнитель-
ные пластические напряжения а2, со стороны растянутых фибр произой-
дет разгрузка напряжениями оц. Разгрузка следует упругому закону, и
поэтому напряжения растяжения щ отвечают модулю упругих дефор-
маций fynp. Напряжения о2 следуют закону, отвечающему переменному
модулю пластических деформаций E'm. Поскольку £'л <ДуПр, а полные
эпюры растяжения и сжатия должны быть равны друг другу, нейтраль-
ная ось изгиба стержня перемещается в сторону вытянутых фибр и осе-
вая нагрузка N получает некоторый эксцентрицитет е (рис. III. 17,б).
Стержень сохраняет устойчивость до тех пор, пока увеличение внеш-
них воздействий, т. е. момента Me—Ne, будет меньше момента внутрен-
них напряжений от изгиба Mt.
Момент изгиба
м i а1 У1dF + J °2 У2dF = £упр .Г 8i У1dF + f е2 У2 df>
где <н, <зг и 8ц 82 — напряжения и соответствующие им удлинения фибр участков се-
чений F1 и Д2, на которые разделяется сечение стержня.
При критическом состоянии 'Mi=Me—Ne, откуда критическая сила
может быть получена как функция Е'т и площадей Fx и F2. Модуль
80
Епл можно определить для каждого напряжения по диаграмме работы
материала (см. рис. III. 17,а). Положение нейтральной оси можно опре-
делить из условия, что суммы напряжений на площадях Fi и F2, из ус-
ловия сохранения равновесия должны быть равны, т. е.
f О1 dF = J а2 dF или Е J е dF = ( е dF.
Fl F, ‘ Рг
Нейтральная ось делит сечение на части, имеющие раздельные моду-
ли, что позволяет найти приведенную жесткость стержня как произведе-
ние момента инерции стержня на некоторой приведенный модуль Т *:
TJ = EJy + E^J2.
Рис Ш.18. Кри-
вая критических
напряжений в
функции гибкости.
Опытные дан-
ные — сталь с пре-
делом текучести
От=27 кН/см2
Отсюда приведенный модуль (модуль продольного изгиба).
£7, + Е°^ J2
(III. 35)
где Ji и У2— моменты инерции обеих частей сечения относительно нейтральной оси;
£-р — осредненное значение пластического модуля для догружаемой части сечения
(пунктир на рис. III.17, б).
Используя модуль Т, заменяем исследуемый стержень, работающий
в упругопластической стадии, эквивалентным ему стержнем, работаю-
щим по упругому закону и имеющим критическое напряжение
Т
°Кр = «2 • (111.36)
Л-
Значения модуля Т в функции гибкости % 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 пласти-
ческого 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 стали при определении
оКр было бы очень сложно. Поэтому, чтобы упростить расчет, на основа-
нии анализа большого числа диаграмм для установления нормативных
* Понятие приведенного модуля Т введено Ф. С. Ясинским,
6—478
81
di ядровое расстояние
Рис. 111.21. Коэффициент продольного из-
гиба
1 — для стали класса С 38/23; 2 — для стали клас-
са С 85/75; 3 — для алюминиевого сплава Д16-Т;
4 — то же, АМг5-М
значений принята единая, унифицированная диаграмма а — е
(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 погну-
тости называются случайными, так как они зависят от многих причин.
Изучение их статистическим методом показывает, что случайные экс-
центрицитеты 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 эксцентриците-
тов показаны на рис. III.20.
Таким образом, проверка устойчивости стержней, сжатых осевой
силой, сводится к сравнению напряжений, равномерно распределенных
по сечеиию, с критическим, вычисленным с учетом начальных эксцент-
рицитетов, т. е.
° = Wf6p<°KP.
Чтобы каждый раз не определять о' , в технических условиях на
проектирование даются значения q>=a^p //? — коэффициентов при-
ведения расчетных сопротивлений к расчетным зна-
чениям критических напряжений потери устойчиво-
сти стержней, сжатых осевой силой. Поэтому формула,
по которой проверяют устойчивость стержней, сжатых осевой силой,
имеет вид
<т = Л7Л5Р<Ф*. (III.37)
Значения <р приводятся в нормах для разный классов стали и марок
алюминия. Их значения при малых и средних значениях гибкости для
стали вычислены исходя из формулы (Ш.36) с учетом указанных на-
чальных эксцентрицитетов, а при больших гибкостях — по формуле
82
где <Такр — эйлерова критическая сила, формула (Ш.34); k — коэффициент безопасно-
сти, принятый равным 1,4, учитывающий начальные искривления и другие факторы, сни-
жающие критические напряжения.
Значения коэффициентов q> в функции Л приведены в прил. 9, а неко-
торых их значения — на рис. III.21.
6. Предельные состояния и расчет внецентренно-растянутых
и внецентренно-сжатых элементов
Предельные состояния внецентренно-растянутых и коротких внецен-
тренно-сжатых элементов определяются несущей способностью по проч-
ности или развитием пластических деформаций, а длинных сжатых — по-
терей устойчивости.
Расчет на прочность. Предельные состояния по прочности внецент-
ренно-растянутых (растянуто-изогнутых) и внецентренно-сжатых (сжа-
то-изогнутых) элементов конструкций из стали высокой прочности при
любых видах нагрузки, а также элементов конструкций из стали угле-
родистой и повышенной прочности при динамических воздействиях рас-
считываются по упругой стадии работы. В этих случаях предельные со-
стояния наступают тогда, когда наибольшие фибровые напряжения до-
стигают расчетного сопротивления.
Соответственно и расчет таких элементов ведут по формуле
N
Fht
Л1Х Мп
-J--- У ± -г-9.. Я.
(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 продоль-
ной силы так же, как и в изгибаемых элементах, приводит к образова-
нию шарнира пластичности, но при этом положение нейтральной оси в
процессе развития пластических деформаций смещается (рис. III.22).
При увеличении момента и продольной силы на одной из сторон стерж-
ня фибровые напряжения достигают предела текучести и затем оста-
навливаются в своем развитии; эпюра становится притупленной. Напря-
жения в прочих фибрах, равно как и кривизна стержня (угол наклон-
ной частц эпюры напряжений), продолжают расти, пока, наконец, на-
пряжения на другой стороне стержня не достигнут предела текучести,
после чего пластичность распространяется на все фибры сечения
(рис. III.22).
Очевидно, что разность площадей эпюр напряжений, умноженная на
ат, равна предельной продольной силе
Wnp = aTFi, (Ш.39)
где Fj и F2—площади частей сечения, показанных на рис. Ш.22.
Рис. III.22. Образование шарнира пластичности при воздействии М и N
6*
83
Площадь F2 определяет одну составляющую пары изгибающего мо-
мента; такая же площадь на другой стороне сечения должна определять
вторую составляющую этой пары. Отсюда предельный момент
Мир = <*т е» (111.40)
где е — расстояние между центрами площадей F?.
Таким образом, в пластической стадии напряжения от продольной
силы и момента можно четко разделить. Напряжения от продольной си-
лы занимают среднюю часть сечения Fi — F—2F2, а напряжения от мо-
мента — края на площадях F2. 1
При развитии шарнира пластичности соотношение предельных про-
дольных сил, отвечающих наличию момента и его отсутствию Л'°р,
определяется отношением
v = /
а соотношение предельных моментов, отвечающих наличию продольной
силы М^р и ее отсутствию М°р, определяется отношением
И=</Л4°пр< 1.
Для прямоугольного сечения связь между этими отношениями выра-
жается параболой (рис. III.23)
+ (HI.41а)
Для двутавровых сечений эта зависимость ближе к линейной и мо-
жет быть выражена
v?—ap,v + p.= l, (HI.416)
где а — коэффициент, определяемый характером распределения материала по сечению
двутавра.
При действии двух моментов Мх и Му напряжения по горизонталь-
ным граням сечения (по полкам двутавра) распределяются неравномер-
но (рис. III.24,а) и пластичность начинается односторонне с более на-
пряженного края грани, что делает эпюру напряжений притупленной.
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 смещен-
ной точно так же, как при действии момента и нормальной силы (рис.
III.24, б).
Напряжения от моментов четко разделяются: напряжения от момен-
та Мх занимают среднюю часть шириной bi; напряжения от момента
размещаются на крайних участках шириной Ь2.
' По аналогии с предыдущим, обозначая отношение предельных момен-
тов М% и М^_х соответственно при наличии Му и его отсутствии через
1Рпр,х < Ь
а отношение предельных моментов М*р у и Л4“р у соответственно при на-
личии момента Мх и его отсутствии через
Hj, = Р-пр,9 /Р-пр.г/ < Ь
связь между рж и для прямоугольного сечения также принимается
параболической:

84
Рис. III.23 Граничные кривые областей
перехода в пластическое состояние при
одновременном воздействии М и AI
Рис. III.24. Распределение напряжений
при действии изгибающих моментов в
двух плоскостях
а —в упругой стадии; б —в шарнире пластич-
ности
Для двутавровых сечений эта зависимость ближе к линейной и мо-
жет быть выражена уравнением
Рл + ^у+^=1-
При наличии нормальной силы N вводится третий компонент
v=C<P< L
Для прямоугольного сечения связь между этими тремя компонента-
ми выражается параболоидом
•v- + Их + Ир = 1,
а для двутавровых сечений она ближе к линейной, причем по техниче-
ским условиям это выражение заменяется в запас прочности выраже-
нием
•v3/2+Px+Pp= 1,
85
Рис. III.25. Кривая зависимости напряжений от дефор-
маций при виецеитренном сжатии
Рис. III.26. Изгиб а и условие потери устой-
чивости виецентренно-сжатым стержнем б
Рис. III.27. Теоретические кривые критических
напряжений внецеитренно-сжатого стержня в
функции гибкости (для идеального упруго-
пластического материала)
дающим после подстановки значений v, и цу формулу
'JV_\3/2
Мх , Му
----*-----р----<1.
Ц7ПЛ о 1И/ПЛ D
(III. 42)
По формуле (III.42) и производится расчет на прочность элементов
конструкций, выполненных из углеродистой стали и стали' повышенной
прочности и находящихся под воздействием продольной силы и момен-
тов в двух плоскостях при условии, что N/(FHIR) <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 при-
ложении 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 не-
сколько отличается главным образом в предельном состоянии при ма-
лых гибкостях. Однако в целях упрощения практических методов рас-
чета (в небольшой запас) сжато-изогнутые стержни при рассмотрении
86
критического состояния потери устойчивости приравниваются к внецент-
ренно-сжатым, имеющим эксцентрицитет e=M{N.
При внецецтренном сжатии с самого начала приложения нагрузки
помимо продольной деформации возникает изгиб стержня (рис. НГ.25).
Восходящая ветвь диаграммы характеризует устойчивое состояние
стержня, нисходящая — неустойчивое. Критическая точка перехода
стержня из устойчивого в неустойчивое состояние располагается в пре-
делах развития пластических деформаций по сечению.
Напомним, что даже при осевом приложении нагрузки всегда име-
ются случайные эксцентрицитеты, и потому исследованная выше рабо-
та 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 име-
ет принципиальных отличий; только большие значения эксцентриците-
тов и моментов сказываются на работе внецентренно-сжатых стоек более
ярко, процесс же потери устойчивости остается тождественным. При по-
вышении нагрузки напряжения более нагруженных фибр переходят в
пластическую стадию; при этом нейтральная ось смещается, поскольку
площади эпюр напряжений от изгибающего момента должны быть оди-
наковыми (см. рис. III.17).
Потеря устойчивости также определяется равенством приращений
момента внутренних усилий AAfz и момента внешних сил AAfe (рис.
III.26, а), т.е.
ДЛ4е = ДЛ4г.
Графически это условие можно изобразить так (рис. III.26,б): из
точки, расположенной на расстоянии е от оси ординат, проведем каса-
тельную к кривой Л!,, в точке касания наклоны кривой и касательной
одинаковы, а следовательно, одинаковы AAfe и AAfz, и значит эта точка
отвечает критическому значению Af«p или
WKP = Mz/(e + ZKp). (111.43)
Видно, что Л!кр будет меньше предельного момента, отвечающего
шарниру пластичности при действии только одного изгибающего мо-
мента, а это свидетельствует о том, что при потере устойчивости внецент-
ренно-сжатым стержнем в сечении сохраняется упругое ядро. Пласти-
ческая часть сечения мало сопротивляется дальнейшему возрастанию
деформаций, следовательно, дальнейшему изгибу по потере устойчиво-
сти сопротивляется в основном упругая часть сечения.
Критические напряжения внецентренно-сжатого стержня зависят от
трех факторов: гибкости, формы сечения и эксцентрицитета. В практи-
ческих расчетах для определения критических напряжений удобнее поль-
зоваться не абсолютным, а так называемым относительным экс-
центрицитетом т, выраженным в долях ядрового расстояния р:
Я| = е/Р- (III.44)
Кривые критических напряжений для внецентренно-сжатых стер-
жней в функции гибкости и относительного эксцентрицитета приведены
на рис. III.27.
Для различных форм сечений кривые дают различные значения кри-
тических напряжений, но в общем они остаются подобными друг другу,
что дает возможность переходить от кривых для прямоугольного сече-
ния к кривым для другого умножением на переходный коэффициент
(коэффициенты формы сечения т| — прил. 10).
Очертания этих кривых, точно так же, как и очертание кривой кри-
тических 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
о—е (рис. III.19).
Для идеального упругопластического материала или' материала, име-
ющего постоянный модуль пластических деформаций, кривые критиче-
ских напряжений внецентренно-сжатых стержней вычислены многими
авторами: Ечеком (рис. III.27), Юнгом, Геммерлингом, Пинаджаном1,
Чувикиным, Бельским и др. Теоретические кривые совпадают с кривыми
по экспериментам. Все это относятся к случаям, когда потеря устойчи-
вости внецентренно-сжатого стержня происходит в плоскости действия
момента, т.е. когда происходит изгибная форма потери устой-
чивости.
Во многих случаях, когда сжимающая сила приложена не в центре
изгиба, а эксцентрицитет располагается в плоскости наибольшей жест-
кости, стержень не только изгибается, но и закручивается и теряет ус-
тойчивость по изгибно-крутильной форме. Эта форма потери устойчиво-
сти является общим случаем и называется также пространственной.
Действительно, в случае потери устойчивости перемещения сечения
стержня характеризуются в общем случае тремя степенями свободы: по
осям х и у и поворот (закручивание) вокруг некоторой точки (центра
вращения), принимаемой за начало координат.
Каждому элементу перемещения соответствует своя критическая си-
ла: две изгибные силы (эйлеровы) при перемещениях в плоскостях
главных моментов инерции и критическая, отвечающая изгибно-крутиль-
ной 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 приложе-
нию нагрузки в центре изгиба. Разделение критических сил при прило-
жении нагрузки в центре изгиба возможно только в упругой области.
Переход разных частей сечения в пластическую стадию работы проис-
ходит 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 кру-
тильной 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 поте-
ри 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 ус-
тойчивость по изгибно-крутильной форме, так как из-за выхода части
сечения у оставшейся его части смещается центр изгиба (методы про-
верки местной устойчивости изложены в § 3, п. Д),
1 Jezek. Die Festigkeit der Druckstabe. Wien, 1937. Joung. Stresses in excentrically
loaded Stell Columns, Abh, inter. Kongr. f. Briicken-und Hochbau, 1932.
Геммерлинг А. В. 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 посвяще-
ны капитальные работы В. 3. Власова (см. сноску на с. 94) и Н. С. Стре-
лецкого (см. сноску на с. 81).
Практический метод проверки устойчивости внецентренно-сжатых
стержней сводится к сравнению средних напряжений a=N/Fep с крити-
ческими напряжениями потери устойчивости <ткр.
Критические напряжения потери устойчивости окр при изгибной фор-
ме выражаются через основное расчетное сопротивление R умножением
его значения на коэффициент приведения к расчетному сопротивлению
потери устойчивости <рвн.
Значения <рвн вычислены и даются в нормах на проектирование сталь-
ных конструкций (прил. 10а, 106, 10в). В соответствии с этим устойчи-
вость внецентренно-сжатых стержней постоянного сечения в плоскости
действия момента, совпадающей с плоскостью симметрии, при изгибной
форме потери устойчивости проверяется по формуле
G — А^бр *4 ^фвн,
(III.45)
где /V — продольная сила, приложенная с эксцентрицитетом e=MJN-, <рВн — коэффици-
ент, определяемый в завнсимости от условной гибкости стержня Х=% У R/Е и приве-
денного эксцентрицитета mi=T]/n; [здесь т — относительный эксцентрицитет, формула
(III.44); г]— коэффициент, учитывающий влияние формы сечения при развитии пла-
стических деформаций, коэффициент перехода от прямоугольного сечения к рассмат-
риваемому (прил. 10а); некоторые значения коэффициентов <рВн приведены на графике
(рис. III.28)].
Очевидно, что критические напряжения, а следовательно, и коэффи-
циенты фвн зависят не только от значения изгибающего момента, но и от
вида эпюры моментов. При эпюре моментов, имеющей вид прямоуголь-
ника (чистый изгиб), пла-
стические деформации бу-
дут распространяться по
всей длине стержня, при
треугольной эпюре — только
в месте наибольшего значе-
ния момента, поэтому и кри-
тические напряжения будут
разные, несмотря на абсо-
лютные равенства макси-
мального значения момен-
тов. Влияние вида эпюры
изгибающих моментов, со-
гласно нормам, учитывают
при некотором их осредне-
нии (см. гл. XIV, § 2, п. 2).
Расчетные эксцентрицитеты стержней, сжатых с разными концевы-
ми моментами и имеющих сечение с двумя осями симметрии, даны в
прил. 11. Кроме того, во всех случаях концевые сечения с большими из-
гибающими моментами проверяются на прочность по формуле (III.42).
Во внецентренно-сжатых элементах, у которых жесткости в обоих
главных направлениях различны (7Ж>Л/) и момент действует в плоско-
сти большей жесткости, возможна потеря устойчивости в направлении
меньшей жесткости. В этих случаях устойчивость проверяют по формуле
N
c^yF
(III.46)

где фу — коэффициент продольного изгиба (прил. 9), принимаемый как для цеитраль-
ио-сжатого стержня при потере устойчивости стержнем в направлении меньшей жест-
кости; с — коэффициент приведения <рв к условиям пространственной потери устойчи-
вости. -
89
Коэффициент с определяют (с учетом прил. 14) по формуле
с = Р/(1 + атж), (111.47)
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, л. 2.
7. Кручение, расчет на кручение элементов конструкций
Многие элементы металлических конструкций, работающие на из
гиб или на изгиб при одновременном воздействии осевбй силы, подвер-
гаются кручению в результате воздействия нагрузок, приложенных ие в
Рис. III.29. Кручение
балки
центре изгиба, эксцентричного крепления эле-
ментов и других причин.
Элементы конструкций при свободном круче-
нии, т. е. когда они по длине и на концах не стес-
нены и каждое сечение может деплаиировать
(перекашиваться) в зависимости от развиваю-
щихся продольных деформаций, когда не возни-
кают изгибающие моменты (рис. III.29,а), рас-
считывают на чистое кручение.
Расчет этих элементов конструкций ведется
методами, изложенными в курсе сопротивления
материалов и теории упругости1. По этим ме-
тодам
Тмакс — 4fKp Мкр
где МКр — крутящий момент; г — расстояние от центра
кручения до точки, в которой касательные напряжения
имеют максимальное значение; — момент сопротивле-
ния при кручении, — момент инерции при кручении
Момент инерции при кручении сложного профиля, который можно
расчленить на ряд пластин, определяют как сумму моментов инерции
отдельных пластин:
п
<7К ==а (ЛсХ + Ла + ' ’+ Ал) = « S А?-
1
(Ш.48)
Например, для двутаврового профиля (рис. Ш.ЗО, в)
JK = a (41 + ZK2 + Jk^~ V [hi 81 + b2 62 + ьг 6|],
где a — 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 поя-
сами — 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 про-
верке выносливости конструкций и возможности хрупкого разрушения.
1 Беляев Н. М. Сопротивление материалов. М., Техтеоретиздат, 1953, 1962.
Арутюнян Н. X., Абрамян Б. Л. Кручение упругих тел. М., Физматгиз, 1963.
* Бычков Д. В., Мрощинский А. К. Кручение металлических балок. М., Стройнздат,
1944.
90
По исследованиям Э. Треффца, наибольшее напряжение в закруглениях
Тмакс = 1,74т0 тЛб/г. (Ill. 49)
При стесненном кручении, т. е. когда свободная депланация сечения
становится невозможной, кручение сопровождается изгибом отдельных
элементов сечения (например, полок двутаврового профиля,
Рис. III.30. Кручение различных профилей
рис. III.29, б); такое кручение называют стесненным или изгиб-
ным кручением1.
Из курса сопротивления материалов известно, что при стесненном
кручении стержень закручивается и происходит изгиб каждой из полок
(например, полок двутаврового профиля, рис. III.29,б). Полки изгиба-
ются в противоположных направлениях моментом Мп, в результате че-
го в них возникают дополнительные напряжения о w (рис. III.31). Воздей-
Рис. 111.31. Нормальные напряжения при кру-
чении тонкостенного профиля
напряжений в пластической
стадии при изгибе и круче-
нии
ствия этих двух противоположных моментов характеризуются дополни-
тельной силовой функцией — бимоментом В, равным произведению мо-
ментов Мп на расстояние между ними h (рис. Ш.31,а) ; таким образом,
B=Mnh, что эквивалентно моменту внешних сил, умноженному на экс-
центрицитет от плоскости приложения этих сил до центра изгиба.
Наибольшие значения этих (секториальных) напряжений
аа = B/Wa,
(III.50)
1 Власов В. 3. Тонкостенные упругие стержни М., Физматгнз, 1959.
91
где Wa —секториальный момент сцпротивлеиия, равный /юг, —векториаль-
ный момент инерции сечения:
Ja==\^dF; (III. 51)
F
<0i — секториальиая площадь крайней точки сечения.
Для прокатных сечений (швеллеров и двутавров) секториальные
характеристики (момент инерции, момент сопротивления) вычислены
л приводятся в справочниках.
Общее выражение напряжения, подвергнутого воздействию продоль-
ных сил Р, изгибаемого в двух плоскостях моментами Мх и Му и скручи-
ваемого стержня, имеет вид:
а = 4+ + +4*. (Ш.52)
* J X Jу <0
После достижения краевыми напряжениями предела текучести по
сечению начинают развиваться пластические деформации, и при после-
дующем увеличении ^нагрузки они пронизывают все сечение
(рис. III.32) *.
При полном развитии пластических деформаций напряжения от из-
гиба и закручивания условно можно разделить. Напряжения от изгиба
сосредоточиваются в средней части полки шириной bi=b—2Ь2 и стенке,
а кручение уравновешивается напряжениями, действующими на крае-
вых участках Ь2 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 ус-
тойчивости стержня в целом (рис. Ш.ЗЗ). Потеря устойчивости каким-
либо элементом сечения стержня (местная потеря устойчивости) и вы-
ход 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 напря-
жений (стенки и полки внецентренно-сжатых стержней и стенки изги-
баемых элементов), от воздействия касательных напряжений (стенки
изгибаемых элементов) и от совместного воздействия нормальных и ка-
сательных напряжений (рис. Ш.ЗЗ).
При решении задачи о местной устойчивости считают, что отдельные
элементы, составляющие стержень, работают как пластинки, сочленен-
ные между собой шарнирно, упруго или жестко.
Критическую силу потёри устойчивости находят из условия равенст-
ва работы внешних сил и напряжений, возникающих в пластине при за-
данной форме деформации* 1. Критическая сила зависит от упругих
свойств материала Е и размеров пластины — ширины, длины (расстоя-
ния между окаймлениями пластины) и толщины. Длинная пластинка,
* Стрельбицкая А. Н., Евсеенко Г. И. Экспериментальное исследование упругопла-
стической работы тонкостенных конструкций. Киев, «Наукова думка», 1968
1 Задача о проверке устойчивости пластинок решена С. П. Тимошенко и развита
Б М. Броуде; см Б. М. Броуде Устойчивость пластинок в элементах стальных конст-
рукций Машстройиздат, 1949; Б. М. Броуде. Предельные состояния стальных балок.
М„ Госстройнздат, 1953.
92
Рис. III.33. Местная потеря устойчивости поясами и стенкой
а — в центрально-сжатом элементе; б — в изгибаемом элементе; в —• при равномерном распределе-
нии напряжений по сечению; г— при неравномерном распределении напряжений по сечению;
б —пластиной при защемлении ее по одной кромке (свес полки); г —при действии касательных
напряжений; ж —изменение критических напряжений изгиба при увеличении S/h (3 — длина волн)
закрепленная только по продольным краям, теряет устойчивость по вол-
нообразной 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.
Ш.ЗЗ,в). При большом числе волн критическая сила потери местной
устойчивости
cn2EJa
(III. 53)
где с — функция, зависящая от вида закрепления и характера напряжений; EJa —
EJ Eh63
=“—12(1—рА)—цилиндрическая жесткость пластины; [здесь р— коэффициент
Пуассона; h, 6 — ширина (высота) и толщина пластины].
Соответственно критическое напряжение (кН/см2)
Мкр сп2Е / 6 V /ЮО6\2
°кр “ hS ~ 12 (1 — р?) \ h ) ~ Ж<) \ h / ’
(III. 54)
где kn — коэффициент, зависящий от вида закреплений, характера напряжений и
свойств материала (см. гл. VII).
Чтобы потеря местной устойчивости не лимитировала несущую спо-
собность стержня, необходима (по крайней мере) равноустойчивость
стержня при потере общей и местной устойчивости, т. е. критические на-
пряжения потери местной (III.54) и общей (III.34) устойчивости дол-
жны быть равны: Окр=окрП1 или
сл2Е __ л?Е_
12(1 — р?) \ h J № ‘
93
Из этого равенства получается предельное отношение й/6, при ко-
тором можно не считаться с потерей местной устойчивости
= 11/----------. (III.55)
\ 6 /пр |/ 12(1—р2)
При равномерном распределении напряжений
(рис. 111,33, в) в стальных элементах, не имеющих свободных кромок, в
центрально-сжатых элементах швеллерного, замкнутого, прямоугольно-
го (h0—большая сторона) или коробчатого сечения согласно действу-
ющим нормам (с учетом начальных погибей и т. п.) наибольшее отноше-
ние ширины пластины к ее толщине, при котором обеспечена местная
устойчивость, определяют по формуле, вытекающей из (III.55):
Ло/8= 401<21//? 4-0,21. (III. 56)
Здесь ho — расчетная высота стенки, равная в сварных конструкциях полной высоте
стенки, в клепаных — расстоянию между ближайшими к оси элемента рисками пояс-
ных заклепок; 6 — толщина стенки; R — расчетное сопротивление, кН/см2.
В трубах квадратного сечеиия h0/S уменьшается на 20%.
Наибольшее отношение h0/5 для стенки двутавровых профилей опре-
деляют формулой
Ло/6 = 401^21/1? + 0,41, (III.57)
ио принимают не более 75.
При неравномерном распределении напряжений
по сечению (рис. Ш.ЗЗ,г) условия устойчивости улучшаются и кри-
тические напряжения повышаются. Критические напряжения зависят от
соотношения краевых напряжений
® = ( Омаке Омни)/Омаке,
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
й0/6 = 100 Vk3/c.
(III. 58)
Значения k3 для стальных конструкций приведены в табл. Ш.2.
ТАБЛИЦА III 2
Коэффициенты k3 для стенок двутавров
а 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2
k3 при а и т, т/см2 2,22 2,67 3,26 4,2 5,25 6,3
k3 при от, кН/см2 22,2 26,7 32,6 42 52,5 63
При а^0,5 наибольшее значение отношения йр/6 принимается как
для стенок центрально-сжатых элементов при равномерном распределе-
нии напряжений, при 0,8>а>0,5 — по интерполяции.
94
В сжато-изогнутых стержнях большие поперечные силы оказывают существенное
влияние на устойчивость стенки. Предельная толщина стенкн в, этом случае
-^ = 1001/ --------2~' —: , (Ш.59)
6 * <т[2—а + Ка?+4₽?]
о 0,7тй8 л _
где Р —------i т = Q!F„\
а
k3 — берется из табл. Ш.2; FCT — площадь сечения стенки.
При действии Только одних касательных напряжений коэффициент k3 в формуле
(Ш.54) приобретает значение 1,25. Критические напряжения потерн устойчивости стен-
ки в этом случае определяются по формуле
ткр = 12,5 ( кН/см2 . (Ill .60)
\ h ]
Приравнивая тКр значению предела текучести при сдвиге тт»0,6(Тт, получим зна-
чение предельного отношения
й0/д = 100 К12,5/тт = 100 К12,5/0,6от = 100 К12,5/0,6/?, (Ш.61)
где kK — коэффициент безопасности по материалу (см. § 1, п. 3«б» настоящей главы).
Это дает для конструкций из стали класса С 38/23 /г0/6=90.
По нормам с учетом характера действующей нагрузки принимается:
при отсутствии местной нагрузки
Ло/6 = ЮО^гТ/Я; (III.62)
при действии местной нагрузки _____
fto/S = 70К21/Л. (1П.62а)
Здесь R, кН/см2
При чистом изгибе значение ka в формуле (Ш.54) зависит от степени за-
щемления 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 напряжений будут
меньше, чем при действии каждого из иих порознь Поэтому, обозначив через т°р
критические напряжения при совместном действии нормальных и касательных на-
пряжений
°кр?°кр < 1» 'Гкр/Ткр < 1»
где «Ткр 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
«тит ограничиваются дугой окружности, т. е.
Ю*кр)2+ (<р/ткр)2 = 1. (Ш.63)
Фактические напряжения cr=M/W и T=Q/6ft в целях обеспечения необходимой
безопасности ие должны превышать критических, т. е. «тС«Гкр, т^Ткр. На этом осно-
вании, заменяя в уравнении (Ш.63) критические напряжения «Ткр и TrP фактически-
ми, получим формулу проверки устойчивости стенки при совместном действии нормаль-
ных и касательных напряжений:
/(с/скр)? + (т/ткр)2 < I/, (Ш .64)
где «Ткр — критическое напряжение потери устойчивости пластинкой, определяемое по
формуле (III.54) при /г0=63; ткр — критическое напряжение потери устойчивости
пластинкой, определяемое по формуле (III.60).
Для стальных балок принимается и=1.
Предельные отношения fto/б, при которых стенки устойчивы при совместном дейст-
вии «тит, определяются по формуле (Ш.59) при fes=63 (см. табл. Ш.З, <х=2).
При проверке устойчивости стенки в некоторых случаях, например в подкрановых
балках при наличии больших сосредоточенных нагрузок, приходится вводить еще тре-
тий компонент — местное сминающее напряжение ом. Соответствующие формулы для
проверки местной устойчивости стенок балок приведены в гл XV.
При толщине стенок меньше устанавливаемых по формулам (III 57) — (Ш.59) и
(Ш.62) стенки теряют устойчивость и их приходится укреплять системой ребер жест-
кости (см. главы VII, VIII и XV).
95
Проверка устойчивости свесов поясных листов централь-
но и внецентренно-сжатых и изгибаемых элементов. С некото-
рым приближением можно считать, что по сжатым полкам напряжения распределяют-
ся равномерно (рис. Ш.ЗЗ, д). Критические напряжения потери устойчивости определя-
ются по формуле (Ш.54) при значениях <feo=O,81, заменив размер h на размер свеса
полки а, т. е.
/100б\
акр = 0,811-1 кН/см?.
Приравнивая оКр пределу текучести, получим для стали класса С 38/23
а/6= 100 Ко,81/24= 18.
Однако для учета возможных погибей и других несовершенств, влияющих на устой-
чивость, предельное значение а/6 снижено нормами для указанной стали до 15. Для из-
гибаемых конструкций из стали других классов значения а/6 приведены в гл. VII, для
центрально сжатых двутавровых профилей — в гл. VIII.
Проверка устойчивости свесов поясных листов, усилен-
ных отгибами или бульбами. Чтобы повысить устойчивость тонкостенных
стальных гнутых профилей, свободные свесы усиливают отгибами, а алюминиевые про-
фили— утолщением (бульбами) (рис. Ш.34).
А.
Рйс. III.34. Профили с
усиленными полками
а — стальные тонкостенные
профили, усиленные отбор-
товкой; б — алюминиевый
профиль, усиленный бульба-
ми
Потеря устойчивости усиленных полок происходит по изгибно-крутильной форме.
Критические напряжения в этом случае
л2
=—т— • (ш-65)
J х "г J у
где I — длина полуволны.
Подставляя значения
/ 6б8 аб8 \ а8 „ „
7к= —— + = —6&2;
\ о о / о
I &3S _1_ Ль2 Т “Зб
Jx = — + аоб2; Jy = — ,
о о
находим
оКр = G (б/6)2 т], (III.66)
где
Приравнивая критические напряжения значению предела текучести, было установ-
лено (н зафиксировано в наших нормах), что предельные отношения 6/6 полок, укреп-
ленных отгибами-ребрами и усиленных соединительными планкамя, можно принимать
такими же, как и для стенок швеллерных сечений, формула (Ш.56), подставляя вме-
96
(Ш.67)
сто h0 значение b (рис. Ш34). Наименьшая расчетная высота ребра полок а должна
приниматься в пределах:
а) в элементах, не усиленных планками, а=0,3&;
б) в элементах, усиленных планками, а=0,26.
Значения предельных отношений bi[$ 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 площа-
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. Ш.7), может произойти
разрушение при напряжениях (предел выносливости) значительно ниже
предела текучести. Поэтому за предельное следует принимать такое со-
стояние конструкции, 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, сравни-
вая возникающие в конструкции напряжений с пределом выносливости
по формулам:
для растянутых элементов о = N/Fm < yR;
для изгибаемых элементов о = M/Wm у/?.
где N, М — осевое усилие, изгибающий момент, определенные от наиболее часто повто-
ряющейся нагрузки; у7?=7?вв=0вв/&— расчетное сопротивление усталостного разруше-
ния металлических конструкций или их соединений при многократных силовых воздей-
ствиях; k — коэффициент безопасности.
Напряжение аВб определяется по упругой стадии работы конструкции
от наиболее часто повторяющейся нагрузки.
Значение коэффициента у перехода от основного расчетного сопро-
тивления 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 фак-
торы, определяют по формулам:
а) в случаях, когда наибольшее по абсолютному значению напряже-
ние является растягивающим, -
у = с/(а —6р); (Ш.68а)
б) то же, сжатым:
y — cl(b — ар), (III.686)
где р=Омин/аМакс—отношение минимального напряжения к максимальному; омин и
Омаке — напряжения, вычисленные без учета <р, <рвн, <рв; а и Ь — коэффициенты, учиты-
вающие влияние концентрации напряжений, зависящие от вида соединения и класса
стали; значения этих коэффициентов для стальных конструкций приведены в приложе-
нии; с — коэффициент, зависящий от числа циклов воздействия нагрузки; при числе
циклов 2-Ю6 с=1, при меньшем числе циклов cj>l, при большем — cegl. Значения
с и группы элементов и соединений при расчете иа усталость приведены в СНиП.
7—478
Глава IV
СОРТАМЕНТ
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ПРОФИЛЕЙ СОРТАМЕНТА
Первичным элементом стальных конструкций является прокатная
сталь, листовая или профильная, которая вырабатывается на металлур-
гических заводах. Из нее на заводах-изготовителях собирают конструк-
тивные элементы (балки, колонны и т.п.), целые конструкции или их
Рис, 1V.1. Основные профили сортамента
отдельные части. Готовые про-
катные профили и машинная их
обработка на заводах обеспечи-
вают индустриальное и быстрое
изготовление конструкций.
Перечень прокатных профи-
лей с указанием их формы, раз-
меров, допусков, характеристик
металла и массы 1 м длины на-
зывается сортаментом.
Сортамент оформлен в ката-
логи (стандарты, см. прил. 12).
Употребляемую в стальных
конструкциях прокатную сталь
делят на две группы:
1) сталь листовая тол-
стая или тонкая прокаты-
вается между двумя валками и универсальная прокатываемая между
четырьмя валками в виде широкой полосы прямоугольного сечения
(рис. IV. 1,а);
2) сталь профильная — уголки, швеллеры, двутавры, тавры и
т. д. (рис. IV.1,6—д).
Типы прокатываемых профилей в значительной степени определяют
конструктивную форму элементов сооружений, а следовательно, и тру-
доемкость изготовления и расход стали. Разнообразие профилей и ра-
циональных их сечений способствует проектированию экономичных кон-
струкций.
Однако использование при подборе сечений чрезмерно обширного
сортамента приводит к излишнему разнообразию профилей в конструк-
ции, что нерационально вследствие большей стоимости проката, а так-
же повышения трудоемкости изготовления. Учитывая это, следует стре-
миться к применению 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 так-
же прокатные двутавры и швеллеры, что должно стимулировать их ши-
рокое применение.
Первый сортамент прокатной стили в России был составлен в 1900 г.
под руководством известного мостостроителя проф. Н. А. Белелюбского
(затем он был пересмотрен, расширен и улучшен в 1930—1932, 1939 и Bf
1957 гг., совершенствуется в настоящее время).
Действующие в настоящее время ГОСТ составлены на основе боль-
шой теоретической работы по установлению рациональных типов профи-
лей. Основные отличия новых ГОСТ от предыдущих — переход на более
экономичные тонкостенные сечения профильной стали, укрупнение сор-
тамента профильной и листовой стали, установление более частой гра-
98
дации для наиболее употребляемых профилей и сокращение редко упот-
ребляемых профилей.
По теории сортамента, т. е. по установлению законов, на основании
которых должны разрабатываться наиболее экономичные с точки зре-
ния затраты металла и трудоемкости изготовления профили, известны
работы Б. П. Михайлова1, В. М. Вахуркина2, Г. М. Ковельмана3,
Б. Г. Ложкина4, Я. А. Каплуна5 и др.
§ 2. СТАЛЬ ЛИСТОВАЯ
1. Сталь то л сто л ис то в а я (ГОСТ 5681—57*). Сортамент
включает листы толщиной от 4 до 160 мм; ширина листа может быть по-
лучена 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, да-
лее— 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 ши-
роко применяется в элементах сплошных систем (балках, колоннах,
рамах).
2. Сталь тонколистовая (ГОСТ 3680—57*). Тонкие листы
прокатываются холодным и горячим способами. Холоднопрокатные ли-
сты 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 штам-
пованных 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 ста-
ли уменьшает 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 ли-
стовых 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
1 Михайлов Б. П. Индустриализация металлического строительства, М., Стройиа-
дат, 1939.
2 Вахуркии В. М. Вопросы теории построения сортамента прокатных профилей.—
«Вестник инженеров и техников», 1952, № 2.
3 Ковельман Г. М. Основы техиико-экоиомической теории построения сортамен-
та. — «Вестник инженеров и техников», 1953, № 1.
'* Ложкин Б. Г. Теоретические основы построения сортамента прокатных сталей.—
«Вестник инженеров и техников», 1951, № 6 и 1953, № 3.
8 Каплун Я. А. О методике оценки экономичности прокатных профилей. — «Про-
ектирование металлических конструкций». (Информационно-реферативный сборник).
Серия VII. М., 1969.
7* 99
профилей с площадью сечения 1—1,5 см2 до мощных профилей пло-
щадью 140 см2 (прил. 12, табл. 3, 4).
Полки уголков имеют параллельные грани, что облегчает констру-
ирование. Минимальная толщина уголков определяется условиями про-
катки и в равнополочных уголках приближается к требуемой по услови-
ям устойчивости (Ь/8^ 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 конструкции состоят обычно из двух
или четырех уголков (рис. IV.2).
IT JL "1L □
Рис. IV.2. Тилы составных сечений из
уголков
Рис. IV.3. Типы составных сечений из швел-
леров
Более экономичны уголки с меньшими толщинами. Сечения из тон-
ких уголков лучше работают на продольный изгиб и поэтому выгоднее
в сжатых стержнях. Растянутые элементы в болтовых и клепаных кон-
струкциях 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 ха-
рактеристики определяются номером (см. рис. IV.l.e), который соот-
ветствует высоте стенки швеллера (в сантиметрах). Сортамент вклю-
чает 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 си-
лу, 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 кон-
струкциях (мостах, большепролетных рамах и т.п.), а также в качест-
ве колонн и кровельных прогонов.
§ 5. ДВУТАВРЫ
1". Балки двутавровые обыкновенные (ГОСТ8239—72),
так же как и швеллеры, обозначают номером, соответствующим их вы-
соте (в сантиметрах). В сортамент входят двутавры от № 10 до № 60
(см. рис. IV. 1,г). Начиная с № 18 по № 30 двутавры прокатываются
100
с с двумя разными по мощности полками. Толщиной стенки в крупных
двутаврах достигает J/55 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 сосре-
доточению материалов в полках двутавры имеют большую жесткость
относительно горизонтальной оси х—х. Чем тоньше стенка, тем выгод-
нее сечение балки с точки зрения ее работы на изгиб. Однако по усло-
виям технологии прокатки у большинства двутавров стенки получают-
ся значительно толще, чем это требуется по условию их устойчивости.
Полки обыкновенных двутавров имеют небольшую ширину, что дела-
ет такие двутавры малоустойчивыми относительно у—у.
Рис IV.4. Типы составных се-
чений из двутавров
Применение прокатного двутавра в виде самостоятельного конст-
руктивного элемента снижает трудоемкость изготовления и стоимость
конструкции.
Иногда при значительных усилиях двутавры применяют в стерж-
нях, работающих на осевую силу (например, в колоннах). В этом слу-
чае целесообразно применять составные сечения из двух двутавров
(рис. IV.4) для создания стержней, равноустойчивых в двух пло-
скостях.
У
Рис. IV.5. Прокатные
и сварные широкопо-
лочнге двутавры
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 широкополоч-
ных балочных профилей достигает 1000 мм. Отношение ширины полок
к высоте колеблется от b: h~ \ : 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 пол-
ки придают профилю усточивость относительно оси у—у.
Конструктивные преимущества и мощность сечений позволяют при-
менять широкополочный двутавр в виде самостоятельного элемента
(колонны, балки), не требующего почти никакой обработки. Широко-
полочные двутавры находят широкое применение в каркасах граждан-
ских зданий, в мостах и тяжелых элементах промышленных конструк-
ций. Применение широкополочных двутавров снижает трудоемкость
изготовления конструкций в 2—3 раза. В настоящее время широкопо-
лочные профили не имеют широкого применения в СССР ввиду огра-
ниченности их прокатки.
3. Сварные двутавры, МРТУ 7-4-66. Широкое применение по-
лучили сварные двутавровые профили, заменяющие прокатные широ-
кополочные 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 свар-
ными Двутаврами так же, как прокатными.
На автоматизированной поточной линии Днепропетровского завода
металлических конструкций им. Бабушкина изготовляют сварные дву-
тавры по оптимальному сортаменту 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 (1/60... 1/70) /г.
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 электро-
сварные (ГОСТ 10704—63). Бесшовные трубы прокатывают диамет-
ром 45—550 мм при толщине стенки 3,5—7,5 мм. Электросварные тру-
бы имеют диаметры 8—1620 мм при толщине стенки 1—16 мм. ГОСТ
на электросварные трубы предусматривает изготовление их из обыч-
ной углеродистой стали. Однако в настоящее время уже освоен техно-
логический процесс получения подобных труб из стали высокой проч-
ности с пределом текучести 45—50 кН/см2.
Благодаря симметричности сечения и большой жесткости трубы яв-
ляются лучшим профилем при работе стержня на сжатие. Обтека-
емость трубы создает наилучшую сопротивляемость коррозии и снижа-
ет ветровую нагрузку, действующую на открытые конструкции. Широ-
ко 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 толщи-
ной 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 квадрат-
Рнс. IV.6. Типы гнутых профилей
ного и прямоугольного сече-
ния по ГОСТ 12336—66. По
индивидуальным заказам и
заводским техническим усло-
виям можно получить гнутые
профили самой разнообразной
формы- (рис. IV.6,в).
Применение гнутых профи-
лей в легких и средней мощ-
ности конструкциях дает эко-
номию металла до 10%.
Очень легкая кровля получа-
ется из стального профилиро-
ванного настила. (см. гл. XII,
§ О-
102
§ 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 квадра- ’
та 5—100 мм; 2) сталь круглая (ГОСТ 2590—71) диаметром
5—250 мм; 3) сталь полосовая (ГОСТ 103—57) толщиной 4—
60 мм и 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 лест-
ницах; 5) сталь рулонная (ГОСТ 8596—57) и (ГОСТ 8597—57)
шириной 200—2300 мм; холоднокатаная рулонная сталь имеет толщи-
ну 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 прокат-
кой, прессованием или гнутьем.
Листы, ленты и плиты прокатывают в горячем или холодном (при
толщине дб 5 мм) состоянии. Листы (ГОСТ 1946—50, 7869—56) про-
катывают шириной до
2000 мм и длиной до
7 м.
Листовой материал
для несущих конструк-
ций из алюминиевых
сплавов типа дюралю-
мин применяется ис-
ключительно плакиро-
ванным, т. е. покры-
тым защитным слоем
чистого алюминия.
На специальных
станках можно полу-
чить листы с гофрами
(высота волн 6—
15,5 мм) как в продоль-
ном, так и в попереч-
Рис. IV.7. Типы профилей
из алюминиевых сплавов
ном направлении.
Листы шириной 500—700 мм и длиной до 3 м имеют толщину
до 80 мм.
Фасонные профили, в том числе и полые (трубчатые), изготовля-
ют горячим прессованием на гидравлических прессах. Продавливая
слитки через матрицы различных типов, можно получать профили раз-
нообразных поперечных сечений (рис. IV.7). Это — существенное пре-
имущество, позволяющее конструктору использовать наиболее эффек-
тивные формы сечений. Возможность получить профили любых сечений
в некоторой степени компенсирует малую устойчивость стержней из
алюминиевых сплавов из-за низкого модуля упругости материала и да-
ет экономию на изготовлении сложных сечений. Однако габариты по-
перечного сечения ограничиваются поперечными размерами контейне-
ра пресса и в соответствии с наиболее распространенным в настоящее
103
время на заводах оборудованием должны быть вписаны в круг диа-
метром 320 мм (в отдельных случаях 530 мм).
Длина прессованных профилей определяется из условия, чтобы объ-
ем 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-изготови-
телем.
Гнутые профили изготовляют из листов и лент толщиной до 4 мм
гнутьем их в холодном состоянии.
Из-за низкого модуля упругости алюминиевых сплавов ширина сво-
бодного свеса полок и высота стенок профилей по отношению к их
толщинам принимаются более ограниченными, чем в стальных про-
филях.
Для большего развития сечения и повышения устойчивости стерж-
ня 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 двутав-
ры, зеты — ГОСТ 8111—56), которыми следует пользоваться при под-
боре сечений.
Широко распространены трубчатые сечения из алюминиевых спла-
вов (ГОСТ 1947—56). Круглые тянутые трубы (ГОСТ 4773—65) по-
ставляются 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 диа-
метр 25—280 мм при толщине стенки 5—32,5 мм. Кроме круглых труб
изготовляют квадратные, прямоугольные и каплевидные трубы
(рис. IV.7, в).
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 стро-
пильных 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, услож-
няют напряженное состояние сварного соединения.
В ряде случаев создается плосконапряженное, а при сварке толстых
элементов и объемно-напряженное состояние конструкции, способствую-
щие хрупкому разрушению соединения, особенно при действии динами-
ческих нагрузок и низких температур.
Примечание. Сварка затруднительна на монтаже конструкций, а также при
наличии элементов, образуемых несколькими листами, особенно при большой их тол-
щине Поэтому некоторые конструкции пока выполняются с заклепочными и болтовы-
ми соединениями
Из курса «Технологии сварки»1 известно, что в настоящее время в
1 Рыбаков В. М., Дмитриев Н. П Сварка стальных конструкций. М., Стройнздаг,
1965.
104
строительстве применяется главным образом электродуговая сварка:
ручная, автоматическая, полуавтоматическая и электрошлаковая. Огра-
ниченно применяется контактная и газовая сварка. Другие виды сварки
в строительных конструкциях пока не получили распространения.
1. Ручная -электродуговая сварка универсальна и широко распрост-
ранена, так как_ может выполняться в нижнем, вертикальном и потолоч-
ном положении, а также в труднодоступных местах. Она широко распро-
странена на монтаже, где механизированные способы сварки часто не
могут быть применены. Меньшая глубина проплавления основного
металла и меньшця производительность ручной сварки из-за пониженной
силы применяемого тока, а также меньшая стабильность ручного про-
цесса 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 метал-
ла шва, кН/см2. Например, электрод типа Э42 позволяет получить шов,
имеющий ов^42 кН/см2, и применяется для сварки сталей класса С
38/23; электрод типа Э50 дает соответственно ов^50 кН/см2 и применя-
ется для сварки сталей класса С 46/33. Иногда к названию электрода
добавляется буква А, обозначающая, что данные электроды дают металл,
обладающий повышенной пластичностью, характеризуемой относитель-
ным 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 Группа конструк- ций Виц сварки Механические характеристики ручной дуговой сварки
под флюсом в среде углекислого газа
марка материала тип электрода (ГОСТ 9467—60) °В’ кН/см« е, % а* Дж/см2
флюса (ГОСТ 9087— 69) проволоки (ГОСТ 2246— 70) проволоки (ГОСТ 2246- ТО)
С 38/23 I и II АН-348-А АН 348-AM ОСЦ-45 О СЦ-45М Св-08 АА Св-08А Св-08Г2С Э42А Э46А 42 46 22 22 140 140
III, IV, V Св-03 Св-08 ГС Э42 Э46 42 46 18 18 80 80
С 44/29 С 46/33 I и II Св-08ГА Св-10Г2 Св-08Г2С Э46А Э50А 46 50 22 20 140 130
III, IV, V Э46 Э50 46 50 18 16 80 80
С 52/40 I и II III, IV, V АН-12 АН-348А AH-348-AM Св-08ХМ Св-ISXMA Св-ЮГА Э60А 60 — —
С 60/45 I, II, III IV, V АН-22 AH-17M Св-08ХН2М Св-08ХМ Св-18ХМА СВ-10ХГ2СМА
2. Автоматическая сварка под флюсом осуществляется автоматом,
используется проволока без покрытия. Дуга замыкается под слоем флю-
са, 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 отлича-
ется значительной плотностью и чистотой. Большая сила тока
(600—1200 А и более), применяющаяся при автоматической сварке, и
хорошая теплозащита шва обеспечивают глубокое проплавление свари-
ваемых 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 авто-
матической; этот тип сварки удобен для вертикальных стыков швов ме-
талла толщиной от 20 мм и более. Процесс сварки ведется голой элект-
родной проволокой под слоем расплавленного шлака; сварочная ванна
защищена с боков медными формирующими шов ползунами, охлаждае-
мыми проточной водой. Качество шва, выполняемого этим способом,
получается очень высоким.
4. Сварка в среде углекислого газа ведется голой электродной про-
волокой на постоянном токе обратной полярности. Углекислый газ при
высокой температуре активно взаимодействует со сталью, окисляя ее,
что компенсируется повышенным содержанием раскислителей в элек-
тродной проволоке. Сварка в среде углекислого газа, не требуя приспо-
соблений для удержания флюса, может выполняться в любом простран-
ственном положении. Она обеспечивает получение высококачественных
сварных соединений из различных металлов при высокой производитель-
ности 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, назна-
чению, положению, протяженности и внешней форме.
По конструктивному признаку швы разделяют на стыковые и угло-
вые (валиковые).
Стыковые швы наиболее рациональны, так как имеют наименьшую
концентрацию напряжений, но они требуют дополнительной разделки
Рис. V.I. Стыковые
швы
а — шов без подваркн
корня шва; б — вывод
шва за пределы рабоче-
го сечения (выступ по
окончании сварки сру-
бается)
кромок. При ручной сварке элементов толщиной больше 8 мм для про-
плавления металла по всей толщине сечения необходимы зазоры и обра-
ботка кромок изделия (табл. V.2). В соответствии с формой разделки
кромок швы бывают V-, U-, X- 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). яв-
ляющихся источником концентрации напряжений.
Начало и конец шва имеют непровар и кратер, являются дефектны-
106
К—образный X—образный U—образный
а а *
8 >5 Оз 3 * * 1 Си )= LL—1 вл *о V 03 Ja ^Я Со 'QlZ/ U 1 и, * » Чг р, » а, град 35» Р оз з S Е S, мм у; ~ а, » *>] | Р, з ypj а, град а
12—60 2 1 50 СП I о 1 к 4—26 2 12—60 2 2 55 СП О ND ND 1 О О
О Й СТ) о | со о ст о 1 14—20 0 20—60 0 6—8 60 6—8 10—13 24—160 л
1111 О 4> 8—20 2 1 1 1 20—60 2 4 10—13
1111 ОО ОФ-ND 1 ND О 1 1 1
1111 8—30 2—50 1 1 1 1 13—18 16—50 л
V—образный Без разделки кромок Шов
S, мм 1 Tt а< * 1 WI Ч г р> » аП°-' а> г₽ад а it 5, мм L-X3 “• ’ Эскиз
СО СЛ 1 СЛ № ЬЭ 1 Сл о 2—8 1—2 Ручная сварка с подваркой корня (по ГОСТ 5264—69)
09 9 0 к—Я 2—20 0 двусторонняя или с подваркой корня Автоматическая сварка (по ГОСТ 8713—70*)
8—24 4 3—4 50 2—10 0—2 на флюсовой . подушке | односторонняя
СО 00 SI Ф.1 4—10 1—2 на флюсо-медной подкладке
NO 00 gr| 1 СЛ Сл Со О 2—12 1,5—5 на стальной остающейся подкладке
Виды сварных швов
01
s
к
Продолжение
Шов
Эскиз
S, мм
Si, »
а, »
Р, »
а, град
Автоматическая сварка (по ГОСТ 8713—70*)
КО к односторонняя
Ручная сварка с подваркой корн (по ГОСТ 5264-6' двусторонняя или с подваркой корн на флюсовой подушке на флюсо медиой подкладке на стальной остающейся подкладке
4—26 4—26 2 8—20 — —
2 — __ —
1—2 2 — — —
50 50—40 — — —
S, мм
Si, »
а, »
Р, »
а, град
12—60 16—40
12—60 —
2 0
1 4
50 50
ми, и их Желательно выводить на технологических планках за пределы
рабочего сечения шва, а затем отрезать (рис. V.1,6).
При автоматической сварке принимаются меньшие размеры раздел-
ки швов вследствие большего проплавления соединяемых элементов
(табл. V.2). Чтобы обеспечить полный провар шва, односторонняя авто-
матическая 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 эле-
ментами, 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 (конструктив-
ными), сплошными или прерывистыми (шпоночными). По
положению в пространстве во время их выполнения они бывают ниж-
ними, вертикальными, горизонтальными ипотолочны-
м и (см. рис V 2). Сварка нижних швов наиболее удобна, легко
поддается механизации, дает лучшее качество шва, а потому при проек-
тировании следует предусматривать возможность выполнения болыпин-
108
Рис V 2 Положение швов в
пространстве
I — нижнее, И — вертикальное,
III — потолочное, IV — горизонталь
ное на вертикальной плоскости
ства швов в нижнем положении Вертикальные, горизонтальные и пото-
лочные 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, внахле-
стку, угловые и тавровые (впритык) (см. табл. V.3).
ТАБЛИЦА V3
Типы сварных соединений
Внахлестку б
Стыковое а
лобовыми фланговыми
швамн швами
Комбинированное,
в
Угловое, г Тавровое, д
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 пере-
даче усилий, экономичностью и могут быть наиболее надежно проконт-
ролированы. 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 обработ-
ка их кромок под сварку.
Соединениями внахлестку называются такие, в которых поверх-
ности свариваемых элементов частично находят друг на друга (см.
табл. V.3,б). Эти соединения широко применяют при сварке листовых
конструкций из стали небольшой толщины (2—5 мм) в решетчатых и
некоторых других видах конструкций. Разновидностью соединений
внахлестку являются соединения с накладками, которые применяют
100
ля соединения элементов из профильного металла и для усиления
тыков.
Иногда стыковое соединение профильного металла усиливают на-
ладками, и тогда оно называется комбинированным (см.
абл. V.3,в).
Соединения внахлестку и с накладками отличаются простотой обра-
ботки элементов под сварку, но они менее экономичны, чем стыковые,
ю расходу металла. Кроме того, эти соединения вызывают резкую кон-
тентрацию напряжений, из-за чего они нежелательны в конструкциях,
тодвергающихся действию переменных или динамических нагрузок и
работающих при низкой температуре.
Угловыми называют соединения, в которых свариваемые элемен-
ты расположены под углом (см. табл. V.3,г).
Тавровые соединения (соединения впритык) отличаются от угло-
вых тем, что в них торец одного элемента приваривается к поверхности
другого элемента (см. табл. V.3, д). Угловые и тавровые соединения
широко применяются в конструкциях и отличаются простотой исполне-
ния, высокой прочностью и экономичностью.
§ 3. ТЕРМИЧЕСКОЕ ВЛИЯНИЕ СВАРКИ НА СОЕДИНЕНИЯ
Процесс сварки сопровождается структурными и химическими изме-
нениями металла в зоне сварного соединения и возникновением оста-
точных напряжений и деформаций.
1. Структурные и химические изменения металла
в зоне соединения
Во время сварки малоуглеродистой стали металл шва и околошов-
ной зоны нагревается и претерпевает различные изменения; в соответ-
ствии 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 электро-
да перемешивается, и после прекращения действия дуги начинается пер-
вичная кристаллизация металла. Во время кристаллизации остываю-
щий металл сварного соединения подвергается воздействию растягива-
ющих напряжений, вызванных его остыванием. Эти растягивающие на-
пряжения, действуя на горячий металл, еще не получивший достаточной
прочности, способны вызвать «горячие» трещины. Эти вначале незамет-
ные трещины могут привести в дальнейшем к разрушению конструкции
при действии на нее внешних нагрузок; особенно это опасно при дейст-
вии динамических нагрузок. Появлению трещин способствуют повы-
шенное содержание углерода, серы и других примесей в металле, круп-
нозернистая структура его и большая толщина свариваемых изделий.
Стали кипящие, имеющие внутренние концентраторы напряжений (га-
зовые поры и шлаковые включения), также склонны к горячим трещи-
нам. Появление горячих трещин в кипящих сталях — основная причина,
требующая применения в ответственных сварных конструкциях спокой-
ной стали.
Для зоны расплавленного металла характерна столбчатая структура
литого металла. В процессе охлаждения распавленный металл претер-
певает структурные и фазовые изменения и приобретает окончательною
вторичную структуру. Качество металла этой зоны улучшают легиро-
ванием и правильным выбором скорости охлаждения. Легируют мар-
ганцем (нейтрализует вредное действие серы и некоторых других при-
месей), титаном, кремнием и другими компонентами, вводя их в рас-
плавленный металл через электродную проволоку, флюсы и обмазки.
НО
Скорость остывания шва регулирует теплоизолирующие защитой
шва шлаками, флюсом, а иногда и искусственным подогревом. Умень-
шение скорости охлаждения расплавленного металла способствует его
лучшему рафинированию (удалению из расплавленного металла шла-
ковых и газовых включений, способных в последующем стать концент-
раторами напряжений).
Зоной термического влияния называют прилегающий к шву
участок основного металла, нагревавшийся выше температуры Асз —
723° С и ниже температуры расплавления (1500° С) (участки 1, 2, 3, 4
на рис. V.3). Глубина этой зоны при ручной сварке составляет прибли-
зительно 3—6 мм, а при автоматической — 2—4 мм. Структура металла

Рис. V.3.
Зона терми-
ческого
влияния
сварного
шва
а — зоны на-
грева метал-
ла; б — непол-
ная диаграм-
ма состояния
«железо-
цементит»
в этой зоне неравномерна. Для малоуглеродистых сталей в зоне, под-
вергавшейся нагреву выше 1000—1100° С, расположен перегретый ме-
талл 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 повы-
шенные по сравнению с основным металлом механические свойства.
В зоне нагрева 720—900° С металл испытал лишь частичную перекрис-
таллизацию, и его качество не сильно отличается от качества основного
металла.
Для низколегированных строительных сталей температурные интер-
валы смещаются, но структурные преобразования будут аналогичны.
В зоне термического влияния при ее усиленном охлаждении воз-
можно 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 содержа-
ние углерода (более'0,2%), применение кипящей стали и большая тол-
щина свариваемых изделий способствуют появлению холодных трещин.
Таким образом, в зоне сварного соединения бывает несколько опас-
ных 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 не
Рис. V.4. Распределение
температуры в изделии
при сварке листов встык
достигала критической точки Асз—723° С. Размер указанных зон и ме-
таллургические изменения, происходящие в них, сильно зависят от
количества тепла, вводимого в соединение электрической дугой, ско-
Рис. V.5. Испытание металла шва
на загиб
рости сварки и скорости охлаждения
металла. В соответствии с законами
теплопроводности характер температур-
ных полей при сварке зависит от эффек-
тивной мощности источника нагрева и
скорости его перемещения (рис. V.4).
Снижение тепловой мощности дуги
(ручная сварка) или увеличение скоро-
сти охлаждения уменьшает величину
зон расплавления и термического влия-
ния, увеличивает температурный гради-
ент (крутизну кривой падения темпера-
туры) и способствует появлению зака-
лочных структур, а следовательно, и по-
явлению холодных трещин. Так же дей-
ствуют повышение скорости сварки
(без увеличения тепловой мощности ду-
ги) и сварка при низкой температуре. Во
время сварки при низкой температуре
возможность хрупких разрушений усу-
губляется 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 угле-
рода (не более 0,2%), лучше спокойной плавки;
112
б) применять тщательно разработанный технологический процесс
сварки, гарантирующий отсутствие непроваров шва;
в) вести сварку электродами типов Э42А, Э50А и т. п. или под флю-
сом, что обеспечивает повышение пластических свойств шва;
г) создавать конструктивную форму с минимальной концентрацией
швов и связанных с этим больших сварочных напряжений. Весьма су-
щественное значение имеет тщательное выполнение концов шва без
подрезов и других мест концентрации напряжений. Большинство по-
вреждений сварных конструкций при низких температурах во время
сварки или после сварки связано с концентрацией напряжений у под-
резов 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 рас-
тяжение служит технологическая проба на загиб (рис. V.5), выполняе-
мая обычно при сварке на монтаже. Это испытание дает простую воз-
можность 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
неравномерную температурную деформацию его. Монолитность мате-
риала изделия препятствует свободной температурной деформации от-
дельных частей его, в результате чего во время сварки образуются на-
пряжения и пластическая деформация части металла соединения, а
после охлаждения в изделии остаются сварочные напряжения и дефор-
мации. Оставшиеся после сварки напряжения и деформации называют-
ся термическими сварочными. Эти напряжения, несвязанные
с действием внешних сил, являются внутренними, собственными напря-
жениями первого рода, уравновешиваемыми в объеме элемента и вызы-
вающими его деформацию. Помимо термических сварочных напряже-
ний в соединении могут существовать напряжения структурные,
получающиеся в результате быстрого охлаждения соединения и появле-
ния переохлажденных структур, не свойственных данному температур-
ному состоянию изделия, например мартенсита. Структурные напряже-
ния сильно зависят от свойств материала и технологии сварки, терми-
ческие сварочные напряжения и деформации — от конструктивного ре-
шения 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 продоль-
ных полос, не связанных друг с другом по краям, то каждая такая
полоса удлинялась бы пропорционально своей температуре на
Д/е — al&t,
где а — коэффициент линейного расширения стали; Д/— разность температур полосы
до и после нагревания; I — 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 ко-
торой 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
113
т—т представляет собой избыточные деформации отдельных полос
Д/j——Д/т, которые должны быть погашены (в соответствии с зако-
нами деформации тела под действием силы) сварочными напряжения-
ми. В зоне, где эти напряжения ниже предела текучести материала, при
данной температуре они пропорциональны деформациям а= Е,
и эпюра избыточных деформаций Д/i может служить и эпюрой свароч-
ных 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 становит-
ся пластичной, не способной к сопротивлению действующим на нее си-
лам, и поэтому эпюра внутренних напряжений доходит только до линии
4 Рис. V.6. Эпюры сварочных напряжений
при 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, про-
исходит температурная пластическая деформация металла — усадка.
При остывании листа после сварки кривая температур е—е вырав-
нивается. Вблизи шва, в. наиболее разогретой при сварке зоне, где
произошла наибольшая пластическая усадка металла, возникают рас-
тягивающие напряжения, так как свободному температурному укоро-
чению 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 боль-
шей 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 свар-
ки двух листов встык получаются эпюры напряжений, показанные на
рис. V.7, б и в. Сварочные напряжения 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. Деформа-
ция элементов при
сварке
Возникновение в стыковом шве и в околошовной зоне растягиваю-
щих сварочных напряжений двух направлений создает плоско-напряжен-
ное 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 сокра-
щению шва при остывании. Остаточные сварочные напряжения вызы-
вают продольную и поперечную усадку швов и деформацию элементов
(рис. V.8). Усадка происходит всегда к центру шва. Наиболее небла-
гоприятна поперечная усадка, которая примерно в 10 раз больше про-
дольной. '
Снизить сварочные деформации можно рядом технологических ме-
роприятий, в том числе закреплением или даже выгибом изделия в
сторону, обратную его усадке; однако в этом случае увеличиваются сва-
рочные напряжения.
Д. Влияние сварочных напряжений на прочность соединения. Сва-
рочные напряжения линейного характера не влияют на прочность изде-
лия при наличии в соединении от внешних усилий тоже линейного на-
пряженного состояния, совпадающего по направлению с первым. В силу
уравновешенности сварочных напряжений они будут увеличивать и
уменьшать напряжения от внешней нагрузки, но не будут нарушать рав-
новесия внешних сил, действующих на изделие. Сварочные напряжения,
совпадающие по знаку с напряжениями от нагрузки, могут вызвать
преждевременное появление текучести в изделии, выравнивающей не-
равномернее распределение напряжений. Пластическая работа материа-
ла 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 сум-
мировании сварочных и силовых напряжений и могут вызвать хрупкое
8*
115
разрушение изделия. Их неблагоприятное воздействие усиливается ис-
точниками концентрации напряжений вследствие дефектов сварного
шва. Особенно опасны сварочные напряжения, появляющиеся при свар-
ке толстых изделий, так как в этом случае распределение остаточных
напряжений носит объемный характер, еще более затрудняющий влия-
ние 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 элек-
тродной 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 характе-
ристик 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, работа-
ющий на растяжение, принимается равнопрочным основному металлу
только в том случае, если он будет надежно проверен одним из физиче-
ских методов контроля (просвечивание рентгеновскими или гамма-луча-
Таблнца V 4
Расчетные сопротивления RCB в кГс/см2 (кН/см2)
сварных соединений
Сварные -соединения Напряженное состояние Условное ' обозначение । Конструкция из стали классов
С 38/23 С 44/29 С 46/33 1 С 52/40 С 60/45 I j С 70/60 С 85/75 j
Встык Сжатие яссв 2100 (21) 2600 (26) 2900 (29) 3400 (34) 3800 (38) 4400 (44) 5300 (53)
Растяжение а) автоматиче- ская сварка; по- луавтоматиче- ская и ручная сварка с физиче- ским контролем качества швов я- 2100 (21) 2600 (26) 2900 (29) 3400 (34) 3800 (38) 4400 (44) 5300 (53)
б) полуав т о м а- тическая и руч- ная сварка R? 1800 (18) 2200 (22) 2500 (25) — — — —
Срез пСВ ^ср 1300 (13) 1500 (15) 1700 (17) 2000 (20) 2300 (23) 2600 (26) 3100 (31)
Угловые швы Срез R? 1500 (15) 1800 (18) 2000 (20) 2200 (22) 2400 (24) 2800 (28) 3400 (34)
116
ми, проверка ультразвуком) и признан годным к эксплуатации. На сты-
ковые швы, работающие на сжатие или на срез, влияние возможных
внутренних источников концентрации напряжений (газовые и шлако-
вые включения, поры и т. п.) оказывается меньшим, а потому примене-
ние 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 комбина-
цию нагрузок осевой силы, изгиба и среза, имеют значительную концент-
рацию 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 кон-
центрацию 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 — на продольную си-
лу; в — на изгиб
металл шва из-за непроваров, пор и других дефектов (особенно при руч-
ной сварке) менее однороден, чем основной металл, что учитывается при
назначении соответствующих расчетных сопротивлений. Различия раз-
делки кромок соединяемых элементов, в том числе и для К-образных
швов, не влияют на статическую прочность соединения и могут не учи-
тываться.
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 соединя-
емых элементов. Поэтому напряжение в шве, расположенном перпенди-
кулярно оси элемента (рис. V.9,а).
N
чш = т— <ЯСВ, (V.1)
Оц1
где N — расчетное усилие; бш — рабочая толщина шва — наименьшая толщина соединя-
емых элементов; 1Ш — расчетная длина шва, равная его полной длине, если начало и ко-
нец шва выведены за пределы стыка; в ином случае 1т = 1—10 мм [где I — фактическая
длина шва]; Rcs — расчетное сопротивление сварного стыкового соединения сжатию
или растяжению (см. табл.«У?ЗУ].
VC# 117
Если расчетное сопротивление сварки /?св меньше расчетного сопро-
тивления основного металла и в стыкуемом элементе нет запасов напря-
жений, то для увеличения длины шва его делают косым (рис. V.9, б).
Косые швы с наклоном'реза tga=2:l, как правило, равнопрочны с ос-
новным металлом и потому не требуют проверки.
В отдельных случаях, когда необходимо снизить напряжение, например при вибра-
ционной нагрузке, приходится рассчитывать и косые швы. Разложив действующее уси-
лие на направление, перпендикулярное оси шва, и вдоль шва, находим напряжения:
перпендикулярно шву
jVsin(x<;r.B;
6Ш
(V.2)
вдоль шва
т
ш
W cos а
—
(V.3)
Здесь 1т — расчетная длина косого шва.
При действии изгибающего момента на соединение (рис. V.9, в)
напряжения в шве
<V-4)
§ш/2
где ITm = —~ —момент сопротивления шва.
6
Сварные соединения встык, работающие одновременно на нормаль-
ные напряжения и срез, проверяют по формуле
У °СВ X + °св и — °св х °св и + Зтсв хи < 1 > 15R-,
где О'св.х и осв.» — нормальные напряжения в сварном соединении по двум взаимно
перпендикулярным направлениям; xcs xV — 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-
а-1 с л
Распределение
напряжений
АВ СУ

Распределение напряжений
я IlliИшДЛ] по длине швц
Рис. V.10. Фланговые
швы
а — распределение напряже-
ний 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 раз-
ность 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 кон-
118
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 ха-
рактером 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 ло-
бового шва
а — траектории напря-
жений; б —расчетная
схема; в — концентрация
напряжений
Рис. VI2. Мероприятия по уменьшению
концентрации напряжений у швов
а — плавный подход листа; б —• обработка шва
и обрез конца листа; в —острожка накладок;
г — обработка поверхности шва; д — пологий шов
шва вследствие его малых поперечных размеров. В основном они рабо-
тают на осевую силу, срез и изгиб (рис. V.11). Работа их связана с
большой концентрацией напряжений, возникающей от искривления си-
ловых линий при переходе усилия с одного элемента на другой, а также
от наличия щели между соединяемыми элементами в корне шва. Соеди-
нение 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%. 4
Напряжения концентрируются главным образом в корне шва в лю-
бом 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, механиче-
ской 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, прикрепляю-
щие ромбические стыковые накладки, в которых наблюдается наиболее
плавная передача усилия с элемента на накладку и наименьшая кон-
центрация напряжений в соединении угловыми швами. Расчет угловых
фланговых и лобовых швов носит условный характер и исходит из воз-
можности среза шва по биссектрисе угла сечения валика шва
(рис. V.13).
При действии на соединение центрально приложенной силы рас-
пределение напряжений по длине швов или при обварке по контуру при-
нимается равномерным:
Н9
_ =jyL==__V_<DCB
Ш Гш (₽Лш) 1ш У ’
(V.&;
где W — расчетная сила, действующая на соединение; рйш — расчетная толщина угло-
вого шва; р — коэффициент глубины провара шва, зависящий от формы шва и спосо-
ба сварки; (3 = 1 для однопроходной автоматической сварки; (3=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 руч-
ной сварки, а также для многопроходной автоматической и полуавтоматической свар-
ки; 1т = 1—10 мм — расчетная длина шва, равная его полной длине I за вычетом
10 мм; 7?уВ — расчетное сопротивление углового шва (табл. V.3). Ц
Рис. V.13. К расчету угловых швов.
а — расчетная высота шва; / — нормального; 2— пологого; 3 — вогнутого с глубоким проплавле-
нием, б — фланговые швы; в — лобовые швы, г—угловые швы, работающие на срез н изгиб
Часто удобнее определять необходимую длину швов, задаваясь их
толщиной:
Сварное соединение листов впахлестку (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 усло-
вии, что лобовые швы наложены по всей толщине свариваемых элемен-
тов и концы их выведены за пределы соединения.
При действии изгибающего момента на прямоугольный элемент, при-
крепленный угловыми швами (рис. V.13,a), напряжения в швах услов-
но определяются как напряжения изгиба в двух прямоугольных сечениях
швов, находящихся под углом к плоскости действия момента и прохо-
дящих через биссектрисы углов сечений сварных швов:
М
- м _ зм <рСВ
„ (КМ У
6
(V.7)
где /ш — расчетная длина одного шва.
Рис. V.14. При-
крепление угол-
ков
Угловые швы при одновременном действии в одном и том же сече-
нии 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 уси-
лия 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
(V.8)
площадь большего шва на «обушке» уголка
4 = *'/(*' + e) = Fmr/b, (V.9)
а площадь меньшего шва на «пере» уголка
Рш = Рше/(,е'+е) = Рше/Ь. (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 напряже-
ний и, следовательно, возможно разрушение элемента. Однако такое
усиление применяется в случае особой необходимости, когда напряже-
ния в основном металле больше допустимых для сварных швов и нельзя
запроектировать косой стыковой шов. С точки зрения уменьшения кон-
центрации напряжений более рациональны ромбические накладки с
121
с незаверенными 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-
шение соединения. Односторонняя
накладка особенно неблагоприятна,
так как в соединении возникает еще
и изгиб.
Приварка различного рода дета-
лей к элементу конструкции обра-
зует местное изменение сечения и
вызывает в местах приварки кон-
центрацию напряжений. Неблаго-
приятное воздействие концентрации
напряжений часто усиливается не-
избежным возникновением усадоч-
ных сварочных напряжений. Оба
вида напряжений неблагоприятно
а}
с^ц|Ц| „1 ||П11|г.........
..... ...-.ц
—- > ‘ I' —»
Рис. V15. Усиление стыкового шва
накладками
а — односторонней; б — двусторонней
сказываются на прочности кон-
струкции, особенно при действии
динамических и вибрационных на-
грузок; 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
a = Wa + 2^)</?CB (V.ll)
где Fa — площадь сечения соединяемых листов; SFH — суммарная площадь сечения на-
кладок; /?оа — расчетное сопротивление стыкового шва сжатию илн растяжению
(табл. V.4).
Усилие в накладке NB=aFn должно быть воспринято обваркой на-
кладки, откуда можно определить требуемую длину угловых швов, при-
варивающих накладку с одной стороны стыка
N„
(*Чп)*УВ

(V.12)
Такой расчет носит условный характер, так как большая податли-
вость угловых швов вследствие меньшего модуля упругости их по срав-
нению 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. Ш, остаются в силе и для сварных соединений. Поскольку виб-
рационная 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 значительно ниже, чем соеди-
нений стыковых. Поэтому для соединений, работающих на вибрацион-
ные 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 автоматиче-
ской сваркой, при полном проплавлении стенки. Приварка к элементу
дополнительных деталей (выступающих фасонок, ребер и т. п.) отри-
цательно сказывается на вибрационной работе элемента. Разделка кро-
мок не влияет на вибрационную прочность, но для конструкций, работа-
ющих на вибрационную нагрузку, совершенно обязательна подварка
корня шва.
Повышению вибрационной прочности служат все мероприятия по
снижению концентрации напряжений в соединениях, приведенные вы-
ше. 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 при-
меняют 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, работа-
ющих на вибрационную нагрузку. '
Вибрационная прочность понижается с увеличением областей на-
пряженных (переохлажденных) структур в околошовной зоне. В соот-
ветствии 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/см2. а для электродов
Э42А и Э50А — соответственно 140 Дж/см2. Однако ударная вязкость
сварных швов обычно ниже и неодинакова для разных точек зоны тер-
мического влияния шва; для некоторых зон с переохлажденной или
крупнозернистой структурой она имеет весьма низкие значения. Сварные
соединения, выполненные на морозе, имеют обычно пониженные значе-
ния ударной вязкости, что еще раз подтверждает нерациональность
сварки на морозе. При работе на вибрационную нагрузку часто прихо-
дится 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. III это снижение производят умноже-
нием расчетного сопротивления сварного шва /?св на коэффициент
уменьшения напряжений при вибрационной нагрузке у^1.
1. В случаях, когда наибольшее по абсолютному значению напряже-
ние является растягивающим,
у = с/(а —ftp). (V.13)
2. В случаях, когда наибольшее по абсолютному значению напря-
жение является сжимающим,
•у = с1(Ь — ар), (V.14)
где р=0мин/<Тмаке; Омин и Омаке — наименьшее и наибольшее по абсолютному зна-
чению напряжения, вычисленные от нормативной нагрузки без учета коэффициентов
123
динамичности и коэффициента <р; а и Ь — коэффициенты концентрации напряжений,
принимаемые по СНиП в зависимости от группы элемента или соединения конст-
рукции; 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 обес-
печивать доступ к местам наложения швов с учетом выбранного спосо-
ба и технологии сварки. Доступность для "•
А- 539
Рис. V.16. Размеры двутавровых сечеиий, допу-
скающие сварку трактором ТС-17м и сварочной
головкой А-639
ТАБЛ ИЦА
Минимальные толщины 1гш угловых швов
Толщина более толстого из свариваемых листов, мм Минимальная толщина h ш мм, в конструкциях из сталей класса
С 38/23— С 44/29 С 46/33— С 85/75
7—10 4 6
11—22 6 8
23—32 8 10
33—50 10 12
51 и более 12 —
выполнения автоматической
и полуавтоматической свар-
ки обусловливается габари-
том сварочных головок и
тракторов; предельные раз-
меры стенок и полок балок,
свариваемых сварочным
трактором ТС-17М и сва-
рочной головкой А639, при-
ведены на рис. V.16. Чтобы
уменьшить сварочные на-
пряжения и деформации,
следует стремиться к наи-
меньшему объему сварки в
конструкции, применяя швы
наименьшей толщины, по-
лученной по расчету или по
конструктивным соображе-
ниям; необходимо избегать
пересечений швов, близкого
их расположения друг к
другу и образования швами
замкнутых контуров.
Толщина ।
швов принимается
меньшей
куемых элементов,
меньшая толщина угловых
швов принимается по расче-
ту, но не менее 4 мм (за
исключением швов в дета-
лях толщиной менее 4 мм)
и имеет градацию 2 мм. В
зависимости от толщины
свариваемых элементов
толщину угловых швов ре-
комендуется при нима ть не
менее, чем указано в
табл. V.5.
Наибольшая толщина
углового шва в зависимости
от толщины соединяемых
элементов может быть при-
нята /гш= 1,26 (где 6 — на-
именьшая из толщин свари-
углового шва вдоль обушка
СТЫКОВЫХ
равной
из толщин сты-
Наи-
ваемых элементов); наибольшая толщина
уголка также может быть доведена до 1,26 (где 6 — толщина полки
уголка).
Кромки прокатных профилей имеют закругления, и наибольшую
124
ТАБЛИЦА V.6
Наибольшая толщина угловых швов вдоль кромок
прокатных профилей
Расположение шва Толщина шва, мм
4 6 8 10 12
У пера уголков при толщине полки б, мм 6 8 10 12 14
У полок двутавров До № 14 До № 16—27 № 30—40 № 45 № 50—70
У полок швеллеров До № 12 № 14—27 №30 №36—40 —
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 многопроход-
ными; следует избегать таких швов; желательно вообще избегать угло-
вых швов толщиной более 20—25 мм.
Швы различной толщины сваривают током разной силы, поэтому
для упрощения сварочных работ в одной отправочной марке желатель-
но иметь не более двух-трех различных толщин швов. Наименьшая дли-
на углового шва из-за большой концентрации напряжений в начале и в
конце шва должна быть не менее 4 hm 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 край-
ние 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 длина 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, воспринимаю-
щих статические нагрузки, соотношение катетов фланговых и лобовых
швов следует принимать 1:1. В конструкциях, работающих на динами-
ческие и вибрационные нагрузки, а также в конструкциях так называ-
емого 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 двусторон-
ний скос кромок с уклоном не более 1:5.
§ 6. ОСОБЕННОСТИ СВАРКИ КОНСТРУКЦИЙ ИЗ АЛЮМИНИЕВЫХ
СПЛАВОВ
Сварные соединения конструкций из алюминиевых сплавов не полу-
чили 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 сре-
де инертного газа аргона. Аргон, защищая сварочную ванну от сопри-
косновения с воздухом, предохраняет ее от образования тугоплавких
пленок, препятствующих сплавлению металла и затрудняющих сварку
алюминиевых конструкций. Сварку можно вести в струе аргона непла-
вящимся вольфрамовым электродом с подачей голой присадочной про-
волоки. Такой способ применяется при сварке изделий небольших тол-
щин (до 6—8 мм). При сварке изделий больших толщин целесообразен
автоматический способ сварки плавящимся электродом под слоем спе-
циальных флюсов. Сварку часто производят с предварительным подо-
гревом изделия или двумя электродами, чтобы компенсировать повы-
шенную теплопроводность алюминия.
Конструктивная форма соединений элементов из алюминиевых
сплавов аналогична конструктивной форме соединений стальных кон-
струкций. 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 по-
вторной 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 СОЕДИНЕНИЙ
Пример V.1, Рассчитать сварное соединение стальной полосы, работающей па рас-
тяжение встык, выполненное ручной электросваркой с визуальным контролем (рис.
V.17, а). Размер полосы 300X20 мМ, материал полосы ВСтЗпсб, класс С 38/23, растя-
гивающая сила АГ» 1150 кН, электроды Э42.
Рис. V.17. К примерам расчета
а — соединение стыковым швом; б — комбинированное соединение; а — прикрепление уголков к фа-
сонке; г — прикрепление ребра к колонне
126
Делаем прямой шов встык и проверяем в нем напряжения по формуле (V. 1):
N 1150
а = л~7~ = —п = 19’8 кН/см2 > 18 кН''см2 = *рв •
Ош - 1)
Так как напряжение в шве получилось больше расчетного для ручной сварки, рабо-
тающей 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
1150
° = = 12’8 кН/см2 < 18 кН/см2 = *рв •
Сл -Г о0-2 ~г 2-2о-0,о н
Усилие в каждой накладке
М, = oFH = 12,8-25.0,6 = 192 кН.
Определяем по формуле (V.12) длину угловых швов, необходимых для прикреп-
ления накладки, принимая /1ш = 6в=6 мм: '
2/ш =
(W
192
0,7-0,6-15
= 30,5 см.
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, действую-
щая на уголки, N =1500 кН, сварка ручная электродами Э42.
По табл. V.6. определяем наибольшую толщину шва, которую можно допустить иа
пере уголка /гш==10 мм, принимаем толщину швов на пере и обушке одинаковой; по
формуле (V.8) определяем суммарную длину швов, прикрепляющих каждый уголок:
гш /V 1 ими 71 4 С
(РЛш) 2(₽йш)Р“ 2-0,7-1-15 ’ СМ'
Принимая прикрепление уголков к фасонке за большую полку, находим длины
швов на обушке уголка /1 = 0,65.2/ш = 0,65.71,4 = 46,4 см; принимаем 48 см; на пере
/25 \
уголка /2= 0,35-Sim = 0,35-71,4 = 25 см; принимаем 2 I — +1 1=2-14 см.
Пример V.4. Рассчитать прикрепление ребра из стали ВСтЗпсб класса С 38/23
угловыми швами к двутавровой колонне иа действие эксцентрично приложенной силы
N (рис. V.17, г). Действующая сила /V=750 кН, эксцентрицитет ее приложения а—
= 10 см; размеры ребра 500X200X12 мм; ребро приварено к полке двутавра двумя
швами ручной сваркой электродами Э42.
Принимаем ftm = 12 мм, /ш= (50—1) см
По формуле (V.5) определяем напряжения среза швов
N 750
тш = -г------=-------------------= 9,1 кН/см2
(Рйш)2/ш 0,7.1,2.2(50-1)
По формуле (V.7) определяем напряжения от изгиба швов в их крайних участках:
3-750.10
М 3Na ------- 1п ,
Проверяем шов на равнодействующую этих напряжений
V = ^9>12 -+ 122 = 14,5 кН/см2 - 15 кН/см2 = /?==.
127
Глава VI
БОЛТОВЫЕ И ЗАКЛЕПОЧНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
§ 1. ВИДЫ И ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА БОЛТОВЫХ
И ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
Для соединения элементов металлических конструкций помимо
сварки применяют болты и заклепки. Болтовые и заклепочные соедине-
ния не рекомендуются в конструкциях из сталей высокой прочности, так
как отверстия, присущие этим соединениям, не дают возможности пол-
ностью 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 про-
цессов и специального оборудования,
а потому широко применяются в мон-
тажных соединениях.
Для строительных конструкций
применяют болты грубой, нор-
мальной и повышенной точ-
ности, высокопрочные диа-
метром 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 тол-
щины 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 боль-
ше диаметра болта), образованные
продавливанием или сверлением в
отдельных элементах. Продавливание отверстий как более дешевое
применяется шире, но возможно оно лишь при толщине листов, не пре-
вышающей диаметр отверстия. Отверстия имеют негладкую поверх-
ность и черноту — несовпадение отверстий в отдельны^ элементах, что
ухудшает работу соединений, которое в этом случае относят к груп-
пе С.
Разница в диаметрах болта и отверстия сильно облегчает посадку
болтов и упрощает образование соединения; это серьезное преимущест-
во таких болтов. Однако неплотная посадка болта в отверстии повыша-
ет деформативность соединения и ухудшает его работу на сдвигающие
силы. Поэтому болты грубой точности рекомендуется применять в мон-
тажных соединениях для фиксации положения элементов и при работе
на растяжение, конструируя соединение таким образом, чтобы на бол-
ты 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
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 (плю-
совый допуск для диаметра болта и минусовый допуск для отверстия
не допускаются); поверхность отверстия должна быть гладкой, что мо-
жет 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 ста-
вят 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 эле-
ментов относительно друг друга. Таким образом, высокопрочный болт,
работая на осевое растяжение, обеспечивает передачу сил сдвига тре-
нием между соединяемыми элементами, именно поэтому подобное сое-
динение часто называют фрикционным. Для увеличения сил трения по-
верхности элементов в месте стыка очищают от грязи, масла, ржавчины
и окалины металлическими щетками, пескоструйным аппаратом, огне-
вой очисткой или химическими пастами и не окрашивают.
Увеличение несущей способности высокопрочных болтов можно по-
лучить, если учесть одновременную работу болтов на срез (как обыкно-
венных 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 эле-
ментов добиться не удается и силы трения, а следовательно, и несущая
способность болта резко уменьшаются.
Для улучшения работы соединения иногда применяют комбиниро-
ванное соединение, в котором соединяемые поверхности склеивают спе-
циальными клеями, а затем стягивают высокопрочными болтами.
Соединения на высокопрочных болтах обладают преимуществами
обычных болтовых соединений в отношении простоты монтажа, не усту-
пая при этом по качеству работы заклепочным соединениям. Применя-
ются они в монтажных соединениях ответственных конструкций.
2. Заклепочные соединения
Заклепочные соединения применяют с начала прошлого столетия;
многолетняя практика доказала надежность их работы при статических
и динамических воздействиях. Однако перерасход металла в соединени-
9—478
129
ях и их большая 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. За-
клепочные соединения могут ицпользоваться В конструкциях из разуп-
рочняющихся при сварке сталей и алюминиевых сплавов.
Заклепки изготовляют из круглой калиброванной стали на специ-
альных прессах, образующих закладную головку. Типы заклепок пока-
заны на рис. VI.2. В строительных конструкциях применяют заклепки
диаметром 16, 18, 20, 22, 24, 27 и 30 мм по ГОСТ (10299—10301)—62.
Отверстия в соединяемых элементах образуют продавливанием 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 соедине-
ниях относятся к группе С и применяются лишь в малоответственных
сооружениях. Улучшить работу соединения можно применением отвер-
стий, отнесенных к груйпе В и выполняемых так же, как в болтовых
соединениях (см. с. 128). В образованные отверстия вставляют стер-
жень заклепки, ударами пневматического молотка или давлением кле-
пальной скобы его осаживают, увеличивая в диаметре, плотно заполняя
отверстие с одновременным образованием замыкающей головки
(рис. VI,3).
Для плотного заполнения отверстия желательно, чтобы толщина
склепываемого пакета не превосходила пяти диаметров заклепки (семи
Замыкающая гвловка
Рис. VI.3. Завдепдчиое сседине-
’ ние
Рис. VI.2, Типы стальных заклепок
"а —С прдукруглой головкой; б*—с полупртайндр го-
ловкой; в — с йотайной головкой; г — с коническим
стержнем и повышенной головкой
диаметров при применении заклепок с коническими стержнями и повы-
шенными головками, ем. рис. VL2, а). Клепку ведут горячим и холод-
ным способами. При горячей клепке разогретую до ярко-красного кале-
ния (/да 800°) заклепку вставляют в отверстие и клепкой образуют за-
мыкающую головку. Процесс клепки важно окончить при температуре
ниже температуры распада аустенита (для углеродистом стали — ниже
/да700°С, для низколегированных сталей — ниже /да 450° С), так как
при распаде аустенита происходит некоторое увеличение объема стали
(см. гл, II), способное ослабить натяжение заклепок. Поставленная за-
клепка, остывая, стягивает соединяемые элементы, что существенно
улучшает работу соединения на сдвигающие силы благодаря возникаю-
щим при этом силам трения.
При холодной клепке, выполняемой только на заводе, металл за-
клепки пластически деформируется клепальной скобой, образуя замы-
кающую головку. Сила стягивания заклепкой соединяемых элементов
при этом получается значительно меньшей, однако сам процесс клепки
более прост.
130
Материал заклепок, испытывающий большие пластические деформа-
ции при изготовлении соединения, должен обладать повышенными пла-
стическими свойствами и поэтому для заклепок применяют специальные
стали — Ст2 заклепочную, имеющую относительное удлинение 26% и
предел текучести 22 кН/см2, и низколегированную сталь О9Г2 с относи-
тельном удлинением 18% и пределом текучести 30 кН/см2.
§ 2. РАБОТА И РАСЧЕТ БОЛТОВЫХ И ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
НА СДВИГ ПРИ ДЕЙСТВИИ СТАТИЧЕСКОЙ НАГРУЗКИ
Работа на сдвиг является основным видом работы большинства сое-
динений, причем в разных соединениях она имеет <вои особенности.
1. В соединениях на болтах нормальной точности силы стя-
гивания 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 состав-
ляет непосредственная передача сдвигающего усилия со стержня болта
на стенки отверстия. Работа эта, однако, сильно осложнена неправиль-
ностью формы болта и стенки отверстия; поэтому расчет соединения
носит условный характер. Различают также работу одноболтового и
многоболтового соединения. В многоболтовом соединении эти же непра-
вильности формы брлта и отверстия, а также возможные зазоры между
болтом и отверстием неизбежно приводят к неравномерной работе от-
дельных болтов соединения, что учитывают снижением расчетных со-
противлений материала болтов в многоболтовом соединении, а правиль-
нее 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 поверхно-
сти отверстия при тонких листах: '
а) расчетное усилие, воспринимаемое одним болтом по срезу:
(VI. 1)
где Пор—число рабочих срезов одного болта (см. рис. VI.4, a); d — наружный диаметр
стержня болта; расчетное сопротивление болтов срезу (табл. VI.1);
необходимое висло болтов в соедннеинн
n = V/[V6], (VI.2)
где N — расчетная сдвигающая сила, действующая на соединение: '
б) расчет болта на смятие стенки отверстия носит условный харак-
тер, так как в местах передачи усилия с болта на соединяемые листы
отмечается сложно-напряженное состояние (рис. VI.4,б).
На этом же рисунке видно, что в точке а резко возрастают сминаю-
щие стенку отверстия напряжения о= и растягивающие напряжения су.
Сминающие напряжения о® могут вызвать преждевременную текучесть
материала, а растягивающие напряжения су— разрыв (раскол) соеди-
няемого элемента, тогда болт «прорежет» его. В то же время в точке б
болт практически не передает усилий на стенку отверстия, и в этом ме-
сте возрастание напряжений ох объясняется только обычной концентра-
цией напряжений по краям отверстия. Неравномерность работы мате-
риала вблизи отверстия увеличивается в соединениях группы С. Труд-
ность учета действительного сложно-напряженного состояния привела
к тому, что в расчете принимается равномерное давление болта на стен-
ку отверстия по всему диаметру болта. Это несоответствие расчета дей-
9* 131
ТАБЛИЦА VII
Расчетные сопротивления R6, кгс/см2 (кН/см2), болтовых соединений
Соединение Напряженное состояние и группа соединения Условное обозначе- ние Растяжение н срез болтов из стали классов Смятие соединяемых элементов конструкций из стали классов
4 6* 5 6* | 8 8* С 38/23 С 44/29 С 46/33 С 52/40
На болтах повышенной точ- ности, одноболтовое и много- болтовое Растяжение 'Яр __ — 4000(40) — — —
Срез В — — 3000(30) — — — —
Смятие В — — — 3800(38) 4700(47) 5200(52) 6100(61)
На болтах нормальной и грубой точно- сти одноболтовое Растяжение $ 1700(17) 2100(21) 4000**(40) — — — —
Срез *ср 1500(15) 1700(17) 3000**(30) — — — —
Смятие С — — 1 — 1 3800(38) 4700* *(47) 5200**(52) 6100**(61)
многоболтовое Растяжение 1700(17) 2100(21) 4000**(40) — — — —
Срез Ясбр 1300(13) 1500(15) 2500(25) — — — —
Смятие — — — 3400(34) 4200**(42) 4600**(46) —
♦ Болты изготовляются по ГОСТ 1759—70* Класс прочности болтов обозначен двумя числами Первое число, умноженное на 10, определяет о , кН/см2, произве-
дение первого числа иа второе дает Оф, кН/см2, в
** Расчетные сопротивления только для болтов нормальной точности.
ствительной работе учитывается условным характером расчетных со-
противлений. Расчетное усилие, которое может быть воспринято одним
болтом по смятию стенки,
= (VI.3)
где d — наружный диаметр стержня болта; S6 — наименьшая суммарная толщина
элементов, сминаемых в одном направлении; /?®м — расчетное сопротивление смятию
стенки отверстия, принимаемое по табл. VI.1.

Одиосрезные соединения
ДВухсрезные соединения
tA-t
Г —
ч.Ьн
Л
Рис VI.4. Работа
болта
а — срез болта; б —
смятие стенок отвер-
стия
Необходимое число болтов в соединении определяют по формуле
(VI.2).
2. Соединения на болтах повышенной точности работают и
рассчитываются аналогично соединениям на болтах нормальной точно-
сти. Однако большая правильность формы болта и отверстия (отвер-
стие делают по группе В), а также малый зазор между болтом и отвер-
стием 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 под-
становкой в них соответствующих расчетных сопротивлений, приведен-
ных в табл. VI. 1.
3. В соединениях на высокопрочных болтах силы стягивания
соединяемых элементов болтов велики, и силы трения, возникающие
133
ТАБЛИЦА VI.2
Значении коэффициента трения f в формуле (VI.4)
Способ предварительной обработки (очистки) соединяемых поверхностей Значение f для соединяемых элементов конструкций
из углеродистой стали С 38/23 нз низколегиро- ванной стали С 44/29, С 46/33, С 52/40 из высокопрочной стали С 60/45, С 70/60, С 85/76
Пневматическая; кварцевым песком с содержанием Side не ниже 94% или металлическим порошком 0,45 0,55 0,55
Химическая; растворами кислот, травильными пастами 0,45 0,5 0,5
Огневая; многопламенными горел- ками на ацетилене 0,4 0,45 0,45
Стальными ручными металлически- ми щетками 0,35 0,35 0,4
Без обработки (при частичной за- мене заклепок или болтов) 0,25 0,25 0,35
между соединяемыми элементами, полностью воспринимают сдвигаю-
щие усилия. Решающее значение в работе соединения имеют сила натя-
жения болта и качество поверхностей трения. Расчетное усилие, которое
может быть воспринято одним высокопрочным болтом,
[N6] = PnTpfm, (VI.4)
где Р — осевое усилие натяжения болта, принимаемое по формуле (VI.5); f — коэф-
фициент трения, принимаемый по табл. VI.2; /и=0,9—коэффициент условий работы
болтового соединения; п1р — число рабочих плоскостей трения одного болта.
Осевое усилие натяжения болта Р принимают равным 65% разруша-
ющей нагрузки, отвечающей разрыву болта, и определяют в связи с
этим по формуле
Р = 0,65oBFHT, (VI.5)
где сгв — временное сопротивление разрыву стали высокопрочного болта после его тер-
мической обработки, устанавливаемое 80 кН/см2 для болтов из стали 35, 110 кН/см2
для болтов из стали 40Х и 135 кН/см2 для болтов из стали ,40ХФА и 38ХС; Днт —
площадь сечения болта нетто (по резьбе), принимаемая по табл. VI.3.
ТАБЛИЦА VI.3
Размеры болтов нормальной точности и высокопрочных
Диаметр стержня болта d, цм 12 (14) 16 (18) 20 (22) 24 (27) 30
Диаметр стержня болта по нарезке*!», мм 9,8 11,5 13,5 14,9 16,9 18,9 20,3 23,3 25,7
Рекомендуемый диаметр отверстия, мм 15 17 19 21 23 25 27 ' 30 33
Площадь сечения стерж- ня болта Дбр, см2 1,13 1,54 2,01 2,55 3,14 3,8 4,52 5,73 7,07
Площадь сечения болта Днт, см2 0,86 1,18 1,6 1,97 2,49 3,08 3,59 4,67 5,69
Примечание. Диаметры в скобках применять не рекомендуется.
134
Предполагается, что продольное сдвигающее усилие между болта-
ми распределяется равномерно,
Таким образом, необходимое число болтов в соединении может быть
определено по формуле
’ [ЛГб! 0,65maB FHTfnTp'
4. Работа заклепочного соединения занимает промежу-
точное положение между работой соединений на высокопрочных и обыч-
ных болтах. В заклепочных соединениях силы, стягивающие соединяе-
мый пакет, а следовательно, и развивающиеся силы трения в соедине-
нии, значительно больше, чем в соединении на обычных болтах. Однако
N
Работа соединения
Рис. VI.5. Работа заклепки
на сдвиг
А
в большинстве случаев эти силы трения недостаточны для полного вос-
приятия всей сдвигающей силы, действующей на соединение, и по экс-
периментальным исследованиям работа соединения протекает в не-
сколько этапов1.
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 увеличе-
нии внешней сдвигающей силы оказываются преодоленными, и наступа-
ет II этап — сдвиг всего соединения на размер зазора между поверхно-
стью отверстия и стержнем заклепки. На III этапе сдвигающее усилие
в основном передается давлением поверхности отверстия на стержень
заклепки. В соответствии с перемещением элементов соединения стер-
жень заклепки и края отверстия постепенно обминаются, заклепка из-
гибается,, растягивается, так как головки препятствуют свободному
изгибу стержня. Постепенно плотность соединения расстраивается и си-
лы трения уменьшаются, заклепка переходит в IV этап работы, харак-
теризующийся упругопластической стадией. Разрушение соединения про-
исходит от среза заклепки, или от отрыва головки под влиянием растя-
гивающих и изгибающих заклепку напряжений, или от смятия и выкола
одного из соединяемых элементов.
4 Шапиро Г. А. Работа заклепочных соединений стальных конструкций М, Строй-
военмориздат, 1949.
135
ТАБЛИЦА VI.4
Расчетные сопротивления кгс/смг (кН/см1) заклепочных соединений
Напряженное состояние и группа соединения Услов- ное обозна- чение Расчетное сопротивление
срезу и растяжению за- клепок из стали марок ' 1 ’ ' И, 11 ’ 1 шятию соединяемых элементов , .конструкций из стали классов
Сг2 09Г2 С 38/23 С 44/29 С 46/33 С 52/40
Срез В пзакл ^ср 1800—(18) 2200—(22) — —
Срез С 1600—(16) » — — — — —
Смятие В пзакл — — 4200— (42) 5200— (52) 5800— (58) 6800— (68)
Смятие С — — 3800— (38) — — —
Растяжение (отрыв го- ловок) пзакл 1200—(12) 1500—(15) 4 — —'
Расчет заклепочных соединений также условен и его производят по
формулам (VI. 1)—(VI.3) с подстановкой в них соответствующих рас-
четных сопротивлений, приведенных в табл. VI.4. За расчетный прини-
мается Диаметр поставленной заклепки, равный диаметру отверстия.
С-
§ 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 парал-
лельно 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,а). Поскольку
растягивающее усилие направлено вдоль оси болта или заклепки, то
при статической работе соединения качество отверстий и поверхности
болта или заклепки не играет никакой роли и болты нормальной и по-
вышенной точности работают на растяжение ^одинаково (их расчетные
сопротивления равны). Отсюда вывод, что болты повышенной точности
дляработы на растяжение использовать нецелесообразно как более до-
рогие; редко используют для работы на растяжение и болты высоко-
прочные, так как повышенная прочность их материала не может быть
полностью использована из-за недостаточной прочности материала сое-
диняемых элементов под головкой болта.
Интересно отметить, что начальные натяжения болтов и заклепок
не сказываются на их несущей способности на растяжение. Объясняет-
ся это тем, что начальные напряжения болтов и заклепок является на-
пряжениями внутренними, уравновешенными силами сжатия между
соединяемыми элементами (рис. VI.6,а). Прикладывая внешние силы
V-к соединяемым элементам, будем постепенно заменять,ими силы сжа-
тия между элементами, не нарушая равновесия болт — заклепка — эле-
мент. При этом плотность соединения нарушена не будет. Только когда
внешние силы N начнут превышать внутренние начальные усилия стя-
гивания болта или заклецки, монолитность соединения нарушится и
136
растягивающее усилие в .болте или в заклепке начнет увеличиваться.
Таким образом, прочность соединения определяется прочностью мате-
риала болтов или заклепок на растяжение независимо от сил начально-
го натяжения болта или заклепки.
В соединениях, работающих на отрыв, усилия к болтам или заклеп-
кам часто бывают приложены с эксцентрицитетом (рис. VI.6,б), что за-
ставляет принимать коэффициент условий работы соединения меньше
единицы и снижать расчетные сопротивления. Расчетное усилие по рас-
тяжению, которое может быть воспринято одним болтом или заклепкой,
определяют по формуле
(VI.7)
где Fat — площадь нетто сечения стержня, болта или заклепки, принимаемая для бол-
тов по табл. VI.3, для заклепок FBr—nd2l4 (где d — диаметр отверстия); Л® — рас-
четное сопротивление растяжению принимается для болтов по табл. VI.1, для закле-
пок — по табл. VI.4.
Необходимое число болтов в соединении, работающем на действие
растягивающей силы N, приложенной к центру соединения (когда все
болты работают одинаково), определяют по формуле
N N
1^1
(VI.8)
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 соедине-
ний иа действие повторных нагрузок имеет несколько разновидностей.
1. Если силы стягивания соединения болтами или заклепками вели-
ки и внешние повторные нагружения не преодолевают сил трения, воз-
никающих 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, то сое-
динение начинает работать как упругопластическое тело (рис. VL7).
Если такое соединение довести до развития пластических деформаций
(преодолеть силы внутреннего трения), а затем разгрузить, то пока не
будет преодолено внутреннее трение в обратном направлении, разгруз-
ка произойдет по упругому'закону (первоначальные- остаточные дефор-
мации соединения при этом сохранятся). Упругий закон будет распрост-
раняться 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 раз-
грузках сдвигающей силой N, не превышающей удвоенной силы трения
2 F, 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 нагружений.
При повторных нагрузках и разгрузках соединения усилием N>2F
трение в соединении будет каждый раз преодолеваться и на диаграм-
ме «нагрузка — деформация» образуется петля гистерезиса цикличес-
кой работы соединения (рис. VI.7,а). Если фиксировать только начаЛь-
Рис. VI.7. Работа закле-
почного или болтового
соединения при повтор-
ных нагрузках
а — диаграмма работы:
/V — схема перемещений
двух полос при сухом тре-
нии
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 уп-
ругой работы соединения и меньше его податливость. Это еще раз по-
казывает желательность увеличения сил стягивания соединения болта-
ми или заклепками и объясняет меньшую деформативность заклепочных
соединений по сравнению с болтовыми (кроме соединений на высоко-
прочных болтах). Явление это расчетом не учитывается, но может быть
учтено при определении деформативности сооружения.
Б. Работа и расчет соединений при вибрационной нагрузке. В соеди-
нениях, работающих на вибрационную нагрузку, применяют заклепки
или высокопрочные болты.
При непрерывной повторной вибрационной нагрузке соединение ра-
ботает упруго, так как размер изменения Усилий обычно меньше значе-
ния сопротивлений трения. Упругая работа соединения не способствует
выравниванию усилий между болтами или заклепками соединения, и
крайние болты или заклепки работают сильнее средних.
Отверстия в соединении и сложно-напряженное состояние материала
около отверстий (рис. VI.4, б) способствуют концентрации напряжений
и появлению пиковых напряжений. Оба эти явления понижают вибра-
ционную прочность соединения по сравнению с вибрационной прочно-
138
стью основного материала вне соединения и создают условия для прояв-
ления 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 ли-
ста части стержня.
Снижение вибрационной Прочности соединения учитывают сниже-
нием расчетного сопротивления материала, умножением его на коэффи-
циент v в формулах (VI.l), (VI.3), (VI.5) и (VI.7).
Коэффициент снижения расчетных сопротивлений определяет-
ся 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 двусторон-
них (рис. VI.8,а) и односторонних накладок (рис. VI.8;б).
Рис. VI.8. Стыки листового металла
а — симметричный; б — несимметричный
Двусторонние накладки, обеспечивающие симметричную передачу
усилия, предпочтительнее. Стыки с односторонней накладкой дают экс-
центричное соединение, в котором силовой поток отклоняется от своего
первоначального направления, возникают изгибающие моменты, и не-
обходимое 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 увели-
чено на 10% против расчетного.
Стыки профильного металла (рис. VI.9) выполняют накладками:
уголки — уголковыми, двутавры и н/вёллеры — листовыми. Благодаря
значительной жесткости самого соединяемого профиля эксцентрицитет
139
прикрепления односторонних накладок слабо сказывается на работе со-
единения, в связи с чем число болтов или заклепок против расчетного
не увеличивается.
Элементы прикрепляют внахлестку (рис. IV.10). Для работы соеди-
нения предпочтительнее симметричное прикрепление элементов с двух
сторон (рис. VI.10,а). При одностороннем прикреплении жесткого эле-
мента к гибкому, например уголка к фасонке (рис. VI.10,б), появляется
Рис. VI9. Болтовые и клепаные стыки
прокатных профилей
Рис. VI. 10. Прикрепления элементов
а — симметричное; б — несимметричное;
s-с коротышами
эксцентрицитет, что требует увеличения числа болтов или заклепок сое-
динения 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 од-
ной из полок коротыша увеличивают на 50% против расчетного.
При конструировании болтовых и заклепочных соединений следует
стремиться к применению болтов или заклепок одного диаметра в пре-
делах каждого конструктивного элемента и к наименьшему числу диа-
метров болтов или заклепок во всем сооружении.
Наибольшее применение находят в конструкциях средней мощности
болты и заклепки диаметром 20—24 мм, а в тяжелых конструкциях
диаметром 24—30 мм.
В конструкциях, толщина соединяемого пакета которых превышает
пять диаметров заклепки или семь диаметров при заклепках с кониче-
ским телом и повышенной головкой, следует применять болты повышен-
ной 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.

i) Минимальные расстояния
РядоРое расположение
Шахматное
расположение
Рис. VI.11. Размещение отверстий
а — в листовом металле; б — в профильном металле
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 ...jsss ...........................
» заклепок ..................................
б) максимальное в крайних рядах при отсутствии окайм-
ляющих 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 эле-
мента:
а) минимальное вдоль усилия.....................
б) минимальное поперек усилия:
при обрезных кромках..........................
» прокатных » ...............................
в) максимальное.................................
3d
3d
3d или 126
16d или 246
12d или 186
2d
l,5d
l,2d
4rf или 86
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 бол-
тов или заклепок.
Болты и заклепки располагают в соединении по 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, оп-
ределяют условиями прочности основного материала. Максимальное
расстояние определяют устойчивостью сжатых частей элементов в про-
межутках между болтами и заклепками или условием плотности соеди-
нения растянутых элементов во избежание попадания в щели влаги и
пыли, способствующих коррозии элемента.
В профильных элементах — уголках, двутаврах, швеллерах положе-
ние рисок и возможные диаметры отверстий для болтов и заклепок дол-
жны отвечать требуемой прочности элемента и практической возмож-
ности постановки болтов и заклепок в соединениях. Риски на профиль-
ных элементах см. в прил. 22.
§ 3. ОСОБЕННОСТИ СОЕДИНЕНИЙ КОНСТРУКЦИЙ
ИЗ АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ
В конструкциях из алюминиевых сплавов также применяются сталь-
ные и алюминиевые болты нормальной и повышенной точности.
Рис. VI. 12. Алюминиевые заклепки с искусственным натяжением
Алюминиевые болты изготовляют из специальных сплавов. Высоко-
прочные болты для конструкций из алюминиевых сплавов изготовляют
из стали. При постановке высокопрочных стальных болтов нельзя до-
пускать непосредственного контакта стали и алюминиевого сплава, так
142
как в местах их соприкосновения возникает интенсивная электрохимиче-
ская 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 мяг-
кость 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 Вбб-Т,
он имеет большую длину и снабжен со стороны свободного конца ри-
фами. Стержень вставляют в отверстие и на него надевают обжимное
кольцо из пластичного сплава. Пистолет-заклепочнйк захватывает за
рифы свободный конец стержня, сильно его натягивает, и, прижимая об-
жимное кольцо к соединяемым деталям, обжимает его на рифах
стержня, образуя замыкающую головку. После этого заклепочник от-
рывает выступающий конец стержня. Все операции по поставке лок-
болта выполняются автоматически. В настоящее время применяют лок-
болты диаметром б, 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)]. Одна-
ко необходимо учесть специфические особенности соединений конструк-
ций из алюминиевых сплавов (См. СНиП П-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 7^=950 кН.
Стык проектируем симметричным на двух накладках толщиной 6=8 мм каждая
(рнс 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 кон-
дукторам. Определяем несущую способность одного болта, имеющего два рабочих
среза: по срезу болта — формула (VI.1)
nd? л Л"2?
' 1^1 = «ср— «сР = 2— 15 = 94,2 кН,
где /?ср=Н5 кН/см8 из табл. V1.1, по смятию листа —формула (VI.3)
^6] = dS61?^'=2.1,2.34 = 81,5 кН,
где принято 26=6Л = 12 мм, так как 26н=2-8=16 мм>12 мм; 7?сМ=34 кН/см2 по
табл. VI.1.
Несущая способность болта по смятию оказалась меньше, чем по двойному срезу,
так как 6л <0,65 d и расчетным является смятие болта. Число болтов на полунаклад-
ке определяем по формуле (VI.2):
N 950
= SS“"’e
Принимаем два ряда по шесть болтов в каждом (рис. VI.13, а). Проверяем несущую
способность листа, ослабленного отверстиями для болтов,
jV = FhtI?= 1,2 (50 — 6.2,3)21 = 960 кН > 950 кН.
Ослабление листа
6-2,3
-—^- 100 = 24%.
143
Б. Осуществляем тот же стык на высокопрочных болтах d=20 мм из стали 40Х,
имеющей ов = 110 кН/см2. Поверхности стыка очищаем ацетиленовым пламенем. Оп-
ределяем по табл. VI.2, что /=0,4, и по табл. VI.3, что площадь сечеиия болта по на-
резке FBT=2,49 см2. По формуле (VI.4) определяем несущую способность одного
болта, помня, что стык имеет две накладки и трение осуществляется по двум поверх-
ностям Птр — 2:
[Л?б1 = «тр Pfm,
где Р=0,65 Ов/?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 Л1=950 кН
будет «=950/128=7,4 шт.; принимаем два ряда по четыре болта. Диаметр отверстий
по табл. VI.3 <7=23 мм. Проверяем несущую способность ослабленного сечення листа
7V = Fht7?= 1,2(50 — 4-2,3) 21 = 1060 кН > 950кН.
4-2,3
Ослабление листа ———-100=18,4%, что меньше, чем в соединении на болтах нор-
мальной точности.
Рис. VI. 13. Примеры соединений
Пример VI.2. Рассчитать прикрепление уголка L.125X125X10 к листу фасонки
5=14 мм на заклепках d=23 мм [диаметр поставленной заклепки см. на рис. yVj|3, б]
Материал конструкций сталь класса С38/23, материал заклепок Ст2заКл- На уголок
действует усилие N=350 кН. Отверстия в уголке и фасонке образованы продавлива-
нием—группа С.
По формуле (VI. 1) определяем расчетное усилие, воспринимаемое одной заклеп-
кой:
по срезу:
[^закл! = ”ер "Т" = 1 ’16 = 66’4 кН>
где /?|рКЛ =16 кН/см2 по табл. VI.4;
по смятию уголка, формула (VI.3):
= 2,3-1-38 = 87,5 кН,
где =38 кН/см2 по табл. VI.4.
Расчетным оказался срез заклепки.
Число заклепок определяем по формуле (VI.2):
N 350
п — —-------= —— = 5,3 шт.
!^эакл] 66,4
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 6 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 ко-
лонне на болтах грубой точности. Конструкция прикрепления представлена на
рис. VI.13, в Расчетное растягивающее усилие в поясе Л = 150 кН, материал конструк-
ций сталь класса С38/23. Принимаем болты d=20 мм из стали 4.6. Расчетное усилие
одного болта на растяжение по формуле (VI.7)
= £итЯр = 2>49‘17 = 42>3 кН>
где ГВт—2,49 см2—площадь 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.; принима-
ем 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, обществен-
ных и промышленных зданий, в балочных площадках, в междуэтажных
перекрытиях, в мостах, эстакадах, в виде подкрановых балок производ-
ственных зданий, в конструкциях гидротехнических шлюзов и затворов
и в других сооружениях.
Широкое распространение балок определяется простотой конструк-
ции, 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 ча-
сто бывают двустенчатыми, т. е. имеют коробчатое сечение.
В автодорожных и городских мостах пролеты сплошных балок до-
стигают 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 дву-
тавровое 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 двутав-
рового сечения, чему способствует хорошая работа металла на скалы-
вание, позволяющая делать стенку балки достаточно тонкой.
В зависимости от нагрузки и пролета применяют балки двутаврово-
го 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 невозможным 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. балкй, сваренные из двух марок стали, и балки
предварительно-напряженные.
Рис. VII.1. Сравнение типов сечений балок
Чаще применяются балки однопролетные, разрезные — они наиболее
просты в изготовлении и удобны для монтажа. Однако по затрате ме-
о — прокатные; б прессованные; в — сварные;
г —клепаные
талла они менее выгодны, чем
неразрезные и консольные.
Неразрезные балки благодаря
наличию опорного момента,
разгружающего основные мо-
менты в пролетах, более эко-
номичны по затрате материа-
ла. Их большая чувствитель-
ность к изменениям темпера-
туры и осадкам опор, а также
рекомендация делать крайние
пролеты меньше средних для
сохранения постоянства сече-
ния делают их конструкциями
индивидуальными, немассо-
выми, а применение их — срав-
нительно редким, однако они
часто применяются в автодо-
рожных и городских мостах.
2. Компоновка балочных конструкций
При проектировании конструкции балочного перекрытия, рабочей
площадки цеха, проезжей части моста или другой аналогичной конст-
рукции необходимо выбрать систему несущих балок, обычно называе-
мую балочной клеткой.
Балочные клетки подразделяют на три основных типа: упрощенный,
нормальный и усложненный (рис. VII.3).
В упрощенной балочной клетке (рис. VII.3, а) нагрузка на перекры-
тие передается через настил на балки настила, располагаемые обычно
параллельно меньшей стороне перекрытия на расстояниях а (шаг ба-
лок) и через них на стены или другие несущие конструкции, ограничи-
вающие площадку. Из-за небольшой несущей способности настила под-
держивающие его балки приходится ставить часто, что рационально
лишь при небольших пролетах их. При частом размещении длинных
балок возникает противоречие между получаемой мощностью и требуе-
мой 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 допол-
нительные, вспомогательные балки, располагаемые между балками на-
стила и главными балками, передающими нагрузку на колонны. В этом
типе балочной клетки нагрузка передается на опоры наиболее длитель-
ным путем. Чтобы снизить трудоемкость, балки настила и вспомогатель-
ные балки обычно принимаются прокатными.
Рис. VII.3. Типы балочных клеток
а *-< упрощенная; б — нормальная; в — усложненная
энелезЫНтаннан!
пастил
Рис. VII.4. Сопряжения балок
а — поэтажное; б — в одном уровне; в — пониженное
Выбор типа балочной клетки связан и с вопросом о сопряжении ба-
лок между собой по высоте.
Сопряжение балок может быть этажное, в одном уровне и понижен-
ное.
При этажном сопряжении (рис. VII.4, а) балки, непосредственно
поддерживающие настил, укладываются на главные или вспомогатель-
ные. Это наиболее простой и удобный в монтажном отношении способ
сопряжения балок, но он требует наибольшей строительной высоты. При
сопряжении в одном уровне (см. рис. VII.4, б) верхние полки балок на-
стила и главных балок располагаются в одном уровне, а на них опира-
ется 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 укла-
дывают балки с настилом, которые располагаются над главной балкой.
Этот тип сопряжения, так же как и сопряжение в одном уровне, позво-
ляет иметь наибольшую высоту главной балки при заданной строитель-
ной высоте перекрытия.
Основные размеры балочной клетки в плане и по высоте, т. е. пол-
ные размеры площадки, расстояния между промежуточными опорами-
колоннами, высота помещения под перекрытием и отметка верха насти-
10* 147
I
ла (разница между которыми определяет возможную строительную
высоту перекрытия) обычно задаются технологами или архитекторами
исходя из требований размещения оборудования и удобной эксплуата-
ции 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 направле-
ние, пролет главных балок и расстояние между балками настила, выби-
рают 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 просты-
ми 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 целесообраз-
ность выбора для данных конкретных условий может быть установлена
только сравнением возможных вариантов конструктивного решения.
При свободной планировке балочной клетки, когда расстояние ме-
жду промежуточными колоннами не задано или может быть очень не-
большим, определение пролетов балок становится технико-экономиче-
ской задачей, для решения которой могут быть использованы следую-
щие принципы:
а) принцип полного использования несущей способности перекрыва-
ющей конструкции; в этом случае задаются наиболее удобным разме-
ром сечения балки (например, распространенным номером прокатного
двутавра) и исходя из действующей на нее нагрузки определяют рас-
стояния 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 кон-
струкций 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 мосто-
строении, определяет оптимальный по стоимости пролет главной балки
при условии равенства стоимостей перекрывающей и поддерживающей
конструкции:
= соп/сб»
где сОп — стоимость опоры; се — стоимость 1 м длины балки.
3. Настилы балочных клеток
Настилы балочных клеток бывают весьма разнообразными в зависи-
мости 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 сталь-
ные листы или настил из сборных железобетонных плит.
148
В последнее время начинают использовать щитовой настил, состоя-
щий из несущего стального листа, имеющего сверху защитный слой и
подкрепленного снизу продольными и поперечными ребрами. Щиты на-
стила имеют размер до 3X12 м и укладываются на балки перекрытий.
Такой настил индустриален и значительно ускоряет монтаж.
«Г
Рис. VII.5. Плоский металлический
настил
а —опирание настила на балки; б — расчет-
ная схема
Рис. VII.6. Предельная нагрузка насти-
ла с шарнирно закрепленными кромками
по условию прогиба
Полезнай нагрузка настила перекрытий задается равномерно рас-
пределенной, интенсивностью до 40 кН/м2, а предельный относительный
прогиб [f/l] 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 вы-
годное решение 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—
14 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/м2, и предельном относи-
тельном прогибе не более 1/150 прочность шарнирно закрепленного по
краям стального настнла всегда будет обеспечена, и его надо рассчиты-
вать 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 нагрузкой1
. лх
sin-— ,
I ’
/ = /о
1 + а
(VII. 1)
ql*
— балочный прогиб в середине полоски от поперечной нагруз-
E\J
. 5
где
ки q; Erf — цилиндрическая жесткость полоски, т. е. изгибная жесткость, когда попе-
речные деформации невозможны; Е[ — ---------- и ц— коэффициент Пуассона (для
1 ц
И л? EiJ
стали ц«0,3); а= ~ ; И — сила растяжения полоски (распор); Рк= --------------- —
Р k *-
Эйлерова сила; х — расстояние от левой опоры до места определения прогиба; / —
пролет настила.
Воспользовавшись уравнениями С. П. Тимошенко и считая относи-
тельный прогиб пластинки от нормативной нагрузки [f/Г] заданным,
А. Л. Телоян получил уравнение для определения отношения наиболь-
шего пролета настила к его толщине (Z/б) из условия заданного пре-
дельного прогиба:
откуда приближенно
£\з 96 ££/J_\2 32 Ei
в / 5«q ?н \ ^ / 5п0 </и
(VII. 2)
где (//6)' — искомое отношение пролета йластинки к ее толщине; na=[l/f]—отноше-
ние пролета иастила к его предельному прогибу; дя — нормативная нагрузка иа настил.
Искомое отношение (//б) можно также определять по графикам
(рис VII.6), полученным С. Д. Лейтесом2 на основе работ С. П. Тимо-
шенко.
Силу Н, на действие которой надо проверить сварные швы, прикреп-
ляющие настил к балкам, можно определять по приближенной формуле
п —
4
л2
' / I2
I ]£15’
(VII. 3)
где п — коэффициент перегрузки для действующей нагрузки. * 8
1 Тимошенко С. П., Войновский-Крнгер С. Пластинки и оболочки. М., Физматгиз,
1963.
8 Лейтес С. Д. Упругий и упругопластический изгиб длинных прямоугольных пла-
стинок с закрепленными кромками. — В ки.; Расчет пространственных конструкций.
(Под ред. А. А. Уманского). Вып. 8. М, Госстройиздат, 1962.
150
Если размеры настила (его толщина 8 и пролет I) известны, то про-
верить его несущую способность и прогиб можно, пользуясь выраже-
ниями:
н м
F + W
I*
а;
(VII. 4)
(VII. 5)
(VII.6)
(VII.7)
где /W0=<?Z2/8 — балочный изгибающий момент; F=16 и Ц7=162/6— площадь попе-
речного сечения и момент сопротивления полоски настила; а — определяется из урав-
нения а(1+а)2=3/о/62.
Пример VII.1. Требуется определить размеры и рассчитать прикрепление несуще-
го настила из стали класса С38/23. Дано: нормативная нагрузка равномерно распре-
деленная, временная нагрузка <?н=20 кН/м2=2 H/см2, коэффициент перегрузки п—
1,2, предельный относительный прогиб настила [///] =1/150, настил приварен к бал-
кам электродами типа Э42. Определяем размеры настила по формуле (VII.2):
I 4-150/ , 72.23.10е) \
т—iT + ~is6C2 ) “106,
где
21•108
£1- , ' п „2 =23.10°Н/см2,
1 — UjO-
по графику (рис. VII.6J 1/6 = 108.
Точное решение дает 1/6 = 107,8.
Принимаем 6=12 мм, тогда 1=105, 6 = 125 см.
По формуле (VI 1.3) определяем силу, растягивающую настил,
*т2 Г 1 П2
Н = 1,2-Н— ‘ •23.10в-1,2 = 3650 Н/см = 3,65 кН/см.
4 L150J
Расчетная толщина углового шва, прикрепляющего настил к балкам,
" , Н ‘ 3,65
/гш =--------= тт;-----г = 0,35 см,
₽/ш/?“ 0,7.1.15
принимаем йш=6 мм.
Б. Железобетонный настил. Наряду со стальными настилами в пере-
крытиях находят применение в качестве несущего настила железобетон-
ные плиты (подробное описание их см. в курсе железобетонных конст-
рукций). При выполнении расчетно-графической работы по стальной
балочной клетке толщину железобетонных плит для определения веса
перекрытия рекомендуется принимать по табл. VII.1.
ТАБЛИЦА VII.I
Толщина железобетонной плиты
Расчетный пролет плкты, м Толщина железобетонной плиты, см, при временной нормативной нагрузке, кН/м1
15—20 20—25 25—30 30-35
1,5—2 10 12 12 14
2—2,5 12 12 14 16
2,5-3 14 14 16 18
151
§ 2. ПРОКАТНЫЕ БАЛКИ
Типичным профилем прокатной балки является прокатный двутавр
(ГОСТ 8239—72). Сортамент этих профилей в СССР'позволяет воспри-
нимать 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 тре-
буемый момент сопротивления балки по формуле
1Гтр =
ММакс
R
(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 0,37?, то для сталей
С38/23, С44/29, С46/33, С52/40 разрешается учитывать пластическую
работу материала балки и определять Н7тр по формуле (см. гл. III, § 3,
п. 4):
IV™ = при изгибе в плоскости стенки; ’
IV™ = ^-акс при изгибе в плоскости полок.
1,2 R. г
(VII.9)
При наличии зоны чистого изгиба и условий, разрешающих допу-
скать пластическую работу материала, соответствующий момент сопро-
тивления бДлки принимают равным 0,5 (W7+W7njI).
2. Проверка несущей способности балок
Подобранное сечение балки проверяют на прочность от действия
нормальных напряжений в зависимости от возможности допускать упру-
гопластическую работу балки по формулам:
или
о = (VII. 10а)
где 1ГПП=1,12 W или 1,2 IV, [см. формулу (VII.9)’].
Подобранное сечение проверяют на прочность от действия касатель-
ных напряжений по формуле
Фмаке S
— гс
/«СТ
(VII. 11)
152
где QitaKo — наибольшая поперечиая-сила на onope; S-—статический момент половины
сечеиия балки относительно нейтральной оси; I—момент инерции сечения балки;
бет — толщина стенки балки; /?Ор — расчетное сопротивление стали срезу.
При приложении сосредоточенной нагрузки через полку балки в ме-^
сте, не укрепленном ребром (рис. VII.7), стенка балки должна быть
проверена на прочность от местного давления:
°м = (VH. 12)
где <тм — напряжение смятия в стейке под грузом; Р — расчетная сосредоточенная на-
грузка; б — толщина стенки; z=b+2fe, где Ь — 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 необходи-
мо проверять также на общую
устойчивость (см. гл. III, § 3,
п. 4). При передаче распреде-
ленной статической нагрузки на
балку через сплошной настил,
непрерывно опирающийся на
ее сжатый пояс, а также для
прокатных двутавров при отно-
шении свободной расчетной дли-
ны балки к ее ширине, не превы-
шающем значений, указанных в
табл. VI 1.4, проверка общей
устойчивости может не произво-
диться. За свободную расчетную
длину балки принимают расстоя-
ние между точками закрепления
сжатоГо пояса продольными свя-
зями, поперечными балками или
Рис. VII.7. Поэтажное опирание балок
поперечными связями, препятствую-
щими поперечным смещениям пояса балки,
При недостаточном закреплении сжатого пояса балки ее общую ус-
тойчивость проверяют по формуле
М _ „
(VII. 13)
Для балок двутаврового сечения
1 / h \2
<Рб = Ф ( —) 10%
Jx \ * /
(VII. 14)
где Jx и Jv — моменты инерции в плоскости наибольшей и наименьшей жесткости бал-
ки, а коэффициент ф определяется в функции параметра а по прил. 5;
причем
а= 1,54
(VII. 15)
\ л /
где /к — момент инерции при кручении, принимаемый для прокатных балок по прил. 12.
При фб>0,85 критические напряжения потери устойчивости нахо-
дятся в упругопластической области работы материала, поэтому в фор-
мулу (VII.13) вместо фб следует подставлять фд , принимаемый по
прил. 6.
Проверка устойчивости балок швеллерного сечения имеет свои осо-
бенности и должна проводиться в соответствии с указаниями СНиП.
153
Если при проверке выясняется, что общая устойчивость балки не от-
вечает требованиям, то следует уменьшить расчетную длину сжатого
пояса, изменив схему связей.
Проверки местной устойчивости поясов 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 II предельному состоянию)
ведется определением ее прогиба по правилам строительной механики,
учитывая упругую работу материала от действия нормативных нагру-
зок (без учета коэффициентов перегрузки). Относительный прогиб f/l
балки является мерой ее жесткости; он не должен превышать норма-
тивного, зависящего от назначения балки:
(VII. 16)
Если проверка по формуле (VII. 16) не удовлетворяется, то следует
увеличить сечение балки и она будет работать с недонапряжением.
Пример VII.2. Требуется запроектировать конструкцию балочной площадки с ме-
таллическим настилом и размером ячейки 12X6 м (главные балки в этом примере не
рассматриваются) Дано: временная нормативная, равномерно распределенная по пло-
щади нагрузка Р“=20 кН/м2=2 Н/см2, коэффициент перегрузки и=1,2, материал
ВСтЗкп2, предельные прогибы: для настила [f/l] 1/150, для вспомогательных балок
[f/l] CI/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 настила (см пример VII.1) определяем "возможное от-
ношение пролета настила к его толщине 1/6 = 108. Принимаем толщину настила 6 =
=8 мм, тогда I—108.0,8=86 см. Принимаем расстояние между балками настила
а=/=80 см. Вес настила gH=62,8 кг/м2=0,628 кН/м2.
Расчетная нагрузка иа балку иастила (длина балки 6 м): ,
<?= (прРо + nggB)a= I1,2'20 + 1.1'°,628) °,8 = 19«8 кН/м.
Расчетный изгибающий момент
о/2 19 8-62
М — — = —2--------— 89 кН.м = 8900 кН-см.
8 8
Требуемый,момент сопротивления
IVTp —
М
1,121?
8900
1,12.21
= 378 см3.
Принимаем двутавр № 27, имеющий И7Х = 371 см3; Jx = 5010 см4; ^=31,5 кг/м =
=315 Н/м. Проверяем прогиб подобранной балки
9Н = + g") а = (20 + 0,628) 0,8 = 16,5 кН/м = 165 Н/см;
' f = — .
' 384
q«l* 5-165-6004
EJ 384.21.10e.5010
= 2,56 см > 2,4 см = 1/250 I,
т. е. прогиб недопустим.
Принимаем двутавр № 27а, имеющий В7х = 407 см3; /х = 5500 см4; £4 = 33,9 кг/м =
=339 Н/м.
5-165-6004
/ = ——5------------= 2,33 см<2,4 см = 1/250Z.
1 384-21.10e-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 м2 перекрытия:
настил 78,5X0,8=62,8 кг/м2;
154
балки настила gja=33,9/0,8=42,4 кг/м2.
Всего расход металла 62,8+42,4=105,2 кг/м2. У
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 1=4 м, расчетная нагрузка на нее
q= (1,2.20+ 1, Г-0,628) 0,856 = 21,1 кН/м.
Расчетный изгибающий момент
21.1-4®
------= 42,2 кН<м = 4220 кН.см.
М~ 8
Требуемый момент сопротивления
4-А
Т1 1 I I 1

N
Расчетная
схема ,

чвсломогателмые балки
НагрузкаV J ,1LL
л Рис. VII.8. К при-
g меру VI 1.2
1 а — нормальная ком-
ккк поиовка; б — услож-
. , ценная компоновка
Принимаем двутавр № 20 Ц7Ж = 184 см3; /ж=1840 см4; gi = 21 кг/м = 210 Н/м.
Проверяем дрогиб:
9н = (20 + 0,628) 0,856 = 17,6 кН/м = 176 Н/см;
5.17fi•4004
/ =---------------= 1,52 см< 1,6 см = 1/250 I.
1 384-21.10».1840 ’ ’
Принятое сечение удовлетворяет условиям прочности и прогиба.
Нагрузку на вспомогательную балку от балок настила считаем равномерно
пределенной, так как число балок настила больше 5.
Г ( 0 21 \1
о = 1,2-20 + 1,1 0,628 4- -2—; 4 = 100 кН/м.
L \ 0,o56/J
Расчетный изгибающий момент
Л4 _ - — 45о кН-м — 45000 кН-см,
8
Тоебуемый момент сопрртивления
Принимаем двутавр № 55 IP* = 2000 см3; /ж = 55 150 см4; £"1=89,8 кг/м = 898
Ь—180 мм; 1=16,5 мм.
рас-
Н/м;
155
Троверяем прогиб:
/ 0 21 \
q«= 20 + 0,628 + ——— -4 — 83 кН/м = 830 Н/см;
\ 0,856,'
5-830-600*
384-21-Г06-55150
/ =
= 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 h/t=550/16,5=
= 33 и ii/6 = 550/180=3,05), т. е. общую устойчивость можно не проверять. Принятое
:ечение удовлетворяет условиям прочности и прогиба; проверка общей устойчивости
балок не требуется, так как они достаточно закреплены в горизонтальной плоскости
настилом и поддерживающими его балками.
Всего расход металла 62,8+21/0,856+89,8/4 = 109,8 кг/м2>105,2 кг/м2. По расхо-
ду металла первый вариант выгоднее.
4. Учет пластической работы материала в неразрезных
и заделанных балках
В неразрезных и заделанных балках при образовании шарнира пла-
стичности 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 посте-
пенно увеличиваться; происходит выравнивание моментов в различных
Рис. VII.9. Расчет
неразрезной балки
с учетом пластиче-
ских деформаций
сечениях в процессе нагружения балки (рис. VII.9). Такая работа сис-
темы продолжается вплоть до образования трех шарниров в одном про-
лете балки, когда система становится изменяемой и деформации ее на-
чинают 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/? в месте наи-
больших изгибающих моментов, нормы разрешают определять расчет-
ный изгибающий момент из условия выравнивания опорных и пролет-
ных моментов.
2 2 qft
При этом расчетные моменты в крайнем пролете Л11Расч = -у /И1разр = .— —L,
3 3 8
1 1
в среднем пролете М2расч = — -И2Разр = ~ -5—
2 2 о
Прочность такой балки проверяют по формуле (VII.10) по упругому
моменту сопротивления, так как в опорном сечении в месте образова-
ния 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 устой-
чивости, 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 бал-
ки экономичнее клепаных. Их сечение обычно состоит из трех листов:
вертикального — стенки и двух горизонтальных — полок, которые сва-
ривают 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 свар-
ных 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 шар-
ниров пластичности в одном пролете (в местах наибольшего изгибаю-
щего момента и изменения сечения).
В сварных балках постоянного сечения, работа которых не отличает-
ся 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 пра-
вильного 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, макси-
мально допустимым прогибом балки и в ряде случаев строительной вы-
сотой конструкции перекрытия, т. е. разностью отметок верха настила
и верха помещения под перекрыти-
ем. Обычно строительная высота
задается технологами или архитек-
торами.
А. Наибольшая рекомендуемая
высота йопт в большинстве случаев
диктуется экономическими сообра-
жениями.
Масса балки состоит из массы
ее поясов, стенки и некоторых кон-
структивных элементов, учитывае-
мых конструктивным коэффициен-
Рис. VII.10. График зависимости
массы балки от высоты сечения
том, причем с увеличением высоты
балки масса поясов уменьшается, а
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 эта называется оп-
иате-
следу-
тимальной /г0Пт, так как она определяет наименьший расход
риала на балку. Определить оптимальную высоту балки можно
ющим образом.
Полная масса 1 м длины балки равна массе поясов и стенки
8б = 8п + 8ст =
пК
где h — высота балки; с — доля момента, воспринимаемого цоясами балки; М — рас-
четный момент, действующий на балку; R — расчетное сопротивление материала бал-
ки; 80Т—-толщина стенки балки; v —плотность металла; фи — конструктивный коэф-
фициент поясов (коэффициент перехода от теоретической площади пояса к действи-
тельной) ; фо» — конструктивный коэффициент стенки.
Определяя минимум массы балки, берем производную от выражения
массы балки по ее высоте и приравниваем ее нулю:
= — 7^^п'у + бстФст^ = 0;
dh h?R
отсюда, заменяя M/R=Wt.p, получим
(VII. 17)
Лррг —
(VII. 18)
Коэффициент k зависит от конструктивного оформления балки —
конструктивных коэффициентов поясов и стенки. Для клепаных балок
из-за ослабления сечения заклепочными отверстиями эти коэффициенты
больше, для сварных меньше. Кроме того, конструктивный коэффици-
ент поясов в балках переменного по длине сечения получается меньше,
чем в балках постоянного сечения, так как он является средним коэф-
фициентом, отнесенным к наиболее напряженному сечению балки. С уче-
том этого рекомендуется принимать k—1,2 ...1,15 для сварных балок и
k= 1,25 ...1,2 для клепаных.
Приведенный вывод оптимальной высоты балки не строг, так как он
не учитывает изменения соотношений между высотой и толщиной стен-
ки в балках различной высоты, а следовательно, и изменения коэффи-
циента с распределения момента между стенкой и поясами балки1.
Между тем из формулы (VII,18) ясно, что соотношение между высо-
той балки и толщиной стенки оказывает большое влияние на экономич-
ность сечения; при этом чем относительно тоньше стенка, тем больше
высота и выгоднее сечение балки.
ТАВЛИЦА VII.2
Рекомендуемые соотношения высоты балки
и толщины стенки
йб, м 1 1,6 2 3 4 5
, мм 8—10 10—12 12—14 16—18 20—22 22—24
^б/^СШ 100—125 125—150 145—165 165—185 185—200 210—230
Примечание. Меньшие значения '1q/6c1i характерны для балок из сталей повышенной
прочности.
В практике проектирования назначают усредненные соотношения
между высотой и толщиной стенки, помещенные в табл. VII.2. Меняя
1 Вахуркин В. М. Форма двутавровых балок в условиях наименьшего расхода ма-
териала и в условиях наименьшей стоимости. «Вестник инженеров и техников», 1951,
№ 5.
158
в формуле (VIL18) значения толщины стеики, легко достигнуть такой
оптимальной высоты балки, при которой будут соблюдаться эти усред-
ненные соотношения. Полученная оптимальная высота балки является
наибольшей рациональной высотой, так как отступление высоты от /г0Пт
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
Нот) меняется мало, а потому отступления от /гопт возможны. Так, от-
ступление действительной высоты от оптимальной на 20% приводит к
изменению массы балки примерно на 4% (рис. VII.10).
Для приближенных прикидок можно пользоваться упрощенной фор-
мулой оптимальной высоты для сварных балок переменного сечения:
Лот = (5,5• * *0,5) .
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
.___5 (рн + gH) I*
' ~ 384 BJ6
где р® и g® — временная (с учетом в необходимых случаях динамического коэффици-
ента) и постоянная нормативные нагрузки на 1 м длины балки (без коэффициента пе-
регрузки) ; I — пролет балки; Е/б — жесткость балки на изгиб.
_ (рн 4- сн)
Поскольку момент м — ——— , то, подставляя его в формулу
8
прогиба, получим
С другой стороны известно, что и 7е=1^(й/2), где
°p+s — напряжения в балке от нагрузок (pH+gH)- Поэтому после под-
становки этих выражений в формулу прогиба получим:
, = 5 g(P+g) I2
' 24 Eh
i
ИЛИ
. 5 °(p+g) ? I
24 Е f ’
Пользуясь законом независимости действия сил, получаем напряже-
ние от действия нормативных нагрузок:
Рн + gH
a(p-bg) pH-yng gH
где R — расчетное сопротивление материала балки; пр н пе — соответствующие коэф-
фициенты перегрузок
Отношение прогиба балок к их пролету [f/l] регламентируется нор-
мами в зависимости от назначения балки. Используя это, получаем для
балки, равномерно нагруженной по длине,
5 RI Г I 1 рн 4-gH
24 Е [ f J пр р" + ng ga '
(VII. 20)
159
Эта высота и является минимальной высотой балки, которая обес-
печивает необходимую жесткость при полном использовании несущей
способности материала.
При других видах нагрузки на балку /iMHB можно приближенно оп-
ределять по формуле (VI 1.20.).
Из формулы (VII.20) видно, что необходимая высота балки увели-
чивается 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, при-
нимая менее прочный материал или неполностью используя его несу-
щую способность.
В. Выбор высоты балки. Закономерности изменения высоты балки
показывают, что наиболее целесообразно принимать высоту балки
близкой к /lour, определенной из экономических соображений, и не
меньшей /гМин, установленной из условия допустимого прогиба балки.
Естественно, что во всех случаях принятая высота балки в сумме с тол-
щиной настила не должна превышать заданную строительную высоту
перекрытия Лстр.
Высоту балки также следует согласовывать с размерами ширины
листов по сортаменту. Желательно также, чтобы стенка по высоте вы-
полнялась из одного листа шириной не более 2000 — 2200 мм. Если не-
обходима стенка большей высоты, приходится усложнять конструкцию
балки устройством продольного стыка стенки.
Во всех случаях высоту составной балки в целях унификации конст-
рукций рационально принимать в круглых числах, кратных 100 мм.
2. Толщина стенки
После высоты балки толщина стенки является вторым основным па-
раметром сечения, так как она сильно влияет на экономичность сечения
составной балки.
Для определения наименьшей толщины стенки из условия ее рабо-
ты на касательные напряжения можно воспользоваться формулой
Н. Г. Журавского:
QS
Т~ ГЯ
* ист
где Q — максимальная поперечная сила; S — статический момент полусечения балк1
относительно нейтральной оси; У — момент инерции сечения балки; /?ср — расчетно<
сопротивление материала стенкн на срез.
В балке оптимального сечения с площадью поясов, равной площадг
стенки, плечо внутренней пары
ft’ = J/Sx 0,85 ft.
в формулу Н. Г. Журавского и де
Подставляя это соотношение J/S
лая преобразования, получаем
л QS
1,2 Q
fty?Cp
(VII. 2
При опирании разрезной сварной балки при помощи опорного реС
ра, приваренного к торцу балки (см. рис. VII.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»
чо внутренней пары
160
J 6CT/is 6етй2 2
h' = ---= -£3— : = — h.
S 12 8 3
Для этого случая толщина стенки
6 _ _ 3
ст /?ср7 2 адср’
(VII. 22)
Чтобы обеспечить местную устойчивость стенки без дополнительно-
го укрепления ее продольным ребром, минимальная толщина (см.
гл. VII, § 4, п. 3)
6СТ > V160 ]/я/21 . (VII. 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 дохо-
дит до 1/200—1/250 высоты, что требует укрепления стенки, способного
обеспечить ее устойчивость-
Таким образом, задача значения толщины стенки оказывается ва-
риантной, 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
3/i6
бст = 7+1оймм’ (VIL24)
Толщина стенки должна быть согласована с имеющимися толщина-
ми проката листовой стали. Обычно минимальную толщину стенки при-
нимают 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 форму-
лам (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 /iOTT-
, 3. Поясные уголки клепаной балки
В состав пояса клепаных балок входят поясные уголки, которые
обычно принимают равнополочными (рис. VII.2,г). Калибр уголков
(ширина их полок дуг) устанавливают в зависимости от мощности бал-
ки и способа передачи нагрузки на нее.
Для балок средней высоты (1—2 м)
&УГ ® ~ Йб.
Толщину поясных уголков удобно принимать равной толщине стен-
ки бУг=бст, так как это облегчает устройство монтажных стыков.
При наличии в составе сечения балки горизонтальных листов необ-
ходимо, чтобы поясные уголки обеспечивали надежную передачу уси-
лий пояса на стенку. Для этого площадь сечения двух уголков пояса ре-
комендуется 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 свар-
ных балках нерационально, так как, скрепляя между собой листы по
11—478
161
Напряжения
в верхнем
Напряжения
в нижнем
Рие. VII.11. Распределение напря-
жений в листах пакета сварной
балки (по данным ЦНИПС)
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 на-
значают не более (2—3) толщин бет стенки, так как в поясных швах
при приваривании толстых поясных лис-
тов 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 тол-
стые листы имеют пониженные значения
предела текучести и, следовательно, по-
ниженные расчетные сопротивления
(см. гл. II, § 1).
В клепаных балках в отличие от свар-
ных часто применяют пакеты из двух-
трех горизонтальных листов, так как в
многолистовой пакете, стянутом по всей
ширине заклепками, листы работают до-
статочно слитно. Толщину отдельных го-
ризонтальных листов из условия удоб-
ства 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 прини-
мать меньше 180 мм или /ie/Ю.
Рис. VII.12. Допустимые свесы
поясных листов в клепаных бал-
ках
Для клепаных балок желательно также, чтобы горизонтальные лис-
ты несколько выступали за наружные грани поясных уголков, что дает
минимальную ширину горизонтальных листов:
^ГЛ бет Н- “I- Ю ММ.
Наибольшую ширину горизонтальных листов определяют их мест-
ной устойчивостью, и в сварных балках она должна быть не больше
значений, указанных в табл. VII.3.
ТАБЛИЦА VII.3
Ь
Значения " „„ для полок стальных балок
2Оп
Класс стали С 38/23 С 44/29, С 46/33 С 52/40 С 60/45 С 70/60 С 85/75
Ь/2бп 15 13 11 10,5 10 9
Примечание. Ьнбп —> ширина и толщина сжатого пояса.
162
В клепаных балках ширину свесов горизонтальных листов из усло-
вий их устойчивости принимают ио рнс. VII.12.
Для растянутых поясов балок не рекомендуется принимать ширину
поясов более 30 толщин из условия равномерного распределения на-
пряжений по широкой полке.
5. Подбор сечения балок
Подбор сечения состоит в определении размеров элементов балки
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 сечение сварной главной белки примера VII.2,
см. с. 154.
Принимаем первый вариант компоновки балочиой клетки. Вес Листов настила и ба-
лок настала g; = 1,05 кН/м2. Строительная высота перекрытия 1,6 м. Материал главной
балки — сталь марки ВстЗпсб. Предельный прогиб главной балки 1/400.
Расчетная схема балки даиа иа рис. VII.13, а. Определяем нагрузки и расчетные
Рис. VII.13. К приме-
ру VII.3
а —расчетная схема;
б — сечение балки
усилия, действующие на балку. Вес балки принимаем ориентировочно в размере 1—2%
нагрузки иа нее, т. е. g2=2,5 кН/м.
Нормативная нагрузка иа единицу длины балки
у 9н = рн-i_gH== 20-6+ (1,05-6 + 2,5)= 128,5 кН/м.
Расчетная нагрузка на единицу длины балки
</ = Лр р8 + Hg g® =а 1,2-20*6 + 1,1 (1,05-6 + 2,5) 155 кН/м.
Расчетный изгибающий момент в середине пролета
о/2 155-122
М = =--------= 2800 кН-м = 280000 кН-см.
8 8
Расчетная поперечная сила на опоре
q _ _ 930 кН.
2 2
Главную балку принимаем переменного по длине сечения, а потому рассчитываем
ее без учета пластических деформаций.
Определяем требуемый момент сопротивления сечения балки
Гтр = M/R = 280000/21 = 13 300 см8.
Определяем высоту сечения балки,
А. Оптимальную высоту сечения балки определяем по формуле (VII.18). Предва-
рительно ориентировочно задаем высоту балки около 1/Ю ее пролета и по формуле
(VII.24) пазначаем толщину стенки
&б == //Ю = 1200/10= 120 см,
11» 163
при этом
„ , 3-1200
°ст = 7 + —-----= 10 мм
с 1000
Теперь
= k =1,15]/13 300/1 = 127 см.
Ост
Полученная высота и заданная толщина стенки находятся в пределах рекомендуемых
в табл. VII.2 соотношений, и потому перерасчета оптимальной высоты можно не
делать.
Б. Минимальную высоту сечения из условия обеспечения жесткости балкн опре-
деляем по формуле (VII.20)
5 RI Г I 1 Ря + gH 5 21-10».1200 128,5
hмин = — • — — I--------------=----------------400----- = 83 см.
24 Е L f Jnppa+ngg« 24 21-10» 155
В. Строительную высоту балки определяем исходя нз заданной строительной высо-
ты перекрытия и его конструкции
С“ = СТ”’ - «ки -бнаст. = 160-27-0,8=132,2 см>йопт = 127 см.
Сравнивая полученные высоты, принимаем высоту балки, близкую к оптимальной,
Лб=120 см.
Проверяем принятую толщину стенки-
по эмпирической формуле (VII.24)
X 3/16
ст 1000
Ри + gH
3-1200
, = 10,6 мм,
1000
из условия работы стенки на касательные напряжения по формуле (VII.22) на-
ходим
_ 3 Q_______ 3 930
ст“ 2 адср“
Чтобы не применять продольных
л _
ст 160 “
2 120-13“ °’895 СМ<1 СМ-
ребер жесткости, получаем по формуле (VI 1.23)
120
— = 0,75 см < 1 см.
160
Сравнивая полученные толщины стенки, видим, что принятая толщина ее 10 мм может
быть оставлена без изменений, так как она отвечает условию прочности на 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
Лб 120'
Утр=Гтр -у = 13 300 — = 800 000 см4.
Находим момент инерции стенки балки
6СТ ^ст 1-115»
у = -------£_ =-------= 127 000 см4,
ст 12 12
где /гст = Лб—2 6D принимается ориентировочно на 4—6 см меньше высоты балки.
Момент инерции, приходящийся на поясные листы,
Ja = утреб — Уст = 800 000 — 127 000 = 673 000 см4.
Момент инерции поясных листов относительно нейтральной оси балки
(fin
г ~ Of- I — I
Jn ~zrnl 2 J ’
причем моментом инерции листов относительно их собственной оси ввиду его относи-
тельной малости пренебрегаем. Отсюда получаем требуемую площадь горизонтальных
листов
164
2/п
h
'lrr
2-673 000
---------= 97 см2,
1182
где ha—hs — 6П принимается ориентировочно иа 2—3 см меньше высоты балки.
Имея необходимую площадь поясных листов и пользуясь приведенными выше ре-
комендациями, принимаем поясные листы из универсальной стали 400X25 мм, а стен-
ку Н50ХЮ мм. Тогда
Fa = 40-2,5 = 100>97 см2; b/h6 = 40/120 = 1/3; Ь/6П = 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
_ ^ст ^ст
~ 12
1-1153
------4-2-40-2,5
12
= 816 500 см4,
момент сопротивления
816 500-2 _____ ,
---------= 13600 см3.
120
Г = — =
й/2
Наибольшее нормальное напряжение в балке
о = M/W = 280000/13600 = 20,6 кН/см2<21 кН/см2 = R.
Недонапряжение балки
21—20,6
---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 изгибаю-
щему моменту, можно уменьшить в местах снижения моментов (в раз-
резных балках —у опор). Однако каждое изменение сечения, дающее
экономию материала, несколько увеличивает трудоемкость изготовле-
ния балки и потому оно экономически целесообразно только для балок
пролетом 10—12 м и более.
Изменить сечение балки можно, уменьшив ее высоту или сечение по-
ясов (рис. VII.14). Изменение сечения уменьшением высоты стенки бал-
ки (рис. VII.14, а) конструктивно более сложно, может потребовать уве-
личения толщины стенки для восприятия касательных напряжений, а по-
тому 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, под-
держивающих настил, так и укладка рельса подкрановой балки); менее
удобно изменять толщину пояса, так как балка оказывается неодинако-
вой 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,а).
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 да-
ет дополнительную экономию материала лишь на 3—4% и экономически
нецелесообразно. Более значительную экономию стали может дать не-
прерывное изменение ширины поясов (рис. VII. 14, д), получаемое диа-
165
тональным раскроем широкополосной стали кислородной резкой. Одна-
ко оно связано с увеличением трудоемкости изготовления балки и при-
меняется редко.
При равномерной нагрузке наивыгоднейшее по расходу стали место
изменения сечения поясов однопролетной сварной балки находится на
расстоянии примерно 1/6 пролета балки от опоры. Действующий в этом
месте момент может быть найден графически по эпюре моментов или по
формуле
(VII. 25)
Mi (х>
дх (I — х)
2
Рас. VII 14. Изменение се-
чения балок по длине
а — изменением высоты балки:
"* Л4-f — изменением ширины поясов,
jywug ~ ( в _ изменением толщины поя-
>- mm - , , , „ сов: г— изменением числа гори*
зонтальных листов; д — непре-
рывным изменением ширины
поясов
По моменту определяют необходимый момент сопротивления и обыч-
ным способом подбирают новое сечение поясов. Ширина поясов при этом
должна отвечать условиям:
йб! 180мм;
(VII.26)
Возможен и другой подход.
Задают ширину поясного листа bi уменьшенного сечения и определя-
ют изгибающий момент, который может воспринять сечение:
Л = /с, + 2&А (h^/2 + вп/2)’;
Ьб
Затем, приравнивая ЛЦ*) —Mi, находят расстояние х от опоры, где
изменяется сечение пояса.
Стык различных сечений пояса может быть прямым или косым. Пря-
мой шов удобнее, но он будет равнопрочен основному металлу в растя-
нутом поясе только при автоматической сварке или при ручной сварке
с применением физических методов контроля. Иногда, желая упростить
стык растянутого пояса балки, делают его прямым с заваркой ручной
или полуавтоматической сваркой без применения сложных методов кон-
троля шва. В этом случае уменьшенное сечение пояса балки принимают
из условия прочности стыкового шва на растяжение.
Пример VII 4. Требуется изменить сечение по длине сварной балки, подобранной в
примере VII.3 (см. с. 163). Балка пролетом 12 м и высотой 1,2 м нагружена равномер-
но распределенной расчетной нагрузкой J55 кН/м, вызывающей максимальный изги-
166
бающий момент 2800 кН-м. Растянутый пояс балки соединен упрощенным способом —
прямым стыком, сваркой электродами Э42 с РрВ=18 кН/см8. Место изменения сече-
ния принимаем на расстоянии 1/6 пролета от опоры (рис. VII.16, а).
Находим расчетный момент в сечении *=//6=12/6=2 м:
Рис. VII.16. К при-
мерам VII.4 и
VII.5
а ~ место изменения
сечения; б — провер-
ка приведенных на-
пряжений
Рис. VII.16. Изменение
сечения клепаной балки
Требуемый момент сопротивления
W'ltp = = 155000/18 = 8600 см8
Требуемый момент инерции:
Jirp = №цр “ = 8600 = 516 000 см»;
Л Л/
J„ = 127 000см4 (см. пример VII.3).
Момент инерции, приходящийся на поясные листы,
Лп = Jnp — JCT = 516 000 — 127 000 = 389 000 см4.
Требуемая площадь поясиых горизонтальных листов
2Лгя 2*389000
£1гл = ^ = -Г^- = 55,5см4.
167
Принимаем пояс уменьшенного сечения балки из универсального листа 220X25 мм.
Тогда в месте изменения сечения:
Лб= 4т + 2&16п (Лст/2 + 6п/2)2 = 127 000 + 2-22-2,5 (115/2 + 2,5/2)? = 510 000см«;
Л 510 000-2 Л
1F1 = —- ==----------== 8500 см3;
Л/2 120
<Т1 = Mi/W^ 155000/8500-= 18,2 и 18кН/см2 =
В клепаной балке сечения изменяют обрывом поясных листов
(рис. VII.14,г). Место обрыва листов удобно находить, пользуясь «эпю-
рой 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 форму-
лам (VII.10), (VII.10а) и (VII.11).
Однако по всей длине балки (за исключением особых сечений, в ко-
торых М или Q равны нулю) изгибающие моменты и поперечная сила
действуют совместно. Поэтому в дополнение к раздельным проверкам
о и т необходима проверка совместного действия нормальных и каса-
тельных напряжений, при которой определяются приведенные напряже-
ния (см. гл. III, § 3). Эту проверку делают в сечениях наиболее неблаго-
приятного сочетания изгибающих моментов и поперечных сил — на опо-
ре неразрезной балки, в месте изменения сечения разрезной составной
балки и т. п., причем на уровне поясных швов (рис. VII.15, б) или внут-
ренних рисок поясных заклепок по высоте.
Приведенные напряжения определяют по формуле
«прив = V Qi + Зт2 < 1,15Я, (VII .27)
где О1 и Xi — расчетные нормальные и касательные напряжения в краевом участке
стенки 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 касатель-
ных напряжений.
При опирании на верхний пояс балки конструкции, передающей не-
подвижную сосредоточенную нагрузку, необходима дополнительная про-
верка стенки балки на местные сминающие стенку напряжения по фор-
муле (VII.12).
Приведенные напряжения в этом случае проверяют в сечении под
грузом по формуле
<>прнв=/o? + ^-a1aM + 3T2<l,15R. (VII.28)
Если эти проверки не выполняются, то стенку балки необходимо
укрепить ребром жесткости, верхний конец которого пригоняется к нагру-
женному поясу балки. Это ребро через свой пригнанный торец восприни-
мает сосредоточенное давление и прикрепленное к стенке балки сварны-
ми швами или заклепками плавно распределяет его на всю высоту стен-
ки балки. При наличии таких ребер стенки балок на действие местных
напряжений не проверяют.
168
Прогиб балок определяют от действия нормативной нагрузки метода-
ми строительной механики; прогиб не должен превышать значений, ука-
занных в СНиП. Прогиб составных балок можно не проверять, если
фактическая высота балки больше минимальной, определяемой по фор-
муле (VII.20).
Пример VII.5. Требуется проверить прочность и прогиб сварной балки примеров
VII.3 и VII.4. В месте изменения сечения действуют изгибающий момент Afi =
= 1550 кН-м н поперечная сила
Qi = q (1/2 — х) = 155 (12/2 — 2) = 620 кН.
Статические характеристики сечений берем из примеров VII.3 н VII.4; сечение в середи-
не пролета 1^=13 600 см3; сечение у опоры Zi = 510 000 см4; IV] = 8500 см3. Прове-
ряем наибольшие нормальные напряжения в крайних волокнах сечения, расположенно-
го в середине пролета балки высотой Ле = 1,2:
а = M/W = 280000/13600 = 20,6 кН/см2 < 21 кН/см2 = £.
Проверяем наибольшие касательные напряжения по нейтральной оси сечения, распо-
ложенного у опоры балки:
. QS 930-4880
т = — = ———— = 8,9 кН/см2 < 13 кН/см2 = /?ср,
Л6СТ 510000-1 р
где статический момент полусечения балки
s=*a(t+t)+
бст^ст
= 22-2,5
1-1152
-------=4880 см3.
8
Проверяем совместное действие нормальных и касательных напряжений на уровне
поясного шва в уменьшенном сечении, расположенном на расстоянии 2 м от опоры
(рис VII 15,6), по формуле (VII.27):
априв= )/ а?+ Зт? = /17,52 + 3-3,932 = 18,8 кН/см2 < 1,15-21 =24,2 кН/см2,
h„ 155000 115 к „. 2
где а, =---------=--------- • — = 17,5 кН/см2;
IVt h6 8500 120
QiSn 620-3230
= о = кН/СМ2;
Л 6СТ 510 000-1
S„ — статический момент пояса относительно нейтральной осн:
/ Лст 6П\ /115 , 2,5\
sn = *i6n -F+v =22'2-5 v + v = 3230 см3-
Таким образом, все проверки прочности балки удовлетворены. Прогиб балки не про-
веряем, так как фактическая высота балки больше минимальной:
йб = 120 см > 84 см = Лмии.
2. Проверка и обеспечение общей устойчивости балки
Общую устойчивость составных балок (см. гл. III, § 3) проверяют
по формуле (VII. 13)
ст = /и/1Г^ < <рб R.
Коэффициент фб для двутавровых балок, имеющих две оси симмет-
рии, как и для прокатных балок, вычисляют по формуле (VII. 14):
Ju I h \2
<Рб = 'Фт£ — -ю3
х'» X \ I /
в функции коэффициента ф (см. прил. 5). Необходимый для определе-
ния ф коэффициент а для составных балок вычисляют по формуле
169
(VII.29)
где / — свободная (расчетная) длина балки; 6С? — толщина стенки балки (включая
вертикальные полки уголков в клепаных баллах); b и 6П — ширина и толщина пояса
балки (включая горизонтальные полки уголков в клепаных балках); Л« — полная вы-
сота сечения балки; d=0,5 he в сварных балках; высота пояса в клепаных балках,
включающая в себя высоту вертикальной полки уголка плюс толщину пакета горизон-
тальных листов.
Коэффициенты фо отвечают работе балок в упругой области. При
значениях фб>0,85 критические напряжения потери общей устойчи-
вости находятся в упругопластической области работы материала, что
учитывают подстановкой в формулу (VII. 13) коэффициента ф^ вме-
сто фб.
Значения ф^ даны в прил. 6.
Для консольных балок и балок, имеющих сечение, отличное от двоя-
ко симметричного двутавра, проверка устойчивости имеет свои особен-
ности и должна проводиться в соответствии с указаниями СНиП.
Общую устойчивость балок из стали класса С 38/23 можно не про-
верять, если ширина ее сжатого пояса удовлетворяет значениям
табл. VII.4.
ТАБЛИЦА VII 4
Наибольшие значения 1/Ь, которые не требуют проверки
устойчивости балок из стали класса С 38/23
Балки h Ь Наибольшие значения 1/Ь для балок с соотношением размеров
Л/в,«=1ОО Л/б,=5О
при нагрузке, приложенной к поясу при наличии связей в пролете независимо от места приложе- ния нагрузки при нагрузке, приложенной к поясу при наличии связей в пролете независимо от места приложе- ния нагрузки
верх- нему ниж- нему верх- нему ниж- нему
Прокатные и 2 16 25 19 17 26 20
сварные 4 15 23 17 16 24 18
6 13 21 16 15 22 17
Клепаные 2 21 30 22 30 42 33
4 18 28 19 25 35 27
6 16 25 18 21 ' 32 24 \
В таблице I — расчетная длина балки, принимаемая равной расстоянию между точками за-
крепления сжатого пояса от поперечных смещений; h — полная высота сечения балки; Ь и 6| — ши-
рина и толщина сжатого пояса (для прокатных балок 6i=( —средней толщине полки).
Для балок- из стали других марок значения 1/Ь умножают на
V 21/7?.
Возможна потеря устойчивости балками, и проверка ее необходима
в следующих случаях.
1. В свободно лежащих на опорах отдельных балках, не закреплен-
ных настилом или связями, при нагрузке по верхнему (наиболее небла-
гоприятный случай) или по нижнему поясу; для таких балок свобод-
ной (расчетной) длиной является пролет балки. Основное мероприя-
тие, 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 та-
ких балок равна расстоянию между точками закрепления балок от за-
кручивания или горизонтального смещения сжатого пояса. Наиболее
17Ю
опасны для таких балок средние цанели, на протяжении которых мо-
мент имеет наибольшее значение и мало меняется; поэтому можно счи-
тать, что такие балки теряют устойчивость от действия чистого изгиба-
Устойчивость балок балочных клеток обеспечивается настилом и долж-
ным размещением поперечных балок и связей. Чтобы коэффициент
не снижал несущей способности балки (был близок или равен единице),
желательно расстояния между закрепленными от поворота или по-
перечного смещения сечениями балки (узлами связей) иметь не боль-
ше, чем указано в табл. VII.4. Если на балках лежит настил, препят-
ствующий 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 дей-
ствием сжимающих нормальных или касательных напряжений назы-
вается потерей местной устойчивости.
В балках потерять устойчивость могут: сжатый пояс от действия
нормальных напряжений и стенка от действия касательных или нор-
мальных напряжений, а также и от их совместного действия. Потеря
устойчивости одним из элементов бадки полностью или частично вы-
водит его из работы, рабочее сечение балки уменьшается, часто стано-
вится несимметричным, центр изгиба смещается, и это может привести
к преждевременной потере несущей способности всей балки.
Общее выражение для критического напряжения потери устойчиво-
сти пластинки было получено в § 3, гл. III:
°кр~ об
с^Е
12 (1 —ц2)
6 t/100б\?
— = k I----I
а } \ а I
(VII. 30)
Рассмотрим отдельно устойчивость пояса и стенки балки.
Устойчивость сжатого пояса. Сжатый пояс представляет собой
длинную пластинку, прикрепленную к стенке балки и нагруженную рав-
номерно распределенным по сечению пластины нормальным напряжени-
ем, действующим вдоль длинной стороны пластины. Потеря устойчиво-
сти такой пластины может выразиться волнообразным выпучиванием ее
свободных краев (рис. VII. 17), и критическое напряжение потери устой-
чивости будет определяться формулой (III.65):
Сткр = 0,81 (100б/а)2 кН/см2.
Приравнивая оКр=от для стали
класса С 38/23, поручаем а/6п=18.
Нормы предписывают принимать
наибольшую расчетную ширину нс-
окаймленного сжатого свеса листа
(полки) а=&/2 по табл. VII.3 (см.
с. 162). В случае недонапряжения бал-
ки предельное значение а/6п может
быть увеличено умножением на R/о
(но не более чем на 25%).
Рекомендуемые из условия устой-
чивости размеры пояса для стали
класса С 38/23 близки к рекомендуе-
мым размерам пояса из условия его
равномерной работы по ширине (см.
с. 162), а потому специальные конст-
Рис. VII.17. Потеря местной устой-
чивости поясом балки
171
руктивные мероприятия по-обеспечению устойчивости пояса с ббльши-
ми отношениями а/6п нецелесообразны.
Устойчивость стенкн. Стенка представляет собой пластину, испыты-
вающую действие касательных и нормальных напряжений. Устойчи-
вости стенки обычно добиваются не увеличением ее толщины (из-за
Рве, WI.1®. Потеря местной устойчивости стенкой балки
Рис. VII.19. Потеря местной устойчивости стенкой балки от действия касательных и
нормальных напряжений
а — действие касательных напряжений; б — траектории .действия главных напряжений; в — места
’ определения напряжений для проверки устойчивости стенки
больших размеров стенки этот путь привел бы к большому перерасхо-
ду материала), а укреплением ее специальными ребрами жесткости,
расположенными нормально к поверхности выпучивания листа и уве-
личивающими 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 на-
пряжений сжимается (рис. VII.19, б). Под влиянием сжатия стенка мо-
жет выпучиваться, образуя волны, наклоненные к оси балки под углом,
близким к 45°.
Для балки, стенка которой не укреплена ребрами жесткости, крити-
ческое касательное напряжение, полученное с учетом упругого защём-
ления стенки в поясах, выражается формулой, аналогичной формуле
(VI 1.30):
ткр= 12,5 (100б//го)2 кН/см2. (VII.31)
Из равенства тКр=тТек~0,6отек получаем предельное отношение
/го/5<9О 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 реб-
рами жесткости необходимо при:
а) действии местной нагрузки на пояс балки при
/?0/6 >70)/21/7?; (VII.32)
б) отсутствии местной нагрузки при
Лв/6 > 100 V21/Z?, (VII.32а)
где 7? — расчетное сопротивление стали.
Расстояние между поперечными ребрами жесткости не должно
превышать 2/г0 при /го/6>1ОО и 2,5 h0 при йо/6^100.
Ребра жесткости принимают парными, симметричными по обе сто-
роны стенки. Ширина выступающей части парного симметричного реб-
ра Ьр должна быть не менее /гст/30+40 мм, а толщина ребра — не ме-
нее 1/15 Ьр. 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, пересе-
кающими возможные волны выпучивания стенки, увеличивает крити-
ческое карательное напряжение, определяемое теперь формулой
(9 5\ /1006\2
12,5-f--2-)(—— I кН/см2, (VII.33)
ft2 / \ d /
где р.— отношение большей стороны а и k0 (рис. VII 19, в) к меньшей d; 6 — толщина
стенки.
Постановка поперечных ребер жесткости на максимально допусти-
мых нормами расстояниях аМакс=2/го, т. е. ц=2, увеличивает крити-
ческое напряжение до тКр= 14,9(100 6//г0)2, а соотношение высоты к
толщине стенки, при котором не опасна потеря устойчивости, — до
/го/6=ЮО )/ 14,9/0,6 Отек = 102 (для С 38/23). Учитывая некоторое за-
щемляющее влияние ребер жесткости и вводя некоторые упрощения,
нормы разрешают не проверять устойчивость стенки балки с попереч-
ными ребрами жесткости при соотношениях
110 V21//?, (VII.34)
а при местном давлении между ребрами жесткости (оМ5>^0) — при со-
отношениях
й0/6 80 V 21//?. (VII. 35)
173
При определении значения Л0/б в клепаных балках расчетную высо-
ту стенки ho принимают равной расстоянию между внутренними риска-
ми поясных уголков.
Потеря устойчивости стенки балок симметричного сечения от дейст-
вия нормальных напряжений. Ближе к середине балки влияние каса-
тельных напряжений на стенку невелико; здесь стенка подвергается
главным образом воздействию нормальных напряжений от изгиба бал-
ки, которые могут вызвать потерю ее устойчивости. Выпучиваясь, стен-
ка образует в сжатой зоне балки волны, перпендикулярные оси балки.
Поперечные ребра не могут оказать существенного влияния на выпу-
чивание стенки, так как длина волн выпучивания небольшая (длина
полуволны ~ 0,7Л0), а их направление параллельно поперечным ребрам
жесткости, и стенка все равно будет выпучиваться между ними. Поэто-
му для борьбы с потерей устойчивости стенки от действия нормальных
напряжений ставят продольные ребра жесткости, пересекающие волны
выпучивания и увеличивающие критические напряжения. Значение кри-
тических 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 коэффи-
циентом v:
а — (Пмакс ~ Имин)/®макс, (VII. 36)
где Омаке — наибольшее сжимающее напряжение 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 фор-
муле (VII.30), значения которого помещены в табл. VII.5.
ТАБЛИЦА VII.5
Значения коэффициента k для формулы (VII.30)
Коэффициент
Схема эпюры а. Стенка упруго защемлена в поясах
а
k
О 1 _ 2
10 21 10&>— сварные балки
(табл. VII 6);
70 — клепаные балки
Степень упругого защемления стенки в поясах учитывается коэф-
фициентом v
h / S \3
v==cT-m ’ <VII-37>
где b-a и 6п — ширина и толщина сжатого пояса балки; с — коэффициент, принимае-
мый для всех балок (кроме подкрановых) равным- при непрерывном опирании на сжа-
тый пояс жестких плит с = оо, в прочих случаях с=0,8.
В результате критическое напряжение в стенке (кН/см2) определя-
ется ио формуле
«кр = М*. (ГООбТйо)?, (VII.38)
где bt — для изгибаемых сварных симметричных балок, когда а=2 (без продольных
ребер жесткости) принимается ио табл. V’U.6 в зависимости от v.
174
ТАБЛИЦА VH.6
Коэффициенты для сварных балок
V <0,8 1 2 4 6 10 >30
kq 6,3 6,62 7 7,27 7,32 7,37 7,46
Для клепаных балок при любых значениях v коэффициент &0=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=6,3 (минимальное защем-
ление стенки в поясах), будем иметь для стали класса С 38/23
Лв/6 = 100 Кб,3-10/24 = 162.
Таким образом, только при соотношениях размеров стенки
^160К21/^? потеря устойчивости от действия одних нормальных напря-
жений становится возможной. Стенки таких балок наряду с поперечны-
ми ребрами жесткости рекомендуется укреплять дополнительными про-
дольными ребрами жесткости, располагая их в сжатой зоне стенки.
Потеря устойчивости стенки балки от совместного действия нор-
мальных и касательных напряжений. В балках нормальные и касатель-
ные напряжения обычно действуют одновременно, и потому потеря
устойчивости может произойти от их совместного действия. Очевидно,
критические напряжения при совместном действии нормальных и каса-
тельных 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 сми-
нающего стенку напряжения. Такая проверка производится при
> 110 /Ж (см. 173 с.).
Фактические напряжения о и т в целях обеспечения необходимей бе-
зопасности не должны превышать критических, т. е. и т^Ткр-
Основываясь на этом, получим формулу (см. гл. III, § 3) проверки
устойчивости стенки:
К(<т/а0)? + (т/т0)? < 1, (VII. 39)
где а» и То — значения критических нормальных и касательных напряжений при их раз-
дельном действии, получаемые по формулам (VII.38) и (VII.33); <т= (Af/W^p) • (ЛстАб)—
краевое сжимающее напряжение, определяемое по сечению брутто, без введения ко-
эффициента фо в сечениях, указанных на рис. VII.19, в; т = <2/Лотб — среднее касатель-
ное напряжение в стенке, вычисляемое в том же сечеиии.
В случае если в пределах рассматриваемого отсека расположено
место изменения сечения балки, проверка устойчивости стенки произ-
водится для этого места по напряжениям, вычисленным для уменьшен-
ного сечения.
2. Устойчивость стенок балок симметричного сечения, укрепленных
только поперечными ребрами жесткости при наличии местного Напряже-
ния (6м#=0). В этом случае проверку устойчивости стенкй балки следует
производить при условии, определяемом формулой
VS^eoFsi//?.
175
Сама проверка производится по формуле, аналогичной формуле
(VII.39) (см. гл. III, §3): ' '•
]/ (ст/ст 0+ ом/оМ10)2 4- (т/т0)2 < т, (VII. 40)
где т — коэффициент условий работы; для подкрановых балок он равен 0,9, для про-
чих балок — 1.
Значения нормальных и касательных напряжений стихи критичес-
кого касательного напряжения то определяют так же, как в формуле
(VII.39), а местное напряжение стм — по формуле (VII.12). Потеря ус-
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 по-
тому значение критического местного напряжения (кН/см2) определяют
по формуле
стм 0 = (1006/а)?, (VII.41)
где а — расстояние между осями поперечных ребер; kt — коэффициент, зависящий от
соотношения сторон рассматриваемого отсека стенки a//i0 и от степени защемления
стенки в поясах у, определяемой по формуле (VII.37); коэффициент ki определяют по
табл. VII.7; для клепаных балок коэффициент определяют по табл. VII.7 при значе-
нии у= 10.
ТАБЛИЦА VII.7
Значения коэффициента для сварных балок
V Значение Й1 при a/h0
<0,5 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 >2
<1 2,42 2,61 3,1 3,78 4,65 5,69 6,86 8,17 9,57
2 2,52 2,74 3,38 4,28 5,39 6,75 8,23 9,77 11,7
4 2,59 2,8 3,48 4,53 5,91 7,62 9,5 11,53 13,67
6 2,6 2,84 3,52 4,64 6,11 8,04 10,23 12,48 14,8
10 2,61 2,86 3,55 4,72 6,3 8,34 10,71 13,3 16,08
>30 2,62 2,87 3,58 4,81 6,5 8,75 11,3 14,33 17,57
Значение критических нормальных напряжений сто в этом случае за-
висит 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 сто определяют по формуле (VII.38),
так же как и при отсутствии местных напряжений.
176
Пр,и более редком расположении ребер жесткости
При а//г0>0,8, возможны две формы выпучивания стенки балки: одна —
при большем значении стм, имеющая одну полуволну по длине пластин-
ки, с отношением сторон a/ho, и другая — при меньшем значении стм,
имеющая две полуволны, с отношением сторон а/2: h0. Поэтому если
a//io>O,8, при проверке стенки балки по формуле (VII.4O) различают
два случая определения ст0.
1-й случай. Если стм/ст больше значений, указанных в табл. VIL8, то
ТАБЛИЦА VII.8
Предельные значения ам/<т дли балок
симметричного сечения
Балки V Предельные значения ом/о при a/h0
0,8 0,9 1 1 1,2 1.4 | 1,6 1,8 >2
Сварные <1 0 0,146 0,183 0,267 0,359 0,445 0,54 0,618
2 0 0,109 0,169 0,277 0,406 0,543 0,652 0,799
4 0 0,072 0,129 0,281 0,479 0,711 0,93 1,132
6 0 0,066 0,127 0,288 0,536 0,874 1,192 1,468
10 0 0,059 0,122 0,296 0,574 1,002 1,539 2,154
>30 0 0,047 0,112 0,3 0,633 1,283 2,249 3,939
Клепаные 0 0,121 0,184 0,378 0,643 1,131 1,614 2,347
в формулу (VII.40) подставляют критическое напряжение а0
(кН/см2), определяемое по формуле
<т0 == 1 Ofea (1006//10)2, (VII. 42)
где значения k2 принимают по табл. VII.9, ам, о определяют по формуле (VII.41),
причем если а/йо>2, то принимают а=2 ho, а остальные значения остаются теми же,
что и ранее.
' ТАБЛИЦА VH9
Значения коэффициентов k2
а/А, <0,8 0,9 1 1,2 1,4 1,6 1,8 >2
^2 По табл. VII. 6 7,78 8,23 9,5 И,1 13,02 15,25 17,79
2-й случай. Если ом/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 Ло/6>16О 1^21//? для обеспечения устойчивости стенки рационально
помимо поперечных ребер жесткости ставить продольное ребро, опирающееся на попе-
речные и располагаемое на расстоянии bi=(0,2 . . 0,3) ho от сжатой кромки отсека
(рис. VII.21). Это ребро, так же как и ребра поперечные, состоит из двух ребер, распо-
лагаемых по обе стороны стенкн. Продольное ребро ставят обычно в средних отсеках
балки, в зоне больших значений изгибающих моментов и соответственно ббльших нор-
12—478
177
мальных напряжений. Размеры ребер назначают такими, чтобы их моменты инерции
удовлетворяли формулам:
•^поперечн.р 3ft06s; А
» **s_ 1 ₽» хз 1
J ПрОДОЛЬНф 1 э • J
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, по-
лученной из рассмотрения кривой, ограничивающей область несущей способности пла-
стинок:
o/aai + oM/oMOi + (т/т01)2 < т, (VII.44)
где о, Ом, т и т — определяют так же, как для формулы (VII.40); т0) — определяют по
формуле (VII.33) с подстановкой в нее размеров проверяемой пластннкн.
Рис. VII.21. Укрепление стенки балкн продольным ребром жесткости
В случае ом=0 критическое напряжение а0] определяют как для центрально-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.
°средн—° G bi/h0), откуда а—Осрздн/(1 bilha).
В результате для определения о01 получаем формулу (кН/см2)
a»i=—~~ (1006/6()2. (VII.45)
1 — vj/fto
Если ом=0 и [х1=«1/61^2, то критические напряжения о01 и o'M,oi определяют по
следующим формулам (кН/см2):
2,5
Goi~ (l-fti/Ao)
(1+р?)2 / 1006 \2
и! \ bi }
стм,01 ~
1006 \2
«1 )
(VII. 46)
(VII. 47)
(1 + Цд)2
н!
где коэффициент к' принимают по табл. VII.10;
Значения коэффициента k'
ТАБЛИЦА VII.10
м,1=в1/г>1 1 1,5 2
k’ 0,36 0,42 0,45
при pi = ai/&i>2 в формулы (VII.46) — (VII8) подставляют gi=2.
Нижняя пластинка, расположенная между растянутым поясом и продоль-
ным ребром, находится в условиях неравномерного растяжения, и для нее граничная
кривая* устойчивой и неустойчивой областей принимается по формуле, аналогичной
178
Здесь значение (кН/см2)
11,4 /1006X3
°02 — ь /
/о,5 —— Y ' '
\ Ло /
(VII. 49)
получено из формулы (VI 1.30) при /г=45,4 как изгибаемой балки (а=2) высотой
{ho — 2 bi) с опертой по краям стенкой, так как продольное ребро н нижележащая
растянутая часть стенки не могут защемить рассматриваемую часть стенки, сгм.оз опре-,
деляют по формуле (VII.41) и табл. VII.7, принимая в ней v=0,8 и заменяя отношение
а
al ho на ——— ; т и т02 определяют так же, как для формулы (VII.44).
—*1
Qitaac ‘9iQ*H Q-ввОкя
Рис. VII.22. К примеру VII.6
Местное напряжение ом2 принимают при приложении нагрузки к сжатому поясу
Ом2=0,4ом, так как оно доходит до нижней пластинки сильно уменьшенным в резуль-
тате распределения его верхней сжатой пластинкой на большую длину балки. При при-
ложении нагрузки к растянутому поясу (например, надопорная часть неразрезных ба-
лок) принимается амг=ом, 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 при проверке верхней сжатой пластинки расстояние а заменяют на расстояние
ai между осями соседних коротких ребер; проверка нижней пластинки остается без из-
менения.
Проверка устойчивости стенок балок асимметричного сечения име-
ет свои особенности и проводится в соответствии с указаниями СНиП.
Пример VII.6. Требуется проверить общую устойчивость балки и местную устой-
чивость пояса и стенки сварной балки примера VII.4. Балка пролетом 12 м несет рас-
четную нагрузку 155 кН/м, передаваемую на нее балками настила, 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 производиться, так как //Л=800/400=2 2=: 19 (по табл. VI 1.4 при наличии связей
в пролете, й/6п = 1200/25 = 48 и й/&= 1200/400=3), т. е ее общая устойчивость обеспе-
чена системой балок настила, скрепленных между собой настилом.
Проверка устойчивости сжатого пояса балки производится по табл. VII.3:
а]Ь11 = Ьп!2&п = 400/2-25 = 8 < 15, т. е. пояс устойчив.
12*
179
Проверку устойчивости стенкн 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 каж-
дой балкой настила ребро жесткости нецелесообразно.
По формуле (VI 1.32) определяем, что ребра жесткости необходимы;
так как ।
Ао/6 = 115/1 > 70/21//? ,
ставим их на максимальных расстояниях 240 смя»2А0 под балками настила.
По формуле (VII.35) определяем, что проверка устойчивости необходима, так как
Ао/6 = 115/1 > 80]/21//?.
Эту проверку ведем в отсеке, где изменяется сечение балки, под балкой настила
на расстоянии 1,6 м от опоры по формуле (VII.4O).
В проверяемом сечении действуют:
155-1,6(12—1,6)
=------!_1= 129о кН-м;
155(12 — 2-1,6)
q =1= 680 кН.
1 2
Из примера VII.4 известно, что момент сопротивления уменьшенного сечения балки
U7f=8500 см3. Находим расчетные напряжения в балке. Нормальное напряжение сжа-
тия верхнего края стенки
/Mj Act
^7"аГ
129 000
8500
— = 14,5 кН/см2.
120
Среднее касательное напряжение
Qi
Act
——— = 5,9 кН/см2.
110- 1
Местное сминающее напряжение определяем по формуле (VI 1.12)
Р 121 с « 2
Ом = 7“ = 1 10 к = 6>6 кН/СМ •
ог 1-18,5
где Р= (1,2-20+1,1 • 1,05)0,8-6= 121 кН — сосредоточенная нагрузка от балок настила
(пример VII.2); z=(b+2 k) = 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 стенкн балки. Первона-
чально по формуле (VII.37) определяем коэффициент защемления стенки
„ 22 /2,5\3
= 0,8— —
И5\ I /
= 2,4’
Соотношение размеров проверяемого отсека стенкн р=а/Ао=24О/115=2,08 и со-
отношение напряжений стм/ст=6,6/14,5=0,455<0,866, определенного по табл. VII.8 при
а/Ао=2,О8 и у=2,4, поэтому критическое нормальное напряжение определяем по фор-
муле (VI 1.38)
/1006\2 /100-1\2
а. = 10А. (----I = 70,5 (----— I = 53,5 кН/см2,
\ Ао / \ 115 /
где Ао=7,О5 по табл. VII.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\2
сти0=ЮА,-------- =43,7 —=30,4 кН/см2,
и’° Ц а/2 / ’ \ 120 /
где А] = 4,37 по табл. VII.7 при а/2 Ао=1,04 и у=2,4.
Критическое касательное напряжение определяем по формуле (VII.33)
- (12>5 +
\ р2/\ d /
12,5 +
9,5
2,08?
\/100-П2
/к U5 /
11,1 кН/см2.
180
Проверяем устойчивость стенки, подставляя найденные выше напряжения в форму-
лу (VII.40)
]/(а/а0 + ан/аи.0)2 + (т/т0)* = ]/(14,5/53,5 + 6,6/30,4)» + (5,9/11,1)« = 0,725 < 1,
т. е. устойчивость стенки балки обеспечена.
§ 5. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОНСТРУКЦИЙ СОСТАВНЫХ БАЛОК
1. Соединение поясов балки со стенкой
Соединение поясов составной балки со стенкой осуществляют в
сварных балках поясными швами, в клепаных — поясными заклепка-
ми (рис. VII.23).
Это соединение предотвращает при изгибе балки сдвиг поясов от-
носительно стенки балки (рис. VII.23,а), который был бы при раздель-
Рнс. VII.23. Работа поясных швов н заклепок
а — сдвиг незакрепленных поясов относительно стенки; б —работа поясных швов к заклепок;
в — поясные швы н поясные заклепки
ной самостоятельной работе элементов балки на изгиб. Такое
ной самостоятельной работе элементов балки на изгиб. Такое соеди-
нение поясов со стенкой превращает все сечение в монолитно работаю-
щее. Расчет соединений ведется на силу сдвига пояса относительно
стенки (рис. VII.23,б).
В сварных балках сдвигающую силу Т, приходящуюся на 1 см дли-
ны балки, определяют через касательные напряжения
г = т6 = ^п '
»бр
где Q — расчетная поперечная сила; Sn — статический момент пояса относительно нейт-
ральной оси сечення балки; /бр — момент инерции сечеиия балки.
Сдвигающая сила стремится срезать поясные швы, а потому со-
противление этих швов срезу должно быть не меньше силы Т:
Т<2(рЛш) 1ф.
Отсюда определяют требуемую толщину шва (рис. VII.24, в)
2₽^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.11.
ТАБЛИЦА VII 11
Рекомендуемые минимальные толщины поясных швов
Конструкция из стали Толщина пояса вп, мм
до 10 11-22 23—32 33-50 51 и более
Углеродистой С 38/23, С 44/29 4 6 8 10 12
Низколегированной С 46/33— С 85/75 6 8 10 12 —
В клепаных балках сдвигу поясов сопротивляются поясные заклеп-
ки Сдвигающая сила, действующая на каждую поясную заклепку, со-
бирается с расстояния между заклепками а, называемого шагом за-
клепок. Эта сила не должна превышать возможного сопротивления
заклепки, работающей на смятие стенки и двойной срез:
Та <с№акл.
Отсюда легко определить шаг поясных заклепок
Т QSn
где [У]аакл — меньшее из двух значений расчетного усилия на одну заклепку, прини-
маемое равным:
при расчете на срез
МсТ="сртС“;
при расчете на смятие (все обозначения см. в гл. VI, § 2).
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 рас-
положение также обусловлено имеющимися длинами проката или кон-
структивными 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 длине балки, т. е. вразбежку.
Монтажные стыки, выполняемые на монтаже, необходимы тог-
да, когда масса или размеры балки не позволяют перевезти и смонти-
ровать ее целиком. Расположение их должно предусматривать члене-
ние балки на отдельные отправочные элементы, по возможности одина-
ковые (в разрезной балке стык располагают в середине пролета или
симметрично относительно середины балки), удовлетворяющие тре-
бованиям транспортирования и монтажа наиболее распространенными
средствами.
Рис. VII.24. Стыки прокатных балок
а— встык; б — встык с накладками; а •-’Только накладками
В монтажных стыках удобно все элементы балки соединять в одном
сечении. Такой стык называется универсальным.
А. Стыки прокатных балок заводские и монтажные выполняют, как
правило, сварными; возможные конструктивные решения их показаны
на рис. VII.24.
Наиболее прост и удобен прямой стык балок встык (рис. VII.24,а).
Чтобы уменьшить усадочные сварочные напряжения, необходимо ва-
рить стык быстрее, чтобы охлаждение шло более равномерно, и начи-
нать 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 рас-
тяжение меньше расчетного сопротивления основного металла:
/?св
Л4СВ == Доилки _Р_ 0 85Л,балки
"'стыка '"макс и>оа'"макс •
При необходимости устройства стыка в сечении, где действует боль-
ший изгибающий момент, делают прямой стык балок встык, а полки
усиливают накладками (рис. VII.24, б). Изгибающий момент в таком
стыке воспринимается швами и накладками:
= + NBh,
где W — момент сопротивления сечения балкн; Na — усилие в накладке; h — расстоя-
ние между осями накладок.
Отсюда определяем расчетное усилие в накладке
N„ = (м~ WRCB)/h (VII. 52)
Рнс, VII.25. Стыки составных сварных балок
а — заводской; б — монтажный
и площадь поперечного сечения ее
(VII. 53)
Угловые швы, прикрепляющие накладку к балке, должны быть рас-
считаны на усилие в накладке. Чтобы уменьшить сварочные напряже-
ния, 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 концент-
рации напряжений в таком стыке применять его можно в конструкци-
ях, работающих ^олько на статическую нагрузку и при положительных
температурах.
Почти весь изгибающий момент в этом стыке передается через пояс-
ные накладки, а поперечная сила — через парные накладки на стенке.
Поэтому условно и несколько в запас прочности усилие в накладке и
площадь поперечного сечения ее
NB = M/h и FB = NB/R. (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 дей-
ствие поперечной силы:
где = /и — 1 см.
Б. Стыки составных сварных балок. Заводские стыки поясов и стен-
ки составных сварных балок осуществляют соединением листов до сбор-
ки 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 расчет-
ное сопротивление сварного шва на растяжение, устраивают косым
184
или сваривают автоматической сваркой. Такое усложнение производ-
ства часто делает более целесообразным перенос прямого заводского
стыкового шва в то место балки, где напряжения‘в поясе не превыша-
ют 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 автома-
тическая сварка и повышенные способы контроля затруднены. Такой
стык будет равнопрочен основному сечению балки и может не рассчи-
тываться. Некоторым перенапряжением стенки вблизи растянутого поя-
са балки обычно пренебрегают, так как этот участок стенки располо-
жен между двумя упруго работающими зонами балки, работает в ус-
ловиях стесненной деформации и пластическое его разрушение невоз-
можно. 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 по-
перечные стыковые швы стенки 1 (рис. VII.25, б) и поясов 2, имеющие
наибольшую поперечную усадку. Оставленные не заваренными на за-
воде 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 перекрыва-
ются самостоятельными накладками. Ослабления балки отверстиями
при этом можно не учитывать, так как вследствие сил трения наклад-
ки включаются в работу стыка еще в неослабленном сечении и в даль-
нейшем будут компенсировать ослабление сечения отверстиями. Пло-
щадь 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 эле-
ментом, площадь сечения которого не меньше площади соединяемого
элемента. Другим правилом является назначение минимального шага
заклепок в стыках (3—3,5 d), чтобы уменьшить размеры и массу сое-
диняющий элементов, однако этот шаг желательно иметь кратным шагу
Рис. VII 26 Монтажный стык клепаной балки с одной парой горизонтальных листов
185
связующих заклепок вне стыка. Так, при заклепке 4=23 мм весьма
удобны шаги 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 наклад-
ками, 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, ис-
пользуют 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
«=^нт^)/1ЯсГ’ (у1156>
где — площадь нетто сечения поясного листа.
Это число заклепок ставят на каждую сторону стыка. Число закле-
пок для прикрепления стыкового уголка определяют обычно по дейст-
вующему в нем усилию
_____IVyr _ qyr
~ ~ [N]3^
(VII.57)
где Оуг — напряжение на уровне центра тяжести понсного уголка (рис. VII.26); —
площадь нетто сечення уголка; [Лг]^рКЛ —расчетное усилие одной заклепки по оди-
ночному срезу.
Эти заклепки ставят по одну сторону стыка в горизонтальной и вер-
тикальной 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 про-
порционально их жесткости; причем момент, приходящийся на стенку,
может быть найден по формуле
ЛГст=/Иб“, (VII. 58)
J6
где Ale — полный расчетный момент в стыке балки; /от — момент инерции стеики бал-
ки; /о — момент инерции всего сечения балки.
Этот момент уравновешивается суммой внутренних пар усилий, дей-
ствующих на заклепки, расположенные на стыковой полунакладке
симметрично относительно нейтральной оси балки (рис. VII.26):
Мет — ht = т (Nih-i -|- NJia -|- Л^зЛэН- * • •),
где т — число вертикальных рядов заклепок на полудакладке.
Выражая все усилия Nt через максимальное усилие (Vi,
Йо Йя
N2 = ; Na = -2- н т. д.
й1 «1
188
получим
мст=^т^-и+---).
Отсюда максимальное горизонтальное усилие от изгибающего мо-
мента, действующее на каждую крайнюю наиболее нагруженную за-
клепку:
< [ЛТакл- (VII. 59)
1закл
Кроме изгибающего балку момента в стыке может действовать по-
перечная сила Q, которая условно полностью передается на утенку и
принимается распределенной равномерно на все заклепки, располо-
женные на полунакладке:
Раакл = Q/И'
где п — число заклепок на полунакладке.
Равнодействующее усилие, действующее на одну краййюю заклепку,
53акл = V ^авд + У*акл = 1/ + (-“У < №“Л> (VIL6O>
г \ triZhj } \ « )
где [Л']а»’<л — расчетное усилие на
одну заклепку.
Пример VII.7. Требуется рассчи-
тать монтажный стык сварной балки
примера VI 1.3. Стык делаем в сере-
дине пролета балки, где М =
= 2800 кН-м; Q=0.
Сечение балки и его харак-
теристики: стенка 1150X10 мм,
пояса 400X25 мм, Уб=816 500 см4,
/ст = 127 000 см4.
Конструкцию стыка принимаем
по рис. V1I.27 Стык осуществляем
высокопрочными болтами d = 20 мм
из стали 40Х, термоупрочиенной, име-
ющей ав = 110 кН/см2; очистка сое-
диняемых поверхностей огневая.
Стык, поя сов. Каждый пояс
балки перекрываем тремя накладка-
ми: одной сверху сечением 400X14 мм
и двумя снизу сечением 180X14 мм.
Суммарная площадь поперечного
сечения накладок.
Fa = (40 -4- 2-18) 1,4 =
106см2 > 100 см? = 40-2,5 = Кп.
Рис. VI 1.27. Монтажный стык сварной балки
иа высокопрочных болтах (к примеру VII.7)
Число высокопрочных болтов, прикрепляющих накладки к поясу, определяем по фор-
муле (VII 56)
FnR 40-2,5-21
п = - — ——-------=16,4 принимаем 18 шт.,
где возможное усилие сдвига, воспринимаемое одним болтом, имеющим две плоско-
сти трения, определяем по формуле (VI .4)
рУб] = 0,65zHaBK6T//zTp = 0,65-0,9-110-2,49-0,4-2= 128 кН.
Стык стенки перекрываем двумя накладами 1100X350X10 мм. Момент, при-
ходящийся на стенку балки, определяем по формуле (VII 58)
Ми = Мб ~ = 2800 = 435 кН-м.
olo DUO
Ж
Расстоявие между крайними болтами из условия возможности их установки при-
нимаем на (120—180 мм) меньше высоты стеики:
Лмакс = Лст — (120... 180) = 1150 — 150= 1000 мм.
Задаемся 8-ю рядами по вертикали.
Расстояние между рядами болтов по вертикали
Лмакс 1000
Д := -- — 143 мм,
k~1 8—1
принимаем а=140 мм, тогда ЛМакс=7Х140 = 980 мм.
Проверяем усилия, действующие на наиболее напряженные болты — крайние, по
формуле (VII.59):
Ломакс =МСТ-^7 = 43500-—^— = 129,5 кН « 128 кН= [ЛГб],
mZh] 2-16456
где 2ft2 = 142 + 422 + 7О2 + 982 = 16456.
Так как перерезывающей силы в месте стыка нет Q = 0, то проведенную провер-
ку 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. Шарнирное 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 ребра-
ми, считая при этом, что вся опорная реакция передается с балки на
опору через ^эти ребра жесткости. Ребра жесткости для передачи опор-
ной реакции надежно прикрепляют к стенке сварными швами или за-
клепками, а торец ребер жесткости либо плотно пригоняют к нижнему
поясу балки (рис. VII.28, а и б), либо строгают для непосредственной
передачи опорного давления на стальную колонну (рис. VII.28, в). Для
правильной передачи давления на колонну (при конструктивном реше-
нии по рис. Vll.28, а и б) центр опорной поверхности ребра надо совме-
щать с осью полки колонны.
Размеры опорных ребер жесткости определяют обычно из расчета
на смятие торца ребра:
°см — A/F^ 1?см.-ь (VII .61)
где А — опорная реакция балки; F^m — площадь смятия опорного ребра принимается:
в сварных балках — равной всей пристроганной части площади ребра, в клепаных —
площади пристроганных к поясу полок опорных уголков; Ясм т — расчетное сопротив-
ление стали смятию торцовой поверхности.
Ширина выступающей части ребра из условий его местной устойчи-
вости не должна превышать 15 его толщин бОр:
Лор 1 Збор.
Выступающая вниз часть опорного ребра (рис. VII.28, в) не должна
превышать а^1,5 бор и обычно принимается 15—20 мм.
188
Помимо проверки на смятие* 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 тол-
щин в каждую сторону (на рис. VII.28, а эта площадь заштрихована):
6)
Рис. VII.28. Опирание балок на колонны сверху
а — опирание сварных балок на полки колонны; б — опи-
рание клепаных балок иа полки колонны; в — опирание
сварных балок на стенку колонны
1
где <р — коэффициент продольного изгиба указанного условного опорного стержня с
гибкостью Л, определенной относительно оси г—г по длине h, равной высоте сечения
балки;
к — h/ron.c — h[ у Jоп.с/Коп.о •
Прикрепление опорных ребер к стенке балки сварными швами иди
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 кон-
структивному оформлению, работе и расчету не отличается от опира-
ния балок сверху (рис. VII.28, в).
Пример VII.8. Требуется рассчитать опорное ребро сварной балки примера VII.3.
Опорная реакция балки А=930 кН. Конструкцию опирания балки принимаем по
рис. VII.29, а.
Определяем площадь смятия торца опорного ребра из формулы (VII.61):
Кем = Л//?см.т = 930/32 = 29 см2;
принимаем ребро 220X14, F-22-1,4=30,8 см2>29 см2.
189
Определяем сварные швы, прикрепляющие ребро к стенке балки:

А
930
0,7.2115-15
= 0,386 см;
принимаем швы Лш = 6 мм.
Болты назначаем конструктивно d=20 мм.
Жёсткое примыкание балок сбоку отличается от шарнирного тем,
что помимо опорной реакции балки это примыкание должно переда-
вать и момент, защемляющий балку в колонне. В конструктивном ре-
шении, показанном на рис. VII.29, б, опорная реакция балки передает-
ся через вертикальное ребро, привариваемое к колонне на заводе и к
стенке балки на монтаже. Опорный момент балки передается двумя
Рис. VII.29. Примыкание балок к колоннам сбоку
а — нежесткое; б — жесткое
Рис. VII.30. Опирание балок на бетон
в — опирание прокатных балок на плоскую опорную плиту; б —то же, составных балок; в — тан-
генциальное опирание балок; г —опирание балок на каток
ДО
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 тем-
пературных и силовых деформаций; в противном случае в опоре возник-
нут 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. VH.30, а и б)
. . тангенциальные опорные
плиты (рис. VII.30, в)
• • катковые опорные части
(рис. VI 1.30, г)
Опорные части изготовляют из литой или толстолистовой стали.
Площадь опирания плоских и тангенциальных опорных плит долж-
на быть достаточной для передачи опорного давления балки на кладку
стены или на бетон. Отсюда определяют размеры плиты
Рцл — а' b — AJ 1?бет-сж •
(VII.63)
Толщину плиты определяют из условия ее прочности на изгиб
(рис. VII.30, в).
Расчетный изгибающий момент в среднем сечении плиты
М = А/2-а14 = Ла/8.
Момент сопротивления этого сечения плиты
Отсюда легко определить толщину плиты
®пл —
(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 по-
верхности по условной формуле «диаметрального
сжатия», полученной путем преобразования форму-
лы Герца а=0,423 уAE/rl,
(VII.65)
т — A^lRc-vt,
Рис. VII 31. Сопряжение балок
а — поэтажное; б — в одном уровне на болтах; а — пониженное
191
где I — длина соприкосновения цилиндрической Поверхности катка или тангенциаль-
ной опорной плиты с верхней плитой; ЯСк — расчетное сопротивление «диаметрально-
му сжатию катков» при свободном касании (табл. Ш.1); оно получено из сопоставле-
ния формулы (VII.65) с формулой Герца, причем для формулы Герца принято рас-
четное сопротивление местному смятию при свободном касании Лсм.своо =
= 17/Я, кН/см2.
Простейшие однокатковые опоры (рис. VII. 30, г) 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 определяют по
формулам (VII.63) и (VII.64).
Чтобы уменьшить трение качения, диаметр катка (мм) назначают
по приближенной формуле (не менее)
d=2r>130 + Z/1000, (VII.66)
где I — пролет балки, мм,
проверяют на местное смятие по формуле (VIL65).
Для обеспечения правильного расположения катка в опорной части
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
Рис. VII.32. Жесткое сопряжение балок
второстепенных балок
(рис. VII.31).
Этажное сопряжение
(рис. VII.31, а) является
простейшим, но оно из-за
возможного отгиба пояса
главной балки может пе-
редавать лишь небольшие
опорные реакции. Это со-
пряжение можно усилить,
поставив под вспомога-
тельной балкой рёбро
жесткости и пригнав его
верхний торец к верхнему
поясу главной балки для
предотвращения отгиба.
Сопряжения в одном
уровне и пониженное спо-
собны передавать боль-
шие опорные реакции.
Неудобство сопряжения в одном уровне (рис. VII.31,6) — необходи-
мость выреза верхней полки и части стенки вспомогательной балки.
Этот вырез ослабляет ее сечение и увеличивает трудоемкость сопряже-
ния; кроме того, число болтов, которые можно разместить на стенке бал-
ки, 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.31, в).
. В этих сопряжениях опорная реакция со стенки примыкающей вспо-
могательной 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
балки друг к другу. Расчетной силой является опорная реакция вспо-
могательной балки, увеличенная на 20% вследствие внецентренности
передачи усилия на стенку главной балки.
Все рассмотренные сопряжения балок работают как шарнирные.
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 наклад-
ки-рыбки или через рыбку и столик.
§ 6. БИСТАЛЬНЫЕ БАЛКИ
Одним из источников экономии металла в строительных конструк-
циях является применение вместо обычной малоуглеродистой стали
повышенной прочности. Однако в балках, изготовленных цели-
ком 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 сопротивле-
ний. Кроме того, местная устойчивость элементов балки из высокопроч-
ной стали относительно менее благоприятна по сравнению с устойчи-
востью этих же элементов, выполненных иэ обычной малоуглеродистой
Рис. VI 1.33. Бистальные балки
стали. Поэтому часто целесообразно использовать балки из двух марок
стали различной прочности — бистальные, в которых сталь повы-
шенной прочности применяется только в наиболее напряженных участ-
ках поясов балок, а вся стенка и пояса — вблизи опор балки, т. е.
участки балки, испытывающие меньшие нормальные напряжения, вы-
полняются из стали СтЗ (рис. VII.33).
Работа такой балки отличается от работы обычных балок тем, что
при действии расчетной нагрузки в крайни» участках стенки, примыка-
ющих к поясам из высокопрочной стали, может возникнуть текучесть
материала стенки. Однако эти участки стенки работают в условиях
ограниченной деформации, так как находятся между упруго работаю-
щими поясами и остальной частью стенки^и текучесть в них не может
быть опасной для всей балки.
Расчет бистальных балок учитывает возможное появление пластич-
ности в крайних участках стенки. Принимая расчетную эпюру напря-
13—478 193
жений в бисталь ной балке ио рис. VI 1.33, которая предполагает, что
крайние участки стенки текут, а напряжения по толщине пояса посто-
янны и равны расчетному сопротивлению материала, прочность балки
можно проверить так:
м » R F h + —т3---Г Лст — = /? ^привел
т ~ Лвп n 1 “ 4 3 Л'вп "'балки ,
где Ran — расчетное сопротивление высокопрочной стали; Ап=6пйа — площадь сечения
пояса;
/?Ст3 h
а —------- • —— ;
Ren 2
h — высота балки; hi — расстояние между центрами тяжести поясов Остальные
обозначения ясны из чертежа.
Отсюда нетрудно получить приведенный момент сопротивления
сечения бистальной балки:
F^+Wnm, (VII.67)
где
3 1?Ст» Tj 1 /2?Стз\«1
2 /?вп L 3 \ /?вп / J
коэффициент использования эпюры напряжений 1
Подбор сечения таких балок надо начинать с определения Амин. Минимальную вы-
соту сечения можно определять, пренебрегая пластической зоной работы стенки, по
формуле (VII.20), подставляя в нее расчетное сопротивление 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
йопт = С/|/ (VII.68)
г * ^ВП
где
' U=V
hf/6cT—kcT — принимается по табл. VII.2; а = СстеВкя/СПояссв— соотношение стоимо-
стей материала стенки и поясов; (3=фстенки/фпоясов — соотношение конструктивных
коэффициентов массы стенки и поясов
Если Лмии>/гопт, необходим дополнительный анализ выгодности применения
высокопрочной стали для поясов.
Дальнейший подбор сечения, проверка прочности , и устойчивости
балки почти не отличаются от аналогичных проверок составных балок
(см. § 3 и 4 настоящей главы) с подстановкой, естественно, в них со-
ответствующих значений расчетных сопротивлений материала поясов
и стенки. 0
§ 7. ОСОБЕИН0С5ЕИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ БАЛОК
ИЗ АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ i
В качестве материала для балок могут быть использованы почти
все алюминиевые сплавы. (Целесообразнее, однако, применять сплавы
средней и высокой прочности. Главной особенностью материала, влия-
1 Металлические конструкции. Под ред. Е И. Беленя. М., Стройиздат, 1973.
194
ющей на конструкцию бйлок из алюминиевых сплавов, являётся более
низкий по сравнению со сталью модуль упругости его £а=7100 кН/см2
против £'от=21 ООО кН/см2. 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 прес-
сования, 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 мини-
мальной высоты, удовлетворяющей прогибу балки при полном исполь-
зовании материала, определяемой по формуле (VH.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
ftonT=l,6]AF/SCT': (VII.69)
Подбор сечения и проверка его прочности производятся так же, как
для стальных балок с соответствующими расчетными сопротивлениями
сплавов. При проверке прочностй упругопластическая работа балок не
принимается во внимание, так как сплавы не имеют площадки теку-
чести.
Проверка общей и местной устойчивости балки проводится в соот-
ветствии с указаниями СНиП 11-24-74.
§ 8. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ БАЛКИ
Предварительное напряжение — одни из приемов увеличения эффек-
тивности использования материала конструкций. С его помощью удает-
ся уменьшить расход металла на балку на 10—20%, а стоимость конст-
рукции—i на 5—12%, понизить строительную высоту балки, добиться
более рационального распределения материала по длине балки и т. п.
Эффективность предварительного напряжения объясняется тем, что в
конструкции во время ее возведения создаются предварительные напря-
жения, обратные по знаку напряжениям от нагрузки. Во время работы
конструкции этй предварительные напряжения используются в первую
очередь, и только после их исчерпания материал начинает воспринимать
основные напряжения, вплоть до величины расчетного сопротивления.
Таким образом, предварительное напряжение увеличивает протяжен-
ность упругой работы основного материал^-’конструкции. Дополнитель-
ным источникбм экономии стоимости предварительно-напряженных ба-
лок служит то, что применяемые для создания предварительного
напряжения высокопрочные материалы, частично заменяющие основной
материал конструкции, относительно дешевле обычной конструкцион-
ной стали.
Нужно иметь в виду, что удельная стоимость стали, т. е. стоимость
1 т, отнесенная к пределу текучести, уменьшается с увеличением проч-
ности стали. "•
Существует несколько приемов создания предварительного напряже-
ния в балках, и каждый из них влияет на конструктивную форму балки.
13*
195
Предварительное напряжение можно создать изгибом отдельных эле-
ментов в пределах их упругой работы, в направлении, противоположном
их прогибу под нагрузкой, с последующим соединением изогнутых эле-
ментов между собой продольными швами (рис. VII.34,а). После осво-
бождения конструкции от принудительного изгиба в ней остаются пред-
варительные напряжения, обратные по знаку напряжениям от нагрузки.
Такой прием увеличивает область упругой работы балки, причем напря-
жения в ней достигают размера, соответствующего пластическому шар-
ниру, минуя упругопластическую стадию работы.
В неразрезных балках предварительное напряжение часто создают
принудительным вертикальным перемещением точек их опирания
(рис. VII.34,б). Этот прием используют при строительстве балочных
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 высоко-
прочными затяжками
мостов. Он уменьшает расчетный момент в середине пролета и увеличи-
вает моменты на средних опорах, перераспределяя материал балки по
длине пролета и давая возможность уменьшить строительную высоту
балки в пролете.
Наиболее часто предварительное напряжение осуществляют высо-
копрочной затяжкой, помещаемой вблизи растянутого пояса балки: в
разрезных балках в средней части нижиего пояса, в неразрезных — в
пролетной части у нижнего пояса и на участках верхнего пояса у проме-
жуточных опор (рис. VII.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 неоп-
ределимая система и растягивающее усилие в затяжке, складывающее-
ся из предварительного натяжения и самонапряжения^цод нагрузкой,
уравновешивается усилиями от сжимающих напряжений' в балке. В ре-
зультате в такой балке образуется дополнительный момент внутренних
сил, уравновешивающий часть внешнего изгибающего момента.
Значительное суммарной 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 показан на рис. VII.35. В этих балках при-
нимают 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 предваритель-
ного 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 раз-
мещают вблизи нижнего пояса. Во всех случаях затяжку свободно про-
пускают через направляющие устройства, приваренные к поясу балки
на расстояниях 1—2 м друг от друга. Эти направляющие устройства
Рис. VII.35. Предварительно-напряженная балка
создают благоприятные условия для сжатого в процессе предваритель-
ного напряжения нижнего пояса и предохраняют его от возможной по-
тери устойчивости из плоскости балки. Длину затяжки принимают мень-
ше 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 дополнитель-
ных ребер жесткости и специальных упорных пластин, усиливающих
стенку балки.
Расчет балки1 в наиболее напряженном сечении, обычно в середи-
не пролета, ведут в два этапа. Прикладывая к балке усилие X от за-
тяжки (рис. VII.36,а), подвергаем балку внецентренному сжатию, при-
чем наиболее напряженным в ней оказывается нижний пояс. Сила на-
тяжения X ограничивается прочностью или устойчивостью этого
нижнего пояса:
П1Х
F
Пх Xha
(VII.70)

где «1 = 1,1—коэффициент перегрузки силы предварительного натяжения; при обеспе-
чении надежного Прямого контроля значения X принимают «1 = 1; F— площадь сече-
ния балки; WB — момент сопротивления сечения балки для нижней кромки; <р — коэф-
фициент продольного изгиба нижнего пояса балки отцосительно вертикальной оси, при-
нимаемый из условия равенства свободной длины нижнего пояса расстоянию между
местами соединения нижнего пояса с затяжкой — между направляющими устройства-
ми; R — расчетное сопротивление материала балки.
1 Беленя Е И. Предварительно-напряженные металлические несущие конструкции.
М., Стройиздат, 1975.
197
Во время работы балки вод нагрузкой (рис. VII.36, б) предваритель-
ное напряжение в ней исчерпывается и в идеально подобранной балке
напряжения в поясах и затяжке стремятся к своим расчетным сопро-
тивлениям:
^X + Xt Мд-^Х+Х^^ D
«в = —--------—----< /?;
F wa
пеХ + Х, Мд-^Х+Х^ R
(VII. 71)
F
о пгХ + Хг
°а — г. ^а>
Га
Рис. VII.36. К расчету предварительно-напряженных балок
а — предварительное напряжение балки; б —нагружение балки внешней нагрузкой
причем усилие самонапряжеиия затяжки
х, J Е^б
Х1 ~ _____ . (УП.72)
. /а , 4
J EJ6 ~EaFaEF
здесь Mt и Afs — значения моментов в основной системе балки от, единичного усилия
в затяжке Х; = 1 и от внешней нагрузки q- EJe — жесткость балки при изгибе;
EaFa— жесткость затяжки при растяжении; «2=0,9— коэффициент недогрузки уси-
лий предварительного натяжейия; при обеспечении надежного прямого контроля зна-
чения X принимается п2==Ь^ой?а — расчетное сопротивление материала затяжки
(см. гл. III).
Критерием оптимального подбора сечения таких балок следует счи-
тать возможность воспринимать наибольший изгибающий момент при
заданной площади сечения балки.
Проверка прочности балки в месте теоретического обрыва затяжки
по касательным и приведенным напряжениям производится так же, как
и в обычных балках. .*-м
Прогиб балки в середине пролета определяют от действия норма-
тивных нагрузок и по «Инструкции по проектированию предварительно-
напряженных стальных конструкций»; его следует отсчитывать от хор-
198
ды, соединяющей опоры балки. При определении прогиба необходимо
учитывать обратный выгиб балки от усилий предбарительного натяже-
ния и от самонатяжения затяжки. Тогда s
/ = (VII.73)
где fр — прогиб балки от действующих нормативных нагрузок без учета работы за-
тяжки; fx и fX1 —обратные выгнбы балки соответственно от усилий предварительно-
го натяжения и самонатяжения затяжки; [f] — предельный прогиб по СНиП.
Обратный выгиб балки от усилий в затяжке
fx =* Xha(2lla - (VII.74)
Весьма существенна для предварительно-напряженных балок про-
верка Местной устойчивости стенки, причем наиболее опасной может
оказаться область стенки вблизи нижнего пояса, так как в процессе
предварительного напряжения здесь будет действовать наиболее небла-
гоприятная эпюра сжимающих напряжений.
В предварительно-напряженных балках, так же как и в обычных
балках, в отдельных случаях может быть допущено развитие пластиче-
ских деформаций, но только в самой балке. Пластические деформации
в затяжке не допускаются, так как текучесть затяжки, мгновенно насту-
пающая по всему сечению, приводит к недопустимому развитию дефор-
маций балки. Развитие пластических деформаций в предварительно-на-
пряженных балках ограничивается теми же условиями, что и в обычных
балках. Предварительное напряжение балок из алюминиевых спла-
вов стальными затяжками дает значительно бблыпий 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 ли-
нейного расширения 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, сжатие.
Центрально-сжатые колонны (рис. VIII,4,д) применяются для под-
держания междуэтажных перекрытий и Покрытий зданий, в рабочих
площадках, путепроводах, эстакадах и т. п. Центрально-сжатые стерж-
ни работают в составе конструктивных элементов и комплексов тяже-
лых решетчатых ферм и рам (рис. VIII. сжатых элементов ванто-
вых систем и т. п. > >
Колонны передают нагрузку от вышележащей конструкции на фун-
даменты.
Колонна состоит из трех частей, определяемых их назначением
(рис. VIII.1,а);
а) оголовок, на который опирается вышележащая конструкция,
нагружающая колонну;
199
Рис. VIII.1. Схема элементов, работающих
на центральное сжатие
с—'Колонна; б — сжатый стержень тяжелой
фермы
б) стержень — основной
конструктивный элемент, переда-
ющий нагрузку от оголовка к ба-
зе;
в) база, передающая нагруз-
ку от стержня на фундамент.
Расчет и конструирование ос-
новного элемента центрально-
сжатых колонн и стержней про-
изводятся одинаково.
Узлы примыкания централь-
но-сжатых стержней с другими
элементами конструктивного
комплекса (рис. VIII. 1,6) зави-
сят от вида конструкции и рас-
смотрены в соответствующих гла-
вах. Колонны и сжатые стержни
проектируют почти исключитель-
но стальными. Применять алюми-
ниевые сплавы в сжатых стерж-
нях, как правило, нерационально
из-за плохой работы сплавов на
продольный изгиб вследствие
низкого модуля упругости. Одна-
ко в общем конструктивном ком-
плексе, выполняемом из алюми-
ниевого сплава, могут быть за-
проектированы и сжатые стерж-
ни из сплава.
Хорошо работают на центральное сжатие и экономны по затрате ме-
талла 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.
§ 2. СПЛОШНЫЕ КОЛОННЫ
Обычно сечение сплошной колонны проектируют в виде широкопо-
лочного двутавра, прокатного или сварного, наиболее удобного в изго-
товлении 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
х—х должна быть равна гибкости в плоскости оси у—у, т. е.
'^у — '^х.
Однако в двутавровых1 сечениях это условие не соблюдается, по-
скольку у них радиусы инерции получаются разными по величине. В
двутавровом сечении (табл. VIII.1) радиус инерции относительно оси
гх и 0,43 h,
а радиус инерции относительно оси у—у
Гу ® 0,24 6;
следовательно, при lx—lv для получения равноустойчивого сечения
нужно, чтобы 0,43/i = 0,24b, или bx2h, что приводит к весьма неудоб-
200
Рнс. VIII.3. Замкнутые сечения сплошных стержней
ним в конструктивном отношении сечениям, практически неприменя-
емым.
Обычный прокатный двутавр вследствие незначительной ширины
его полок меньше всего отвечает требованию равноустойчивости и поэ-
тому 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, состоящие из трех листов (рис. VIII.2, б), доста-
точно экономичны по затрате материала, так как могут иметь развитое
ТАБЛИЦ A V1H.1
Значения радиусов инерции
Сечение а 9 9 9 ip1 а» | 1 11 к 9
Гх 0,21 fi 0,436 0,386 0,386 0,436 0,416
ГУ 0,20 6 0,436 0,44 6 0,60 6 0,24 6 0,416
201
сечение, обеспечивающее колонне необходимую жесткость. Сварной
двутавр является основным типом сечения сжатых колонн.
Автоматическая сварка обеспечивает дешевый^ индустриальный
способ изготовления таких колонн.
Равноустойчивыми в двух направлениях и также простыми в изго-
товлении являются колонны крестового сечения. При небольших на-
грузках они могут составляться из двух уголков крупного калибра
(рис. VIII.2, е); из трех листов сваривают тяжелые колонны
(рис. 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.5).
При одинаковых габаритах крестовое сечение колонн обладает
большей жесткостью, чем двутавровое, так как его радиусы инерции
гх=гу—0,29b больше, чем у двутавра (гу=0,24Ь). В тяжелых колоннах
это не имеет существенного значения, так как у них гибкости обычно
бывает небольшими и коэффициенты <р близки к единице.
Крестовое сечение 'можно усилить дополнительными листами
(рис. VIH.2, д), присоединяемыми электрозаклепками.
Простыми, но ограниченными по площади й менее экономичными по
расходу стали получаются колонны из трех прокатных профилей
(рис. VIII.2, е)-
Весьма рациональны колонны трубчатого сечения (рис. VIH.3, а)
с радиусом инерции г—0,35 </ор, ?
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.3,б), которые
при больших нагрузках могут быть усилены листами (рис. VIII.3,в),
или из уголков (рис. VIII.3, г).
Весьма экономичное сечение легкой колонны может быть получено
из тонкостенных гнутых профилей (рнс. VIII.3, д).
Преимуществами колонн замкнутого сечения являются равноустой-
чивость, компактность и хороший внешний внд; к недостаткам относят-
ся недоступность внутренней полости для окраски. Чтобы избежать
коррозии, такие колонны должны быть защищены от проникания
внутрь влаги.
Прн заполнении стальной трубы бетоном получается эффективная
комплексная конструкция (трубобетонная), в которой труба является
оболочкой, стесняющей поперечный деформации заключенного внутри
бетонного цилиндра. В этих условиях работы прочность бетона на сжа-
тие значительно увеличивается, исключаются потери местной устойчи-
вости трубы и коррозии внутренней бе поверхности.
Рационально применять достаточно тонкие трубы (1/50—1/150 дна-
метра), но из условий эксплуатации и возможности прикрепления при-
мыкающих элементов не тоньше 3—4 мм. В трубобетфнном стержне
бетон работает в основном на сжатие, а труба — на поперечное растя-
жение. Трубы могут быть как из малоуглеродистой, Tag и из низколе-
гированной стали; бетон применяют высоких марок —от 250 до 500 и
выше. *
§ 3. СКВОЗНЫЕ колонны
1. Типы сквозных колонн
Стержень сквозной центрально-сжатой колонны обычно состоит из
двух ветвей (швеллеров или двутавров), связанных между собой ре-
шетками (рис. VIII.4,а—в). Ось, пересекающая ветви, называется ма-
териальной; ось, параллельная ветвям, называется свободной.
202
Рис. VIII.4. Сечения сквозных стержней
Расстояние между ветвями устанавливается из условия равноустойчи-
востц 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, й).
В сквозных колоннах из двух ветвей необходимо обеспечивать зазор
между полками ветвей (100—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 дол-
жны иметь для обеспечения необходимой жесткости развитое сечение;
поэтому,их рационально проектировать из четырех уголков, соединен-
ных 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 тогог решетки их более подвержены
погнутиям.
При трубчатом сечении ветвей возможны трехгранные стержни
(рис. VIII.4, д),.достаточно жесткие и экономичные по затрате ме-
талла.
Решетки обеспечивают совместную работу ветвей стержня колонны
и существенно влияют на устойчивость колонны в целом и ее ветвей.
Применится решетки разнообразных систем; из раскосов
Рис. VIII.5. Типы решеток сквозных стерж-
ней
Рис. VIII.6. Расположение
решеток в четырех плоско-
стях
203
(рис. VIII.5,а), 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, а) и более экономичная —
треугольная схема «в елку» (рис. VIII.6, б).
В колоннах, нагруженных центральной силой, возможен изгиб от
случайных эксцентрицитетов. От изгиба возникают 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 осе-
вые усилия; однако они более трудоемки в из-
готовлении.
Планки (рис- VIII.5, в) создают в плоско-
сти грани колонны безраскосную систему р
жесткими узлами и элементами, работающими
на изгиб, вследствие .чего безраскосная решет-
ка оказывается менее жесткой. Если расстоя-
ние между ветвями значительно (0,8—1 м и
более), то элементы безраскосной решетки по-
лучаются тяжелыми; в том случае следует от-
давать 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. VIII.7. Диафрагмы
сквозных стержней
2. Влияние решеток иа устойчивость стержня
сквозной колонны
А. Основное уравнение. Решетки, связывая ветви колонны, обеспечи-
вают их совместную работу и общую устойчивость стержня. Вследствие
деформативности решеток гибкость стержня сквозной колонны относи-
тельно свободной оси (рис. VIII.4, а—в) больше гибкости сплошной
колонны А=/оЛ>
где Zo — расчетная высота колонны и зависит от типа решетки.
Критическую силу потери устойчивости составной колонны относи-
тельно свободной оси можно определить из общего условия потери
устойчивости стержнем
Д41 — ДЛ^,
(VIII. 1)
где ДЛ, — приращение внутренней энергии стержня при его изгибе в момент потери
устойчивости; ДЛе— приращение работы внешних сил, приложенных к стержню, в ре-
зультате изгиба.
В данном случае (рис. VIII.8) приращение внутренней энергии со-
стоит из приращения энергии изгиба
z z
С M2dx № г
ДЛа= " (VnL2)
о о
204
и приращения энергии сдвига
i
г Оу
АА^ = 1 ~2dx-
о
(VIII .3)
Здесь V — продольная сила в колонне; Q — поперечная сила изгиба; Jy — момент инер-
пии сечения колонны относительно свободной оси у—у, v — угол сдвига.
Работа внешней силы при перемещении конца стержня в результате
искривления оси
Ndx (1 — cos а)
(VIII. 4)
где а — угол между осью стержни и касательной к упругой линии в рассматриваемой
точке.
Q
Рис. VIII.9. Деформация прн продоль-
ном изгибе стержня с планками
Рис. VIII.8. Деформация стержня прн
продольном изгибе
Отсюда условие потери устойчивости (VIII.1) выразится уравнением
V2
2EJy
1 У2 dx
Здесь во втором члене левой части уравнения принято
ние, что:
(VIII. 5)
во внима-
M—Ny,
dM Ndy
dx dx
ЕАе = =
Ndy
v = vi Q = vj. ——
dx
где Vi — угол сдвига при Q = 1 — величина, постоянная при данном типе решетки.
Задавшись видом кривой изогнутой оси стержня
У = С
sin лх
205
и произведя интегрирование уравнения (VIII.5), получим критическую
силу
М<р —
n2EJy
n2EJy
(VIII.6),

Таким образом, коэффициент приведения длины составного стержня
И
rfEJy
/?
> 1
(VIII. 7)
зависит от угла сдвига vi, значение которого меняется для разных си?
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,а).
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 попе-
речные силы, возникающие от изгиба стержня. *
Пренебрегая деформацией планок, обычно весьма жестких по срав-
нению с ветвями (соотношение погонных жесткостей) (шгЛв^б, и считая,
что поперечная сила поровну распределяется между ветвями, получим,
что угол сдвига vi будет соответствовать прогибу б ветви как консоли от
силы, равной '/г (рис. VIII 9, б):
6 1 / а V 1 2 в2
V1~ я ~ 2 V 2 / 3EJX a ~24EJ! ' (VIII.8)
2
Подставляя значения vi в формулу (VIII.7), получим коэффициент
приведения длины
Принимая во внимание, что 71=^^; Jy—2FBr^; — (гибкость
ветви); Цгу—Ъу (гибкость стержня),
где F, и А — площадь сечения и момент инерции ветви относительно собственной оси,
параллельной свободной оси сечения колонны; и — радиус инерции сечения одной
ветви; гу — радиус инерции сечения стержня в плоскости, параллельной плоскостям
планок (см. рис. VIII 4, а), получим-
Р=|/ I+(WS-' (VIII.9)
Отсюда приведенная гибкость стержня с планками в двух плоскостях
•Ч >= = К** + Ч - f (VIII. 10)
Приведенная гибкость стержней с планками в четырех плоскостях
определяется по условной формуле
/ Ч===^Х2+Х? + Х2’ - (VIII. П)
где X — наибольшая гибкость всего стержня; Xi, Х2 — гибкости отдельных ветвей от-
носительно собственных осей, параллельных главным осям сечения стержня
(рис VlII.4, г).
206 ,
В формулах (VIII.10) и (VIII.11) гибкости отдельных ветвей и
Хг определяют на участках между приваренными планками (в свету)
или между центрами крайних заклепок; их значения не должны быть
выводе формул (VIII.10) и (VIII.11) деформации планок не
учитывались, поэтому их можно считать справедливыми при отношении
погонных жесткостей планки и ветви 1пп/4^5; при меньших отношениях
должно быть учтено влияние деформации планок на приведенную гиб-
кость. f
В. Колонны с треугольной решеткой н дополнительными распорками.
Для колонн с треугольной решеткой угол перекоса (рис. VIII.10)
= —;— ,
a sin а
где а — длина панели; Acf — удлинение раскоса при Q=l.
Усилие в раскосе решетки, расположенной в плоскости действия по-
перечной силы (при Q — 1 и при двух решетках),
Np= 1/(2 sin а). ,
Удлинение раскоса
------------------------------------°-----,
EFp 2 cos a sin a EFp
где Fp — площадь сечения раскоса.
Таким образом, угол перекоса решетки
Vi = —; = -------—- , (Mill. 12)
a sin a 2sin- а cos а EFр
и, следовательно, коэффициент приведения расчетной длины
н = 1/ 1+ . (VIII. 13)
У 2/2Fp sin2 a cos а
Принимая во внимание Jv—2FBr2—FrJ, получим
, 11=1/^ 1-Ь-т-------------~ =.1/ . (VIII. 14)
У 2 sin2 a cos а х2 У F К2
рг'у ' ру
Отсюда приведенная гибкость с двумя треугольными решетками
(рис. VIII.4, в)
Ч = = У + (VIII. 15)
Приведенная гибкость с четырьмя (треугольными решетками
(рис. VIII.4, г) определяется по условной формуле
*пр = Vw+FUiilF^ + ki/F^. (VIII. 16)
Для сквозных стержней трехгранного сечения с равными сторонами
(рис. VIII.4, д) приведенная гибкость берется.4ю формулам:
а) при соединении ветвей планками
Хпр = У X2 + 2Х? ; (VIII. 17)
б) при соединении ветвей решетками
Кр= W+hf-, (VIII. 18)
207
где F — площадь сечения всего стержня; \v=llrv — гибкость стержня относительной
свободной оси у—у, X—наибольшая гибкость всего стержня; ,7^ и Гр2— площади
сечения раскосов решеток, лежащих в плоскостях, соответственно перпендикулярных
осям 1—1 и 2—2 (рис. VIII.4, г); и й2 — коэффициенты, принимаемые в зависимости
от размера углов cti и а2 между раскосом решетки и ветвью (рис. VIII.10) соответ-
ственно в плоскостях 1—1 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 стер-
жней работают на поперечную силу продольного изгиба. Эта попереч-
Рис. VIII.10. Перекос при продольном из-
гибе раскосной решетки
Рис. VIII.11. Зависимость по-
перечной силы от гибкости при
продольном изгибе
ная сила получается в результате того, что стержни при потере устой-
чивости или от случайных эксцентрицитетов изгибаются. Если считать,
что изгиб стержня при потере устойчивости происходит по синусоиде,
то поперечная сила
„ dM dy л .
Qkp — . — 7VKp = /кр Mq>, (VIII. 19)
UX UX L
где fKp — прогиб при потере устойчивости. '
Размер этого прогиба имеет вполне определенное Значение.
Критическая сила на единицу площади
л
Скр/Т7 — /крОкр
для данной марки стали есть функция гибкости; поскольку при увели-
чении гибкости Окр убываем,‘ а I и fKp возрастают, значение QKP/F доста-
точно постоянно (рис. VIII.11). Следовательно, поперечная сила может
быть выражена через площадь стержня. . *'Ч£
Принятые в наших СНиП значения условной поперечной силы приве-
дены в табл. VIII.2.
. ТАБЛИЦА VIII 2
' Значения условной поперечной силы Qyca, кН
Класс стали С 38/23 С 44/29 С 46/33, С 52/40 С 60/45 С 70/60 С 85/75
Сусл 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7
208
§ 4. ВЫБОР РАСЧЕТНОЙ СХЕМЫ И ТИПА КОЛОННЫ
1. Выбор расчетной схемы
Расчетную схему одноярусной колонны определяют с учетом спссоба
закрепления ее в фундаменте, а также способа прикрепления балок,
передающих нагрузку на колонну.
Соединение колонны с фундаментом может быть жестким или шар-
нирным. Если фундамент достаточно массивен, а база колонны развита
Рис. VIII.12. Схемы сопряжения балок с колонной
и имеет надежное анкерное крепление, колонну можно считать защемлен-
ной в фундаменте. При расчете легких колонн соединение с фундамен-
том, несколько в запас прочности, чаще всего принимают шарнирным.
При одноярусных колоннах балки или другие поддерживаемые кон-
струкции могут опираться на колонну сверху (рис. VIII.12,а). Помимо
четкости центральной передачи нагрузки такое соединение при защем-
ленных внизу колоннах удобно для монтажа; при этом колонна рассмат-
ривается как шарнирно закрепленная в верхнем конце. Тогда при жест-
ком закреплении колонны в фундаменте расчетная длина колонны при-
нимается равной 0,7/, а при шарнирном — /,
где I — геометрическая длина колонны от фундамента до низа балок.
Более жестким является соединение балочной конструкции к колон-
не сбоку (рис. VIII.12, б).
При достаточно мощной балочной конструкции и жестком прикреп-
лении балок к колоннам последние можно считать защемленными
вверху. Тогда расчетная длина в плоскости главных балок может при-
ниматься равной 0,71 при шарнирном закреплении колонн в фундаменте
и 0,5 I при жестком. Однако и в последнр^ случае чаще принимают
0,7/, посколькуГвеледствие изгиба балок нет полного защемления.
При двутавровых колоннах с малой высотой сечения и большой ши-
риной полок главные балки удобнее прикреплять не к стенке, а к пол-
кам (поясам) колонны (рис. VIII.12, в). В этом случае при расположе-
нии временной нагрузки с одной стороны колонны последняя работает
на внецентренное сжатие. При этом момент условно принимается
равным:
М — N' е,
где V' — опорное давление от односторонней временной нагрузки; е — эксцентрицитет
приложения силы N,
14—478
209
Однако расчетным случаем, как правило, является полная централь-
но приложенная нагрузка при двустороннем загружении.
При примыкании сбоку к крестовым колоннам балки обычно распо-
лагают в плоскости биссектрисы угла крестового сечения и опирают на
столики между листами колонны, что также приводит к эксцентриците-
ту приложения давления при односторонней нагрузке (рис. VIII.12,г),
хотя и меньшему, чем при двутавровых колоннах.
На трубобетенные колонны балки удобнее опирать сверху
(рис. VIII. 12, 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, воз-
можности изготовления и наличие сортамента.
Прежде всего надо установить, принимать ли колонну сплошной
или сквозной. Максимально возможная расчетная нагрузка для сквоз-
ных колони из двух швеллеров достигает 2700—3500 кН, для колонн из
двух двутавров —5500—6000 кН. Прн значительных нагрузках сквозные
колонны получаются сложными в изготовлении, более рациональными
оказываются сплошные колонны.
Сплошные колонны из гнутых профилей (см. рис. VIII.3, д) при рас-
четной длине в пределах до 6 м могут благодаря простоте изготовления
соперничать по стоимости со сквозными и при самых малых расчетных
нагрузках (400—800 кН).
Трубобетониые колонны рациональны при больших нагрузках. Они
рациональны с точки зрения архитектурных требований, удобны в эк-
сплуатации на открытом воздухе и в агрессивной среде, так как легко
окрашиваются и хорошо сопротивляются коррозии.
Сжатые стержни из алюминиевых сплавов проектируют, как прави-
ло, сквозными, чтобы получить большую жесткость.
§ 5. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ И КОНСТРУКТИВНОЕ ОФОРМЛЕНИЕ
СТЕРЖНЯ КОЛОННЫ
< 1. Сплошные колонны
А. Подбор сечения сплошной колонны. Задавшись типом сечения ко-
лонны, определяем требуемую площадь сечения по формуле
/?тр = —, (VIII. 20)
фА
где V— расчетное усилие в колонне (с учетом коэффициентов перегрузки).
Чтобы определить коэффициент <р уменьшения напряжения при про-
дольном изгибе (см. прил. 7),, задаемся гибкостью колонны ’k—ldr.
Для сплошных колони с расчетной нагрузкой до 15Q0—2500 кН и
длиной 5—6 м можно задаться гибкостью Х==100 ... 70’ для более мощ-
ных колонн с нагрузкой 25QQ—4000 кН гибкость можно, Принять равной
<=70 ... 50. Задавшись гибкостью X и иайдя соответствующий ей коэф-
фициент ф, определяем в первом приближении требуемую площадь по
формуле (VIII.20) и требуемый радиус инерции, соответствующий за-
гаиной гибкости,
r^ = /0/%. (VIII.21)
Зависимость радиуса инерции от типа сечения приближенно выра-
кается формулами:
(АЛ
NTV
где hub — высота и ширина сечения колонны; сс > и а2 — коэффициенты для опреде-
ления соответствующих радиусов инерции (приведены в табл. VIII.1 для наиболее рас-
пространенных сечений).
Отсюда определяют требуемые генеральные размеры сечения ко-
лонны:
hTp = rrpfan (VIII. 23)
^тр — Ггр/а2-
В § 2 этой главы было отмечено, что в сплошных колоннах двутав-
рового сечения коэффициент си примерно в два раза больше коэффи-
циента аг; поэтому определяют требуемый размер b, a h принимают по
конструктивным и производственным соображениям, руководствуясь,
например, возможностью заводки между полками колонны полки бал-
ки при примыкании ее к стенке или возможностью приварки автоматом
(трактором) полок к стенке (рис. V.22) и т. п.
Установив генеральные размеры сечения Ь и h, подбирают толщину
поясных листов*;(полок) и стенки исходя из требуемой площади колон-
ны Ftp и условий местной устойчивости.
Отношения ширины элементов сечения ‘(цолок, стенки) к их толщи-
не подбирают так, чтобы они были меньше предельных соотношений,
устанавливаемых с точки зрения равнопро^ности стержня в целом и его
элементов (см. гл. III, § 3, п. 8).
В первом приближении обычно не удается подобрать рациональное
сечение, которое удовлетворяло бы трем условиям: FTp, &тр и /гТр, так
как при их определении исходное значение гибкости было задано про-
извольно. Выяснив несоответствие, указанные значения корректируют.
Если заданная гибкость % принята очень большой, то получается слиш-
ком большая площадь при сравнительно малоразвитых размерах b н
h; следовательно, надо развить сечение, одновременно уменьшив пло-
щадь FTp, т. е. уменьшить принятую гибкость.
Если принятая гибкость чрезмерно мала, то получается слишком
малая площадь при сильно развитом сечении; тогда Етр следует увели-
чить, уменьшив размеры сечения.
Откорректировав значения F, b и h, производят проверку сечения,
определяя:
гх = а/ h; Гу = а26;
/макс ~ /о/гмин> финн = f (/“маке)
и напряжение
a = W(<pMHHf6p)</?. (VIII. 24)
Если нужно', вносят еще одну поправку в размеры сечения, обычно
последнюю. к ' 'У"
После окб^Йательного подбора сечения1 его проверяют, определяя
фактическое Уйпряжение по формуле (VFlI.^4). При этом коэффициент
фмин берут по’Действительной наибольшей гибкости, для вычисления ко-
торой опредеЯЙют фактический момент инёрции и радиус инерции при-
нятого сеченйй колонны. г
При незначительных усилиях в колонйе'ее сечение подбирают при
предельной гибкости Х= 120, установлений) СНиП, для чего определя-
ют минимально возможный радиус инерции
Гмин — 1(>/^макс»
и, установив по нему наименьшие размеры сечения
^МИВ ” Гмин/а2" ЙМИВ — ГМИН fail
14'
211
окончательно компонуют сечение по конструктивным соображениям,
исходя из наименьшей возможной толщины элементов (по условиям
устойчивости).
Б. Несущую способность трубобетонной колонны проверяют по
формуле
N < (Л> Яб k6 + FтрR) <рт.б, (VIII. 25)
где Fe и ^Тр — площадь бетона и стальной трубы; Rs и R — расчетные сопротивления
бетона и стали; fee — коэффициент, учитывающий повышение прочности бетона в трубе
(табл. VIII.3); <рт в — коэффициент продольного изгиба трубобетониых стержней
(табл. VIII.4).
ТАБЛИЦА VIII.3
Значения коэффициентов повышения прочности
бетона в трубе fee
Марка бетона 250 300 350 400 450 500 550
fee 1,92 1,83 1,73 1,66 1,59 ' 1,55 1,5
ТАБЛИЦА VIII.4
Коэффициенты продольного изгиба трубобетониых стержней
(для труб из стали класса С 38/23)
Приведенная гибкость 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120
Чарка 5етона 250 0,988 0,963 0,931 0,888 0,85 0,791 0,728 0,654 0,591 0,527 0.461 0,4
500 0,988 0,974 0,95 0,922 0,893 0,852 0,8 0,731 0,663 0,588 0,518 0,45
Приведенная гибкость
fe-Ь и
0,25fe+0,5pi ’
I_______*2.
ЛП₽ — ,
(VIII.26)
-де k—(ksR6)IR, ц—Гтр/Гб; 10 — расчетная длина колонны; г — радиус бетонного ядра.
Б. Конструктивное оформление и фактическая работа стержня ко-
лонн. В колоннах, работающих на центральное сжатие, сдвигающие
усилия между стенкой и поясами незначительны, так как поперечная
сила, возникающая от случайных воздействий, невелика. Поэтому пояс-
ные швы в сварных колоннах принимают конструктивно'(6—8 мм).
Толщину стенки колонны следует принимать возможно меньшей,
гак как сечение стенки, не увеличивая момента инерций относительно
оси у—у, увеличивает площадь и, следовательно, уменьшает радиус
инерции гу== VJVIF и жесткость колонны. В случае прикрепления мощ-
ных балок стенка не должйй'‘‘быть чрезмерно тонкой, тай, рак в против-
ном случае она оказывается’ перенапряженной вместе ' прикрепления
балок. Наименьшая толщина' стенки определяется условием местной
устойчивости: Ло/бСт^4О ]/ $р/Я-|-0,4%, но не больше 75 (см. гл. III,
§ 3) (X — гибкость стержня)'.
Если же стенка принимается меньшей толщины, то посередине ее
укрепляют продольным ребром (рис. VIII.13,а), которое уменьшаетрас-
гетную ширину стенки (см. СНиП) и, пересекая волны выпучивания,
юявляющиеся при потере устойчивости стенки, придает стенке необхо-
2S2
димую жесткость; однако трудоемкость изготовления колонны увели-
чивается. Ширина продольных ребер Ьр^10бСт, а толщина 6р>3/4 6GT
и их рекомендуется включать в расчетное сечение стержня.
Поперечные ребра, укрепляющие контур сечения колонны, ставят
на расстоянии (2,5—3) h0 друг От
а.) 6)
при йо/6СТ 330 VR (где R, кН/см2)
друга (но не менее чем в двух ме-
стах на каждом отправочном эле-
менте) независимо от наличия
продольного ребра (рис. VIII. 13).
Размеры поперечных ребер
принимаются так же, как и в бал-
ках: Ьр = /гст/30+40; 6Р:>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 ус-
тойчивости полки (см. гл. III,
§ 3) принимают по табл VIII.5,
из которой видно, что с увеличе-
нием гибкости колонны X это от-
ношение повышается, так как
Рис. VIII.13 Продольные и поперечные
ребра жесткости в стержне сплошной ко-
лонны
при этом снижаются критические
напряжения стержня колонны.
С повышением класса стали тол-
щина полок должна быть относи-
тельно больше, так как расчет-
ные напряжения в стержне колонны повышаются.
ТАБЛИЦА VIII 5
ь
Значения — 6П полок стальных сжатых двутавров
Класс стали Гибкость колонны
25 ] 50 75 100 125
С 38/23 14 16 18,5 20,5 23
С 44/29, С 46/33 12 15 18 20 22
С 52/40 10 14 17 18,5 19,5
С 60/45 9,5 13,5 16,5 17,5 18,5
С 70/60 9 12,5 15,5 16,5 17,5
С 85/75 8,5 11,5 14 15 16
Иногда по условиям гибкости колонны (например, при большой
высоте колонн) приходится проектировать ее сечение с широкими пол-
ками, которые при недостаточной толщине мргут оказаться неустойчи-
выми. В этих случаях для обеспечения устойчивости полок целесооб-
разно укрепить их продольными ребрами, приваренными по кромкам
(рис. VIII.13, а). Эти ребра проектируют непрерывными по всей высоте
колонны и прйрасчете вводят в состав сечздия. В колоннах из тонких
элементов ребра могут быть заменены отгибами-
Устойчивость стенки трубчатой колонны зависит от отношения ради-
уса трубы к толщине стенки. В трубчатых сечениях при г/6^25 провер-
ки устойчивости стенки не требуется. При г/8^25 местную устойчивость
трубы проверяют по формуле
а = N/F maoi. (VIII.26а)
Здесь Ooi — равно меньшей из величин ф*/? и с£(б/г); (г — радиус средней поверхно-
сти трубы; б — толщина трубы, ф* и с — коэффициенты, принимаемые по табл. VIII 6);
т — коэффициент условий работы.
213
ТАБЛИЦА VHI.e
Коэффициенты ф* и с
Класс стали Коэффициент ф* и с при г/6, равной
0 | 25 • | 50 100 | 200 | 300 | 400 | 600 | 800 | 1000 | 1500 | 2500
Коэффициент ф*
С 38/23 1 0,944 0,902 0,835 0,72 0,616 0,515
С 44/29 1 0,937 0,892 0,812 0,665 0,528 —
С 46/33 —— — — —>
С 52/40 1 0,93 0,883 0,789 0,61 0,44 ——
С 60/45 1 0,927 0,876 0,775 0,578 —
С 70/60 1 0,923 0,865 0,75 0,526
С 85/75 1 0,918 0,848 0,71 0,436 — —
Коэффициент с
Независимо
от класса
стали
0,22 0,18 0,16
0,14 0,11 0,09 0,08 0,07 0,06
. Примечание. Приведенные значения коэффициентов <₽• и с действительны для конструк-
ций, выполненных в соответствии с требованиями главы СНнП, изложенными в нормативных
документах цо изготовлению я монтажу стальных конструкций.
На фактическую работу сплошных колонн существенное влияние
оказывают местные погнутая листов, следствие которых являются бо-
лее раннее развитие в листах пластических деформаций и потери ими
Рис. VIII.14. Сечение колонии
к примеру VIII.1
устойчивости.
В сквозных колоннах очень важно долж-
ное развитие решеток: недостаточное вни-
мание к их конструкции неоднократно при-
водило к авариям. При хорошем центриро-
вании и хорошем состоянйи решеток факти-
ческие критические напряжения сквозных
колонн близки к теоретическим (при расче-
те по приведенной гибкости).
Случайные эксцентрицитеты приложе-
ния нагрузки имеют существенное влияние,
однако оно уменьшается тем, что фактиче-
ское закрепление колонн обычно более
жесткое, чем принимаемое в расчете
Пример VII1.1. Требуется подобрать сечение стержня сплошной центрально-сжа-
той колонны длиной !==6,5 м, защемленной снизу и имеющей шарнирное закрепление
вверху. Материал — сталь класса С 38/23; расчетное сопротивление R >==21 кН/см2.
Усилия в колонне от нормативных нагрузок: достоянной Рн =1000 кН, временной QH =
= 2500 кН.
Коэффициенты перегрузки: постоянной нагрузки в,«®1,1; временной нагрузки
и9=1,2.
Определяем расчетное усилдо, в стержне колонны , j
N = t, Н-1000 + 1,2-2500 = 4100 кН.
Принимаем сварное сечение стержня колонны из трех листов по рис. VIII.14. Расчет-
ная длина
10 = 0,7/==0,7-6,5 = 4,55 м.
Задаемся гибкостью %=60 и находим соответствующее значение <р=0,82 (по
прил. 7).
Требуемая площадь сечения
FTp = = 4100 (0,82-21) = 238 сма;
214
требуемый радиус инерции j
<Тр = /0/Л <== 455/60= 7,6 см;
требуемая ширина сечения
&тр = Гтр/«а = 7,6/0,24 = 32 см.
Если принять высоту сечения h равной 6Т₽, то, имея в виду Атр=238 см’, полу-
чим слишком толстые листы; поэтому сечение колонны должно быть более развито
по габаритам, но тогда площадь может быть меньше, так как уменьшится гибкость,
Принимавши сечение
2-40-2 = 160 см?
1 -40-1,2=48 »
F = 208 см?
Производим приближенную проверку сечения
г у ~ as b = 0,24-40 = 9,6 см;
X = 455/9,6 = 48; <р = 0,86.
Напряжение
О = = 4100/(0,87-208) = 22,9 кН/сма>21 кН/см?.
Увеличиваем толщину полок до 2,2 см (рис. VIII.14) и делаем окончательную
проверку сечения; ,
Состав сечения Площадь F, см2 /у, см*
Полки 2—40X2,2 176
Стенка 1—40X1,2 48 2.2-403 2 —- -- = 23 500 12
224
Гу = 1^23500/224 = 10,2 см; К = 455/10,2 = 45; <р = 0,887.
Проверяем напряжение
:у/(<рЕ) = 4100/(0,88-224) = 20,4 кН/см?<21 кН/см?.
Подобранное сечение удовлетворяет требованиям общей устойчи-
вости, 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 а по приведенной гибкости Хпр, которая вследствие
деформативно'сти рещеток больше. ’
Приведенная гибкость зависит от расстояния между ветвями, уста-
навливаемого в процессе подбора сечения. Расстояние b между ветвя-
ми (рис. VIII.4, о—в) определяется требованием равиоустойчивости
сквозной колонны относительно осей х—х и у—у, для чего приведенная
гибкость должна быть равна гибкости относительно материальной
оси, т. е.
Хпр = Кх.
II ~
Подбор сечения сквозной колонны начинается с расчета на устойчи-
вость относительно материальной оси х—х, т. е. с определения требуе-
мой площади сечения по формуле (VIII.20):
/*тр = Л*
215
. Так же как и при подборе сечения сплошных колонн, надо задаться
гибкостью, чтобы получить из таблицы коэффициент продольного изги-
ба ср.
Благодаря более рациональному распределению материала в сече-
нии сквозных колонн расчетная гибкость у них бывает несколько мень-
ше, чем у сплошных (при равных условиях). Для сквозных колонн с
расчетной нагрузкой до 1500 кН, длиной 5—7 м можно задаться гиб-
костью Х=90 ... 60, для более мощных колонн с нагрузкой
2500—3000 кН гибкость можно принять равной %=60 ... 40.
Задавшись гибкостью К и определив по ней коэффициент ф, по фор-
муле (VIII.20) получаем требуемые площадь и радиус инерции относи-
тельно материальной оси гх—'1ъ1К (так как гибкость относительно мате-
риальной оси равна расчетной гибкости).
Определив требуемые площадь и радиус инерции, подбираем по сор-
таменту соответствующий им профиль швеллера или друтавра. Если эти
значения по сортаменту не будут совпадать в одном профиле, что бы-
вает при неудачно заданной гибкости, то нужно взять профиль, в кото-
ром FTp и гх имели бы значения, наиболее близкие к найденным.
Приняв сечение, проверяем его пригодность по формуле
' а = Nl($x F)< R,
где коэффициент фх определяем по действительной гибкости
= 10/гх.
Если сечение подобрано удовлетворительно, то следующим этапом
является определение расстояния b между ветвями из условия равно-
устойчивости
^пр = ^х.
Приведенная гибкость определяется по формулам (VIII. 10) или
(VIII.15) в зависимости от типа решетки.
В колоннах с планками рекомендуется принимать гибкость ветви
2н=ЗО ... 40.
Задавшись и исходя из формулы (VIII. 10), находим требуемое
значение гибкости относительно свободной оси
' = = (VIII. 27)
Необходимо иметь Kt<2Ky, так как в противном случае возможна
потеря несущей способности ветви ранее потери устойчивости колонны
в целом.
Определив гибкость Ку, находим соответствующий ей радиус инер-
ции
ry =
и расстояние между ветвямщ которое связано с радиусом инерции от-
ношением
6=гй/а2.
Коэффициент а2 зависит от типа сечения ветвей и берется по
табл. VIII.1.
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 ре-
шеткой по формуле (VIII. 15), задаются сечением раскосов Fp. Имея от-
ношение F/Fp, определяем
S = Z ^x-^F/Fp, (VIII.28)
а затем гу и b (как в колоннах'с планками).
216
После окончательного подбора сечения колонну проверяют на устой-
чивость относительно оси у—у.
В колоннах с решетками должна быть также проверена устойчи-
вость отдельной ветви на участке между смежными узлами решетки.
В колоннах с решетками в четырех плоскостях с поясами и решет-
кой из одиночных уголков расчетные длины поясов и раскосов зависят
от типа решетки, конструкции прикрепления раскоса к поясу и отноше-
ния погонных жесткостей пояса и решетки. Значения расчетных длин
принимают по таблицам СНиП.
Рис. VIII. 15. К расчету планок
Б. Расчет безраскосиой решетки (планок). Расстояние между план-
ками определяется принятой гибкостью ветви и радиусом инерции ветви
/ов = Ь1Л. (VIII. 29)
В сварных колоннах за расчетную длину ветви принимают расстоя-
ние между планками в свету (рис. VIII.15, а).
Расчет планок заключается в определении их сечения и расчете при-
крепления к ветвям. Планки работают на изгиб от действия перерезыва-
ющей силы Тил, значение которой определяется из условия равновесия
вырезанного узла колонны (рис. VIII. 15, б):
' (Qnn0/2 = TM(c/2), (VIII.30)
где Спя — поперечная сила, приходящаяся на систему плаиок, расположенных в од-
ной плоскости, равная при двух системах плаиок половине поперечной силы стержня
колонны, вычисленной по табл. VIII.2, т. е. фПл = <Э/2; I — расстояние между осями
плаиок; с — расстояние между осями ветвей.
Отсюда
Тпл = -^-.1. (VIII. 31)
С
Ширину планки обычно определяют, из условия ее прикрепления.
Учитывая, что вывод формулы приведенной гибкости основан на нали-
чии жестких планок (см. с. 206), ширину планок не следует принимать
слишком мало(1; обычно эта ширина назначается в пределах (0,5 ...
... 0,75) Ь, где b — ширина колонны.
Толщина планок берется конструктивно от 6 до 10 мм в пределах
(1/10—1/25) dnn.
В месте прикрепления планок действуди^поперечная сила Тпл и из-
гибающий момент
С Опл
— (VIII. 32)
217
В-сварных колоннах планки прикрепляют к ветвям внахлестку и при-
варивают угловыми швами, причем планки обычно заводят на ветви до
20—30 мм (рис. VIII. 15, а).
Прочность углового шва определяют по равнодействующему напря-
жению от момента и поперечной силы (рис. VIII.15, в):
0=)/ a2 + T2</?CB(
(VIII.33)
где o=Mn3i/Wm — напряжение в шве от изгибающего момента; t=TaxlFm— напряже-
ние в шве от поперечной силы; Ду® — расчетное сопротивление срезу угловых швов.
Момент сопротивления шва
Рис. VIII. 16 Стержень
колонны w примеру
VIII.2
площадь шва
Д Ш 0,7 Йщ (щ.
Здесь 1Ш — расчетная длина шва вдоль планки
Пример VIII2. Требуется подобрать сечение стержня и
рассчитать плаики сквозной центрально-сжатой колонны
длиной 1=6 м с шарнирным прикреплением вверху и вни-
зу. Материал — сталь класса С 38/23; расчетное сопротив-
ление Д=21 кН/см2. Соединения сварные, электроды типа
Э42.
Усилия в колонне от нормативных нагрузок: постоян-
ной Дн==440 кН, временной QH=600 кН.
Соответствующие* коэффициенты перегрузки лр»1,1;
л, = 1,2.
Определяем расчетйое усилие в стержне колонны
N = 1,1-440+ 1,2-600= 1204 кН.
Расчетная длина
Iq I = 6 м.
Задаемся гибкостью А=70 и находим соответствую-
щее значение <₽=0,77 (прил. 7).
Расчет относительно материальной
оси. Требуемая площадь сечения
„ N 1204
F™ = —- = т------ = 74 см2,
₽ <рД 0,77-21
требуемый радиус инерции
гтр = /0/Л = 600/70 = 8,6 см.
По сортаменту (ГОСТ 8240—56*, прил. 12) подберем два швеллера № 27 со зна-
чениями F и г, близкими к требуемым
F = 2.Й5,2 = 70,4 см2; >>=10,9 см.
Гибкость
= 600/10,9= 55; <р = 0,843. '
Проверяем напряжение
N 1204
а =-------------------= 20,3 кН/см2<21 кН/см2.
фДбр 0,843-70,4
Принимаем сечение из двух швеллеров № 27а (рис. VIII 16)
Расчет относительно свободной оси Определяем расстояние меж-
ду ветвями колонны Ь из условия равчоустойчивости колонны в двух плоскостях, т, е.
Лпр =
218
Тогда требуемая гибкость относительно свободной оси по формуле (VHI.27)
Принимая гибкость ветви равной 30, находим
Имеем;
^«=/65? —30* = 46.
Полученной гибкости соответствует радиус инерции
Гу = 600/46 = 13 см.
Требуемое расстояние между ветвями
b — г?/а2 = 13/0,44 « 30 см.
Здесь коэффициент а2=0,44 принят по табл. VIII.1
Так как колонна сварная, то полученное расстояние должно быть не меньше двой-
ной ширины полок швеллера плюс зазор, необходимый для последующей окраски
В данном случае 2-95+100 =290 < 300 мм; следовательно, полученную ширину мож-
но принять
Проверка сечения относительно свободной оси у—у.
= 262 см4; Tj = 2,73 см;
Jy= 2 [262 + 35,2 (15 — 2,47)*] « 11680 см4.
Расчетная длина ветви
/ов= Ii Гт = 30- 2,73 = 82 см.
Принимаем 10В—80 см.
Радиус инерции сечения относительно свободной оси
Гу = Vjy/F = У 11 680/70,4 = 12,9 см.
Гибкость стержня
1^ = 600/12,9 «46
Приведенная гибкость
+ = 1^46?+30? «55 = 1,.
Следовательно, напряжение можно не-проверять.
Расчет планок. Поперечная сила, приходящаяся на одну систему
(по табл. VIII.2),
Сил = (Q/2) = (1/2)0,2f6p = (1/2)0,2-70,4 = 7,04 кН.
Изгибающий момент и поперечная сила в месте прикрепления
(см. рис. VIIL16):
л(и й^^00 35211Н^1
Л &
„ Qwl 7,04-100 „ „
г“—Т—
Принимаем планки сечением 200X8 мм (с(пл~0,7Ь) и привариваем их к
швеллеров угловыми швами толщиной 6 мм.
Площадь шва
планок
планки
полкам
Гш = 0,7-0,6-20 - вл си-.
Момент сопротивления шва
I т 0,7-0,6.20? м ,
1ГШ --------------== 28 см*.
6
Напряжения в шве от момента и поперечной силы»
о == Мпл/^щ « 362/28 = 12,6 кН/см2;
т = Гпл/Гщ = 28/8,4 = 3,33 кН/см2.
*19
Проверяем прочность шва по равнодействующему напряжению
а = уа?+т? = у 12,62+3,332 = 13,03 кН/см2 </?“ = 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 ок — напряжение в колонне от продольной силы N, то сокра-
щение длины колонны на протяжении панели длиной а (рис. VIII.17, а)
Ла = — .
Е ’
в соответствии с этим сокращение длины раскоса длиной d
(рис. VIII.17, а)
Рис. VIII.17. к расчету раскосной ре-
шетки
Усилие в раскосе
ок-о. cos а „ „ .
Ed = ——— = Дасоза =----—---, (VIII. 34)
где Пр — напряжение в раскосе от сжатия
колонны.
Поскольку d=a/cosa,
„ dp = aK cos2 a (VIII.35)
к этому напряжению должно быть
прибавлено напряжение от действия
поперечной силы продольного изгиба
Q (рис. VIII.17,б).
п sin a
где Q — поперечная сила; п — число раскосое в одном сечении колонны, расположен-
ных в двух параллельных плоскостях.
Напряжение (
, Отт- ?. (VIII.36)
* р Ер п sin аЛр
Суммарное напряжение
о = а’ + Ор < <Р#т.
(VIII.37)
Коэффициент <р берут по гибкости раскоса, определяемой по наимень-
шему радиусу инерции сечения уголка; коэффициент условий работы т,
учитывающий одностороннее прикрепление раскоса из одиночного угол-
ка, равен 0,75. ч
Усилия в раскосах решетки обычно невелики и требуют уголков не-
больших сечений. В сварных колоннах следует применять уголки не ме-
нее 40X5 мм. ., / 1
Распорки служат для.уменьшения расчетной длины ветви колонны
и обычно принимаются таким же сечением, как и раскосы
Поперечная сила Q создает в одной из ветвей колонны дополнитель-
ное сжимающее усилие, в .другой — такое же по величине растягиваю-
щее. 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 сопря-
жении база при действии случайных моментов должна иметь возмож-
ность некоторого поворота относительно фундамента; при жестком
сопряжении необходимо обеспечить сопряжение базы с фундаментом,
не допускающее поворота.
Рис. VIII 18 Типы баз ко-
лонн
Рис. VIII.19. Базы центрально-
сжатых колонн
По конструктивному решению базы -могут быть с траверсой
(рис. VIII.18,а), с фрезерованным торцом (рис. VIII.18,б) и с шарнир-
ным устройством в виде центрирующей плиты (рис. VIII.18, в).
При сравнительно небольших расчетных усилиях в колоннах (до
4000—5000 кН) чаще применяются базы с траверсами. Траверса воспри-
нимает нагрузку-;со стержня колонны и передает ее на опорную плиту.
Чтобы увеличить равномерную передачу давления с плиты на фунда-
мент, жесткость плиты увеличивают дополнительными 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 (6000—10 000 кН и более)’целесообразно фрезеровать торец
базы (рис. VIIT.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 фрезерованным 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 прикрепля-
ют непосредственно к опорной плите базы, и благодаря гибкости пли-
ты обеспечивается необходимая податливость сопряжения при дей-
ствии случайных моментов (рис. VIII.19, а, б). При жестком сопряже-
нии анкеры прикрепляют к стержню колонны через специальные сто-
лики и затягивают с напряжением, близким к расчетному сопротивле-
нию, 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 от-
верстия для анкерных болтов принимают в 1,5—2 раза больше диамет-
ра анкеров. На анкерные болты надевают шайбы с отверстием, кото-
рое на 3 мм больше диаметра болта, и после натяжения болта гайкой
шайбу приваривают к базе. *
2. Расчет и конструктивное оформление базы
с траверсой и консольными ребрами
После выбора типа базы расчетом устанавливают размеры опор-
ной плиты в плане и ее толщину (рис. VIII.20).
Требуемая площадь плиты
^л=АГ//?ф, (VIII.38)
где N — расчетная нагрузка на колонну; — расчетное сопротивление сжатию мате-
риала фундамента.
При площади опорной плиты /пЛ, значи-
тельно меньшей площади верхнего обреза
фундамента F$, расчетное сопротивление
повышается и его можно определить по
формуле
Яф^ЯбетУ'-Гф/^пл , (VIII.38а)
где /?бет — расчетное сопротивление бетона осевому
сжатию.
Размеры плиты В и L определяют в пре-
делах требуемой площади ^по конструктив-
ным соображениям в зависимости от разме-
щения ветвей траверсы иди укрепляющих
плиту ребер. ,, •
Плита работает как пластинка на упру-
гом основании, воспринимающая давление
от ветвей траверсы и ребер- Опыты показа-
щ ли, что давление на фундамент распределя-
ен
А
2
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 распре-
деленным. Плиту рассчитывают как пластинку, нагруженную (снизу)
равномерно распределенным давлением фундамента и опертую на эле-
менты сечения стержня и базы колонны (ветви 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 изгибающие моменты, действующие на полосе шири-
ной 1 см, в пластинках, опертых на четыре или три канта, определяют
по формулам: '
при опирании на четыре канта
М = а<7аг; (VIII. 39)
при опирании на три канта
М = ^, (VIII.40)
где q — давление на 1 см2 плиты, равное среднему напряжению на фундамент.
Коэффициенты а и £ получены акад. Б. Г. Галеркиным и приведе-
ны в табл. VIII.7 и VIII.8. Коэффициент а зависит от отношения более
длинной стороны b к более короткой а. Коэффициент р зависит от от-
ношения длины закрепленной стороны пластинки Ьу к свободной а\.
Размеры а и b берутся между кромками ветвей траверсы или ребер.
ТАБЛИЦА VIII.7
Коэффициенты а для расчета иа изгиб плит, опертых на четыре канта
Ь/а 1 1,1 1,2 13 1.4 1,5 1,6 1,7 1.8 1.9 2 Более 2
а 0,048 0,055 0,063 0,069 0,075 0,081 0,086 0,091 0,094 0,098 0,1 0,125
ТАБЛИЦА VIII 8
Коэффициенты § дли расчета иа изгиб плит, опертых на три или два канта
&1/О1 0.5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 1.2 1.4 2 Более 2
0,06 0,074 0,088 0,097 0,107 0,112 0,12 0,126 0,132 0,133
При отношении сторон Ь/а>2 расчетный момент определяется как
для однопролетной балочной плиты
Л4 = ?(а?/8). (VIII.41)
При опирании плиты на два канта, сходящихся под углом, можно
(несколько в зайас) пользоваться формулой '(VIII.40), принимая раз-
мер at по диагонШи между кантами, размер t>t равным расстоянию от
вершины угла до диагонали. !
Изгибающий момент на консольном участке плиты
M = qc2/2. (VIII.42)
По наибольшему из найденных для различных участков плиты из-
гибающих моментов определяют требуемый момент сопротивления
плиты шириной 1 см
= = Мла&а1 Rm>
223
а по нему—требуемую толщину плиты
епл> V б/имакс/т?пл
(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,
возможности выравнить
Рис. VIII.21. К примеру
VIII.3
чтобы по
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 стерж-
ню колонны четырьмя швами, то
__ N
Лтр ~ 40й рсв
ш ‘'•у
(VIII.44)
от вида шва (см.
где коэффициент [3 зависит
гл. V).
Толщину углового шва
более 1—1,2 толщины ветви траверсы, кото-
рую из конструктивных соображений назнача-
ют равной 10—16 мм.
Если по формуле (VIII. 14) требуется слиш-
ком большая высота траверсы, то можно
учесть частичную передачу усилия на плиту
непосредственной приваркой к плите стержня
колонны. Швы, прикрепляющие ветви травер-
сы к опорной плите, рассчитывают на полное усилие, действующее в ко-
лонне.
Прикрепление диафрагм к ветвям траверсы (рис. VIII.19, а) рассчи-
тывают в запас прочности на усилие
Nn — qab,
Лш принимают не
(VIII.45)
где q — напряжение фундамента под опорной плитой, кН/см2; а — расстояние между
ветвями траверсы; b — ширина полосы плиты, передающей давление на диафрагму.
При учдге 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
Л4к=?ск(/к/2)- (VIII. 46)
где ск — ширина грузовой площади; /к — вылет консоли.
Поперечная сила в прикреплении консоли
Qk — <7Ск 1к.
Если ребра крепят к стержню колонны угловыми швами, швы прове-
ряют по равнодействующей напряжений от изгиба и поперечной силы
о = ]/"о2 + т2 < R=B, (VIII.47)
а если стыковым швом — на приведенные напряжения
опр = ]/ о + Зт2 < RCB. (VIII.47')
Пример VIII.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 /? = 21 кН/см2 Расчетное сопротивление сжатию материала фун-
дамента (бетона марки 100) /?$ = 0,44 кН/см2.
Нормативное давление на фундамент
1) от постоянной нагрузки Рн = 250 кН;
2) от временной нагрузки QH = 600 кН,
3) от собственной массы колонны с башмаком GH = 4,3 кН
Определяем расчетное давление на фундамент
У= 1,1 (250 + 4,3) + 1,2-600 ~ 1000 кН.
Требуемая площадь плиты башмака
+пл = у/^ф = 1000/0,44 = 2270 см2.
Конструируем башмак с траверсой из листов толщиной 10 мм и выпуском плиты
за листы траверсы по 60 мм Таким образом, ширина плиты
240 + 2-10 +2-60 = 380 мм.
Длина плиты
L = 2270/38 ~ 60 см.
Вылет консольной части траверсы равен. (60—27) £==16,5 см
Для определения толщины плиты вычисляем изгибающие моменты на различных
участках плиты
1 . Для участка, опертого на четыре канта (внутри сечения колонны), при отно-
шении Ь/а — 27/24= 1,1 находим из табл VIII.7 коэффициент а=0,055.
Расчетный момент
Л11 = <х/?ф+=- 0,055-0,44-242 = 13,95 кН/см.
2 Для участка, опертого на три каита (между листами траверсы и ветвью ко-
лонны), при отношении £i/«i = 16,5/24 = 0,69, находим из табл VIII 8 коэффициент р =
= 0,087
Расчетный момент
М2 = Pfl af = 0,087-Д,44-242 = 22 кН/см.
3 Расчетный момент на консольном участке плиты
Мз = 44-62/2 = 7,92 кН-см.
Требуемая толщина плиты
У6Л4макс Лб-22
-^=У~ = 2,5см
Принимаем толщину плиты 25 мм в соответствии с расчетом участка, опертого
на три канта
Требуемая длина угловых швов, прикрепляющих листы траверсы к ветвям ко-
лонны, при толщине шва йш = 8 мм и электродам типа Э42
У 1000
/ --------------_------------- _ уд см.
4.0,7/гш/?“ 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 травер-
сы приваривают с двух сторон, находим
N 1000
hm ~------------=----------------------= 0,48 см.
0,72/ш7?уВ 0,7-15-2(60 + 2-16,5)
Принимаем /гш=6 мм
Проверяем траверсу на изгиб
Опорное давление на 1 см длины одной ветви траверсы = 0,44 (12+1 +6) ~
0,44
~ —j— — 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 = Ж' = 1145/171 = 6,7 кН/см? < 21 кН/см2.
Здесь
W = (1-322)/6 = 171 см3.
3. Расчет и конструктивное оформление базы
при фрезерованном торце стержня колонны
При фрезерованном торце стержня колонны (рис. VIII.22, а) плиту
обычно принимают квадратной со стороны
В =
(VIII.48)
Так как свесы плиты не укреплены, то плита иногда получается зна-
чительной толщины, толще обычного прокатного листа (40—50 мм).
В связи с этим возможно применение литых плит или слябов.
Рис VIII 22 Базы с фрезерованными торцами стержня
Для точной фиксации положения мощной колонны по высоте опор-
ную плиту удобно устанавливать отдельно при помощи трех установоч-
ных винтов (рис. VIII.22, а). После выверки плиты и заливки.ее до верх-
него обреза бетоном на нее устанавливают стержень колонны.
Плита при фрезерованном торце стержня колонны работает как
пластинка на упругом основании, воспринимающая давление, сконцен-
трированное на участке, ограниченном контуром стержня
(pHC.VIII.22, б).
226
Ведя расчет в запас прочности, можно определить изгибающий мо-
мент в плите по кромке колонны, рассматривая трапециевидный учас-
ток плиты как консоль шириной b (у сопряжения с колонной):
Л1 = афГс, (VIII. 49)
где F — площадь трапеции, заштрихованная на рис. VIII.22, б; с — расстояние от цент-
ра тяжести трапеции до кромки колонны.
Требуемая толщина плиты
8пл=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:
Мг— в радиальном направлении и Mt— в тангенциальном направле-
нии; при ширине расчетного элемента 1 см:
Мг = krN кН-см; (VIII.51)
Mt — kt N кН-см, (VIII.52)
где N — полное расчетное давление колонны на плиту, кН; kr и kt — коэффициенты,
зависящие от отношения радиуса колонны к радиусу плиты Р = &/а.
Значения kr и kt для точек, лежащих на границе плиты и колонны,
даны в табл. VIII.9.
ТАБЛИЦА VIII 9
Коэффициенты для расчета плиты как круглой пластиики
(под фрезерованным торцом колонны)
0,3 0,4 0,5 0,6
kr 0,0815 0,0517 0,0331 0,02
kt' 0,102 0,0752 0,0541 0,0377
По найденным моментам определяют нормальные напряжения
ar=6Afr/S^; а, = 64^/8^
(VIII. 53)
и касательные напряжения
т = Л1/(2л&6пл) (VIII. 54)
Приведенное напряжение (см. гл. III, § 3)
°пр = К^ + ^-Яг^ + 3'с2< *пл-
(VIII. 55)
Расчет плиты как консоли следует производить при й/а>0,5; если
b/a<z0,5, 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 на-
грузки. Колонны в этом случае должны быть закреплены во время экс-
плуатации и монтажа от горизонтальных смещений защемлением в фун-
даменте или системами вертикальных связей. Жесткое сопряжение ба-
лок с колоннами образует рамную систему, способную воспринимать
горизонтальные воздействия. В этом случае балки примыкают к колон-
не 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, поддер-
живающих плиту и передающих нагрузку на стержень колонны
(рис. VIII.23).
Если нагрузка передается на колонну через фрезерованные торцы
опорных ребер балок, расположенных близко к центру колонны, то пли-
та 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 = А/(0,7йш2/ш<^сув). (VIII.56)
Высоту ребра оголовка определяют требуемой длиной швов, переда-
ющих нагрузку на стержень колонны:
йр = А/(4.0,7йш/?=в). (VIII.57)
Толщину ребра оголовка определяют из условия сопротивления на
смятие под полным опорным давлением
6р = А//р/?см. (VIII. 58)
223
Назначив толщину ребра, следует проверить его на срез по формуле
т==Л/2йрер. (VIII. 59)
положение балок.
фиксирующими проектное
на колонну сбоку
Рис. VIII.24. Опирание балки
Чтобы придать жесткость ребрам, поддерживающим опорную пли-
ту, и укрепить от потери устойчивости стенки стержня колонны в местах
передачи больших сосредоточенных нагрузок, вертикальные ребра, вос-
принимающие нагрузку, обрамляют снизу горизонтальными ребрами.
Опорная плита оголовка передает давление от вышележащей кон-
струкции на ребра оголовка и служит для скрепления балок с колонна-
ми монтажными болтами,
Толщину опорной пли-
ты назначают конструк-
тивно в пределах 20—
25 мм-
При фрезерованном
торце колонны давление
от балок передается через
опорную плиту непосред-
ственно на ребра оголов-
ка. В этом случае толщи-
на швов, соединяющих
плиту с ребрами, так же
как и с ветвями колонны,
назначается конструк-
тивно.
Большие опорные дав-
ления балок лучше пере-
давать на колонну че-
рез ребра, расположенные
Если балка крепится к
реакция передается через опорное ребро балки на столик, приваренный
к полкам колонны. Торец опорного ребра балки и верхнюю кромку сто-
лика пристрагивают. Толщину столика принимают на 40 мм больше
толщины опорного ребра балки.
Столик целесообразно приваривать к колонне по трем сторонам.
Сварные1' швы, приваривающие столик к колонне, рассчитывают по
над полками колонн (рис. VIII.23, в).
колонне сбоку (рис. VIII.24), вертикальная
формуле
=; » - <- DCB
'СЕ 2-0,7йш2/ш
(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 вертикаль-
ными 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 кон-
струкции выполняются в виде металлических (главным образом сталь-
ных) ферм. Фермы по сравнению со сплошными балками экономичны по
затрате металла; им легко придают любое очертание, требуемое усло-
виями технологии, работы под нагрузкой или архитектуры; они относи-
тельно просты в изготовлении. Фермы в зависимости от назначения
применяют при самых разнообразных нагрузках; им придают разнооб-
разную конструктивную форму — от легких прутковых конструкций до
тяжелых, стержни которых составляют из' нескольких элементов круп-
ной профильной или листовой стали. Наибольшее распространение име-
ют разрезные балочные фермы (рис. IX. 1, а) как самые простые в изго-
товлении и монтаже. Неразрезные (рис. 1Х.1,б) и консольные (рис.
IX.1, в) 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.
Дэашни и мачты представляют собой вертикальные консольные сис-
темы ферм (рис. IX.1, а).
Соответствующие эксплуатационные или архитектурные требования
могут обусловить применение арочных (рис. 1Х.1,д) или рамных
(рис. 1Х.1,е) систем ферм.
Промежуточной между фермой и сплошной балкой является комби-
нированная система, состоящая из балки, усиленной либо снизу подве-
шенной цепью (шпренгельная балка, рис. IX.2, а) или сквозной фермой
230
I
(рис. IX.2,б), либо сверху аркой (рис. IX.2,в) или фермой (рис. IX.2,г).
Распор цепи или арки, а так>&е поддерживающее воздействие элемен-
тов фермы уменьшают изгибающий момент в балке. Комбинированные s
системы просты в изготовлении и рациональны в тяжелых конструкци-
ях, а также при необходимости перемещения нагрузки непосредственно
по конструкции (см. гл. XV). Возможность использования в комбиниро-
ванных системах дешевых прокатных балок благоприятно сказывается
на стоимости и трудоемкости этих систем.
Эффективность ферм и комбинированных систем можно значитель-
но повысить, создав в них предварительное напряжение (см. § 11 насто-
ящей 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 строи-
тельстве.
§ 2. КОМПОНОВКА КОНСТРУКЦИИ ФЕРМ
1. Очертание ферм
Выбор очертания ферм — первый этап их проектирования. Очерта-
ние ферм зависит от назначения сооружения; кроме того, оно должно
отвечать принятой конструкции сопряжений с примыкающими элемен-
тами. Так, очертание стропильной фермы производственного здания за-
висит 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 статичес-
кой схеме, 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).
Рис. IX.3. Фермы треугольного очер-
тания
Рис. IX.4. Очертания ферм
а — трапециевидное; б, в — полигональ-
ное; г» д — с параллельными поясами
231
Стропильные фермы треугольного очертания применяют, как прави-
ло, при значительном уклоне кровли, вызываемом или условиями экс-
плуатации 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 од-
ноэтажного 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 назначе-
ния 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 верх-
ним поясом (рис. IX.4, а) пришли на смену треугольным фермам благо-
даря появлению рулонных кровельных материалов, не требующих
больших уклонов кровли. В настоящее время они стали основным типом
стропильных ферм.
Трапециевидное очертание балочных ферм лучше соответствует эпю-
ре изгибающих моментов и имеет конструктивные преимущества; в со-
пряжении 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 поя-
са 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, д) имеют сущест-
венные конструктивные преимущества. Равные длины стержней поясов
и решетки, одинаковая схема узлов и минимальное число стыков поя-
сов обеспечивают в таких фермах наибольшую повторяемость деталей
и возможность унификации конструктивных схем, что способствует ин-
дустриализации их изготовления. Эти фермы вытесняют трапецие-
видные.
2. Генеральные размеры ферм
А. Определение пролета ферм. Пролет или длина ферм в большинст-
ве случаев определяются эксплуатационными требованиями и обще-
компоновочным решением сооружения и не могут быть назначены по
. усмотрению конструктора. ~~ ’
Пролеты стропильных ферм, мостовых кранов, гидротехнических за-
творов и т. п. определяются технологической или архитектурной схемой
сооружения и уточняются в зависимости от типа сопряжений с соседни-
ми 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 = L„ + a/2, (IX.1)
где La — расстояние в свету между опорами; а — ширина опоры;
для средних пролетов неразрезных ферм Л=£0+п и т. д.
При примыкании ферм к металлическим колоннам сбоку расчетный
пролет фермы принимают равным расстоянию между колоннами в све-
ту 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 про-
ектируют под кровли, требующие значительных уклонов (25—45°), что
дает высоту ферм /г» (1/4... 1/2)L.
Высота треугольных ферм, как правило, бывает выше требуемой
из условия наименьшей массы фермы; поэтому по расходу стали тре-
угольные 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, вы-
сота 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 вы-
соты фермы, так как усилие в поясах обратно пропорционально высоте:
Nn~M!h.
Масса решетки, наоборот, с увеличением высоты фермы увеличива-
ется, 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
* Nn 1П М1П
бп = 22—— уфп=22 —^уфп, (IX. 2)
A «Л
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;
фп — конструктивный коэффициент массы поясов.
Аналогично может быть выражена масса раскосов решетки
Q О
Gp = 2T ZpV'I’p = 2^^ZpVil’p==2^^/!WP’ (IX'3)
где Np — Q/cos а — расчетное усилие в раскосе; lp — h/cos а— длина раскоса; а — угол
наклона раскоса к вертикали; фр — конструктивный коэффициент массы раскосов.
Таким образом, масса всей фермы (поясов и раскосов) при треуголь-
ной решетке, состоящей из одних раскосов,
М1П Q
Оф = 22 уфп + X ------- Луфр. (IX. 4)
4 hR cos2 aR v
Подставив в формулу (IX.4)
1/cos2 а — 1 + tg? а — 1 + (In/h)2-,
получим
tlty t\ п, j\
Взяв производную по h и приравняв ее нулю, получим
г л 2 ”1
22^-?фп+2-^-гфр А- + 2 А^р = 0> (IX.6)
vit L A A J ft- А
откуда наивыгоднейшая высота фермы
(IX. 7)
высота
(IX. 8)
поскольку lsaLln, где L — пролет; п — число панелей.
„ ХМ
Значение —г-----близко к 0,7, и тогда наивыгоднейшая
Хффр
фермы
hotn = Zn Ко,7л + I = — V 0,7n + 1 ,
п
а наивыгоднейшее по массе соотношение
Йопт/Ь= 1/лКо,7п + 1.
(IX. 9)
Таким образом, наивыгоднейшее отношение высоты фермы к ее про-
лету 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
ftonT/L = 1 /л К(0,7п + 1)/3. (IX. 9')
При треугольной решетке с дополнительными стойками они работа-
ют на местную нагрузку. Тогда
< Йопт/t = 1 /п V(0,7n+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% мень-
ше оптимальной высоты фермы с треугольной решеткой с дополнитель-
ными 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 лег-
ких ферм принимают меньшие значения, для тяжелых — большие. Для
самых легких ферм (прутковые прогоны) применяют еще меньшие вы-
соты. Фермы, перевозимые целиком по железной дороге, или их отпра-
вочные элементы по условиям провозного габарита не должны превы-
шать по высоте 3,85 м между крайними точками выступающих элемен-
тов. Некоторое отклонение высоты ферм от оптимальной также может
быть вызвано требованиями унификации конструкций (см. п. 6). В фер-
мах трапециевидного очертания помимо высоты посередине пролета
необходимо установить высоту на опоре. Высота опорной стойки стро-
пильных ферм зависит от высоты фермы в пролете и уклона кровли.
Обычно при уклонах 712—Vg она получается в пределах от ‘/is до ‘/ю
пролёта, что конструктивно вполне приемлемо.
234
Г. Определение высоты ферм из условий жесткости. Наименьшая
возможная высота фермы определяется допустимым прогибом. В обыч-
ных кровельных покрытиях жесткость ферм значительно превосходит
требования, предъявляемые условиями эксплуатации. В конструкциях,
работающих на подвижную нагрузку (фермы подкрановых эстакад, мо-
стовых крапов и т. п.), требования жесткости часто являются настолько
высокими (f/L= 1/750...1/1000), что необходима проверка прогиба ферм.
Иногда бывает необходимо установить высоту ферм из условия жестко-
сти при изготовлении их из высокопрочной стали или алюминиевых
сплавов.
Значение прогиба фермы может быть получено аналитически по фор-
муле Мора
EF
(IX. 10)
(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 поя-
сами при среднем значении аргументов формулу отношения наимень-
шей высоты к пролету, аналогичную соответствующей формуле (VII.20)
для сплошных балок в функции предельного относительного прогиба
фермы:
hMm/L = 6,5/24 [L/f]~ (1 + 2h/L), (IX. 11)
в которой второй член в скобках выражает влияние решетки.
Здесь [//А]—предельное отношение прогиба ферм к пролету; <т—максимальное
напряжение в поясе от нагрузки, вызывающей прогиб, поскольку прогиб определяется
от нормативной нагрузки (без коэффициентов перегрузки),
а=(ри+<?н)/(рнПр_ь<7нП(?)/?> (IX. 12)
где рн и </н — постоянная и временная нормативные нагрузки; пр и nq — соответству-
ющие коэффициенты перегрузки, см формулу (VII.20).
3. Системы решеток ферм и их характеристики
Решетка ферм работает на поперечную силу, выполняя функции
стенки сплошной балки.
От системы решетки^зависят масса фермы, трудоемкость ее изготов-
ления, внешний вид. Решетка должна соответствовать схеме приложе-
ния нагрузок, поскольку нагрузки во избежание местйого изгиба пояса
передаются, как правило, на ферму в узлах.
А. Треугольная система решетки'. В фермах трапециевидного очер-
тания или с параллельными поясами, весьма рациональной является
треугольная система решетки (рис. IX.5,а), дающая наименьшую сум-
марную длину решетки и наименьшее число узлов при кратчайшем пути
усилия от места приложения нагрузки до опоры. В фермах, поддержи-
вающих прогоны кровли или балки настила, к треугольной решетке ча-
сто добавляют дополнительные стойки (рис. 1X5,6), а иногда и под-
вески (рис. IX.5, в), позволяющие уменьшать, когда это необходимо,
расстояния между узлами фермы. Дополнительные стойки Целесообраз-
ны 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 пере-
даче на опору поперечной силы.
В фермах треугольного очертания так же возможна треугольная
система решетки (рис. 1Х.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 стре-
миться, чтобы наиболее длинные элементы — раскосы были растянуты-
ми, а стойки — сжатыми. Это требование удовлетворяется при нисходя-
щих раскосах в фермах с параллельными поясами или трапециевидного
а)
N\J\I7ra
Рис IX 5 Треугольная
система решетки ферм
Рис IX 6 Раскосная си-
стема решетки ферм
очертания (рис IX.6, а) и восходящих — в треугольных фермах. Одна-
ко 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 рацио-
нальны 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 уз-
ловой нагрузке).
Раскосная решетка более трудоемка, чем треугольная, и требует
большего расхода материала, так как при равном числе панелей в фер-
ме 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 (при-
мерно 4—5 м) и рациональном угле наклона раскосов (примерно 35—
45°) панели могут получаться чрезмерно большими, неудобными для
расположения кровельных прогонов. Если давления прогонов неболь-
шие, то можно допустить местный изгиб пояса, расположив прогоны на
поясе между узлами.
Однако при больших давлениях такое решение нерационально. Что-
бы уменьшить размер панели, сохранив нормальный угол наклона рас-
косов, применяют шпренгельную решетку (рис. 1Х.7,а). Устройство
шпренгельной решетки более трудоемко и иногда требует дополнитель-
ного расхода металла; однако такая решетка дает возможность полу-
чить рациональное расстояние между элементами поперечной конструк-
ции при рациональном угле наклона раскосов, а также уменьшить
расчетную длину сжатых стержней Так, применение шпренгельной ре-
шетки в высоких башнях уменьшает расчетную длину сжатых поясов
(рис. IX.7, б) и тем самым появоляет снизить общую массу конструк-
ции. В стропильных фермах шпренгельная решетка позволяет сохра-
236
нить нормальное расстояние между прогонами, удобное для поддержа-
ния элементов кровли (2—3 м), или же создать промежуточный узел
для опирания крупнопанельного настила (рис. IX.7, а).
Шпренгельную решетку особого вида имеет треугольная ферма, по-
казанная на рис. IX.7, а. Эта система применяется при крутых кровлях
(а=35...45°) и сравнительно больших для треугольных ферм пролетах
(А = 20...24 м). Она может быть расчленена на две полуфермы, связан-
ные затяжкой. Стержни решетки и панели поясов такой системы имеют
небольшую длину; конструирование узлов упрощается. Приподнятая
затяжка увеличивает полезную высоту помещения. Образующие систе-
му жесткие полуфермы и затяжка изготовляются на заводу; на место
возведения их поставляют в виде трех отправочных элементов.
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 от-
носятся 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 толь-
ко растянутые раскосы; сжатые же раскосы вследствие своей большой
гибкости вь/ключаются из работы и в расчетную схему не входят.
Ромбическая и полураскосная решетки (рис. IX.7,<3ие)
благодаря двум системам раскосов также обладают большой жестко-
стью; 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 рас-
косов в треугольной решетке составляет примерно 45°, в раскосной ре-
шетке — 35°. Из конструктивных соображений — рационального очерта-
ния фасонки щ-узле и удобства прикрепления раскосов — желателен
угол, близкими 45д При малых углах фасонки получаются слишком вы-
тянутыми, приТхгльших — высокими, что делает их громоздкими и не-
экономичными.
237
В стропильных фермах размеры панелей определяются системой кро-
вельного покрытия. Если по стропильным фермам укладывают прогоны,
панель, равная расстоянию между прогонами, определяется видом кро-
вельного настила и ее длина изменяется от 1,5 до 3 м. Применяются бес-
прогонные кровельные покрытия, в которых настил в виде железобетон-
ных панелей или металлических щитов длиной 6—12 м и шириной 1,5—
3 м укладывают непосредственно иа поясе ферм. Беспрогонные покры-
тия являются более индустриальными и часто более экономными по рас-
ходу 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 связя-
ми 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 свя-
зей, расположенными по обоим поясам ферм (cbb'c' и daa'd'), и не ме-
нее чем двумя плоскостями поперечных связей (обычно в торцах
ферм — abed и a'b'c'd'). Поскольку этот пространственный брус в по-
перечном сечении замкнут и обычно достаточно широк, он обладает
очень большой жесткостью при кручении «-изгибе в поперечном направ-
лении. Поэтому потеря его общей устойчивости в изгибаемых системах
невозможна. Конструкции мостов, кранов, башен, мачт, шпилей, укосии
и др. представляют собой аналогичные пространственные брусья, состо-
ящие 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 неизме-
няемой системы; поэтому они имеют свободную длину из всей плоско-
сти, равную пролету, и легко могут потерять устойчивость (рис. IX.9, а).
В этом случае устойчивость шатра в целом и отдельных элементов пло-
Рис. IX.8. Завязка ферм в пространственные системы
238
Рис. IX.& Связи, обеспечивающие устойчивость стропильных ферм
/ — прогоны; 2—фермы; 3 горизонтальные связи; 4 — вертикальные связи; 5 — пространственный
блок
ских ферм обеспечивается тем, что в конструкции шатра создается не-
сколько 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. IX.9, б). К этим жестким бло-
кам прочие фермы притягивают горизонтальными элементами, препят-
ствующими горизонтальному перемещению поясов ферм и обеспечива-
ющими их устойчивость (обычно прогонами, расположенными в узлах
ферм). Чтобы прогон мог закрепить узел фермы в горизонтальном на-
правлении, он сам должен быть прикреплен к неподвижной точке — уз-
лу горизонтальных связей.
Если прогон не прикреплен к диагоналям связей в месте их пересе-
чения, расстояние между закрепленными в горизонтальном направле-
нии 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 по-
мощи кровельного настила и специальных элементов (тяжей), прикреп-
ляющих 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
способлений1. Унификация геометрических размеров ферм приводит к
сокращению числа типоразмеров и к стандартизации самих ферм и при-
мыкающих к ним элементов (прогонов, связей, колонн и т. п.). В осно-
ву унификации ферм кладется модулирование конструктивно-компоно-
вочных размеров. Унификация ферм должна проводиться по видам со-
оружений.
В настоящее время унифицированы геометрические схемы стропиль-
ных ферм производственных зданий (рис. IX.10), мостов, радиомачт,
радиобашен*опор линий электропередачи.
В основу унификации стропильных ферм с рулонной кровлей поло-
жены 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 кро-
вельных плитах шириной 1,5 м Таким образом, геометрия ферм мень-
ших пролетов тождественна с геометрией крайних частей ферм больших
пролетов и большая ферма получается из меньшей добавлением сред-
них панелей. Унифицированные стропильные фермы разных пролетов и
мощностей могут быть собраны и сварены полуфермами в едином ста-
ционарном кондукторе-позиционере, что существенно облегчает изго-
товление ферм и обеспечивает их взаимозаменяемость.
।
7. Строительный подъем
В фермах больших пролетов (более 36 м), а также в фермах из алю-
миниевых сплавов или высокопрочных сталей возникают большие про-
гибы, которые ухудшают внешний вид конструкции и во многих случаях
недопустимы по условиям эксплуатации (например, в производствен-
1 Белеия Е. И Пути развития стальных каркасов промышленных зданий М, Гос-
стройиздат, 1952
240
ных зданиях при подвеске к фермам подъемно-транспортного оборудо-
вания) .
Провисание ферм от постоянной нагрузки предотвращается устрой-
ством строительного подъема, т. е. изготовлением ферм с обратным вы-
гибом, который под действием постоянной нагрузки погашается, в ре-
зультате чего фермы принимают проектное положение. Строительный
подъем принимается равным прогибу от постоянной нагрузки и полови-
не временной нагрузки.
Теоретическую линию строительного подъема можно получить, если
при изготовлении фермы длину каждого стержня брать с учетом его
упругих деформаций, т. е.
I — 1р + А/ — Ip (1 + о/Е),
<7
Рис. IX. 11. Строительный подъем
а — в легких фермах; б — в тяжелых фермах
где Zp —длина стержня в расчетной геометрической схеме; AZ=<jZp/E — удлинение или
укорочение стержня от нормативных нагрузок.
В растянутых стерж-
нях значение Д/ надо вы-
читать, в сжатых — при-
бавлять. Под нагрузкой
растянутые стержни уд-
линяются, сжатые укора-
чиваются, и расчетная
геометрическая схема
фермы восстанавливает-
ся. На практике строи-
тельный подъем задается
по какой-либо упрощен-
ной кривой, имеющей
стрелку, равную прогибу
от постоянной нагрузки,
причем перегибы устраи-
вают только в монтажных
узлах. Так, в стропильных
фермах, имеющих один
монтажный стык посе-
редине пролета, строи-
тельный подъем 1/5001 задается по треугольнику (рис. IX.11,а). В тя-
желых фермах больших пролетов с монтажными стыками в каждом узле
строительный подъем принимают по многоугольнику, вписанному в ок-
ружность (рис. 1Х.11,б).
При плоских кровлях строительный подъем следует предусматри-
вать независимо от размера пролета, принимая значение подъема рав-
ным прогибу от суммарной нормативной нагрузки плюс 1/200 пролета.
§ 3. РАСЧЕТ И ДЕЙСТВИТЕЛЬНАЯ РАБОТА ФЕРМ
z 1. Определение расчетной нагрузки
Вся нагрузка, действующая на ферму, принимается приложенной к
узлам фермы, к которым прикрепляются элементы поперечной конст-
рукции (например, прогоны кровли или подвесного потолка), передаю-
щие 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 рекоменду-
ется находить усилия в стержнях отдельно от каждого вида нагрузки.
Так, при расчете стропильных ферм составляют расчетные схемы от-
дельно для следующих нагрузок: постоянной, в которую входят собст-
венная масса фермы, прогонов, связей, фонарей, нагрузка от поддержи-
ваемой кровельной конструкции, подвешенного чердачного перекрытия
и т. п.; кратковременной нагрузкой, действующей на чердачное перекры-
тие; кратковременной атмосферной нагрузки — снег (иногда и ветер);
кратковременной нагрузки от подвесного подъемно-транспортного обо-
рудования.
Постоянная и кратковременная снеговая нагрузки (см. § 3, гл. III)
относятся к основному сочетанию нагрузок, и для них коэффициент со-
четаний принимается равным единице.
При учете двух и более кратковременных нагрузок значения кратко-
временных нагрузок умцожают на коэффициент сочетаний, равный 0,9.
Расчетная постоянная нагрузка, действующая на любой узел стро-
пильной фермы, определяется по формуле
n _ I- I <?КР ) , dl + d8 „ /TV
* —1^Ф~г‘ I® « (IX. 13)
V cose / 2
где — вес фермы, кН на 1 м2 горизонтальной проекции кровли; qKP — вес кровли,
кН/м2; а — угол наклона верхнего пояса к горизонту; b — раЭгтояние между ферма-
ми; di и di — длина примыкающих к узлу панелей; п — коэффициент перегрузки для по-
стоянных нагрузок.
В отдельных узлах к нагрузке, получаемой по формуле (IX.13), при-
бавляют нагрузку от массы фонаря.
Снег — нагрузка временная.
Расчетную узловую нагрузку от снега определяют по формуле
_ . <4 4- di
Qc— Pcb g га1»
где рс — вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной проекции кровли; rii = l,4—
коэффициент перегрузки для снеговой нагрузки.
Значение ре должно определяться с учетом возможного неравномер-
ного распределения снегового покрова, как это указано в § 1, гл. III.
Иногда к фермам подвешивают тельферы или кран-балки небольшой
грузоподъемности, усилия от которых могут быть проще всего подсчи-
таны по линиям влияния опорной реакции подкрановой балки, подве-
шенной к фермам.
Давление ветра учитывается только на вертикальные поверхности,
а также на поверхности с углом наклона к горизонту более 30°, что бы-
вает в башнях, мачтах, эстакадах, а также в крутых треугольниках стро-
пильных 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 учитывает-
ся, так ка^ее влияние на работу фермы незначительно. Фермы под лег-
кую 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 — идеаль-
ные шарниры, оси всех стержней прямолинейны, расположены в одной
плоскости и пересекаются в узле в одной точке (в центре узла). Стерж-
ни такой идеальной системы работают только на осевые усилия; напря-
жения, найденные по этим усилиям, являются основными. В связи
с фактической жесткостью узловых соединений в стержнях фермы воз-
242
никают дополнительные напряжения, которые при отношении высоты
сечения стержня к его длине Л//г^1/15 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, эксплуатируе-
мых 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 шар-
нирной схеме, а дополнительные моменты определять приближенными
способами. Кроме того, в стержнях фермы возникают напряжения от
моментов в результате неполного центрирования стержней. Эти напря-
жения, 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 определ^ь графическим ме-
тодом, т. е. построением диаграмм усилий, причем целесообразно для
каждого вида нагрузки (нагрузки от покрытия, от подвесного транспор-
та и т. п.) вычерчивать свою диаграмму. Для ферм с несложными схе-
мами (например, для ферм с параллельными поясами) и небольшим
числом стержней более простым может оказаться аналитическое опре-
деление усилий. Если фермы работают на подвижную нагрузку, то мак-
симальные 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 оконча-
тельному расчетному наибольшему усилию.
Рекомендуется результаты статического расчета записывать в таб-
лицу, в которой должны быть приведены значения усилий от постоян-
ной нагрузки, от возможных комбинаций временных нагрузок (напри-
мер, 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
%
Многочисленные исследования отдельно стоящих ферм показали, что
при упругой работе фактические напряжения в стержнях меньше теоре-
тических: в легких фермах — в среднем на 10%, в тяжелых — на 18%*.
Это — результат отличия фактической конструкции фермы от ее расчет-
ной схемы. Упругая стадия работы ферм при первом загружении пре-
кращается весьма рано. Например, в клепаных фермах уже при напря-
жениях порядка 5—8 кН/см2 наступает предел упругой работы, появля-
ются 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/см2.
* Стрелецкий Н. С, Основы статистического учета коэффициента запаса прочности
сооружений. М., Госстройиздат, 1947.
16* 243
Моменты от эксцентрицитетов и жесткости узлов увеличивают напря-
жения 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 пре-
дыдущими загружениями. Если устойчивость стержней обеспечена, на-
пряжения повышаются до разрушения фермы. При этом в сварных фер-
мах-разрушение происходит у начала фланговых швов в месте прикреп-
ления стержня к фасонке (рис. IX.12,б), т. е. в месте концентрации на-
пряжения 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 заклеп-
кам прикрепления.
Обычно разрушение ферм происходит от потери устойчивости сжа-
тых стержней (рис. IX. 12,а). Потеря устойчивости наступает без появ-
ления каких-либо видимых предупредительных признаков, и весьма ча-
сто до разрушения нельзя предсказать, какой стержень потеряет устой-
чивость1.
Как правило, теряют устойчивость сжатые раскосы средних панелей,
хотя они и не имеют самых высоких расчетных напряжений. Это гово-
рит о том, что потеря устойчивости зависит не только от напряженного
состояния, сколько от посторонних причин, от наличия тех или иных
геометрических или физических несовершенств, в первую очередь от по-
гнутий2. Эти погнутия часто появляются в результате неаккуратного
транспортирования или дефектов изготовления; для слабых средних
раскосов они являютЬя весьма существенными. Поэтому нужно обра-
щать большое внимание на повышение жесткости средних раскосов и
защиту их от погнутий.
Влияние начальных эксцентрицитетов и возможных погнутий на ра-
боту сжатых основных стержней решетки (кроме опорных) учитывают
согласно требованиям СНиП коэффициентом условий работы т—0,8
(при гибкости стержней Х^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-
1 Никифоров С. Н. Устойчивость сжатых стержней сварных ферм. М, Госстройиз-
дат, 1938.
2 Белеия Е. И. Предельное состояние поперечных рам одноэтажных промышлен-
ных зданий. М„ Госстройиздат, 1958.
244
ем слитности работы фермы. В местах концентрации напряжений (обыч-
но у заклепочного соединения) появляется трещина, которая приводит
к разрушению элемента. Отдых конструкции — перерыв между воздей-
ствиями вибрационной нагрузки — восстанавливает усталостное сопро-
тивление конструкции.
Разрушение сварных ферм от вибрационной нагрузки происходит у
прикрепления стержней к узловым фасонкам, в местах наибольшей кон-
центрации напряжений (рис. IX.12,б). При неудачном очертании фасо-
нок и прикреплении стержней фланговыми швами вибрационная проч-
ность может оказаться очень низкой (8—10 кН/см) и разрушение насту-
пает 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 прикрепляемо-
му стержню (рис. IX.33);
2) уменьшением концентраций напряжений, применением пологих
швов, отказом от фланговых швов, зачисткой обработанных мест, плав-
ным примыканием фасонок и швов и т. д.
Вероятность хрупкого разрушения повышается в случае эксплуата-
ции ферм при низких температурах ниже —40° С. В этом случае повы-
шаются 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.
Рис. IX. 13. Схема деформации при по-
тере устойчивости сжатым стержнем
1 — стержень, теряющий устойчивость
§ 4. РАСЧЕТНЫЕ ДЛИНЫ СЖАТЫХ СТЕРЖНЕЙ
И ПРЕДЕЛЬНЫЕ ГИБКОСТИ
1. Определение расчетной длины сжатых стержней
В момент потери устойчивости сжатый стержень выпучивается, по-
ворачивается вокруг центров соответствующих узлов и вследствие жест-
кости фасонок заставляет поворачиваться и изгибаться в плоскости фер-
мы остальные стержни, примыкаю-
щие к этим $злам (рис. IX. 13). При-
мыкающие стержни сопротивляют-
ся изгибу и повороту узла и этим
препятствуют свободному изгибу
стержня, теряющего устойчивость.
Наибольшее сопротивление поворо-
ту узла оказывают растянутые стер-
жни, поскольку их деформация от
изгиба ведет к сокращению рассто-
яния между узлами, между тем как
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 сжа-
тому стержню и чем они мощнее, т. е. чем больше их погонная жест-
кость, 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
т = [/2£р> (1Х.14У
где i=J!l—погонный момент инерции рассматриваемого стержня в плоскости фермы;
2гР — сумма погонных моментов инерции растянутых стержней, примыкающих к рас-
сматриваемому 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
Z0 = pZ, (IX. 15)
где р. — коэффициент приведения длины, зависящий от степени защемления; Z — рас-
стояние между центрами узлов.
Сжатый пояс оказывается слабо защемленным в узлах, так как с
каждой стороны к нему примыкает только по одному растянутому рас-
косу, погонная жесткость которых значительно меньше погонной жест-
кости пояса. Поэтому защемлением сжатого пояса можно в запас устой-
чивости пренебречь и принимать его расчетную длину равной расстоя-
нию 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 зна-
чение т получается небольшим, близким к 0,5, что дает коэффициент
ц=0,77.
По СНиП коэффициент приведения длины сжатых элементов решет-
ки в плоскости фермы |л=0,8 Таким образом, расчетная длина /0—0,8/
в плоскости фермы определяется с некоторым запасом, в особенности
для средних раскосов, жесткость которых по сравнению с примыкающи-
ми стержнями невелика.
Исключение составляет опорный восходящий раскос, условия рабо-
ты которого в плоскости фермы такие же, как и у верхнего пояса, вслед-
ствие чего расчетная длина опорного раскоса в плоскости фермы прини-
мается равной расстоянию между центрами узлов.
Расчетная длина сжатого пояса в плоскости, перпендикулярной пло-
скости фермы, принимается равной расстоянию между узлами, закреп-
ленными связями от смещения из плоскости фермы.
В беспрогонных покрытиях верхний пояс стропильных ферм за-
креплен 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 плоско-
сти фермы принимается равной расстоянию между геометрическими
центрами узлов, так как фасонки весьма гибки из плоскости фермы и
должны рассматриваться как листовые шарниры.
В трубчатых фермах с бесфасоночными узлами расчетная длина рас-
коса 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 сущ'ественное значение гибкость %=/0/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 лег-
ко искривляются от случайных воздействий, провисают от собственной
массы, в них появляются нежелательные эксцентрицитеты, оии вибри-
руют при динамических нагрузках.
Поэтому для сжатых стержней устанавливается значение предель-
ной, наибольшей гибкости, которая является такой же нормативной ве-
личиной, как и расчетные сопротивления.
Предельная гибкость А,Лр установлена СНиП в зависимости от назна-
чения стержня:
Для стали
Сжатые пояса, а также
опорные раскосы и стой-
ки, передающие опорные
реакции.............Хпр = 120
Прочие сжатые стержни
ферм................Хпр = 150
Сжатые стержни связей Х.пр — 200
Растянутые стержни конструкции также не
гибкими, так как они могут изогнуться при транспортировании и мон-
таже.
Особенно важно, чтобы стержни имели достаточную жесткость в
конструкциях, подверженных динамическим воздействиям (для пре-
дотвращения вибрации стержней).
Для растянутых стержней ферм, подвергающихся непосредственному
воздействию динамической нагрузки, СНиП установлены следующие
значения предельной гибкости:
Для алюмини-
евых сплавов
Хпр "100
'-пр " 120
Ьпр = 150
быть слишком
Для стали
'-пр — 250
'-пр — 350
Для амюмиии-
евых сплавов
А,пр = 200
'-пр = 300
= 300
Растянутые пояса
опорные раскосы .
Прочие растянутые <
жни ферм ....
Растянутые стер
связей . , . , .
В конструкциях, не подвергающихся динамическим воздействиям,
гибкость растянутых стержней ограничивают только в вертикальной
плоскости (чтобы предотвратить чрезмерное их провисание), установив
для всех растянутых стержней предельную гибкость; ЛПр=400 для
стальных стержней и А,Пр=300 для стержней из алюминиевых сплавов.
Для стержней из алюминиевых сплавов предельные гибкости принима-
ются 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 состав-
ляются, как правило, из двух или даже одного прокатного профиля. Наи-
большее распространение получили сечения, составленные из двух
уголков (рис. IX.14,б~г), которые имеют большой диапазон площадей,
удобны для конструирования узлов на фасонках и прикрепления при-
мыкающих конструкций, не коробятся при сварке и требуют минималь-
ных сварочных работ.
247
В ирострявственных фермах-(башнях, мачтах, стрелахкранов), где
пояс является общим для двух взаимно перпендикулярных ферм одинако-
вой мощности, простейшим типом сечения пояса является одиночный,
достаточно крупный уголок (рис. IX. 14,а). Сечения из одиночных угол-
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 до-
ступны для окраски и осмотра и вследствие этого более коррозиеустой-
чивы. Фермы со стержнями (поясами и -решеткой) из одного уголка не
Рис. IX.14. Типы сечений стержней легких ферм
имеют оси симметрии в своей плоскости, что является их недостатком;
асимметрия фермы уменьшается при расположении уголков раскосов с
внутренней стороны уголков поясов (рис. IX.21,6), поэтому такое рас-
положение наиболее рационально. Эксцентричное прикрепление стерж-
ней решетки из одиночных уголков по одной полке вызывает закручива-
ние уголка, которое должно погашаться надежным закреплением пояса
связями. ' > 4
Сечения из двух уголков одинаково удобны и для поясов, и для
стержней решетки. По горизонтальным полкам тавровых сечений верх-
них поясов удобно располагать прогоны или* другие элементы попереч-
ной 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,<5).
Сжатые стержни из двух уголков при равных’ и при различных рас-
четных длинах легко скомпоновать равноуетойчивыми в Двух взаимно
перпендикулярных направлениях.
Жесткость сечения характеризуется его радиусами инерции, которые
прямо пропорциональны генеральным размерам сечения и могут быть
приближенно выражены для таврового сечения из двух уголков соотно-
шения гж»0,3 h и гита0,2 b (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—Ку) 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 b : й«2 : 1,5
или Л=0,75Ь, что при указанных выше соотношениях дает гхягу.
Сечения из неравнополочных уголков, составленных большими пол-
ками вместе, применяют также в поясах ферм при работе их на местный
изгиб. В этом случае настил, расположенный на поясе фермы, укрепля-
ет пояс от изгиба в горизонтальной плоскости.
Тавровое сечение из двух уголков, составленных вместе меньшими
полками (рис. IX.14,в), употребляется в случаях, когда расчетная дли-
на стержня из плоскости фермы в 2 раза больше, чем в плоскости. В та-
ком сечении и, следовательно, гу—0,2 b=0,6h—2 гх, т. е. жест-
кость стержня из плоскости также в 2 раза больше, чем в плоскости
ферм.
Тавровое сечение из равнополочных уголков (рис. IX.14, б) являет-
ся 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 /„=1,25^ (см. § 4 настоящей главы). Действительно, в таком
случае гу—0,2 b =0,4 h= 1,33 гх, что соответствует указанному соотно-
шению расчетных длин.
Можно йрименять 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 поя-
сах решетчатых башен и мачт, когда площади одного уголка оказывает-
ся недостаточно. Обладая одинаковой жесткостью и симметрией отно-
сительно двух осей, это сечение удобно в указанных случаях для при-
крепления стержней решетки в двух взаимно перпендикулярных пло-
скостях 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 при-
менение двухстенчатых сечений из уголков (рис. IX.14, и, к), облада-
ющих большой жесткостью из плоскости фермы.
Рационально применение замкнутых сечений из швеллеров (рис.
1Х.14,л), уголков (рис. IX.14,m) или тонкостенных труб (рис. IX. 14, н),
также обладающих большой жесткостью в двух плоскостях.
Особенно рациональны стержни из электросварных труб. В трубча-
тых фермах — наименьшее число элементов, минимальные сборочные
и сварочные работы; они экономичны по расходу стали. Большим пре-
имуществом трубчатых стержней является их хорошая обтекаемость.
Благодаря обтекаемости ветровые давления на них меньше, на них
почти не задерживаются грязь и влага, поэтому они более стойки про-
тив коррозии (долговечны). Их легко очищать и окрашивать, что также
повышает долговечность. Фермы из трубчатых элементов имеют при-
мерно 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, от-
крытые эстакады, стропила н т. п.).
Толщину 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 проектиро-
вать либо из двух швеллеров (рис. IX.14,0), либо из двутавра (рис.
IX. 14, п), 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 замк-
нутые (рис. IX.14,р) и коробчатые сечения (рис. IX.14,с). Из двух угол-
ков составляются тавровые сечения (рис. IX.14, т); коробчатое сечение
применяется преимущественно для поясов. Сжатые элементы коробча-
того сечения при ЛхСЗЛу (рис. IX.14, с) должны иметь замыкающие
планки или решетку (через 1,5 Ь) ввиду недостаточной устойчивости от-
крытых 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 прессова-
нием, весьма разнообразны (см. рис. IV.7).
Ввиду малой устойчивости алюминиевых стержней основное вни-
мание 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 эле-
ментов, что обусловлено их большими расчетными длинами и действу-
ющими в них значительными усилиями. Сечения их обычно проектиру-
ют 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 (железно-
дорожные мосты, краны и т. п.), иногда еще проектируют клепаными.
Более современны тяжелые фермы нз сварных стержней с узлами на
высокопрочных болтах.
Рис. IX.15 Типы сечений стержней тяжелых ферм
260
Рис IX. 16. Размещение
узловых фасонок в тя-
желых фермах
Применяются следующие типы сечений стержней тяжелых тальных
ферм.
1. Н-образные сечения: сварное — из двух вертикальных лис-
тов (вертикалов), связанных горизонтальным листом (горизонталом)
(рис. IX.15,а); клепаное или сварное — из четырех неравнополочных
уголков, также связанных горизонтальным листом (рис. IX.15, б). Раз-
витие этих сечений в смежных панелях происходит в сварных сечениях
посредством увеличения высоты или толщины вертикальных листов,
в клепаных — посредством увеличения калибров уголков или наклепки
вертикальных листов (рис. IX.15,в). Сечения эти удобно прикреплять
к фасонкам, так как они имеют гладкую наружную поверхность и сим-
метричны (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 отвер-
стия 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 состав-
ными из листов и уголков. Сечения в смежных стержнях изменяют на-
клепкой или приваркой на швеллеры листов (рис. IX.15,д—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 нали-
чие двух в'етвей, которые приходится соединять планками или решет-
ками (аналогично центрально-сжатым колоннам).
Швеллерные сечения применяют для сжатых и растянутых раско-
сов, 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 сечение — из широко-
полочного сварного или прокатного двутавра, поставленного вертикаль-
но (рис. IX.15,к); применяют в сварных фермах, где узлы могут быть
сконструированы с применением стыковой сварки (см. рис. IX.33). Сжа-
тые пояса двутаврового сечения требуют более частого закрепления из
плоскости фермы, так как у них гу значительно меньше, чем гх.
5. Трубчатые стержни, применяемые в сварных тяжелых фер-
мах, 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
251
Рис. 1Х.Г7. 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 раз-
меров (рис. IX.17).
§ 6. ПОДБОР СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ЛЕГКИХ ФЕРМ
1. Общие соображения
Для удобства изготовления и комплектования металла при проекти-
ровании легких ферм из уголков обычно устанавливают четыре —
шесть различных калибров уголков, из которых подбирают все эле-
менты фермы. Чтобы предварительно установить необходимый ассор-
тимент профилей, сначала ориентировочно определяют требуемые пло-
щади для всех стержней фермы.
Стержни, составленные из двух уголков или швеллеров, соединен-
ных через прокладки, рассчитывают как сплошностенчатые, что обес-
печивается необходимыми расстояниями между прокладками (см. § 9).
Из условия обеспечения необходимой жесткости при монтаже и пе-
ревозке в сварных фермах не берут уголки с полками меньше 50 мм.
В клепаных* фермах наименьший калибр уголков определяется диамет-
ром заклепки (см. гл. VI, § 4).
При значительных усилиях в поясах ферм подбор сечений стержней
можно производить из стали двух марок (например, пояса — из низко-
легированной 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 целесооб-
разно менять только в результате изменения ширины полки; толщину
уголков для удобства перекрытия накладками целесообразно сохра-
нять одинаковой по обеим сторонам стыка.
2. Подбор сечений сжатых стержней
Подбор сечения сжатых стержней начинается с определения тре-
буемой площади по формуле
Ftp = N/(<pRm). (IX. 16)
Коэффициент условия работы т применяется равным единице, за
исключением случаев, оговоренных в прил. 4.
262
Формула (IX.16) содержит два неизвестных: требуемую площадь
5тр и коэффициент продольного изгиба ф, который является функцией
гибкости
к = !»/г,
где 1а — расчетная длина стержня; г— JIF—радиус инерции сечения, в свою оче-
редь зависящий от площади F.
Обычно задаются гибкостью стержня, учитывая степень загружения
и характер его работы, и по заданной гибкости находят соответствую-
щее значение ф и площадь F по формуле (IX. 16).
При предварительном подборе для поясов можно принять /.= 100...
... 80 и для решетки А= 120 ... 100.
Задавшись гибкостью X, можно также найти требуемые радиусы
инерции сечения:
= (IX. 17)
ri/rp — lyl^. (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 тре-
буемыми показывает, насколько неправильно была задана гибкость.
Принимая после этого уголки с промежуточным значением площади
и соответствующим радиусом инерции, определяют во втором прибли-
жении гибкость, коэффициент ф и напряжение. Обычно второе прибли-
жение достигает цели.
3. Подбор сечений растянутых стержней
Требуемую площадь сечения растянутого стержня сварной фермы
определяют по формуле
/гбр.тр = ^/(«7?), (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 установлен-
ного ассортимента профилей и общих конструктивных требований),
производят йроверку принятого сечения, причем подсчитывают действи-
тельное 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 вне-
центренное сжатие, подбирают по формуле
FTp = N/(фвн 7?). (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
(А,=/1/гжу'R/Е ) и приведенного эксцентрицитета mi, равного относи-
тельному эксцентрицитету т=е/р, умноженному на коэффициент влия-
ния формы сечения т], принимаемому по прил. 7. Поэтому
в Мх
т1 = х\т~^— = т| ........ (IX.21)
Рх NJX
Здесь р— радиус ядра сечении (ядровое расстояние); х — расстояние от центра тяже-
сти сечения до наиболее сжатого края сечения.
253
Сечение подбирают как для цейтрально-сжатого стержня. Установив
тип сечения (тавр из двух уголков, два швеллера, двутавр и т. д.),
задаются гибкостью и определяют отвечающие этой гибкости и рас-
четной длине стержня радиус инерции гх=1хГкх, требуемую высоту
сечения h — rxlai и ядровое расстояние px—rx/z. Для симметричных
Относительно горизонтальной оси сечений z—h/2, для тавровых z«
»0,3 h.
Для уголковых сечений, имея значение г, можно по сортаменту не-
посредственно определить расстояние г. Для принятого типа сечения
по прил.^ЙЗа находим т).
Зная рх и 1], определяют по формуле (IX.21) приведенный эксцент-
рицитет /П], а по нему и по приведенной гибкости X — 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, про-
изводят проверку стержня исходя из точных значений характеристик
как в плоскости действия момента по формуле '
a = Af/(<pBBf)</?, ОХ. 22)
так и в перпендикулярной плоскости (при Jx>Jy) по формуле
а = N/(cqy R
(IX. 23)
(в соответствии с указаниями § 3, гл. III).
Коэффициент продольного изгиба центрально-сжатого стержня фу
относительно оси у—у принимают по гибкости стержня
— 1у!гу
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-
вательно, небольшие напряжения; сечения этих стержней подбирают
по предельной гибкости, установленной СНиП (см. § 4 этой .главы).
К таким стержням обычно относятся дополнительные стойки в тре-
угольной решетке, раскосы в средних панелях ферм, элементы связей
и т. п.
Зная расчетную длину стержня 10 и значение предельной гибкости
Хир, определяют требуемый радиус инерции
Гтр = lo/^npi
по которому в сортаменте выбирают сечение, имеющее наименьшую
площадь.
Ввиду простоты расчетных манипуляций рекомендуется подбор
стержней легких ферм оформлять в табличной форме (табл. IX. 1).
Пример 1Х.1. Пример расчета фермы покрытия здания (рис 1X18). Размеры зда-
ния в плане 24X30 м. Шаг ферм 0=6 м. Пролет ферм 1 = 24 м. Размеры панели по
верхнему поясу d=3 м. Место строительства — Москва. Ферма проектируется из ста-
ли класса С 38/23, R=21 кН/см2.
Конструкция кровли- по фермам уложенным крупнопанельные железобетонные
плиты (ПНКЛ) размером 3X6 м, по плитам — утеплитель толщиной й = 8 см с удель-
ным весом 6 кН/м3, асфальтовая стяжка толщиной 20 мм с удельным весом 1,8 кН/м3
и гидроизоляционный ковер из двух слоев рубероида и одного слоя пергамина.
1. Определение расчетных нагрузок на ферму.
254
Таблица подбора сечений ферм (к примеру 1X1)
ТАБЛИЦА tXt
Наименование стержня Обозначение Расчетное усилие, кН Сечение «к X Площадь, CM2 Расчетная длина Радиус инерции Гибкость Тмин m Напряже- ние, кН/см8
!л гр тх гу кх
Верхний пояс 3—7 0 ][ 75X75 13,72 — — — — — — — — —
4—9
5—10 —482 1 ]f 100X10 38,5 — — — — — — — — —
6—12 —500 J 38,4 300 600 3,05 4,5 98 — 0,606 1 21,4
Нижний пояс 1—8 +327 1 JL 100X70X8 27,8 — — — — __ — — — —
1—11 +544 J 27,8 600 1200 1,98 5,5 303 — — 1 19,5
Раскосы 7—8 —432 If 140 X 90X10 44,4 394 394 4,47 3,67 107 88 0,533 1 18,2
8—9 +216 ]f 56X 5(63 X 5)* 10,82 — — — — — — — — —
10—11 —83 ][ 80X6 18,76 365 446 2,47 3,65 147 122 0,317 0,8 17,4
11—12 -36 ]f 75X5 14,78 365 446 2,05 3,42 150 130 0,305 0,8 9,9
Стойки 9—10 —79,9 If 63X5 12.26Г 234 292 Г, 94 2,96 120 100 0,448 0,8 18,2
12—12* —52 _|L63 X4 (63 X 5) 12,26 294 368 2,45 2,45 120 150 0,305 0,8 21,5
3 * В скобках даны сечения уголков, принятые конструктивно в целях упрощения изготовления фермы.
Рис. IX.18. К примеру расчеты фермы
а — конструктивная схема; б — диаграмма усилий
Постоянные нагрузки отвеса ограждающих и несущих конструкций принимаются
равномерно распределенными* по длине ригеля. Вычисление расчетных постоянных на-
грузок сведено в табл. IX.2.
ТАБЛИЦА IX 2
Расчетные постоянные нагрузки
(к примеру IX.1)
Нагрузка от Нормативная q. viHI^ Коэффициент перегрузки п Расчетная q, кН/м2
Гидроизоляционного ковра 0,1 1,1 0,11
Асфальтовой стяжки (уй) 0,36 1,2 0,43
Утеплителя (yft) 0,52 1,2 0,63
Плит ПНКЛ 1,4 1,1 1,54
Собственной массы ферм и связей 0,3 1,1 0,33
Расчетная на- грузка </„=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 м2 горизонтальной поверхности
для Москвы по СНиП
Ро = 1 кН/м2.
Принимаем равномерную снеговую нагрузку по длине пролета с коэффициентом
с=1. Коэффициент перегрузки п=1,4 (по СНиП) см. прил. 1.
Расчетная снеговая нагрузка на узел фермы
Pe = nPacbd = 1,4.1-6-3 = 25,2 кН.
Полная расчетная нагрузка иа узел фермы
Р = Ра + Ра = 54,7 4-25,2 = 79,9 кН
256
2. Определение расчетных усилий в стержнях фермы построением диаграммы уси-
лий (рис. IX. 18,б, в). Полученные расчетные усилия выписаны в табл. IX.1.
Диаграмму усилий строем от загрузки фермы по всему пролету полной расчетной
нагрузкой, так как по СНиП возможность загрузки фермы снеговой нагрузкой на по-
ловине пролета не учитывается.
3. Определение' расчетных длин стержней. Расчетные длины стержней определяют
согласно § 4, п. 1. Верхний пояс из плоскости фермы закреплен в каждом узле кро-
вельными плитами, следовательно, расчетные длины верхнего пояса в плоскости и нз
плоскости фермы lx=lv=3 м.
Свободная длина из плоскости нижнего пояса при закреплении средних узлов ниж-
него 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 N ==500 кН
(см. табл. IX.1). Расчетные длины стержня lx=lv=3 м. Расчетное сопротивление ста-
ли /?=21 кН/см2. Коэффициент условия работы т = 1. Принимаем течение из двух
равнополочиых уголков. Задаемся гибкостью Х=100, следовательно, q>=0,582
(см. прил. 7).
Требуемая площадь сечения
' N 500 ' • 1
F— =-------- = „ = 41 см?.
<рт/? 0,582-21
Требуемый радиус инерции
гж>тр = ЦК = 300/100 = 3 см.
По требуемым площади н радиусу инерции ближе всего подходит сечение из
двух уголков 2 L 125X9'. F=2-22=44 см2; г*=3,86 см.
Кх = 300/3,86 = 78; <р = 0,726.
Проверяем устойчивость стержня и
500 (А . -
а =----—-----= 15,7 кН/см2 < 21.
0,726-44 V ‘
Сечеиие имеет большой запас. Принимаем новое сечение 2 L- 100X10; F=2-19,2=>
=38,4 см2; Гх=3,05 см.
31=300/3,05 = 98; <р = 0,606.
а = 500/(0,606-384) = 21,4 кН/см2.
Оставляем сечение 2 I- 100ХЮ, допуская перенапряжения примерно ~2%.
Нижний пояс. Подбираем-сечение нижнего пояса по максимальному расчетному
усилию в панели 1—11 нз двух иеравнополочных уголков постоянным по всей длине..
Расчетное усилие г!=-|-544 кН, m—l.
Требуема» площадь
FTP = N/R = 544/21 = 25,9 см2.
Принимаем 21-110X70X8; Р=2-13,9=27,8 см2; Гх=1,98.
Проверяем напряжение
о = 544/27,8 = 19,5 кН/см?.
Гибкость стержня в плоскости фермы
1 = 600/1,98 =
Опорный раскос-7—8. Расчетное усилие /¥=—432 кН, т«=1. Расчетные длины (х=
=1ц=394. Принимаем сечение из двух неравнополочвых уголков, поставленных боль-
шими полками вместе.
Задаемся гибкостью 1=90; <p=Q67.
Тиебуемая площадь
„ N 432 ,
= 1. =30,8 см2.
ф/?т 0,670-21
Требуемые радиусы инерции
',.г₽ « = 394/90 “4>32 <*•
1'7—478
357
Принимаем 2 U 140X90X8; F=2 -18 = 36 см2; rx = 4,49 см; rH=3,61 см; A-=394/4,49=,
= 88; 2^ = 394/3,61 = 110; ф=0,512 (no Амако = 110).
Проверяем устойчивость стержня
a~ —777+ ~ = 23,3 кН/см?.
0,572-36
Принимаем новое сечение 2L 140Х90ХЮ; F=2-22,2=44,4 см2; rx=4,47 см; rw =
= 3,67 см; Ax=394/4,47=88; A„=394/3,67= 107;
Ф = 0,533 (по Амане = 107),
432
a = ——----------_ ]8 2 кН/см?.
0,533-44,4
Оставляем сечение 21- 140Х90ХЮ.
Раскос §—§. Расчетное усилие N— +216 кН. Требуемая площадь
Лтр = N/R = 216/21 = 10,3 см3.
Принимаем 2 L- 56X8; /7=2-5,41 = 10,82 см2. Стойка 9—70. Расчетное усилие N—
=—79,9. Коэффициент условия работы т=0,87 (см. прил. а). Расчетные длины 1Х =
= 0,8-292 = 233 см, /и = 292 см. “
Задаемся гибкостью А= 120; ф=0,448. Требуемая площадь и радиусы инерции:
z Квр = 79,^0,448-0',8-21) = 10,6 см2, rxrp = 233/120 = 1,95;
rp>Tp = 292/120 = 2,43 см.
Принимаем сечеиие: 2 L 63-5; К=2-6,13= 12,26 см2; гх = 1,94 см; rv=2,96 см;
Ах = 233/1,94= 120; Аа=292/29,6= 100; фМиН = 0,448 (по Амакс = 120).
Проверяем устойчивость стержня
1 о = 79,9/(0,448-0,8-12,26) = 18,1 кН/см2 < R.
Принимаем новое сечеиие: 2 L- 56-5; К=2-5,41 = 10,82 см2; гх = 1,72 см; гу =
=2,69 см; Ах=233/1,72 =135; Аа = 292/2,69= 109; ф=0,373 (по Амакс = 135); а=
=79,9/(0,373-0,8-10,82) =24,7 кН/см2 > R.
Оставляем сечение 2 I- 63X5.
Раскос 10—11. Расчетное усилие N=—83 кН, т=0,8. Расчетные длины /х=0,8Х
Х446=Ж>5 см; 1у=446 см.
Задаемся гибкостью А= 130; ф=0,397. - 7 ? /
Требуемые-площадь и радиусы инерции: '
/?тр = 83/(0,397-0,8-21) = 12,5; ' '
гх>тр = 365/130 = 2,7 см; грТр = 446/130 = 3,43 см.
Принимаем — 2 U75X5; К=2-7,39= 14,78 см2; гх = 2,31 см; /+=3,42 см;
Ах = 365/2,31 = 157 > 150; Ар = 446/3,42 = 130.
Так как гибкость Ах получалась больше предельно допустимой (см. § 4, п. 2), при-
нимаем другие уголки большей жесткости — 2 L- 80X6; К=2-9,38 = 18,76 см2; гх =
=2,47 см; Гу=3,65 см;
Ах = 365/2,47 = 147 < 150; Ьу = 446/3,65 = 122;
из таблицы ф=0,317.
Проверяем устойчивость стержня
0 = 83/(0,317-0,8-18,76) = 17,4 кН/см2 < R.
Сеченне подобрано по предельной гибкости.
Раскос 11—12. Расчетное усилие N=—36 кН; т=0,8; /х = 0,8-446=305 см; /„ =
=446 см. Задаемся гибкостью А = 150; ф=4305.
< Требуемая площадь:
Лтр = 36/(0,305-0,8-21) =7 см2;
гхтр = 305/150 = 2 см; гу тр = 446/150 = 3 см.
Подбираем сечеиие по требуемым радиусам инерции, чтобы обеспечить максимально
допустимую гибкость А=150. Принимаем — 2 1- 75X5; /•’ = 2-7,39 = 14,78 см2; гх =
= 2,05 см; Гу=3,42 см.
2&8
Сечение удовлетворяет FTJ> и гтр.
Стойка 12—/2. Расчетное усилие Я——52 кН; Расчетнке длины Гх—ОДХ
Х367,5=29Т см; Zs=367,5 см. Для получения симметричной конструкции левой и
правой половин фермы принимаем сечение стержня крестового сечения из двух равно-
полочных уголков. •
Так как расчетное усилие небольшое, подбираем сечение ушпков по- предеяыюй
гибкости Хир — 150.
Требуемый минимальный радиус сечения
гтр = 368/150 = 2,45 см.
Принимаем сечение г 2—63X4; 7=2-4,96=9,92 см2; гх0=2,45 см-(минимаявеый-ра- ,
диуе инерции относительно оси х»).
Следовательно, Лмако =3,68/2,45= 150.
Проверяем устойчивость стержня ф=0,305 (по %макс = 150):
о = 52/(0,305-0,8.9,92) = 21,5 кН/с»й.
Перенапряжрние ~2,5% допускаем.
Чтобы уменьшить ассортимент уголков для удобства комплектования металла и
изготовления фермы, подобранные сечения из уголков 56X5 (стержень 8—9) и- 63X4
(стержень 12—12) заменяем уголками 63X5, подобранными для стержня 9-^-tO.
Стержень верхнего пояса 3—7 с нулевым усилием конструктивно принимает се-
чение 2L.75X5 (по сечению стержня 11—12) с устройством заводского стыка-в панели
3-7 (рис. IX.30).
§ 7. ПОДБОР СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ
Подбор сечений стержней тяжелых ферм начинается с предвари-
тельного определения требуемых площадей сечения всех стержней но
формулам (IX.16) и (IX.19).
Для сжатых стержней в первом приближении коэффициенты про-
дольного 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 а=0,8...0,85.
Исходя из требуемых площадей устанавливается тип сечения стерж-
ней для поясов и решетки.
Высота сечения поясов не должна превышать 1/15 длины панели,
так как при большей высоте влияние изгибающих момейтов от жест-
кости узлов и, следовательно, величины дополнительных напряжений
существенно возрастают.
Основным размером стержней тяжелых ферм с двустенчатыми се-
чениями является расстояние между узловыми фасонками
(рис. IX. 16, а—в), которое определяет ширину стержней поясов ирас-
косов и сохраняется постоянным для всех элементов фермы. Обычно
5=^400...500 мм.
Пояса тяжелых ферм имеют в разных панелях разные сечения, свя-
занные общностью типа и условиями сопряжения стержней в узлах.
Поэтому сечения всех стержней одного пояса должны подбираться
совместно. Перед началом подбора устанавливают тип сечения (Н-об-
разное, швеллерное, коробчатое), прием перехода от площади одного
сечения к площади смежного, намечают места перехода от одного сече-
ния к смежному. Приемы изменения площади сечения зависят от типа
сечения. В сварных Н-образных сечениях обычно изменяется высота
вертикалов; в крайнем случае может изменяться и их толщина при
сохранении постоянства расстояния между наружными гранями сече-
ния. Горизонта л из условия необходимой устойчивости и жесткости
сечения должен иметь толщину не менее 1/50 расстояния между верти-
калами и не менееТ2 мм. Остаток площади за вычетом площади нетто
горизонтала, ослабленного водопускным отверстием, составляет сечение
вертикалов. Толщина вертикалов исходя из условий их устойчивости
17*
269
должна приниматься по табл. VIII.5, при этоМжелательно, чтобы мак-
симальная толщина листов не превышала 40 мм, поскольку при боль-
шей толщине снижается расчетное сопротивление стали. (
.Изменять клепаное Н-образное сечение 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 про-
ходят через все сечения (см. рис. IX. 15, г).
Швеллерное сечение развивают путем добавления вертикальных
листов (см. рис. IX.15, д и е). Таким образом* высота швеллерных
сечений может быть постоянной во всех бтержнях.
После подбора сечений производят их проверку. Проверку сечений
сжатых стержней ферм выполняют так же, как центрально-сжатых
колонн, по указаниям гл. VIII: Н-образных — как сплошных, швеллер-
ных •— как сквозных с той розницей, что ширина b сечений здесь явля-
ется заданной, а не определяемой из условия равноустойчивости.
Раскосы при швеллерных или коробчатых поясах подбирают швел-
лерного 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 фер-
мах больших пролетов в целях удобств прикрепления к фасонкам име-
ют 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 осям, проходящим через их центры
тяжести. Для большинства типов стержней это требование выполня-
ется.
Стержни 'уголков в сварных фермах центрируют по осям, проходя-
щим через центры тяжести сечений стержней (рис. IX. 19, а). При этом
расстояние от обушка до центра тяжести сечения округляется в боль-
шую 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,
плит 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 г. п.) производят,
как правило, нормально к оси; для крупных стержней допускают косую
резку с целью' уменьшения размеров фасонок. Чтобы уменьшить сва-
рочные напряжения & фасонках, угблки решетки не доводят до поясов
нй 4О—-50 мм. Очертание фасонок определяют схемой узла и длиной
ШВов или числом заклепок, прикрепляющих стержни решетки фермы.
280
Необходимо стремиться к простейшим очертаниям фасонок, чтобы упро-
стить их изготовление, уменьшить обрезки и придать ферме более
конструктивный, спокойный вид.
Рнс. IX.19. Центрирование стержней легких
ферм
Рис. IX.20. Узел фермы при раскосной
решетке
а — узел; б— разрезка листа иа фасонки
Толщину фасонок выбирают в зависимости от размера действующих
усилий (табл. IX.3) и принятой толщины сварных швов.
ТАБЛИЦА 1Х.З
Рекомендуемые толщины фасонок
Максимальное усилие'в стерж* нях решетки, кН До 150 160—250 260—400 410—600 610—1000 1010-1400 1410—1800 Более 1800
Толщина фасо- нок, мм 6 8 10 12 14 16 18 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 рез-
кой концентрации напряжений рекомендуется приваривать с каждой
стороны двумя фланговыми швами и одним лобовым швов (рис. IX.20).
При приварке только двумя фланговыми швами их концы выводят на
торец стержня на длину 20—30 мм. Легкие стержни решетки из оди-
ночных уголков можно приваривать,одним фланговым швом (по обуш-
ку уголка) и лобовым швом (рис. IX.21, а).
Б. Узлы ферм из одиночных уголков. В легких сварных фермах из
одиночных уголков узлы можно проектировать без фасонок и стержни
решетки приваривать или прикреплять болтами непосредственно к пол-
ке поясного уголка (рис. IX.21, а). Для сближения с одной плоскостью
центров тяжести.решетки и поясов решетку целесообразно прикреплять
к внутренней грани полки пояса (рис. IX.21, б). Уголки следует лри-
261
реплять обваркой по контуру. Допускается приварка уголка одним
•ланговым швом (у обушка) и лобовыми швами, а также прикрепле-
ие одним болтом. Допускается центрация осей стержней решетки на
бушок пояса (рис. IX.21, а). Если для прикрепления стержней решет-
и непосредственно к полке поясов не хватает места, то к полке пояса
риваривают планку (рис. IX.21, б), создающую в узле необходимое
ширение. Швы, прикрепляющие уголок, рассчитывают в соютведотвии
указаниями § 4, гл. V. - ~
52
В. Узлы стержней из парных уголков. В фермах со стержнями 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 про-
порционально 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.
Рис IX 23 Перекрытие стыка нижнего пояса фермы
« — Ушаковыми накладками; б — лисшвыми накладками
26С
Рис IX.24. Укрупнительный сть^к стропильной фермы
а — на сварке; 6 — на болтах
Фасонку также рекомендуется прикреплять к поясу сплошными
швами. Где это возможно, фасонки выпускают за обушки поясных
уголков на 10—15 мм.
Швы, прикрепляющие фасонку к поясу, рассчитывают на разность
усилий в смежных йанёлях пояса (рис. IX.22, а):
(IX. 24)
.В месте опирания на верхний пояс прогонов (рис. IX.22, а) или кро-
вельных плит (рис. IX.22, б) фасонки не доводят; д0 обушков поясных
уголков на 10—15 мм, и это место не заваривают. ‘
264
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 на-
кладками 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 ослабления сечения верхнего пояса не следует прива-
ривать накладки цоперечными швами.
Если к узлу приложена сосредоточенная нагрузка Р (рис. IX.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, пер-
пендикулярную поясу) можно определить по формуле
Т’ш — 0,72йщ
Л (N^-Ntf + P*
V pf
(IX. 25)
В фермах с раскосной решеткой фасонке следует придавать очерта-
ние прямоугольной трапеции (рис. IX.20). Такие фасонки вырезают из
листа с минимальным числом обрезков и при наименьшей протяжен-
ности 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 пере-
крывать специальными накладками, не включая, как правило, в рабо-
ту стыка фасонку, работающую на перераспределение усилий между
стержнями, примыкающими к узлу (рис. IX.23). Можно фасонку вклю-
чать в работу стыка, если продолжить ее за узел (рис. IX.23, б).
Стык поясов можно перекрывать листовыми накладками, располо-
женными по выступающим полкам уголков (рис, IX.23, б), или уголко-
выми накладками со срезанной полкой и обработанными обушками
(рис. IX.23, а).
Стропильные фермы пролетом 24—36 м разбивают на два отправоч-
ных элемента с укрупнительными стыками в средних узлах. Стыки
целесообразно для удобства укрупнительной сборки и изготовления
проектировать так, чтобы правая и левая полуфермы были взаимозаме-
няемы (рис. IX.24). С этой целью фасонку среднего узла разрезают по
оси и перекрывают вертикальными накладками с ребрами для крепле-
ния связей. К одной половине фасонки накладки приваривают на заво-
де, к другой — на монтаже. Поясные уголки перекрывают горизонталь-
ными 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 нижеле-
жащую 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. I
Швы, приваривающие фасонку и опорную стойку к плите, рассчиты-
вают на опорную реакцию.
2/ш= А! (0,7ЛШ/?*,).
Швы, прикрепляющие опорную стойку к фасонке, при обычной квад-
ратной опорной плите рассчитывают на усилие, равное половине опор-
ного давления. _
Площадь опорной плиты определяют по несущей способности мате-
риала опоры
Лтл == А/Коп, (IX. 26)
где А — опорная реакция фермы; Роп — расчетное сопротивление материала опоры
сжатию.
Толщину опорной пл^гы определяют из условия опирания ее на два
канта, так же как в базах колонн (см. гл. VIII,§ 6).
В опорной плите устраивают отверстия для анкеров.
266
Чтобы можно было делать подвижку ферм при установке их в про-
ектное положение в случае несовпадения заложенных в опоры анкеров
с центрами отверстий, диаметр отверстий принимают в 2—2,5 раза
больше диаметра анкеров.
Анкерные отверстия прикрывают прямоугольными шайбами, кото-
рые после установки фермы приваривают к опорной плите.
/
Рис IX 25. Опорные узлы фермы
а — опирание на уровне нижнего пояса; б — то же,
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 гори-
зонтальной полки уголков нижнего пояса и не менее 150 мм. ~
Опорный узел при опирании фермы на уровне верхнего пояса
(рис. IX.25, б) конструируют аналогично.
2. Узлы трубчатых ферм
Узловые сопряжения трубчатых ферм должны обеспечивать герме-
тизацию внутренней полости ферм, чтобы предотвратить возникнове-
ние коррозии.
267
В трубчатых фермах наиболее рациональны узлы с непосредствен-
ным примыканием стержней решетки к поясам (рис. IX.26, а). При вы-
полнении фигурной резки концов труб специальными машинами узлы
с непосредственным примыканием дают высококачественное соединение
с минимальной затратой труда и материала. Стержни центрируют,
как правило, по геометрическим осям; при неполном использовании

Рис. IX.26. Узлы трубчатых ферм
а — с непосредственным примыканием; б — со сплющиванием концов стержней; в — на фасонках;
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 обо-
лочек. г
.Напряжения по длине шва распределяются неравномерно и зависят
от отношения диаметров соединяемых труб, толщины стенки поясной
трубы, угла сопряжения труб, прочностных характеристик материала
поясной трубы и т. п.
268
Обычно центр тяжести сварного шва не совпадает с осью приложе-
ния усилия. Рекомендуется проверять раздельно несущую способность
участков шва, лежащих по разные стороны от оси, принимая, что на
каждый участок передается половина осевого усилия. t
Форма сварного шва без снятия фаски получается переменной по
длине линии соединения труб. При остром угле примыкания шов при-
ближается к угловому, при тупом — к стыковому.
В результате снятия фаски с переменным углом ее наклона по дли-
не 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
<0,85Jff, (IX.27)
где /?“ —расчетное сопротивление углового шва; 0,85 — коэффициент условия работы
шва, учитывающий неравномерность распределения напряжения по длине Шва, йш —
толщина углового шва; /ш — длина шва, определяемая по формуле
/ш = nd(|/2) [(3/2)(1 — cosec а) — V cosec а ].
Значения коэффициента g, зависящего от соотношения диаметров
труб, приведены в табл. IX.4.
ТАБЛИЦА 1X4
Значения коэффициента £
y=d/D 0,2 0,5 0,6 0,7 0,75 0,8 0,85 0,9 0,95 1
5 1 1,01 1,02 1,03 1,04 1,05 1,06 1,08 1,12 1,22
При недостаточной толщине поясные трубы можно усилить наклад-
кой £рис. IX.26, а) в месте узла. Накдадки вырезают из трубы того
же диаметра, что и пояс, или изгибают из лирга толщиной не менее
одной и не более двух толщин стенки поясной трубы.
Если *в узлах трубчатые стержни решетки пересекаются между со-
бой, растянутый раскос целесообразно приварить к поясу по всему кон-
туру сечения, а сжатый раскос или стойку частично прирезать и прива-
ривать к растянутому (рис. IX.26, а).
Следует иметь в виду, что прирезка сжатого стержня усложняет об-
работку, а закрытая часть сварного шва (перекрываемая сжатым рас-
косым) 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 осе-
вой плоскости ф^рмы вдоль боковых участков стенки поясной трубы.
Укрупнительнре соединение стропильных ферм в коньковом узле
рекомендуется выполнять с центрирующей прокладкой, расположен-
ной между фланцевыми заглушками.
Если нет станков для фигурной обработки торцов труб, узлы труб-
чатых ферм могут выполняться со сЦлющнванием донцов стержней ре-
шетки (см. рис. |Х.2б, б), а в исключительных случа'ях — на фасонках
(см. рис. IX.26, в). Сплющивание концов допустимо лишь для труб из
малоуглеродистой или другой пластичной стали.
266
Узлы в местах перелома оси пояса, а также при J большом числе .
сходящихся стержней могут в отдельных случаях выполняться с ни- /
линдрическими или прямоугольными узловыми вставками (см. рис.
1Х.26,а). При- пространственном узле вставку делают шаровой. [
Соединять трубы одинакового диаметра рационально встык на оста-
ющемся подкладном кольце (рис. IX.27, а).
Такое соединение рассчитывают на растяжение и сжатие по формуле
WnDcp6</?“, (IX.28)
где Овр—средний диаметр трубы с меньшей толщиной стенки; 6—-меньшая толщина
стенки соединяемых труб.
Стыковое соединение получается равнопрочным с основным метал-
лом при расчетном сопротивлении наплавленного металла не ниже
расчетного сопротивления материал труб для сталей, неразупрочняемых
а) 6)
Рвс,1Х.28. Опорны уэиц-трубчатых ферм
.жри .сварке. При более низком расчетном сопротивлении наплавлен-
яого металла стыковое соединение на подкладном кольце можно вы-
гйгышгь косым швом ^рис. IX.27,
• Если невозможно обеспечить достаточную точность. подпМи труб
д^я. еонряйкения вететк и равноцрочность сварного шва, стыковые сое-
л&нения т^б равных диаметров могут -выпол«ятьсяпри-№1*о1ци..парных
•=Я»
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 при-
ближенно определяют по формуле
/ш » 2л V а* + (лОГ2п)*, (1х -29)
где а — размер лепестка (глубина фигурного выреза накладки вдоль осн трубы); п —
число лепестков по периметру трубы.
Стыковые соединения труб разных диаметров, работающие на сжа-
тие, а также соединения в местах перелома оси пояса могут выполнять-
ся 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 угол-
ков, необходимо конструировать жесткую опорную стойку для переда-
чи давления на опору. Опорную стойку можно конструировать в виде
ребер из 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 вы-
полняться без фасонок, что также приводит к снижению веса кон-
струкций.
Рис. IX.29. Узлы ферм из гнутых профилей
При поясе фермы коробчатого сечения и раскосов из двух ветвей,
соединенных планками, раскосы примыкают с двух сторон внахлестку к
поясу и привариваются фланговыми швами (рис. IX.29, а). Если высота
пояса недостаточна, то к нему в двух плоскостях стыковыми швами
приваривают фасонки, к которым прикрепляют стержни решетки
(рис. EL29, б&>
271
fHHtmpu4tCfatt схвиафрны
(ртперы, нм,усилия. кН)
।
Рис. IX.30. Деталировочный чертеж
Спецификация стали марки ВМ СтЗпс
Сечение, мм
1 L 100x10
2 L70X5
3 L 110x70x8
4 L 110x70x8
5 L140X90X10
6 L63X5
ф.1 7 L63X5
8 L90X7
9 L75X5
10 1.63x5
И —180x20
12 —180X20
13 —350X12
14 -120X12
Число, шт.
9459 2 143
2200 2 11,8
5330 2 52,7
6200 1 1 ’ 67,5
316Й 2 55,3
3470 2 16,7
,2640 2 12,7
4000 2 38,6
4070 2 23,6
3400 2 16,3
520 1 14,7
180 1 5,1
510 1 МЛ
180 1 2
Масса, кг Примечание
всех де- талей элемента
286 24 105 135 ' Ш 33 25 77 47 33 15 5 17 2 Торец фрезеровать
Т Н
Требуется изготовить ч
марка элемента ЧИСЛО, шт. масса, кг
г элемента общая
ф-1 20 1091 21 820
Всего по чертежу 21820

сварной фермы (к примеру IX.!)
Продолжение
Марка эле- мента i № детали Сечение, мм Длина, мм Число, шт. Масса, кг Примечание
Т Н детали всех де- талей элемента
15 —400X12 950 1 35,8 36
16 —350X10 780 1 21,4 21 1091
17 —200X10 240 1 3,8 4
18 -350ХЮ 680 1 18,7 19
19 -400X10 420 1 14 14
20 —400X10 500 1 20 20
rtl.l 21 —300X10 750 1 22,5 22 Гиуть
22 —160X10 350 1 4,4 4
23 —250X10 350 1 6,9 7
24 —240X12 240 2 5,4 11
25 -100X12 400 2 4.8 5
26 -80X12 160, 2 1,5 3
27 -60X10 140 8 0,8 6
28 -60ХЮ 100 11 0,5 6
Примечания:
1 • Сварку производит^ электродами типа 3 42.
2 Неоговоренные швы 6»«4 мни
'3. Неоговоренные отверстия 4-21 мм.
4 Соединительные прокладки ставить на ранпых рас-
стояниях.
*Я—47Я
273
Опорные узлы должны иметь жесткую опорную стойку, состоящую
из вертикальных-ребер и горизонтальной опорной плиты, распределяю-
щей давление фермы на опору (рис. IX.29, в). К опорной стойке стерж-
ни фермы могут прикрепляться стыковыми швами.
§ 9. ОФОРМЛЕНИЕ РАБОЧЕГО ЧЕРТЕЖА ЛЕГКИХ ФЕРМ (КМД)
На деталировочном (рабочем) 'чертеже показывают фасад отпра-
вочного элемента, планы верхнего и нижнего поясов, вид сбоку и, если
нужно, разрезы. Узлы вычерчивают на фасаде, причем для ясности чер-
тежа 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 фасонок.
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 ё заваркой с
обеих сторон.
Расстояние между прокладками или шайбами не должно превы-
шать 40 г для сжатых стержней и 80 г для растянутых стержней, где
г — радиус инерции одного уголка относительно оси, параллельной про-
кладке. 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 таб-
лица заводских швов или заклепок.
В примечаниях указывают особенности изготовления конструкции,
неясные из чертежа.
< § 10. УЗЛЫ ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ
1. Общие требования к конструированию 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 уси-
лия в стержнях вызывают значительные моменты, которые необходимо
учитывать при расчете ферм.
В тяжелых фермах допускается эксцентрицитет не более, 1,5% вы-
соты сечения пояса. При изменении сечения пояса за ось пояса прини-
мают осредненную линию центров тяжести. Монтажные стыки распо-
лагают 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 экс-
плуатации ферм при температуре ниже —40° С. Однако размещение
стыков по оси узлов также часто применяется, особенно при заклепоч-
ных 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 на динамические нагрузки, часто конструируют на высокопроч-
284
ных болтах (рис. IX.31, а), что значительно упрощает монтажные рабо-
ты и обеспечивает высокую надежность конструкции.
Слабая -напряженность краев фасонок позволяет устраивать в них
выкружки (рис. IX.32, б), которые снижают концентрацию напряже-
ний в местах примыкания раскосов. Устройство выкружек особенно по-
лезно в сварных узлах при работе конструкции на динамические воз-
действия.
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 фасонкам и на-
кладкам (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 производят с наружной стороны узла на верти-
кальных плоскостях.
Жесткость узла обеспечивается при Н-образных сечениях соедини-
тельным листом, а при швеллерных сечениях стержней — постановкой
концевых планок.
Фасонки при устройстве стыков пояса в центре узла служат стыко-
выми элементами; вместе с тем фасонки испытывают значительные на-
пряжения при передаче усилий с раскосов на пояса. Чтобы облегчить
работу фасонок, целесообразно в местах стыков поясов усиливать фа-
сонки наружными накладками (рис. IX.31, а). Число заклепок или
болтов, прикрепляющих накладки, увеличивается на 10% вследствие
посредственной передачи усилия. Фасонки следует принимать доста-
точно 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 по-
лучается меньшее число продольных рисок, чем в широких, при боль-
ших 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 вер-
тикалов 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 монтаж-
ные швы были с наружной стороны узла.
Усиление в узле вертикалов пояса фасонкой благоприятно с точки
зрения напряженного состояния узла, однако при высоких вертикалах
Ю* 275
поясов обварка фасонки по контуру не обеспечивает ее достаточно
слитой работы с поясом. Более конструктивна приварка фасонок к вер-
тикалам поясов стыковыми швами. В этом случае целесообразно иметь
в пределах узлов утолщенные вертикалы пояса (вставки). Приварить
раскосы к фасонкам 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 конструк-
цию.
Приварка стержней решетки к фасонкам стыковыми швами
(рис. IX.32, б) с устройством выкружек 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. Пояса в сварных фермах иногда (особенно при ра-
боте 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 швами. При таком
решении узла особенное внимание должно быть обращено на тщатель-
ное выполнение швов и устройство плавных подходов фасонки к стерж-
ням. Для приварки стыковыми швами полок раскосов к фасонкам на
заводе привариваются ребра соответствующей толщины.
276
Bui cfepxg
Рис IX.31. Узлы сварной тяжелой фермы на высокопрочных болтах
а — .при Н-образном сечении стержней; б — при швеллерном сечении стержней
Рис. IX 32 Сварные узлы тяжелых ферм
с —при прикреплении стержней фланговыми швами; б—то же, стыковыми швами
277
Рис. IX.33. Узел сварной тя-
желой фермы с одиночной фа-
сонкой
а — 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 сопряже-
ния в условиях монтажа могут оказаться трудновыполнимыми. Наибо-
лее 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
поясу, концы стержней решетки «окуполиваются» и в них вваривают
короткие пластины с отверстиями для болтов (рис. IX.34, б). Концы
гтержней можно заканчивать заглушками с приваренными к ним в то-
рец планками для присоединения на болтах к фасонкам (рис. IX.26, е).
Монтажные сварные узлы делают-с фигурной штамповкой концов
стержней 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).
Особенно рациональны узлы при пространственном расположении
зтержней фермы на шаровых вставках. Шаровые вставки изготовляют
43 листовой стали в виде сваренных полушарий.
§ М. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО-НАПРЯЖЕННЫЕ ФЕРМЫ
1. Конструктивные решения и основы работы ферм
В фермах предварительное напряжение может осуществляться за-
яжками или в неразрезных фермах — смещением ояор. Наиболее раз-
>аботанным способом создания предварительного напряжения в фер-
178
Рис. IX.35. Размещение затяжек в пред-
варнтельно-напряженных фермах
мах является натяжение их затя-
жками из высокопрочных материа-
лов1 (стальных канатов, пучков вы-
сокопрочной 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 оп-
ределяет характер предварительно-
го напряжения и работы фермы.
Можно размещать затяжки в
пределах длины отдельных стерж-
ней, работающих под нагрузкой на
растяжение, создавая в них предва-
рительное напряжение сжатия
(рис. IX.35,а). Этот способ может
быть эффективен лишь для тяже-
лых ферм, у которых каждый стер-
жень представляет собой отпра-
вочный элемент. Тогда предвари-
тельное напряжение' стержней осу-
Рнс. IX.34. Узлы тяжелых трубчатых ферм
ществляется на заводе.
В фермах, пояс которых (работает на растяжение) имеет значи-
тельный удельный вес по расходу металла, можно при помощи одной
1 Беленя Е. И. Предварительно-напряженные металлические конструкции. М„
Стройиздат, 1975.
Сперанский Б. А. Решетчатые металлические предварительно-напряженные конст-
рукции. М., Стройиздаг, 1970.
279
затяжки создать сжимающее предварительное напряжение во всех па-
нелях пояса и тем самым значительно уменьшить его вес (рис. IX.35, б).
Примером 'может служить сегментная ферма, у которой решетка
имеет небольшие усилия, а в работу верхнего пояса могут быть вклю-
чены конструкции покрытия (например, железобетонный или металли-
ческий настил) (рис. IX.35, б).
В легких фермах наиболее эффективна схема типа арки с затяжкой
(рис. IX.35, в, г). При этой схеме натяжением затяжки создается пред-
Рис. IX.36. Компоновка пространственных блоков при выносных затяжках
1 — ферма; 2 — затяжка; 3 — связи
Рис. IX.37. Работа стержня при различ-
ной последовательности предваритель-
ного напряжения и загружении фермы
1 — без предварительного напряжения; 2 —
предварительное напряжение — нагрузка;
3 — нагрузка — предварительное напряжение —
нагрузка; 4 — предварительное напряжение —
нагрузка — предварительное напряжение — на-
грузка
Рис. IX.38. Размещение затяжки по се-
чению стержней
варительное напряжение во всех стержнях фермы, причем наиболее тя-
желые элементы — верхний и нижний пояса получают разгружающие
усилия от натяжения затяжки.
Возможны выносные затяжки (рис. IX.35, д), разгружающее воздей-
ствие которых на стержни фермы может быть особенно значительным.
Однако по условиям компоновки сооружения и транспортирования, а
также с учетом габаритов выносную затяжку не всегда можно при-
менить.
280
Размещая затяжку вдоль нижнего пояса, ее по длине соединяют
диафрагмам^ 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 на-
тяжение затяжки в проектном положении, когда ферма раскреплена
связями, или же производить на земле укрупнительную сборку монтаж-
ного 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 пред-
варительного напряжения (рис. IX.37). Наиболее простым способом яв-
ляется: первый этап — создание предварительного напряжения, второй
этап — загружение фермы эксплуатационной нагрузкой. Более эффек-
тивный 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 многоступенча-
тое предварительное напряжение: первый *этап — создание предвари-
тельного напряжения; второй этап — загружение частью постоянной на-
грузки; третий этап — повторное натяжение затяжки; четвертый этап —
загружение оставшейся частью постоянцой нагрузки; пятый этап — еще
одно натяжение затяжки; шестой этап — загружение временной эксплу-
атационной нагрузкой.
При рационально выбранных схеме фермы и способе предваритель-
ного напряжения можно получить экономию стали 25—30%.
Особенно рациональным оказывается предварительное напряжение
в фермах из алюминиевых сплавов; введение стальной затяжки суще-
ственно 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 раз-
мещаться симметрично относительно вертикальной оси фермы, по кон-
структивным соображениям они часто проектируются из двух ветвей.
Отличными от обычных ферм являются узлы с устройством анкер-
ных креплений затяжек (рис. IX.39). Тип анкерного крепления выбира-
ют 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 вы-
сокопрочной 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 материа-
ла стержня и затяжки, можно подобрать сечение стержня по формуле1
1 Беленя Е. И. Предварительно-напряженные металлические конструкции М., Строй-
издат, 1975.
281
Рис. IX.39. Анкерные крепления затяжек
1 — пучок из проволоки; 2— гильзовый анкер; 3 — закладные вилкообразные шайбы; 4 — анкерный
стакан; 5—анкерная колодка; 6—анкерная пробка
282
F ____N Rs (op Rct)
(go Rct)(Rs ^Rct)
и сечение затяжки по формуле
RcT D (Go “Ь Rct)
* __________Дз____________
R3 (g0 “I" Rct) (Rs ^Rct)
(IX. 30)
(IX. 31)
где N — расчетное усилие в стержне фермы; RCT и R3 — расчетные сопротивления
стержня и затяжки; Go — предварительное напряжение стержня; т—Ез1Езт— отно-
шение модуля упругости затяжки к модулю упругости стержня.
Значение предварительного напряжения стержня в первом прибли-
жении можно принять равным (0,7—0,9) /?Ст-
Фермы с затяжками, создающими предварительное напряжение
сразу в нескольких стержнях, рассчитывают как статически неопре-
делимые. За лишнее неизвестное удобно принимать усилие в затяжке.
Если предварительное напряжение осуществляется до приложения на-
грузки, 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 затяж-
ки X можно принять: для ферм арочного типа Х= (0,4... 0,5) для
ферм с затяжкой вдоль нижнего пояса Х= (0,7... 0,8) ДГ“акс (уумакс —
максимальное усилие в нижнем поясе основной системы от расчетной
нагрузки).
Сечение стержней подбирают по тому из двух усилий, по которому
получается большее сечение: 1) Nx в стадии предварительного напря-
жения; 2)NX—0,9 1VP или Л^х+1,1 в стадии работы под нагрузкой.
Сечение затяжки подбирают по усилию, равному 1,5 X. Коэффициен-
ты 0,9; 1,1 и 1,5 приближенно учитывают влияние самонапряжения за-
тяжки (дополнительное усилие в затяжке, возникающее от загруже-
ния фермы).
После предварительного подбора сечения стержней ферму рассчи-
тывают на действие нагрузки
Усилие самонапряжения в
ной затяжкой
как статически неопределимую систему,
затяжке при однопролетной ферме с од-
v Nxi Nr>1 lt
F,Ei
где Nx, и NVI— усилия в г-м стержне соответственно от единичной силы в затяжке и
от внешних сил; /, и F, — длина и площадь сечения стержня; 13 и Fz — длина и площадь
сечения затяжки; Ег и Ез — модули упругости стержня и затяжки.
Контролируемое в процессе натяжения затяжки усилие Xh принима-
ется больше расчетного усилия X, учитывая возможность ослабления
натяжения затяжки вследствие релаксации и обмятая в анкерных за-
креплениях:
X E3F3
где 0,95 — коэффициент, учитывающий релаксацию; Да — податливость анкерных за-
креплений, равная при применении гаек или клиновидных шайб 0,1 см, при примене-
нии анкеров с прокладками 0,2 см.
По контролируемому усилию проверяют несущую способность всех
стержней фермы в процессе предварительного напряжения.
283
Окончательной является проверка 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
Nv - (пзХ + Xi) (IX.33)
б) растянутые стержни
- (п2Х + Xt) Nx < FHeiTO. (IX. 34)
Для стержней, у которых в основной системе усилия от напряже-
ния затяжки и от нагрузки имеют одинаковые знаки;
а) для сжатых стержней
+ (П1Х + Х^ Nx < <pRct (IX .35)
б) для растянутых стержней
Np -|- (тцХ -р Xi) Nx ^иетто- (IX.36)
Для отдельных стержней, у которых в основной системе усилие от
нагрузки меньше, чем усилие от натяжения затяжки (предварительное
напряжение плюс самонапряжение), может оказаться необходимой
проверка несущей способности на действие не расчетных, а норма-
тивных нагрузок.
Прочность затяжки проверяют по формуле
г^Х-ЬХ^/?^. (IX.37)
В формулах (IX.33) = (IX.37): — усилие в стержне от расчетной нагрузки в
основной системе фермы; УУХ — усилие в стержне от усилия в затяжке, равного единице;
«2=0,9 и «1=1,1—коэффициенты перегрузки; ф — коэффициент продольного изгиба
при центральном сжатии.
При определении коэффициента ф расчетную длину стержней, не
связанных с затяжкой, принимают по обычным правилам. При разме-
щении 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, необхо-
димо внести соответствующие коррективы в сечейия стержней и про-
извести новую проверку.
РАЗДЕЛ ВТОРОЙ
КОНСТРУКЦИИ ОДНОЭТАЖНЫХ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Глава X
ОСНОВНЫЕ ВОПРОСЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА КАРКАСОВ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Производство разнообразной промышленной продукции осуществ-
ляется в специальных зданиях, называемых производственными
зданиями или цехами.
Производственные здания оборудуют кранами, конструкцию и грузо-
подъемность которых выбирают в соответствии с требованиями техноло-
гического процесса. Наиболее широкое распространение получили одно-
этажные производственные здания, оборудованные мостовыми электри-
ческими кранами. Перемещаясь по подкрановым балкам на требуемой
высоте, такие крайня могут обслуживать практически всю площадь це-
ха, что весьма удобно для организации самых разнообразных производ-
ственных процессов.
Современные производственные здания имеют большие пролеты и
высоту, часто они оборудуются очень мощными кранами, вследствие че-
го в несущих конструкциях здания возникают весьма большие усилия.
Комплекс несущих конструкций, воспринимающих нагрузки от мас-
сы ограждающих конструкций здания (кровля, стеновые панели, пере-
плеты остекления и т. п.), атмосферные нагрузки (снег, ветер), нагруз-
ки от кранов, а в некоторых случаях и от другого технологического обо-
рудования, называется каркасом здания:
В зависимости от размеров здания, грузоподъемности и режима ра-
боты кранцр, определяемых технологией производства, а также от усло-
вий и сроков строительства несущие конструкции здания делают из ста-
ли или из железобетона. Помимо стальных или железобетон-
ных широко применяются смешанные каркасы производствен-
ных зданий, в которых конструкции покрытия (шатра) здания и под-
крановые 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 конструк-
ций производственных зданий во многих случаях оказывается техни-
чески и экономически целесообразным, поэтому стальные каркасы
очень широко распространены в современном промышленном строитель-
стве.
Конструктивная схема стального каркаса двухпролетного произ-
водственного 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 ося-
ми колонн в поперечном направлении здания называется пролетом.
Производственные здания бывают однопролетными и мн о-
г 041 р о-л*е т»ы ми,
, 285
Рис, Х.1, Конструктивная схема стального каркаса двухпролетного производственного
задания
f—soaoBBtfi 2—стропильные фермы; 3 — подкрановые балки; 4 — светоаэрационные фонари;
5 —-связи по колоннам
Ptac. Х2. Здание -миксера сталеплавильного цека -в -процессе -монтажа
Расстояние между рамами называется шагом рам. В продольном
направлении на рамы опираются подкрановые балки, несущие элемен-
ты 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 зда-
ния и сил продольного торможения кранов, горизонтальными и верти-
кальными связями по шатру здания, обеспечивающими устойчивость
конструкций покрытия.
К элементам каркаса здания крепят ограждающие конструкции.
По ригелям рам и фонарю укладывают плиты покрытия: крупнопа-
нельные или мелкоразмерные (по прогонам). Для поддержания стен,
286
переплетов остекления, ворот устанавливают элементы стенового кар-
каса (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 оборудова-
ния; это требует соответствующего расположения колонн, подкрановых
путей, связей и других элементов каркаса;
б) нормальную эксплуатацию кранового оборудования и других подъ-
емных механизмов, включая доступность осмотра и ремонта его; необ-
ходимо, 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 степе-
ни агрессивности внутрицеховой среды.
Чрезвычайно большое влияние на работу каркаса здания оказывают
воздействия кранов. Являясь динамическими, многократно повторяю-
щимися и большими по значению, крановые воздействия часто приводят
к раннему износу и повреждению конструкций каркаса, особенно под-
крановых балок Поэтому при проектировании каркаса здания особое
внимание должно быть уделено учету эксплуатационного ре-
жима работы мостовых кранов.
По правилам Госгортехнадзора2 различают пять режимов работы
кранов: с ручным приводом (Р), с машинным приводом: лег-
кий (Л), средний (С), тя'желый (Т) и весьма тяже-
лый (ВТ).1 2'
Режим работы кранов зависит от ряда факторов, характеризуемых соответствую-
щими и показателями:
а) коэффициент использования по грузоподъемности
Qcp средний размер поднимаемого груза за смену
Кг р= ~ == " ~~~~~ ~~ —;
(Зной грузоподъемность крана
' б) коэффициент годового использования
число дней работы в году
в) коэффициент суточного использования
число часов работы в сутки
1 Кикин А. И., Васильев А. А., Кошутии Б. Н. Повышение долговечности металли-
ческих конструкций промышленных зданий. М., Стройиздат, 1969.
2 Правила устройства и безопасной эксплуатации грузоподъемных кранов. М.., «Ме-
таллургия», 1970.
287
г) относительная продолжительность включения двигателя крана
время работы механизма в течение цикла
ПВ в X--------------!----------------------------100#/ .
полное время цикла
д) число включений механизма в час (среднее за смену) явн.
Краны с ручным приводом (Р) в современных производственных здани-
ях применяются очень редко (для ремонтных и вспомогательных работ). Они имеют
небольшую грузоподъемность и низкие (даже не регламентированные) коэффициенты
использования.
Краны легкого режима работы (Л), имеют большие перерывы в рабо-
те и редко поднимают грузы предельной тяжести. Призерами кранов легкого режима
работы являются крюковые краны, предназначенные для монтажа оборудования и вы-
полнения ремонтных работ.
Краиы среднего режима работы (С) характеризуются более равно-
мерной работой со средним использованием в год Кт до 0,5 в сутки, Ке до 0,33 и сред-
ним коэффициентом использования по грузоподъемности Кгр 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 и сбо-
рочных цехов со среднесерийным производством, а также краны ремонтно-механических
предприятий.
Краны тяжелого режима работы (Т) имеют коэффициенты исполь-
зования Кгр до 1, Кг до 1, Ко до 0,33. Относительная продолжительность включения
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 двига-
теля 40—60%, число включений до 600 в час. К этой группе кранов относится ряд спе-
циальных кранов с повышенными динамическими воздействиями. К кранам весьма тяже-
лого режима работы относятся преимущественно мостовые краны некоторых металлур-
гических цехов, грейферные, магнитные с жесткой и гибкой траверсой, магиитио-грей-
фериые, магнитные краны шихтовых, скрапных и копровых отделений, мульдомагнит-
ные литейные, колодцевые, краиы для раздевания слитков, краны с лапами и травер-
сами на жестком подвесе.
Краны с «наиболее тяжелым режимом работы, существенно влияю-
щие на работоспособность строительных конструкций каркаса здания,
нормами проектирования выделены в специальную группу кранов
«особого» режима работы. К ним относятся краны весьма тя-
желого режима работы, литейные и другие краны тяжелого режима
работы, применяемые в металлургическом производстве.
При проектировании и расчете конструкций зданий с кранами «осо-
бого» режима работы необходимо учитывать специальные требования
(особые, коэффициенты условий работы, меньшие предельные гибко-
сти, прогибы и деформации, конструктивные ограничения и т. д), при-
веденные в нормах проектирования стальных конструкций.
На работу строительных конструкций здания (юлыпое влияние ока-
зывает внутрицеховая среда. Степень агрессивного воздейст-
вия внутрицеховой среды на стальные конструкции определяется ско-
ростью 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, легкодоступ-
ные для очистки и окраски, с соответствующими защитными лакокра-
сочными 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 лакокра-
сочное покрытие, при нагреве свыше 200—300° С происходит искривле-
ние 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
288
предусмартивать специальную защиту конструкций от чрезмерного на-
грева. При длительном воздействии лучистой или конвекционной энер-
гии или при кратковременном непосредственном воздействии огня при-
меняют подвесные металлические экраны, футеровки из кирпича или
жаропрочного бетона; от брызг расплавленного металла и при опасно-
сти 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 темпера-
турами от —40 до —65°С), вследствие возможности хрупкого разру-
шения стали, необходимо учитывать ряд специальных требований.
Конструкции рассчитывают только по упругой стадии работы, преду-
сматривают 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, свя-
занные с возведением сооружения, включающие стоимость материалов,
изготовления, перевозки и монтажа конструкций. Необходимо учиты-
вать эффект, получаемый от сокращения времени строительства и бо-
лее раннего начала производства продукции, а также расходы, связан-
ные с поддержанием сооружения в состоянии, обеспечивающем условия
его нормальной эксплуатации в течение всего срока службы.
Эти факторы очень сложны, порой зависят от конъюнктурных ус-
ловий, часто противоречат один другому (например, расход стали и
трудоемкость изготовления конструкций; затраты на возведение со-
оружения и расходы на поддержание конструкций в необходимом со-
стоянии и т. д.). При проектировании конструкций здания все это дол-
жно учитываться; необходимо найти оптимальное технико-экономиче-
ское решение, наилучшим образом удовлетворяющее всем условиям’.
А. Выбор материала каркаса. Вопрос о выборе материала для кар-
каса здания (металлический, железобетонный или смешанный) дол-
жен решаться исходя из назначения сооружения (эксплуатационные
требования) с учетом экономических факторов. Решающим при выбо-
ре материала может оказаться требование наибольшей экономии ста-
ли1 2. Требование это носит конъюнктурный характер.
Исходя из эксплуатационных требований, металлический (сталь-
ной) каркас особенно рационален для зданий с кранами «особого» ре-
жима работы, поскольку в условиях больших, непрерывно повторяю-
щихся динамических воздействий металлические конструкции являют-
ся 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 фундамен-
тов, возможных в процессе эксплуатации здания.
Особенно рациональны стальные каркасы для производственных
зданий, возводимых в труднодоступных районах или при значительном
1 Стрелецкий Н. С., Стрелецкий Д. Н. Проектирование и-изготовление экономич-
ных металлических конструкций. М., Стройиздат, 1964.
2 Технические правила по экономному расходованию основных строительных ма-
териалов. ТП 101-73.
19—478
289
удалении объектов строительства от производственных баз, что опре-
деляется относительно малой массой стальных конструкций.
Необходимо отметить, что применение стальных конструкций позво-
ляет сократить сроки возведения зданий, а это предопределяет не толь-
ко удешевление строительства, но и быстрейшее введение в эксплуата-
цию производственных мощностей.
С учетом задачи экономии стали в обычных условиях металличе-
ские каркасы следует применять в зданиях с большими пролетами
(£^30 м, а в неотапливаемых зданиях £^sl8 м), значительной высо-
ты (при расстоянии до низа ферм более 14 м), при большом шаге ко-
лонн (В^12 м), в зданиях с тяжелыми кранами (Q^50 т), при распо-
ложении кранов в двух ярусах.
Смешанные каркасы рационально применять при меньших проле-
тах 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 выпол-
нять стальными.
Основным критерием выбора материала конструкций каркаса во
всех случаях являются стоимостные показатели, определяемые вари-
антным проектированием1.
Б. Оптимальное решение конструктивной схемы стального каркаса.
В соответствии с основными принципами советской школы проектиро-
вания металлических конструкций конструктивное решение стального
каркаса должно обеспечить минимальный расход металла при наи-
меньшей трудоемкости изготовления в условиях простого и быстрого
монтажа.
Расход металла иа каркас здания зависит от компоновочного ре-
шения конструктивной схемы и конструктивных форм элементов кар-
каса. При заданной высоте здания, определяемой технологическим про-
цессом, можно найти оптимальные размеры пролета и шага колонн,
затем, подобрав оптимальные сечения элементов каркаса, получить ре-
шение с минимальным расходом металла в каркасе.
Шаг колонн существенно влияет на массу основных продольных конструкций це-
ха (подкрановых балок, подстропильных ферм, прогонов) и в меньшей мере сказыва-
ется на массе ригелей и фахверка (на 1 ма площади здания). Оптимальный шаг колонн
зависит от действующих нагрузок и от высоты здания, С точки зрения экономии ма-
териала каждый ряд колони должен иметь свой оптимальный шаг. Предполагая массу
колонн и объем фундаментов прн небольших изменениях щага постоянными, а массу
подкрановых балок, подстропильных ферм, прогонов прямо пропорциональным шагу
и решая задачу на минимум стоимости конструкции, получим значение оптимального
шага колониа.
Масса колоииы зависит от полной нагрузки, приходящейся иа нее. Наиболее су-
щественной для колонны является нагрузка от мостовых кранов; чем больше эта на-
грузка, тем больше вес колонны, а следовательно, и больше оптимальный пролет.
Нагрузка от подвесного цодъемио-транспортного оборудования существенно сказы-
вается иа увеличении веса стропильных ферм, что приводит к уменьшению оптималь-
ного размера пролета. Таким образом, устанавливаются теоретически оптимальные с
точки зрения расхода металла компоновочные размеры элементов каркаса.
Однако такой подход к проектированию стального каркаса учиты-
вает тодько стоимость металла и не учитывает затраты на изготовле-
ние и моцтаж конструкций. Здания, запроектированные с учетом толь-
ко расхода металла, имели бы различные размеры пролетов, шагов
колонн, что привело бы к огромному разнообразию габаритов конструк-
ций. Строительство таких зданий было бы связано также с примене-
нием нетиповых ограждающих конструкций.
* Лихтарников Я. И. Металлические конструкции. Методы- технико-экономического
анализа при проектировании М., Стройиздат, 1968.
а Металлические конструкции. Под ред. Е. И, Беленя. М., Стройиздат, 1973.
290
Трудоемкость и стоимость изготовления любой промышленной про-
дукции зависят от однотипности, серийности изделий. По-
этому задача снижения трудоемкости и стоимости изготовления конст-
рукций требует возможно большего сокращения типоразмеров конст-
рукции, т. е. унификации их. Уменьшение числа типоразмеров
конструкций ускоряет монтажные работы и снижает их стоимость. Оп-
тимальное решение, учитывающее одновременно стоимость металла,
изготовления и монтажа, дает типизация конструкций, кото-
рая 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 решение основной технико-экономической задачи
типизации конструкции показано на рис. Х.З. Кривая 1 характеризует
уменьшение стоимости ц расхода
металла при увеличении числа
типоразмеров конструкций. Ес-
тественно, чем полнее учтены ин-
дивидуальные особенности каж-
дого объекта, тем экономичнее
по затрате металла будут кон-
струкции, однако такой объект
будет иметь свои, частные разме-
ры конструкций и их число в це-
лом для всех\проектируемых про-
изводственных зданий будет
очень велико. Сокращение числа
типоразмеров вызывает перерас-
Рис. Х.З. Принципиальное решение ос-
новной технико-экономической задачи
типизации конструкций
1 — стоимость металла; 2 — стоимость изготов-
ления и монтажа; 3— суммарная стоимость
ход металла, так как в пределах
каждой установленной градации будет применяться больший типораз-
мер с запасом для всего интервала. Кривая 2 отражает снижение стои-
мости изготовления и монтажа конструкций при уменьшении числа при-
меняемых типоразмеров, т. е. с увеличением серийности конструктив-
ных элементов. Это снижение стоимости происходит благодаря упроще-
нию и удешевлению производства и монтажа: применению типовой ос-
настки и приспособлений, специальных поточных линий, наличию гото-
вых типовых нормалей, чертежей и пр. Суммарная стоимость конструк-
ций (кривая 3) имеет наименьшее значение при оптимальном числе ти-
ПОрЗЗМврОВ Ярпт.
Типизация конструкций относится как к конструктивным схемам
здания в целом, так и к их отдельным элементам. Первоначальный
процесс типизации конструктивных элементов определяется сведением
к обоснованному минимуму размеров основных параметров здания
(пролетов, шагов колонн, высот). Это достигается унификацией габа-
ритных схем зданий. Затем разрабатываются схемы типовых конструк-
тивных элементов (колонн, стропильных и подстропильных ферм, под-
крановых балок, связей, вспомогательных конструкций). Конечным
этапом типизации является разработка рабочих чертежей сортамента
типовых конструктивных элементов, из которых собирают каркас
здания1.
1 Мухаиов К. К., Васильев А. А., Фармаковский С. В. Вопросы методики проекти-
рования типовых металлических конструкций промышленных сооружений. Сб. трудов
МИСИ, № 43. М., Госгортехиздат, 1962, —
19*
291
Основной предпосылкой типизации является принцип модуль-
ности, т. е. соизмеримости размеров элементов, кратности их опреде-
ленному размеру, называемому модулем. Для объемно-планировоч-
ных и конструктивных решений всех строительных конструкций установ-
лен основной модуль Af, равный 10 см*. В целях сокращения применяе-
мых типоразмеров конструкций для отдельных объемно-планировочных
и конструктивных размеров установлены укрупненные модули,
равные 2М, ЗМ, 6М и т. д. Ч Так, для основных планировочных размеров
(пролеты, шаги колонн) одноэтажных производственных зданий уста-
новлен 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) при-
нимается кратный 6М-60 см. Этому же модулю кратны размеры высот
ограждающих конструкций (стеновых панелей, окон, проемов для во-
рот). Ширина фонарей принимается 6 и 12 м (кратной укрупненному
модулю 60М).
Требования в отношении типизации конструкций согласуются с тре-
бованием сокращения сроков строительства, поскольку применение ти-
повых конструкций и элементов обеспечивает:
а) уменьшение числа монтажных элементов;
б) снижение до минимума объема укрупнительной сборки на строи-
тельной площадке благодаря укрупнению отправочных элементов;
в) транспортабельность элементов конструкции;
г) упрощение монтажных сопряжений элементов;
д) необходимую жесткость элементов при транспортировании и мон-
таже.
Унификация объемно-планировочных и конструктивных решений
позволяет резко сократить число типоразмеров конструктивных элемен-
тов каркасов зданий и открывает возможность разработки типовых
конструкций для многократного применения.
В настоящее время для производственных зданий общего назначе-
ния разработаны чертежи типовых колонн, ферм, подкрановых балок,
фонарей, вспомогательных конструкций, применение которых резко
ускоряет проектирование и изготовление конструкций, снижает стои-
мость, 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), выбира-
ют схему поперечной рамы, устанавливают внутренние габариты зда-
* «Единая модульная система в строительстве Основные положения проектирова-
ния». СНиП П-А.4-62.
1 «Основные положения по унификации объемно-планировочных и конструктивных
решений промышленных зданий». СИ 223-62.
292
ния, назначают генеральные размеры основных конструктивных эле-
ментов каркаса, решают систему связей по колоннам и шатру здания,
компонуют конструкции подкрановых путей. Кроме того, должны
быть установлены типы ограждающих конструкций (стен, кровли).
§ 1. РАЗБИВКА СЕТКИ КОЛОНН
Размещение колонн в плане принимают с учетом технологических,
конструктивных и экономических соображений. Оно должно быть увя-
зано с габаритами технологического оборудования, его расположением
и направлением грузопотоков. Размеры фундаментов под колонны увя-
зывают с расположением и габаритами подземных сооружений (фунда-
ментов под рабочие агрегаты, боровов, коллекторов и т. п.). Полезно
также учитывать возможные в дальнейшем изменения технологическо-
го процесса и связанное с этим увеличение габаритов рабочих агрега-
тов, что приводит к целесообразности назначения укрупненной сетки
колонн.
Очень важным технологическим требованием при размещении ко-
лонн является создание возможно большей жесткости каркаса цеха,
что необходимо для нормальной эксплуатации кранов и сохранности
ограждающих конструкций. Поэтому следует стремиться к такой раз-
бивке колонн в плане, при которой несущие колонны многопролетного
здания располагались бы на одной поперечной оси и включались в со-
став поперечных рам.
Согласно требованиям унификации промышленных зданий1 расстоя-
ния между колоннами поперек здания (размеры пролетов) назначают
кратными 6 м. Расстояния между колоннами в продольном направле-
нии (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 рас-
положения технологического оборудования и его принимают равным 6
или 12 м. Вопрос о назначении шага крайних колонн (6 или 12 м) для
каждого конкретного случая решается сравнением вариантов. У тор-
цов здания (рис. XI.1) колонны обычно смещаются с модульной сет-
кой на 500 мм для удобства оформления углов здания стандартными ог-
раждающими плитами и панелями, имеющими модульные размеры 6
или 12 м. Смещение колонн с разбивочных осей имеет и свои недостат-
ки, 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 техно-
логических 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 темпе-
ратуры. Поэтому в необходимых случаях здание разрезают »а отдель-
ные отсеки поперечными и продольными температурными швами. Нор-
мами проектирования установлены предельные размеры температур-
ных 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
1 «Основные положения по унификации объемно-планировочных и конструктивных
решений промышленных зданий». СН 223-62.
293
ТАБЛИЦА Xl.l
Предельные размеры, м, температурных отсеков зданий
Категория здания Стальной каркас Смешанный каркас (железобе- тонные колонны)
длина отсека вдоль здания щирние отсека поперек здания длина отсека вдоль здания ширине отсека поперек здания
Отапливаемые . . Неотапливаемые и 230(160) 150(110) 65 65
горячие цехи . . . 200(М0) 120(90) 45 45
Примечание. Размеры отсеков в скобках даны для зданий, эксплуатируемых при расчет-
ных зимних температурах наружного воздуха от —*0 до —65° С.
здания ставят две поперечные рамы (не связанные между собой какими-
либо продольными элементами), колонны которых смещают с оси на
500 мм в каждую сторону, подобно тому как это делают у торца здания
(рис. XI.2,а).
Рис. XIЛ. Сетка колонн
однопролетного здания
Рис. XI.2. Сетка колонн
многопролетных зданий.
Устройство температур-
ных швов
а — поперечных и продоль-
ных; б — примыкание вза-
имно перпендикулярных
пролетов
294
Продольные температурные швы решают либо расчлене-
нием многопролетной рамы на две (или более) самостоятельные, что
связано с установкой дополнительных колонн, либо с подвижным в по-
перечном направлении опиранием одного или обоих ригелей на колонну
при помощи катков или другого устройства. В первом решении преду-
сматривается дополнительная разбивочная ось на расстоянии 1000 нли
1500 мм от основной (рис. XI.2,а).
I
§ 2. СИСТЕМЫ ПОКРЫТИЙ
Для перекрытий одноэтажных производственных зданий в большин-
стве случаев наиболее рациональной оказывается рамная система, кото-
рая состоит из колонн и опирающихся на них ригелей — стропильных
ферм (рис. XI.3,а).
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.3,6). При большом шаге внутренних колонн и кранах большой
грузоподъемности иногда проектируют совмещенную подкраново-подст-
ропильную ферму, на которую опираются и стропильные фермы и мосто-
вые краны (см. гл. XV, § 4).
Расположение фонарей на здании может быть продольным (рис.ХТ.З)
или поперечным (рис. XI.4). Наибольшее распространение получили про-
Рис. XI.3, Схема покрытий
а —с опиранием стропильных ферм иа колонны; б —с применением подстропильных ферм
Рис. XI.4. Схема покрытия с поперечным расположением фонарей
295
дольные фонари, так как в этом случае упрощается типизация конструк-
ций покрытия.
Поперечные фонари иногда оказываются рациональными в больше-
пролетных (авиасборочных, судостроительных) цехах с особыми конст-
руктивными 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 неко-
торому 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 шар-
нирным. В однопролетных рамах жесткое сопряжение целесообразно
при наличии значительных горизонтальных воздействий мостовых кранов,
особенно при тяжелом режиме их работы, а также в зданиях, оборудо-
ванных кранами с жестким подвесом или другими специальными крана-
ми, для которых характерны большие динамические воздействия.
В многопролетных рамах, которые обладают большей горизонтальной
жесткостью, обычно осуществляют шарнирное сопряжение ригелей с ко-
лоннами. Шарнирное сопряжение особенно целесообразно в узлах при-
мыкания ригелей к внутренним колоннам при одинаковой высоте смеж-
ных пролетов, поскольку при жестком соединении передача больших
опорных моментов, возникающих в этих узлах связана со значительными
конструктивными трудностями.
С то<жи зрения более широкого использования типовых металличе-
ских ферм 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 перепа-
дами 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, при-
нимая 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 и расстоянием от головки кранового рельса до низа
296
несущих конструкций покрытия h2. В сумме размеры hi и h2 определяют
полезную высоту цеха Н.
Сначала целесообразно установить вертикальные размеры. Размер
h2 диктуется высотой мостового крана:
Л2 = (Лк + ЮО) + а,
где Лк+100 — габаритный размер от головки рельса до верхней точки тележки крана
плюс установленный по требованиям техники безопасности зазор между этой точкой
и строительными конструкциями, равный 100 мм; а — размер, учитывающий прогиб
конструкций покрытия (ферм, связей), принимаемый равным 200—400 мм, в зависимо-
сти от размера пролета (для больших пролетов больший размер).
Рис. XI.5. Схема поперечной рамы однопролетиого зда-
ния
Габаритные размеры мостовых кранов даются в соответствующих
стандартах1 и заводских каталогах (см. также прил. 2).
Окончательный размер h2 принимают обычно кратным 200 мм.
Далее устанавливают высоту цеха от уровня пола до низа стропиль-
ных ферм:
Н = й2 + hit
где hi — наименьшая отметка головки кранового рельса, которая задается по условиям
технологического процесса (обусловливается высотой подъема крюка крана над уров-
нем 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 соизмери-
мости со стандартными ограждающими конструкциями. Если приходит-
ся несколько увеличивать высоту цеха, то надо изменить отметку голов-
ки рельса (полезную высоту цеха), а размер h2 оставить минимально
необходимым. В отдельных случаях при соответствующем обосновании
размер Н принимают кратным 0,6 м.
Далее устанавливают размеры верхней части колонны нижней
части йн и высоту у опоры ригелей h0B. Высота верхней части колонны
Лв — Лр + Ар + h2,
где he — высота подкрановой балки, которая предварительно принимаётся 1/8—1/10
1 ГОСТ 3332—54. Краны мостовые электрические общего назначения грузоподъем-
ностью от 5 до 50 т; ГОСТ 6711—70. Краны мостовые электрические общего назначе-
ния грузоподъемностью от 80 до 320 т.
297
пролета балки (шага колонн); Лр —высота кранового рельса, принимаемая предвари-
тельно равной 200 мм.
Окончательно уточняют hB после расчета крановой балки.
Размер нижней части колонны
йн == н—йв + (600... 1000),
где (600... Ю0О) мм — обычно принимаемое заглубление опорной плиты башмака ко-
лонны ниже нулевой отметки пола.
Общая высота колонны рамы от низа башмака до низа ригеля
h = йв + йн.
Высота колонны у опоры ригеля Лоп зависит от принятой конструк-
ции стропильных ферм и равна их высоте на опоре.
В типовых стропильных фермах прд рулонную кровлю с уклоном
i=l,5% йоп=3150 (по граням поясных уголков, рис. XIII. 14).
Рис. XI.6. Крайние колонны рам зданий а
проходами вдоль подкрановых путей
а—внутри колонны; б — сбоку колонны
Рис. XI.7. К компоновке рам с не-
смещающимися верхними концами
колонн
а —схема жесткого торцового фахверка;
б — расчетная схема колонны
Если на* здании есть светоаэрационные или аэрационные фонари, вы-
соту их Лф определяют светотехническим или теплотехническим расче-
том в соответствии с требованиями унификации; уклон кройли 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 Ьо может быть
нулевой (&0==0) или иметь размер 250 или 500 мм. Нулевую привязку
принимают в зданиях без мостовых кранов, а также в невысоких зда-
ниях (при шаге колонн 6 м), оборудованных кранами грузоподъемно-
стью до 30 т включительно.
Привязку размером 6о=5ОО мм принимают для очень высоких зда-
ний с кранами грузоподъемностью 75 т и более, а также для зданий с
кранами «особого» режима работы, если в верхней, части колонны уст-
раиваются проемы для прохода. В остальных случаях 6о=25О мм.
Ширина верхней части, колонны из условия необходимой жесткости
не должна быть меньше 6»^? 1/12 Лв. Очень часто ширину колонны Ьв
принимают равной 500 или 1000 мм, тогда ось колонны располагается
посередине верхней части колонны.
В каркасах 'зданий с кранами «особого» режима работы безопас-
ность 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 бв должна быть при-
мерно 1000 мм, так как наименьшие размеры проема для прохода уста-
новлены в 400 мм по ширине и 1800 мм по высоте.
Чтобы кран при движении вдоль цеха не задевал колонну, расстоя-
ние от оси подкрановой балки до оси колонны (размер X) должно быть
не менее
X (Ья — Ьо) (60. • .75) мм,
где Bi — часть кранового моста, выступающая за ось рельса, принимаемая по ГОСТ на
краны; &8—&о — расстояние от оси до внутренней грани верхней части колонны; (60 ...
75) мм — зазор между краном и колонной, по требованиям безопасности принимаемый
по ГОСТ на краны.
При устройстве прохода вие колонны размер Л включает еще 450 мм
(400 мм габарит прохода и ~50 мм на ограждение). Пролеты кранов
имеют модуль 500 мм, поэтому размер 1 должен быть кратным 250 мм.
Исходя из этого принимают:
% =«=750 мм —для кранов грузоподъемностью до 50 т включительно
при отсутствии проходов в надкранрвой части колонны;
%=Ю00 мм — для кранов грузоподъемностью более 50 т при отсут-
ствии проходов и для кранов грузоподъемностью до 125 т при наличии
внутренних проходов;
Х=1250 мм— (или более) для некоторых специальных и очень тя-
желых кранов, а также при наличии прохода вне колонны.
Ширину нижней части колонны Ья назначают в зависимости от гру-
зоподъемности кранов и высоты здания. Ось подкрановой ветви колон-
ны обычно совмещают с осью подкрановой балки; в этом случае шири-
на нижней части колонны &н=Х+&о-
Из условия обеспечения жесткости цеха в поперечном направлении
ширину нижней части колонны Ьп назначают не менее 1/20 h в обычных
промышленных зданиях и 1/15 Л в зданиях с кранами «особого» режима
работы.
Верхнюю часть колонны обычно проектируют сплошной, двутаврово-
го сечения; нижнюю часть принимают сплошной при ширине до 1 м
включительно, а при большей ширине ее экономичнее делать сквозной.
Для легких промышленных зданий с кранами небольшой грузоподъ-
емности иногда применяют сквозные или сплошные колонны постоянно-
го сечения (Ьв=^) с расположением подкрановых балок на консолях
(см. рис. XIV.1); ширина таких колонн не должна быть менее 1/25 h.
Размеры пролета здания L и пролета крана La связаны зависи-
мостью
L — LK-[- 2Х,
где X — расстояние между осью колонны 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 диаго-
нальными связями (рнс. XI.7) и развитую систему горизонтальных свя-
зей по нижним поясам стропильных ферм. Верхние концы колонны опи-
рают на продольные связевые фермы по нижним поясам стропильных
ферм, которые в свою очередь опирают на жесткие торцы здания. Вслед-
ствие большой жесткости горизонтальных связей и торцов смещения
верхних концов колонн незначительны и ими можно пренебречь. Рас-
четная 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 же-
лательно, чтобы все пролеты многопролетной поперечной рамы были
равными и имели одинаковую высоту. В этом случае основным реше-
нием могут быть покрытия с продольными фонарями, размещенными в
коньковой части пролета (рис. XI. 8, а).
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 наи-
меньшим (рис. XI. 8, б, г).
Применение во всех пролетах однотипных стропильных ферм отвеча-
ет требованиями 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 высотой
в многопролетных зданиях вызывается разнохарактерными условиями
производства. В многопролетных зданиях с большими производствен-
ными тепло- и газовыделениями рациональны перепады по высоте (при
достаточном их размере). Требования освещенности заставляют в от-
дельных случаях использовать перепады высот смежных пролетов для
устройства дополнительного бокового освещения.
При компоновке конструктивной схемы многопролетных рам с раз-
личной полезной высотой пролетов приходится решать вопрос о при-
менении в этих пролетах односкатных или двускатных покрытий. Для
малых боковых пролетов самыми простыми являются односкатные по-
крытия (рис. XI.8,ж). Для больших боковых пролетов при возможно-
сти устройства внутреннего водостока целесообразны двускатные фермы
(рис. XI.8, е). В случае невозможности устройства внутреннего водосто-
ка 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 применяются здания с плоской кровлей
(уклон верхнего пояса i=0,015) (рис. XI.8,5); их проектируют с естест-
венным освещением (фонарные) и с искусственным (бестоварные).
Мощные технологические агрегаты, особенно в металлургической
промышленности, требуют иногда устройства в цехе тяжелых рабочих
площадок, по которым двигаются
расположения оборудования,
повышенной аэрации, что вы-
нуждает проектировать попе-
речную раму цеха сложного
профиля (рис. XI. 8, з).
Определение компоновоч-
ных размеров для крайних ря-
дов многопролетных рам про-
изводится точно так же, как
для однопролетных. Если в
различных пролетах здания
одной высоты краны имеют
разную грузоподъемность, то
размер h2 (надкрановый габа-
рит, см. рис. XI.5 и XI.9) при-
нимают по наибольшему кра-
ну. В этом случае при одина-
ковых отметках верха подкра-
новых балок будет обеспечен
габарит для кранов во всех
пролетах.
Компоновочные размеры
средних колонн йь h2 и h для
зданий без перепада высот
(рис. XI.9, а) принимаются та-
железнодорожные составы, этажного
Рис. XI.9 К компоновке многопролетных
рам
а — без перепадов по высоте; б — с перепадом
по высоте
кими же, как и для крайних.
Заглубление средних колонн ниже уровня пола принимается одина-
ковым с крайними (в пределах 600—1000 мм). Ширину верхней части
средней колонны Ьв принимают чаще всего такой же, как и для край-
ней колонны. Ширина нижней части 6Н=2% (рис. XI.9,а).
§ 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 кра-
нов;
3) создания жесткости каркаса, необходимой для обеспечений нор-
мальных условий эксплуатации в течение всего периода службы соору-
жения;
4) обеспечения условий высококачественного и удобного монтажа
элементов сооружения.
Надлежащая компоновка связей обеспечивает совместную про-
странственную работу конструкций каркаса, что имеет большое значе-
ние для повышения жесткости сооружения и экономии материала. Свя-
зи, предназначенные для восприятия определенных силовых воздейст-
вий (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 обеспечива-
ется 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 утяже-
ляет и усложняет стропильную ферму). ,
Стальной
лист о з-о т
7 .... .....-
--------
Ребра S' 6-8 мп
Сварка Гнутый стальной
внахлестку /диет 8 3-6мм_
Hid i'hii mu пл&Л2
—JI1-----\ ---------------------1U
'Ребра. S’ 0-6 нм
через 800-1000
Волнистый, алюминиевый
'<лист р ив-],?мп
йр
1 Распорки из L
через 2-3 м
Оцинкованные
заклепки
Рис. ХШ.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 по-
исков других конструктивных решений панелей с применением гнутых
профилей, алюминия, легких утеплителей. В качестве примера на
рис. XIII.7, а показан поперечный разрез трехслойной кровельной пане-
ли шириной 1,5 м, разработанной ЦНИИпроектстальконструкцией сов-
местно с ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко; такой панелью можно пере-
крыть 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/м2, пенопласта — 6,5 кг/м2. Следует отметить, что ра-
циональные ко^трукции утепленных панелей пока недостатдчно разра-
ботаны, а имеющиеся сложны и дороги и поэтому применяются только
при специальном обосновании (например, в отдаленных и труднодоступ.
ных районах).
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 гну-
тых профилей и профилированного настила. Некоторые решения дру-
гих панелей со стальными и алюминиевыми листами показаны на
рис. ХШ.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 стои-
мости листовой стали плюс стоимости профилировки). Прогоны из гну-
тых листов могут иметь сравнительно развитую высоту при относитель-
но тонкой стенке, поэтому их применяют при шаге ферм 6 и 12 м с лег-
кой (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
А-&формацоя
Рис, XI.11. Схема температурных дефор-
маций
Л.
башмака.
Рис. XI.12. Расположение связей между колоннами
в— в коротких зданиях (или температурных отсеках); б— в длинных
статочной для обеспечения продольной жесткости здания; в таком слу-
чае следует устраивать вертикальные связи между колоннами в двух
панелях, симметрично расположенных относительно середины блока
(рис. XI.12,б). В соответствии с нормами проектирования расстояния
от торца здания (отсека) до оси ближайшей вертикальной связи и рас-
стояния 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 От торца отсека до оси ближайшей вертикаль- ной связи Между осями вертикаль- ных связей в одном отсеке
Отапливаемые Неотапливаемые здания и горячие 90(60) 50(40)
цехи 75(50) 50(40)
Примечание. Размеры в скобках даны для зданий, эксплуатируемых прн расчетных зим
них температурах наружного воздуха от —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 напряже-
ниях. Поэтому верхние торцовые связи также делают в виде крестов, что
целесообразно с точки зрения монтажных условий и однотипности ре-
шений (см. рис. XI. 12,б).
Верхние вертикальные свяви следует размещать не только в торцо-
вых панелях здания, но и в панелях, примыкающих к температурным
швам (где ветровые усилия не приложены), так как это повышает про-
дольную жесткость верхней части каркаса; кроме того, в процессе воз-
ведения цеха каждый температурный блок может в течение некоторого
времени представлять собой самостоятельный конструктивный комплекс.
303
Чтобы повысить продольную жесткость здания, целесообразно рас-
полагать верхние связи также и в тех средних панелях, где расположе-
ны 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).
Рис. XI.13. Примеры схем вертикальных связей между колоннами
Наиболее простой является крестовая схема связей. Она применяет-
ся при шаге колонн до 12 м. Рациональный угол наклона раскосов свя-
зей 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 раз-
вязка 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 бло-
ке и торцовых шагах, проектируют в виде самостоятельных ферм (мон-
тажного элемента), в остальных местах ставят распорки.
2. Связи по покрытию
Связи по конструкциям покрытия (шатра) здания ставят для обес-
печения 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 фе-рм состоят из поперечных свя-
зевых ферм и продольных элементов между ними (рис. XI. 14,а).
Элементы верхнего пояса стропильных ферм сжаты, а потому необ-
ходимо обеспечить их устойчивость при продольном изгибе из плоско-
сти 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. Тткие связи наиболее целесооб-
разно располагать в торцах цеха с тем, чтобы вместе с поперечными го-
ризонтальными связями, расположенными по нижним поясам ферм, и
вертикальными связями обеспечить пространственную жесткость покры-
тия. Это важно для обеспечения неизменяемости конструкций покрытия
304 7
в процессе монтажа, особенно для работы каркаса при действии ветра
в направлении вдоль здания. При большой длине здания или темпера-
турного блока целесообразны дополнительные промежуточные попереч-
ные 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 податливости связей.
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 рас-
порки 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, меж-
ду ней и распоркой в плоскости колонн ставят дополнительную рас-
порку.
Система связей по нижним поясам ферм состоит из попереч-
ных и продольных связевых ферм (рис. XI. 14,б).
В зданиях с кранами легкого и среднего режима работы и неболь-
шой грузоподъемности продольные связевые фермы иногда не ставят,
ограничиваясь только поперечными связевыми фермами.
В зданиях с мостовыми кранами особенно важно обеспечить надле-
20—478 305
жащую горизонтальную жесткость каркаса поперек и 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 заклини-
ваться и как следствие этого нарушится нормальная их эксплуатация.
Чрезмерные колебания каркаса создают неблагоприятные условия для
работы персонала, а также для сохранности стеновых ограждений и
666660666

Рис. XI.15. Работа связей по нижним
поясам ферм на крановые воздействия
Этим и вызывается применяемое
в
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 ра-
боту системы плоских рам, вслед-
ствие чего поперечные деформации
каркаса от действия сосредоточен-
ной силы значительно уменьшают-
ся (рис. XI. 15).
Поскольку основное значение
имеет уменьшение поперечных сме-
щений колонн в уровне приложения
инерционных сил, т. е. в уровне
верхних поясов подкрановых балок,
наиболее эффективной будет систе-
ма взаимной завязки колонн цеха
при расположении связей возможно
ближе к верху подкрановых балок,
практике проектирования располо-
связей в плоскости нижних поясов
стропильных ферм. Кроме того, при наличии в плоскости верхних поя-
сов ферм жесткого диска из кровельных плит более податливые упругие
продольные связевые фермы в случае расположения их в той же пло-
скости (т. е. верхних поясов ферм) были бы малоэффективными.
Следует помнить, что эти связи закрепляют опорные панели нижне-
го пояса ригеля поперечной рамы, что является целесообразным, так
как в этих панелях могут возникнуть сжимающие усилия.
Поперечные связевые фермы располагают у торцов здания, они не-
обходимы для восприятия ветровой нагрузки, передаваемой стойками
торцового фахверка. Стойки фахверка передают ветровую нагрузку в
узлы поперечной горизонтальной торцовой фермы, поясами которой слу-
жат нижние пояса торцовой и смежной с ней стропильных ферм
(рис. XI.15). Поперечные связи вместе с продольными образуют замк-
нутую систему, расположенную по контуру здания и обеспечивающую
его пространственную жесткость. В плоскости нижних поясов целесооб-
разно также устраивать промежуточные поперечные связи, расположен-
ные 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 ра-
боту возможно большее число поперечных рам.
Из конструктивных соображений наиболее удобно ширину продоль-
ной связевой фермы принимать равной опорной панели нижнего пояса
стропильной фермы; если имеются подстропильные фермы, то пояс под-
стропильных ферм используется как пояс горизонтальной связевой
фермы.
Если в опорных панелях нижнего пояса ригеля рамы возможно по-
явление сжимающих усилий, этот пояс должен быть закреплен в боко-
306
вом 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 пло-
скости 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 раскреп-
ления недопустим. Поэтому необходимо устраивать особые верти-
кальные связи между фермами, располагающиеся в плоско-
сти вертикальных стоек стропильных ферм (см. рис. XI.14,в); для удоб-
<9
Рас. XI. 16. Размещение продольных связевых ферм по инжннм поясам в многопролет-
иых зданиях в уровне ннжних поясов стропильных ферм
а — здания без перепадов по высоте; б — с перепадами (/ — продольные связевые фермы)
ства крепления элементов связей эти стойки часто проектируют кресто-
вого сечения (из двух уголков).
При опирании опорного нижнего узла стропильных ферм на оголо-
вок колонны (железобетонной или стальной) сверху вертикальные свя-
зи 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 тор-
цов здания. К этим блокам распорками и растяжками привязывают про-
межуточные фермы.
В зданиях с подвесным транспортом вертикальные связи способст-
вуют перераспределению между фермами крановой нагрузки, прило-
женной непосредственно к конструкциям покрытия. В этих случаях, и
особенно когда к стропильным фермам подвешены электрические краи-
балки значительной грузоподъемности (например, в крупных сбороч-
ных цехах), целесообразно вертикальные связи между фермами распо-
лагать в плоскостях подвески непрерывно по всей длине здания.
В многопролетных производственных зданиях продольные связевые
фермы также располагают у крайних колонн. Чтобы увеличить жест-
кость каркаса, ставят дополнительные продольные фермы: в зданиях с
кранами «особого» режима работы примерно через 60 м, в обычных зда-
ниях примерно через 90 м (рис. XI. 16,а). В зданиях, имеющих перепады
по высоте, продольные связевые формы иногда ставят и вдоль этих пе-
репадов (рис. XI. 16,б). Поперечные.связи по верхним и нижним поясам „
и вертикальные связи между фермами устанавливают так же, как и в
однопролетных зданиях.
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 ши-
роко применяют крестовую решетку, раскосы которой работают только
на растяжение (рис. XI.18,а). При этом получаетсй довольно экономич-
ное решение, так как сечение раскосов подбирается исходя из предель-
ной гибкости для растянутых элементов. В последнее время преимуще-
Рис. XI.17. Связи по фонарям
Рнс. XI. 18 Схемы систем связей по покрытию
а, б — при шаге ферм 6 м; в—д — при шаге ферм 12 м
Сбязи поникни» пояса» срер» С(язи по берхнин пояса» срерн
ственно применяются связевые фермы с треугольной решеткой (рис.
XI.18,б). Здесь раскосы работают и на растяжение и на сжатие, поэто-
му их сечение определяется предельной гибкостью для сжатых элемен-
тов; 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 приме-
нены горизонтальные 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 рас-
пространенным решением связевых ферм являются системы с треуголь-
ной решеткой и раскосами, работающими на сжатие, вписывающимися
в квадрат со стороной 6 м (рис. XI.18, г, 5). Раскосы опираются в этом
случае на продольные элементы длиной 12 м, служащие поясами связе-
вых ферм.
Вертикальные связи между фермами и фонарями лучше всего делать
в виде отдельных транспортабельных ферм, что возможно, если их вы-
сота будет менее 3900 мм.
§ 5. ОСОБЫЕ РЕШЕНИЯ КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ КАРКАСОВ
Рассмотренные выше конструктивные схемы металлических карка-
сов производственных зданий являются традиционными. Однако эконо-
мические, производственные и эксплуатационные требования, а также
появление новых материалов и конструкций диктуют поиск новых кон-
структивных решений каркасов зданий.
В последнее время при строительстве больших по площади произ-
водственных зданий начал применяться конвейерный способ
монтажа конструкций.
Конвейер позволяет расчленить операции сборки, хорошо организо-
вать рабочие места, механизировать повторяющиеся операции, задать
определенный ритм всей работе. На рельсовый путь около строящегося
цеха устанавливаются тележки-платформы, которые периодически пе-
редвигаются с одной стороны на другую, образуя своеобразный кон-
вейер.
На первой стоянке конвейера при помощи сборочных кондукторов
собирают основу блока — две подстропильные балки или фермы и стро-
пильные фермы между ними. На каждой следующей стоянке выполня-
ют 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 при-
ходит полностью готовым — с наклеенным рубероидным ковром кров-
ли, 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 компо-
новки конструкций покрытия. Ячейки шатра здания оформляются в ви-
де жестких пространственных блоков. Основой блока являются подстро-
пильные 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 типо-
вых 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 увеличе-
нию 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 при-
менения и экономические расчеты показывают, что конвейерный способ
309
Рнс. XI. 19. Подъем готового блока покрытия
монтажа становится рациональным для зданий с площадью кровли 40—
50 тыс. м2 и более.
Некоторые из компоновочных решений, частично осуществленных либо находящих-
ся 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 всю поперечную нагрузку
от мостовых кранов на одну мощную колонну, проектируемую в виде жесткой башни
(рис. XI.21); прн этом остальные колонны будут воспринимать от кранов только верти-
кальные нагрузки. Такое решение обеспечивает большую поперечную жесткость зДання
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 неко-
торых цехах (например, в электросталеплавильных, мартеновских) между колоннами
средних рядов устанавливают печн, и увеличение ширины колонны не ведет к увели-
чению пролета здания
Для некоторых производств (например, сталеплавильного) характерны частые ре-
конструкции, связанные, как правило, с увеличением грузоподъемности кранов. В та-
ких случаях может оказаться рациональной конструктивная схема каркаса с раздель-
310
иым восприятием нагрузок: от мостовых кранов—-в основном крановой эстакадой, с
мощными колоннами по среднему ряду цеха, воспринимающей боковые нагрузки от
кранов; от ограждающих конструкций и атмосферных воздействий — поперечной ра-
мой здания (рис. XI.22). Краны у наружных Колонн опираются на раздельные
колонны и на раму здания усилий не передают. Увеличение пролета покрытия здания
экономически Не выгодно, однако при применении легких кровель И рациональных не-
сущих конструкций (предварительно-напряженных с применением высокопрочных ста-
лей) удорожание покрытия будет невелико. Удобство проведения реконструкции крано-
вой эстакады И колонн раздельного типа повышает универсальность здания.
В-
!?
а
с:
План па верхним поясам ферм
^Продольная балка
Прогон
Профилирован- \
ный настил \
2 Поднос
3000*4 = 12000
В
а
С:
Прогон
Подкос>
в-
Л
(3
Связи
Прогоны
План по нижним поясам ферм
Стропильные фермы Связи
3000* №30000
Б~Б
3 000 *4 =1200
$1
§

Рис. XI.20. Схема монтажного блока конструкций покрытия
Рнс. XI.21. Схема каркаса здания с ко-
лоннами по среднему ряду, восприни-
мающими все горизонтальные воздей-
ствия иа раму
Рнс. XI.22. Схема каркаса здания
с внутренней крановой эстакадой,
не связанной с поперечными ра-
мами
311
Радикальным решением для уменьшения воздействия от краиов на конструкции
каркаса здания является применение для обслуживания технологического процесса
Козловых кранов (рис. XI.23,а)*. В этом случае каркас здания воспринимает атмос-
ферные 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
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 примене-
нием козловых кранов, очевидно, наиболее экономично, однако оно не всегда приемле-
мо по технологическим требованиям (затруднение с передачей продукции в смежные
пролеты, пониженная скорость кранов и увеличение эксплуатационных расходов). По-
этому такая заманчивая на первый взгляд компоновочная схема практического рас-
пространения 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 кон-
струкций по средним рядам колонн может быть достигнуто различными способами.
На рис. XI.24, а показана конструктивная схема, в которой использовано предвари-
тельное напряжение балок наклонными тяжами, расположенными через пролет. Под-
крановые балки выполняются консольными и после натяжения тяжей шарниры кон-
сольного пролета закрываются.
Другим решением продольной конструкции при большом шаге внутренних колонн
могут быть подкосные системы (рис. XI.24, б). Вследствие уменьшения пролета под-
крановых балок, опирающихся на парные подкосы, а также выгодного перераспреде-
ления усилий в балках, благодаря пригрузке нх колоннами, несущими покрытие, полу-
чается существенная экономия металла. Идея использования подкосной схемы полу-
чила дальнейшее развитие для продольной конструкции каркаса (рис. XI.24, в),
в которой стропильные фермы опираются на подкосы, продленные выше подкрановой
балки, благодаря чему при большом шаге колонн отпадает необходимость в подстро-
пильных фермах.
В производственных зданиях, имеющих очень большие пролеты н высоту (напри-
мер, судостроительные, авиасборочные цехн), плоскостные несущие конструкции оказы-
ваются 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.
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-напря-
женных конструкций и т. д. Особенности таких решений освещены в специальной ли-
тературе.
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.
Рис. XI.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
h3 == (hk + 100) + а = 2750 + 100 + 300 = 3150 мм.
Принимаем й2=3200 мм (кратно 200 мм), /iK—2750 мм (см. прнл. 2)
И = hj. + h2 = 11500 + 3200 = 14700 мм.
3X3
Принимаем /7=15 000 мм (кратно 600 мм), отметку головки рельса увеличиваем
до 11,8 м:
йв = й2 + (Лб + Лр) = 3200 + 1500 = 4700 мм,
где йв+йр=1/8 В=12/8=1,5 м — высота подкрановой балки с рельсом,
/гн = //—йв+(600... 1000) мм =15000 — 4700+ 1000= 11300 мм,
1000 мм — заглубление опорной плнты базы колонны; Йон«3150 мм —для типовых
стропильных ферм с параллельными поясами н уклоном ската кровли 1=1,5% (см.
рис. ХШ.14, а), йф=4500 мм — высота фонаря с двумя лентами остекления по 1750 мм.
Горизонтальные размеры. Из-за «особого» режима работы кранов пре-
дусматриваем проем для прохода в верхней части колонны. Поэтому й0—500 мм;
5а = 1000 мм.
Из условия жесткости:
6В> 1/12^ = 4700/12 = 390 мм < 1000 мм,
X > Bi + (6В — 6о) + 75 мм = 300 + (1000 — 500) = 875 мм.
Принимаем Х=1000 мм (кратно 250 мм):
Ьц = bo + X = 500 + 1000 = 1500 мм.
Из условия жесткости
Ьн'С 1/15й= 6000/15= 1065 мм < 1500 мм.‘
Верхнюю часть колонны принимаем сплошного сечения, нижнюю — сквозного. Тре-
буемый пролет мостового крана
£K = L — 2Х = 30 — 2-1 =28 м.
Глава ХП
ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ
Поперечная рама — основная несущая конструкция каркаса произ-
водственного здания. Чтобы определить усилия в элементах рамы, не-
обходимо установить расчетную схему рамы, собрать действующие на
нее нагрузки, выполнить статический расчет рамы и выявить комбина-
ции нагрузок, дающие наибольшие расчетные усилия для каждого из
элементов рамы.
§ 1. РАСЧЕТНАЯ СХЕМА РАМЫ
В процессе компоновки поперечной рамы (см. гл. XI) выявляют ее
конструктивную схему, т.е. устанавливают очертание рамы и
основные размеры ее элементов — колонн и ригелей. При расчете конст-
руктивную схему рамы приводят к расчетной схеме, в которой
конструктивные элементы изображаются осевыми линиями с идеализи-
рованными сопряжениями в узлах.
Расчетная схема должна по возможности ближе соответствовать кон-
структивной схеме; однако неизбежен ряд условностей и упрощений,
незначительно влияющих на точность расчета рамы, но сильно облегча-
ющих его.
В расчетной схеме должны быть установлены длины всех элементов
рамы и отдельных их участков с отличающимися сечениями, соотноше-
ния между моментами инерции этих элементов и участков, принимае-
мые для расчета типы сопряжений элементов друг с другом и с фунда-
ментами.
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 жест-
кое защемление ригеля в колоннах, ось нижнего пояса сквозного риге-
ля (фермы) или середину высоты сплошного; в зданиях, имеющих шар-
нирное примыкание ригеля к колоннам, — линию, соединяющую центры
опорных шарниров. Ригели, расположенные с незначительным укло-
ном (до 1 : 10 включительно), допускается принимать в расчетной схе-
ме 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 центра-
ми тяжести верхнего и нижнего участков колонны.
Чтобы определить размер уступа колонны е и моменты инерции ниж-
него Ji и верхнего /2 участков колонны, а также ригеля /Р, нужно знать
их сечения, которые на данной стадии проектирования неизвестны. По-
этому при установлении расчетной схемы рамы используют данные про-
ектирования аналогичных сооружений или делают очень упрощенный
предварительный расчет рамы и подбор сечений и на основе этого уста-
навливают требуемые величины. Такой подход возможен потому, что,
как показывают проверочные расчеты, отклонение в соотношениях мо-
ментов инерции элементов рамы до 30% мало сказывается на расчет-
ных усилиях в раме, и только при большей разнице расчет ее нужно про-
верить заново.
По опыту проектирования производственных зданий известно, что
расстояние между центрами тяжести сечений верхнего и нижнего уча-
стков колонны (с несимметричным сечением нижиего участка)
е = (0,45.. .0,55) 6Н— 0,5бв, (XII.1)
где 6В и 6Я — соответственно ширина верхнего и нижнего участков колонны.
Для статического расчета рамы достаточно знать только соотноше-
ния моментов инерции элементов рамы (а не их абсолютные значения).
Эти соотношения обычно можно принимать в пределах Ji//2=s7...1O,
/р//г=20...40.
Момент инерции горизонтального участка (уступа) колонны прини-
мают равным бесконечности. В многопролетных рамах (рис. XII.2 а—г)
Рис. XII.1. Схемы однопролетной рамы
а — конструктивная;-^ — расчетная
315
средние колонны значительно мощнее крайних, отношения моментов
инерции нижнего участка средней колонны 73 и верхнего ее участка Л
к моментам инерции соответствующих участков крайних колонн обычно
составляют:
J3U2
10—30 — при одинаковом шаге внутренних и наружных-колонн;
20—60 — при шаге внутренних колонн вдвое большем, чем на-
ружных;
•/$/72
1,5— 3 — при одинаковом шаге
2,5—7 —при шаге внутренних
внутренних и наружных
колонн вдвое большем,
колонн;
чем на-
ружных.
В продольном направлении в расчетную схему рамы включается вы-
резанная двумя параллельными плоскостями ячейка здания, называе-
X ^/////^ «

О
Рис. ХП.З. Схемы расчетных блоков (а—ши-
рнна блока)
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 ша-
га наружных колонн, то ширина расчетного блока а будет равна шагу
внутренних колонн (рис. ХП.З,б). Если шаги внутренних колонн по раз-
ным рядам не одинаковым (рис. ХП.З,в), то ширину расчетного блока а
принимают равной полусумме наибольших смежных шагов по внутрен-
ним рядам колонн.
Расчетные блоки приводятся к плоской расчетной схеме суммирова-
нием 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 некото-
рых случаях приходится учитывать особые нагрузки, вызываемые сей-
смическими 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 кон-
струкций— обычно принимают равномерно распределенными по длине
ригеля (рис. ХИЛ).
Расчетную постоянную нагрузку удобно определять в табличной фор-
ме (табл. XII. 1).
ТАБЛИЦА X1I.1
Определение расчетной постоянной нагрузки
на ригель рамы
Состав нагрузки Нормативная, кН/м! Коэффициент перегрузки Расчетная, кН/м»
Гидроизоляционный рубероидный ковер 0,1 1,1 0,11
Выравнивающая асфальтовая стяжка (h— =20 мм, у=18 кН/м3) 0,36 1,2 0,43
Утеплитель нз пенобетонных плит (й=80 мм, у=6 кН/м3) 0,48 1,2 0,58
Крупнопанельные железобетонные плиты размером 3X6 м с заливкой швов 1,1 1,1 1,54
Собственная масса металлических конструк- ций шатра (стропильных и подстропильных ферм, фонарей и связей по покрытию) 0,4 1,1 0,44
Итого 2,74 3,1
Примечание. Данные по нагрузкам от других конструкций кровельных покрытий приве-
дены в табл. ХПЦ.
Расчетную погонную нагрузку на ригель рамы q определяют, умно-
жая значение qo, кН/м2, на ширину грузовой площади (расстояние меж-
ду ригелями) В, м:
q = qo В.
Чтобы упростить расчет, остальные постоянные нагрузки собирают
в сосредоточенные силы, условно приложенные к низу подкрановой и
надкрановой части колонны по оси се-
чения (рис. XII.4). Сила A^i включает
в себя собственную массу нижней ча-
сти колонны и нагрузку от стен на
участке от низа рамы до уступа ко-
лонны (если стена несамонесущая);
аналогично сила М2 включает в себя
массу верхней части колонны и массу
подвесных стен выше уступа, силы
N3 и равны массе нижней и верхней
частей средней колонны. В зависимо-
сти от высоты цеха, шага колонн и
грузоподъемности кранов масса ко-
9
!ПШ1В1ПШННШИ1ИШ|
Рис. XII 4. Расчетная схема рамы на
действие постоянных нагрузок
лонн обычных промышленных зданий
принимается от 2 до Ют, причем масса надкрановой части составляет
15—25%. Собственную массу подкрановых балок для упрощения расче-
та часто суммируют не с постоянной, а с крановой нагрузкой.
317
Расход стали на производственные здания
общего назначения
ТАБЛИЦА ХП.2
Грузоподъемность мостовых кранов, г Расход стали, кг/м2 здания
шатер колонны подкрановые балки общий
До 50 30—45 25—35 20—30 80—130
75—100 30—45 45—65 30-60 100—150
125—150 30—45 55—75 40—70 140—200
175-250 30—45 70—90 60—100 180—260
Двухъярусное расположение кра- нов 30—45 80—100 70—120 220—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 рас-
пределенной по длине ригеля. Нормативное значение снеговой нагруз-
ки на 1 м2 горизонтальной проекции покрытия определяют по формуле
рн = рос, (XII.2)
где р« — вес снегового покрова на 1 м2, принимаемый по СНиП в зависимости от рай-
она строительства; (для некоторых районов значение Ро приведено в прил. 1); С — ко-
эффициент, зависящий от конфигурации кровли; для кровли с уклоном щ^25’с=1.
Расчетную погонную нагрузку на ригель рамы определяют умноже-
нием нормативной нагрузки на коэффициент перегрузки и на шаг рам В:
р — прнВ. (XII. 3)
Коэффициент перегрузки п принимают в зависимости от отношения
нормативного собственного веса покрытия <?“ (включая и вес подвешен-
ного стационарного оборудования, если он есть) к нормативному весу
снегового покрова ро:
Чя/Ра >1 0,8 0,6 0,4
п 1,4 1,5 1,55 1,6
Промежуточные значения п принимают по линейной интерполяции.
Для покрытий зданий, имеющих избыточные тепловыделения и ук-
лон 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 допуска-
ют снижение значения снеговой нагрузки в зависимости от средней ско-
рости 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 воз-
действие их на раму маловероятно, поэтому при расчете однопролет-
ных рам крановая нагрузка учитывается только от двух сближенных
кранов наибольшей грузоподъемности, причем с учетом специального
коэффициента сочетаний пе.
313
В многопролетных зданиях принимается вертикальная нагруз-
ка от четырех кранов (по два крана наибольшей грузоподъемности в
каких-либо пролетах не обязательна соседних), при загружении кото-
рых возникают наибольшие усилия в раме (причем уже с меньшим ко-
эффициентом сочетаний »с). 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 пс = 1;
Рис. XII.5. К определению нагрузок на раму от мостовых крапов
а — схема расположения кранов на подкрановой балке; 6 — нагрузка от вертикального давления;
в — нагрузка от торможения тележки крана
при учете вертикальной или-горизонтальной нагрузки от двух кранов:
легкого и среднего режимов работы пс==0,85;
тяжелого и весьма тяжелого режимов работы пс=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.
ХИ.5,а). Расчетное давление на колонну, к которой приближена те-
лежка крана,
^макс — Ис ПРмакс S У 4* бц.к! t (X11.4)
на другую колонну
^МИН " псчРцт У + бп.к> (XII.5)
Здесь ис — коэффициент сочетания; и =1,2 — коэффициент перегрузки; Рхахс —
наибольшее давление колеса крана по ГОСТ или по каталогу на краны (см. с. 297);
St/ —сумма ординат линии влияния для опорного давления на колонну (рис. XII.5,а);
GaM — вес подкрановых конструкций.
Ориентировочно в зависимости от пролета покрановой балки (6—30 м) вес 1 м
подкрановых конструкций может быть принят (см. также табл. XI1.2) при грузоподъем-
ности кранов:
Q = (5...15) т 2—6 кН/м
319
Q = (20...50) т 4-8 кН/м
Q = >50 » 6—12 >
-Рмин(<2+С)//1о—Рмакс — наименьшее давление колеса крана; здесь Q — грузоподъем-
ность крана; G — полный вес крана с тележкой (принимается по ГОСТ или по катало-
гу) ; по — число колес на одной стороне крана.
Подкрановые балки установлены с эксцентрицитетом по отношению
к оси колонны, поэтому в рамс от их вертикального давления возника-
ют сосредоточенные моменты (рис. XII.5,б), на которые рассчитывает-
ся рама:
^макс — ^макс И ^мин — ^мин (XII .6)
где ек — расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения подкрановой
части колонны.
Для крайних ступенчатых колонн размер ек ясен из одновременно-
го рассмотрения рис. XI.5 и XII. 1:
ек = Ья — — е = (0,5. ••0,6) ьп. (XII.7)
Для симметричных ступенчатых колонн средних рядов е* (рис.
ХП.5, б) будет равно 6н/2.
Нормативную поперечную горизонтальную силу от торможения
тележки действующую поперек цеха вдоль кранового моста, опре-
деляют по формуле
, / Tg = f(Q + GT)n;/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 кра-
на; GT — вес тележки крана, принимаемый по стандартам на краны (при отсутствии
данных о весе тележки кранов с гибким подвесом допускается считать GT=0,3 G);
п0 — число тормозных колес тележки; п' — число всех колес тележки.
Как правило, краны имеют четырехколесную тележку с двумя тор-
мозными колесами (п'/п' = 1/2).
Условно считается (в запас прочности), что на каркас цеха сила по-
перечного торможения тележки крана передается равномерно через ко-
леса моста крана, расположенные на одной из его сторон. Поэтому нор-
мативная горизонтальная сила на колесе крана
Тк = То/по, (ХИ.9)
где по — число колес на одной стороне мостового крана.
Расчетное горизонтальное давление на колонну Тмакс (рис. XII.5, в)
от силы поперечного торможения тележек кранов определяется по фор-
муле
Т’макс — пс пТк У. (XII. 10)
Здесь Яс—коэффициент сочетания; и=1,2 — коэффициент перегрузки; Sy— сум-
ма ординат линии влияния давления на колонну, рнс. XII5, а (наибольшее горизон-
тальное давление возникает прн том же положении кранов, что и наибольшее верти-
кальное) .
Сила Гмакс приложена к раме в уровне верхнего пояса подкрановой
балки (рис. XII.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 Тмакс 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, горизонталь-
ное давление также действует на одну или другую колонну, причем как
320
вправо, так и влево (рис. ХП.5,в). Таким образом, от крановой нагруз-
ки одного пролета следует учитывать шесть возможных различных за-
гружений, от которых должны быть получены усилия в элементах рамы.
В многойролетных рамах такие шесть загружений рассматривают от-
дельно в каждом из пролетов.
4. Ветровая нагрузка
Ветровая нагрузка на строительные сооружения определяется как
сумма статической и динамической составляющих. Статическая
составляющая, соответствующая установившемуся напору, учитывается
во всех случаях. Динамическая составляющая, вызываемая пульсация-
ми скоростного напора, учитывается только для высоких и узких соору-
жений (башен, мачт, дымовых труб, высотных зданий и т. д.), в том чис-
ле для одноэтажных производственных зданий высотой более 36 м при
отношении высоты к пролету более f,5. Такие здания встречаются очень
редко, поэтому ниже рассматривается только статическая составляю-
щая ветровой нагрузки, на которую обцчно рассчитываются рамы одно-
этажных производственных зданий.
Статическая составляющая ветра вызывает давление на сооружение
с наветренной стороны и отсос с противоположной стороны (отсос на-
правлен в ту же сторону).
Нормативное значение статической составляющей ветровой нагруз-
ки q g на 1 м2 определяют по формуле
^qokc, (ХП.11)
где до — нормативный скоростной напор ветра, принимаемый по СНиП II-6-74 в за-
висимости от района строительства (для некоторых районов значения до приведены в
прил. 1); k — коэффициент, учитывающий изменение скоростного напора в зависимо-
сти от высоты и типа местности, тачЛ.!* XII.3; с — аэродинамический коэффициент, за-
висящий от конфигурации здания. Для обычных йроизводствеиных зданий с=0,8 для
активного давления и с'=0,6 для отсоса
Скоростной напор ветра увеличивается с высотой от уровня земли
Скоростной напор ветра у поверхности земли зависит от наличия раз-
личных препятствий. Поэтому СНиП различает два типа местности:
А—-открытые (степи, лесостепи, пустыни, открытые побережья мо-
рей, озер, водохранилищ и т.п.);
Б — с препятствиями, (города с окраинами, лесные массивы и другие
местности, равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м).
В зависимости от этих факторов‘значение коэффициента k прини-
мают по табл. XII.3.
таблица хпз
Значение коэффициентов k
Тип местности Высота над поверхностью земли, м
<10 20 40 60 100 200 >360
А 1 1,25 1,55 1,75 2,1 2,6 3,1
Б 0,65 0,9 1,2 1,45 1,8 2,45 3,1
Примечани е Промеж: /точные знг чения k он редедяют л инейной ин терпол яцие£ 1.
Типичная схема ветрового давления на производственное здание по-
казана на рис. ХП.6.
21—478 321
- и ' 't у
Расчетные погонные нагрузки на раму от активного давления и от-
соса будут соответственно равны:
q = В = nqn kcB; 1
(ХП12)
q — nqoa В = nqn kc В, )
/<я * В (
где .1=1,2— коэффициент перегрузки для вет^Ъвой нагрузки; В — шаг рам (или ши-
рина расчетного блока а, рис. ХП.З).
Для упрощения расчета в зданиях высотой более 10 м ветровую на-
грузку на колонну обычно принимают эквивалентной равномерно рас-
пределенной по длине колонны.
Следует отметить, что аэродинамический коэффициент активного
давления на фонарь с=0,7 несколько меньше, чем на стену здания, од-
нако, учитывая незначительную высоту фонаря, обычно в практических
Рис. XII.6. Схема ветровой нагрузки На раму
а —по нормам проектирования; б —приведение к эквивалентной равномерной нагрузке: нагруз-
ка от торможения тележки крана
расчетах значение этого коэффициента часто принимают равным 0,8 и
одинаковым для всей наветренной поверхности.
Эквивалентную равномерно распределенную по длине колонны на-
грузку можно найти из условия равенства изгибающих моментов в за-
щемленной стойке от фактической эпюры ветрового давления q и от рав-
номерно распределенной нагрузки (рис. XII.6, б):
<7ЖВ = 2Л4//Й, (XII. 13)
где h — высота стойки; Л4 — 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 наи-
более высокой точки цеха h', заменяется сосредоточенной силой, прило-
женной в уровне низа ригеля рамы. От активного давления W и от от-
соса 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):
F = fe, иГ, (XII. 14)
Расчетная схема рамы однопролетного здания при действии ветровой
нагрузки показана на рис. XII.6,в; разумеется, направление ветра мо-
жет быть как в одну, так и в другую сторону.
322
5. Прочие нагрузки
Кроме рассмотренных выше нагрузок, которые присущи всем про-
мышленным зданиям с мостовыми кранами, в некоторых случаях при
расчете рамы приходится учитывать и другие нагрузки, связанные со
спецификой условий эксплуатации проектируемого объекта. Сюда от-
носятся прежде всего различные нагрузки от веса конструкций и рабо-
чих площадок, опирающихся иа элементы каркаса здания, нагрузки от
консольных и подвесных кранов или тельферов, иногда специальные на-
грузки, возникающие при ремонте или ревизии технологического обору-
дования. Для промышленных зданий, строящихся в районах, подвержен-
ных землетрясениям, необходимо учитывать сейсмические воздействия
по специальным нормам.
§ 3. ОСОБЕННОСТИ СТАТИЧЕСКОГО РАСЧЕТА РАМ
При статическом расчете поперечных рам возможны некоторые пред-
посылки, существенно упрощающие расчет, но незначительно влияющие
на определяемые усилия.
1. При действии на раму любых нагрузок, кроме вертикальных, не-
посредственно приложенных к ригелю, упругие деформации ригеля ма-
ло влияют на расчетные усилия. Это позволяет при расчете рам на ука-
занные нагрузки считать ригель абсолютно жестким (Jp=oo) при усло-
вии, если отношение погонной жесткости ригеля к погонной жесткости
стойки
fe>6/(l + 1,1 /й), (XII.15)
где
# = Jp/Z: J j/ft и = JjJJ% — 1.
Здесь Л и 1г — моменты инерции нижней и верхней частей ступенчатой колойны (см.,
например, рис.ХП.1, 2); Jp/Z-погонная жесткость ригеля (Z— пролет ригеля); если
к стойке примыкают два ригеля на одном уровне с погонными жесткостями JJI, и
J2/I2. то при определении k надо брать IJli+J2/Z2; h/h— условная погонная жесткость
стойки (ft — полная высота стойки).
При таком допущении целесообразно вести расчет рам методом пе-
ремещений; при этом сильно сокращается число неизвестных. Действи-
тельно, в рамах, имеющих жесткие закрепления ригеля со стойками и
если Zp=oo, угловые перемещения в оголовках колонн будут равны ну-
лю и, следрвательно, неизвестными будут только горизонтальные сме-
щения верхних узлов рамы.
2. В многопролетных зданиях, имеющих пролеты одинаковой высо-
ты (при числе пролетов три и более), смещение в уровне ригеля, обус-
ловленное суммарной жесткостью большого числа колонн поперечного
ряда, обычно столь невелико, что при расчете на нагрузки, приложен-
ные к отдельным стойкам, можно' пренебречь значением смещения вер-
ха колонн и колонны можно рассчитывать как стержни с неподвижны-
ми опорами.
3. При расчете рам на вертикальные нагрузки, непосредственно при-
ложенные к ригелю, неучет его упругих деформаций может привести к
существенным ошибкам в значениях расчетных усилий в колоннах. Од-
нако точный учет упругих деформаций сквозного ригеля, жестко свя-
занного с колоннами, весьма трудоемок. Поэтому в практических расче-
тах сквозной ригель условно заменяют сплошным эквивалентной жест-
кости (по прогибу или более точно по углу поворота на опорах).
Момент инерции эквивалентного ригеля определяют приближенно по
формуле
/р=(/7В.пгв+
(XII. 16)
323
21*
где Гв.п и Fn ж — площади сечения брутто верхнего и нижнего поясов ригеля посереди-
не пролета; zB и гв — расстояния от центра тяжести поясов до нейтральной осн ригеля
в сеченин его посередине пролета; р — коэффициент, учитывающий наклон верхнего
пояса н деформатнвность решетки сквозного ригеля, принимаемый при уклоне верх-
него пояса 1/8 равным 0,7, при 1/10 — 0,8 и при 0—0,9.
4. В однопролетных и многопролетных рамах при небольшой асим-
метрии нагрузок или асимметрии колонн, при расчете на вертикальные
нагрузки на ригель допускается принимать, что горизонтальные переме-
щения 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, невелцко.
На отдельные виды нагрузок раму рассчитывают либо практически-
ми методами с использованием вспомогательных таблиц, формул, гра-
фиков или известными способами строительной механики (метод сил,
перемещений, распределения моментов и т. д.) с учетом указанных вы-
ше допущений.
1. Практические приемы расчета рам
А. Расчет рам с ригелями в одном уровне, жесткость которых мож-
но считать Jp=oo на нагрузки, приложенные к стойкам. За основную
систему при расчете рамы методом перемещений принимают раму
с несмещающимися узлами, для чего раму условно закрепляют от бо-
кового смещения (рис. ХП.7, а). Пользуясь методом сил или исполь-
зуя вспомогательные таблицы, имеющиеся в справочной литературе,
определяют для всех стоек опорные реакции и узловые моменты от-
дельно от постоянной нагрузки, от внецентренно-приложенного верти-
кального 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. XII.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 внеш-
них 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 воз-
действий на колонну в основной системе н от горизонтальных смещений
верхних концов колонн (рис. ХП.7, в).
Смещение Д можно определить из решения канонического уравне-
ния, смысл которого заключается в том, что в действительности гори-
324
ТАБЛИЦА XII.4
Формулы для определения реакций Rb и Мь
в стойках рам
Схема нагрузки л| «с •« + •*? ч»
€ 1<а (1-1)[ЗВ(1+1)—4С] + 6 4АС-ЗВ? +|1 (a—X) [ЗВ (а+Х) — 4С] 4АС~ЗВ? М’ 6(1—1) [В—А (1+Х)]+6цХ 6= 4АС—ЗВ? Х(а—1)[В—А(«+1)| М 4АС—ЗВг- h
Х=а м (1—°0 (ЗВ (1+а)—4С] и Мь~ 4АС-^ М' _.6(1-а)[В-А (1+а)] М 4АС—ЗВ? h
1>а (1-Х) (ЗВ (1+1) -4С] М1 щь~ — — М‘, ° 4АС—ЗВ? 6 (1-1) (В-А (1+1)] М Kb 4АС—3& h
{ к 1<а *ь=~1Б((1~1>г(2+Х)+ +ц(а-1)?(2а+1)] ли (1-D8 42+1) В-2С] + 1ЛС-ЗВ- +|1(а—Ц»|(2а+ЦВ—2С| 4АС-ЗВ? р _ Н-Р2 (ЗВ-2Л (2+1)]+ 6 4АС—ЗВ? +ц (а—Х)а (ЗВ—2Д (2«+1)] 4АС—ЗВ?
Х=а «ь=—£;(1-13) (2+1) 4-G лл (1-D2 ((2+1) В-2С] 4ЛС-Зв> ' И’ (i—ХИ13Я—2-4<2+Х>1 _ Ь 4АС-ЗВ2
Х>а /?«>=--^(1-А)2 (2+1) _ (1—X)3 ((2+1) В—2С] Mb~ 4АС-3& Ph> (1—X)3 [ЗВ—2А (2+1)] „ 4АС—ЗВ® Р
1 S „ 3F t «6=— “ГГ Ф ОС м 9BF-SC* Мь 12(4АС—ЗВ3) D 2BC-3AF . Рб 2(4АС—ЗВ?)
Примечаниям \1. 1; А-1+ац; В-1+а’ц; С-1+а’ц; Р-1+а‘ц.
2. На схемах указаны положительные направления внешних нагрузок н реакций Rb н Мь.
325
зонтальное усилие в условно введенном закреплении от внешней на-
грузки на стойку и от смещения равно нулю.
Так, для случая, показанного на рис. XIL7, каноническое уравнение
запишется так:
SruAM + SrM = 0, (XII. 17)
где Згц — сумма реакций в оголовках колонн от смещения, равного единице; %гм—
сумма горизонтальных реакций в оголовках колонн от сосредоточенных внешних мо-
ментов Л1макс и Миин, вызываемых воздействием кранов на колонны.
В табл. XII.4 приведены формулы для определения реакций верх-
ник концов ступенчатых стоек при шарнирном и жестком их опирании
для характерных видов нагрузок. Эти реакции дают возможность по-
строить эпюры моментов в стойках рамы, закрепленной от смещения.
В табл. ХП.5 для таких же стоек даны значения моментов и сил, кото-
рые возникнут на верхнем конце стойки при перемещении его на Д=1
(а также повороте на угол <рь = 1)
ТАБЛИЦА XII.5
Формулы для определения усилий на верхнем конце стоек
от единичных перемещений
4С FJj
mb~ 4АС—ЗВ3 h ;
_ 6В EJ1
Гь 4ДС—ЗВ'3 tii
Прнмечання: 1. 1; А=1+ац; B=l+asn; C—l+a’u.
2. На схемах указано положительное Направление rb и
В табл. XII.6 приведены коэффициенты для определения реакций
и моментов в колоннах с защемленными концами.
Б. Расчет рам с ригелями в разном уровне на нагрузки, приложен-
ные к стойкам при Jp=oo. Такие рамы при шарнирном опирании ри-
гелей проще всего рассчитывать методом сил, приняв за неизвестные
усилия в ригелях. При жестком опирании ригелей целесообразно каж-
дый участок колонны, заключенный между основанием и ригелем hj 1
между двумя ригелями, примыкающими к одной и той же колонн ,
326
ТАБЛИЦА ХП6
Коэффициенты для определения моментов и реакций
в колоннах с защемленными концами
?Я7 "Jil* ял= ив 95 А gf "4 1 A’
А. п 0,1 0,2 0,3 1 0,1 0,2 0,3 1 0,1 0,2 0,3 1 0,1 0,2 0,3 1 0,1 0,2 0,3 1
«в 0,1 0,2 0,3 0,4 —0,983 —0,664 -0,58 -0,566 —1,689 —1,216 -1,055 —1,006 —2,224 1,705 —1,499 —1,423 —4 1,594 1,264 1,268 1,315 2,624 2,051 1,942 1,971 3,405 2,745 2,56 2,551 —6 0,096 -0,075 -0,171 —0,213 0,221 -0,011 —0,145 —0,224 0,316 0,046 -0,115 -0,218 0,63 0,32 0,07 —0,12 —0,069 —0,084 —0,096 —0,087 -0,071 —0,092 -0,106 —0,103 -0,073 —0,099 —0,114 —0,111 -0,081 —0,128 -0,147 —0,144 —0,034 —0,042 —0,05 —0,054 —0,046 -0,049 —0,056 —0,061 —0,054 —0,055 —0,06 —0,065 —0,083
0,1 0,2 0,3 0,4 -0,824 -0,401 -0,2 -0,04 —1,427 —0,806 —0,472 —0,218 -1,883 —1,156 —0,731 —0,403 —3,4 —2,8 —2,2 —1.6 1,038 —0,224 —0,287 —0,668 1,918 0,778 0,092 —0,529 2,584 1,272 0,402 —0,322 4,8 3,6 2,4 1,2 0,228 0,222 0,271 0,305 0,335 0,272 0,305 0,353 0,415 0,314 0,329 0,377 0,684 0,512 0,448 0,456 0,04 0,079 0,103 0,103 0,034 0,075 0,105 0,115 0,03 0,072 0,104 0,119 0,016 0,05 0,088 0,115 0,004 0,025 0,036 0,033 -0,006 0,021 0,035 0,039 —0,014 0,017 0,033 0,04 —0,038 -0,003 0,022 0,037
КА 0,1 0,2 0,3 0,4 0,61 0,6 0,687 0,749 0,935 0,835 0,887 0,965 1,182 1,04 1,061 1,128 2 —3,962 -3,94 -3,9(5 —3,642 —4,442 -4,314 —4,341 —4,277 —4,803 —4,619 —4,633 —4,632 —6 0,412 0,411 0,3 0,08 0,357 0,403 0,353 0,218 0,314 0,385 0,366 0,269 0,17 0,28 0,33 0,32 —0,024 —0,067 —0,133 —0,21 —0,02 -0,055 —0,102 —0,158 -0,017 —0,049 —0,09 —0,136 till оооо -0,107 —0,108 —0,117 —0,137 -0,101 -0,101 -0,104 -0,113 —0,097 —0,097 —0,098 —0,103 -0,83
KR 0,1 0,2 0,3 0,4 1,594 1,264 1,268 1,315 2,625 2,051 1,942 1,971 3,405 2,748 2,56 2,551 6 —5,555 —5,203 -5,182 -4,956 —7,066 —6,365 —6,283 —6,248 —3,208 —7,364 —7,193 —7,183 —12 1.316 1,487 -1,471 1,293 1,136 1,415 1,5 1,442 0,998 1,339 1,481 1,486 0,54 0,96 1,26 1,44 0,946 0,817 0,663 0,477 0,954 0,837 0,704 0,545 0,958 0,85 0,742 0,575 0,972 0,896 0,784 0,648 0,427 0,434 0,432 0,417 0,444 0,448 0,452 0,449 0,457 0,458 0,462 0,463 6.5
Обозначения: п = 7г/Л, X = с/Я, i = EJJh, t = Е IJh* № = К ; № =К — 1
Ы
рассматривать как самостоятельную стойку. Изгибающие моменты
в каждой стойке определяют как сумму моментов, возникающих в за-
крепленной на обоих концах от поворота и смещения балки при воз-
действии на нее внешней нагрузки и смещения концов стойки. Вспомо-
гательные таблицы и формулы для такого способа расчета приведены
в специальной литературе1.
В. Расчет рам на вертикальные нагрузки, приложенные к ригелю.
При расчете рам иа вертикальные нагрузки, непосредственно прило-
женные к ригелю, нельзя пренебрегать упругими деформациями, ибо
это может привести к существенным ошибкам в значениях расчетных
усилий в колоннах.
Рис. ХП.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 сплош-
ным е эквивалентной жесткостью, см. формулу (XII.16). Здесь также
целесообразно пользоваться при расчете методом перемещений, кото-
рый позволяет сократить число неизвестных.
Так, в однопролетиой симметричной раме при действии равномерно
распределенной нагрузки (рис. ХН.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 мо-
менты могут быть определены по формулам:
. . ’ мо
Мв == Мв =----; (XII. 18)
МА=л4 = Мв^*, (XII. 19)
А©
Ц?
Здесь Л1о= ~ —опорный момент в балке с двумя защемленными концами; й—
=Ivll-.Jilh — отношение; погонных жесткостей ригеля и стойки; -КА и Кв — коэффи-
циенты для угла поворота ф=1 по табл. ХП.6, д формуле (ХМ.18) со знаком плюс,
в формуле (XII.19) со своими знаками.
В расчлененных Г-образных рамах (рис. ХП.8,6) моменты на кон-
цах стоек .'
.. м<>
Мв =----___--- (XII. 18')
4 Справочник проектировщика Металлические конструкции промышленных зданий
и сооружений. М., Госстройиздат, 1962.
328
и
МА=*М*±. (XII. 19')
«В
Здесь Ma=gP/8— опорный момент в балке с одним защемленным концом,
остальные обозначения приведены ранее.
Если расстояние между осями верхней и нижней частей колонны
е=0,5 Ьъ, то нужно учесть возникающие вследствие этого дополнитель-
ные моменты. Для этого рассматривают самостоятельное загружение
рамы сосредоточенным моментом М= -^-е, приложенным в точке С;
полученную эпюру моментов складывают с эпюрой моментов от верти-
кальной 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.
ХП.7,в) —непосредственно по табл. ХП.5 или ХП.б.
При шарнирном сопряжении ригеля с колоннами (поскольку узло-
вые моменты равны нулю) ригель рассчитывают как обычную ферму,
свободно лежащую на опорах. Моменты возникают только в ступенча-
тых 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, услов-
но рассматривается расчетный блок шириной а, равной полусумме
наибольших смежных шагов внутренних колонн (рис. ХП.З). Этот рас-
четный блок приводят к условной плоской раме: колонны по каждому
ряду, входящие в зону блока, заменяют в расчетной схеме одной ко-
лонной суммарной жесткости, нагрузки на эти условные колонны так-
же 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 горизон-
тальных сил поперечного торможения и сосредоточенных моментов,
приложенных к колоннам от внецентренного действия вертикальных
крановых нагрузок.
Обычно расчетом учитывают взаимное соединение рам продольны-
ми 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 взаи-
мосвязь смежных рам образуется благодаря продольным связевым
фермам в уровне нижних поясов ригелей. Эти предпосылки определяют
соответствующие методы учета пространственной работы рам.
Рассмотрим случай, когда в плоскости нижних поясов ферм имеют-
329
ся продольные связевые фермы (рис. XI1.9) и влияние диска
кровли на поперечные деформации не учитывается1.
При действии нагрузки наиболее нагруженная поперечная рама по-
лучит перемещение и через связи вовлечет в работу остальные рамы
блока. Внешние силы, действующие на плоскую свободную раму, мож-
но заменить эквивалентной силой Рэ, приложенной в уровне раскреп-
ления ее связями и вызывающей такое же перемещение рамы Д, как
и внешние силы (рис. XII.10, б).
Рис. XII.9. Схема пространственного
блока
Рис. ХП.10. К расчету пространствен-
ной работы рам
а — основная система при расчете нераз-
резной балки на упругих опорах; б — рас-
четная схема рамы с учетом пространст-
венной работы
Где § — перемещение рамы от единичной горизонтальной силы, приложенной на уровне
связей.
Продольные связи рассматриваются как неразрезные балки на уп-
ругих опорах, шарнирно соединенные с поперечными рамами, которые
и являются упругими опорами. В результате расчета такой балки
(рис. ХП.10, а) на воздействие сосредоточенной силы Рэ, приложенной к
рассчитываемой раме (опора п), определяются опорные моменты и ре-
акции. Реакция на опоре п, являющаяся упругим отпором связей,
(XII.21)
Упругий отпор, так же как и опорные моменты, прямо пропорциона-
лен эквивалентной силе и зависит от геометрических характеристик
системы:
2?от = аЛ’э, (XII.22)
где а — коэффициент упругого отпора связей.
1 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
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 рассчитывае-
мой раме.
Рис. XII.11. График коэффициентов а
и а' для блока из пяти рам с колоннами
переменного сечения
Рис. XII.12. К учету влияния
загружении рам, смежных с
рассматриваемой
/ — линия влияния для усилий ко-
лонн 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.11 в функ-
ции коэффициента
Здесь Z (fid) — сумма приведенных моментов инерции колонн переменного сечения,
входящих в состав рамы; Л— момент инерцнн сечения нижней части колонны; d — ко-
эффициент приведения момента инерции колонны
</=1/4-С (ХП.24э)
при шарнирном сопряжении с ригелем, см. табл. XII.4;
Л
прн жестком сопряжении колонны с ригелем, см .табл. ХП.4 (или d=W12 при исполь-
зовании коэффициентов табл. XII.5, kn— коэффициент реакции при смещении стойки
с защемленными концами на Д—1).
Коэффициентом а учитывают загружение лишь одной плоской рамы
блока, в действительности же вертикальные и горизонтальные нагруз-
ки от крана, расположенного невыгоднейшим образом по отношению
к рассматриваемой раме, одновременно воздействуют н на рамы, смеж-
ные 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”3, отвечающие загружению смежных рам, можно
определить исходя из соотношений нагрузок, приходящихся на сред-
нюю раму и смежные с ней в основной системе (рис. XII.12):
Sy' „ ,, Ту" „
(XII.25)
На графике (рис. XII.И) даны значения коэффициентов а и а', ко-
торые учитывают влияние на рассчитываемую раму частичного загру-
жения крановой нагрузкой смежных рам.
331
Пользуясь графиками коэффициентов а и а', можно определить
полное значение упругого отпора связей для рассматриваемой рамы:
/?вт = аРэ+“ (рэ+^). ' (XII.26)
В дальнейшем раму рассчитывают как плоскую, но с учетом упру-
гого отпора связен /?От. который включают в расчетную схему как си-
ловое воздействие, приложенное на уровне нижнего пояса ригеля рамы
и направленное в сторону, противоположную смещению рамы.
Разность R—Pa—Rot определяет силу, вызывающую смещение
плоской рамы в пространственном блоке, а коэффициент апр=/?/Рэ
может быть назван коэффицнентЬм пространственной работы. Если
учесть, что
. „ Sg' + Sg" Др-Зр г /по Лр ,й пр
2у Р*~ Sg P*~Ug р9-
где По — число колес рассматриваемых кранов на одной нитке подкрановых балок; 0=
Л Q
~— —отношение полной крановой нагрузки на все рамы блока к нагрузке на рас-
считываемую раму,
то
«Пр= 1 — а — а' (Р— О-
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, на-
грузок. 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
2Л/2/г.ф = 1/2... 1/4.
(XII.27)
Пространственную работу каркаса учитывают при
кой кровли в предположении, что все рамы здания
наличии ж е с т-
в пределах тем-
пературного отсека связаны
бесконечно жестким диском
на уровне верхних поясов
ригелей.
В этом случае удобнее
считать, что сила Рэ прило-
жена не к раме, а к жестко-
му диску, и рассмотреть его
перемещения и соответству-
ющие реакции упругих опор
(поперечных рам) (рис.
XII. 13). Очевидно, что реак-
ция рамы численно равна
силе, составляющей некото-
рую часть от Р9, которая
вызывает смещение рамы в
составе пространственного
блока. Перемещения жесткого диска представим как сумму поступа-
тельного перемещения всего блока Д' (рис. XII.13, б) и перемещения от
поворота Д" (рис. XII.13, в) нод эквивалентным силовым воздействием
силы Ра, перенесенной в середину блока, и момента М==Рае. Реакция
Рис. XII.13. К учету пространственной работы кар-
каса при жесткой кровле
а — расчетная схема; б — поступательное перемещение
блока; в — поворот блока
332
каждой рамы от поступательного перемещения блока будет одинакова
(см. рис. XII.13, б) и равна:
/?'=Рэ/л. (XII.28)
Реакцию любой рамы Ri от вращения блока найдем нз уравнения
равновесия (рис. XII.13,в):
М = /?;'Л1 + /?"2й2+^й3 + ..„ (XII.29)
откуда после преобразований
„ Mkt
Ri~ 2Л? •
(XII.30)
Так как М — Рае, а е для рассматриваемой рамы равно Ztf/2, то
» Рэ еЛг-
Р h2
г Э
2Л5 ~ 22/й ’
(XII.31)
Полный упругий отпор рамы, к которой приложена сила Р9,
Rt = R' + R"{ = —
‘ * п
_Р (1 ,
22Л? 9 \ п 22Л2 /'
(XII.32)
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 ра-
мы и ее упругий отпор принимают для расчета всех остальных рам.
Загружение смежных рам учитывают так же, как и при нежесткой
кровле, определяя Р'э и Р', отвечающие загружениям торцовой и
третьей рамы, исходя нз соотношения нагрузок на рассматриваемую
и смежные рамы (см. рнс. XII.12 и формулы XII.25):
2у' „ « 2/'
Р =-2—Р иР =—2— р
9 2у 9 9 2у 9‘
Таким образом, реактивное усилие во второй от торца раме с учетом
загружения двух смежных
Л-,’»(т++ '’•(‘г+^)+
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 = (— •+
\ п
(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
‘апр Р9 ₽ \ п + 22Л?
(XII.34)
333
Обозначая Дпр смещение рамы с учетом пространственной работы,
можно получить
Anp = anpA, (ХП.35)
где Д — смещение рассчитываемой плоской рамы от силы Рв, равное смещению от при-
ложенной к раме крановой нагрузки.
3. Проверка жесткости поперечных рам
Известно, что производственные здания с кранами «особого» режи-
ма работы подвержены интенсивным воздействиям этих кранов. Чтобы
обеспечить нормальную эксплуатацию, такие здания должны обладать
необходимой жесткостью. Нормами проектирования ограничены де-
формации (смещения) колонн на.уровне верхнего пояса подкрановых
балок в зданиях с кранами «особого» режима работы следующими раз-
мерами:
а) для зданий или отдельных пролетов при плоской расчетной схе-
ме 1/2500 Л';
б) то же, при пространственной расчетной схеме 1/4000 h', где h' —
расстояние от низа базы колонны до головки рельса подкрановой
балки.
Размер этого смещения определяют от силы поперечного торможе-
ния одного крана наибольшей грузоподъемности из числа установлен-
ных в пролете.
Сила поперечного торможения распределяется между двумя проти-
востоящими колоннами пропорционально их жесткостям; при этом на
менее жесткую колонну передается не менее 30% полной силы тормо-
жения.
Размер горизонтальных смещений колонн в обычных зданиях прове-
рять 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 про-
дольный температурный шов (по конструктивным соображениям это
не всегда возможно или целесообразно), то нужно учитывать дополни-
тельные усилия, возникающие от температурных воздействий.
При определении температурных напряжений в элементах рам
упругими деформациями ригеля пренебрегают.
Рассмотрим многопролетную раму (рис. ХП.14), имеющую пролеты
11, 12, 1з 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—а), где L — сумма всех пролетов рамы
(расстояние между осями крайних колонн).
При температурном удлинении (нли укорочении) ригеля смещения
колонн будут равны (считая смещение влево отрицательным, вправо
положительным):.
Колонна А .......... —ata
» В .......... —at (а—It)
» С...............+а/(£—а——Z*)
» D.............+at(L—а—14)
» Е.............4-а/(Д.—а)
Здесь а=0,000012 — коэффициент линейного расширения стали; t—перепад темпе-
ратуры.
334
(XII.36)
Обозначим горизонтальные реакции упругих отпоров колонн А, В,
С, D, Е (по оси ригеля) при единичном смещении ригеля соответствен-
но /?ь /?2> Rs, Rt, Rs- Значение /? для колонн переменного сечения можно
определить по формуле
Я “ й3
где d — коэффициент приведения моментов инерции колонны [см. формулу (ХН.24)];
й — высота колонны.
Значения R также могут быть определены по табл. XII.5 или XII.6.
Тогда на основании уравнения равновесия
— ataR, — at (a — ZJ Rz +at (L — a-— 1Я — IA R3 +
4* at (L — a — IA + at (L — a) Rs =0,
(XII.37)
Рис. ХП.14. Расчетная схема рамы при
определении температурных перемеще-
ний
Рис. XII. 15. Расчетная схема рамы с ко-
лоннами различной высоты при определе-
нии температурных перемещений
откуда
д _ *1 (Rs ~г~ 4- Z?4 4~ Rs) 4- Za (Z?3 4- £4 + Rs) 4- I» (Rt + Rs) 4- Ц Rs (XII 38)
+ (?2 +
Определив значение а, можно найти значение А;; действительного
смещения оголовка каждой колонны прн температурных деформациях
ригеля:
Дк==абгк, (XII.39)
где пк — 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) тем-
пературные смещения колонн определяют следующим образом:
1) находят смещения оголовков колонн от температурного удлине-
ния (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 1
и 2) по направлению этих стержней; расчетные значения смещений
оголовков колонн получают сложением найденных перемещений.
5. Определение расчетных усилий в элементах рамы
Определив в раме изгибающие моменты от каждой из расчетных
нагрузок, нужно найти их наиболее невыгодные сочетания, которые
335
могут быть неодинаковыми для разных сечений элементов рамы. Как
уже отмечалось, нормами проектирования предусмотрены два вида
основных сочетаний нагрузок:
а) составляемые из постоянной, всех временных длительных иод-
ной 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 коэффи-
циента 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 зданий обычно составляются оба вида
основных сочетаний нагрузок.
Нагрузки от снега, кранов и ветра относятся к кратковре-
менным, при этом нагрузки от вертикального давления и поперечно-
го 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 таб-
лица приведена в примере расчета рамы, табл. XII.8). Моменты в опор-
ных сечениях ригеля равны моментам, действующим в сечении /—I для
колонн. В таблице расчетных усилий выписывают значения моментов
М и продольных сил # отдельно от всех нагрузок, причем для удобства
определения основных сочетаний они приводятся с коэффициентами
сочетания 1 и 0,9 (кроме постоянных нагрузок, которые всегда берутся
с коэффициентом 1). Усилия М и N выписывают для сечений, где уси-
лия носят скачкообразный характер, или изменяется сечение стержня
колонны.
Для нижнего участка колонны кроме усилий М и N определяют
значение пешеречной силы Q, которая необходима для расчета раско-
сов сквозных колонн и фундаментов.
Для расчета анкерных болтов составляют специальную комбинацию
расчетных усилий в сечении. Обычно она включает в себя наименьшую
продольную силу с наибольшими возможными моментами, причем
продольная сила от постоянной нагрузки учитывается с коэффициен-
том перегрузки 0,9, так как она разгружает анкерные болты.
Так как заранее не известно, при каких комбинациях нагрузок на-
пряжения в расчетных сечениях колонны будут иметь наибольшее зна-
чение, то по данным статистического расчета составляют несколько
комбинаций расчетных усилий. Комбинации нагрузок должны быть
возможными (реальными), т. е. нельзя рассматривать торможение
крана без одновременного учета усилий от его вертикального давления
(наоборот, усилия от вертикального давления крана могут существо-
вать без одновременного торможеййя), нельзя вводить в комбинацию
усилий изгибающие моменты от снеговой нагрузки без одновременного
учета нормальной силы от снега и т. д.
Обычно четыре комбинации усилий: наибольший положительный
момент и соответствующая нормальная сила, наибольший отрицатель-
ный момент и соответствующая нормальная сила; наибольшая нор-
мальная сила и соответствующие ей положительный и отрицательный
изгибающий моменты включают в себя невыгоднейшую для подбора
сечения комбинацию усилий. -
336
§ 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:
1) рама работает совместно с фундаментом и основанием (грунтом)., который
деформируется под воздействием нагрузки;
Рис XII.Гб. К уточнению расчета рамы
а — конструктивная схема; б — основная система расчетной схемы
2) фланцевое прикрепление верхнего пояса фермы к колоннам (рис, ХН.16,а) под
действием растягивающей силы (от опорного момента в ригеле рамы) работает в упру-
гой, а иногда в упругопластнческой стадии;
3) крепление ригеля к колонне осуществляется в уровнях верхних и нижних поя-
сов фермы, а не в одном сечении (уровне нижнего пояса), как это обычно принимается
в расчетной схеме (рис, XII.1).
Влияние перечисленных факторов изучено теоретически и экспериментально и мо-
жет быть учтено расчетом *.
Пример расчета поперечной рамы производственного здания
Исходные данные. Требуется произвести статический расчет и определить расчет-
ные усилия в элементах рамы трубоэлектросварочного цеха. Параметры здания те же,
что и в примере, приведенном в гл. XI. Место строительства г. Череповец.
Расчетная схема рамы. В соответствии с кон-
структивной схемой поперечной рамы (см, рис. XI.26)
назначаем ее расчетную схему (рис. XII.17). Расстоя-
ние между центрами тяжести верхнего и нижнего
участков колонн
е=0,5^,— 0,5РВ = 0,75— 0,5 = 0,25 м.
Соотношения моментов инерции элементов рамы при-
нимаем
— 5; Jp/Jg —20.
Нагрузка на раму. Постоянная нагруз-
к а (табл. ХП.7).
Рис. Х71.Г7. Расчетная схема
рамы
1 Беленя Е. И Пути снижения расхода стали в стальных каркасах одноэтажных
промышленных здайий в результате экспериментальных и теоретических исследований
их действительной работы. — В сб. НТО «Экономия металла при применении стальных
конструкций». М„ Стройиздат, 1958.
Беленя Е. И., Клепиков Л. В. Исследование совместной работы оснований, фун-
даментов и поперечных рам стальных каркасов промышленных зданий. ЦНИПС. На-
учное сообщение, вып. 28. М., Стройиздат, 1957.
337

ТАБЛИЦА ХП.7
Постоянная нагрузка на ригель рамы
Состав нагрузки Нормативная, кН/м2 Коэффициент перегрузки Расчетная, кН/м2
Защитный слой (битумная мастика с втоп- ленным гравием), у=21 кН/м8, й=10 мм 0,21 1,1 0,25
Гидроизоляционный ковер (4 слоя руберои- да на битумной мастике) 0,2 1,1 0,22
Утеплитель (пенопласт ФРП-1), у= =0,5 кН/м8, й=100 мм 0,05 1,1 0,06
Пароизоляция (один слой пергамина) 0,04 1,1 0,04
Стальной профилированный настил 0,15 1,1 0,17
Прогоны 0,2 1,1 0,22
Собственная масса металлических конструк- ций шатра (фермы, фонари, связи) 0,45 1,1 0,49
Итого 1,3 1,45 1
Расчетная нагрузка на 1 м длины ригеля рамы
q = 1,45-12= 17,4 кН/м.
Опорное давление ригеля от постоянной нагрузки
. ql 17,4-30 „
Ая — g ~ g — 260 КН.
Рис. XII.18. К определению нагрузки от
кранов
Рис. ХП.19. К определению нагрузки
от ветра
Нагрузка от снега. Расчетная нагрузка иа 1 м длины ригеля рамы по фор-
муле (XII.3)
р — прлсВ = 1,46.1,5-1-12 = 25,1 кН/м,
где п=1,46— коэффициент перегрузки при отношении собственной массы покрытия qa
к нормативному весу снегового покрова р0:
</н/Ро — 1,3/1,5 = 0,87;
ро=15О кг/м2=1,5 кН/м2 — нормативный вес снегоиого покрова для г. Череповца (см.
прил. 1).
Опорное давление ригеля от снеговой нагрузки
pl 25 1-30
= = ----= 376 кН.
Нагрузка от мостовых кранов. Вертикальное давление,
см. рис. XII.18 и формулы (XII.4) н (XII.5):
Ямакс = «С пРмакс + 6пл = 0,95-1,2-355-2,94 + 100 = 1290 кН;
Омии = «с пРиии Sy + Gn.K = 0,95-1,2.135-2,94 + 100 = 552кН.
338
Здесь РМакс=35,5 т=355 кН по прил1. 2,
Q + G 30 + 68
^мин— ^макс— п 35,5 = 13,5 т = 135 кН.
«о 2
Сосредоточенные моменты от вертикального давления кранов, форму-
ла (XII.6):
Л1макс = ®макс ек == 1290*0,75 = 970 кН*м;
Ммиа = Омнн «к — 552*0,75 = 415 кН*м,
где ек=0,5*Ьн = 0,5*1,5 = 0,75 м.
Поперечная горизонтальная нагрузка на раму от торможения тележ-
ки крана, см. формулы (XII.8)—(XII.10).
Нормативная сила
Т« = f (Q + GT) п0/п = 0,1 (300 + 125) 1/2 = 212 кН.
Здесь <2=30 т=300 кН, GT=12,5 т=125 кН — вес тележки крана (см. прил. 2),
Сила на одно колесо крана
Тк = Т^п = 212/2 = 106 кН.
Расчетное горизонтальное давление на колонну
Т’макс = «спТк Sy = 0,95* 1,2* 103*2,94 = 360 кН.
Ветровая нагрузка, рис. XII. 19. Нормативный скоростной напор ветра
для г. Череповца уо=27 кГ/м2 = 0,27 кН/м2 (см. прил. 1).
Эквивалентный равномерно распределенный скоростной напор ветра уо.экв до уров-
ня низа ригеля найдем по формуле (XII.13). Предварительно определим изгибающий
момент от фактического напора ветра на стойку:
„ 0.27-162 , (1,12 — 1)0,27(15—10)/ 2 Л _ „ „
М __ -----11 + — 5 = 35,8 кН*м;
2 2 \ 3 /
2Л4 2*35,8
?0.экв = = 0.284 кН/м2.
к
Расчетная нагрузка на 1 м длины колонны от активного давления
<7 = л?оэквСв= 1,2*0,284*0,8*12 = 3,3 кН/м.
Расчетная сосредоточенная сила в уровне ригеля
ПР= [1,2 (1,12 + 1,29)/2]«7,65*0,27*0,8* 12 = 28,5кН.
Расчетная нагрузка от отсоса:
д' = (0,6/0,8)у = 0,75*3,3 = 2,48 кН/м;
V = (0,6/0,8)1F = 0,75*28,5 = 21,4 кН.
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 ко-
лонны
М = — Aq 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:
п = ./„/Л = 1/5 = 0,2; % = a/h = 4,7/16 = 0,294 ® 0,3.
Каноническое уравнение для левого узла
<Pi Лг + ИР = 0.
Эпюру моментов в основной системе Л1р от внешней нагрузки см. на рнс. XI 1.20, б.
22* 339
Моменты на стойках:
Л1Л = КЛМ = 0,353 (—65) = 22,9кН-м; Мв = КВМ = —0,145(—65) = 9,41 кН-м;
Мвс= К£М = 0,305 (—65) = — 19,8 кН-м;
М£= К£ Л4=(КС — 1)Л4 = (0,305 — 1) (— 65) = 45,2кН-м.
Моменты на опорах ригеля (как в защемленной балке),
.Жкн.м.
а) ________
8
С
® Э/@
- 65кН/ы
А
im
ПтПНШШШШт
ж)
Рис, ХИ.20. К расчету рамы на постоянную
нагрузку
Эпюру моментов в раме Mt от поворота ее узлов на угол ф1 = 1 см. на рис. ХП.20,в.
Моменты на стойках:
Мд = КА » = 0,887»; Мс = КС1 = — 0,472»; Мв = Кв‘ = — 1,055».
Моменты На опорах ригеля
Г = { = 4.25г.
в I I h I 30 ’
2E>4Jj h
Коэффициенты канонического уравнения:
Гц = r”+ rf»'= 1,055» + 4,25i = 5,3»’
fip = ~ Ml -1300 = - 1310,
Фактический угол поворота
rip — 1310 246
^~~гц Б-3* “ i •
Эпюра моментов М1ф от фактического угла поворота (рис. XII.20, г):
246
Мл = 0,887» — = 218 кН.м.
МО
Л4В= —1,055/ — =— 260кН-м; Л4С = — 472/— = — 116 кН-м;
246
A<POT= 4,25/ — = 1050 кН-м.
в t
Расчетная эпюра моментов A4=Mt<p-f-A4n в раме от заданной нагрузки
(рис. XII.20, д).
Моменты на стойках:
МА = 218 — 22,9 = 195,1 кНм; Л4В = — 260 + 9,4 = — 250,6 кН-м;
М*с = — 116 — 19,8 = — 135,8 кН-м; Мяс = — 116 + 45,2 = — 70,8 кН-м.
Моменты на опорах ригеля
МР" = 1050 — 1300 = —250 кН • м.
Проверкой правильности эпюры моментов служит равенство моментов на стойке и
ригеле в узле В (250,6 кН «250 кН), равенство перепада эпюры моментов в точке С
Рис. XII 21. Эпюры усилий в раме от снеговой нагрузки
0
ГбО
t 0,78St ' / ;
о,от @ у
4,же
Рис. XII 22. К расчету рамы иа вертикальную на
грузку от кранов
341
(135,8—70,8 = 65 кН) приложенному внешнему моменту (65 кН), а также равенство
поперечных сил на верхней и нижней частях стойки (рис. 20, е):
— 250,6 —(—135,8) тт
Qr к =--------------------= — 24 кН.
с~в 4,7
Эпюра нормальных сил в раме приведена на рис. XII.20, ж. Нормальная сила в
стойке равна давлению ригеля (4? = 260 кН), нормальная сила в ригеле равна по-
перечной силе в стойке (24 кН).
Нагрузка от снега полностью подобна постоянной нагрузке, поэтому эпю-
ры моментов, поперечных и нормальных сил от снеговой нагрузки (рнс. XI 1.21) полу-
чаем умножением соответствующих ординат эпюр от постоянной нагрузки на соотно-
шение снеговой и постоянной нагрузки
plq = 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. XII.22, а.
Каноническое уравнение для определения фактического смещения
&i'ii + 'ip = 0.
Эпюра моментов в основной системе Afp от внешней нагрузки (рис. XII.22, б). На
левой стойке (с использованием коэффициентов табл. XII.6):
/Ил = КА М = 0,353-970 = 341 кН-м; /Ив = = -0,145-970 = —141 кН-м;
Л4£ = К%М = 0,305-970 = 296 кН-м;
М% = М = (Кс — 1) М = (0,305 — 1) 970 = — 674 кН-м.
Моменты на правой стойке можно получить при помощи тех же коэффициентов
табл. XIi.6 или используя соотношение
MH™/MHaKC = 412/970 = 0,425.
Суммарная реакция верхних концов стоек
-.р = Ч" + е --К» +К« - - .5? + I= - S2.S кН.
Эпюра моментов в раме Mi от смещения ее верхних узлов на At=l и реакции на
конце стоек (табл. XII.6)
ru = 2|/?в| = 2|КД| (t/h) = 2.6,283 (//16) = 0,785/.
Фактическое смещение
Д = — rip/rif = —52,5/0,785/ = + 66,8//.
Смещение рамы с учетом пространственной работы каркаса (кровля не жесткая):
Д„р = апр Д = 0,44-66,8// = 29,4//;
I пп \ / 4 д
апр = 1 —а —а'I —— 11 = 1 —0,7 —(—0,23) I—— — 11 = 0,44.
\*->У I \^>^* J
342
Коэффициенты а и а' приняты по графику на рис. XII. 11 в зависимости от с:
с
Ва
~ Л3 2/г.ф
12\3 1 6,28
16/ + 4 12 ~
0,03;
, где Кв —коэффициент реакции RB от Д=1 (см. табл. XII.6).
Эпюру моментов ЛЬДпр от фактического смещения рамы с учетом пространствен-
ной работы получим умножением ординат эпюры от смещения на Д1 = 1 (рис. XII.22, в)
на ДпР=29,4/< (см. рис. XII.22, а).
Расчетная эпюра моментов Л4=Л11ДПр+Л1р приведена на рис. XII.22, <9, эпюра по-
перечных 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 Смаке = 1290 кН и £>Мин=552 кН, в ригеле —попе-
речным силам на верхних концах колонн (рис. XII.22, ж).
Рис. XII.23. Эпюры усилий от
силы поперечного торможения
тележек кранов
Рис. XII.24. Эпюры усилий от
ветровой нагрузки
Эпюры усилий от вертикального давления кранов при положении тележки с гру-
зом у правой колонны можно получить зеркальным отображением трех вышеполучен-
ных эпюр.
Поперечная горизонтальная нагрузка от торможения те-
лежки 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. XI 1.22, в), коэффициент пространст-
венной работы остается также прежним (апр=0,44). После нахождения моментов от
фактического смещения (ЛЛДпр) 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 под-
крановой балки). Эпюры усилий от действия силы Т в другом направлении, а также
на правую стойку получаются с помощью изменения знаков и зеркального поворо-
та эпюр.
Нагрузка от ветра (ветер слева). Статический расчет также ведут анало-
гично расчету на вертикальное давление кранов. Вследствие того что ветровая на-
грузка приложена одновременно ко всем рамам, пространственную работу каркаса не
учитывают и эпюру Af4A строят от перемещения Д 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 зеркаль-
ным 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 выде-
лены рамкой.
343

Таблица расчетных усилий в колонне ряда А
ТАБЛИЦА XII.8
Нагрузки и обозна- чение сечений Ф1 Коэффициент сочетаний nc Верхняя часть 1—1 стойки, сечение 2—2 Нижняя 3-3 гасть стойки, сечение 4—4
M, кН-м N. кН М, кН-м N, кН М, кН-м N, кН М, кН м N, кН Q, кН
1 Постоянная <* 1 —251 —260 -136 —260 —70,8 —260 +195 —260 —24
2 Снеговая р in । hi iiiriTBK r s^4-7 1 -362 —376 -196 —376 —102 —376 +281 —376 —34,6
L I 0,9 -325 -338 —176 -338 —92 -338 +253 —338 —31,1
3 Омаке на левую стойку 1 -84 +299 -671 —1290 +214 —1290 —79
0,9 —75,6 +269 —604 —1160 + 193 —1160 —71
3* Омаке на правую стойку 1 —117 +123 —289 -552 +272 —552 -50 ,
0,9 —105 +111 —260 -497 +245 —497 —45
4 Гмако на левую стойку '1 1 1 ±33,4 ±61,8 ±61,8 ±120 ±16,2
0,9 ±30 ±55,6 ±55,6 ±108 ±14,6
1 1
4* Тмаке на правую стойку ГТ" 1 ±27,6
0,9 ±24,8
5 Ветер слева iv н м в» 1 + 180
0.9 + 162
5* Ветер справа k v ✓ 1 1 — 196
0,9 -176 i
Основные сочетания нагрузок 4-Л1макс № ооотв № нагрузок 1, 5
1 -7f —260
№ нагрузок —
0,9 — —
—*Л1макс NоООТВ № нагрузок 1, 2
1 -613 —636
№ нагрузок 1, 2, 3*. 4, 5*
0,9 *-887 —598
1
±1,3 ±1,3 ±61,6 j ±5,6
±1,2 ±1,2 ±55,4 ±5
+40,4 +40,4 —596 ЛОГ +74,9
+36,4 +36,4 —536 +67,4
—33 —33 +574 —68
—29,7 —29,7 +517 -61,2
1, 3, 4 1, 5 1,5*
+224,8 -260 —30,4 -260 +769 -260
1, 3, 4, 5 — 1, 2, 3*, 4, 5
+22,5 —260 — — + 1318 —1095
1, 2 1, 3, 4 1, 5
—332 -636 —803,6 —1550 —401 —260
1, 2, 5* 1, 2, 3, 4, 5* —
—342 —598 — —
-852,11—1758

Продолжение табл XII8
Нагрузки и обозна- чение сечений Коэффициент сочетаний пс Верхняя часть стойки, сечение Нижняя часть стойки, сечение
/- => 1 1—1 2—2 3—3 4—4
9 М, кН м N, кН М, кН м N, кН М, кН-м N, кН М, кН м N, кН Q, кН
Основные сочетания нагрузок Ломакс 4"Л1соотв № нагрузок 1, 2 1, 2 1, 3, 4 1, 3, 4
1 —613 -636 —332 —636 —680 -1550 +529 1550
№ нагрузок 1, 2, 5 1, 2, 3, 4, 5 1, 2, 3, 4, 5 1, 2, 3, 4, 5*
0,9 —414 —598 -49 —598 —674,8 —1758 1+1266 -1758 |
Л/макс —Л^соотв № нагрузок 1, 2 1, 2 1, 3, 4 1, 3, 4
1 —613 —636 —332 —636 —803,6 —1550 +289 —1550
№ нагрузок 1, 2, 3*, 4, 5* 1, 2, 3*, 4, 5* 1, 2, 3, 4, 5* 1, 2, 3, 4, 5
0,9 | —887 —598 j —342 —598 —852,1 —1758 —4 —1758
Ммин “f-AlcOOTB № нагрузок 1, 5*
1 + 1769 —260
Qmhko № нагрузок 1, 2, 3, 4, 5*
0,9 1 1 —201,91
Глава XIII
КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЯ
Система покрытия производственных зданий состоит из кровельных
(ограждающих) конструкций, несущих элементов (прогонов, ферм, фо-
нарей), на которые опирается кровля, и связей по покрытию, обеспечи-
вающих пространственную неизменяемость, жесткость и устойчивость
всего покрытия и его отдельных элементов.
§ 1. КОНСТРУКЦИИ КРОВЛИ
Конструкция кровельного покрытия производственных зданий реша-
ется с применением прогонов или без них. В дервом случае между стро-
пильными фермами через 1,5—3 м устанавливают прогоны, на которые
укладывают мелкоразмерные кровельные плиты, листы, настилы. Во
втором случае непосредственно на стропильные фермы кладут крупно-
размерные 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 (6 или 12 м). При выборе кон-
струкции кровли учитывают технологические и экономические факторы:
назначение здания, температурный режим внутрицеховой среды, стои-
мость возведения, наличие производственных баз по изготовлению круп-
норазмерных панелей в районе строящегося объекта, условия транспор- „
тирования, обеспеченности требуемыми монтажными механизмами
и т. д.
Кровля по прогонам получается легче вследствие небольшого проле-
та ограждающих элементов, но требует большего расхода металла (про-
гоны делают преимущественно стальными) и более трудоемка в монта-
же. Беспрогонная кровля индустриальна и проста в монтаже, обеспечи-
вает 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 воз-
можных 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 стропиль-
ных ферм 12 м). Кровельные покрытия бывают теплыми с термоизо-
ляционным 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
Н 60-782-1 (0,9; 0,8), Н 79-680-1
Стальной профилированный настил (рис. ХШ.2,а) изготовляют из
оцинкованной стали толщиной 6=0,8; 0,9 и 1 мм, шириной 6=680, 711
и 782 мм, высотой профиля Л=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,
(настил, высота профиля Л, ширина В,
толщина листа б).
Профилированные листы уклады-
вают по прогонам, расположенным
обычно через 3 м по разрезной или не-
разрезной схеме. Листы крепят к про-
гонам самонарезающими болтами
(рис ХШ.2,6) диаметром 6 мм. Меж-
ду собой листы соединяют вдоль длин-
ной стороны комбинированными за-
клепками </=5 мм (рис. ХШ.2,в), -
устанавливаемыми через 300 мм и поз-
воляющими вести клепку, находясь с
одной стороны настила (рис. XI11.2, е).
Собственная масса профилирован-
ного 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. ХШ.З).
Холодные кровли покрытия часто выполняют иа волнистых асбесто-
цементных, стальных или алюминиевых листов, укладываемых по про-
гонам; они являются одновременно несущими и ограждающими кон-
струкциями (рис. ХШ.4).
Рис. XIII.1. Схема покрытия по про-
гонам
Рис. XIII.2. Теплая кровля со стальным профилированным настнлом
а —кровельный настил; б —самонарезающий болт; в — комбинированная заклепка; а —узел кро-
вельного покрытая
Асбестоцементные волнистые листы имеют 6=1125 мм и 1=1750,
2000 и 2500 мм, собственная масса их равна в среднем 20 кг/м2. Сталь-
ные волнистые листы поставляют В=570... 835 мм, /=1420, 1500
348
и 2000 мм, толщиной 1-т1,8 мм. Высота волны стальных листов h равна
30 и 35 мм.
Алюминиевые волнистые листы изготовляют по специальному зака-
зу, толщину их принимают обычно 0,8—1,2 мм. Волнистые листы укла-
дывают по прогонам, расположенным через 1,25—1,5 м (до 3 м при
алюминиевых листах с высотой волны й=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 асбестоцементных. Волнистые
а) <9
Рис. XIII.3. Теплая кровля с приме-
нением армоцементных плит
а —кровельная плита; б —узел кровель-
мого покрытия
Рис. Х1П.4. Холодная кровля
а —волнистый лист; б —крепление волни-
стых листе® к прогонам; в —кровля из
плоских стальных листов
а/
листы крепят к прогонам при помощи специальных упругих кляммеров
или крюками из круглой стали (см. рис. ХШ.4, б). ,
При установке алюминиевых листов на стальные прогоны во избе-
жание электрохимической коррозии необходимо исключить возможность
непосредственного контакта стали и алюминия. Для этого соприкасаю-
щиеся 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 пересушивания и последующего рас-
трескивания.
В горячих цехах металлургических заводов часто применяют сталь-
ную кровлю из плоских листов толщиной 3—4 мм (рис. ХШ.4,в). Сты-
ки 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 (рис. ХШ.З),
по которым устраивают выравнивающий слой и наклеивают рулонный
гидроизоляционный ковер.
849
2. Беспрогонные 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,а). Высота плит при пролете 6 м
равна 300 мм, при пролете 12 м —
450 мм.
Недостаток крупнопанельных
плит — их большой вес (1,4—
Рис. ХШ.5. Схема беспрогонного по-
крытия
<0
-Гидроизоляционный кодер
-АаралытюВая стяжка
- Утеплитель
-Крупнопанельные плиты
уголки
Рис XIП 6 Кровля
по крупнопанельным
плитам
а —плита; б —узел кро-
вельного покрытия
V Ось
Рис. ХП1 7 Панели для теплых кровель
а — алюминиевая; б — из гнутых профилей с профилированным настилом
1,7 кН/м®, см. табл. XIII.1), утяжеляющий все нижележащие конструк-
ции 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 обеспечива-
ется 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 утяже-
ляет и усложняет стропильную ферму). ,
«7
Стальной
лист 8 з-о нп
Z
. Ребра 8 6-8 мп
ч
Сварка Гнутый стальной
внахлестку /лист 8 3-бнм_
ZrsJsyputl' ~~'Й7н"~1' шгг— гцц H'TflsM
Волнистый алюминиевый
\лист 8 Ав-г/мм
Ребра «Р -0-6 нм
через Ш-1000
Оцинкованные
заклепки
* Распорки из I
через 2-Зн
Рис. ХШ.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 по-
исков других конструктивных решений панелей с применением гнутых
профилей, алюминия, легких утеплителей. В качестве примера на
рис. XIII.7, а показан поперечный разрез трехслойной кровельной пане-
ли шириной 1,5 м, разработанной ЦНИИпроектстальконструкцией сов-
местно с ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко; такой панелью можно пере-
крыть 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/м2, пенопласта — 6,5 кг/м2. Следует отметить, что ра-
циональные конструкции утепленных панелей пока недостатдчно разра-
ботаны, а имеющиеся сложны и дороги и поэтому применяются только
при специальном обосновании (например, в отдаленных и труднодоступ-
ных районах).
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 гну-
тых профилей и профилированного настила. Некоторые решения дру-
гих панелей со стальными и алюминиевыми листами показаны на
рис. ХШ.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 стои-
мости листовой стали плюс стоимости профилировки). Прогоны из гну-
тых листов могут иметь сравнительно развитую высоту при относитель-
но тонкой стенке, поэтому их применяют при шаге ферм 6 и 12 м с лег-
кой (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
Рие. ХШ.9. Установка сплошных прогонов
а — на коньке; б — в ендовах; в — на фонаре
352
На коньке кровли, у ендов многопролетных зданий, над остеклением
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 qx, действующую в плоскости большей жесткости
прогона, и скатную составляющую qv (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 момент, от скат-
ной составляющей прогоны раскрепляют тяжами из круглой стали
диаметром 18—22 мм (рис. XIII.10,$), уменьшающими расчетный про-
лет 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 на-
грузку на прогон
9 = (?ф/со8а + р)6 + ^с.м, (XIII. 1)
где ?ф— расчетная нагрузка от массы 1 мг кровли; а — угол наклона кровли к гори-
зонту (при уклоне кровли 1/8 можно принимать cos <х=1); р—расчетная нагрузка
от снега, см. формулу (XIII.5); Ь — расстояние между прогонами; рс.м — расчетная по-
гонная нагрузка от собственной массы прогона.
В зданиях с фонарями, с перепадами высот по длине или ширине
расчетная снеговая нагрузка не является равномерной по ширине про-
лета здания и существенно увеличивается у перепадов высот (снеговые
мешки, что является особо опасным для прогонов и учитывается коэф-
фициентом с.
Составляющие нагрузки qxu qv в зависимости от угла наклона ската
кровли а будут равными:
qx =0cosa и qg =<7sina. (XIII.2)
Значения изгибающих моментов в плоскости меньшей жесткости
прогона зависят от числа тяжей (рис. XIII.10,в). При шаге ферм 6 м
обычно ставят один тяж, при шаге 12 м или крутом скате лучше поста-
вить 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. XIII. 10, в.
Наибольшие напряжения в прогоне от совместного действия изгиба
в двух плоскостях
а = ах 4- ав = MxfWx + MylWg < R.
(ХП1.3)
Прочность прогонов разрешается проверять с учетом развития пла-
стических деформаций по формуле (
a = Mxll, 12WX + Mgll ,2Wд < R.
(XIII.4)
Если кровельный настил *крепится к прогонам жестко и образует
плотное полотнище (например, плоский стальной лист, приваренный
к прогонам, стальной профилированный настил, прикрепленный к про-
гонам самонарезающими болтами и соединенный между собой заклеп-
ками и т. п.), то скатная составляющая будет восприниматься самим
23—478
353
полотнищем кровли. В этом случае необходимость в тяжах отпадает
и прогоны можно рассчитывать только на нагрузку qx. Общую устойчи-
вость прогонов не проверяют, так как устойчивость их обеспечена сила-
ми трения между прогонами и опирающимися на него по всей длине
кровельными плитами или настилом.
Прогиб прогонов проверяют только в плоскости его большей жестко-
сти, он не должен превышать 1/200 пролета (от нормативной нагрузки).
Вертикальный прогиб прогонов, устанавливаемых над остеклением фо-
нарей (см. рис. ХШ.9,в), 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. ХП1.2—ХШ.4).
2. Сквозные прогоны
Сквозные (решетчатые) прогоны значительно легче сплошных при
большом весе кровли и шаге стропильных ферм 6 м, а при шаге ферм
12 м — с любой нагрузкой. Сквозные прогоны могут иметь различное
конструктивное решение (рис. XIII.11 и ХШ.12).
Верхний пояс этих прогонов выполнен из двух прокатных илн гнутых
швеллеров, расположенных полками наружу на расстоянии 80 мм. Эле-
менты решетки из гнутых швеллеров заводят между элементами пояса
и приваривают к ним без фасонок. Такое решение обеспечивает доста-
точную простоту изготовления прогонов и существенно увеличивает их
боковую жесткость.
Сквозные прогоны рассчитывают как фермы с соответствующей си-
стемой 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
элементы-испытывают 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 за-
висит от требований, вытекающих из технологических условий произ-
водства. Эти требования определяют конфигурацию поперечного разре-
за 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 дву-
скатные стропильные фермы (рис. XIII. 13,а). Чтобы обеспечить отвод
воды и в то же время избежать стекания нагретой солнцем мастики,
уклон верхних поясов назначают в пределах i—1/15.„1/8 (часто 1/12,
1/10 или 1/8). При теплых кровлях с рулонным покрытием применяют
фермы с горизонтальными поясами (рис. ХШ.З, б). Плоскую кровлю
1 (вернее малоуклонную, так Как для организованного стока воды такие
кровли имеют-уклон примерно 1,5% благодаря строительному подъему
в‘фермах) защищают тонким слоем мелкозернистого гравия на битум-
ных мастиках, (на скатных кровлях этот слой держаться не может), бла-
354
Рис. ХШ.П. Типовой сквозной прогон конструкции ЦНИИпроектстальконструкции
ш
сл
сл
ЮЗ^ф? 7373
196(Г\
7000
7060
Ш-

Рис. XIII.12. Сквозной прогон конструкции
ЦНИИПромздаиий

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. ХШ.13,в). Для открылков, а также многопролетных зданий с на-
Рис. ХШ.13. Схемы ферм для покрытий производственных зданий
а—г — стропильные фермы; д — подстропильные фермы
0 Оодтроттьные фермы
Для шага Вм
<5*
кооо
5
О
розной домой то*

Рис. XIII.14. Схемы типовых ферм для покрытий производственных зданий
а — стропильные и подстропильные фермы малоуклоиных кровель; б — стропильные фермы под
кровлю из асбестоцементных волнистых листов
356
ружным 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 преде-
лах Л= (1/7... 1/10)1 с учетом условий перевозки (высота погрузочного
габарита железнодорожной платформы 3900 мм). Высота ферм на опо-
ре при жестком соединении их с колоннами не должна быть менее /гОп=
= (1/13... 1/17) I. Решетку стропильных ферм проектируют обычно тре-
угольной с дополнительными стойками. При частом расположении про-
гонов (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, д) -проектируют чаще всего
с параллельными горизонтальными поясами, треугольной решеткой
и стойками, к которым крепят стропильные фермы. При опирании стро-
пильных 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 кон-
струкции 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. Иног-
да на стропильные фермы действуют нагрузки от подвесного транспор-
та, подвесных трубопроводов, пыли, галерей, располагаемых на крыше
здания, и т. п.
Постоянные нагрузки от массы кровли, собственной массы стропиль-
ных 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 тран-
спорта, давления крайних стоек фонаря, к которым крепится остекле-
ние и бортовые плиты), то их учитывают в виде сосредоточенных сил.
Значения нормативных нагрузок, коэффициентов перегрузок и рас-
четных нагрузок, кН/м2, для некоторых распространенных типов покры-
тий 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 конфигура-
цией поперечного разреза здания. Расчетную нагрузку, кН/м2, находят
по формуле
р = прос, . (XIII.5)
где п — коэффициент перегрузки, принимаемый в зависимости от отношения норматив-
ного веса покрытия q* к нормативному весу снегового покрова р0 (см. с. 318); р0— вес
снегового покрова на 1 м2, принимаемый (в зависимости от района строительства) по
СНиП; с — коэффициент, зависящий от конфигурации кровли.
Коэффициенты- с для однопролетных зданий и многопролетных зда-
ний при сопряжении кровель в одном уровне принимают в соответствии
367
ТАБЛИЦА XIII.1
Расчетные нагрузки от массы конструкций покрытии
Состав ийгрузм Нормативная, Коэффициент fi «Игр умея Расчетная, КН/М«
Защитный слой из битумной мастикй с втоп- лейным гравием й=10 мМ 0,21 1.2 0,25
Гидроизоляционный ковер: З-слойный 4- * 0,1 0,15 1.1 1.1 0,11 0,17
Асфальтовая стяжка h=20 Мм, у=18*кН/м3 0,36 1.2 0,43
Утеплитель толщиной h (пенобетон у= =6 кН/м3, минераловатйые плиты у=1...3 кН/м3, пенопласт ФРП-1 у=0,5 кН/M3 и др) уй 1,1—1,2 (1,1—1,2) уй
Крупнопанельные железобетонные плиты: ПНКЛ размером 3X6 м ПКЖН » 3X12 > 1.4 1.7 1:1 1,54 1,87
Стальной профилированный настил: 6 = 1 мм 6«&0,8 * 0,15 0,12 1.1 1,1 0,17 0,13
Асбестоцементные волнистые листы 0,2 1,1 0,22
Собственная масса металлических конструк- ций покрытия: стропильные фермы 0,2—0,4 1.1 0,22—0,44
подстропильные фермы 0,05—0,15 1,1 0,06—0,17
фонари 0,08—0,12 1.1 0,09—0,13
СВЯЗИ 0,04—0,1 1,1 0,05—0,11
прогоны 0,12—0,18 1,1 0,13—0,2
Примечания: !. Требуемую толщину утеплителя определяют теплотехническим расчетом
2. Меныпие значения собственной массы металлических конструкций покрытия относятся к
легким зДаНПИй, большие — к тяжелым.
с рис. ХШ. 15. Для зданий без фонарей (рис. ХШ. 15, aj и при угле на-
клона кровли а^25° с=1, при а^60° с=0, в интервале 25“-<a<C60o
значения коэффициентов с определяют линейной интерполяцией.
Если здание имеет двускатное покрытие с углом наклойа a 20°^
^a^30°, то упитывают1 и второй Вариайт загружения снегом: на одной
половине — равномерно распределенная нагрузка с коэффициентом с=
=0,75 и на другой половине — равномерно распределенная нагрузка с
коэффициентом с=1,25.
368
Для зданий с фонарями Существуют два варианта эагружения снегом
(См. рис. ХШ.15, б), а коэффициенты с определяют по формулам:
с= Ci«l 4-0,6. а/5ф; (XII1.6)’
Cg °= 1 4-0,4 -в/£ф.
Значения с не должны превышать:
для ферм и балок при нормативном весе покрытия более 1,5 кН/м2—
2,5; 7
для железобетонных плит покрытия пролетом 6 м и менее—2; то Же,
более 6 м и прогонов независимо от их пролета — 2,5.
Значение 5ф принимают равным высоте фойаря йф, но не более Ь.
Фермы с фонарем обычно рассчитывают Только на первый вариант
снегового загружения, так как он вызывает наибольшие усилия в поясах
о)
[iiiiiiiiiiiiiiiuiiuiiimiiii!
Рис. ХШ.15. К определению снего-
вых нагрузок на покрытия зданий
а — при отсутствий фонарей; б — при на-
личии фонарей
I вариант
II вариант
и раскосах. На второй вариант рассчитывают прогоны и плиты покры-
тия, для которых местное повышение нагрузки (снеговые мешки) наибо-
лее неблагоприятно. На повышенйую нагрузку -от снеговых мешков
должны проверяться также стойки фермы, усилия в Которых равны не-
посредственно узловой силе.
При более сложных конфигурациях покрытия с перепадами проле-
тов по высоте снег сдувается на нижележащие фермы с высоких проле-
тов и образуются зоны повышенных нагрузок от снеговых мешков. Дан-
ные для определения этих Нагрузок приведены в СНиП П-6-74.
Расчетные узловые силы на ферму от веса снега находят умножением
расчетной нагрузки на единицу длины панели верхнего пояса d:
Р — р d. (ХШ.7)
Прочие нагрузки на стропильные фермы (если они есть) принимают
по технологическому заданию.
Наерузкой 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 (соеди-
нения которых с колоннами, как правило, проектируют шарнирными)
усилия в стержнях определяют графическим или аналитическим спосо-
бами и по этим усилиям подбирают сечения стержней.
При жестком сопряжении стропильной фермы с колоннами в эле-
ментах фермы возникают дополнительные усилия от рамных моментов
на ее опорах (рис. X1II.16,а). Эти усилия определяют построением от-
дельной диаграммы усилий от горизонтальных пар сил
Ht = Milken и Нг — M^/hen,
где hoa — расстояние между осями верхнего я нижнего поясов фермы на опоре (рис.
359
Значения опорных моментов Mi и М2 берут из таблицы расчетных
усилий колонны для ее верхнего сечения (сечение 1—1, табл. XII.8)
(моменты в углу рамы одинаковы на стойке и ригеле), при этом, взяв
наибольший момент для левой опоры Mlt 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 рас-
сматриваемом стержне от опорных мо-
ментов и от вертикальной нагрузки од-
ного знака (стержень догружается),
то принимают их сумму. Если знаки
усилий разные и усилие от опорного
момента меньше по абсолютной вели-
чине, то за расчетное берут усилие
только от вертикальной нагрузки (раз-
грузку стержня не учитывают, исходя
из того, что опорное крепление ригеля
может ослабеть и усилие от момента
уменьшится или даже будет равно ну-
лю). Если же усилия имеют разные
знаки и усилие от опорных моментов
больше усилия от вертикальной на-
грузки, то стержень должен быть про-
верен также и на алгебраическую сум-
Рис XIII.16. К расчету ферм с уче- му этих усилий.
том рамных моментов Определив расчетные усилия в
стержнях фермы с учетом опорных мо-
ментов, сечения ее элементов подбирают так же, как и в обычных свТ>-
бодно опертых фермах.
3. Опорные узлы
Конструкция опорных узлов ферм может быть довольно разнообраз-
ной и решается в зависимости от способа сопряжения ригеля с колонной.
Широко распространено опирание стропильных ферм сбоку колонны на
опорный столик (рис. ХШ. 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 тол-
щиной 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
Г>Л/Ясм.т, " (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. Каж-
дый из двух фланговых швов, крепящих опорный столик к колонне, рас-
считывают на усилие, равное 2/ЗА вследствие возможной неравномерно-
сти передачи реакции опорным фланцем. Опорный фланец крепят к
полке колонны болтами грубой или нормальной точности, кбторые ста-
вят в отверстия на 3 мм большие диаметра болта (чтобы они не могли
принять на себя опорную реакцию фермы в случае возможных неточно-
стей разметки отверстий). ~ ’
360
При шарнирном опирании фермы на колонну сварные швы, при-
крепляющие опорный фланец к фасонке, работают на действие опорной
реакции Л и их длину определяют по формуле
/Ш = Л/(2₽ЛШЯ$?). (XIII.9)
В фермах с жестким опиранием ригеля эти же швы работают на
одновременное действие опорной реакции А и внецентренно-приложен-
ной силы Н (вследствие эксцентричности приложения силы Н по-отно-
Рис. ХШ.17. Узел опирания стро-
пильной фермы иа колонну
а — общий вид; б, в — варианты креп-
ления верхнего пояса при рамном со-
единении ригеля с колонной
шению середины шва). Наибольшее равнодействующее напряжение в
шве в этом случае проверяют по формуле
°равн.ш = V <4 + < < (ХШ. 10)
Здесь
И 6ffe
(2₽йш 1Ш) + (2РЙШ Z®,) '
Тщ = Л/(2Рйш /щ), ,
где 1т — длина одного шва; е — эксцентрицитет силы Н по отношению р середине дли-
ны шва.
Сила Н прижимает фланец к колонне, вызывая небольшие напряже-
ния смятия, проверка которых не требуется. В узле крепления верхнего
пояса сила Н отрывает фланец от колонны и вызывает его изгиб (вид
361
no S—Б, рис. ХШ.17,а). Если фланец сделать тонким (6=8...10 мм)
возможно малой длины, а расстояние между болтами принять достаточ-
но большим (&=16О...2ОО мм), то он будет столь гибким, что не сможет
воспринимать существенной по значению горизонтальной силы Н. Опи-
рание ригеля в этом случае можно считать шарнирным.
Если же надо запроектировать опорный узел жестким, то толщи-
ну фланца принимают 6= 16...20 мм, расстояние между болтами b при-
нимают минимальным и крепление необходимо рассчитать на силу Н.
Момент при изгибе фланца определяют как в защемленной балке
пролетом Ь, равным расстоянию между болтами:
„ нь
(Х1П.11)
о
напряжение в нем
М НЬ
W ~ 8
где о и 6 — длина и толщина фланца.
Обычно стремятся запроектировать верхний узел так, чтобы линия
действия силы Н проходила через центр фланца. В этом случае напря-
жение в швах, прикрепляющих фланец к фасонке, проверяют по фор-
муле
т = ///(2₽Лвд а) <^в. (XIII. 13)
Необходимое число болтов для крепления фланца к колонне
аб2 3 НЬ
= <XIIL12>
пиданцх ферм на подстропильную
ферму
(ХШ. 14)
где [lV]p — несущая способность одного болта иа
растяжение.
Если по каким-либо причинам нс уда-
ется законструировать узел так, чтобы
линия действия силы Н проходила через
центры сварного н болтового соединений,
то швы и болты рассчитывают с учетом
имеющегося эксцентрицитета.
Возможны также другие решения
прикрепления верхнего пояса фермы
в рамных узлах (рис. ХШ.17, б и
ХШ.17, в).
В высоких рамах с легкой кровлей
и тяжелыми кранами расчетный, опорный
момент может быть другого знака. В этом
случае ннжний узел фермы должен быть
проверен на растягивающее усилие Н, от-
рывающее его от колонны.
Опирание стропильных ферм на под-»
стропильные также может быть выполне-
но различными способами. В качестве
примера на рис. XIII.18 показано крепле-
ние стропильной фермы к подстропиль-
ной, имеющей стойки крестового сечения
из уголков, Для удобства моцтажа на
стоике есть монтажный столик. После
установки листовой накладки и сболчи-
вания соединения выполняют монтажную
срарку трех вертикальных щвов. Верхний
пояс стропильной фермы крепят на бол-
362
тах нормальной точности, что обеспечивает некоторую подвижность при
загружении 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. ХШ. 19 показан узел
опирания подстропильной фермы на колонну при жестком присоедине-
нии стропильных ферм к колоннам. Для удобства монтажа подстро-
пильная ферма имеет нисходящий опорный раскос и опирается на ко-
лонну сверху (при другом решении ферму трудно было бы завести меж-
ду полками колонны). Опорная реакция подстропильной фермы переда-
ется через строганый торец на столик, приваренный К стенке колонны,
фланец опорного узла фермы крепят к стенде кодонны болтами нор-
мальной точности. Нижний пояс подстропильной фермы делают укоро-
ченным (чтобы его не нужно было заводить внутрь колонны) и крепят
накладкой к ребру колонны.
§ 4. ФОНАРИ
В зависимости от назначения фонари производственных зданий Под-
разделяют на светоаэрационные и аэрационные.
Наиболее часто применяемые схемы конструкций светоаэрацифгных
фонарей показаны на рис. ХШ. 20 — XJII. 21. Ширина фонарей из усло-
вия опирания стоек в узлы ферм имеет модуль В м. При пролетах здания
до 24 м применяют фонари шириной 6 м, при больших пролетах —12 м,
фонари большей ширины делают редко.
Высоту фонаря Н принимают в зависимости от требуемой освещен-
ности и определяют светотехническим расчетом. Типовые фанерные
переплеты остекления имеют высоту 1250, 1500 и 1750 мм, Для фонарей
шириной 6 м применяют одну ленту остекления высотой 1750 мм или две
высотой 1250 мм, для фонарей шириной 12 м используют также одну
ленту остекления высотой 1750 мм или две ленты по 1250 или 1500 мм.
Полная высота фонаря fl складывается из высоты переплетов остекле-
ния, а также высот-борта и карниза- фонаря.
383
a)
Рис. XIII.20. Схемы светоаэрациониых фонарей
а стоечного типа; б —с поперечной конструкцией в виде фермы
Рис. XIII.21. Типовые светоаэрационные фонари с продольными фонарными панелями
а —схемы фонарных ферм; б-«схемы фонарных панелей; в — конструктивное решение фонаря
шириной 12 м
364
Рис. XIII.22. Схемы аэрационных фонарей
а — с поворотными ветроотбойными щитами; б — с неподвижными щитами
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.21,6), которые на монтаже соединяют с поперечны-
ми фонарными фермами. Фонарные панели изготовляют целиком на за-
воде 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 завод-
ской готовности, а также упрощает монтаж конструкций.
Для естественного освещения зданий в последнее время начали при-
менять 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 тепловыде-
лениями (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. ХШ. 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 произ-
водительность. Схемы типовых аэрационных фонарей, имеющих конст-
рукцию, аналогичную типовым светоаэрационным (фонарные фермы- и
фонарные панели), приведены на рис. ХШ.23.
Рассчитывают фонари на вес покрытия, снеговую и ветровую нагруз-
ки по упрощенной схеме в предположении шарнирности всех узлов. Рас-
косы стоечных фонарей рассчитывают только на растяжение, второй
(сжатый) раскос считают выключившимся из работы.
В многопролетных зданиях фонари иногда располагают не посереди-
не пролета, а по оси колонн (один фонарь на два пролета). В этом слу-
чае 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 фо-
наря и перераспределению усилий в элементах стропильной фермы, что
может повлечь за собой серьезные повреждения конструкций._покрытия
и даже их разрушение.
365
нарей
§ 5. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ С&ЯЗЕЙ
ПО ПОКРЫТИЮ
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 гиб-
кости. 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 элемен-
тов связей в узлах обычно осуществляется на усилие
50—60 кН (из условия работы иа срез двух крепежных
болтов диаметром 18—20 мм).
Элементы связей проектируют из прокатных и гну-
тых профилей, труб, принимая сечения их по возможно-
сти 'Такими, чтобы гибкости в вертикальной и гори-
зонтальной Ку плоскостях были равны.
Раскосы Крестовой решетки связевых ферм считают
работающими только иа растяжение, поэтому их сече-
ния 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 усло-
вия их возможной работы на сжатие в период монтажа
ферм. Элементы, устанавливаемые между нижними поя-
сами ферм для уменьшения их расчетной длины в гори-
зонтальной 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 про-
катных уголков, крестового или таврового сечения. При
длине более 6 м сжатые элементы из прокатных уголков
Чь
0
стропильные
г-. ФОРМЫ
' поперечная
бязевая'Ферма
. Стойка
тахоерка
получаются тяжелыми, в этих случаях рациональнее
применять гнутые профили илн 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 гибко-
сти, так же как элементы горизонтальных связей.
Поперечные связевые фермы по нижним поясам
стропильных ферм у торцов здания служат опорами для
верхних концов стоек торцового фахверка (рис.
ХШ.24, а). В зданиях с пролетами более 30 м или прн
Рис. ХШ.24. К расчету го-
ризонтальных связей иа
ветровую нагрузку
а — схема передачи ветровой иа-
грузкн стойкой фахверка:
б — расчетная схема связевой
фермы
высоте цеха более 15—18 м
усилия в элементах этих связевых ферм от ветровой нагрузки оказываются весьма су-
щественными. Поэтому раскосы и стойки, а также Их узловые крепления необходимо
проверять расчётом. Связевые фермы с крестовой решеткой рассчитывают как стати-
чески определимые системы (рис. ХШ.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.
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. XII). 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/м2 Расчетная погонная нагрузка иа
ферму (рис. XIIL25,a).
д = 1,45-12 = 17,4 кН/м.
Снеговая нагрузка. Нормативная снеговая нагрузка для Череповца
1,5 кН/м2 (см. прил. 1). Для фермы с фонарем должны рассматриваться два варианта
снеговой нагрузки (см. рис. ХШ.25, б). Равномерно распределенная расчетная погон-
ная нагрузка от снега
р= 1,56*1,5.12=28,1 кН/м,
367
где n=l,56— коэффициент перегрузки в зависимости от отношения нормативных на-
грузок веса покрытия и снега 1,3/1,5=0,867 (см. с. 318).
Коэффициенты с, характеризующие снеговую нагрузку на участках по длине фер-
мы для обоих вариаитов'по формулам (ХШ.6):
с = 1 + 0,1 {alb) = 1 + 0,1 (12/8,5) = 1,141;
d = 1 +0,6(a/Sp) =1+0,6 (12/4,5) = 2,8;
са= 1 +0,4(а/5ф) = 1+ 0,4 (12/4,5) = 2,06.
<9
Q = 17,4 кН/М
If Sf If ^f 5^ if if U If if ^if ^f if ^K^f if jU'Jf *
9
Лариант
Р=28,1 1,141 =32,1 кН/м
Pt =28,1-0,8=22,4 кН/м
i I l,t ♦ Ж11♦ i. t .♦ ,1 ♦ Ш ШI III II
У*
з
Рг=2В,1-2,00=57,7 кН/м
П Вариант
Pi =28,1-2? =78,7 кН/м
3050 4500
Рис. XIII.25, К примеру расчета стропильной фермы
а, б — схемы постоянной и снеговой нагрузки; в — расчетная схема фермы

Узловые силы. Постоянная нагрузка:
Р1== Рг= 17,4 (2,5/2) = 21,7 кН;
Р2= Р2, = 17,4 (2^5,+3/2) =47,5кН;
Ра = Р4 = Рл = Р6 = Р5. = Р4. = Р3« = 17,4.3 = 52,2 кН.
Опорные реакции
РА = /?в =21,7 + 47,5 + 52,2.3 + 52,2/2 = 252 кН.
Снеговая нагрузка (I вариант):
pj = р[, = 28, Ы, 141 (2,5/2> = 4О.кН;
368
р’2 = р'е = 28,1-1,141 (2,5/2 + 3/2)=88,4 кН;
Р'= Р'3, = 28,1.1,141-3 = 96,5 кН;
р' = P’v = 28,1 (1,141-3/2 4-0,8.3/2) = 82 кН;
р' = р' = Р', = 28, ЬО,8.3 = 67,5 кН.
Опорные реакции
= 40 4- 88,4 4- 96,5 4-82 4- 67,5/2 = 408,2 кН.
Снеговая нагрузка (II вариант):
р] = р", = 28,1 (2,5/2) = 35,1 кН;
р"= Р", = 28,1 (2,54-3)/2 = 77,4 кН;
Рз = 28,1-2,8-3 = 236 кН;
Р4= 28,1-2,8-1,5= 118кН,
/>5 = Р6 = Р5'= °!
Р\, = 28,1.2,06-1,5 = 87 кН;
Pg, = 28,1-2,06 - 3= 174 кН.
Опорные реакции:
35,1-294-77,4-26,54- 174.23,54-87-20,54- 118-8,5 4-236.5,5 4-77,4.2,5
Re ~ 29
= 11400/29 = 394 кН;
RA = SP" — R"B = 2-35,1 4- 2-77,4 4- 236 4- 118 4- 87 4- 174 — 394=446 кН.
Нагрузка от рамных моментов. Наибольший момент на левой опоре
Мл——887 кН-м. См. таблицу расчетных усилий (XII.8), сочетания для сечений I—I.
Момент на правой опоре от этих же нагрузок (нужно взять нагрузки 1, 2, 3, 4*, 5)
МБ =— 251 —325 — 75,6 — 24,84-162 = —514,4кН-м.
Определение расчетных усилий в стержнях фермы
Расчетные усилия находим при помощи диаграмм усилий отдельно для всех за-
гружеиий.
Диаграмма усилий от постоянной нагрузки приведена иа рис. XIII.26, а.
Диаграммы усилий от снеговой нагрузки для обоих вариантов загружения снегом
строятся аналогично. При этом для постоянной нагрузки и снега по варианту I до-
статочно построить диаграммы усилий только для половины фермы (в силу симметрии
нагрузки).
Для нахождения усилий в стержнях от опорных моментов целесообразно посту-
пить следующим образом: построить диаграмму усилий от единичного момента, прило-
женного 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 соот-
ветственно иа левой и правой опоре и сложив их, получим усилия в стержнях фермы
от опорных моментов. Расчетная схема фермы и диаграмма усилий от единичного мо-
мента Л1л = 1 приведена иа рис. XII.26, б. Для построения диаграммы единичный мо-
мент заменен эквивалентной парой сил с плечом 3,05 м; значение этих сил
Л4л
Я = —— = 1/3,05 = 0,328 кН.
Лоп
Значение вертикальных опорных реакций фермы
Ra = — RB = М11 = 1 /29 = 0,0345 кН.
24—478
369
6 .е *,** е’ 8' 1
Рис.,ХП1.26. К примеру расчета стропильной фермы
в— диаграмма усилий от постоянной нагрузки; б —расчетная схема и диаграмма усилий от еди-
ничного опорного момента
При построении диаграммы пренебрегаем уклоном поясов фермы.
Усилия от всех видов загружении сводим в таблицу расчетных усилий в стержнях
фермы (табл. ХШ.2) и находим суммарные расчетные усилия. Усилия от опорных мо-
ментов учитываются только тогда, когда они догружают стержень (или приводят
к большему по абсолютному значению усилию с обратным знаком, чем усилия от вер-
тикальных нагрузок). При учете усилий от опорных моментов снеговая нагрузка вво-
дится с коэффициентом сочетания «о=0,9, так как в опорных моментах есть и другие
кратковременные нагрузки. Таблица усилий в стержнях фермы строится для половины
фермы и в тех случаях, когда при несимметричной нагрузке усилия в симметричных
относительно оси элементах фермы имеют разные значения, то в таблицу записывается*
большее из 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 край-
ней 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 на-
грузки равно +172 кН (см. табл. ХШ.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 # (см. пример расчета рамы, рис. XII.20, ж,
XII.21,в и ХП.22, ж). Считая в запас прочности эту силу целиком приложенной толь-
ко к нижнему поясу (и учитывая коэффициент сочетания нагрузки Лс), Получим рас-
четное сжимающее усилие для крайней панели ннжнего пояса фермы
Wp = + 172 — 279 — 0,9(24 + 34,6 + 81) = — 233 кН.
Ч7П
371
Таблица расчетных усиливв стержнях фермы, кН
ТАБЛИЦА ХПЦ2
Элемент ферма Обозна* чеяие стержня Усилия от отдельных аагружений Расчетные усилия
постоявяая нагрузка снег, I вариант снег, II вариант опорные моменты № загруже- НИЯ & значение усилия
Vs1 п0=&.9 п ==0,9 G М =1 А „=1 о М «-887, А Л4_«—514,4 ь
1 2 2* 3 За i
б—3 0 0 0 0 0 —0,328 0 +292 4 +292
Верхний пояс 2 "'4г (}—5 -360 —564 —508 —645 • —580 —0,265 —0,065 +269 1,3 —1005
ж—$ и—1 —565 -855 —768 —705 —634 -0,2 —0,13 +244 ’ 1,2 . —1420-
Нижний пояс 1—в +172 +291 +262 +309 +278 +0,295 +0,033 —279 1,3 +481 —233
1——£ +484 +754 +688 +733 +660 +0,23 +о,1 —255 1,2 +1172
1—к +596 +890 +801 +683 +615 +0,165 +0,165 —232 1,2 +1486
а—6 0 0 0 0 0 0 0 0 — 0
б—в —284 —470 ——423 —511 —460 +0,044 —0,044 —16 1,3 —795
Раскосы в—г +256 +394 +355 +472 +424 —0,047 +0,047 4~18 1,3 +728
—176 —260 —234 —137 —123 +0,047 —0,047 —18 1,2 —410
в—ж +П2 +148 +133 ±36 ±32 -0,047 +0,047 4-18 1, 2а, 4 +263
и—к —36 —49 —44 ±36 ±32 +0,047 —0,047 —18 1, 2а, 4 —98
Стайки о. ,-f^ -52 . —97 -87 -236 —212 0 0 0 1,3 —288
ж—« -52 —сн —*61 0 0 0 0 0 1,2 —120
к—к" +12 +18 +16 +14 -|-13 0 0 0 1,2 +30
П р км еч * в и е. ОСозначеивя стержаеВ прямоты па схеме рж. XII1.26, в.
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,
Глава XIV
колонны
§ 1. ТИПЫ КОЛОНН
Стальные колонны могут быть трех типов: постоянного по высоте се-
чения, 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 приме-
нимы при сравнительно небольших крановых нагрузках (Q до 15—20 т)
и незначительной высоте цеха (Ji до 8—10 м).
При кранах большей грузоподъемности выгоднее переходить На
ступенчатое колонны (рис. XIV.2), которые для одноэтажных
производственных зданий являются основным типом колонн. Подкрано-
вая балка в этом случае опирается на уступ нижнего участка колонны
и располагается по оси ее ветви, называемой подкрановой ветвью. Верх-
ний участок колонны проектируют сплошного сечения, нижний при ши-
рине до 1 м включительно — сплошного сечения (рис. XIV.2, а), при
большей ширине — сквозного (рис. XIV.2, б—г).
В зданиях с кранами «особого» режима работы необходимо осматри-
вать и ремонтировать подкрановые пути без остановки мостовых кра-
нов, 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, е), либо для прохода устраи-
вают проем в верхней части колонны (рис. XIV.2,г).
В крайних колоннах сквозного сечения подкрановую ветвь обычно
проектируют двутаврового сечения, наружную для удобства примыка-
ния 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 попереч-
ной 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 б ==10—
12 мм. Благодаря этому стойка работает только на осевую силу с рас-
четной 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.
372
Ряс. XIV. 1. Колонны постоянного
по высоте сечения
а —• сплошного; б — сквозного
Рнс. XIV.3. Раздельные ко-
лонны
а — прн расширении здания; £-*при
иизкорасположенных тяжелых кра*
вах
а сплошного сечения;. 6 — сквозного? в —с проходом сбоку колонны? е-—с проходом в стенке
колонны
373
§ 2, РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТЕРЖНЕЙ КОЛОНН
Колонны производственных зданий работают на внецентренное сжа-
тие. Сечения ступенчатых колонн подбирают раздельно для каждого
участка постоянного сечения. Необходимыми данными для расчета вне-
центренно-сжатых стержней являются расчетные усилия: продольная си-
ла N и изгибающий момент Мх в плоскости рамы (в некоторых случаях
еще изгибающий момент Му, действующий в другой плоскости), а также
расчетные длины в одной 1Х и в другой 1У плоскостях. Расчетные усилия
для подбора сечения колонны получают из статического расчета рамы
(см. гл. XII, §• 3, п. 5), расчетное длины участков колонн в плоскости
и из плоскости рамы зависят от принятой конструктивной схемы карка-
са здания.
1. Расчетные длины
А. Расчетная длина колонны в плоскости рамы. Колонну здания
с расчетной точки зрения можно представить как стержень, подвержен-
ный ступенчатому сжатию с изгибом, имеющим жесткое защемление
нижнего конца и упругое закрепление от поперечного смещения и пово-
рота (при жестком присоединении ригеля) верхнего конца. Точно ре-
шить задачу устойчивости такого стержня очень сложно, поэтому при
расчетах обычно вводят ряд упрощающих предпосылок: идеализируют
условия опирания верхнего конца стержня, загружают только продоль-
ными силами, приложенными в узлах и уступах, вводят значения осред-
н'енных коэффициентов,
В соответствии с принятой методикой расчета расчетную длину ко-
лонны (или ее участка) с постоянным моментом инерции /р в плоскости
рамы определяют как произведение теоретической длины I на коэффи-
циент ц:
zp = pO (xiv. 1)
р зависит от закрепления концов колонны, ее типа, соотнощения момен-
||/Г
тов инерции и нагрузки.
Для ступенчатых колонн
жестких в нижней части и
достаточно гибких в верхней
условия опирания верхнего
конца на устойчивость ко-
лонны влияют мало, поэто-
му нормами проектирования
предусмотрены четыре рас-
четные схемы опирания
верхнего конца колонны.
Нижний конец колонны
Рис. XIV.4. Схемы опирания верхних концов сто-
ек рам и обозначения
а — конец стайки свободен: б вконец закреплен только
от поворота; в — шарнирно опертый конец; г — защем-
ленный крнёц; д — обозначения
всегда считается защемлен-
ным.
1. Колонны однопролет-
ных рам с шарнирным
опиранием ригеля (рис.
XIV.4, а). Предполагается,
что обе колонны находятся в одинаковых условиях и могут одновремен-
но 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 слу-
чая ригель с колонной соединен жестко и поворота конца стоек не про-
ЗТ4
исходит. Считается, что колонна имеет конец, закрепленный
только от поворота.
3. Колонны двух и более пролетных рам с шарнирным опиранием
ригелей (рис. XIV.4,в). В атом 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 колонна имеет ненодвиж,
ный шарнирно опертый конец.
4. Колонны двух и более пролетных рам с защемленными ригелями,
(рис. XIV.4,г). Аналогично предыдущим соображениям колонна .имеет
неподвижный и закрепленный от поворота конец.
Введем обозначения силовых и геометрических параметров для одно-
ступенчатой колонны (рис. XIV.4, <Э): Ц и lz', h и Jz— соответственно гео-
метрические длины и моменты инерции нижнего и верхнего участков
колонны; Р\ и Р2 — продольные силы, приложенные на уступе и к верх-
ней части колонны (в нижней части колонны усилие будет
Расчетные длины нижнего и верхнего участков колонны в плоско-
сти рамы будут соответственно равна:
1₽1 = Мг (XIV. 2)
= <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 од-
ним уравнением в зависимости от двух параметров:
41 = ТГ J (XIV.4)
<xlv-5)
Здесь коэффициент t равен отношению продольных сил в нижнем и
верхнем участках колонны:
t = = (Рх + Ра)/Ра. (XIV,6)
В зависимости от этих параметров по таблицам прил. 11 определя-
ют коэффициенты расчетной длины gi для нижних участков колонн од-
нопродетных рам с шарнирным и жестким опиранием ригелей.
Коэффициент расчетной длины для верхнего участка колонны опре-
деляют из отношения
Нз = Н/с<3 (XIV,7)
(если значение ц2 получается более 3, то его принимают равным 3).
При третьей и четвертой расчетных схемах, для которых смещения
верхних концов стержней исключены, в колоннах возникает поперечная
сила и линии действия сжимающих сил могут отклоняться от вертика-
ли. В этом случае условие устойчивости определяется более сложно
решением системы двух уравнений с трансцендентными коэффициента-
ми в зависимости от двух параметров.
Приближенный способ расчета на устойчивость таких стоек, приня-
тый в нормах проектирования, заключается в следующем.
Сначала колонну рассматривают под действием только силы Ръ
определяют ее критическое значение Р1кр и коэффициент расчетной дли-
ны цн. Затем рассматривают стойку под воздейетвием только еилы Р2
и определяют ее критическое значение (для нижнего участка стойки)
Ргкр и коэффициент gi2. Условие устойчивости стойки под воздействием
375
только силы Pi можно записать^ Pi/PiKp^l, под воздействием силы
Р2 как Рг/^2кр^1 и под воздействием обеих сил (приближенно, в запас
устойчивости)
Т’х/^’хкр 1 •
(XIV. 8)
Выразим значение критических сил для нижнего участка стойки в
форме уравнения Эйлера:
при действии силы Pi
при действии силы Р2
, n2EJt
ЖР “ (R2Zx)S 5
(XIV. 9)
(XIV. 10)
при действии обеих сил одновременно
(Pt + Р2)кр =
n2EJj
(Mi)?
(XIV.И)

Используя (XIV.6), находим
Р2 = Pi/(t -1)
и, подставив (XIV.9) и (XIV. 10) в (XIV.8), получим
Г М-11 , Н12 I
Pi rfEJj + rfEJt
-ll.il
Учитывая, что P\-{-Pz=Pitl(t—1), найдем
(Pf + P2)(^-1)
(XIV. 12)
(XIV. 13)
Подставив (XIV.13) в (XIV.12), полученное выражение в (XIV.11),
можно определить коэффициент приведения расчетной длины щ для
нижних участков колонн с несмещаемым верхним концом:
1/ Hit (< — 0 +Н?2
1*1= у -------------. (XIV. 14)
Коэффициенты ци и щг в зависимости от соотношений Izlh и Л/Л
приведены для стоек с шарнирно опертым и закрепленным от, поворота
верхним концом в прил. 11.
Коэффициент приведения расчетной длины для верхнего участка ко-
лонн также определяют согласно (XIV.7): p,2=Mi/c^=3. Для колонн,
в которых соотношения lz/li^Q,6 и i=Ni/N2^3, значения коэффициен-
тов pi и ц2 изменяются мало и нормами проектирования разрешается
принимать их постоянными по табл. XIV. 1.
Для двухступенчатых колонн коэффициенты расчетной длины опре-
деляются аналогично и приведены в нормах проектирования. Для ко-
лонн 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):
fe — 1рЛк,
376
(XIV. 15)
где —сумма погонных жесткостей ригелей, примыкающих к проверяемой ко-
лонне; 1к=/к/Л — погонная жесткость колонны; I и h — пролет ригеля и высота ко-
лонны.
ТАБЛИЦА XIV.1
Коэффициенты щ и цг для одноступенчатых колонн
рам одноэтажных промышленных зданий при
и NilNz^S
Условия закрепления верхнего конца колонны Коэффициенты ц1 и ц.
для нижней части колонны щ для верхней части колонны
0,3 > — >0,1 Jr 0,1> -Д.>0,05 Ji
Свободный конец 2,5 3 3
Конец, закрепленный только от поворота , 2 2 3
Неподвижный шарнирно опертый конец . . 1,6 2 2,4
Неподвижный и закрепленный от поворота КОНеЦ 1,2 1,5 2
ТАБЛИЦА XIV.2
Значения коэффициента ц расчетной длины для колоии
постоянного сечения с защемленным верхним концом
Условие закрепления колонны в фундамент Значение ц при
0 0,2 0,3 0,5 1 2 3 10
Жесткое 2 1,5 1,4 1,28 1,16 1,08 1,06 1
Шарнирное .... • « « — 3,42 3 2,63 2,33 2,17 2,11 2
Если ригель присоединяется к колоннам шарнирно, то значение по
табл. XIV.2 принимается при k=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 колон-
ны — низ башмака и нижний пояс подкрановой балки. Иногда устанав-
ливают промежуточные распорки, служащие специально для сокраще-
ния расчетной длины колонны (см. рис. XI. 13). Для верхнего участка
колонны такими точками будут тормозная балка или ферма и распор-
ки 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 ступен-
чатых колонн, как правило,
применяют симметричные
сечения (рис, XIV.5, а) ре-
же, при больших усилиях с
превалирующим односто-
ронним изгибающим момен-
том применяют несиммет-
ричные сечения (рис.
XIV.5,б). Для нижних уча-
стков сплошных ступенча-
тых колонн целесообразно
асимметричное двутавровое
сечение (рис. XIV.6, б—г).
Стержень внецентренно-
Рнс. XIV 5. Типы сечений сплошных колонн
а — симметричное; б—г — несимметричное
877
сжвтой колонны (или ее участок) должен быть проверен на прочность
и на устойчивость в обеих Плоскостях. Прочность ннецёнтренио-
сжатых колонн (см. гл. III, § 3) проверяют по формуле
' JL F + М* , , _,Мв > }
^R' «Ст Я
(XIV. 16)
где У и Мх — продольная сила и изгибающий момент в плоскости рамы; Mv — изгиба-
ющий момент из плоскости рамы (обычно он отсутствует); Рнл —Пло-
щадь нетто И Пластические моменты сопротивления нетто сечения стержня; R — рас-
четное сопротивление стали.
Проверку прочности следует производить только для очень мощных
и невысоких колонн, сечения которых ослаблены. Несущую способность
колонны Обычно определяют расчетом на устойчивость в плоскости ра-
мы или Нз плоскости.
Проверку устойчивости внецентренно-сжатых стержней в плоско-
сти действия момента Мх (в плоскости рамы) делают по фор-
муле
a = A'/(<pet>/f6p)<7?, (XIV. 17)
где <рвн — коэффициент понижения расчетного сопротивления прн внецентренном сжа-
тии, принимаемый по прил. 7 б, и зависимости от условной гибкости стержня Л и при-
веденного эксцентрицитета mi.
Условную гибкость стержня колонйы или ее участка определяют как
отношение расчетной длины в плоскости рамы 1р,х—ц1 к радиусу инер-
ции сеченйя Гх (гибкость Стержня %), умноженное на корень квадрат-
ный из отношения расчетного сопротивления стали к его модулю упру-
гости:
укТЕ=г ут№.
(XIV. 18)
Приведенный эксцентрицитет пц вычисляют по формуле
~ (XIV. 19)
Здесь т| — коэффициент влияния формы сечения, определяемый по нормам (см
прил. 7а); т=ех7'бр/и7х,бр — относительный эксцентрицитет; e.x=MilN— эксцентри-
цитет Приложения силы относительно осй х—х; Ft>v — площадь стержня брутто, ,
W'x.op — момент сопротивления брутто (у несимметричных сечений наиболее сжатого
волокна).
Устойчивость сжато-изогнутого стержня зависит от характера эпю-
ры моментов по длине стержня, поэтому эксцентрицитет ех определяют
по расчетному значению изгибающего момента . Мх, принимаемого
равным:
наибольшему моменту в пределах длины колонны для колонн посто-
янного сечения рамных систем;
наибольшему моменту на длине участка постоянного сечения для
ступенчатых КОЛОНН;
моменту в заделке для консолей.
Проверку устойчивости стержня колонны из плоскости дейст-
вия момента (относительно оси у—у) производят при относитель-
ном эксцентрицитете /пж=Л1жГбр/У1Ух,бр по формуле
о = W(c<pyF6pX^, (XIV. 20)
гдв ф»коэффициент продольного изгиба при центральном сжатии, принимаемый по
прил. 7 в зависимости от гибкости Ky=lp,y/rv (1У,У— расчетная длина колонны или
ее учасТКа из плоскости рамы); с==р/(1+атх)—коэффициент влияния момента Мх
иа устойчивость внецентренно-сжатого стержня, коэффициенты 0-и р даны в прил. 8.
378
При определении относительного эксцентрицитета тх за расчетный
момент Мх принимается:
максимальный момент в пределах средней трети длины (но не ме-
нее половины наибольшего на длине стержня момента) — для стерж-
ней с концами, закрепленными от смещения перпендикулярно плоскости
действия моментй;
момент в заделке — для консолей.
Если гибкость колонны из плоскости действия момента Ку окажет-
ся большей, чем наименьшее значение гибкости, при котором централь-
но-сжатый стержень теряет устойчивость в упругой стадии Кв, то коэф-
фициент с не должен превышать:
Для стержней открытого сечения — значений, указанных в прил. 10;
для стержней двутаврового сечения — единицы.
Наименьшие значения гибкости Хс в зависимости от марки стали
приведены в прил. 9.
Если колонна имеет изгибающие моменты в обеих плоскостях, то ее устойчивость
(при проверяют по формуле
*/(ф^вр)<Я- (XIV.21)
Здесь
где <РуН — коэффициент понижения расчетного сопротивления при виецентреииом про-
дольном изгибе относительно оси у —- и; с — 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 сеченйя. Так как
Фва может изменяться в весьма больших пределах, определить площадь
по формуле (XIV. 17), предварительно задавшись значением <рва, труд-
но. Поэтому можно использовать приближенную двучленную формулу
° = (XIV.23)
^формула Ясинского), преобразуя ее с подстановкой средних значений
<р«0,8 и рж ~ 0,45/г:
(i+Va-)"T(v + T)”f М+г.а-Ь-). <xiv.2o
К \ ф W X / а \ ф Рх/ *\ \ ** /
Здесь e*=M*IN — эксцентрицитет продольной силы; h — высота сечения иолонны
(размер h уже определен при компоновке поперечной рамы); R— расчетное сопротив-
ление стали; p» = Wx/Fsj, — ядровое расстояние сечения.
Далее с учетом сортамента металла компонуют сечения стержня ко-
лонны. Необходимо требуемую площадь Етр распределить наивыгод-
нейшим образом, обеспечивая при этом местную устойчивость элемен-
тов сечения. Для обеспечения устойчивости колонйы из плоскости дей-
ствия момента ширина полки (или ширина более нагруженного пояса
несимметричного сечения) принимается: Ьп~ 1/20... 1/30 высоты Колон-
ны. Чтобы обеспечить местную устойчивость полок колонны, так Же Как
и в центрально-сжатых колоннах, отношение ширины пояса к его тол-
щине Ьп/бп должно быть около 30 У 21/7? или более точно по табл. VI1I.5
с учетом гибкости колонны и марки стали.
Толщину стенки при компоновке сечения определяют из условия,
чтобы отношение Йст/бст было в пределах 60—120; при этом меньшие
отношения принимают при больших продольных силах«л малых изги-
бающих моментах, большие — в обратных случаях; стенку толщиной
меньше 8 мм делать не рекомендуется. Окончательно местная устойчи-
979
весть стенки может быть проверена только после подбора сечения, так
как она зависит от фактических напряжений на краях стенки.
После этого вычисляют геометрические характеристики скомпоно-
ванного сечения и по формулам (XIV. 17) и (XIV.20) проверяют устой-
чивость стержня в обеих плоскостях.
Местная устойчивость стенки колонны зависит от
а = (а — о')/° и т-
Здесь o=N/F+ — наибольшее сжимающее напряжение в крайнем волокне
стенки, определенное без учета коэффициента <рвн (у<> — расстояние от центра тяжести
сечения колонны до сжатого края стенки); o'=N/F+(M/J)yp — соответствующее
напряжение на противоположном краю стенки (уР — расстояние от центра тяжести се-
чения колонны до разгружаемого моментом края стенки); т=р/(ЛСт6Ст)—среднее
касательное напряжение в стенке.
При а5^0,5 наибольшее отношение /гСт/6Ст принимается как для
центрально-сжатых стержней
Лст/бст < 40 у 21/7? + 0,4 %,
но не более 75.
При а^1 наибольшее отношение высоты стенки к ее толщине опре-
деляют по формуле
< юо 1/" — -----2ks>______, (XIV.25)
°ст г а [2-а+У a2+4p2J
тЛ8
где 3 = 0,07 - (т и о, кН/см2); ks — коэффициент, принимаемый по табл. XIV.3.
a
ТАБЛИЦА XIV.3
Значение коэффициента ks для стенок двутавров
a 1 1,2 1,4 1,6 1.8 2
22,2 26,7 32,6 42 52,5 63
При 0,5<а<1 наибольшее значение отношения /1Ст/6Ст 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 реб-
ром рассматривают как самостоятельную пластинку и ее устойчивость
проверяют, как указано выше. Момент инерции ребра должен быть не
менее /р^бб^Лст. Продольные ребра могут быть включены в расчет-
Рис. XIV.6. К подбору сечения стержня сплош-
ной колонны
а — обозначение размеров; б — ребра жесткости,
в — расчетное сечение при тонкой (неустойчивой)
стенке
ную площадь сечения стержня
колонны.
Постановка продольных ре-
бер затрудняет изготовление
колонн, поэтому их ставят ред-
ко, обычно неустойчивую часть
стенки считают выключившей-
ся из работы и в расчетное се-
чение стержня вводят только
полки и примыкающие к ним
участки стенки шириной для
стали класса С 38/23 15 60т
380
(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 Лет/6ст^320/]/ /? (R, кН/см2) нужно
укреплять парными поперечными ребрами жесткости, расположенны-
ми на расстоянии не более 3 hCr одно от другого (но не менее двух ре-
бер на одном отправочном элементе), которые увеличивают жесткость
колонны при кручении. Ширина выступающей части поперечного ребра
Ь'р должна быть не менее
4- 40 мм
(рис. XIV.7,б), толщина — не менее
»;> 1/15*;.
3. Сквозные колонны
Стержень сквозной колонны состоит из двух ветвей, связанных меж-
ду 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 вклю-
чения обеих ветвей колонны в работу на вертикальную нагрузку от кра-
нов 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 сече-
ния с ветвями из прокатных профилей либо составного сечения (рис.
XIV.7,б). Сквозная колонна работает как ферма с параллельными по-
ясами; от действующих в колонне расчетных усилий N и М в ее ветвях
возникают только продольные усилия. Поперечную силу Q воспринима-
ет решетка. Несущая способность колонны может быть исчерпана в ре-
зультате потери устойчивости какойтлибо ветви, (в плоскости или из
плоскости рамы) или в результате потери устойчивости-, колонны в це-
лом (в предположении, что она работает как единый стержень состав-
ногосечения}у
381
Рис. XIV.8. К расчету сквозной ко-
лонны
В общем случае продольные уси-
лия в ветвях колонны несимметрично-
го сечения (рис. XIV.8) определяют
по формулам:
в ветви, догружаемой изгибающим
моментом,
= + (XIV.26)
в ветви, разгружаемой изгибаю-
щим моментом,
N (XIV.27)
Ва Ло й<,
Здесь N и М — расчетные продольная сила н
изгибающий момент; у\ и Уг— расстояния от
центра тяжести сечения колонны до центра тя-
жести соответствующих ветвей; й0=Р1+г/2 —
расстояние между центрами тяжести ветвей
колонны.
В формулах (XIV.26)—(XIV.27)
значения N и М принимают в комби-
нации, дающей наибольшие значения
ЛГв, и VB,.
После определения расчетных уси-
лий в ветвях каждую из них проверя-
ют на устойчивость в обеих плоскостях
как работающих на центральное сжа-
тие (рис. XIV.8).
Устойчивость ветви /:
в плоскости колонны (рамы)

(XIV. 28)'
нз плоскости колонны

(XIV. 29)
где ф1 — коэффициент продольного изгиба, определяемый по гибкости ветви ЛВ==1В1/ft
(ZBi —свободная длина ветви колонны, равная расстоянию между узлами крепления
решетки; ft — радиус инерции сечения ветви относительно оси 1—I); — коэффициент
продольного изгиба, определяемый по гибкости 'knl~lvlr-a (Z* — расчетная длина ветви
из плоскости колонны, равная обычно высоте нижней части колонны, см. с. 377, rv—ра-
диус инерции сечения ветви относительно оси у—у)\ PBi —площадь сечения ветви.
Аналогично проверяют устойчивость ветви 2.
Устойчивость колонны или ее участка как единого стержня (в пло-
скости действия момента) проверяют по формуле (XIV.17), как и
сплошностенчатый внецентренно-сжатый стержень: о=Л7 (фнн^ср)
но коэффициент фю определяют в зависимости от условной приведенной
гибкости У R/Е и относительно эксцентрицитета тх по прил. 7в для
сквозных стержней. Приведенную гибкость Лцр вычисляют так же, как
для центрально-сжатых сквозных колонн (см. гл. VIII, § 3) .
Относительный эксцентрицитет для сквозных сечений определяют по
формуле
г=-ех —«= —~ (XIV.30)
*х,вр " Jx,6p
где Мх — расчетное значение изгибающего момента при проверке устойчивости, прини-
маемое так же, как для сплошных колонн, см. с. 378; Fop — площадь сечения стержня
(обеих ветвей); Jx.6p—f8lpf+—момент инерции-сечений колонйы (рис. XIV.8);
382
0i —расстояние ОТ' центра- тяжестисечения до центра тяжести наиболее нагруженной
ветви колонны.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости
действия момента проверять не нужно, так как она обеспечивается про-
веркой 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, рав-
ную большему из значений, определенному при статическом расчете
или условному Qycn (см. табл. VIII.2). Сечения элементов решетки под-
бирают точно так же, как 'в центрально-сжатых колоннах (см.
гл. VIII, § 5).
Раскосы иногда крепят к ветвям колонны с эксцентрицитетом, вслед-
ствие чего в узлах возникает местный изгибающий момент. Даже при
небольшом значении эксцентрицитета момент этот достаточно значите-
лен и часто приводит к развитию в ветвях местных пластических де-
формаций, поэтому необходимо стремиться к уменьшению эксцентрици-
тетов. Расчет на совместное действие продольной силы и момента от
эксцентричного крепления решетки не производят, поскольку местное
развитие пластических деформаций приближает условия работы колон-
ны к принятой расчетной (стержневой) схеме.
Сечения внецентренно-сжатой сквозной колонны обычно подбирают
в следующем порядке.
По формулам (XIV.26) и (XIV.27) определяют ориентировочно уси-
лия в ветвях колонны. Так как заранее положение центра тяжести сече-
ния не известно, то предварительно принимают (О,45...О,55)йо; уг&
ял (0,55 ... 0,45) йо и й0=й (размер й установлен при компоновке рамы).
Положение центра тяжести сквозной колонны более точно можно определить из
решения квадратного уравнения по действующим усилиям в предположении, что пло-
щади ветвей пропорцноиальны усилиям в них:
01 — [(М’-N”) + h0\ У1 + М*кй№' -У") =0, (XIV.31)
где N' и М' — комбинации усилий с моментом, догружающим ветвь 1; N" и М" — ком-
бинация усилий с моментом, догружающим ветвь 2.
Расстояние между центрами тяжести сечения всей колонны и ветви 2
Для симметричных сечений усилия в ветвях определяют сразу точно
по формулам (XIV.26) и (XIV.27).
Далее находят требуемую площадь ветвей
F* = ^в,/(0»7‘• *«,9)Я и Л», = W6i/(0.7‘',0>9)# (XIV.32)
и компонуют сечения ветвей. Ширину ветви из условия обеспечения об-
щей устойчивости принимают 1/20—1/30 длины ветви (длины колонны
или ее участка из плоскости рамы). Ветви колонны работают на цент-
ральное сжатие, поэтому местная устойчивость полок и стенки обеспечи-
вается так же, как и при центрально-сжатых колоннах (см. гл. VIII, §5).
После этого определяют геометрические характеристики обеих вет-
вей и всего сечения в целом По формулам (XIV.26) и (XIV.27) уточня-
ют значение продольных сил в ветвях и проверяют их устойчивость в
обеих плоскостях по формулам (XIV.28) и (XIV.29). Устойчивость стер-
жня в целом проверяют после подбора сечений раскосов решетки.
4. Раздельные колонны
Подкрановую стойку раздельной колонны проектируют обычно из прокатного дву-
тавра (рнс. XIV.9). Эту стойку рассчитывают на осевую сжимающую сиду N, равную
сумме опорных реакций подкрановых балок (.Омаке — при установке кранов у колонны).
383
Устойчивость стойки должна быть проверена как в плоскости рамы (относительно оси
у~у), так и из ее плоскости (ось х—х) (рис. XIV.9):
а = F ет) < R №o = N/{<fxFcv)^R. (XIV.33)
Расчетные гибкости стойки
S = ZA =z* lrs и \ (XIV-34)
Здесь ZB — расстояние между соединительными планками; Zp — расчетная длина стой-
ки из плоскости рамы, определяемая как для стержня, защемленного внизу и шарнир-
но опертого верхним концом, т. е. Zp=0,7h.
Соединительные планки проектируют гибкими в вертикальном направлении из листов
б —10.. 12 мм. Расстояние между планками Z® целесообразно назначать из условия
равиоустойчивости стойки в обеих плоскостях (^=l.t), откуда
/в = /₽ (rg/rx). (XIV.35)
Планки должны быть проверены на устойчивость от условной поперечной силы
Qye«. Расчетная длина плаикн принимается равной расстоянию Ь' между стойкой и
основной ветвью колонны (рис. XIV.9), гибкость плаикн Хпл не должна превышать 120.
Рис. XIV.9. К расчету раздельной ко-
лонны
главы.
§ 3. УЗЛЫ колонн
1. Оголовки колонн
Опирание стропильных ферм
на колонны может быть запроек-
тировано сверху или сбоку.
Опирание сверху применяют при
шарнирном присоединении ри-
гелей к колоннам. Опорное дав-
ление А стропильных ферм пере-
дается сначала на опорную пли-
ту оголовки колонны, затем че-
рез опорное ребро оголовка на
стенку колонны и далее равно-
мерно распределяется по сечению
стержня. Конструирование и рас-
чет 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). Кон-
струирование и расчет этих узлов рассмотрены в § 3, п. 3 предыдущей
2. Узлы колонн в местах опирания подкрановых балок, стыки
В колоннах постоянного по высоте сечения подкрановые балки опи-
рают на специальные консоли (рис. XIV.10). В сплошных колоннах про-
ектируют 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 л срез силой
D (D — максимальное давление обеих подкрановых балок). Напряже-
ния проверяют у основания консоли н в швах ее крепления, предпола-
гая, что изгибающий момент воспринимается только поясами, а попе-
речная сила Q—D воспринимается стенкой. Консоли из швеллеров в
сквозных колоннах также проверяют на действие момента M—De и по-
перечной силы D. Усилия в швах, крепящих консоли к ветвям колонн,
насадят по правилу рычага: для швов на внутренней ветви колонны и
для швов наружной ветви они будут соответственно N=D{ti^e)lh и
N'=D{ejh) (обозначения см. на рис. XIV.10,6).
384
При опирании каждой из подкрановых балок на свою консоль кон-
соль рассчитывают на наибольшую реакцию подкрановой балки.
В ступенчатых колоннах подкрановая балка опирается на уступ ко-
лонны у места сопряжения надкрановой и подкрановой ее частей. Ти-
пичные конструктивные решения узлов для колонн со сплошной и сИвоз-
Рис. XIV. 10. Подкрановые консолн
а — при сплошных колоннах; б — при сквозных колоннах
Рис. XIV.11. Узлы сопряжения верхней и нижней частей колонны
а — сплошных; б — сквозных; в — расчетная схема траверсы
ной нижней частью колонны показаны на рис. XIV.11. Сопряжения верх-
ней и нижней частей колонны нужно рассчитывать на продольную силу
N и изгибающий момент М верхнего участка колонны у места его при-
мыкания к яижнему. Чтобы упростить расчет несколько в запас проч-
ности, допустимо считать, что усилия полностью передаются только че-
25—478 385
рез полки верхней части колонны; исходя из этого определяют длину
шва 1т, 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 ко-
лонны (или траверсу в колонне сквозного сечения). Учитывая, что полку
крепят четырьмя сварными швами, можно определить их требуемую
длину
/ш = ^/(4рЛш/г“). (XIV.37)
Наибольшее усилие, на которое следует рассчитывать крепление пол-
ки, может быть найдено также исходя из предельной прочности полки
= (XIV.38)
где Рп и R— площадь сечения полки и расчетное сопротивление стали.
В сквозных колоннах верхнюю и нижнюю части соединяют через тра-
версу (рис. XIV.11,6), которая представляет собой балку двутаврового
сечения, нагруженную усилиями N и М и имеющую пролет, равный рас-
стоянию между ветвями колонны Ьв (рис. XIV.11,в). Эта балка должна
быть проверена на изгиб и срез по формулам:
^ = |2^ит = -^<йср. (XIV.39)
Здесь AfTp= (V/24-Af/6H)a — наибольший изгибающий момент в траверсе; Qtp==V/2+
4-Л1/Ьн — расчетная поперечная сила; WTp — момент сопротивления траверсы у грани
верхней части колонны; йот и бот — высота и толщина стенки траверсы.
Высоту траверсы обычно принимают равной 0,5—0,8 ширины ниж-
ней части колонны. Траверсу к ветви колонны крепят на реакцию тра-
версы и давление подкрановых балок (рис. XIV.11,6):
N' = V/2 + M!ba + Z>/2, (XI V.40)
где D — опорная реакция подкрановых балок.
Рис. XIV. 12. Проем для прохода в
стенке колонны
а — конструктивное оформление;
б»*расчетная схема
Ребро напротив траверсы (с на-
ружной стороны колонны) рассчиты-
вают на усилие D/2 (необходимую
площадь ребра из условия смятия и
крепление его к ветви колонны).
Конструктивное оформление усту-
па колонны в месте опирания подкра-
новых балок аналогично конструкции
оголовков колонн. В зданиях с крана-
ми «особого» режима работы вдоль
подкрановых путей необходимо преду-
сматривать 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-
нем сечении по габариту прохода: в
рамах с шарнирным опиранием риге-
, лей это всегда нижнее сечение, в ра-
386
мах с жестким опиранием часто бывает верхнее. Иногда при расчете
ослабленного проходом участка колонны принимают комбинацию рас-
четных усилий N, М и Q, по которой подбирают сечение надкрановой
части колонны (сечение по проему делают равнопрочным основному се-
чению). Конструктивное оформление проема в колонне показано на
рис. XIV. 12, а.
Из-за выреза колонна на участке проема работает аналогично пане-
ли 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 па-
рой сил с плечом а, равным расстоянию между центрами тяжести вет-
вей (рис. XIV.12,б).
Исходя из этого расчетные усилия для ветви колонны определяют по
формулам:
продольная сила
NB = У/2 + М/а; (XIV.41)
изгибающий момент
Мв = Q/2A/2 = Qh/4. (XIV.42)
Устойчивость ветви проверяют по формулам внецентренного сжатия:
в плоскости действия момента
о = Ув/(Ф“Гв)<₽; (XIV.43)
в плоскости, перпендикулярной действию момента,
<j = NB/(c4>yFJ*ZR, (XIV.44)
где FB — площадь сечения одной ветви.
Коэффициенты <р™ и 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 огра-
ниченности размеров прокатной стали (заводские стыки) и вслед-
ствие необходимости членения колонн на отдельные отправочные эле-
менты исходя из возможностей транспортирования (монтажные
стыки).
Примеры конструктивных решений заводских стыков в колоннах по-
казаны на рис. XIV.13.
Монтажные стыки колонн выполняют встык, через накладки и ком-
бинированным способом. Отличительная особенность монтажных сты-
ков— вспомогательные приспособления для выверки и фиксации сты-
куемых 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 необ-
ходимый зазор для сварки. Колонну фиксируют при помощи монтаж-
ных коротышей из уголков й стяжных болтов.
Конструкция стыка, показанная на рис. XIV. 14, б и XIV.24, а, приме-
нена в типовых колоннах; она позволяет иметь независимые отправоч-
ные 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 тру-
доемкой частью колонны, поэтому при проектировании необходимо
25*
387
Стыковой уголок
со срезанным \
обушкам и полкой 1>
Рис. XIV.13. Примеры заводских стыков
в колоннах
а — стыки в элементах сплошной колонны;
б — стык уголка в составном сечении ветви
сквозной колонны
Рис. XIV. 14. Монтажные стыки верхних
частей колонн
а — стык на верхней части колонны; б — стык по
грани траверсы
188
стремиться к возможно большей конструктивной простоте при наимень-
шем 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
Рис. XIV. 15. Базы легких колонн
а — сплошной; б — сквозной
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. Кон-
структивные 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 решений баз крайних и сред-
них сквозных колонн приведены на рис. XIV. 16 и XIV. 17.
В базах колонн с несимметричным сечением ветвей необходимо центр
опорной плиты совмещать с центром тяжести сечения ветви, а анкерные
болты размещать на оси, проходящей через этот центр, иначе в ветви
колонны возникнет дополнительный изгибающий момент.
Рис. XIV. 17. Раздельная база мощной сквозной колонны
Рис. XIV. 18, Опорные плиты баз для колонн с фрезерованными торцами
Конструкция базы должна обеспечивать удобство прихватки деталей
прн их сборке и доступность сварки всех швов. При проектировании ба-
зы необходимо учитывать также способ установки колонны на фунда-
мент.
Существуют три основных способа установки:
1) на стальные подкладки толщиной 40—60 мм между опорной пли-
390
время применяется крайне редко. Недостатком
(вариант}

Ось
' 'S'КОЛОННЫ
сжатой зоны
той и верхом фундамента с последующей заливкой зазора цементным
раствором;
2) на выверенную поверхность фундамента без последующей под-
ливки;
3) на заранее установленные опорные плиты базы.
Первый способ весьма трудоемок, требует выверки колонны на под-
кладках и в настоящее
второго способа явля-
ется трудность выпол-
нения поверхности
фундамента с большой
точностью. Поэтому в
последнее время для
установки тяжелых
колонн стали приме-
нять третий способ, по-
лучивший название
безвыверочного метода
монтажа. Сущность
его заключается в том,
что первоначально на
фундамент с большой
точностью устанавли-
вают опорные плиты с
верхней фрезерован-
ной поверхностью
(рис. XIV. 18). Точную
выверку плит произво-
дят при помощи уста-
новочных болтов или
специального кондук-
тора. 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 бол-
ты 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 Монтаж колонн и опирающихся на них конструкций (благо-
даря более точной установке колонны).
Ветви сквозных колонн работают на продольные осевые силы, по-
этому базы сквозных колонн являются раздельными и состоят по суще-
ству из двух баз для центрально-сжатых колонн. Поэтому расчет и кон-
струирование таких баз производятся так же, как и баз центрально-сжа-
тых 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 бе-
тоне фундамента по краям плиты определяют по формулам:
об •макс — NfFm + ЛТ/Гпл = N/(BL) +
<Тб.Мин «= Ni(BL) — GM (BL)*,
где В и L — ширина и длина плиты.
Рнс. XIV.19. К расчету базы внецеитренно-сжатой
сплошной колонны
(XIV.45)
(XIV.46)
391
При. большом значении изгибающего момента эпюра напряжения из-
меняет, знак и возникающие при этом растягивающие усилия передают-
ся на анкерные болты (что обеспечивает равновесие действующих сил).
Конструирование и расчет базы внецентренно-сжатой колонны вы-
полняются в такой последовательности. Задавшись шириной опорной
плиты В, определяют требуемую ее длину по формуле
2BR® " \2fi^c«/ В&*
СМ \ *м /
(XIV.47)
которая получена нз формулы (XIV.45) при условии, что Обмакс=
(/?®м определяют по формуле (VIII.38,а). Расчет производят на комби-
нацию усилий N и М, дающую наибольшее сжатие бетона у края плиты
Установив окончательные
Ось
колонны
Опорная
плита
Ось анкерных'
ОолтоО
размеры опорной плиты, наме-
чают конструкцию базы и вычис-
ляют фактические напряжения
ПОД опорной ПЛИТОЙ Об макс И
Об мин по формулам (XIV.45) и
(XIV.46).
Так же, как и в базах цен-
трально-сжатых колонн,траверсы
и ребра, расчленяют опорную
плиту на участки: консольные 1,
опертые по трем сторонам 2 и
четырем 3 (рис. XIV.19). Вычи-
слив по формулам (VIII.39) —
(VIII.42) значения изгибающих
моментов в отдельных отсеках
плиты, по формуле (VIII.43) оп-
ределяют ее требуемую толщину.
Так как давление под плитой
Рнс. XIV.20. К расчету анкерных болтов с
учетом развития пластических деформаций
в бетоне фундамента
распределяется неравномерно, то
при определении моментов в
различных ее участках значение
Об (несколько в запас) принима-
ют 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 грузовых площадей
опорной плиты аналогично, как и для баз центрально-сжатых колонн.
Требуемую площадь анкерных болтов определяют упрощенным спо-
собом исходя из предположения, что растягивающая сила Z, соответст-
вующая растянутой зоне эпюры напряжений (рис. XIV.19), полностью
воспринимается анкерными болтами. Уравнение равновесия относитель-
но центра тяжести сжатой зоны бетона имеет вид
М — Na— Zy = 0.
(XIV. 48)
Отсюда усилие, действующее в анкерных болтах (с одной стороны
башмака),
Z = (M — Na)!g, (XIV.49)
и требуемая площадь сечения одного анкерного болта
ра z M~Na
nyR*
(XIV. 56)
-де /?® — расчетное сопротивление анкерных болтов растяжению, принимаемое для
М
I
N
Р I
Mimmiiiii
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). Прн этом
принимается равномерное распределение напряжений в сжатой зоне
бетона под плитой и условие равновесия действующих сил имеет вид
V + Z —0 = 0, (XIV.51)
где О = alBRe — отпор сжатой зоны бетона (Ре — расчетное сопротивление бетона при
изгибе; al — длина сжатой зоны под плитой; В — ширина плиты).
Коэффициент а можно определить, использовав условие
SA1=O относительно оси анкеров и учитывая, что MIN=e-.
' К (e+b) — — = N (е + b) — alBR& [l — -у) = 0.
Обозначив Al6=W(e4-b), найдем
равновесия
(XIV. 52)
(XIV.53)
(XIV.54)
, , 24ft
а=1~У
Необходимая площадь сечения анкерного болта
= Z = D—N alBR^—N
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 колон-
ны, которое можно определить по формуле (XIV.27). Расчетные усилия
N и М надо брать со своими знаками, принимая те комбинации нагру-
зок, которые дают наибольшую растягивающую силу в каждой ветвн.
§ 4. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ
ВЕРТИКАЛЬНЫХ СВЯЗЕЙ МЕЖДУ КОЛОННАМИ
Вертикальные связи между колоннами служат для обеспечения Продольной жест-
кости каркаса; они воспринимают нагрузки от ветра на торец здания н силы продоль-
ного торможения кранов (рнс. XIV.21).
Верхние вертикальные связи, расположенные выше подкрановых балок, восприни-
мают только усилия от ветровой нагрузки. Расчетную силу находят как реакцию
горизонтальной связевой фермы, на которую опираются верхние концы стоек торцового
фахверка; силу №2 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 Гп₽ (рис. XIV.21,a).
Очень часто По торцу здания на уровне тормозных балок устраивают переходные пло-
щадки, служащие одновременно промежуточной горизонтальной опорой для стоек тор-
цового фахверка. В этом случае нагрузка от ветра с этой площади передается на под-
крановые балки в уровне тормозных площадок. Для упрощения расчетов силы IV i и IVa
обычно определяют в предположении балочной (разрезной) системы торцового фах-
верка.
Сила продольного торможения крана
Ткр ~ nf Рцакв , (XIV. 55)
I.
где п — коэффициент перегрузки крановой нагрузки; f=0,l — коэффициент трения за-
торможенного колеса по рельсу; Рмакс — максимальное давление колеса крана; п0 —
число тормозных колес на одной стороне крана (обычно оно равно половине колес
одной стороны крана).
Расчетную силу продольного торможения Т для расчета нижних вертикальных свя-
зей принимают от двух кранов одного или смежных пролетов. В длинных зданиях про-
393
дольную силу распределяют поровну на все вертикальные, связевые фермы между ко-
лоннами в пределах температурного отсека.
Связи рассчитывают в предположении наличия шарниров во всех узлах, в том чис-
ле и в узле сопряжения колонн с фундаментом. При крестовой решетке связей усилия
часто определяют по условной, схеме, считая, что раскосы воспринимают только растя-
гивающие усилия. Рассчитывают обычно только полные связевые фермы между колон-
нами (рис. XIV.21,б), сечения верхних связей у торцов здания (или температурного
отсека) принимают Конструктивно такими же. Вертикальные связи внутренних темпе-
ратурных отсеков (в длинных зданиях) не воспринимают нагрузок от ветра, однако
сечения их принимают такими же, как и расчетные, по соображениям унификации кон-
Рис. XIV.21. Схемы вертикальных связей между колоннами
а — конструктивная; б — расчетная
Л
Рис. XIV.22. Конструкции узлов связей между колоннами
394
структивного решения и учитывая, что каждый температурный блок может быть сдан
в эксплуатацию отдельно.
Для обеспеченна нормальных условий эксплуатации здания с краиамн «особого»
режима работы нужно проверять продольную жесткость каркаса. Продольное смещение
колонн на уровне подкраиового рельса не должно превышать 1/4000 расстояния от
рельса до низа 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 сечения, а также по верхним частям
ступенчатых колонн при ширине сечения колонны до 600 мм обычно устанавливают по
осн колонны. Прн более широких сечениях колонн ставят парные связи по каждой
грани колонны.
Расчетную длину элементов связей в плоскости связевой формы принимают равной
расстоянию между крайними узлами и центральным узлом, из плоскости связевой фер-
мы — расстоянию между крайними узлами.
Пример конструктивного решения узлов связей между колоннами показан на
рнс. XIV.22. Элементы связей обычно устанавливают на болтах грубой или нормаль-
ной точности н после выверки колонн приваривают к фасонкам. Прн конструировании
узлов нужно стремиться к центрации осей элементов в узлах; однако если это не-
возможно, 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 сечения сплошной верхней и сквозной
нижней частей колонны однопролетного производственного здания (ригель имеет жест-
кое сопряжение с колонной). Расчетные усилия (берутся нз таблицы усилий, анало-
гичной табл. XII.8): для верхней части колонны N=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) прн этом
же сочетании нагрузок равен 420 кН-м. Расчетные усилия для нижней части колонны
/V]==3360 кН, Afi = 1960 кН-м (изгибающий момент вызывает сжатие в подкрановой
ветви), /Уг=3140 кН, Afs=2570 кН-м (изгибающий момент сжимает наружную ветвь),
наибольшая поперечная сила в колонне Q=312 кН.
Комбинация усилия для расчета анкерных болтов: #Мов=580 кН, Л4=1360 кН-м.
Соотношение жесткостей верхней и ннжней частей колонны /2/71 = 1/5. Материал ко-
лонны — 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):
й
Коэффициент Ц1 находим по прил. 11
деляемых по формулам (XIV.4) н (XIV.5):
zpt ~ 1г
в зависимости от параметров й] и п, опре-
1-9,2
5^2-°’297’-
___1г -» / J f 9. 2 -в / 5
С“ It V /Лб,2| 1*4,55“ ’ ’
где /=3360/740=4,55 по формуле (XIV.6); щ=2,45;
• Коэффициент приведения расчетной длины для верхней части колонны найдем по
формуле (XIV.7)
Ра = М/с = 4,45/1,54 = 2,92.
Таким образом:
Zpt = 2,92*6,2= 18,1 м= 1810 см,
1п — 2,45*9,2 = 22,54 м = 2254 см.
Pi
Расчетные длины из плоскости рамы (см. рис. XIV.23,a)
1д2 =460 см и lgt =920 см.
Подбор сечения верхней части колойны. Сечение верхней части колонны принято
395
в виде сварного двутавра высотой Л=100 см. Необходимую площадь сечения определя-
ем ориентировочно по формуле (XIV.24):
N / е \ 740/ , 152-2Х
Ftp = — 1,24-2,2— =— 1,25+2,2 — = 162,1 см?,
£\ \ П ] 41 \ 1WV /
где
е = М/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 толщи-
не — не более
6п/6п<30У 21//?
Рис. X1V.23. К примеру расчета колонны
а — конструктивная схема колонны; б, в —сече-
ния колонны
и ширина полок —не менее 1/20—1/30 длины колонны из плоскости рамы. Принимаем
стенку толщиной бот —8 мм и полки нз листов 380X14 мм (рнс. XIV.23, б):
F = 2 (38.1,4)+ 97,2-0,8 = 184,2 см?;
йст/бст = 97,2/0,8= 121,5; Z>n/6n = 38/1,4 = 27;
уу4в/460 = 1/12.
Находим геометрические характеристики принятого
сечения
•Лг, гх> гу> &х'-
, боХ
Jx~ 12
4.9Р /Л впУ °,8-97,2«
a{2~2J~ 12
4-2-38.1,4
'100 1,4\?
— — — =320 000 см4;
.22/
396
Мп
12
J у — 2
1,4-38»
= 2 —------=12 800 см4;
12
-- гх = У JX!F =.У$2й 000/184,2 = 41,7 см;
гу = УJy/F = У 12800/184,2 = 8,34 см;
wx = 2Jxjh = 2-320 000/100 = 6400 см». ।
Определяем гибкость стержня колонны в плоскости и нз
плоскости рамы:
Ь = lt>Jrx = 1810/41,7 = 43,4;
х Ра х
к = >г„ = 460/8,34 = 55,2.
9 Ул 9
Проверка устойчивости верхней части колонны в плос-
кости действия момента по формуле (XIV. 17). Предварительно определим
условную гибкость в плоскости рамы по формуле (XIV.18)
Х*=Л* У RIE =43,4 V 21/21 000 = 1,37
и приведенный эксцентрицитет по формуле (XIV.19)
ОТ1 = Т) (M/N) F6p/Wx = 1,57 (112 700/740) 184,2/6400 = 6,8,
где т) = 1,75—0,13Хх = 1,75—0,13-1,37=1,57 — коэффициент влияния формы сечения
по прил. 7а. _
Коэффициент <рвн=0,19 принимаем по прил. 76 в зависимости от Хх=1,37 и
mi = 6,8. Производим проверку устойчивости принятого сечения в плоскости действия
момента
о = V/(<pBH /гбр) = 740/(0,19-184,2) = 21 кН/см2 = R.
Проверка устойчивости верхней части колонны из плос-
кости действия момента по формуле (XIV.20). Предварительно нужно наити
коэффициент с для формулы (XIV.20):
с = р/( 1 + атх) = 1/(1 + 0,77-2,92) = 0,31.
Здесь Р и а принимаются по прил. 8 с учетом того, что Ли=55,2 <Л.С= 100, зна-
чение которого для стали класса С 38/23 дано в прил. 9.
0=1; а = 0,7 + 0,05(тх—1) = 0,7 + 0,05(2,37 — 1) = 0,77;
Кгбр 6Ю 184,2 _
тх =------— — — -------= 2,37.
х NWX 740 6400
Здесь Мх = 2/3 (1127 + 420)—420 = 610 кН-м— расчетный момент (наибольший
момент в пределах средней трети верхней части колонны).
Проверяем устойчивость стержня колонны из плоскости действия момента
М 740
о =----— = ——------" " " =15,5 кН/см? <R — 21 кН/см2,
сф/бр 0,31-0,843-184,2
Здесь фи^0,843—коэффициент продольного изгиба при центральном сжатии в зави-
симости от Хи=55,2 по прил. 7.
Проверка местной устойчивости. Местная устойчивость полок ко-
лонны 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 == MF + (МЦХ) уа = 740/184,2 + 112 700/320000 (97,2/2) =
J=4,02+ 17,12 = 21,14 кН/см?.
Фактическое сжимающее) напряжение в сечении несколько превосходит расчетное
сопротивление стали R=21kH/cm2, однако это не значит, что прочность колонны не
397
обеспечена. Прочность внецентренйо сжатых элементов, не подвергающихся непосред-
ственному воздействию динамических нагрузок, проверяют по формуле учитывающей
развитие пластических деформаций в сечении (XIV. 16):
JV_\3/2 _i_ М _ ( 740 \3/2 П2700
JFJr) Z?\ 184,2-21/ + 1,12.6400-21
Здесь =1,12 шх,нт— пластический момент сопротивления:
о' = NjF — (M/Jx) ур = 740/184,2 — 112 700/320000 (97,2/2) =
= 4,02—17,12 = —13,1 кН/см2;
21,14 —(— 13,1)
а = (о-о')/а = —-t- V а > = 1,62;
21,14
т = Q/(h„ 6СТ) = 197/(97,2.0,8) = 2,53 кН/см2.
Значение а больше, чем 1, поэтому местную устойчивость стенки проверяют по
формуле (X1V.25)
^-<1001/ ' 2*8 _=-^ioo]/r----------------------------2— — ..........—-
Ост V <т(2— а+ V а2+4₽2) " 21,14 (2 — 1,62 -f- У 1,622 + 4-0,36а)
= 138 > 77 = 121,5,
0,8 ’
где
₽ = 0,07т — = 0,7-2,53-^- = 0,36;
а 21,14
&з=43 — коэффициент, принимаемый по табл. XIV.3. Местная устойчивость стенкн
обеспечена.
Подбор сечения нижней частя колонны. Сечение нижней части колонны сквозное,
состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Продольные усилия в ветвях раз-
личны в зависимости от знака момента в комбинациях расчетных усилий, приведенных
в исходных данных примера.
Подкрановую ветвь колонны принимаем из сварного двутавра, а наружную — нз
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 вет-
вях колонны по формуле (XIV.26):
в подкрановой ветви
Мв, = (Р2МО) + MJhp = 3360 (0,75/1,5) + 1960/1,5 = 2990 кН;
в наружной ветви
ЛГВ, = N* (yjhj + M2/hQ = 3140 (0,75/1,5) + 2570/1,5 = 3280 кН,
где предварительно принято: h^h; ^i«O,5fto и #2~О,5Ло-
Н а х о.д и м ориентировочно требуемую площадь сечения
ветвей по формуле (XIV.32):
подкрановой ветви
Ftp.B1 = ЛГВ1/(0,7 — °.9) # = 2990/0,9.21 = 159 см?;
наружной ветви
^тр.в, = ^,/(0.7 -0,9)/? = 3280/0,9-21 = 174 см?.
Наэв-aчаемсечения ветвей колонны. Для подкрановой ветви — свар-
ной двутавр высотой 70 см, толщиной стенки 12 мм и полок сечением 300X16 мм
(FB, =2-30-1,6+66.8-1,2=176,2 см2). Наружную ветвь принимаем из двух уголков
200X14, соединенных листом 650X10 (F^ =2-54.6+65=174,2 см2) (см. рнс. XIV.23, в).
Точные геометрические характеристики ветвей колонны
(обозначения осей принимаем по рис. XIV.23, в):
для подкрановой ветви:
. 1.2-66,8®
FBj = 176,2 см?; = JC!p + 2Fn а? = + 2.1,6-30-34,2? = 142 000 см2;
398
s== j+142 000/176,2 = 28,3 cM;
1,6.30s
Jt = 2 —....= 7200 cm4;
q= VJ^IF^ = у 7200/176,2 = 6,37 см;
для наружной ветви:
FB2 = 174,2 см?; Jy= J„ + 2[jf +F^ 1-653/12 + 2 [2097 + 54,6(70/2 — 5,46)2] =
= 122 400 см4;
/ = •j/ /p/fBj = У 122 400/174,2 = 26,5 см.
Расстояние от центра тяжести ветви до края наружного листа:
2F[Zi 65« 1>0,5-г2»54,6«6,46
л2 = —=---------------—------------= 4,24см;
h = Fn ал + 2 + Ру, 4,.) = 65.1 (4,24 -0,5)? +
+ 2 [2097 + 54,5 (5,46 + 1 — 4,23)?J = 5640 см4;
r2 = РА = V 5640/174,2 = 5,69 см.
Уточняем положение центра тяжести всего сечеиня ниж-
ней части колонны и но формуле (XIV.26) находим точные расчет-
ные усилия в обеих ветвях:
h0 = h — z2 = 150 — 4,24 = 145,76 см;
1/1 =
SF
174,2*145,8
~ 176,2+174,2
= 72,7 см;
у2 = Лв — Ш~ 145,76 — 72,7 = 73,06 см;
А = (У2М0УМ111г0 3360 (73,06/145,8) + 1960/1,458 = 3030 кН;
= Д/г(У1/йо) + /И2/Л0 = 3140 (72,7/145,8) +2570/1,458 = 3330 кН.
Проверяем устойчивость ветвей колониыпо формулам (XIV.28 н
XIV.29).
Подкрановая ветвь:
в плоскости рамы: 1В1 = 180 см; XBi — = 180/6,37 = 28,3; фх = 0,948;
<т= NBi / (ф^в,) = 3030/(0,948-176,2) = 18,2 кН/см? < R = 21 кН/см2;
нз плоскости рамы: lffi = 920 см; Хр = lgJTe — 920/28,3 = 32,5; фр = 0,933;
о = —= п^3,0• == 18,5 кН/см? < R = 21 кН/см?,
ф г„ 0,9оО«176,2
Наружная ветвь:
в плоскости колонны: /в> = 180 см; в 180/5,69 = 31,8;
\ фг = 0,935;
\ о = ^/(ф2 FBi) = 3330/(0,935.174,2) = 20,40 кН/см2 < R = 21 кН/см2;
из плоскости колонны: /„ =920 см; 5^=/» /г2=920/26,5 ==34,7; фв=0,925; <т=
=А FB;t =3330/0,925’174,2=20,7 кН/см2<21 кН/см2.
Проверка устойчивости колонны как единого стержня составного сечеиня. Для
этой проверки необходимо найти приведенную гибкость стержня, зависящую от сечения
раскосов, поэтому предварительно подберем сечение элементов решетки колонны.
399
Раскосы решетки рассчитывают на большую из поперечных сил- фактиче-
скую 0=312 кН (см. исходные данные примера) или условную Q7ca— 0,2/вп =
=0,2(FBi +FBf) =0,2(176,2+174,2) =69,9 кН (табл. VIII.2)
Продольное усилие в раскосе
ЛГр = 0макс/(2 sin а) = 312/2-0,857 = 182 кН,
Здесь а — угол наклона раскосов, равный 59°.
Требуемая площадь раскоса
F _ Np Np _ 182 _ 14 4 з
ч> myR 0,75(0,7 — 0,9)/? 0,75-0,8-21 ’ СМ“
Здесь т — коэффициент условий работы! сжатых одиночных уголков, прикрепляе-
мых одной полкой, равный 0,75. Принимаем раскосы из уголков 110X8/'=17,2 см2,
Гмии = 2,18 см.
Расчетная длина раскоса
/р = h0/sin а = 145,8/0,857 = 171 см;
его гибкость:
1 = /рММИн = 171/2,18 = 78; <р= 0,726.
Провернем напряжение в раскосе
No 182
а =----£- = -- - == 19,5 кН/см2 < R = 21 кН.
т<р/р 0,75-0,726-17,2
Определяем геометрические характеристики всего сече-
ния колонны (см. рис. XIV.23,в) и приведенную гибкость стержня:
F = Л, + Л, = 176,2 + 174,2 = 350,4 см?;
Jx = л + FBi И + /2 + FB1 у* = 7200 + 176,2- 72,72 + 5640 +
+ 174,2-73,06? = 1866000 см4;
rx = V JX)F = 866 000/350,4 = 73 см.
Гибкость стержня колонны относительно свободной оси х—х
\ = lpJrx = 2254/73 == 30-9.
Приведенная гибкость по формуле (VIII. 15)
Хп₽ = + k^F6plFp) = /ЗО,9? +27(350,4/2.17,2) = 35.
Условная приведенная гибкость
Хпр = 1пр Уя/Д = 35У21/21 000 = 1,11.
Проверяем устойчивость колонны в плоскости действия
момента по формуле (XIV. 17).
Предварительно нужно найти относительные эксцентрицитеты по формуле (XIV.30)
и коэффициент <рвн по прил. 7в. Для комбинации усилий, догружающих подкрановую
ветвь:
mx=(MliNt).(F6pyi!Jx) = (196 000/3360). (350,4-72,7/1866000) = 0,795;
<рвн = 0,518;
о = #1/(<рвя Дбр) == 3360/(0,518-350,4) = !8,6 кН/см? </?=21 кН/см2.
Для комбинации усилий, догружающих нагруженную ветвь:
тх = (/M3/Ara)(F6p y2/Jx) = (257000/3140)(350,4-73,06/1866000) = 1,12!
<рвя = 0,451;
О = Л/2/(<рвн/?бр) = 3140/(0,451-350,4)= 19,9кН/см? </?=21 кН/см3.
400
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия мо-
мента проверять не нужно, так как она обеспечивается проверкой устойчивости отдель-
ных ветвей.
Расчет и конструирование узлов колонны.
Соединение верхней части колонны с нижней (см. рис. XIV.24, а). Назначаем вы-
соту траверсы 0,8Ла=0,8-150=120 см. Усилие в полке верхней части колонны по фор-
муле (XIV.36)
Nn = NI2 + М/Ь = 740/2 + 1127/1 = 1497 кН.
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 верх-
ней части колонны 200X14 мм (из условия равнопрочиости их площадь должна быть
больше или равна площади полки колонны).
Толщина швов, соединяющих эти ребра с траверсой,
N„ 1497
Лш — —__ 7737 Тё — 0,34 см;
4»0,7/шй“ 4.0,7.120.15
конструктивно принимаем их равными 8 мм.
Усилие на уступ колонны V'=3360—740 = 2620 кН. Толщину опорного листа при-
нимаем 5=20 мм. Толщину стенки траверсы и вертикального ребра колонны опреде-
лим из условия их смятия давлением подкрановых балок
бгр = ЛГ/г/?см.т = 2620/(42 + 2 + 2) 32 = 1,78 см,
где z — рабочая длина листа траверсы, воспринимающая давление.
Толщину листа траверсы и вертикального ребра колонны принимаем 6тр=6Р =
= 18 мм.
Давление с опорной плиты на траверсу и ребро передается через фрезерованные
торцы траверсы и 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 1—I рис. XIV.24, а. Найдем геометри-
ческие характеристики траверсы и проверим ее прочность по формулам (XIV.39).
Положение центра тяжести сечения траверсы:
2.18.1,4.105,7 + 120.1,8.61,4 + 66*1,4.0,7
- 2.18-1,4+ 120-1,8 + 66.1,4
= 51,5 см}
1 8-120®
Jx =—-—i=i-+ 1,8.120-9,9® + 2.18.1,4.54,22+66-1,4.50,82 = 663 000 см*;
W мин = Jx/yB = 663 000/69,9 = 9500 см».
Расчетные усилия в траверсе как у балки, опирающейся на ветви, от нагрузки,
с верхней части колонны будут (см. рис. XIV.11,6):
401
26—438
давление траверсы на подкрановую ветвь
Qi = (N/bB) (&в/2) + М/Ьв = (740/1,5) 0,5 + 1127/1,5 = 998 кН;
изгибающий момент у грани верхней части колонны
/Итр = Qxa = 998-0,5 = 449 кН-м;
расчетная поперечная сила траверсы с учетом части давления от подкрановой бал-
ки на траверсу х
QTp = Qi + М'/2 = 998 + 2620/2 = 2308 кН;
напряжения в траверсе от изгиба и среза:
о = Л/тр/№мин = 49900/9500 = 5,25 кН/см2 < R = 21 кН/см2;
= Qtp/(^tp 6Тр) = 2308/(120-1,8) = 10,7 кН/см2 < /?ср = 13 кН/см2.
Крепление вертикального листа траверсы к подкрановой ветви проверяем на силу
Qtp=2308 кН.
Требуемую толщину швов определим по формуле
йш = Стр/ (2₽/ш/?“) = 2308/(2-0,7-120-15) = 0,92 см.
Принимаем эти швы толщиной йш=Ю мм.
Вертикальное ребро подкрановой ветви колонны воспринимает сдвигающую силу,
равную половине опорного давления подкрановых 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 ветви колонны
конструктивно принимаем такими же, как для вертикального листа траверсы.
База колонны (см. рис. XIV.24, б). Рассчитываем базу подкрановой ветви колонны.
Расчетное продольное усилие в ветви NBi =3030 кН. Требуемая площадь
опорной плиты по формуле (VIII.38)
Г™ = IR6^ =13030/0,78 = 3890 см2.
Здесь ^пр~ 1,2-0,65=0,78 кН/см2 — расчетное сопротивление бетона марки
150 при местном смятии.
Назначаем размеры плиты 800X500 мм; фактическое напряжение под опорной пли-
той
О(, = A/Bi //'пл = 3030/(80-50) = 0,76 кН/см2.
Изгибающий момент в консольном участке плиты по формуле (VIII.42)
Л4 = обс?/2=(0,76.8,62)/2=28,2 кН-см.
Момент на участке плиты, опертом по четырем сторонам (VIII.39)
М = а<ТбЬ2.
Однако, поскольку соотношение 66,8/14,4=4,63 >2, то момент находим как в однопро-
летной балке пролетом Ь:
Л1= (ff653)/8 = (0,76-14,4?)/8= 19,7 кН-см.
Требуемую толщину плиты определяем по наибольшему моменту по
формуле (VIII.43)
«пл = V (6M)/R=: )Лб-28, 2)/21 = 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
^ = 0(5^ = 0,76(8,6+1,4+14.4/2)= 13,1 кН/см.
Момент в середине пролета
/И,= (13,1-702)/8—• (13.1-52) 2= 8840 кН-см.
> Поперечная сила
Q«= (13,1.70)/2 = 458 кН.
Ю2
Геометрические характеристики траверсы:
7^=50-1,4 = 70 см2; №„ = (1.4-508) 6 = 584 см3.
Прочность траверсы:
с = Л7т/ТГт = 8840/584 = 15,15 кН/см2;
т = = 458/70 = 6,5 кН/см2;
приведенные напряжения
Опр = Ко2 + Зт? = У15,15? + 3-6,5? = 18,95кН/см2 < 1,15/? = 24,2 кН/см2.
Швы, прикрепляющие траверсу к полкам колонны, рассчитываем на сдвигающее
усилие
Q' = (13,1-80)/2 = 524 кН.
Требуемая толщина швов
Лш = = 524/(0,7-50-15) =1 см.
Давление колонны на опорную плиту передается через фрезерованный торец ко-
лонны.
Анкерные болты рассчитывают на специальную комбинацию усилий (см.
исходные даииые примера) А=580 кН и Л1= 1360 кН-м.
2 = 7^ =—ЛГ(у2/Л0)+ Af/h0 =—580 (73,06/145,8) + 1360/1,458 = 642 кН.
Требуемая площадь нетто болтов = г//?а = 642/14 = 45,8 см2.
Принимаем четыре болта диаметром 48 мм с площадью нетто 4X13,75=55 см2.
/?а.= 14 кН/см2 — расчетное сопротивление анкерных болтов из стали класса с 38/23
растяжению.
Плитку под анкерные болты рассчитываем как балку, свободно лежа-
щую на траверсах и нагруженную сосредоточенными силами от анкерных болтов.
Усилие одного анкерного болта Л7=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 диамет-
ром 54 мм. Момент сопротивления нетто анкерной плитки
Ь62 (20-5,4)4?
U7 = — =---------------= 38,9 см3.
6 6
Напряжения изгиба по ослабленному сечению плитки
в = M/W = 813/38,9 = 20,4 кН/см? < R = 21 кН/см?.
Аналогично конструируют и рассчитывают элементы базы наружной ветви колонны.
При этом необходимо обратить внимание на то, что центр тяжести ветви колонны, се-
редина опорной плиты и равнодействующая анкерных болтов должны лежать иа одной
оси.
Глава XV
ПОДКРАНОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
1. Характеристика подкрановых конструкций
Комплекс подкрановых конструкций (рис. XV. 1,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 — подкрано-
вые балки; они могут быть различными по своей конструктивной форме.
26*
403
Наиболее часто применяются сплошные подкрановые балки как разрез-
ные (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 боль-
ших шагах колонн целесообразны решетчатые подкрановые балки (рис.
XV.l,a), применение которых позволяет экономить сталь. При больших
пролетах балок и кранах большой грузоподъемности часто применяют
комбинированные системы, объединяющие в себе подкрановую балку и
подстропильную ферму — подкраново-подстропильные фермы (рис. XV.
1,6). Применяют и другие виды специальных подкрановых балок, на-
пример с ездой по нижнему поясу, для консольных катучих кранов, под-
весных кранов и т. п.
Работа подкрановых конструкций происходит в очень тяжелых усло-
виях: вертикальное давление катков мостовых кранов Р достигает весь-
ма больших значений (до 600—800 кН) и прикладывается в виде дви-
жущейся сосредоточенной силы, что требует обеспечения повышенной
надежности всей верхней части балки. При торможении тележки, а так-
Рис. XV.1. Подкрановые конструкции
а—элементы; б—д — конструктивные схемы подкрановых балок; / — подкрановая балка; 2 — тор-
мозная балка; 3 — крановый рельс
же из-за перекосов моста крана при движении, непараллельности крано-
вых путей и других причин возникают существенные горизонтальные по-
перечные воздействия Т, для восприятия которых устраивают специаль-
ную горизонтальную тормозную балку. Приложение вертикальных и
горизонтальных сил от кранов носит динамический характер и часто со-
провождается рывками и ударами. Все это требует особого внимания к
404
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 круглосуточ-
ном их использовании и систематическом перемещении грузов, близких
к предельной грузоподъемности кранов. Нормами проектирования та-
кие краны отнесены к кранам «особого» режима работы. При расчете
и конструировании подкрановых конструкций для кранов «особого» ре-
жима 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-
Рнс. XV.2. Схемы нагрузок от мостовых
кранов
а, б — четырехколесный н восьмиколесиый кран;
в — два сближенных четырехколесных крана
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 имеющих-
ся в пролете (рис. XV.2,в), с тележками, тормозящими близко от од-
ной из колонн, т. е. в положении, при котором на подкрановую конст-
рукцию действуют одновременно наибольшие вертикальные и горизон-
тальные силы.
Расчетные значения вертикальных и горизонтальных сил определя-
ют по формулам:
Р ~ knnc Риакс', • (XV. 1)
T = nncTK, (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 кранов среднего и легкого режимов работы; ’ п =1,2 — коэффициент
перегрузки; Пе — коэффициент сочетания, учитывающий вероятность появления одно-
временно наибольших нагрузок на кранах. При расчете подкрановых конструкций на
два сближенных крана коэффициент сочетания принимается: пе=0,95 — при кранах
тяжелого и весьма тяжелого режимов работы; по=0,85 — при кранах легкого и сред-
него режимов работы; при учете нагрузки только от одного крана п0 = 1; Тмаке —
наибольшее давление на каток (берется по стандартам илн каталогам на краны, см.
с. 297); Тк — определяют по формуле (ХП.9). . . -
При расчете подкрановых конструкций в зданиях с тяжелым режи-
мом работы расчетное значение вертикальных сил Р определяют также
405
по формуле (XV.1), а расчетное значение горизонтальных сил 7\— по
формуле
Ti = 0,lnnoPUSRC. (XV. 3)
Расчетная вертикальная нагрузка при расчете подкрановых конст-
рукций на выносливость определяется умножением нормативной нагруз-
ки 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 напря-
жений к максимальным) допускается принимать для сечений с постоян-
ным знаком усилий p=-t~O,l; со знакопеременным р=?—0,3.
Тормозные балки служат одновременно площадками для обслужива-
ния и ремонта крановых путей. Временную нагрузку на эти площадки
принимают по техническим заданиям, а если таких данных нет, прини-
мают равномерно распределенной интенсивностью 1,5 кН/м2 с коэффи-
циентом перегрузки п= 1,4.
Собственную массу подкрановых конструкций принимают по ориен-
тировочным справочным данным (см., например, табл. XII.2) или по ра-
нее выполненным аналогичным проектам; коэффициент перегрузки при-
нимают п—1,1.
§ 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 неболь-
ших пролетах, минимум концентраторов напряжений, улучшающих их
работу при усталостных явлениях), а также благодаря простоте их из-
готовления. Применение разрезных или неразреаных балок обусловле-
но главным образом податливостью опор. Неразрезные балки экономич-
нее разрезных (легче на 12—15%, хота несколько более трудоемки в
монтаже), однако при осадке опор в них возникают большие дополни-
тельные напряжения. Упругую осадку опоры можно оценить коэффици-
ентом
с = (Д£/)//», (XV.4)
где А — деформация от единичной силы, приложенной к опоре (с учетом осадки и по-
ворота фундамента); EJ — жесткость подкрановой балки; I — пролет балки. 1
При с>0,05 неразрезные балки применять не рекомендуется. Не
рекомендуется их применять также на просадочных грунтах (для кото-
рых характерны остаточные деформации).
Типы сечений подкрановых балок зависят от нагрузки, пролета, ре-
жима работы кранов. Для разрезных подкрановых балок пролетом 6 м
при кранах небольшой грузоподъемности (5—10 т) применяют прокат-
ные двутавры с верхним поясом, усиленным для восприятия горизон-
тальных сил листом или уголками (рис. XV. 3, а), либо сварные двутав-
ры несимметричного сечения (рис. XV. 3,6). Для разрезных и неразрез-
ных балок больших пролетов и больших грузоподъемностей кранов при-
меняют сварные двутавровые подкрановые балки с горизонтальной
тормозной балкой, которая одновременно служит площадкой для обслу-
живания подкрановых путей (рис. XV. 3,в). Часто сварные балки про-
ектируют 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 поя-
сом, усиленным вертикальными или наклонными продольными элемен-
тами (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 монта-
жа (СНиП Ш-В.5-62*) смещение
рельса с оси стенки балки может
достигать 15 мм; по результатам
натурных наблюдений в действую-
щих цехах смещение иногда дости-
гает 30—40 мм.
Клепаные балки тяжелее свар-
ных и более трудоемки в изготовле-
нии. Однако вследствие более мощ-
ного верхнего пояса, состоящего из
уголков и горизонтальных листов,
отсутствия сварочных напряжений,
более податливого соединения поя-
сов 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 бал-
ки 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 — поддерживаю-
щий швеллер (при пролете балки 6 м, рис. XV.3,e) или пояс вспомо-
гательной фермы (при пролетах 12 м и более, рис. XV.3,г). Возможно
также промежуточное крепление пояса тормозной балки в пролете меж-
ду колоннами к стойке стенового каркаса; крепление это осуществляет-
ся 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 необхо-
димо) приваривать к верхнему поясу подкрановых балок сплошным
швом с применением электродов Э42А с обязательной подваркой с ниж-
ней стороны. Q нижней стороны листа через каждые 1—1,5 м устанав-
ливают 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 проектиро-
вать тормозные фермы (рис. XV.4).
Решетку тормозных ферм принимают треугольной с дополнительны-
407
Рис. XV.3. Сечения сплошных под-
крановых балок
а — из прокатных профилей; б, в — свар-
ные двутавровые: г — двутавровые с верх-
ним поясом, усиленным листами; д — двух-
стенчатые; е —клепаное двутавровое
с ламелями
ми стойками. Крайние раскосы тормозной фермы должны примыкать в
опорных узлах к подкрановой балке, так как это упрощает сопряжение
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 коле-
баний нижних поясов подкрановых балок, их свободная длина не долж-

Рис. XV.5. Связевая ферма по ниж-
ним поясам подкрановых балок
◄ Рис. XV.4. Схемы тормозных ферм
а— по крайним рядам колонн;
о — по средним
на превышать 12 м. Для этого между нижними поясами балок проле-
том 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 Х=200 (рис.
XV. 5).
Как уже отмечалось, в зданиях с кранами «особого» режима работы
вдоль подкрановых путей необходимо устраивать площадки для обслу-
живания. Наименьшая ширина площадки 500 мм. В горячих цехах ме-
таллургических заводов площадки должны быть стальными. Если под-
крановые конструкции имеют тормозные балки, то они одновременно
служат ходовыми площадками; при наличии тормозных ферм устраива-
ют специальные площадки из рифленой стали или при отсутствии в зда-
нии высоких температур — из деревянного настила.
2. Расчет подкрановых балок
Расчет подкрановых балок во многом аналогичен расчету обычных
балок. Одиако подвижная нагрузка, вызывающая большие местные на-
пряжения под катками крана, воздействие не только вертикальных, но
и горизонтальных боковых сил, динамичность нагрузки и многократ-
ность ее приложения приводят к ряду особенностей расчета подкрано-
вых 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 поло-
жение ее, при котором расчетные усилия в балке будут наибольшими.
-у 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-
ны от середины пролета балки (рис. XV.6, а); при этом наибольший из-
гибающий момент Л4Макс будет находиться под силой, ближайшей к се-
редине пролета балки (правило Винклера).
Наибольшая поперечная сила <5макс "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 опо-
ре (рис. XV.6,б).
В неразрезных подкрановых балках наибольшие усилия определяют
загружением линий влияния, построенных для опорных и промежуточ-
ных сечений (обычно применяют имеющиеся в справочной литературе1
таблицы ординат линий влияния с разбивкой балки на 8—10 равных ча-
стей). Необходимо иметь в виду, что наибольший момент над опорой
возникает в неразрезной балке не при сближенных кранах.
Рис. XV.6. К определению расчетных усилий в разрезных подкрановых балках
а — наибольший изгибающий 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 опреде-
лить и соответствующую поперечную силу, а при наибольшей попереч-
ной силе — соответствующий этому положению нагрузки изгибающий
момент.
Влияние собственной массы подкрановых конструкций и возможной
временной нагрузки на тормозной балке обычно учитывают умножени-
ем величин Л4макс и QMaKc от крановой нагрузки на коэффициент щ, зна-
чения которого приведены в табл. XV. 1.
ТАБЛИЦА XV.1
Пролет балок, м 6 12 18
Of 1,03 1,05 1,08
Таким образом, расчетные вертикальные изгибающий момент и по-
перечную силу определяют по формулам
Л1 = «1 Мыакс И Q == а^иако.
(XV.5 )
Расчетные изгибающий момент Мг и поперечную силу QT от горизон-
тального воздействия нагрузки находят при тех же положениях нагруз-
ки, что Л1Макс и фмакс, поэтому их можно определить (при кранах оди-
наковой грузоподъемности) из соотношения горизонтальных Т и верти-
кальных Р сил от одного колеса крана:
Л4» — (Тк/Рмакс) Миако
и Qi — (TuJPмакс) 0мак<5-
(XV.6)
1 Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и
сооружений. Расчетно-теоретический. М„ Стройиздат, 1972.
409
Компоновка сечения подкрановых балок выполняется в том же по-
рядке как н обычных балок. Сначала определяют минимальную высоту
балки из условий жесткости по формуле (VII.20^ ,*~прй ^ТОЙ "значение
предельного относительного прогиба принимают is соответствии с норма-
ми проектирования (СНиП).
Далее по формуле (VII.18) вычисляют оптимальную высоту балки.
При этом, если проектируется балка симметричного сечения, то требуе-
мый момент сопротивления балки определяют исходя из расчетного со-
противления стали, уменьшенного на 1,5—2 кН/см2. Это делается пото-
му, что в верхнем поясе возникают дополнительные напряжения от
горизонтальных боковых снл, которые потом суммируют с напряжени-
ем от вертикальной нагрузки.
В зданиях с кранами «особого» режима работы расчетное сопротив-
ление для балок уменьшают умножением на коэффициент условий рабо-
ты №0,9, что также необходимо учитывать при определении требуемо-
го момента сопротивления.
Установив высоту балки, проверяют прочность принятой стенки из
условия ее работы на срез по формуле (VII.21) или (VII.22), определя-
ют необходимую площадь поясов н компонуют сеченне 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 вертикаль-
ной и горизонтальной плоскости условно определяют в предположении,
что в вертикальной плоскости момент воспринимается только сечением
подкрановой балки (без учета тормозной конструкции), а горизонталь-
ный момент — только тормозной балкой, в состав сечения которой
включают верхний пояс подкрановой балки, тормозной лист н окайм-
ляющий его элемент (или верхний пояс смежной подкрановой балки).
Фактически такая конструкция работает как единый тонкостенный
стержень на косой изгиб с кручением, однако вследствие того, что
линия действия нагрузки проходит близко от центра изгиба, прибли-
женный способ определения нормальных напряжений дает приемлемые
результаты и сильно упрощает расчет.
Учитывая изложенное, наибольшие нормальные напряжения в во-
локнах верхнего и нижнего поясов разрезных балок определяют по
обычным формулам:
для верхнего пояса
(XV.7)
для иижнего пояса
• (XV.8)
где М—расчетный изгибающий момент от вертикальной нагрузки; Мт—расчетный изгиба-
ющий момент от горизонтальных поперечных сил; IPs Нт—момент сопротивления нетто для
верхних волокон подкрановой балки (в сварных подкрановых балках ослабление отвер-
стиями для болтов, крепящих рельсы, можно не учитывать); — момент сопротив-
ления нетто для нижних волокон подкрановой балки; — момент сопротивления
тормозной балки относительно вертикальной оси у—у; в расчетное сечение тормозной
балки включается верхний пояс подкрановой балки, горизонтальный лист и окаймляю-
щий поис (или пояс смежной подкрановой балки), а в случае отсутствия тормозной
балки — только один верхний пояс подкрановой балки; т —г коэффициент условий
работы (0,9 — 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 прове-
ряют по формуле
ов = M/WB.Of + ДУ (<рЛв,п) + < mR. (XV.9)
410
Здесь N-r~Mr(ht — расчетное продольное усилие в верхнем поясе балки от горизон-
тальны^ поперечных сид (Л1Т заменяется парой снл с плечом, равным высоте тормоз-
ной фермы йт); Fb п — площадь верхнего пояса балки брутто; <р — коэффициент про-
дольного изгиба верхнего пояса из плоскости балки прн расчетной длине, равной рас-
стоянию между узлами тормозной фермы; Л1м=0,9 (Td/4) — местный изгибающий мо-
мент в верхнем поясе балки в горизонтальной плоскости от бокового давления катка
крана Т (d — расстояние между узлами тормозной фермы; 0,9 — коэффициент,'учи-
тывающий неразрезность пояса в узлах); п — момент сопротивления верхнего поя-
са балкн брутто относительно вертикальной осн.
Иногда (если в балке много отверстий) решающей будет проверка
прочности, которую выполняют по формуле (XV.9), но при <р=1 а
геометрических характеристиках нетто.
Напряжения в нижнем поясе для балок с тормозной фермой опре-
деляют 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 пг—0,9 для
балок в зданиях с кранами «особого» ре- ь/
жима работы.
а)
/бм

Рис. XV 7 Местное давление на стенку
подкрановых балок под колесом крана
а — в сварной балке; б — в клепаной балке
Рнс. XV.8. Схемы
действия вертикаль-
ной и горизонтальной
сил на подкрановую
балку
В опорных сечениях неразрезных подкрановых балок следует прове-
рять 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 возни-
кают местные
Максимальное
вертикальные напряжения (пунктир на рис. XV.7,а),
местное напряжение в стенке проверяют по формуле
бм = №!(&) <«/?. (XV.10)
— значение расчетной сосредоточенной нагрузки (без учета коэф-
Здесь />1=пРмакс — значение расчетной сосредоточенной нагрузки (без учета коэф-
фициента динамичности, но с учетом коэффициента перегрузки); П| — коэффициент,
учитывающий неравномерность давления колес и повышенную динамику под стыками
рельсов; принимается: 1,5 — для подкрановых балок в зданиях и сооружениях с кра-
нами «особого» режима работы при кранах с жестким подвесом; 1,3 — то же, при кра-
нах с гибким подвесом; 1,1—для прочих подкрановых балок, бот — толщина стенки
балки; z—условная длина распределения местного давления (рис. XV.7, а, б), опреде-
ляемая по формуле
I з,-----
cVjal^, (XV. 11)
где с — коэффициент, принимаемый для сварных н прокатных балок равным 3,25; для
клепаных — 3,75; /п — сумма моментов инерции верхнего пояса балкн и кранового
рельса относительно собственных осей в случае приварки рельса швами, обеспечиваю-
щими совместную работу рельса и пояса; /и — общий момент инерпии рельса и пояса.
В подкрановых балках зданий с кранами «особого» режима работы
рекомендуется местные напряжения в стенке проверять с учетом воз-
можного эксцентрицитета рельса относительно стенки балки и, кроме
того, проверять приведенные напряжения.
411
Эксцентричное расположение- рельсана балке, а также воздействие
силы поперечного торможения, приложенной к головке рельса
(рис. XV.8), приводят к возникновению сосредоточенного крутящего
момента, приложенного к верхнему поясу балки и вызывающего допол-
нительные напряжения местного изгиба в стенке.
Значение этого момента
Л4кр = ntPie + Пр, (XV. 12)
где е=20 мм — наибольший эксцентрицитет рельса относительно стенки, допускаемый
при эксплуатации подкрановых балок правилами* Госгортехнадзора; Т — расчетная го-
ризонтальная сила одного колеса крана, определяемая по формуле (XV.2) или (XV.3);
йр — высота кранового рельса.
Дополнительные напряжения от местного изгиба стенки могут быть
определены по формуле
ам.и =± (Мкрбет^/СО.Тб/крйст), (XV. 13)
где йст и бет — высота и толщина стенки балки; а — расстояние между ребрами жест-
кости балди; Id — сумма моментов инерции при кручении кранового рельса и верхнего
пояса.
Прочность стенки проверяют на суммарные напряжения от местно-
го смятия и изгиба
Ос — ом + Ом-и < mR. (XV. 14)
Приведенные напряжения в стенке балки проверяют по формуле
Опр= Коя + о*— ax0y + '3^xy^nmR, (XV. 15)
где о» — нормальные напряжения от общего изгиба балки на уровне верхних поясных
швов; at=oc — суммарные напряжения от местного смятия и изгиба в стенке; —
касательные напряжения на уровне верхних поясных швов; л =1,15.
На выносливость рассчитывают только подкрановые балки в зда-
ниях с кранами «особого» режима работы; эти балки непосредственно
воспринимают многократно действующие подвижные нагрузки; рассчи-
тывают их на уменьшенную' (см. с. 406) нагрузку без учета коэффи-
циента динамичности; расчетные сопротивления основного металла,
сварных и заклепочных соединений снижаются умножением на коэф-
фициент у (см. гл. III, § 3). Так как одновременно уменьшаются и на-
грузка, 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 (ATS Z?)/(10fy), (XV. 17)
где Ми — изгибающий момент в балке от нормативных нагрузок (без учета коэффици-
ентов перегрузки и динамичности).
В неразрезных балках
где Л1”, М“р, М®р— сдответственио 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
a-=M/(tf6W6p)^mR. (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 обеспечи-
вается по предельному соотношению свеса сжатого пояса к его толщи-
не. Для стали класса С 38/23
*св/5п<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 о, ом
и т по формуле
V ам/ам0)? + (т/т0)2< т, (XV. 21)
где а и т — краевые сжимающее и среднее касательное напряжение, определяемое по
формулам (см. гл. VII), так же как для обычных балок; <тм — местное напряжение в
стенке под катком крана, определяемое по формуле (XV.11) при П1 = 1,1; а0, Омо, т0 —
критические напряжения; их находят по формулам (VII.38), (VII.41) и (VII.33), так
же как и для обычных балок; и=0,9 — коэффициент условия работы для стенок под-
крановых балок.
Расчет соединений поясов подкрановых балок со стенкой. В отличие
от обычных балок, где поясные швы или заклепки воспринимают толь-
ко 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
+ + (XV.22)
т \ » бр / \ *• /
отсюда можно определить требуемую толщину угловых швов верхнего
пояса
Йш>—(-^У + f—у. (XV.23)
F \ J6p 1 \ 2 J
Обозначения даны к формулам (VII.50) и (XV.10).
Нижние поясные швы местного давления не воспринимают и рас-
считываются только на сдвигающие усилия (VII.50). В подкрановых
балках зданий с кранами «особого» режима работы швы, прикрепляю-
щие верхний пояс к стенке, следует выполнять с проваром на всю тол-
щину стенки. При ручной сварке и толщине стенки 10 мм и более не-
обходимо (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 сосре-
доточенного давления. Считается, что местное давление распределяется
равномерно по Заклепкам, расположенным на участке длиной z
(рис. XV.7,6).
413
Поэтому наибольший шаг заклепок t (при однорядном их располо-
жении) определяют по формуле
гдлзакл
l'v 1мин
(XV.24)
где [V] — наименьшее расчетное усилие, допустимое иа одну заклепку по срезу или
смятию; а=0,4 в случае, если стенка балки пристрогана заподлицо с обушками верх-
них 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 кра-
ны небольшой грузоподъемности (не более 20—30 т). Увеличение вы-
соты балки при больших пролетах, обусловленное требованием жест-
Рис. XV.9. Решетчатая подкрановая балка
а —схема; б —типы сечений верхнего пояса; в — 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 под-
крановых балок по сравнению со сплошностенчатыми является пони-
женная усталостная прочность при воздействии многократно повто-
ряющихся подвижных нагрузок; поэтому их не применяют в зданиях
с кранами «особого» режима работы.
Высота подкрановой фермы h принимается в пределах 1/6—1/8 про-
лета; при этом необходимо учитывать предельный железнодорожный
габарит при перевозке конструкций. Длина панели принимается в пре-
делах (0,8—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 мест-
ный изгиб, поэтому высоту верхнего пояса Лп ие следует брать менее
1/5—1/7 длины панели d.
Решетка подкрановых ферм применяется треугольная с дополни-
тельными стойками к верхнему поясу, а при недостаточной жесткости
414
нижнего вояса в плоскости фермы — и к нижнему поясу. Решетка, как
правило, центрируется на нижнюю кромку верхнего пояса, что упро-
щает конструкцию крепления решетки к поясу и несколько облегчает
его работу.
Верхний пояс подкрановой фермы, работающий на сжатие с изги-
бом, проектируют обычно двутаврового сечения сварным из листов или
прокатного двутавра с усилением верхней полки уголками или листом
(рис. XV.9,б).
Фасонки ферм принимают толщиной не менее 10 мм и к верхнему
поясу приваривают с проваром на всю толщину.
В элементах подкрановой фермы возникают знакопеременные уси-
лия, поэтому следует обращать большое внимание на уменьшение кон-
центраторов напряжений, особенно в узлах крепления решетки к поя-
су. Швы, крепящие фасонки к поясу, должны быть высококачественны-
ми, концы их защищены наждачным кругом для плавного перехода от
фасонки к поясу. Иногда фаеонкн
проектируют с выкружками, предопре-
деляющими плавность передачи сило-
вого потока.
По статической схеме решетчатая
подкрановая балка представляет со-
бой комбинированную систему —фер-
му с жестким верхним поясом. Точно
рассчитать такую систему можно ме-
тодом сил, приняв за неизвестные па-
раметры либо усилия в нижнем поясе
и стойках, либо моменты в промежу-
точных узлах верхнего пояса. При оп-
ределении моментов в верхнем пдясе
нужно учитывать эксцентричное креп-
ление к нему решетки.
В практических расчетах решетча-
тых подкрановых балок прибегают к существенным упрощениям. Чтобы
определить нормальные усилия в стержнях фермы, принимают услов-
ную расчетную схему, представляющую собой ферму с шарнирными
узлами. При этом линия центрации раскосов совмещается с осью верх-
него пояса (рис. XV.10,а). При помощи линий влияния для этой схемы
определяют продольные усилия во всех элементах фермы.
Максимальный местный изгибающий момент в верхнем поясе Мм
находят как сумму трех составляющих:
Мм = М' +М" + М"',
(XV. 25)
где М' — момент в неразрезной балке на жестких опорах; М" — момент, возникающий
вследствие прогиба фермы; М"' — 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 мо-
менты загруженного пролета можно найти по формулам:
«0,5 «4-0.2751*,);
Чр=0>5Ир+°’27Л1л),
(XV.26)
(XV.27)
где Л1° и Л^пр — моменты на левой и правой опоре загруженного пролета в предполо-
жении полного его защемления.
415
Влияние грузен в других пролетах можно учесть, используя фокус-
ные 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 7В
и всей фермы 1$:
Л1"=(Мб7в)/(0,67ф), (XV.28)
где Мв — момент в разрезной балке пролетом I (I — пролет подкрановой фермы) при
рассматриваемой расстановке грузов:
ф В*П в ' И»П И’
(Fb.h и Fh.u — площади сечения верхнего и нижнего поясов; гв и zH — расстояния от
центров тяжести сечений верхнего и нижнего поясов до нх общего центра тяжести).
Значения узловых моментов от внецентренного примыкания раско-
сов (рис. XV.10, в) находят по формулам:
в крайнем узле фермы
< = O0ej (XV.29)
в промежуточных узлах
K=(°n~°n-i)e’ <xv-30>
где О0, О„, On-i—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 учиты-
вать 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
MM = (Pd)/3, (XV.31)
где Р — расчетное давление колеса крана; d — длина 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. Необходи-
мо учитывать, что усилия от горизонтальных сил нужно находить при
том положении Нагрузки, 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
°=W(<PZn.6p)+"T/^,6P+^M/^,n.6p (XV.32)
при решетчатой тормозной ферме
а = (^ + ^)/(<рмнв^.бр) + Л4м/^,п.бр + ^Лп.бр <m/?, (XV.33)
где N — наибольшее осевое усилие в паиели верхнего пояса от вертикальной нагруз-
ки; Л4Т — изгибающий момент от горизонтальных сил; Л4М — местный изгибающий мо-
мент от вертикальной нагрузки; Л^г=Л4т/Лт — соответствующее осевое усилие в панели
верхнего пояса от горизонтальной нагрузки (йт — высота тормозной фермы); Мг-м=
=0,9 (Td№) — местный изгибающий момент в панели верхнего пояс'а подкрановой
416
фермы в горизонтальной плоскости от бокового давления катка крана; фх — коэффи-
циент продольного изгиба, определяемый по гибкости относительно горизонтальной оси
(при расчетной длине, равной длине панели); <рМИи — меньший из коэффициентов про-
дольного изгиба; фх или <ру (определяемый по гибкости относительно вертикальной осн
при расчетной длине, равной длине пайели тормозной фермы); бр — площадь верх-
него пояса брутто; Wx, п бР — момент сопротивления верхнего пояса брутто относитель-
но горизонтальной осн; Wy, п ар — момент сопротивления верхней полки жесткого по-
яса брутто относительно вертикальной оси; Wy, бР — момент сопротивления тормозной
балки брутто относительно вертикальной оси.
Остальные элементы подкрановой фермы работают и рассчиты-
ваются на центральное сжатие или растяжение.
Расчетные длины стержней подкрановых ферм определяют так же,
как и у обычных ферм При этом предельная гибкость элементов долж-
на 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 мойет быть
определен по приближенной формуле
f = (М« 1?/10£7ф) И, (XV.34)’
где ц — коэффициент, принимаемый: при отношении высоты фермы к пролету hfl—
= 1/6 равным 1,4; при й/1=1,8 равным 1,3 (в промежутке по интерполяции); /ф — мо-
мент инерции фермы (XV 28)
Предельное значение относительного прогиба подкрановых ферм
принимают таким же, как для балок.
§ 4. ПОДКРАНОВО-ПОДСТРОПИЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
Подкраново-подстропильные фермы целесообразно применять при
больших пролетах (36 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-подстропильная ферма полу-
чается экономичнее по затрате стали, чем раздельные подкрановые
балки и подстропильная ферма. Кроме того, балки 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 (1/6—1/8) I, высота h жесткого нижнего пряса (1/5—1/7) d
(d — наибольшая длина панели). Длина Панели из условия опирания
стропильных ферм принимается кратной 6 м, центрация опорных
раскосов принимается на ось, лежащую на (0,2—0,3) h ниже верхней
грани нижнего пояса, промежуточные раскосы центрируются обычно
на верхнюю грань нижнего пояса. Нижний пояс подкраново-подстро-
пильной фермы работает кроме растяжения и изгиба еще и на круче-
ние, 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 (1,2—1,5) h, но ие реже чем через 4 м. В сплошных диаф-
рагмах устраивают лаз размером не менее чем 400X800 мм.
Конструктивное решение узлов подкраново-подстропильной фермы
показано на рис. XV. 11, б.
Подкраново-подстропильные фермы по средним рядам колонн рас-
считывают на вертикальную нагрузку от четырех кранов (по 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 про-
дольных усилий в элементах подкраново-подстропильной фермы и из-
гибающих моментов в нижнем поясе выполняется так же, как и в под-
крановых фермах (см. § 3 этой главы).
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 де-
формаций от крутящего момента принимают условную схему, в которой
не учитывается жесткость решетки. Возникающие от стесненного кру-
чения дополнительные нормальные напряжения должны быть сумми-
рованы с напряжениями от растяжения и изгиба. Таким образом, нор-
мальные напряжения в любой точке сечения нижнего пояса следует
проверять по общей четырехчленной формуле напряженного состояния
тонкостенного стержня:
а == N/F + {MaUx)y + (Л4Т/Jy) х +
+ (B/J-) а> m/?, (XV. 35)
418
где N — расчетное продольное усилие в нижнем поясе; Ма — местный изгибающий мо-
мент в панели фермы от вертикальной нагрузки; AfT — момент от горизонтальных по-
перечных сил, определенный как в разрезной балке пролетом I (/ — пролет подкрано-
во-подстропильной фермы); В — изгибно-крутящнй бимомент в рассматриваемом се-
чении от вертикальной и поперечной горизонтальной нагрузки; F, J*, Jv, х и у — гео-
метрические характеристики сечения коробчатого пояса н линейные координаты точек
сечения; и и — секторнальный момент инерции сечения н обобщенная секториаль-
ная площадь.
Дополнительные нормальные напряжения от стесненного кручения
в замкнутых сечениях обычно невелики, и если отношения Ь/6В, Ь/6Н,
/i/бл, Л/бпр отличаются от среднего их значения не более чем на 20%,
то допускается эти напряжения учитывать введением дополнительного
коэффициента условий работы т—0,9 (б и h — ширина и высота короб-
чатого сечения, бв, бн, бл, бцр — толщины верхней, нижней, левой и пра-
вой стенки).
Касательные напряжения в поясе проверяют также по общей фор-
муле для тонкостенного стержня замкнутого сечения
t _ QSX , Qt М- So
Jx б ” Jy 6 ” J- б + 2F6
ср,
(XV. 36)
где Q — поперечная сила от вертикальной нагрузки, определенная как в неразрезной
балке с пролетами, равными расстояниям между узлами подкраново-подстропнльной
фермы; <2т — поперечная сила от горизонтальной на1рузки в балке пролетом, равным
пролету фермы; Afjj — изгибно-крутящий момент; Мк — момент чистого кручения;
Sx, Sy — статические моменты отсеченной части сечения относительно главных осей;
S- — секторнальный статический момент отсечений части сечения; б — толщина со-
ответствующего листа; F — площадь, ограниченная осевыми линиями коробчатого се-
чения.
Остальные обозначения те же, что и в формуле (XV.35).
Элементы решетки подкраново-подстропильной фермы рассчиты-
вают на продольные усилия и дополнительный изгибающий момент
Мя, возникающий от скручивания нижнего пояса:
Л4Д= (Зф£7)/(, (XV.37)
где ф — угол закручивания коробочного пояса в месте примыкания рассматриваемого
элемента решетки; J — момент инерции сечения элемента решетки в плоскости дейст-
вия 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 производ-
ственных зданий крановый путь иногда более удобно расположить у нижнего пояса
подкрановой балки (рис. XV.12, а). Такое конструктивное решение позволяет при не-
большом расстоянии от низа балкн до годовкн рельса а развить фактическую высоту
подкрановой балки h, что выгодно прн большом шаге колонн. Иногда подкрановые бал-
ки с ездой понизу объединяют с подстропильными фермами, но в отличие от подкра-
ново-подстропильных 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 подвиж-
ные 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 дав-
ления колес и Н2.
Подвижные консольные краны пока не внесены в государственные стандарты, и на-
грузки от ннх определяются по данным завода-нзготовителя.
27* 419
Рассчитывают и конструируют балки под консольные краны так же, как и сплош-
ные подкрановые балки.
Подкрановые дуги подвесных кранов. В ряде производственных зданий находит
применение различного типа подвесное транспортное оборудование1. Подкрановые пу-
ти для такого .оборудования состоят из двутавровых балок, подвешенных к нижним
поясам несущих конструкций покрытия (рис. XV. 13). На нижние полки балок с двух
сторон опираются ходовые конические колеса.
Тельферы (передвижные тали) устанавливают на подвесном монорельсовом (состо-
ящем из одной балки) пути (рис. XV. 13, а) и применяют чаще всею для выполнения
вспомогательных и ремонтных работ. Иногда по монорельсовому пути транспортируют
Л
Рис. XV. 12, Особые схемы
подкрановых конструкций
а — подкрановая балка с ездой
понизу; б — подкрановый путь
для подвижного консольного
крана
Рнс. XV. 13, Подвесное подъемио-
транспортное оборудование
о —тельфер; б — кран-балка; в —подвес-
ные краны; а — опирание катков на балку
Рис XV.14. Типы сечеиий ба-
лок путей подвесного транс-
порта
продукцию небольшой массы. Тельферы бывают с ручным приводом (грузоподъемно-
стью до 5 т) и электрическим приводом с ручным или электрическим механизмом пере-
движения (грузоподъемностью до 10 т).
Подвесные кран-балки представляют собой балки, движущиеся по подвесным пу-
тям, на Которые устанавливается тельфер, перемещающийся в поперечном направле-
нии (рис. XV.13,б). Кран-балки также бывают с дистанционным ручным или электри-
ческим приводом и механизмом передвижения, грузоподъемность их обычно не превы-
шает 5 т. При больших пролетах зданий применяют миогоопорные кран-балки, пред-
ставляющие 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); управ-
ляют кранами из подвесной кабины.
Монорельсовые пути обычно рассчитывают на нагрузку от одного тельфера, если
в технологическом задании нет специальных указаний об особом режиме их работы.
Подвесные пути для кран-балок и подвесных кранов рассчитывают обычно на на-
грузку от двух сближенных кранов.-Схема нагрузки от подвесного оборудования, дав-
ление ца колесо, а также размеры прокатных двутавров, на которые исходя из формы
1 Ложкин Б. Г., Смилянский Г. М. Конструкции путей подвесного промышленного
транспорта. М., Стройнздат, 1968.
420
и расположения колес могут быть подвешены кран-балка или кран, указаны в соот-
ветствующих стандартах или в заводских каталогах. Расчетную вертикальную нагрузку
определяют умножением нормативной нагрузки на колесо Рмако, на коэффициенты пере-
грузки (п=1,2).
Подвесные пути проектируют в виде разрезных или неразрезных балок. По несу-
щей способности при пролете балок 6 м обычно проходят прокатные двутавры общего
назначения1 или специальные с утолщенными полками2. При больших пролетах необ-
ходимо развивать высоту балок. С этой целью либо прокатный двутавр разрезают
Рис. XV.15. Узлы крепления и стыков ба-
лок путей подвесного транспорта
а — разрезных балок; б — неразрезных
вдоль по ломаной линии и затем сваривают по стейке со сдвижкой иа размер а, бла-
годаря чему высота h увеличивается до размера ht (рис. XV. 14, а), либо применяют
различные составные сечения (рис. XV. 14, б).
Балки для тельферов и подвесных краи-балок рассчитывают на прочность и устой-
чивость 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 случае необходимо ставить дополнительный элемент ре-
шетки фермы (подвеску) (рис. XV. 15, б). Чтобы обеспечить плавный переход колес
с одного пролета на другой (при разрезных балках), на нижней полке балок устраи-
вают замок (рис. XV. 15, а), закрепляющий торцы балок от поперечного смещения. Не-
разрезные балки 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 пере-
дача больших вертикальных и горизонтальных усилий. Вертикальное
давление разрезных подкрановых балок передается на колонну обычно
1 Балки диутавровые (ГОСТ 8239—72).
2 Профили разных назначений (ГОСТ 5157—53).
421
Рис. XV. 16. Опорные
узлы подкрановых
балок
а — разрезных; б — раз-
резных у торцов и тем-
пературных швов; в—не-
разрезных
зонтальнопи Распоевелительная
лисгтг прокладка
1кр
Рис. XV. 17. К расчету конструкций
креплений балок к колоннам
а — перемещения опорной части балки;
б — расчетная схема
Рис. XV. 18. Узел опирания подкрановых
балок на колонну >
через выступающий фрезерованный торец опорного ребра
(рис. XV.16,а). 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) вер-
тикальное давление передают через опорные ребра, пристроганные к
нижнему поясу балки, а между нижним поясом и колонной ставят про-
кладку (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 сече-
ния несколько поворачиваются и сжимаются, вследствие чего верхний
угол балки перемещается в горизонтальном и вертикальном направле-
ниях на Дг и Дв (рис. XV.17). Такой же поворот происходит и в опорных
сечениях тормозных балок'под воздействием горизонтальных сил. Поэ-
тому конструкция крепления балок в горизонтальном направлении
должна обеспечивать жесткую передачу горизонтальных сил, допуская
422
Рис. XV.19. Крепление подкрановой
балки к колонне стержнями
Рис. XV.20. Узел опирания неразрезной
подкрановой балки на колонну
при этом свободу поворота опорных сечений. Если конструкции крепле-
ний будут сильно препятствовать обжатию и повороту опорных сече-
ний, то в них возникают большие усилия, вызванные перемещениями
Аг и Ав, и при повторяющейся нагрузке в элементах крепления появля-
ются усталостные трещины, что подтверждается натурными обследова-
ниями подкрановых конструкций.
Узел крепления разрезных подкрановых балок к колоннам при нали-
чии тормозной балки или фермы приведен на рис. XV. 18. Горизонталь-
ная реакция тормозной фермы QT воспринимается вертикальной план-
кой. В то же время вследствие небольшой жесткости планки в горизон-
тальном 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 под-
крановые балки к железобетонным колоннам.
На рис. XV.19 приведена другая конструкция узла крепления под-
крановых балок к колоннам. Здесь горизонтальные боковые силы вос-
принимаются круглыми стержнями, которые также не препятствуют
деформации опорного сечения балки. При больших горизонтальных си-
лах каждая балка может крепиться двумя или тремя болтами, распо-
ложенными один над -другим. Достоинством такого крепления является
простота его замены.
Неразрезные подкрановые балки имеют меньше перемещения Дг и
Ав, поэтому их можно крепить жесткими элементами (рис. XV.20). При
загружении подкрановых балок на опоре смежного, незагруженного
пролета балки возникает отрицательная (направленная вверх) реак-
ция. 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
другие конструктивные решения узлов опирания подкрановых балок.
Крепление подкрановых балок рассчитывают на горизонтальную си-
лу Ткр!
Ткр = От №1/Л2),
где QT — наибольшая горизонтальная реакция тормозной балки; ht и Ла — расстоя-
ния от низа балки (точка поворота) до силы <?т и уровня конструкции крепления (см.
рис. XV.19—XV.21).
Рекомендуется, особенно в зданиях с кранами «особого» режима работы, учитывать
прн расчете крепления дополнительные напряжения изгиба, возникающие в элементе
крепления при деформации опорного сечения балки (см. рис. XV. 17). Значения этих де-
формаций приближенно можно определить:
горизонтальная деформация
Дг = (A1ZA)/(6£V6); (XV.38)
вертикальная деформация
Дв = (ед/(££оп). (XV.39)
где М — расчетный изгибающий момент в балке; R — вертикальная опорная реакция;
I и Л — пролет и высота балки; 7б — момент инерции балки; Fов — расчетная площадь
опорного сечения балкн (сумма площадей опорных ребер балки и части стенки дли-
ной 15бст от опорного ребра).
Изгибающий момент в элементе крепления от деформации (как в балке с защем-
ленными концами, см. рис. XV.17, б)
М. = [(6Е/кр)/(акр]-Д; (XV.40)
где Лр — момент инерции элемента крепления; ZKp — длина элемента крепления.
Расчетный момент М определяют от геометрической суммы горизонтального Дг и
вертикального Дв перемещений:
Дда-|/д*+д2. (XV .41)
В несимметричных элементах крепления можно для простоты учитывать только
больщий (горизонтальный или вертикальный) момент, действующий в плоскости наи-
большей 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 де-
тали нужных размеров. Таким образом, места заводских сварных сты-
ков в элементах из листов при разработке конструкции балки не ука-
зывают.
Монтажные (укрупнительные) стыки из условия перевозки прихо-
дится 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 ’/з от опор, где изгибающий момент не-
велик. В этом случае прочность стыковых швов, выполненных вруч-
ную, оказывается достаточной. Монтажные стыки неразрезных
подкрановых балок выполняют наверху (не на площадках укрупни-
424
тельной сборки), поэтому нужйо предусматривать специальные приспо-
собления, облегчающие установку балки и удобство выверки соединяе-
мых элементов. Пример решения стыка неразрезной сварной балки со
сборочными приспособлениями показан на рис. XV.21. Чтобы обеспе-
чить хороший провар и исключить концентраторы от дефектов шва в
местах пересечения стенки и полок балок, рекомендуется стыки поясных
Рис. XV.21. Пример решения монтажного
стыка неразрезной балки
листов смещать на некоторое
расстояние (примерно на 100 мм)
с оси стыка стенки.
Укрупнительные стыки раз-
резных балок и монтажные сты-
ки неразрезных подкрановых ба-
лок в настоящее время часто вы-
полняют на высокопрочных бол-
тах (рис. XV.22). Такие стыки
удобны в монтаже, не создают
внутренних напряжений и кон-
центраторов от монтажной свар-
ки, высокое качество которой к
тому же в условиях строительной
площадки не всегда легко обес-
печивать.
Монтажные стыки клепаных
балок выполняют на заклепках,
болтах повышенной точности
Рис. XV 22. Монтажный стык под-
крановой балки на высокопрочных
болтах
или на высокопрочных болтах. Первый срособ наиболее трудоемок и
неудобен и его следует применять только в исключительных случаях.
Болты повышенной точности требуют рассверловки отверстий при кон-
трольной 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 ка-
талогах 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 бал-
кам 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). Квад-
ратную 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 креп-
ления при помощи листовых планок, вставляемых в простроганные па-
зы 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 преде-
лах 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 при-
менять только специальные крановые рельсы КР. В железнодорожных
рельсах у мест ослабления шейки отверстиями часто возникают тре-
щины; 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 ра-
боты применяют упругие про-
кладки из низкомодульного ма-
териала; их устанавливают меж-
ду рельсом и поясом балки. Про-
кладки улучшают условия кон-
такта рельса и пояса, сглажива-
ют и уменьшают местные напря-
жения под колесом крана, лик-
видируют пики местных напря-
жений у контактирующих неров-
ностей рельса и пояса, уменьша-
ют динамическое воздействие
крана. При кранах небольшой
грузоподъемности (Q<20 т)
прокладки делают из прорези-
ненной ленты, при больших гру-
зоподъемностях — металлорези-
новыми. Так как при прохожде-
нии крана прокладки сжимаются,
то применяют различного типа
пружинные крепления рельса к
поясу (рис. XV.24).
Рис. XV.24. Пружинное крепление рель-
са, установленного на упругую про-
кладку
/ — рельс; 2 — 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 движущего-
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 си-
стемой автоблокировки, обеспечивающими отключение хода и тормо-
жение крана у торцов здания.
Условно упор рассчитывают на силу удара, который определяют по
СНиП II-6-74.
Пример расчета подкрановой балки
Исходные данные. Требуется рассчитать сварную подкрановую балку крайнего
ряда пролетом /—12 м под два крана «особого» режима работы грузоподъемностью
Q = 5O/'1O т. Пролет здания 30 м, пролет крана 28,5 м, материал балки сталь ВСтЗспо.
1. Нагрузки на подкрановую балку. Для кранов грузоподъемностью <2 = 50/10 т по
ГОСТ 3332—54 (см. также прнл. 2) берем необходимые данные: схема крановой на-
грузки приведена на рис. XV.25, а; наибольшее нормативное давление колеса Р^акс =
= 50,5 т = 505 кН; вес тележки крана GT = 18,5 т= 185 кН; тип кранового рельса КР 100.
Определяем нормативную горизонтальную поперечнуяю силу на одном колесе
крана
Тк = 0,1Рмакс = 0,1-505 = 50,5 кН.
Расчетные значения вертикальных и горизонтальных снл на колесо крана опреде-
ляют 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 невы-
годнейшее положение, при котором в балке будут наибольшие изгибающие моменты от
427
Таблица расчетных сил
ТАБЛИЦА XV.2
Наименование н обозначение силы Нормативное значение, кН Коэффициенты Расчетное значение, кН
перегруз- ки, п динамич- ности k сочетания лс
Вертикальное давление коле- 505 1,2 1,1 0,95 633
са крана для расчета балки Р То же, для проверки местных напряжений Pi 505 1,2 — — 606
Горизонтальное давление ко- леса крана Т 50,5 1,2 — 0,95 57,5
вертикальных и горизонтальных сил. Положение равнодействующей трех сил, дей-
ствующих на балку, определится (рис. XV.25, б).
633(5,25— 1,4)
3-633
= 1,28 м.
Устанавливая середину балки между равнодействующей и ближайшим колесом
(на расстоянии х/2 от колеса), получим остальные размеры, определяющие положение
крана.
s’ttSO
Рис. XV.25. Схемы крановых нагрузок
а — схема и размеры одного крана; б — расчетная схема для определения наибольшего момента:
а —расчетная схема для определения наибольшей поперечной силы иа опоре
Вертикальные реакции балки:
/?А = (633/12) (1,39 + 6,644- 8,04) = 850 кН;
, ДБ== 3-633 — 850= 1050 кН.
Наибольшие изгибающие моменты: i
вертикальный с учетом собственной массы по формуле (XV.5)
/И = а1Л4макс = 1,05 (1050-6,64 — 633-5,25) = 3850 кН-м;
горизонтальный по формуле (XV.6)
Mt = Л4Макс—- = 3670 (50,5/505) = 367 кН-м.
Рмакс
Устанавливаем крановую нагрузку в невыгоднейшее положение, при котором бу-
дут наибольшие поперечные силы на опоре от вертикальной и горизонтальной нагру-
зок (рнс. XV.25,в).
Наибольшая вертикальная поперечная сила с учетом собственной массы по форму-
ле (XV.5)
Q = а<2макс = 1,05 (633/12)(5,35+ 10,6+ 12) = 1550 кН.
Наибольшая горизонтальная поперечная сила
Qt — Рмакс (Тк/Рмакс) — 1480 (50,5/505) = 148 кН.
3. Подбор сечения балки. Минимальная высота балки прн относительном прогибе
[///] = 1/600 и отношении нормативного момента к расчетному Л4Н/А4=0,8:
. ImR М» 1200-0,9-21 „ „ ...
мвв K»[f/q м K)Hi/6ooj °’ см’
428
Оптимальная высота балки по формуле (VII 18).
Предварительно найдем
М
385000
Г™ =-----1--------=---------------= 23100 см3.
тр m(R — 2,5) 0,9(21—2,5)
Толщина стенки
йст = 7 + ЗЛ = 7 + 3 (//8) = 7 + 3 (12/8) = 11,5 мм.
Учитывая наличие больших местных напряжений в стенке балки под катком кра-
на, принимаем толщину стенкн 6ОТ=14 мм:
йот = 1,15 V = 1,151^23100/1,4 = 148 ем.
Принимаем размеры стенки балки
1500X14 мм Проверяем стейку иа срез
по формуле (VII.22)
3 3 3-1550
6Ст> — ~ 2-0,9-13-150 =
= 1,33 см < 1,4 см.
Требуемый момент ииерцни балки
ГЛ
4р= 2
23100-150
~ 2
= 1 730 000 см4.
Требуемый момент инерции поясов
балки
Лр-П = 4р ~ /ст = 1 73° 000 -
—(1,4-1503)/12 = 1 334 000 см4.
Требуемая площадь сечения одного
пояса
2J
Vd = = (2-1 334 000)/150? =
= 119 см?.
Рис. XV.26. Сечение балки (к примеру)
По полученным данным компонуем сечеиие балки (рис. XV.26). Лирт тормозной
балки принимаем из рифленой стали 6=6 мм, поддерживающий швеллер № 16 (опи-
рается он по середине пролета на стойку фахверка).
4. Проверка прочности балки. Предварительно найдем геометрические характери-
стики балки. Относительно горизонтальной оси:
момент инерции
4 /ж = (1,4-1503)/12 + 2«50-2,5(75+1,25)?== 1848000 см4;
момент сопротивления
Wx = 1 848 000/77,5 = 24 800 см3;
статический момент полусечения
Sx = 50-2,5 (75+ 1,25) + 75-1,4(75/2) = 13 470 см3.
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
_ 18,1*138,2+120-0,6-78,6
18,1 + 120-0,6 + 59.2,5 " СМ’
момент инерции сечеиия тормозной балки
Jy= 18,1-100,22 +(0,6-1203)/12 + 0,6-120-40,62 +
+ (2,5-503)/12 + 2,5-50-38? = 594000 см4;
429
момент сопротивления крайнего волокна на поясе подкрановой балкн
Wy = 594 000/(38 + 25) = 9420 см3.
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 ока-
зывают незначительное влияние и нх можно не учитывать.
Напряжения в верхнем поясе по формуле (XV.7)
ав = 385 000/24 800 + 36 700/9420= 18,45 кН/см2 < 0,9-21 = 18,9 кН/см2.
Проверка касательных напряжений на опоре по формуле (VII.11)
т = (1550-13470)/(1848000-1,4) = 8,1 кН/CM? < 0,9-1,3 = 11,7 кН/см2.
5. Проверка жесткости балки. Относительный прогиб балки определяем по фор-
муле (XV.17)
///= (Л4н/)/(Ю£/) = (324 000-1200)/(10-21 000-1848000) = 1/995 < [1/600].
Здесь нормативный изгибающий момент Мя — 3850/(1,1-1,2) = 3240 кН-м.
Далее В подобранном сечении балкн надо проверить местные и приведенные на-
пряжения И Местную устойчивость верхнего пояса и стенки.
Глава XVI
ФАХВЕРК
Фахверком называется система конструктивных элементов (стоек, ригелей, распо-
рок), служащих ДЛЯ поддержания стенового 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 панели длиной 6 и 12 м н шириной 1,2 и 1,8 м. Для не-
отапливаемых зданий используют армоцементные и железобетонные ребристые пане-
ли; для отапливаемых — сплошные панели прямоугольного сечения, армопенобетонные
или железобетонные трехслойные (со средним слоем из утеплителя).
Панели крепят к колоннам н стойкам фахверка и передают на них вертикаль-
ную нагрузку от собственной массы.
Ветровую нагрузку каждая панель воспринимает самостоятельно и передает ее
на колонны нлн на стойки фахверка.
Конструкции стен отапливаемых зданий блочные из ячеистых бетонов и кир-
пичные являются самонесущими, т. е. воспринимающими собственную массу; ветровая
нагрузка со стены передается на коЛонны или на стойки фахверка.
§ 2. СТЕНОВОЙ ФАХВЕРК
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,а). Не нужен фахверк для блочных и кирпичных самонесущих
стен при Шаге колонн 6 м. При Шаге наружных колонн 12 м и использовании стено-
вых панелей Длиной 6 м (что может быть обусловлено возможностями местных баз
строительной индустрии), а также при блочных н кирпичных стенах между колоннами
устанавливают стойку фахверка (рнс. XVI.1,6). Эта стойка воспринимает вертикаль-
ную нагрузку от веса панелей и ветровое воздействие. Своим верхним концом стой-
ка фахверка опираетсН на Продольную связевуга ферму в уровне нижних поясов стро-
пильных ферм.
Предельная гибкость стоек фахверка равна 150, поэтому в высоких зданиях эти
стойки раскрепляют в плоскости стены распорками, уменьшающими нх расчетную
длину в сторону меньшей жесткости (рис. XVI.1, а).
Часто применяемые типы сечений стоек фахверка, распорок и ветровых ферм по-
казаны на рнс. XVI.1, а.
430
При применении стеи из волнистых асбестоцементных, стальных или алюминиевых
листов фахверк должен иметь горизонтальные ригели, к которым подвешивают листы.
Эти ригели воспринимают нагрузку от веса листов и действия ветра.
При шаге колонн 6 м ригели крепит непосредственно к колоннам (рис. XVI.2, а),
а при шаге 12 м для уменьшения пролета ригеля устанавливают стоику фахверка
(рис. XVI.2, б). При шаге колонны 12 м подвесные стены могут и ие иметь стоек фах-
верка (рис. XVI.2, в). В этом случае ригели проектируют Из гнутых профилей, развй-
Рйс. XVI.1 Фахверк для продольных панельных и блочных ctbhJ
а —«крепление панелей непосредственно к колоннам; б — фахверк в виде отделвных стоек;
то же, с раскреплением стоек с распорками; г — типы сечений элементов фахверка
Рнс. XVI.2. Фахверк для продольных стен из волнистых асбестоцементных или метал-
лических листов
а — без Стоек; б — со стойкой; в —с укреплением ригелей тяжамн; 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 плоскости ригели
можно раскрепить натянутыми тяжами из круглой стали, и они будут работать иа
изгиб 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 нз
431
волнистых стальных листов не более 2,25 м, при стенах из волнистых асбестоцемент-
ных листов 2,4 м (длина листа 2,5 м мрнус нахлестка размером 100 мм). Расположе-
ние ригелей фахверка должно быть увязано с оконйымй и воротными проемами.
Устройство торцовых стен здания вследствие больших размеров пролетов всегда
требует установки 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 опнранне вы-
полняется при помощи листовых шарниров (рис. XVI 4,6). Такой шарнир представля-
ет собой тонкий лист (6=8—10 мм) шириной 150—200 мм, который в вертикальной
Рнс. XVI 3. Схема фахверка торцовой стены
Рис XVI4 К расчету стоек фахверка
а — конструктивная Схема; б —листовой шариир; в —расчетная схема
432
плоскости легко изгибается, не препятствуя прогибу фермы, а в горизонтальном на-
правлении работает как жесткий элемент, передавая реакцию фахверковой стойки на
связевую ферму. Стейки торцового фахверка рассчитывают на виецентренное сжатие
от эксцентрично приложенного веса стенового заполнения н ветровой нагрузки
(рнс. XVI.4, в).
Стеновые панелн-перемычкн крепят при помощи опорных столиков, приваренных
к колоннам нлн к стойкам фахверка. Рядовые панели опираются на нижележащие
панели н крепятся к колоннам устройст-
вами, передающими только горизонталь-
ные усилия. Примеры конструкций та-
ких креплений для холодных и теплых
панелей показаны на рис. XVI.5. Холод-
ные ребристые паиелн крепят при помо-
щи гибких элементов, имеющих на од-
ном конце штырь, вставляемый в ребра
панелей, а на другом конце — нарезку
с гайкой, которыми панель притягивают
к колонне. .
Сплошные панели крепят коротыша-
ми из уголков, сцепленных один с дру-
гим. Блочные и кирпичные самонесущие
стены крепит к колоннам крюками из
круглой стали диаметром 12—14 мм, од-
ним концом обхватывающими полку нлн
ветвь, колонны, другой конец крюка за-
делывают в шов кладки.
A
A A
штырь
A
колонна
сплошного
сечения -
_А
H‘16nn
Гиёкии
элемент
Рис. XVI.5. Крепление стеновых панелей
а — холодных; б — теплых
Рис. XVI.6. Крепление волнистых асбес-
товых или металлических листов
а — крючьями; б — кляммерами
Волнистые асбестоцементные, стальные или алюминиевые листы крепят к ригелям
прн помощи специальных кляммер или крючьев из круглой стали (рис. XVI,6). В слу-
чае 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 специаль-
ные производства с повышенной агрессивностью среды, особыми требованиями в отно-
шении чистоты внутрицеховой среды и т. п.).
Размеры переплетов и профили, из которых их изготовляют, регламентированы
государственными стандартами ’. На основании этих документов разработаны типовые
рабочие чертежи переплетов и механизмов открывания.
Размеры ворот производственных зданий также стандартизированы. Для автомо-
бильного транспорта размеры проемов приняты 3X3 м, для железнодорожного транс-
порта— 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 оконных н 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 павильо-
ны, концертные и спортивные залы, крытые стадионы, рынки, вокзалы
и т. п. имеют большие пролеты, обусловленные эксплуатационными и
архитектурными требованиями. ч
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 машино-
строительных заводов, в Экспериментально-лабораторных корпусах
различных производств, где они обусловлены или крупными габарита-
ми собираемых машин (судов, самолетов), или требованиями техно-
логического процесса.
Системы, перекрывающие большие пролеты, проектируют, как пра-
вило, 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 реше-
ний — балочных, рамных, арочных, пространственных и висячих-ван- «
товых. Балочные (рис. XVII. 1) и рамные (рис. XVII.2) системы чаще
используются в большепролетных перекрытиях зданий с прямоуголь-
ным планом. Арочные системы предпочтительны в архитектурном от-
ношении; 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 структур-
ных конструкций, куполов или шатров (при круглом или многоуголь-
ном плане здания, см. гл. XVIII).
В основном большепролетные перекрытия имеют прямоугольное
очертание в плане. Однако здания общественного назначения — теат-
ры, концертные и спортивные залы, выставочные павильоны могут
быть прямоугольными, круглыми или овальными. Отступление от
обычной прямоугольной планировки (кроме круга) усложняет компо-
новку конструкций перекрытия и затрудняет применение типовых кон-
структивных элементов. Сооружения с большими пролетами (за ред-
ким исключением) не являются объектами массового строительства;
их архитектурные и конструктивные решения весьма индивидуальны,
434
что также ограничивает возможности типизации и унификации конст-
рукций. Однако типовые решения для отдельных конструктивных эле-
ментов этих покрытий (прогонов, переплетов, кровельных плит и т. п.)
следует применять в возможно большем объеме. Поэтому весьма целе-
сообразно 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 конструк-
ции является главной задачей инженера. С этой точки зрения рацио-
нально применять в большепролетных конструкциях стали повышенной
прочности или легкие алюминиевые сплавы. Небольшая объемная масса
алюминиевых сплавов при большой прочности делает их весьма пер-
спективными 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. XVII.2).
Несущими конструкциями этого ангара являются двухшарнирные ра-
мы, расположенные с шагом 9,5 м, клепаные, с монтажными соединени-
ями на стальных оцинкованных болтах. Для элементов рам использова-
ны специальные прессованные профили.
Большая собственная масса большепролетных конструкций стимули-
рует также применение предварительно-напряженных несущих конст-
рукций и вантовых систем, в которых весьма эффективно йспользуются
высокопрочная проволока, канаты и 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
армопеносиликатные, а также асбестоцементные полые плиты, а в каче-
стве утеплителей — минеральную вату, оргалит и другие эффективные
материалы. Весьма легкими, индустриальными в изготовлении и монта-
Рис. XVII.1. Балочное покрытие ангара
Рис..XVII 2. Рамная конструкция покрытия ангара из алюминиевого сплава
а — схема рамы, б — типы сечений
28=
435
Рнс. XVI 1.3. Арочные покрытия
а —Дворец спорта в Лужниках (Москва): / — аэрационный фонарь; 2 — затяжка; 3 — неподвижная
опора; 4 — подвижная опора; 6 — павильон механизации на Всесоюзной сельскохозяйственной, вы-
ставке в Москве (1939 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 пластмас-
сы. Легкими, долговечными и дешевыми в эксплуатации получаются
кровельные настилы из алюминиевых сплавов. Кровли большепролет-
ных производственных зданий часто устраивают теплыми. Это дает воз-
можность принимать для них небольшие уклоны, что весьма упрощает
несущую конструкцию. По технологическим соображениям в зданиях с
большими пролетами иногда нужно верхнее освещение. Наиболее удоб-
ным в конструктивном отношении является поперечное расположение
фонарей, при котором несущие и фонарные конструкции могут быть
объединены в единую несущую систему покрытия (рис. XVII.4).
Существенной конструктивной особенностью ангаров является нали-
чие больших ворот для пропуска самолетов; ворота устраивают на всю
436
А-А
Рис. XVII4 Покрытие производственного здания с- поперечным расположением фо.
нарей
длину фасадной стены ангара. Для прикрепления и открывания ворот
требуются специальные устройства. Больщие проемы для ворот, разно-
образные схемы конструкций ворот оказывают существенное влияние
на конструктивное решение перекрытия ангаров.
§ 2. БАЛОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Балочные большепролетные конструкции применяют в случаях, ког-
да опоры не могут воспринять распорных усилий: при опирании на сте-
ны, каменные или железобетонные колонны и т. п. Балочные системы
при больших пролетах тяжелее рамных или арочных, но проще в изго-
товлении и монтаже. Балочные системы применяются преимущественно
в общественных зданиях — театрах, концертных залах, спортивных со-
оружениях. Основными несущими элементами балочных систем, приме-
няемых 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 отноше-
нии между высотой фермы и пролетом (1/6—1/8) получаются негаба-
ритными по условиям транспортирования (Л>3,85 м); в то же время
наличие кровли и подвесного потолка вызывает необходимость иметь
небольшие панели (2—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
верхним поясам фермы, использование трубчатых стержней и предвари-
тельного напряжения делают такие фермы весьма экономичными по за-
трате металла. Между фермами в зависимости от размеров пролета и
Поперечный разрез ЭКСПЛуаТЭЦИОННЫХ ТребОВЭ-

1
Рнс. XVII.5. Покрытие с трехгранными балочны-
ми фермами
а — поперечный разрез; б—г — продольные разрезы (ва-
рианты)
ний можно размещать про-
межуточные конструкции,
как глухие (рис. XVII.5, б),
так и с остеклением (рис.
XVII.5,в, а).
При пролетах более 35—
40 м необходимо одну из
опор балочной конструкции
устраивать подвижной (см.
гл. XVIII, § 7), чтобы ис-
ключить возможность пере-
дачи на стены распорных
усилий, возникающих в ре-
зультате упругих деформа-
ций нижнего пояса ферм.
Подвесной потолок
обычно чуть опускают отно-
сительно нижнего пояса
ферм, с тем чтобы фермы
были полностью доступны
для осмотра и окраски.
Рациональной системой
для пролетов 40—100 м яв-
ляется объемно-блочная
предварительно - напряжен-
ная конструкция *, в которой несущая конструкция совмещена с ограж-
дающей. Конструкция состоит из объемных блоков, включающих две
вертикальные фермы высотой 2,5 м, расставленные на расстоянии в осях
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.
1 Разработана в институте ЦНИИпроектстальконструкция.
438
Стальные листы включаются в расчетные сечения верхнего и нижне-
го поясов ферм. Чтобы тонкий верхний лист мог работать на сжатие, в
нем создается предварительное растягивающее напряжение по значе-
нию 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 выпрямля-
ют и лист получает растягивающее напряжение. Верхний стальной лист
поддерживает кровлю, нижний — подвесной потолок. Нижние пояса и
решетки вертикальных ферм блока запроектированы из одиночных угол-
ков. Монтажный укрупненный блок, состоящий из четырех объемных
блоков полного пролета (шириной 12 м), двумя кранами устанавливают
на опоры (рис. XVII.6,а). Между опорами объемные блоки поддержи-
ваются 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 при-
нята меньше высоты стропильной фермы; в ряде случаев это может
оказаться существенным при больших пролетах. Так, в гаражах и па-
вильонах уменьшение высоты ригеля приводит к снижению высоты стен,
сокращает объем помещения и, следовательно, удешевляет эксплуата-
цию здания.
Рис. XVII.7. Двухшарнирная сплошная рама с затяжкой
Рамные системы в перекрытиях больших пролетов могут иметь раз-
нообразные очертания. В гаражах и ангарах рамы имеют небольшую
высоту по сравнению с пролетом, в павильонах и некоторых промышлен-
ных зданиях рамы обычно имеют значительную высоту.
В большепролетных перекрытиях применяются сплошные и сквозные
рамы. Сплошные рамы применяют сравнительно редко и лишь при отно-
сительно небольших пролетах (/=50...60 м); их преимущества: мень-
шая трудоемкость, транспортабельность и возможность уменьшения
высоты помещения. Сплошные рамы часто проектируют двухшарнир-
ными. Чтобы облегчить конструкцию опор, можно для восприятийраспо-
ра рамы устраивать затяжку, расположенную на уровне опорных шар-
ниров ниже уровня пола (рис. XVII.7). Натяжением затяжки можно
дополнительно разгрузить ригель рамы. Высоту ригеля сплошной рамы
принимают равной 1/30—1/40 пролета. Такая небольшая высота воз-
можна благодаря разгружающему влиянию опорных моментов рамы.
439
Сквозные рамы с мощным ригелем и стойками небольшой высоты
(рис. XVII.8) распространены в ангаростроении, где они проектируются
пролетами до 100—120 м. Сквозные рамы могут быть двухшарнирными:
с шарнирами на уровне фундаментов (рис. XVII.8, а) или в местах со-
пряжений ригеля со стойками (рис. XVII.8, б) и бесшарнирными (рис.
XVII.8, в). При расположении шарниров в местах сопряжения ригеля
со стойками значительно упрощается монтаж конструкций, но зато бо-
лее мощными получаются фундаменты и отсутствуют разгружающие ри-
гель опорные моменты. Бесшарнирные рамы (см. рис. XVII.8, в) приме-
няют при пролетах 100—150 м, когда уменьшение изгибающего момента
в ригеле особенно необходимо.
Ширина стоек сквозной рамы принимается равной длине панели, ри-
геля (5—7 м). Погонная жесткость стоек при такой ширине и сравни-
тельно небольшой высоте значительно больше погонной жесткости
ригеля, благодаря чему разгружающее влияние опорных моментов ока-
зывается 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 услови-
ям транспортирования и его приходится перевозить россыпью. Умень-
шить изгибающий момент в ригеле рамы, а следовательно, и высоту
ригеля можно передачей веса стены или покрытия пристроек, примыка-
ющих к главному пролету, на внешний узел стойки рамы (рис. XVII.9, а)
или смещением в двухшарнирной раме опорных шарниров с оси стойки
внутрь помещения (рис. XVII.9, б). В этом случае вертикальные опор-
ные реакции создают дополнительные моменты, разгружающие ригель.
Возможна также подтяжка ригеля тросами или предварительное на-
пряжение ригеля затяжкой.
Ригель решетчатой рамы может иметь трапециевидное очертание
(pHc.XVII.8) 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
(40—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 (1/15—1/25 пролета).
Рис. XVII.8. Системы сквозных рам
Рис. XVII.9. Конструктивные приемы
для разгрузки ригеля рамы
а _ подвеска стены к консоли; б — смещение
опорных шарниров
440
Листовая
вставка
Рис. XVII.10. Сквозная рама
покрытия павильона
а — схема рамы; б — узел решетча-
тый; в —узел со сплошной встав-
кой
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 отправоч-
ные элементы с минимальным числом сопряжений на монтаже.
2. Особенности расчета и конструирования
Чтобы упростить статический расчет, сквозные легкие рамы можно
приводить к эквивалентным им сплошным рамам. Мощные сквозные ра-
мы (типа тяжелых ферм) рассчитывают как решетчатые системы с уче-
том деформаций всех стержней решетки. Прогиб большепролетных рам
определяют только от временной нагрузки, прогиб от постоянной нагруз-
ки компенсируется соответствующим строительным подъемом. При про-
летах более 50 м и невысоких жестких стойках (опорах) необходимо
рассчитывать рамы на температурные воздействия.
Ригели и стойки сплошных рам проектируют сварными двутаврово-
го 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 изготов-
ление.
Внутренний угол рамного узла сопряжения ригеля со стойкой во избежание кон-
центрации напряжений в месте перегиба должен быть очерчен по плавной кривой
(рнс. XVII. 11). В узле возникает сложное напряженное состояние от действия момента
н нормальной силы. Напряжения в узле можно определить по формулам для кривого
бруса1.
Опорные шарниры в рамах при реакциях больше 2500—3000 кН про-
ектируют балансирными (см. рис. XVII. 19, в), при меньших реакциях они
1 Металлические конструкции. Под ред. Е. И. Белели. М„ Стройиздат, 1973.
441
Рис XVII.11. Конструкция и
напряженное состояние узла
сплошной рамы
а — конструкция узла; б—напря-
женное состояние; в — изгиб полки
двутавра
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 целесооб-
разно, чтобы он был полностью выполнен на заводе. Пояса обычно об-
резают «на ус» и сваривают стыковыми швами (рис. XVII.10, б) с до-
полнительным усилением гнутыми листовыми накладками. Весьма ча-
сто в опорных узлах сквозной р-амы из-за возникающих здесь больших
усилий делают листовую вставку, которая должна быть укреплена реб-
рами жесткости, располагающимися по направлению сжимающих уси-
лий (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 достоин-
ствам арок помимо экономичности сечений по расходу металла относит-
ся простота монтажа и изготовления.
Двухшарнирные арки могут легко деформироваться вследствие сво-
бодного поворота в шарнирах, и благодаря этому существенного увели-
чения 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 достаточ-
ной 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 лег-
кими; 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 на-
грузки и потому получаются более легкими.
В крытых стадионах и павильонах, а также в ангарах-мастерских
опорами арок часто служат стены зданий (рис. XVII.3,б), трибуны и
т. п. При отсутствии поперечных стен для восприятия распора требуется
устройство контрфорсов.
442
При опирании арок на стены распор может быть воспринят затяж-
кой, расположенной на уровне опорных шарниров арок (см. рис.
XVII.3,а). Затяжка может одновременно использоваться для устройст-
ва подвесного потолка и для создания предварительного напряжения в
арках.
Очертание арок выбирают близким к линии давления. При преиму-
щественном значении симметричной, равномерно распределенной ПО
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 значи-
тельно упрощается изготовление и проектирование арок, так как при
постоянной кривизне дуги достигается наибольшая стандартизация кон-
структивных 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 дей-
ствовать с обеих сторон и давать две резко расходящиеся линии давле-
ния. В этом случае очертание арки целесообразно принимать посередине
между двумя крайними линиями давления (рис. XVII. 13).
При опирании арок на уровне земли размещение стенового заполне-
ния по криволинейной поверхности арок конструктивно неудобно, за-
трудняется устройство проемов и здание получает некрасивый внешний
вид. Кроме того, помещение под арками около опор не может быть пол-
ностью использовано из-за недостаточной его высоты. Поэтому в па-
вильонах, крытых рынках и вокзальных перекрытиях арки часто
проектируют с вертикальным участком над опорами (рис. 1.6 и XVII.14).
Рис. XVII.12. Системы арок
а — двухшарнирная; б — трехшарнириая; в — бесшарнирная
Рис. XVII.13. К выбору очертания высо-
кой арки
1— исходная кривая; 2 — кривые давления от
действия ветра; 3 —средняя кривая; 4 — окон-
чательная кривая оси арки
Рис. XVII. 14. Многопролетная арка вокзального покрытия
443
Такие арки по очертанию и характеру работы приближаются к рамным
системам. По затрате материала ойи менее выгодны из-за значитель-
ных изгибающих моментов в углах.
В многопролетных арках (ри& XVII. 14) распоры смежных пролетов
в значительной мере уравновешиваются, и средние опоры работают на
изгиб только от односторонней временной вертикальной и ветровой на-
грузки. Опоры таких арок имеют небольшое сечение, почти не загро-
мождают 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 парал-
лельными поясами (рис. XVII. 15,а). Сквозные арки делают либо с па-
раллельными поясами, либо при большой высоте арки с переломом на-
ружного пояса, который над опорами имеет вертикальные участки
Рис. XVII.15. Очертания поясов арок
(рис. XVII.15,б). Около опор пояса арок сближаются и заканчиваются
опорным устройством — шарниром. Параллельные пояса при очерта-
нии арки по дуге окружности создают предпосылки для типизации кон-
структивных элементов и с архитектурной точки зрения вполне прием-
лемы. 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 при-
менения в арках столь небольшой высоты сечения объясняется относи-
тельно 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 сечеиия, оба пояса оказы-
ваются сжатыми и особое внимание необходимо обратить на обеспече-
ние 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 вер-
тикально (рис. XVII.16,б). Наиболее целесообразно нормальное распо-
ложение стоек (особенно в круговых арках), при котором стержни ре-
шетки 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
444
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 полу-
арками (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 кон-
струкции. Сквозные арки для упрощения
изготовления могут иметь и ломаное очер-
тание (рис. XVII.16).
В арках с успехом может быть примене-
но предварительное напряжение или регу-
лирование усилий. Одним из простых при-
емов рационального распределения усилий
является принудительное смещение опор-
ных узлов наружу после установки на опо-
ры арки, собранной с дополнительным
подъемом. При этом в нижнем поясе и рас-
косах арки возникают растягивающие на-
пряжения, которые могут быть достаточны-
ми для погашения сжимающих напряжений
от внешней нагрузки. В этом случае ниж-
ний пояс и решетка арки могут быть скон-
струированы из тросов (рнс. XVII.17), а
верхний пояс — жестким.
Наиболее сложными конструктивными
узлами в арках, так же как и в рамах, яв-
ляются опорные и ключевые шарниры.
Опорные шарниры могут быть трех типов:
Рис. XVII.16. Конструктивные
решения сквозных арок
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.
Рис. XVII. 17. Предварительно-напряженная арка с нижним поясом и решеткой из
тросов
Плиточные шарниры (рис. XVII.18, а) имеют наиболее простую кон-
струкцию. Применяют их при сравнительно небольших опорных давле-
ниях 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 фунда-
менту.
Рис XVII 18 Опорные шарниры
арок и рам
а — конструктивная и расчетная схемы
плиточною шарнира; 6 — пятннковыи
шарнир
Балансирные шарниры (рис. XVII.18, в) применяют в наиболее тяже-
лых арках. Конструкция их состоит из верхнего и нижнего балансиров,
в гнезда которых укладывают плотно пригнанную цилиндрическую цап-
фу. Арку прикрепляют к верхнему балансиру через плиту, которую при-
варивают к контуру опорного сечения арки и притягивают болтами к
балансиру. Торцы опорных сечений арки обычно фрезеруют. В соответст-
вии с допускаемыми давлениями на фундамент нижний балансир полу-
чается 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 осн 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 ана-
логично опорным. Шарнирное сопряжение в ключе может быть осуще-
ствлено и на фланцах, если гибкость их будет достаточной для получе-
ния требуемых углов поворота. В ключе легких арок могут применять-
ся листовые (рис. XVII.19, в) или болтовые (рис. XVII.19, г) шарниры.
В листовом шарнире нормальные силы передаются через горизон-
тально расположенный по оси шарнира лист, который в силу своей
Рис. XVII. 19. Ключевые шарниры арок
а — плиточный; б — балансирный; в — листовой; г — болтовой
гибкости не препятствует повороту сечения (рис. XVII.19, в); к этому
листу прикрепляют примыкающие к шарниру связи. Фланцевые, листо-
вые и болтовые шарниры могут передавать как сжимающие, так и рас-
тягивающие продольные силы. В плиточном и балансирном ключевых
шарнирах для передачи растягивающих сил, возможных при сильном
действии ветрового отсоса, следует соединять полуарки горизонтальны-
ми листами, проходящими по оси шарнира (аналогично показанным на
рис. XVII.19,в).
3, Особенности расчета арок
А. Нагрузки. Арочные конструкции рассчитывают на вертикальные
(собственная масса и снег) и ветровые нагрузки. Температурные воз-
действия для арок несущественны. Вертикальные нагрузки принадлежат
к основным сочетаниям нагрузок, ветровые и температурные воздей-
ствия — к дополнительным, значение которых при определении расчет-
ного усилия принимают с коэффициентом сочетания т = 0,9 (см. гл. III,
§ 1).
Существенной нагрузкой для арочных конструкций является давле-
ние ветра. Ветровую нагрузку для арочных перекрытий, не имеющих
стен, принимают по упрощенной схеме, приведенной на рис. XVII.20.
Расчетный коэффициент обтекания имеет положительное значение толь-
ко в первой четверти дуги арки с надветренной стороны, в средней ча-
сти дуги коэффициент обтекания имеет наибольшее по абсолютной ве-
личине отрицательное значение (отсос), и в последней четверти оно
резко падает, сохраняя отрицательное значение. Ветровое давление счи-
тается приложенным нормально к поверхности арочного перекрытия.
447
Значительные отрицательные ветровые усилия в высоких арках откло-
няют 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 ос-
вещения и вентиляции. При открытых торцах арочных перекрытий ве-
тер, 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 кото-
рых могут быть открытыми (вокзальные пере-
крытия, навесы), необходимо учитывать возмож-
ные комбинации трех видов ветровых нагрузок:
1) бокового или торцового давления ветра на
сооружение;
2) вакуума, создаваемого вследствие отсоса
воздуха из-под арочного перекрытия;
3) действия ветра внутри сооружения, кото-
рый попадает под перекрытие через широкие
проемьгй создает отрицательное давление.
Последние два вида нагрузок не нормирова-
ны и устанавливаются специальными техниче-
4%Р 03
Рис XVII.20. Схема вет-
рового давления на по-
верхность арочного по-
крытия
скими условиями для
конкретного сооружения или на основе аэродина-
мических испытаний и а моделях.
Б. Определение усилий и проверка общей устойчивости. Конструк-
ции арочных перекрытий расчленяют при расчете на отдельные плоские
элементы (арки, главные прогоны и т. п.), которые рассчитывают обыч-
ными методами строительной механики.
В статически неопределимых арочных системах усилия удобнее все-
го определять методом сил.
При определении распора сквозных арок перемещения можно вычис-
лять, пренебрегая усилиями в элементах решетки (так как их влияние
на распор незначительно).
Усилия в поясах сквозных арок с параллельными поясами ЛГП опре-
деляют при комбинации нагрузок, дающей наибольшие значения их.
Продольная сила Nx распределяется между поясами обратно пропорци-
онально их расстояниям до центра тяжести сечения, а усилие от момен-
та Л4Ж получается делением его значения на расстояние между центра-
ми тяжести поясов h:
N„= (Nxa)/h ± Mx/h,
(XVII. 1)
где а — расстояние от центра тяжести еечения до противоположного пояса
Усилия в элементах решетки зависят от поперечной силы и угла на-
клона элемента к оси арки а:
JVp = Qx/sina.
(XVII.2)
При расчете раскосов необходимо учитывать дополнительные напря-
жения, возникающие от обжатия поясов (см. гл. VIII, § 5):
°Р = [(<£+ °5) cos2a]/2, (XVII.3)
где о® и Од — напряжения от продольной силы в верхнем н нижнем поясах арки
Сечения стержней арки подбирают так же, как сечения элементов
ферм (ем. гл. IX, §ву.
Арка как криволинейный сжатый брус требует проверки устойчиво-
сти. Общая устойчивость арок из плоскости обеспечивается поперечны-
ми 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 устойчивости сплошной арки в ее плоскости от действия
осевых сил при малом значении изгибающих моментов в первом приближении может
быть принята равной:
^р = (л2£/)/(ц2$2), (XVII.4)
где s — длина полуарки; р,— коэффициент расчетной длины, учитывающий кривизну
арки и зависящий от отношения стрелки арки к пролету; EI —жеетосгь арки в */<
пролета.
Коэффициенты ц приведены в таблице.
Коэффициенты р. расчетной длины арки
Арка f/l
0,05 0,2 0,3 0,4
Трехшарнириая 1.2 1,2 1.2 1,3
Двухшарнйриая 1 1.1 1,2 1,3
Бесшарнирная 0,7 0,75 0,8 |0,85
В. Расчет опорных шарниров. Плиточные шарниры (рис. XVII.18, а)
рассчитывают на смятие при свободном касании, как и катковые опоры,
по формуле
W(2r/)</?e.K, (XVII.5)
где N — расчетное давление на опору; г и I — радиус кривизны и длина плиты; /?е.к —
расчетное сопротивление стали при свободном касании.
Необходимая толщина плиты определяется из предположения рабо-
ты ее на изгиб как консоли при равномерном загружении опорным дав-
лением по верхней ее поверхности:
бп = V (3Na)f(4Rl) , (XVII .6)
где а и I — 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 распре-
деляется неравномерно, изменяясь от наибольшего по вертикальной оси
до нуля у границы гнезда (см. рис. XVII.18, в).
Если считать, что давление по цилиндрической поверхности цапфы
изменяется по закону косинуса и ограничить в запас прочности переда-
чу давления углом, равным л/2, можно получить наибольшее напряже-
ние по линии вертикального диаметра из уравнения
Я/4
N = 2l j асоз2фг4ф, (XVII.7)
откуда
Омаке = 0,8V/(Zr) = 1,6V/(/d) < /?см.м. (XVII.8)
Здесь I и d— длина и диаметр цапфы; £Смм — расчетное сопротивление стали местно-,
му смятию при плотном касании; /?см.м=11 кН/см2 для литой стали марки 15Л и
£ом.м= 16 кН/см2 для стали марки 35Л. (Rettx принимается сравнительно небольшим
ввиду невозможности обеспечить фактическое соприкосновение по всей поверхности
гнезда балансира.)
Балансир рассчитывают на изгиб как консоль (рис. XVII.19,в). Изги-
бающий момент в балансире
29—478
449
М = (Л72)(а/4) = (Na)/8,
(XVII .9)
где а — ширина балансира.
Размеры балансира задаются конструктивно и затем проверяются
напряжения.
§ 5. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ КАРКАСОВ
БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ ПОКРЫТИЙ
Каркасы большепролетных покрытий с балочными и рамными не-
сущими системами имеют компоновочную схему, близкую к каркасам
производственных зданий (см. гл. XI). Однако при больших пролетах
и отсутствии подкрановых балок выгоднее увеличивать расстояния ме-
жду основными несущими конструкциями (12—18 м). Системы верти-
Рис. XVII 21. Покрытие ангара
Рис. XVII.22. Поперечная планиров-
ка конструкций покрытия ангара
кальных и горизонтальных связей имеют те же назначения, что и в про-
изводственных зданиях, и компонуются аналогично (рис. XVII.21).
Отличительной особенностью компоновки конструктивной схемы кар-
каса ангаров является размещение основных несущих элементов (рам,
арок) в направлении большего размера плана здания (поперек его про-
дольной 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 решет-
чатые прогоны, а по ним — кровельный настил. Можно прямо по риге-
лям укладывать утепленные кровельные панели, что упрощает монтаж,
систему горизонтальных связей и дает капитальное решение покрытия;
При больших пролетах ворот (100—120 м) и небольшой глубине
помещения (40—50 м) рациональнее может быть продольная компонов-
ка каркаса ангара. Над воротами устанавливают основную несущую
конструкцию (фермы, раму или арку), на которую опирают стропиль-
ные фермы, расположенные в продольном направлении здания (рис.
460
г
Поперечный
разрез
Рис. XVII.23. Про-
дольная планировка
конструкций покры-
тия ангара
/ — поперечная надворот-
ная рама; 2 — продоль-
ные стропильные фермы;
3 — прогоны; 4 — ворота
Рис. XVII.25, Блочная арочная конструкция
1 — пространственный блок из двух арок; 2 — главные
прогоны; 3 —ребра; 4 —связи
Рис, XVII.26. Определение усилий,
передаваемых ребрами на главные
' прогоны
29*
451
XVII.23). Другим концом фермы опирают на колонны. Высота продоль-
ных ферм получается меньше высоты надворотной рамы, благодаря че-
му между отметками верха ворот и низа продольных ферм остается
свободное пространство, удобное для размещения подвесных подъемно-
транспортных приспособлений.
В перекрытиях ангаров получили распространение консольные систе-
мы, удобные с точки зрения расположения ворот под консольным выле-
том 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 промежу-
точной конструкции: по аркам укладывают главные прогоны, на кото-
рые опирают поперечные ребра, поддерживающие кровельный настил
(рис. XVII.25).
452
Главные прогоны могут располагаться в наклонных плоскостях
(см, рис. XVII. 16), что приводит их к работе на косой изгиб. В этом
случае рациональны пространственные трехгранные или спаренные
сквозные прогоны. Плоские прогоны, расположенные в наклонных пло-
скостях, 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 нор-
мальную составляющую от давления кровли, а скатную составляющую
воспринимают сами и передают на фундамент.
При больших прблетах и высотах основных несущих систем условия
монтажа стимулируют применение пространственно устойчивых блоч-
ных конструкций. Устройство пространственных блоков обычно дости-
гается 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 укруп-
ненный 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 по-
вышается 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, рас-
считывают на давление ветра, передаваемое с торцовой стены арочного
перекрытия.
При пологих арках эти связи можно рассчитывать с некоторым запа-
сом, спроектировав их на горизонтальную плоскость.
Полученные усилия, умноженные на секанс угла наклона стержня к
его проекции, принимают за расчетные усилия в поясах арки и стерж-
нях связей.
Такой расчет дает заниженные усилия в поясах крутых арок, н в
этом случае правильнее рассчитывать ферму как пространственную обо-
лочку1.
В ангарах помимо общей системы связей должна быть горизонталь-
ная 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 воро-
тами, крепят направляющие раздвижных ворот.
Глава XVIII
ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
ПОКРЫТИЙ ЗДАНИЙ
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ПРОСТРАНСТВЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
Рассмотренные выше балочные, рамные и арочные системы состоят
из отдельных плоских, жестких дисков (несущих элементов); соединен-
ных между собой легкими связями, не способными перераспределять
нагрузку между несущими элементами. Приложенная к этим конструк-
циям нагрузка передается в одном направлении вдоль несущего эле-
мента.
В пространственных системах связи усиливаются и привлекаются к
расйределению усилий и передаче их на опоры. В результате этого ос-
1 Металлические конструкции. Под ред. Е. И. Беленя. М., Стройиздат, 1973.
453
новные несущие элементы облегчаются, структура всей конструкции
меняется. Приложенная к пространственной конструкции нагрузка пе-
редается в двух направлениях; пространственная конструкция обычно
получается легче плоскостной.
Пространственные конструкции могут быть плоскими — плиты и кри-
волинейными — оболочки.
Плоские пространственные системы (исключая висячие) для обеспе-
чения необходимой жесткости должны быть двухслойными. Оболочки
могут быть и однослойными, и двухслойными. В настоящее время наи-
большее распространение получили решетчатые пространственные кон-
струкции, образующие по поверхности сетчатую систему. Однослойные
конструкции имеют криволинейную сетчатую поверхность и называют-
ся односетчатыми. Двухслойные конструкции имеют две парал-
лельные 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 отличает-
ся от обычных плоскостных. Осуществление таких конструкций обычно
связано с повышением трудоемкости, требует специальных приемов из-
готовления и монтажа, что является одной из причин ограниченного
применения пространственных конструкций.
§ 2. ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ СЕТЧАТЫЕ СИСТЕМЫ ПЛОСКИХ ПОКРЫТИЙ —
СТРУКТУРНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
1. Компоновочные решения
В современном строительстве получили распространение сетчатые
системы регулярного строения, называемые структурными конст-
рукциями или просто структурами.
Структурные конструкции применяются главным образом в виде
плоских покрытий (рис. XVIII.1) большепролетных общественных и
производственных зданий; реже они применяются в криволинейных по-
крытиях (сводах, куполах и т. п.).
Рис. XV4H.1. Структурные покрытия
454
Рис. XVI11.2. Системы (решеток) структурных конструкций
а — с поясными сетками из равносторонних треугольных ячеек; б — с поясными сетками из квад-
ратных ячеек; в — то же, усиленными диагоналями в узловых зонах; / — верхние пояса; 2 — ниж-
ние пояса; 3 — наклонные раскосы; 4 —верхние диагонали; 5 — иижние диагонали; 6 — опорный
контур
Рис. XVIII.3. Повто-
ряющиеся объемные
элементы (кристал-
лы) структур
Плоские структуры представляют собой конструкции, образованные
из различных систем перекрестных ферм (рис. XVIII. 2).
Число пересекающихся в одном узле ферм, а также их вертикальное
или наклонное положение дают самые разнообразные структурные по-
строения. В каждой структуре можно выделить свой многократно по-
вторяющийся объемный элемент, так называемый кристалл (рис. XVIII.
3).
Структуры, образованные из перекрестных ферм, идущих в трех на-
правлениях (см. рис. XVIII.2,а), имеют статически неизменяемые кри-
сталлы, могут работать на кручение и поэтому являются наиболее жест-
кими. Структуры, образованные из ферм, идущих в двух направлениях
(рис. XVIII. 2,6), имеют статически изменяемые кристаллы, они не ра-
ботают на кручение и поэтому менее жестки.
Структуру из ферм, идущих в двух направлениях,„можно усилить
диагоналями в угловых зонах (см. рис. XVIII. 2,в).
С точки зрения уменьшения веса конструкции наиболее рациональной
является жесткая структура, образованная наклонными перекрестными
фермами трех направлений (см. рис. XVIII.2,а). Однако такая систе-
ма 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 перек-
рестной системе с ортогональными по отношению к опорному контуру
фермами. Верхние и нижние узлы таких структур получаются однотип-
ными и более .простыми.
Не усложняя систему, можно получить экономию металла и увели-
чить жесткость конструкции, включив в совместную работу со структу-
рой металлический, а иногда и железобетонный кровельный настил.
1 Трофимов В. И., Бегун Г. В. Структурные конструкции. М., Стройиздат, 1972.
455
Структурные плоские перекрытия обладают рядом достоинств, опре
деляющих области рационального их применения.
Рис. XVIII.4, Фрагмент безбалочного
структурного перекрытия многопролетиого
здания
Благодаря большой пространственной жесткости структурными кон-
струкциями можно перекрывать значительные пролеты при разнообраз-
, ыых опорных контурах или сетках
колонн. Применяемая при этом сра-
внительно небольшая строитель-
ная высота (1/15—1/20 пролета)
позволяет получить выразительное
архитектурное решение.
Регулярность строения конст-
рукции позволяет собирать йз одних
стандартных элементов покрытия
разных пролетов и конфигураций
в плане.
Частая сетка узлов дает возмож-
ность наиболее просто крепить под-
весной транспорт в любой точке и
изменять при необходимости на-
правление его движения.
Многосвязность системы повы-
Рис. XVII1.5, Подвешивание струк-
турного покрытия к вантовой си-
стеме
1 — колонна; 2 — ванта; 3 — структурная
плита
шает степень ее надежности при
внезапных локальных разруше-
ниях.
К недостаткам структурных си-
стем относится повышенная трудо-
емкость их изготовления и сборки,
что является следствием отступле-
ния от принципа концентрации ма-
териала. Этот недостаток компенси-
руется однородностью операции при
изготовлении и сборке, что создает
456
условия для поточного производства стандартных конструктивных эле-
ментов. .
Структурными конструкциями можно перекрывать помещения квад-
ратного, прямоугольного, треугольного и криволинейного очертания в
плане. Наиболее простыми и легкими получаются конструкции при квад-
ратном плане.
Устройством консольных свесов за линией опор (см. рис. XVIII. 1)
можно уменьшить расчетные изгибающие моменты и существенно облег-
чить конструкцию.
Системы могут быть однопролетными и неразрезными многопролет-
ными с опиранием на продольные опоры (стены, фермы) или на отдель-
но стоящие колонны с развитыми капителями в виде безбалочных пере-
крытий (рис. XVIII.4).
Рациональное компоновочное решение можно получить при подвеши-
вании структурной плиты к вантовой системе (рис. XVIIJ.5). В этом
случае перекрытие получает дополнительные опоры (ванты), не стесня-
ющие перекрываемого помещения.
Структурные плиты обычно собирают целиком или крупными блока-
ми на земле и затем поднимают на проектную отметку.
2. Конструктивные решения
Существенным для весовых показателей является тип сечения конст-
руктивного элемента (стержня) структуры.
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 этот угол наклона принимается в пределах 35 —
457
50°. Модуль конструкции, расстояние между поясами ферм при проле-
тах до 50 м принимают равным 5 = 2...3 м (см. рис. XVIII.2). Примене-
ние в структурах низколегированных и высокопрочных сталей становит-
ся рациональным при пролетах более 40 м.
При проектировании структур наиболее сложным конструктивным
вопросом является решение пространственного узла сопряжения стерж-
ней. В основном этот узел определяет трудоемкость конструкций. Для
трубчатых стержней чаще применяется узел сопряжения с шаровой
вставкой различных конструктивных решений (рис. XVIII.6) .Разрабо-
тана 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 разра-
ботаны соединение сплющенных труб ванным способом сварки (рис.
XVIII.6, д), а также весьма рациональная структурная конструкция из
прокатных профилей с обычно применяемыми в стальных конструкциях
болтовыми соединениями. В этой конструкции нет сложного узлового со-
единения, что значительно упрощает изготовление, монтаж и снижает
стоимость конструкции.
3. Особенности расчета
Структурная конструкция представляет собой многократно статиче-
ски неопределимую систему, точный расчет которой сложен. В общем
случае можно применить упрощенный подход, рассматривая конструк-
цию как ортотропную плиту с упругими характеристиками и граничны-
ми условиями, соответствующими стержневой конструкции.
При такой расчетной схеме учитываются действия Изгибающих и кру-
тящих моментов. При сложных компоновочных решениях покрытия
структуры рассчитывают на ЭВМ по специально разработанным про-
граммам.
В практике проектирования структуры чаще рассчитывают как изот-
ропные 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 Л4ПЛ и Qaa, можно
перейти к расчетным усилиям в стержнях по формулам:
а) для схемы по рис. XVIII.2, а:
#п=± 0,578 ^7^-; Np = -7^ (для грани а—а); (XVIII.1)
h р 2 sin а
б) для схемы по рис. XVIII.2, б:
М<=± (Мп.ф5)//1; 1Ур=-((2п.ф.$)/281па; (XVIII.2)
в) для схемы по рис. XVIII.2, в:
Мпл S
h
Vp=—0,55
Фпл 5
sin а
^=±0,5^; ЛГд=±0,5ЛГп,
(XVIII.3)
М, = ± 1.1
где Na и Np — максимальные усилия в поясных стержнях и опорных раскосах; N^ —
усилие в поясах угловой зоны; 7УД — усилие в диагоналях; Л4Пл и <?Пл, Ма $ и Qa.$ —
максимальные моменты н поперечные силы соответственно в изотропных плитах н пе-
рекрестных 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 пере-
крестных ферм.
При этом для схемы по рис. XVIII.2, а жесткость D=0,37 К, для схе-
мы по рис. XVIII.2, б £>=0,4 К, для схемы по рис. XVIII.2, в £>=0,46 К,
где
tga а
* = ESF™.... (XVIII.4)
* “Г *В-п/*Н.П
Здесь Fв п и FB п — площади сечеиий стержней верхнего и нижнего пояса.
Этот метод расчета дает запас прочности. Наиболее эффективно
структуры работают на сосредоточенные нагрузки, и чем больше влия-
ние на усилия сосредоточенных нагрузок по сравнению с равномерно
распределенной нагрузкой, тем рациональнее по расходу стали приме-
нение структурной системы.
§ 3. ОБОЛОЧКИ
1. Односетчатые оболочки
Односетчатые оболочки, перекрывающие прямоугольное в плане по-
мещение, проектируют в виде цилиндрической поверхности (рис. XVIII.
7), по которой расположены стержни, образующие сетки различной си-
стемы (рис. XVIII.8). Наиболее проста сетка ромбического рисунка
Рис. XVIII.7. Односетчатая ци-
линдрическая оболочка
Рис. XVIII.8. Система сеток
односетчатых оболочек |
а — ромбическая сетка (свод);
б — сетка с продольными ребрами;
в — сетка с поперечными ребрами;
г — сетка с продольными и по-
перечными ребрами
(рис. XVIII. 8,а), которую просто получить из легких стандартных
стержней. Однако ромбическая сетка, не имеющая продольных элемен-
тов, не обеспечивает необходимой жесткости конструкции в продольном
направлении. Такая конструкция работает как свод в поперечном на-
правлении (с пролетом В), передавая нагрузку на продольные стены
(вдоль стороны £). 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 (1/80—1/20 пролета В).
Стержни составляют угол, равный 45—60°, с направляющей цилиндри-
ческой поверхностью. Цилиндрическая поверхность и регулярность сет-
чатой 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 /Ио и нормальную силу /Va.
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.
XVIII.7).
Чтобы увеличить жесткость оболочки, целесообразно крайние свобод-
ные грани усилить вертикальными и горизонтальными бортовыми эле-
ментами (см. рис. XVIII.7).
Наиболее жесткими и выгодными с точки зрения расхода стали явля-
ются сетки, у которых есть и продольные, и поперечные стержни (реб-
ра), а решетка направлена к ним под углом 45° (см. рис. XVIII.8,a).
Наличие поперечных ребер даже с небольшим моментом инерции умень-
шает деформацию поперечного контура, перераспределяя изгибающие
моменты и выравнивая эпюру нормальных напряжений по всему попе-
речному 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 прокат-
ные 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)1. При наличии поперечных стержней, обеспе-
чивающих жесткость контура, расчет надо производить по моментной
теории методом В. В. Власова (который сводится к решению восьми-
членных уравнений) 2.
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 конструк-
ции заменяют сплошными пластинками (для упрощения). Толщина пла-
стинки 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. XVIII.8,6) она может быть принята:
при действии сдвигающих сил
«пр = (2dFp cos® а)/аа; (XVIII .5)
при растяжении или сжатии
6пр = (Fpcos® a)/d. (XVIII .6)
2. Двухсетчатые оболочки
Конструктивные схемы оболочек аналогичны схемам двухсетчатых
плоских плит — структур, рассмотренных в § 2 этой главы (см.
рис. XVIII.2).
Как и в плоских структурах, двухсетчатые оболочки образуются си-
стемами перекрестных ферм, связанных по верхним и нижним поясам
дополнительными связями — решеткой.
По верхнему поясу решетка может быть заменена кровельным метал-
лическим настилом, прикрепленным к поясам ферм. В оболочках основ-
1 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.
»6э
ная роль в восприятии усилий принадлежит 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 иих верхняя и нижняя сетчатые си-
стемы работают как обычные оболочки, т. е. распределяют внутренние
усилия в двух направлениях, передают значительную долю нагрузки не-
посредственно на опоры, разгружая таким образом соединяющую криво-
линейные плоскости решетку. Жесткость продольных ферм (поясов и
Рис. XVIII.9. Сопряжение стержней в двухсетчатой оболочке
решетки) существенно увеличивает эффект продольной передачи уси-
лий; 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 ча-
ще всего проектируют в виде цилиндрической поверхности, опирающейся
на продольные стены (свод) или на металлические колонны. Отношение
расстояния между сетчатыми поверхностями (толщины оболочки) к ра-
диусу поверхности h/r может быть приняло 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 — L.
По торцам оболочки опираются на жесткие диафрагмы — стены, фер-
мы, арки с затяжками и т. п. Как и в плоских структурных конструкци-
ях, в оболочках наиболее сложен узел сопряжения стержней (см.
рис. XVIII.6). При нормальном расположении ферм (нормальном'к по-
верхности оболочки) узлы получаются проще, поэтому такое располо-
жение 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 за-
полнителем 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) де-
формацией сдвига среднего слоя можно пренебречь; оболочку рассчи-
тывают как однослойную, сплошную с приведенными толщиной и моду-
лем упругости (рис. XVIII.11,в).
а — схема двухсетчатой оболочки с вертикальны-
ми ребрами; б — распределение усилий в стерж-
нях; в — замена сетчатой оболочки сплошной;
1 — трехслойиая; 2 — однослойная
Приведенная толщина
ta = h /з ;
приведенный модуль упругости
£'0=(2Е/0)/ (йКз"),
(XVIII.7)
(XVIII.8)
где /о — приведенная толщина сетчатой поверхности.
Для сетчатой поверхности с треугольными ячейками tQ= (2F)/(ayr3),
где F — площадь стержня сетчатой поверхности.
Более толстые оболочки й/г>1/30 также могут рассматриваться как
сплошные, однако их цилиндрическую жесткость следует определять с
учетом деформации решетки по формуле
Пт
Псдв I +-0.53U? (FvIFJfhlrp ’
(XVIII. 9)
где DT— (EtJiFyfZ (!—рг)—цилиндрическая жесткость сплошной оболочки без учета
сдвйга; Fa и Fp — соответственно площади сечения пояса и раскоса; п — число нату-
рального ряда, которое зависит от характера распределения нагрузки (для равномер-
но распределенной нагрузки п=2); X — коэффициент; для оболочки, образованной вер-
тикальными фермами, Х=2, для оболочки, образованной наклонными фермами, %=1.
Переход от расчетных погонных усилий в эквивалентной сплошной
оболочке к усилиям в отдельных стержнях двухсетчатой оболочки
462
(рис. XVIII.11,6), образованной системой вертикальных ферм трех на-
правлений, может быть осуществлен по формулам:

а / 1 /— 1 1 а ( у 3 1 1
— V3NX т — Ny + -Г Т Му ± —— мх ;
4 \ V з J h \ 2 2уЗ )
Nz =~ + + "7" f Т Т /Л; ।
z у у з I п \ ч/ I
а [ 1
Л^з=— — Ky-S
\ И з
О -alP Q . О О____3_ 0
х“ 2 h S*-53- 4 h Qx.
(XVHI.10)
Т ~=.МХ ± /Л;
1/3 /
tfs— усилия в стержнях трех направлений верхних и
ЛГХ, Ny, S, М ”
Здесь Ni, Nz и ".
Si, Sz и Ss — усилия в раскосах трех направлений;’
соответственно расчетные нормальные силы, сдвигающие "силы, изгибающие моменты,
поперечные силы и крутящие моменты в однослойной оболочке. >
। иижних сеток;
х и Му, и Qy, Н —
В формулах (XVIII.10) верхний знак относится к стержню верхней
сетки, а нижний — к стержню нижней сетки. Знак плюс означает растя-
жение, знак минус — сжатие.
§ 4. КУПОЛЬНЫЕ ПОКРЫТИЯ
Конструкции куполов бывают трех видов: ребристые
(рис. XVIII.11,а), ребристо-кольцевые (рис. XVIII. 11,б) и сетчатые
(см. рис. XVIII.10, в).
1. Ребристые купола
Конструкции ребристых куполов состоят из отдельных плоских или
пространственных ребер, расположенных в радиальном направлении
(pHC.XVIII.ll,a) 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 очерта-
ние (см. рис. 1.3).
Ребра купола могут быть сквозными в виде легких ферм или сплош-
ного сечения. Сплошные ребра тяжелее, но проще в изготовлении, осо-
бенно прн применении прокатных балок. В вершине купола располагает-
ся 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 диамет-
ральной 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 архи-
тектурным соображениям кольцо получается значительных размеров.
Тогда, чтобы повысить его жесткость и устойчивость, кольцо раскреп-
ляют 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 шарнир-
ными сопряжениями в углах. Круглое кольцо проектируют при достаточ-
но частом расположении ребер. На нижележащие конструкции или на
463
I
Рис. XVIII.ll. Схемы куполов
а —ребристый; б — ребристо-кольцевой; в— сетчатый; г — радиально-блочный
основание кольцо укладывают свободно (с точки зрения развития дефор-
маций в нем); его закрепляют лишь от горизонтального смещения при
действии ветровой нагрузки. Целесообразно устраивать жесткое много-
угольное кольцо с опорами в углах, подвижными в радиальном направ-
лении. В этом случае возможны упругие деформации кольца от действия
распора и температуры, но от горизонтального смещения в целом кольцо
оказывается закрепленным.
Между ребрами укладывает кольцевые прогоны (рис. XVIII. 11,а),
на которые опирается кровельный настил. Кольцевые прогоны обеспечи-
вают общую устойчивость ребер купола из их плоскости, уменьшая рас-
<4
четную их длину. Для
обеспечения общей
жесткости купола целе-
сообразно в плоскости
a)
кровли поставить связи
между ребрами (см.
рис. XVIII.И,а). В по-
логих куполах ребра
могут иметь горизон-
тальный нижний пояс;
тогда несущая конст-
рукция образует без-
распорную радиально-
балочную систему
(рис. XVIII. 11,г).
Ребристый купол
при расчете на верти-
кальную, симметрич-
ную относительно оси
купола нагрузку может
-быть расчлене» иа от-
дельные плоские арки,
каждая из которых
воспринимает нагрузку
с приходящейся на нее
грузовой площади. Ес-
ли распор купола вос-
принимается опорным
кольцом, то кольцо мо-
жет быть заменено ус-
ловной затяжкой, нахо-
дящейся в плоскости
каждой пары ребер, об-
разующих плоскую ар-
ку. Площадь Течения
условной затяжки при-
нимается такой, чтобы
ее упругие деформации
были равны упругим
деформациям кольца в
Рис. XVIII.12. К расчету ребристого купола ка верти-
кальную нагрузку
а—схема условной аркн; б, в —деформация круглого кольца;
г — деформация многоугольного кольца
диаметральном направлении от горизонтальных реакций всех ребер
(рис. XVIII.12).
При частом расположении ребер купола действие их распоров на
кольцо можно привести к равномерно распределенной нагрузке
(рис. XVIII. 12,б):
iJiill
р= (пЯ)/(2лг),
где п — число ребер в куполе; Н — распор одного ребра (арки)'; г — радиус опорного
кольца купола.
Тогда растягивающее усилие в кольце от единичных распоров (Н— 1)
NK = рг = п/(2л). (XVIII. 11)
Увеличение длины кольца в результате растяжения
Д/к = (Ук- 2яг)/(£к F*) = («-)/(£« /=к).
30—478
Увеличение диаметра кольца Дк получаем из равенства: 2лт+Д/к=
=2пг^, откуда
Дк = — 2г = (ДА^я ^(nr)!\nEKFK). (XVIII. 12»
Удлинение условной затяжки от единичного распора арки
(рис. XVIII.13, а)
A3 = 2r/(£'3F3), (XVIII. 13)
где-EsFs — жесткость сечения условной затяжки.
Приравнивая удлинения условной затяжки увеличению диаметра
кольца
2r/(E3F3) == (nr)/(nEAFK),
Рис. XVIII.13. К расчету ребристого купола на ветровую нагрузку
а — схема ветровой нагрузки; б — расчетная схема
определяем площадь сечения условной затяжки
Fs = (2nFKEK)/{nE3). (XVIII. 14)
Если кольцо имеет вид многоугольника, то аналогичными выкладка-
ми можно получить площадь сечения условной затяжки, эквивалентной
кольцу по упругим деформациям (рис. XVIII. 13, а)д
4rEKFK-sin?-~
Fa =------ -------- (X VIII. 15)
<к
где 1К — длина прямолинейного участка кольца между двумя смежными ребрами ку-
пола; ф — угол между ребрами.
Верхнее кольцо, работающее на сжатие, должно быть проверено на
прочность
= ( Pl r^fF^R
и на устойчивость
NK = рг' < ЛГкр == (ЗЕ7К)М?,
466
где г’ и FK — соответственно радиус и площадь сечения верхнего кольца; р—
= (пН)/(2лг')—действия распоров, приведенные к равномерному давлению; JK—мо-
мент инерции сечения верхнего кольца относительно вертикальной оси.
При расчете купола на горизонтальную ветровую или несимметрич-
ную вертикальную нагрузку конструкцию расчленяют на диаметрально
расположенные арки. Арка, получающая от нагрузки наибольшее гори-
зонтальное смещение, испытывает упругий отпор арок, расположенных
под углом к ней. Если для простоты расчета предположить, что горизон-
тальные сечения купола смещаются в горизонтальном направлении од-
но 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 четвер-
том 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.
Зиачеиия коэффициентов обтекания с и Ci
f/l 0,5 0,4 о,з 0,2
с 1,2 1,1 1 0,9
Ci 0,7 0,6 0,4 0,9
Все арки, расположенные в первом и третьем. квадрантах» можно
рассматривать как одну эквивалентную арку с моментом инерции
J3 = J S cos Фь (XVIII. 16)
т
где J — момент инерции одной арки; — угол наклона i-й арки к направлению рав-
нодействующей ветровой нагрузки (рис. XV1I1.13).
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), при-
мыкающей к опорам (рис. XVIII.13,б). Средняя часть арки по длине
испытывает симметричный отсос, не влияющий на горизонтальное сме-
щение. Арки, расположенные во втором и четвертом квадрантах, ока-
зывают упругое противодействие перемещениям в ключе рассматривае-
мой эквивалентной арки. Горизонтальная и вертикальная податливость
ключевого сопряжения соответственно:
М2 dx
J S cos ф
п
(XVIII. 17)
М2 dx J М2 dx
2 J nJ ’
a
(XVIII. 18)
где Л4Х и Mv — изгибающие моменты в арках от сил х=1 и у—1 (см. рис. XVIII.12);
суммы S относятся к аркам второго и четвертого квадрантов (п — висло арок).
30*
467
Считая эквивалентную арку для простоты трехшарнирной, получим
по методу сил систему уравнений для определения, неизвестных реак-
ций X и У:
ЬуХ* 4" &уу У + Spy — ЛуУ.}
(XVIII. 19)
В этих уравнениях 6жу=6уж=0; 6рх, 6РУ— перемещения арки от вет«
ровой нагрузки;
М* dx
Е J £ cos <р
т
(XVIII.20)
Найдя X и Y из уравнений (XVIII.19), легко Можно определить опор-
ные 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 Seos <p. v
т
2. Ребристо-кольцевые купола
В ребристо-кольцевых куполах кольцевые прогоны с ребрами со-
ставляют одну жесткую пространственную систему (см. рис. XVIII.12, б).
В этом случае кольцевые прогоны не только работают на изгиб от реак-
ций промежуточных ребер, но и
Рис. XVIII. 14. К расчету ребристо-коль-
цевого купола иа вертикальную нагрузку
воспринимают растягивающие
кольцевые усилия.
Сечения купола, находящиеся
в плоскостях кольцевых прого-
нов, не имеют свободных горизон-
тальных перемещений, так как
они связаны между собой жест-
кими кольцами. Вес ребер в реб-
ристо-кольцевой конструкции ку-
пола уменьшается благодаря
включению в работу кольцевых
прогонов. Наиболее простое кон-
структивное решение получается,
когда ребра н кольцевые прого-
ны сделаны из прокатных профи-
лей. В этом случае сопряжения
ребер с прогонами можно конструировать по типу шарнирных сопряже-
ний в балочных системах.
Кольцевые прогоны в ребристо-кольцевом куполе работают так же,
как опорное кольцо в ребристом куполе, и могут быть заменены услов-
ными затяжками (рис. XVIII. 14). Таким образом, при симметричной от-

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 (XVIIE13) или (XVIII.14).
Неизвестные усилия в затяжках проще всего определять методом
сил, решая систему уравнений с п неизвестными, где п — 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 дефор-
маций *.
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 купо-
лах между ребрами и кольцами располагаются раскосы, благодаря ко-
торым усилия распределяются по поверхности купола и стержни рабо-
тают 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 четырех-
угольнике, ограниченном двумя ребрами и двумя прогонами, т. е. пред-
ставляет собой многогранник, образованный из ребер и кольцевых про-
гонов. Отдельные плоские грани этого многогранника в конструктивном
отношении могут представлять собой отдельные плоские рамки, явля-
ющиеся монтажными элементами купола, соединяемыми на болтах.
В таком случае ребра и кольца образуются из парных элементов, Ъкай-
мляющих смежные грани.
Снизу купол завершается нижним кольцом, воспринимающим рас-
пор купола. Сверху купол имеет кольцо, к которому примыкают ребра;
часто это кольцо поддерживает конструкцию фонаря.
Многогранники сетчатых куполов могут быть весьма разнообразны-
ми. Распространены звездчатые купола, все грани которых являются
треугольниками, а также геодезические системы куполов, несущие эле-
менты которых являются ребрами многоугольника, вписанного в сферу
(рис. XVIII.15). В геодезических куполах достигается наибольшая од-
нотипность стержней и узлов, что дает большие производственные пре-
имущества.
Рис.
XVIII15.
Образова-
ние геодези-
ческих ку-
полов
а—в — икоса-
эдр и его
развитие
В сферу можно вписать пять многогранников с одинаковыми граня-
ми. Наибольшее число одинаковых граней имеет икосаэдр
(рис XVIII.15,а). Взяв за основу икосаэдр, можно получать многоу-
гольники с большим числом граней, но и одновременно с увеличением
1 Уманский А. А. Пространственные системы, М., Стройиздат, 1948.
469,
числа их типов. Так, 80-гранник имеет два типа граней (рис. XVIII.15, б),
320-гранник — пять типов (рис. XVIII.15,в).
Купол может быть однослойным и двухслойным. В двухслойных гео-
дезических куполах аналогично структурам узлы сопряжения стержней
размещают на поверхностях двух концентрически расположенных сфер,
Рис. XVIII 16. Узлы
купольных сетчатых
конструкций
а — иа сварке; б — на
винтах
разность радиусов которых определяет конструктивную высоту поверх-
ности 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-
ричную оболочку.
При действии на купол сплошной равномерно распределенной по поверхности купо-
ла нагрузки g (кН/м2) (масса купола) в нем появляются меридиональные 7\ (кН/м)
и кольцевые усилия Т2 (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 горизонталь-
ной плоскостью, на расстоянии у от центра сферы:
Тг2яг sin ф = G = — g2nR (7? — у), (XVIII.21)
где G — полная нагрузка, действующая на отсеченную часть купола.
Отсюда меридиональное усилие иа единицу длины
02 О
Тг~~ g—т— = — g—;-----------. (XVIII.22)
1 *R + y l + cos<p 7
Кольцевое усилие Т2 можно найти нз основного уравнения безмоментной сфериче-
ской оболочки при действии равномерно распределенного давления р, направленного
к центру сферы:
Tt + T2 — pR, (XVIII. 23)
Выражая в уравнении (XVIII.23) давление р через вертикальную нагрузку р==
—g cos ф, aTt через значение (XVIII.22), получим
-g-ГГ ------bTa = -gcosTR, (XVIII.24)
I + COS ф
откуда
(1 V „2 | цР__ 02
С05Ф-—--------- . (XVIII.25)
1 + cos ф ) у+ R
Решая уравнение y2+yR—R2=0, можно найти горизонтальную плоскость, на ко-
торой кольцевое усилие (рис. XVIII.18) переходит от сжимающего к растягивающему
(в нижней части оболочки) y=0,618R.
В вершине купола при y=R получаем Г1 = Т2 = —g(RI2) в основании оболочки,
образующей полусферу, у=0— Tt = T2~gR.
470
Аналогичные выражения получаей при действии на купол нагрузки у, равномер-
но распределенной по проекции поверхности на горизонтальную плоскость
(рис. XVIII.18,б):
Т15=—(^)/2; Т2 = — (qR/2) cos 2<p. (XVIII.26)
Кольцевое усилие равно нулю при у~ 0,707/?.
При расчете на ветровую нагрузку принимают, что ветровое давление действует на
полушаровую оболочку по кососимметричной схеме (рис. XVIII.18, а), направлено нор-
мально к поверхности и равно:
<7В = <?£ sin ф sin 0, (XVIII.27)
где <7° — расчетная нагрузка от давления ветра на вертикальную плоскость на уровне
основания купола.
Для рассмотренной схемы получены меридиональные усилия
„ cos <р (2 1 \
Л = <?в /? sin3~~' — cos Ф + — С083ф 1 sin 0 (XVIII.28)
и кольцевые усилия
[costp /2 1 \1
sin ф — ——— —- — cos ф + • cos3 ф sin 0. (XVIII.29)
sin3 ф V 3 3 /]
" Усилия в стержнях купола определяют умножением 7\ и Тг на соответствующие
расстояния между стержнями в рассматриваемом сеченин купола и проектированием
нх на направления стержней (рис. XVIII.18, г).
Усилие в стержне меридионального направления
Afi = (7’1a)/(2cosa). (XVIII.30)
471
Усилие в кольцевом стержне
Nt = T2b. (XVIII.31)
Помимо осевых усилий Nt и Ы2 и стержнях могут возникать изгибающие моменты
от местной нагрузки.
Чтобы избежать потери устойчивости в вертикальной плоскости, момент инерции
стержней должен удовлетворять условию
(TxW0,5£)V (TtRIO.SE).
(XVIII.32)
Глава XIX
ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Висячими называют покрытия, в которых основные элементы не-
сущей 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 несущая конструкция вы-
полнена из стальных канатов-тросов, свитых из высокопрочной прово-
локи (ав=120 ... 240 кН/см2). Работа на растяжение, позволяющая пол-
ностью использовать всю площадь сечения ванта, и высокая прочность
материала приводят к тому, что вес несущей' конструкции относитель-
но мал, а следовательно, эффективность применения висячих конструк-
ций 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) необхо-
дима опорная конструкция, стоимость которой может составлять зна-
чительную часть стоимости всего покрытия. Желание уменьшить стой- -
мость опорной конструкции повышением эффективности ее работы
приводит к созданию покрытий круглой, овальной и других непрямо-
угольных форм плана, который плохо согласуется с современной плани-
ровкой производственных зданий; в этом одна из причин редкого при-
менения висячих покрытий для производственных зданий.
К специфическим особенностям висячих покрытий относится их по-
вышенная деформативность. Это вызвано тем, что модуль упругости
витых тросов меньше, чем у прокатной стали, и составляет лишь
«(1,5 ... 1,8) 104 кН/см2, а область упругой работы высокопрочного ма-
териала значительно больше, чем у обычной стали. Таким образом,
относительная деформация троса в упругой стадии работы е=о/Е по-
лучается в несколько раз больше, чем у элементов из стали СтЗ.
Повышенная деформативность висячих покрытий определяется так-
же и тем, что большинство систем висячих покрытий является система-
ми мгновенно-жесткими (частный случай геометрически изменяемых
систем), т. е. системами, которые работают упруго лишь на равновес-
ные нагрузки (обыкновенно равномерно распределенные, например соб-
472
ственная масса покрытия), а при действии неравновесных нагрузок
(обыкновенно неравномерных) в них помимо упругих деформаций по-
являются еще и кинематические перемещения (неупругие перемещения
системы, определяемые изменением ее геометрической схемы, под дей-
ствием нагрузки другого, отличного от первоначального вида). Чтобы
уменьшить кинематические перемещения, висячие покрытия часто про-
ектируют со специальными стабилизирующими устройствами и предва-
рительно напрягают; дополнительные конструктивные мероприятия
несколько снижают эффективность применения висячих систем покры-
тий. Повышенная деформативность висячих покрытий затрудняет их
применение в зданиях с крановым оборудованием. Обе эти причины
серьезно сдерживают применение висячих покрытий в производствен-
ных зданиях; современные висячие покрытия в настоящее время при-
меняются в основном для общественных зданий и спортивных соору-
жений 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 Красно-
ярске пролетом 78 м (рис. XIX.1, а) и покрытие стадиона в Монтевидео
диаметром 93 м (рис. XIX. 1,6). Оба покрытия представляют собой пред-
варительно-напряженные железобетонные оболочки, работающие на
растяжение. Напряженной арматурой в них является система из гибких
вант, на которые во время монтажа укладывают сборные железобетон-
ные плиты. До замоноличивания оболочки на ванты дается пригруз,
вызывающий совместно с собственной массой конструкции растягиваю-
щие напряжения в вантах, близкие к их расчетному сопротивлейию.
После твердения бетона замоноличивания пригруз снимают и образо-
вавшаяся железобетонная оболочка получает предварительное напря-
жение сжатия, позволяющее ей воспринимать растягивающие напря-
жения 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, закреп-
ленных 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 /« (1/10 ... 1/20)1; обо-
лочки являются пологими.
Сечение вант покрытия определяют по монтажной нагрузке, когда
покрытие полностью равномерно загружено собственной массой кон-
струкции и пригрузом (до схватывания бетона в процессе замоноличи-
вания). 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 = МЦ, (XIX. 1)
где М— балочный момент в середине пролета от расчетной нагрузки; f—стрела про-
веса ванты.
Наибольшее усилие в ванте будет на опоре
Г =)///? +у2, (XIX. 2)
где v — балочная опорная реакция.
Чтобы определить распор более точно, с учетом деформации ванты,
можно воспользоваться формулой
И3 +
\ EFD
1 ««
(XIX.3)

«а
л
Рис. XIX. 1. Одиопоясные системы с гибкими ваитами
а — покрытие гаража в Красноярске; б — покрытие стадиона в Монтевидео
где Но — распор в ваите от начальной нагрузки g (например, веса покрытия); он обыч-
но определяется по формуле (XIX.1), по заданным геометрическим параметрам I и f —
стрела начального провеса ванты; Н — распор в ванте от полной нагрузки g+p;
l I
Do= _fQo dx и D— f Q2dx — параметры начальной и полной нагрузок,
о о
Для равномерно распределенной нагрузки
D=[(g+p)2 Z3J/12;
для нагрузки, распределенной по двум треугольникам с вершинами
на опорах,
D = [(g + p)2 Z3J/80;
I и EF — пролет ванты и ее жесткость на растяжение.
474 [
Прогиб ванты в середине пролета приближенно можно определить:
а) при действии равномерно распределенной нагрузки
Д/ = 3m2p/4/128££/2, (XIX .4)
где
« = £//= 1+8/3 (///)?;
б) при действии нагрузки, распределенной по двум треугольникам
с вершинами на опорах (для круглых покрытий с радиальными ван-
тами),
Д/ = 5/rt?p/4/864££f2, (XIX .5)
где
т=Щ = 1 + 18/5
§ 3. ОДНОПОЯСНЫЕ СИСТЕМЫ С ЖЕСТКИМИ ВАНТАМИ
Примером может служить проект покрытия над рестораном в Ялте
(рис. XIX. 2). Гнутые двутавры — жесткие ванты, прикрепленные кон-
цами к торцовым фермам, работают под действием нагрузки на растя-
жение с изгибом, причем при
действии равномерной нагруз-
ки доля изгиба в напряжениях
невелика. При действии нерав-
номерной нагрузки жесткие
ванты начинают сильно сопро-
тивляться местному изгибу,
чем значительно уменьшают
деформативность всего покры-
тия.
Деформации и усилия в ваите
при действии равномерно распреде-
ленной нагрузки можно определить
по формулам:
а) прогиб середины пролета
bf=f~f0, (XIX.6>
где f — провес ванты под нагрузкой,
определяется из уравнения
4 £ / 4 F
-------Я 4-11_________4-
• 15 Jm± ' 15 Jmx '°
+f ,XIX7)
+ 1O£J/ 80£J +Z°- {X1X-7)
Рис. XIX.2. Проект покрытия ресторана в Ял-
те однопоясными системами с жесткими ван-
тами
Здесь J — момент инерции ванты;
«1=1 + 16/3 (/„//)?;
б) распор в ванте
H=8EF(f + f0)^f/3Pm1+Ha-, (XIX.8)
в) изгибающий момент в середине пролета ванты
[(g + p)l?J/8-/tf. (XIX.9)
Преимуществом системы является возможность устройства легкой
кровли и отсутствие необходимости в предварительном напряжении
~~~ 475
(его роль выполняет изгибиая жесткость элементов^, 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 покры-
тие дворца спорта «Юбилейный» в Ленинграде (рис. XIX.3, а). Две си-

Рис. XIX 3. Двухпоясные системы
а — покрытие дворца спорта «Юбилейный»; б, 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 на-
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 по-
крытий 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 предва-
рительного растяжения стабилизирующих вант должна быть больше
возможного сжатия в них же от временной нагрузки.
Большое влияние на экономическую эффективность системы оказы-
вает способ размещения несущих и стабилизирующих вант. При разме-
щении несущих вант над стабилизирующими (рис. XIX, б) они соеди-
нены между собой легкими растяжками, которые требуют для своего
устройства очень мало металла. Однако для каждой системы вант при-
ходится 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, соединя-
ющие обе системы вант, потребуют большего расхода металла из-за не-
обходимости обеспечения их устойчивости. Хорошее решение представле-
но на рис. XIX.3, а, когда сжатые стойки короткие, а распор двух систем
вант воспринимается одним сжатым железобетонным кольцом и рабо-
той 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
ян = ^н.о + [Af° (ph)J//h: (xix. 1 о)
остаточный распор стабилизирующего пояса
tfc = Z^-[Al0(pe)]/fc, (XIX. 11)
где Ян,0=Яд +[A4e(g)l//a — начальный распор в несущем поясе; Я"—распор йред-
варительиого напряжения в несущем поясе; Af°(g)—момент балочный от собственной
массы системы; Л4°(рн) —момент балочный от части временной нагрузки рв, восприни-
маемой несущим поясом; pc = (aip)/(l-|-ai)—часть временной нагрузки, воспринима-
емая стабилизирующим поясом; ai=mg Fc fl !rr?c F„ fl — коэффициент пропорцио-
нальности распределения нагрузки между поясами; рн=р—ро — часть временной на-
грузки, воспринимаемая несущим поясом; FB, fa, Fe, fa— площади сечения и провесы
несущего и стабилизирующих поясов; mB=La/l, me=Lo/l— отношения длин поясов
к пролету системы; (falfc) — распор предварительного напряжения в стабили-
зирующем поясе; Ма(р0) —балочный момент от части временной нагрузки р0, воспри-
нимаемой стабилизирующим поясом.
Предварительное напряжение системы надо назначать так, чтобы остаточное усилие
в стабилизирующем поясе при действии расчетной нагрузки р было положительным:
Не>0.
Прогиб системы от временной нагрузки р можно приближенно определить:
а) при равномерно распределенной нагрузке
Д/ = Зр/4/128 Е ( FB + Fc /*); (XIX. 12)
б) при нагрузке, распределенной в виде двух треугольников с вершинами на опо-
рах (для круглых покрытйй с радиальными вантами),
Д/ 5р1^8МЕ ( Fa fl +' F9 /*). (XIX. 13)
477
§ 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-
щий и стабилизирующий пояса соединены наклонными вантами-раско-
сами, образующими геометрически неизменяемую ферму. Такая система
Рис. XIX.4. Покрытие
тросовыми фермами зим-
него стадиона Юханнес-
хоф 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 фкатия, которые возникают
от внешней нагрузки в нижнем поясе и в некоторых раскосах, в против-
ном случае эти гибкие элементы не смогут работать на сжатие и си-
стема превратится в геометрически изменяемую.
§ 6. СЕДЛОВИДНЫЕ СЕТКИ
Эта несущая система часто применяется в висячих покрытиях различ-
ного назначения для постоянных и легких временных сооружений.
Примером могут служить покрытие над спортивным залом в Братисла-
ве размером 66X72 м (рис. XIX.5, а) и легкое покрытие плавательного
бассейна в Монако площадью 2200 м2 (рис. XIX.5,б).
Сетка покрытия, имеющая выгнутые вниз несущие тросы и выгну-
тые вверх стабилизирующие тросы, принимается по поверхности двоя-
кой кривизны (чаще всего по поверхности гиперболического параболои-
да); такая форма поверхности позволяет предварительно напрягать
сетку. Сетка двоякой кривизны по своей геометрической связности яв-
ляется мгновенно-жесткой системой и подобно двухпоясным системам
для устойчивой работы стабилизирующих тросов требует предваритель-
ного напряжения. Расстояние между смежными параллельными троса-
ми сетки зависит от конструкции кровли. В легких сооружениях, по-
крытых пленкой или брезентом, оно не должно превышать 1 м во из-
бежание образования больших водяных мешков.
Форма плана покрытия может быть весьма разнообразной, но в по-
стоянных 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 сет-
ки — гиперболического параболоида (рис. XIX.5, в).
Объединяя такце квадратные ячейки в многопролетное покрытие для
универсального производственного здания, можно получить весьма
экономичное покрытие. Промежуточные опорные контуры в нем, разде-
ляющие ячейки покрытия, будут испытывать лишь незначительные го-
ризонтальные 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 рабо-
тающими сетками делает многопролетное покрытие экономичным.
Во временных сооружениях сетка часто окаймляется более мощным
тросом-подбором, который (работая на растяжение) служит опорным
контуром сетки (рис. XIX.5, б).
Рис. XIX.5. Покрытия седловидными сетками
а — спортзал в Братиславе; б — плавательный бассейн в Монако; в — информационный центр
в Брюсселе; г — расчетная схема покрытия
Определение усилий в тросах пологой сетки с поверхностью в форме гиперболи-
ческого параболоида с полупролетамн а и b (рис. XIX.5, г) при действии равновесных
нагрузок р (равномерного загружения всего покрытия или любой его половины рас-
пределенной нагрузкой) приближенно можно вести методом сил *. Принимаем сетку
как непрерывную безмомеитиую оболочку, не воспринимающую касательных напряже-
ний, в которой при статически определимом контуре будет лишь одно лишнее неизвест-
ное. За лишнее неизвестное удобно принять Др — изменение контактной нагрузки (сил
взаимодействия тросов) под действием внешней нагрузки р. Контактную нагрузку
приближенно принимаем равномерно распределенной по поверхности покрытия. За ос-
новную систему принимаем одну из систем тросов: несущих — при загружении
нагрузкой р всего покрытия или его половины в направлении стабилизирующих тро-
сов или стабилизирующих — при загруженин нагрузкой р половины покрытия в на-
правлении несущих тросов.
Неизвестное Д<? определяют по уравнению
611Д9 + SiP = 0, откуда Д<? = — 61р/бц. (XIX. 14)
1 Ведеииков Г. С., Фельдман Л. Б. К расчету многопролетных висячих покрытий.
«Строительная механика и расчет сооружений», 1970, № 5.
479
Зная А?, легко определить горизонтальные составляющие усилий в тросах сетки и
изгибающих моментов в контуре
Лв = Лн,о + Лн,р + ^в,: К = hc,o + hc,p + '•
М — Ai0 Ч-Л4Р + A^Mj, (XIX. 15)
Колонна
коо >soo
D-160000
Рис. XIX.6. Проект покрытия
стальной оболочкой универ-
сального спортивного зала в
Ленинграде
480

(XIX. 16)
где hB,t, ЛСЛ, Mo —горизонтальные составляющие усилий в тросах и изгибающего мо-
мента в контуре от предварительного напряжения системы; Лв,₽, й«,р, Му— то же, от
Нагрузки р в основной системе;, йа, hc , —то же, от единичной нагрузки Д? = 1
в основной системе.
Коэффициенты уравнения (XIX. 14) можно определить по формулам.
Единичное состояние Д?=1:
ЛН) = (2n)«/8fH = a»/2fB; hc> = (26) Wc = W2fc; .
ху • х у S
Нагрузочные состояния:
а) полное равномерное загружение покрытия нагрузкой р:
. . Р(2в>2 Р* .
+х+Н
„ Ля, ^н,р . . , f MiMp
6i₽ = — dxdy+ | ——— dS,
—x 0 S

Мр ^Й.Н.Р
(Х1Х.17)
б) равномерное загружение половины покрытия — загружена половина
билизирующих тросов нагрузкой:
Лс<р = 0;’ у<0
длины ста-
pa2
i<₽ “ 2/a 1
^н,р
-х-у
(XIX. 18)
i.p . . , | MjAip
dxdy+\j dS;
s
в) равномерное загружение половины покрытия — загружена половина- длины не-
сущих тросов нагрузкой р:
х < 0 h =0
); х > 0 йс>р = -(рйа)/(2/с); Ла,р = 0;
+?+?
О •—р
(XIX. 19)

. . , МгМр
dxdy+ J Ек JK dS.
s
§ 7. ОБОЛОЧКИ
I
Несущей системой висячего по-
крытия может быть также тонко-
стенная металлическая оболочка,
работающая на растяжение (рис.
XIX.6), Покрытие представляет
собой стальную сварную оболочку
вращения из листов 6=6 мм, под-
вешенною к круглому железобетон-
ному кольцу,. покоящемуся на ко-
лоннах, покрытую,., сверху утепли-
телем и, гидроизоляцией. Для ста-
билизации оболочки (особенно при
действии отсоса ветра) и улучше-
31—478
481
ния водоотвода на оболочку в средней ее части уложены радиальные
стальные фермы с железобетонным покрытием, а в крайних частях
она подкреплена радиально расположенными тросовыми системами,
подобными тросовой ферме. Такая систему стабилизации предотвраща-
ет чрезмерные деформации легкой оболочки при неравномерных нагру-
жениях покрытия снегом и ветром.
Подобные системы покрытий рассчитывают как безмоментные обо-
лочки.
§ 8. КОМБИНИРОВАННЫЕ СИСТЕМЫ
Весьма широко распространенной комбинированной системой, на-
шедшей применение в строительстве ангаров, является балочная кон-
сольная система, подвешенная на троса^ (рис. XIX.7). Эта Система хо-
Рис. XIX.7. Проект покрытия ангара комбинированной системой — балочная
ферма на тросах
рошо сочетает технологические преимущества (неограниченные возмож-
ности устройства въездных ворот, возможность увеличения длины ан-
гара без переустройства его действующей части И Т. п.) с экономично-
стью. Увеличением числа вант и регулированием силы их натяжения
можно добиться очень небольших моментов в балке жесткости.
В свою очередь поддерживающие балку тросы переходят через пи-
лоны и могут быть закреплены в конструкциях вспомогательных поме-
щений, не требуя устройства специальной анкерной конструкции.
Простота и легкость конструкции явились, видимо, основной причи-
ной, 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 ЗДАНИЙ
§ 1. ОСНОВНЫЕ ОСОБЕННОСТИ
X
Многоэтажные здания (20—30 этажей и выше) придают город-
скому ансамблю архитектурную выразительность. В одном таком зда-
нии можно разместить крупные государственные административные
учреждения (министерства и т. п.), коммунальные предприятия (гости-
ницы), учебные заведения, как это сделано в здании университета в
Москве (рис. ХХ.1).
При большой этажности зданий рационально разделение конструк-
ций на несущие и ограждающие. Функции несущих конструкций выпол-
няет каркас из высокопрочных материалов (сталь, железобетон), функ-
ции ограждающих конструкций — легкие стеновые панели с эффектив-
ными 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 ста-
ли, верхних — из железобетона. ,
Материалы Для каркаса выбирают на основе технико-экономичес-
кого анализа с учетом конкретных условий строительства. С повыше-
нием этажности здания целесообразность применения стального кар-
каса увеличивается.
Главным преимуществом стального каркаса является высокая проч-
ность материала, позволяющая принимать минимальные размеры се-
чений колонн и тем самым увеличивать полезную площадь помещений.
Поэтому в нижних этажах зданий (25—30 этйжей и более) целесооб-
разно проектировать колонны из низколегированной стали.
Чтобы защитить стальной каркас от пожара и коррозии, элементы
каркаса бетонируют, облицовывают керамическими блоками, специаль-
ными плитами и покрывают защитными составами.
Каркас многоэтажного здания воспринимает значительные нагруз-
ки: вертикальные— собственную массу здания, полезные нагруз-
ки помещений и горизонтальные — ветровые и сейсмические (в
соответствующих районах) воздействия.
Основными конструктивными элементами каркаса являются колон-
ны и балки.
Распределение расходов стали по элементам каркаса примерно сле-
дующее, %:
Колонны...................... 40—60
Балки перекрытий и фахверки . v . . 30—50
Лестницы и лифтойые шахты .... 3—6
Связи . ..................... 2—7
Ориентировочно расход металла (кг/м3) на стальной каркас, отне-
сенный к 1 м3 здания,
С=(12 + л/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 передаю-
щую их воздействия на фундамент. Кроме того, система должна иметь
31*
483
£
Рнс. XX.1. Здание Московского государственного университета (МГУ)
необходимую жесткость в горизонтальном направлении, чтобы переме-
щения здания ot ветровых нагрузок не превышали допустимых нормами.
Фундамент обычно проектируют в виде сплошной железобетонной
плиты, наилучшим образом распределяющей неравномерно приложен-
ные к фундаменту нагрузки по всей площади основания здания.
Вертикальные нагрузки через балки перекрытия передаются на
колонны и затем на фундамент. Для восприятия и передачи горизон-
тальных 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 рас-
стоянии 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 обеспечивает-
ся системой вертикальных и горизонтальных дисков, принимающих на
себя всю ветровую нагрузку.
Остальные элементы каркаса — колонны и балки, не входящие в
систему дисков, конструируются как обычная балочная система с шар-
нирным сопряжением в узлах; они воспринимают лишь вертикальную
нагрузку.
Во втором случае горизонтальная жесткость каркаса обеспечивает-
ся рамными системами, расположенными по каждому ряду колонн с
жесткими сопряжениями балок с колоннами.
Связевая система отвечает принципу концентрации материа-
ла и позволяет большинство элементов каркаса и их сопряжения про-
ектировать более легкими, простейшей конструктивной формы и в мак-
симальной степени типизировать, поэтому связевая система предпоч-
тительнее.
Рамная система, более сложная в конструктивном оформлении
и менее жесткая, может оказаться рациональной для сравнительно не-
высоких зданий.
Горизонтальные диски проектируют через несколько этажей; они
представляют собой замоноличениые железобетонные плиты перекры-
тия, иногда с дополнительными’системами горизонтальных связей.
Эти жесткие перекрытия нужны для перераспределения ветровой
нагрузки между вертикальными связями и обеспечения общей жест-
кости каркаса.
Вертикальные связи проектируют в виде консольных ферм, защем-
ленных в фундамент. В местах защемления ферм фундамент испытыва-
ет 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 Виде сплошных железо-
бетонных стенок илн вертикальных пространственных систем-оболочек.
Можно передавать не только горизонтальную, но и вертикальную
нагрузку на мощные вертикальные фермы (рис. ХХ.2, е). В этом слу-
чае междуэтажные перекрытия подвешивают к тягам, закрепленным
на горизонтальных траверсах. Отсутствие колонн облегчает вес каркаса.
Чтобы увеличить поперечную жесткость, тяги можно закреплять 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 на-
значения и архитектурного замысла.
485
о
486
&
'JUl .< и'М.г.д
Рис. ХХ.З. Разбивка колонн и размещение связей
в плане здания
а — квадратный план здания; б —> прямоугольный план
здания
а — административное здание в Москве; б — здание
на Котельнической набережной в Москве
Наиболее простые кон-
структивные ращении кар-
касе надуваются при квад-
ратном ади прямоугольном
плане здания, При разбив-
ке сетки колонн надо стре-
миться, чтобы КОЛОННЫ В
плане образовывали стан-
дартные ячейки или чтобы
расстояния между ними под-
чинялись единому модулю
(рис. ХХ.З). В этом случае
можно добиться максималь-
ной типизации элементов
каркаса — колонн и балок,
а также элементов ограж-
дающих конструкций, стен
И перекрытий. Кроме того,
расстояния между колон-
нами определяют расход
стали на каркас: с увеличе-
нием шага общий вес колонн уменьшается, а вес балок возраста-
ет; с уменьшением шага колонн — наоборот. Следовательно, существу-
ет оптимальный шаг колонн, при котором общий расход стали будет
минимальным. Размер оптимального шага колони зависит от высоты
здания, он снижается с уменьшением высоты здания.
В зданиях высотой 30—40 этажей оптимальный шаг колонн лежит
в пределах 4—6 м. Однако по архитектурно-планировочным требова-
ниям шаг колонн зачастую принимают больше оптимального. Если
здание имеет сложную конфигурацию в плане, то нужно его расчленить
487
на отдельные прямоугольные контуры; внутри которых шаг колонн
должен быть стандартным или подчиненны^ общему модулю (рис.
ХХ.4,б). По высоте здания колонны должны идти не прерываясь. При
необходимости устройства в здании помещений большого объема при-
ходится прерывать колонны. Тогда колонны, расположенные выше этих
помещений, ’опирают' на перекрытия, несущими конструкциями кото-
рых являются тяжелые фермы высотой в один этаж или мощные сплош-
ные балки. Такая компоновка значительно усложняет и удорожает
конструкцию, поэтому ее стараются избегать.
3. Компоновка связей
/
Ветровая нагрузка может действовать на здание в любом направ-
лении, следовательно, расположение связей должно обеспечивать про-
странственную жесткость здания и способность сопротивляться скручи-
ванию. В рамных системах, у которых рамы расположены по всем осям
в продольном и поперечном направлениях, пространственная жест-
кость обеспечивается наиболее просто.
Связевые фермы для обеспечения жесткости следует размещать как
в продольном, так и в поперечном направлении, по возможности сим-
метрично относительно главной оси здания (см. рис. ХХ.З ц ХХ.4). При
несимметричном расположении вертикальных связей ветровые нагруз-
ки 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 обеспече-
ния жесткости здания. Значение связей продольного направления мень-
ше, так как большее число колонн, протяженность стен; заполнения и
т. п. обеспечивают зданию дополнительную жесткость.
При сложном очертании плана нужно обратить внимание на пра-
вильное размещение связей. Примером такого размещения связей
может служить здание на Котельнической набережной в Москве, имею-
щее три оси симметрии (рис. ХХ.4,б). В средней части здания попе-
речные связи-стенки соединены тремя внутренними стенами, в резуль-
тате получена центральная жесткая пространственная система. Прямо-
угольные открылки здания имеют дополнительные поперечные связи.
Совместная работа всех связей обеспечивается жесткими междуэтаж-
ными перекрытиями — дисками. Полученная пространственная систе-
ма каркаса надежно обеспечивает жесткость здания во всех направле-
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 ре-
шетки. Наибольшее распространение получила полураскосная решет-
ка (рис. ХХ.5,а), которая допускает устройство в панелях со связями
дверных и оконных проемов и испытывает небольшие дополнительные
усилия сжатия из-за укорачивания колонн под нагрузкой. Крестовая
решетка (рис. ХХ.5, б)—наиболее жесткая — возможна лишь в глу-
хих стеновых панелях. Раскосы этой решетки получают значительные до-
полнительные усилия от сжатия колонн, определяемые по формуле
(см. гл. VIII, §'5)
осв = ок cos2 а, (XX. 2)
где Ок — напряжения сжатия в колонне; а —угол наклона диагонали к вертикали.
488
В отдельных случаях при соответствующих требованиях к устройст-
ву проемов возможны ромбические (рис. ХХ.5,в) и неполные
(рис. ХХ.5, г) связи, которые с точки зрения работы хуже полураскос-
ной системы.
Рис. ХХ.5. Конструктивные схемы вертикальных связей
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, вызывая дополнитель-
ные изгибающие моменты в ригелях и колоннах.
§ 3. КОНСТРУКЦИИ ЭЛЕМЕНТОВ КАРКАСА
1. Колонны
А. Типы сечений. При компоновке сечений колонн многоэтажных
зданий нужно добиваться их максимальной компактности, что позво-
ляет увеличить полезную площадь помещений. При небдлыпой свобод-
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) ко-
эффициенты продольного изгиба получаются близкими к единице (гиб-
кость 20—30) и, следовательно, по экономическим соображениям се-
чения’не требуют развития.
Двутавровое сварное сечение (рис. ХХ.6, а) с толстыми полками и
стенками (40—60 мм) благодаря технологичности его изготовления
(автоматическая сварка) и удобству примыкания балок получило ши-
489
ромбе распространение в практике многоэтажного строительства. Одна-
ко при больших нагрузках в нижних этажах нашли применение сплош-
ные (квадратные или прямоугольные) сечения колонн (рис. ХХ.6,6, в).
В каркас здания Дома культуры и науки в Варшаве колонны запро-
ектированы 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 удобны для примыкания к ним балок. Колонны из
квадратных слябов не получили распространения, так как их расчет-
Рис. ХХ.7. Стыки
колонн со стяж-
ными болтами
6)
ное сопротивление значительно ниже, чем из листовой сталй (для клас-
са С 38/23 предел текучести 18—19 кН/см2); 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) применя-
ются сечения из двух уголков, сваренных перьями (рис. ХХ.6,о), и из
четырех уголков, которые можно усилить1 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 швел-
леров (рис. ХХ.6,ж).
Б. Размещение и конструкция стыков. Колонны стыкуются по высо-
те 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 ме-
няются.
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 крепеж-
ных уголках, фиксируется взаимное положение отправочных марок и
закрепление колонн в процессе монтажа. При резком изменении сече-
490
ний соединяемых отправочных марок стык можно осуществлять через
строганую плиту (рис. ХХ.7,б).
Если в колоннах с рамными связями в месте стыка возможно появ-
ление растягивающих напряжений, то одних стяжных болтов Недоста-
точно, и ДЛЯ восприятия растягивающих напряжений нужно стык пе-
рекрывать накладКамй (рис. XX 8), накладки могут прикрепляться
сваркой или высокопрочны-
ми болтами.
В. Базы колони. Базы,
как и стыки, проектируют С
фрезерованными торцами
(рис. ХХ.9). Фрезерован-
ный торец колонны переда-
ет давление на строганую
плиту. В наиболее мощных
колоннах сплошного сече-
ния из пакета листов опор-
ное сечение КОЛОННЫ уши-
ряют приваркой дополни-
тельных листов, а вместо
одной опорной ПЛИТЫ укла-
дывают две толщиной до
215 мм (рис. ХХ.9, й). На
монтаже торец колонны
приваривают к плите. Опор-
Рис. XX 8. Стык колонны С накладками
ные плиты устанавливают на фундаменте точно в проектное положение
при помощи трех установочных винтов. Затем закрепляют анкерными
болтами и подливают цементным раствором. Расчет таких баз см. в
гл. VIII. § 6. В рамных системах при передаче момента на фундамент
необходимо устраивать траверсы и специальные анкерные крепления
(рис. ХХ.9, 6) .
2. Балки
Балки перекрытий многоэтажных зданий образуют балочную клет-
ку, основа компоновки которой изложена в гл. VII.
Балки, расположенные по осям колонн, при рамных связях явля-
ются ригелями рам и работают на момент от вертикальной и от гори-
зонтальной нагрузки.
Обычно в многоэтажных зданиях балки проектируют Двутаврового
сечения — прокатные или сварные. Так как строительную высоту меж-
дуэтажных перекрытий принимают небольшой (350—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 значитель-
ных пролетах для балок, поддерживающих настил, возможно приме-
нение легких решетчатых сечений по типу прутковых прогонов.
3. Сопряжение балок с колоннами
В зависимости от характера работы балок сопряжение их с колон-
нами может быть свободным (рис. ХХ.10) Или жестким (рис. ХХ.11).
При свободном сопряжении балки передают на колонны только вер-
тикальные реакции, При жесТКоМ Сопряжений — вертикальные реакции
и момент. Жесткое сопряжение осуществляется в каркасах с рамными
связями.
491
' Рис. XX 9. Базы колонн
а — двутаврового сечения, б — из пакета листов; в —при больших усилиях; г —при передаче мо-
мента
В многоэтажных зданиях балки всегда примыкают к колоннам сбо-
ку. Между торцом балки и колонной оставляют зазор в 10—20 мм, что
упрощает сборку каркаса й изготовление балок. При свободном прикреп-
лении опорная реакция передается на монтажный столик и балка за-
крепляется в проектном положении установочными болтами (рис. ХХ.10).
При жестком сопряжении балок с колоннами вертикальная реакция
также передается на опорный столик или через вертикальное ребро,
приваренное к колоннам.
492
41
493
4)
A-A
Рис XX 11 Жесткое сопряжение балок с ко-
лоннами
а— при двутавровых колоннах, б — при колоннах
из листового пакета, в —при передаче большого мо-
мента ригеля
л-л
494
Опорный момент передается через горизонтальные наладки, прива-
риваемые на монтаже стыковыми швами к колоннам и фланговыми шва-
ми к полкам балок (см. рис. ХХ.11). В зависимости от типа колонн и
мощности балок меняется конфигурация накладок, но основная кон-
структивная схема сопряжения остается неизменной. Для передачи
момента при больших опорных моментах и малой высоте балок гори-
зонтальные накладки усиливают вертикальными ребрами (рие. XX. 11, в).
Рис. XX. 12. Напряженное состояние в стенке колонны при жестком сопряжении
В стенках колонн двутаврового сечения, в месте жесткого сопряже-
ния с балками возникает сложное напряженное состояние (рис. ХХ-12).
Изгибающий момент с балки передается горизонтальными накладка-
ми на колонну в ниде сил Ля и Л и и воспринимается диафрагмами ко-
лонн (рис. ХХ.12). От этих горизонтальных сил в стенке колонны воз-
никают касательные напряжения. В этих же сечениях в колонне возни-
кают нормальные напряжения от рамных моментов в колонне Л1в и Мн
и продольной силы Р. Приведенные напряжения
Сорив = V (ар + дм)2 + Зт2 < R, (XX .3)
где Эр — напряжение И ирдрине от продрдарой сида Р; а* — напряжение В стенке ко-
лонну рт изгибающего момента Мв или Л4Ч.
Касательные напряжении в стенке колонны
(XX 4)
где Q поперечная сила в колонне; — площадь сечения станиц.
4. Конструкции решетчатых связей
Связи конструируют как фермы, у которых поясами служат колон-
ны, стойками — балки перекрытий, и дополнительно стайят раскосы.
Раскосы конструируют из жестких профилей и прикрепляют к риге-
лям и Колоннам на фасонках. Сборка производится на монтажных бол-
тах, а затем раскосы приваривают к фасонкам. Балки, входящие в свя-
зевые 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 совмест-
ном 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 кар-
каса в отдельных панелях, который не должен превышать 1/1000.
Проверка прогиба по существу является условной, так как произво-
дится при действии условной ветровой статической нагрузки, заменяю-
щей динамические прорывы ветра. Кроме того, считается, что вся на-
грузка воспринимается каркасом без учета жесткости, которую прида-
ют зданию ограждающие конструкции и внутренние стены. Однако та-
кая 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 по-
явления трещин. Вертикальные и горизонтальные нагрузки берутся по
СНиП и по специальным техническим условиям.
При статическом расчете сложную пространственную систему .кар-
каса 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. Допол-
нительно надо проверить несущую способность колонн при односторон-
нем загружении их временной нагрузкой (рис. XX. 13). В этом случае
на уровне перекрытий к колоннам приложены внешние моменты (рис.
ХХ.13).
М = Раа11 — Р пап- (ХХ.5)
При определении расчетных изгибающих моментов в колонне ее
можно рассматривать как неразрезную балку с внешним моментом М,
приложенным на опорах. Такой же расчет следует производить, если
полные реакций левой и правой'балок неодинаковы. Если каркас со-
стоим из рамных систем с жестким сопряжением балок с колоннами, то
расчет на вертикальную нагрузку можно производить приближенными
методами строительной механики. Условно принимается, что при за-
гружении одного пролета усилия возникают лишь в стержнях (колон-
нах и ригелях), примыкающих к данному пролету, и что фокусные рас-
стояния в примыкающих стержнях находятся аа 7* длины стержня
(рис. XX. М).
При этих предпосылках расчета ая-ехема имеет два неизвестных
496
Рис. XX. 13. К расчету
колонн при свободном
опирании балок
Временная '
нагрузка
Гвиеааааааачааааааа!
<. Постоянная
"• нагрузка
MHwiraaaaaaaa
Ba«4aaiaiiiai'atai»a
Afa
птптптп
Л/<,
imnunimnmi
5
а.
Mpt
М,,,
Рис. ХХ.14. Расчетная
схема рамы при верти-
кальной нагрузке
’5
t
г
3
[1ИИШ111М111111

1ШШ11Н1МШ111

и Л432 (опорные моменты у загруженного ригеля), которые просто найти
методом деформаций. ,
Моменты М2з и М32 распределяются с обратным знаком на примыка-
ющие к узлу стержни пропорционально их погонным жесткостям. Далее
полученные моменты через фокусные расстояния распространяются по
длине стержней.
Расчетные значения моментов в колоннах и ригелях определяют из
рассмотрения наиболее неблагоприятных комбинаций загружения дан-
ного 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 распре-
деляется между рамами пропорционально их жесткостям. Эта предпо-
сылка учитывает пространственный характер работы каркаса, связан-
ного жёсткими горизонтальными дисками (рис. XX.2,б). Раму после
Рис. XX. 15. Схема деформации каркаса при несимметричном расположении связей
а — схема размещения связей; б — перемещения здания в плане; в — распределение нагрузок от
поступательного перемещена^; г — распределение нагрузок между связями от вращательного пере-
мещения
определения горизонтальной нагрузки на нее рассматривают как
плоскую.
Ввиду высокой степени статической неопределимости рам много-
этажных зданий усилия в них находят приближенными методами.
Распространен, например, расчет, прн котором рама принимается как
статически определимая в результате размещения шарниров посере-
дине пролета балки и посередине высоты колонн в пределах каждого
этажа. Возможен и более точный расчет с применением ЭВМ.
Ветровая нагрузка на отдельно стоящие вертикальные связи рас-
пределяется пропорционально их жесткостям. Если связи поставлены
несимметрично, то необходимо учитывать дополнительные воздейст-
вия на них, получаемые от закручивания системы (рие- XX.15). В этом
случае связи уместятся на одинаковую величину параллельно себе и
дополнительно переместятся от поворота здания па’ некоторый угол
После определения размеров нагрузок, действующих на связи, они
рассчитываются как вертикальные фермы обычными методами статрии-
* Металлические конструкции. Учебник. Вад ред. Н. С. Стрелецкого. М., Стройиз-
дат, 1952. '
498
РАЗДЕЛ ЧЕТВЕРТЫЙ
ЛИСТОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Глава XXI *
основы ЛИСТОВЫХ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Листовыми конструкциями называют конструкции, состоящие в ос-
новном из металлических листов или лент и предназначенные для хра-
нения, транспортирования, перегрузки или переработки жидкостей,
газов И сыпучих материалов.
Номенклатура листовых конструкций: 1) резервуары для хранения
жидкостей; 2) газгольдеры для хранения газов; 3) бункера и силосы
для хранения и перегрузки сыпучих материалов; 4) трубопроводы боль-
шого диаметра для транспортирования газов, жидкостей и размель-
ченных или разжиженных твердых веществ; 5) кожухи доменных пе-
чей, воздухонагревателей, пылеуловителей, электрофильтров, скруббе-
ров; 6) дымовые и вентиляционные трубы; 7) специальные листовые
конструкции химической и нефтезаводской аппаратуры; 8) барабан-
ные вращающиеся печи для обжига твердых веществ.
Даже из приведенного далеко не полного перечня видно, какое
широкое применение имеют листовые конструкции в народном хозяйстве.
§ 2 ОСОБЕННОСТИ ЛИСТОВЫХ КОНСТРУКЦИИ
Условия работы листовых конструкций весьма разнообразны: они
могут быть надземными, наземными, полузаглубленными, подземными,
подводными, могут воспринимать статическую и динамическую нагруз-
ки, 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 листовых конструкций, отличающими их
от Других металлических конструкций, являются следующие.
Щвы листовых конструкций должны одновременно удовлетворять
требованиям прочности и плотности
В сопряжениях различных оболочек листовых конструкций, в за-
щемлении оболочек у колец жесткости и у днищ возникают локальные
напряжения краевого эффекта b которые необходимо учитывать при
проектировании листовых конструкций.
Листовые конструкции характеризуются относительно большой про-
тяженностью сварных соединений, примерно вдвое превышающей про-
тяженность швов обычных металлических конструкций на единицу веса.
При изготовлении листовых конструкций необходимы операции, не
требующиеся при производстве обычных металлических конструк-
ций: фасонный раскрой листового проката; вальцовка обечаек из лис-
товой стали и колец из фасонной стали; изготовление рулонных заго-
товок; штамповка габаритных выпуклых днищ или обечаек и Др,
* Леесиг Е. Н., 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 выпус-
кают рулонную горячекатаную сталь толщиной до 16 мм.
Автоматическая и полуавтоматическая дуговая монтажная сварка,
а также электрошлаковая монтажная сварка используются в негаба-
ритных листовых конструкциях гораздо шире, чем в других типах ме-
таллических конструкций. (
В некоторых случаях рационально применять двухслойную стенку
или предварительное напряжение цилиндрических листовых конструк-
ций (нижней части корпуса вертикальных резервуаров большого объе-
ма, габаритных цилиндрических сосудов химической и нефтезаводской
аппаратуры), выполняемое обжатием оболочки высокопрочной лентой
или проволокой.
В конструкциях, работающих на интенсивное растяжение (в шаро-
вых резервуарах высокого давления, в нижней части стенки верти-
кальных цилиндрических резервуаров вместимостью 30 000—100 000 м3
и т. п.), перспективно применение высокопрочной стали.
В резервуарах для кислот и других весьма агрессивных жидкостей
целесообразно применение алюминия или биметалла (листов из угле-
родистой, низколегированной или теплостойкой отали, плакированных
нержавеющей сталью или никеле^ со стороны агрессивной среды).
Для защиты от коррозии наружную поверхность резервуара и газ-
гольдера защищают лакокрасочной пленкой. Нижнюю поверхность
плоского днища вертикального цилиндрического резервуара или газ-
гольдера предохраняют от коррозии изоляционным слоем, устраивае-
мым на песчаном основании. Внутреннюю поверхность листовых сталь-
ных конструкций защищают от коррозии только при хранении продук-
тов, агрессивных к стали (например, внутреннюю поверхность резер-
вуаров 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 долж-
ны быть не только прочными, но и непроницаемыми.
В листовых конструкциях применяют соединения встык, внахлест-
ку и впритык (втавр). Наиболее рациональным типом соединения лис-
тов или лент является шов встык, выполненный сварочным трактором.
Листы толщиной менее 5 мм соединяли внахлестку. ЕГ настоящее вре-
мя заводы рулонных заготовок освоили сварку встык листов толщиной
от 4 мм.
Стыковые швы габаритных и рулонных листовых конструкций про-
ектируют обычных сечений.
Все непроницаемые швы листовых конструкций должны быть про-
верены на плотность промазкой их керосином изнутри (после окраски
меловой краской снаружи), либо воздушным давлением изнутри (при
покрытии мыльным раствором снаружи), или гидравлическим давле-
нием изнутри без какого-либо покрытия снаружи, или, наконец, вакуум-
ной камерой, перемещаемой по швам, покрытым мыльным раствором,
или методом химических реакций (в случае недоступности швов для
осмотра их с обратной стороны) *. >
1 Корниенко В. С., Поповский Б. В., Линевич Г. В. Изготовление и монтаж сталь-
ных резервуаров и газгольдеров. М., Стройиздат, 1964.
&во
Глава ХХП
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. XXII.2), капле-
видные (рис. ХХП.З) и шаровые (рис. ХХП.4). Резервуары бывают по-
стоянного и переменного объема, надземные, наземные, полузаглуб-
ленные, подземные и подводные.
Рис. XXII.1. Вертикаль-
ный цилиндрический ре-
зервуар с комической
щитовой кровлей
1 — стенка;1 2 — днище
Рис. XXII.2. Горизон-
тальный цилиндрический
резервуар с пологими ко-
ническими днищами
(а=75°)
Тип резервуара выбирают в зависимости от свойств хранимой жид-
кости, района строительства (климатических условий), режима экс-
плуатации и вместимости резервуара.
Стенки и днища вертикальных резервуаров изготовляют из листо-
вой стали толщиной 4—30 мм; для покрытий вертикальных цилиндри-
ческих резервуаров применяют листы толщиной 2,5—6 мм; толщина
стенки шаровых, горизонтальных и специальных вертикальных резер-
вуаров доходит до 36—38 мм.
Кроме обычной малоуглеродистой стали класса С 38/23 в резервуаро-
строении получили распространение также низколегированные стали ма-
рок 16ГС, 09Г2С и др. (ГОСТ 19282—73). Сталь марки 16ГС можно
501
Рис. ХХП.З. К&плевидйый резервуар вместимостью 2000 м3, круглый в плайе
1 — днище; 2 —стейка; 5 —леетййца; 4 — площадка с оборудованием; 5«-опорное кольцо
6200 . 5Ж>
502
Рис. ХХП.5. Полотнище корпуса и дни-
ща вертикального цилиндрического ре-
зервуара
и — пО.ЮТИйЩе етенки; б — ПОЛОтййЩё днища
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 полот-
нищ заводского изготовления, свернутых в габаритные рулоны и дос-
тавляемых в таком виде на монтажную площадку (рис. XXII.5).
Масса рулона достигает 60 т; сборка механизирована, ручная свар-
ка заменена автоматической, а изготовление рулонов корпуса и днища
производится по поточно-конвейерной системе, что в несколько раз со-
кращает трудоемкость и сроки монтажных работ, уменьшает себестои-
мость и повышает качество резервуаров1. Этот метод нашел приме-
нение за рубежом.
При Монтаже остается сварить вертикальный стык (или стыки)
стенки, приварить ее к предварительно сваренному днищу и сварить
швы покрытия.
Влияние процесса рулонирования на сопротивляемость стали хруп-
кому разрушению может не учитываться при оценке прочности резер-
вуаров, если толщина углеродистой стали не превышает 16 мм, а низ-
колегированной и высокопрочной—-18 мм.
Большое значение для надежности н долговечности резервуаров
имеет правильное расположение оборудования—люков, лазов, патруб-
ков и т. п. В одном листе нельзя допускать более трех врезок; расстоя-
ние между швами, прикрепляющими оборудование к корпусу резерву-
ара, и продольными швами стенки должно быть не менее 500 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 резервуа-
ра (см. рис. XXII.1) являются днище, стенка и покрытие. Оборудова-
ние резервуара состоит из арматуры (устройства для налива, замера и
выпуска жидкости, предохранительных клапанов) и приспособлений
для очистки и осмотра (лестницы, световой люк, замерный люк, лаз).
1 Раевский Г. В. Изготовление стальных вертикальных цилиндрических резервуа-
ров методом сворачивания. М„ Гостоптехиздат, 1962.
503
Для защиты от воздействия статического электричества корпус резер-
вуара должен быть заземлен. Главным расчетным элементом наземно-
го вертикального резервуара является стенка, так как днище’, покоя-
щееся на основании, испытывает (за исключением периферийной части}
незначительные напряжения и толщина его диктуется . удобством и
надежностью сварки, а также сопротивляемостью коррозии под дейст-
вием 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 м3 приня-
ты 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
Дп

Рис. ХХП.6. Схема устройства осно-
вания под резервуар
1 — насыпной грунт; 2 — песчаная подуш-
ка; 3 — изоляционный слой; Дп — диаметр
подушки; Ддн — диаметр днища; Ь — вы-
сота конуса
швов. Стыки листов смежных поясов следует располагать не вразбеж-
ку, 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 ос-
новании их сварка с обратной стороны невозможна. Вертикальный
резервуар покоится на песчаной подушке, покрытой гидрофобным сло-
ем (рис. XXII.6). Уклон днища от центра к периферии, равный 2%, ус-
танавливается для стока и возможности удаления подтоварной воды и
отстоя.
Крайние листы (окрайки) составляют периферийную часть днища.
Окрайки резервуаров (вместимостью 2000 м3 и более) толще листов
средней части днища. Расстояние от края днища до стыков окрайков
с листами полотнища должно быть не менее-1000 мм. Стыки нижнего
пояса стенки и стыки окрайков днища следует смещать по крайней ме-
ре на 200 мм.
Днище поступает на строительную площадку в виде рулона, навер-
нутого на центральную стойку или на инвентарный каркас, возвраща-
емый монтажной 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 соеди-
нение встык на подкладке (рис. XXII.7).
Покрытие выполняют коническим с уклоном 1 :20, висячим1 (эта
конструкция не получила распространения), сферическим, торосфери-
ческим или сфероцилиндрическим (рис. XXII.8). Второй тип конструк-
ции покрытия требует центральную стойку; в остальных конструкциях
1 Арэуияи А. С. Сооружение нефтегазохранйлищ. М., «Недра», 1966.
504
стойка используется лишь как инвентарное приспособление и удаля-
ется по окончании монтажа. Опорная плита центральной стойки, под-
держивающей покрытие, должна иметь значительный диаметр для обе-
спечения надежности днища.
Выбор типа покрытия зависит от условий эксплуатации резервуара:
если преобладают нагрузки на покрытие, действующие сверху вниз (вес
покрытия и теплоизоляции, снег, вакуум1 *), то следует применять ко-
ническое или сферическое покрытие, если преобладают нагрузки, дей-
ствующие снизу вверх (внутреннее избыточное давление паровоздуш-
ной смеси), то предпочтительнее делать торосферическое или сферо-
цилиндрическое покрытие.
Ввиду значительной трудоемкости изготовления и монтажа кони-
ческого покрытия, несущие конструкции которого состоят из ферм,
прогонов, радиальных балок и связей, разработано и внедрено покры-
тие, собираемое из крупноразмерных щитов заводского изготовления,
Рнс. ХХП.7. Перевод нахлесточного соединения дни-
ща на соединение встык на подкладке
/ — листы окрайков; 2—нахлесточный участок; 3 —под-
кладка; 4 — стыковой участок; 5 — корпус резервуара
Рис. ХХП.8. Типы кровёль вертикальных цилиндри-
ческих резервуаров
а •— коническая; б—висячая; в — сферическая; г —сферо-
евндная или сфероцилиндрическая
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 Л). х
Щитовое покрытие по сравнению с покрытием из ферм позволяет >
значительно уменьшить число монтажных элементов, прогонов, ради-
альных балок, связей и ускорить монтаж. Так, каркасное покрытие ре-
зервуара вместимостью 5000 м3 собирается из 300 элементов (фермы,
прогоны, радиальные балки, связи, настиЬ), а щитовое покрытие тако-
го резервуара — из 25 монтажных элементов (щитов). Для типовых ре-
зервуаров вместимостью 1000—5000 м3 используют трубчатую стойку.
На нефтепромыслах и крупных нефтебазах целесообразно приме-
нять вертикальные резервуары вместимостью 10 000, 20 000 м3 и более
со сферическим покрытием без стоек; это уменьшит капитальные за-
траты на 20—30%.
Сферическое покрытие резервуара представляет собой купол, сек-
торные щиты которого опираются на верхнее обвязочное кольцо корпуса 1.
Для возможности рулонировання и с целью экономии металла ниж-
1 Вакуум (разрежение) возникает при охлаждении жидкости в резервуаре вслед-
ствие конденсации паров, а также при выпуске жидкости.
505
Дамвь Я
Рис. ХХН.9. Щит крорди вертикального, цилнвдричерхого
резервуара вместимостью 3QQQ м3 (пркрытяз сострит из 18
одинаковых щитов и центрального круга), деталь Л —ло-
витель
ние пояса резервуаров вместимостью 10 000—100 000 м3 следует проек-
тировать иЗ низколегированной стали или из термоупрочненной высо-
копрочной стали.
Для бистальных, сталеалюмициевых резервуаров, резервуаров с
двухслойной стенкой, а также предварительно-напряженных стальных
резервуаров, нижняя часть стенки которых обмотана 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 м3 наивыгоднейшая высота ре-
зервуара 14—22 м. В СССР принята
максимальная высота 18 м.
Чтобы уменьшить число деталей и
протяженность швов, желательно при-
менять (при толщине 11 мм и более)
листы шириной 2000—2200 мм, дли-
ной 8000 мм.
В настоящее время на станах для
сборки, сварки и рулониродания заго-
товок можно изготовлять полотнища
шириной до 18 м.е Если толщина ниж-
Р«с. XXII10. Уторная часть резервуа-
ра давлением 10—30 кН/м*, заанке-
ренная в грунте
1—анкерный болт; 2 — дннще резервуара;
3—кольцо жесткости; 4— стенка резерву-
ара; 5 — железобетонная плита, 6 — сталь-
мая труба, s которой находятся болт I
до окончания монтажа днища, 7 — конст-
рукция низа анкерного болта /
них поясов резервуара из углеродис-
той стали, из стали повышенной и вы-
сокой прочности получается более
18 мм, то для возможности рулониро-
вания полотнищ следует применять
двухслойную стенку или обмотку ниж-
них поясов высокопрочной лентой или
506
проволокой. По исследованиям Е. И. Евледи к Э. g. Рдмкзанотя1, эконо-
мически эффективно обматывать нижнюю часть корпуса. Степень обжа-
тия корпуса определяется пределом, за крторчм круговая форма ци-
линдрической оболочки становится неустойчивой.
Если внутреннее избыточное давление в паровоздушном пространст-
ве превышает 2 кН/м?, необходимо крепитв нижний вддс стенки к за-
глубленным железобетонным плитам анкерными болтами (рис. XXII,10)
во избежание отрыва края днища от основании.
2. Основы расчета резервуаров
При заполнении резервуара жидкостью в стенке возникают растяги-
вающие напряжения, направленные горизонтально по касательной к ок-
ружности (рис. ХХП.И). Рассматривая равновесие полукольцевой
Рнс. XXII,П. К расчету стенки корпуса
вертикального цилиндрического резер-
вуара
Рис. XXII.12. Напряженно-деформиро-
ванное состояние уторной части резер-
вуара
а — конструкция сопряжения; б —эпюра мо-
ментов краевого эффекта
прлоски высотой dx, расположенной на глубине от поверхности
жидкости, получим
2NX = 2a6dx = 2ry/fd*t (XXII. 1)
где 6 —• толщина пояса стенки в рассматриваемом сечении; у — удельный вес жидко-
сти; ух — гидростатическое давление на глубине х от высшего уровня жидкости; г —
радиус.
Отсюда находим растягивающее напряжение в поясе резервуара, вы-
зываемое давлением ЖИДкрстд:
o=(?xr)/8. (XXII.2)
Формула для расчета пояса стенки наливного резервуара по первому
предельному состоянию на прочность
о = (пухг)/б <
иди
„_(зш+»1£<и₽5>,
о н
(XXII. 3)
где Я — коэффициент перегрузки, принимаемый ДЛЯ гидростатического давления nt =
= 1,1, для внутреннего давления «2=1,15; т — коэффициент условий работы, прини-
маемый обычно дда строка резервуара Равным 0,§; ^—-расчетное еоиротивлсние
сварного шва встык растяжению; ро — давление паровоздушной смесн.
t Беленя Е, И-, Сафарян М. К., Рамазанов Э. Б. Экспериментальное исследование
предрарительно-напряженного стального резервуара. Экспресс-информация № 23.
ВНИИгазпром, 1968.
507
Удельный вес нефти и нефтепродуктов при расчете стенки обычно
принимается у=0,0009 кг/см3. 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 корпуса до уровня, расположен-
t ного на 300 мм выше нижней кромки рассчитываемого пояса. Это объ-
ясняется тем, что кольцевые швы, сопрягающие соседние пояса, играют
роль бандажей и около них возникает так называемый краевой эф-
фект вследствие больщей толщины и большего значения предела теку-
чести наплавленного металла по сравнению с прокатной сталью.
Кольцевое усилие краевого эффекта при жестком защемлении края
пояса
#эф = — (cos А? + sinig), (XXII.4)
где рх= 1,17*4-1,15ро — расчетное внутреннее давление; 2,7183 — основание нату-
ральных логарифмов;
. 1 3 0 —Iх-) *3 _ -| Г г
ь~у »—wl’3V т
— коэффициент затухания 'краевого' эффекта; ц=0,3— коэффициент Пуассона; £=
=X\jr — относительная продольная координата (здесь под *i подразумевается рас-
стояние от ближайшего защемленного края до рассматриваемого сечения пояса).
Любая осесимметричная нагрузка вызывает окружное усилие кра-
евого эффекта обратного знака по отношению к окружному усилию без-
моментного напряженного состояния
N6 = Pxr, (XXII .5)
поскольку кольцевые швы сдерживают деформацию обоЛочки.
У сопряжения стенки с днищем (утора) возникает изгибающий мо-
мент краевого эффекта вдоль образующей корпуса, который при полном
защемлении и отсутствии углового перемещения утора равен:
Мe-ki (sin _cos. (XXII.6)
2|/3(1-ц?)
При B=0 (у нижнего края первого пояса корпуса)?
Л1 =----Рхл5-- «0,3(1,1уЯ4-1,15р0)гб. (XXII.7)
2У 3(1-|*?)
где Н— высота стенки резервуара.
Учитывая упругое защемление стенки в днище и угловое перемеще-
ние сопряжения (рис. XXII.12), можно принять расчетный краевой мо-
мент равным *:
/И»0,1(1,1уЯ4-1,15ро)г§ . (XXII.8)
Краевой момент становится равным нулю на расстоянии от нижней
кромки корпуса
х = л/4г/й « 0,6 V~r8. (XXII.9)
Выступ днища за пределы стенки принимается не более 50 мм, так
как при большем выступе краевой эффект заметно интенсифицируется.
1 Более точный расчет сопряжения корпуса с днищем изложен в книге М. К. Са-
фаряна и О. М. Иванцова. Проектирование и‘Сооружение стальных резервуаров для
нефтепродуктов. М., Гостоптехиздат, 1961. _ -
508
Вертикальные цилиндрические резервуары могут быть со стенкой
постоянной толщины 6=4 мм (наименьшая толщина, принимаемая из
условия удобства сварки и сопротивляемости коррозии) и со стенкой
переменной толщины 6^4 мм.
Проектирование 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 наимень-
шей толщине стенки корпуса, так как при центральном сжатии (от снега, теплоизоля-
ции, веса покрытия, веса стенки и вакуума) по высоте оболочки переменной толщины
образуется несколько полуволн и верхние (наиболее тонкие) пояса могут «выхлоп-
нуть», в то время как средние и нижние пояса сохраняют устойчивость.
В Л. Агамировым предложено приближенное условие сохранения устойчивости
тонкой цилиндрической оболочки при совместном действии осевого и радиального
сжатия-
oi/oik + ai/aik < п, • (XXII. 10)
где Ct и аг — абсолютные значения расчетных (продольного и кольцевого) сжимающих
напряжений; <т1к и о2к— нижние критические напряжения прн 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 наибо-
лее экономичным, если масса днища и покрытия равна массе стенки.
Объем стали в резервуаре со стенкой постоянной толщины
Vc = лг2Д + 2лг//6. (XXII. 11)
Здесь первое слагаемое выражает объем стали днища и покрытия, а второе—объ-
ем стали стенки; Д — сумма толщины днища и приведенной толщины покрытия (с уче-
том каркаса); г — радиус резервуара, Н — высота корпуса; 6 — толщина стенки
Подставляя в уравнение (XXII.11) r= ]/V/(n//) (где V — вмести-
мость резервуара) и приравнивая первую производную от Vc по Н ну-
, лю, получим значение оптимальной высоты резервуара со стенкой по-
стоянной толщины
Яопт = V(ЕД2)/(л62) . (XXII. 12) '
Аналогичным путем В. Г. Шухов нашел оптимальную высоту резер-
вуара со стенкой переменной толщины.
При расчете такого резервуара по предельному состоянию
яопт = V ИГ Д)/ИЬ (XXII. 13)
Из формулы (XXII.13) видно, что при маломеняющемся значении Д
оптимальная высота корпуса тоже мало изменяется.' Наибольшее зна-
чение вместимости резервуара, для которого рациональна стенка посто-
янной толщины,
г“- = я6аИ Т^)Ь- <XXIL14)
509
При большей вместимости следует назначать переменную толщину
стенки 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 монометаллических наливных резервуаров, толщина
.верхних Поясов которых диктуется условиями прочности, а не устойчи-
вости; они теряют свою силу в применении к бйстальным (из стали двух
марок), предварительно-напряженным и сталеалюминиевым резерву-
арам, к резервуарам повышенного давления (если нормативное избы-
точное давление паровоздушной смеси превышает 2 кН/м1 2), к резерву-
арам вместимостью более 5000 м3.
i
I
§ 3. РЕЗЕРВУАРЫ СПЕЦИАЛЬНЫХ ТИПОВ ДЛЯ ХРАНЕНИЯ
СЫРОЙ НЕФТИ, БЕНЗИНА И СЖИЖЕННЫХ ГАЗОВ
1. Борьба с потерями легких фракций сырой нефти
и бензина при хранении
К основным мерам борьбы с потерями легких фракций сырой нефти
и бензина при хранении относятся: 1) сокращение-амплитуды колеба-
ний' температур жидкости -И паровоздушной смеси; 2) хранение жидко-
сти под давлением, создаваемым паровоздушной смесью; 3) уменьшение
геометрического объема паровоздушного пространства резервуара;
4) объединение группы резервуаров газовой обвязкой с паросборником
или без него.
‘ Чтобы уменьшить 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 умень-
шает потери легкоиспаряющихся жидкостей и должна применяться не-
зависимо от типа резервуара.
Более действенными мерами борьбы с потерями при хранении легко-
испаряющихся жидкостей являются: 1) хранение их под давлением1,
создаваемым паровоздушной смесью в газовом пространстве резерву-
ара (при средней оборачиваемости содержимого резервуара до 24 раз в
год); 2) хранение в резервуарах с плавающей крышей или в резер-
вуарах с понтоном и стационарной крышей (при большой оборачивае-
мости содержимого резервуара); 3) применение газовых обвязок с паро-
сборниками или без них (при средней оборачиваемости содержимого
резервуара); 4) хранение указанных жидкостей в 'заглубленных или
изотермических наземных резервуарах8.
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 ре-
зервуарах под давлением обычно 250—1800 кН/м2.
Резкое уменьшение геометрического объема паровоздушного прост-
ранства достигается применением резервуаров с плавающей крышей.
1 Купалов К. К., Глухов Л. Н. Резервуары повышенного давления «Новости неф-
тяной и газовой техники» Сб № 4 ГОСИНТИ, 1963
2 Лессиг Е. И., Лилеев А. Ф, Соколов А. Г. Листовые металлические конструкции.
М., Стройиздат, 1970
Ы0
2. Резервуары с йлжвающей крышей и резервуары
/ со стационарной крышей и с понтоном
При высокой оборачиваемости сырой нефти и бензина в резерву-
арах вместимостью 10000—100000 м® рационально применять пла-
вающие крыши, позволяющие значительно сократить потери при хране-
нии легкоиспаряющихся жидкостей в этом режиме эксплуатации1
Рис. XXII.13. Резервуар вместимостью 50 тыс. М3 с плавающей крышей
1 — корпус; 2 — днище; 3 — плавающая крыша в нижнем положении; 4 — то же, в верхнем поло-
жении; 5 — кольцевой Короб крыши; б — стойки; 7 — водоотводная труба
й
2М
(рис. XXII.13). Затвор по пе-
риметру плавающей крыши
может быть жестким или мяг-
ким (рис. XXII.14). Вверху
корпуса предусматривается
кольцевой балкон, обеспечива-
ющий неизменяемость верхней
кромки резервуара, соединен-
ный с плавающей крышей —
внутренней качающейся лест-
ницей, шарнирно прикреплен-
ной к верху корпуса резервуа-
ра. Низ внутренней лестницы
перемещается по плавающей
крыше в радиальном направ-
лении и не препятствует изме-
нению положения крыши по
высоте.
На плавающей крыше про-
ектируют опорные стойки вы-
сотой 1,5—2 м (см. рис.
XXII.13), обеспечивающие
удобство ремонта крыши и днища резервуара. Для стока дождевой воды
и растаявшего снега наружной поверхности плавающей крыши придают
уклон к центру. Воду с крыши удаляют через шарнирную трубу, при-
крепленную к центру кровли снизу и снабженную поворотными шарни-
рами.
Резервуары с плавающей крышей имеют люки, лазы, предохранитель-
ные 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-
1 Буичук В. А., Веревкин С. И., Стулов Т. Т. Специальные резервуары для нефти
и нефтепродуктов. М., «Недра», 1967.
Рнс. XXII.14. Типы затворов плавающей
крыши
а —. шторный; б — мягкий из синтетического кау*
чука е пенополиуретановым сердечником
511
тельные клапаны при заполнении резервуара выходит воздух, заключен-
ный 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 тол-
щиной 4—5 мм н испытывают на непроницаемость. г
Рис. XXI 1.15. Схемы плавающих крыш
а — одностенчатая с кольцевым понтоном; б — то же, и газовым пространством; 1— газовое про-
странство
Рис. XXII.16. Резервуар повышенного давления
а —общий вид, б —деталь покрытия; в —анкерное крепление; г — опирание 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 непримени-
мы. В этих условиях сооружают резервуары с понтоном, защищенным
от заносов стационарной крышей.
3. Вертикальные цилиндрические резервуары
со сфероцилиндрической кровлей
Чтобц хранить бензин под давлением 15—25 кН/м2, в вертикальных
цилиндрических резервуарах применяют сфероцилиндрическое покры-
тие !. Повышенное давление в паровоздушном пространстве резервуара
значительно уменьшает потери бензина от «малых дыханий». Днище
резервуара плоское, 'рудонируемое. Чтобы периферийная часть днища
не поднималась вместе со стенкой под действием внутреннего давления'
паровоздушной смеси при толщине слоя бензина порядка 300 мм, ниж-
ний пояс корпуса заанкёривают в грунт при помощи стальных тяжей,,
расположенных.через 2—2,5 м- Против верха анкерных консолей распо-
1 Сафарян М. К., Ашкинази М. И., Чолоян Г. С. Стальные резервуары со сферо-
цилиндрической кровлей для нефтепродуктов. Изд. ВНИИСТГлавгаза СССР, 1961.
512
лагают внутреннее кольцо жесткости из неравнопояочного уголка,
швеллера или сварного тавра, обеспечивающее прочность и устойчи-
вость нижнего пояса резервуара. Каждый анкер закрепляют в железо-
бетонной плите, уложенной на дно кольцевого ковдюванв, мигорый имеет
трапециевидное сечение, и заполняют обратной засыикой с послойным
трамбованием.
Покрытие резервуара бескаркасное, сфероцилиндрическое, состо-
ящее 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. От-
носительно большое число цилиндрических лепестков приближает мно-
гоугольник 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 изготовле-
ние и ускоряет монтаж купола. Центральная часть покрытия представ-
ляет собой пологую сферическую оболочку диаметром в плане ~3 м, на
которой располагается необходимое технологическое оборудование.
Верхний пояс стенки имеет уменьшенную ширину; завод-изготовитель
поставляет его сваренным с кольцом жесткости из швеллера (отдель-
ными блоками), что устраняет потолочную монтажную сварку.
4. Горизонтальные цилиндрические резервуары
Горизонтальные габаритные резервуары (рис. XXII.17) вместимостью
до 300 м3 экономичнее других типов резервуаров повышенного давления.
Достоинствами габаритных горизонтальных резервуаров являются:
1) простота конструктивной формы; 2) возможность поточного изготов-
ления нх иа заводах и перевозки в готовом виде; 3) удобство надземной
и подземной установки; 4) возможность значительного повышения
внутреннего избыточного давления (до 2000 кН/м2) и вакуума (до
100 кН/м2) по сравнению с вертикальными цилиндрическими резерву-
арами и как следствие этого уменьшение потерь легкоиспаряющихся
жидкостей при хранении.
К недостаткам горизонтальных резервуаров относятся необходимость
устройства специальных опор и сравнительная сложность замера про-
дукта, хотя эти недостатки и свойственны многим типам резервуаров по-
вышенного давления (каплевидным, шаровым и др.).
Объем горизонтальных резервуаров может быть 3—300 м3, толщи-
на оболочки— 3—36 мм, диаметр — 1,4—4 м, длина — 2—30 м. Для
установки оборудования, а также для возможности осмотра,’ремонта 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 листов.Шнрвду листов налив-
ных резервуаров вместимостью 50—300 м3 следует »*над*ва^ть раэд^
1500—1800 мм, а резервуаров, работающих под давлением, — 2О0О’?мм
(при давлении 250—1250 кН/м2) и 2400 мм (при давлении 1600—
2000 кН/м2). Все соединения листов корпуса должны быть сделань
встык.
Поскольку промежуточные кольца жесткости обеспечивают фабоп
корпуса резервуара (при действии веса конструкции и <ве<^.ж1®жоати)
как двухконсольной балки кольцевого сечения,пролетом 4а с консолям!
вылетом с (рис. XXII.2): опорный момент
— (XXII. 15
51S
33—478
Вид A
Рис. XXII.17. Го-
ризонтальный ре-
зервуар с эллип-
соидальными дни-
щами для легких
фракций бензина
вместимостью
100 м3
/ — муфта, D“30 мм
для спускного неза-
мерзающего клапана,
2 — коротыш из угол-
ка 125X12 для креп-
ления колонки ука-
зателя уровня; <3—
муфта, D“40 мм для
указателя уровня;
4 — штуцер, D""100 мм
для предохранитель-
ного и вакуумного
клапанов; 5 — муфта,
0=400 мм для указа-
теля уровня; 6 — обо-
лочка днища; 7—мед-
ный провод заземле-
ния; 8 — муфта, D =
= 20 мм для термо-
метра; 9 —специаль-
ные муфты для вен-
тилей взятия пробы
пролетный момент (в центре пролета)
MBp = q ( 120/8-с2/2).
(XXII. 16)
Из условия равенства абсолютных значейий опорного и пролетного
моментов находим оптимальное значение пролета
/0 = 0,586/, (XXII. 17)
где l = v!w2 — расчетная длина резервуара.
514
Нагрузка на единицу длины ^=n(G/Z+v№),
где п=1,1 — коэффициент перегрузки для веса резервуара и веса жидкости.
Напряжения в корпусе резервуара, как в двухконсольной балке, на-
ходят обычным способом, зная, что момент сопротивления поперечного
сечения корпуса lF«jtr26.
Если промежуточных колец жесткости нет, то критерием для выбора
способа расчета корпуса толщиной б является безразмерный параметр
6/2/г3; при 6/2/г3^10 корпус следует рассчитывать на указанные неосе-
симметричные нагрузки как балку кольцевого сечения, а при(б12)/г3<
<10 — как замкнутую цилиндрическую оболочку кругового сечения по
полумоментной теории 1.
На внутреннее избыточное и гидростатическое давление при избы-
точном давлении до 70 кН/м2 включительно оболочку корпуса рассчиты-
вают по первому предельному состоянию
о = ((ЩР + navl>) г\18 ^mR, (XXII. 18)
где П1 = 1,15 — коэффициент перегрузки для внутреннего избыточного давления; п,г =
= 1,1—то же, для гидростатического давления; р — нормативное избыточное давле-
ние; V — удельный вес жидкости; D—2r — диаметр корпуса; б — толщина стенки; т —
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/м2 стенку иногда рассчиты-
вают по допускаемым напряжениям (ГОСТ 14 249—73).
Полагаем, что и при избыточном давлении более 70 кН/м2 резервуа-
ры 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 состоянию по формуле
о<ок, (XXII. 19)
где кольцевое сжимающее напряжение в оболочке корпуса
a=(npr)/8, (XXII. 20)
критическое кольцевое напряжение при всестороннем сжатии
ок=0,55Е(б/1) /б/7, (XXII.21)
где р — абсолютное значение вакуума (например, при t=—40° С для сжиженного бу-
тана р=82 кН/м2, для легких фракций бензина р=96 кН/м2); I — расстояние между
опорными диафрагмами /о при отсутствии промежуточных колец жесткости или шаг
промежуточных колец (а^г/2); при частом расположении кольцевых ребер (а<г/2)
оболочку следует рассматривать как ортотропную.
Днища резервуаров делают плоскими, коническими, цилиндрически-
ми, сферическими или эллипсоидальными (рис. ХХП.18). Тип днища за-
висит от давления, вакуума и диаметра резервуара.
Плоские ребристые днища не могут быть рекомендованы из-за зна-
чительного веса и большой трудоемкости изготовления.
Плоские безреберные днища, представляющие собой круглые мем-
браны (соединенные с корпусом окаймляющими уголками, свальцован-
ными на перо), целесообразны при вместимости до 100 м3 и давлении до
40 кН/м2, пологие конические днища — при вместимости до 100 м3 и дав-
лении до 50 кН/м2
Для резервуаров, работающих под избыточным давлением, превы-
шающим 40—50 кН/м2, плоские мембранные днища при'обычных тол-
щинах (4—5 мм) получаются слишком деформативными, что делает
1 Лессиг Е. Н., Л и леев А. Ф., Соколов А. Г. Листовые металлические конструк-
ции. М., Стройиздат, 1970,
33* 515
Рис. XXII.18. Типы днищ горизонтальных резервуаров
а — плоское; б — коническое; в — цилиндрическое; г — сферическое; д — эллипсовидное
50
50
вме-
с ци-
из
Рис. XXII.20. Горизонтальный резервуар с полушаровыми
270 м3 из листов шириной 2400 мм на стальных стойках и
фундаментах
днищами вместимостью
сборных железобетонных
невозможным измерение (с требуемой точностью) объема жидкости, на-
ходящейся в резервуаре. В этих случаях цилиндрические, сферические и
эллипсоидальные днища оказываются целесообразнее плоских и кони-
ческих, поскольку они обладают большой жесткостью и надежностью в
эксплуатации. Резервуары с цилиндрическими днищами толщиной, рав-
ной толщине корпуса (рис. ХХП.19), при вместимости более 50 м3 и дав-
лении, превышающем 50 кН/м2, легче плоскодонных резервуаров и име-
516
ют тиеньшую протяженность швов, ло несколько сложны в изготовлении.
Полушаровые и эллипсовидные днища дяаметром до 4000 мм, толщиной
8—36 мм изготовляют горячей штамповкой. Глубина эллипсовидного дни-
ща (без учета цилиндрического борта высотой 40—100 мм) равна чет-
верти диаметра днища, так как при этом локальные напряжения имеют
пренебрежимо малое значение.
Расчетная толщина эллипсовидных днищ равна или больше толщи-
ны стенки корпуса; толщину их заготовки приходится назначать боль-
шей из-за окалины и вытяжки при го-
рячей штамповке (обычно на 2—Змм).
Надземные резервуары опираются
на две седловые опоры (рис. XXII.2)
или на две опоры стоечного типа
(рис. XXII.20). Угол охвата резервуа-
ра седловой опорой изменяется от 60
до 120° (для алюминиевых резервуа-
ров 60°, для стальных резервуаров
нефтебаз и складов жидких химика-
тов 90°, для стальных резервуаров
складов сжиженных газов 120°). Про-
тив каждой опоры внутри резервуара
находится диафрагма, представляю-
щая собой подкрепленное прямыми
стержнями из одиночных уголков,
кольцо жесткости из уголка, прива-
ренного пером к стене корпуса (рис.
ХХП.21).
Подкреплять опорное кольцо луч-
ше треугольником, но можно квадра-
том, ромбом, крестом. Подкрепленные
кольца наиболее удобно рассчитывать
методом сил1.
Рис. ХХП.21. Опорная диафрагма ти
повых горизонтальных резервуаров
для нефтепродуктов
При опирании на седловую опору
целесообразнее подкреплять опорное кольцо треугольником.
Для возможности вальцовки колец в холодном состоянии отношение радиуса валь-
цовки к ширине полки уголка, расположенной в плоскости кольца, должно быть ие
менее 15 для углеродистой стали и не менее 20 для низколегированной стали.
При отношении радиуса оболочки к ее толщине г/6^200 промежуточные кольца
жесткости не требуются; при г/б>206 для обеспечения жесткости оболочки при транс-
портировании, монтаже, при вакууме, а также для гарантии требуемой точности из-
мерения объема жидкости, заполняющей резервуар, необходимы промежуточные коль-
ца (по одному в каждой обечайке) с шириной полки не менее 1/30 радиуса вальцовки
без применения подкрепляющих стержней. Стык кольца жесткости должен размещать-
ся в наименее напряженной зоне кольца, чтобы не применять стыковую накладку, а
ограничиться сваркой уголка встык. На рис. ХХП.21 приведено конструктивное реше-
ние нижней части кольца с отверстием для стока осадков; в вертикальной волке угол-
ка делается вырез высотой 30 мм, шириной 150—200 мм. В расчетное сечение опорного
кольца включают уголок и прилегающую к нему полосу корпуса шириной ЗОЙ для угле-
родистой стали, 256 для низколегированной стали и 206 для алюминиевых сплавов.
5. Каплевидные резервуары
Каплевидный резернуар 2 (рис. ХХП.З) имеет форму, которую принимает круглая
капля жидкости, покоящаяся на несмачиваемой горизонтальной плоскости, под действи-
ем сил поверхностного натяжения Такой резервуар является равнопрочным в усло-
виях основного расчетного режима жидкости и парой и, удерживая пары от рассеийа-
1 Лессиг Е. Н. Расчет и устройство опорных диафрагм горизонтальных резервуа-
ров «Вестник инженеров и техников», 1953, № 4
2 Авторами проектов построенных в СССР каплевидных резервуаров У=200 м3
являются С. И, Веревкин н Г. М. Чичко.
517
ния в атмосфере, позволяет значительно уменьшить потерн при хранении бензина, аце-
тона, спирта и других легкоиспаряющнхся жидкостей.
Каплевидные резервуары рационально применять при вместимости 2000—6000 м3,
избыточном давлении паровоздушной смеси 30—50 кН/мг и оборачиваемости содержи-
мого 6—24 раза в год.
Под действием максимального гидростатического давления жидкости и наибольше-
го давления в газовом пространстве элементы каплевидной оболочки испытывают оди-
наковые растягивающие напряжения в главных направлениях срединной поверхности
оболочки. Минимальный объем газового пространства каплевидного резервуара состав-
ляет 10% его полного геометрического объема. Поскольку каплевидный резервуар яв-
ляется оболочкой вращения, для его расчета применимо уравнение Лапласа
Ni/ii + NJrt = р = рг + ря, (XXII .22)
где Ni и N2 — меридиональное и кольцевое усилия на единицу длины нормального се-
чения оболочки, связанные с напряжением о и толщиной стенки 8 формулой М=о6;
Г1 и г2 — радиусы главных кривизн (rt — меридиональный, г2 — кольцевой); р — нор-
мальное давление на рассматриваемый элемент оболочки, складывающееся из гидроста-
тического давления pr = vh и избыточного давления в паровом пространстве резервуа-
ра рш—vha (h—расстояние от элемента оболочки до поверхности жидкости; йи — на-
пор в единицах длины столба жидкости, эквивалентный избыточному давлению паро-
воздушной смеси; v — удельный вес жидкости).
Полагая в уравнении (ХХП.22) по условию равнопрочности Ni—Ni — N, получим
1 /П + 1 /rt = (р, + ри) /N. (XXII .23)
Если оболочка имеет постоянную толщину, то во всех ее элементах си=Ог^/?рВ
Отсюда получаем основное уравнение для расчета каплевидного резервуара 1
1/^ + 1/г2 = (Рг + РИ)/(^В б). (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 каплевид-
ного резервуара. ,
Серьезным недостатком является относительная сложность изготовления и мон-
тажа каплевидных резервуаров, вследствие чего они значительно дороже вертикальных
цилиндрических резервуаров (при одинаковой емкости) и не получили широкого рас-
пространения.
6. Шаровые резервуары /
Для хранения сжиженных газов и легких фракций бензина при вме-
стимости 600—4000 м3 рационально применять шаровые резервуары
(рис. ХХП.22), работающие под давлением 250—1800 кН/м2.
Расчетную толщину оболочки шарового резервуара, работающего
под высоким давлением, определяют без учета местного изгиба и кон-
центрации напряжений у опор по формуле
6 = (рр + рн)г/(2^в), (XXII.25)
где рт и ря — гидростатическое и избыточное давления, взятые со своими коэффициен-
тами перегрузки; г — радиус резервуара; т=0,7 — коэффициент условий работы ре-
зервуара; — расчетное сопротивление швов встык растяжению, равное 0,95 расчет-
ного 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
о<ск, (XXII. 26)
1 Чнчко Г. М. Расчет каплевидных резервуаров и выбор системы опирания кор-
пуса. М., Гостоптехиздат, 1951.
518
где сжимающее напряжение при вакууме р
o=(npr)/26. (XXII.27)
Здесь «=1,15 — коэффициент перегрузки для вакуума (при нормативном вакууме до
82 кН/м2; при большем значении за расчетный вакуум принимается отрицательное дав-
ление, равное 100 кН/м2).
Критическое напряжение для равномерно сжатой шаровой оболочки
ак = k l(E6)/rc], (XXII.28)
где А=0,1 при гс/6С500 и 1,821/б/г0 при rc/6>500; ге — радиус шаровой (сфериче-
ской) 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 м3
а — Таганрогского котельного завода; б — Чехословакии; е — Барнаульского котельного завода,
е— Франции; О •— Уралхиммашзавода
Предельный вакуум
р = (2£Еб2)/(пг2).
(XXII. 29)
Если толщину оболочки диктует внутреннее давление, то целесооб-
разно использовать низколегированную сталь марки 09Г2С или высоко-
прочную 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 сопостав-
лять расход и стоимость металла (приведенные к единице полезного <
объема резервуара) , размеры и раскрой листов, отходы металла в про-
центах и протяженность швов.
Раскрой шаровой оболочки может быть футбольным и параллельно
меридиональным (двухпоясным, трехпоясным и т. д.). В СССР принят
второй способ раскроя, так как он обеспечивает возможность автомати-
ческой сварки трактором. Листы сечением до 2100X36 мм из стали клас-
са С 46/33 вальцуют по шаровой поверхности в холодном состоянии на
специальных вальцах конструкции Г. С. Сабирова. Листы большей ши-
рины 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 общей мас-
се 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 резервуа-
ре) при сварке с наружной стороны и внизу (внутри резервуара) при
сварке с внутренней стороны.
Конструктивные решения опор шаровых резервуаров приведены на
рис. ХХП.22. Наиболее прогрессивным решением опорных конструкций
являются вертикальные трубчатые стойки, примыкающие к корпусу ре-
зервуара по касательной (рис. ХХП.4). Стойки меньше, чем опора ста-
канного типа, ограничивают деформацию оболочки при температурных
воздействиях; локальные напряжения в местах опирания шаровой обо-
лочки на стойки — минимальны. Стойки не должны попадать на стык
листов.
При экваториальном горизонтальном шве резервуара стойки проек-
тируют наклонными (см. рис. ХХП.22,в), а при отсутствии эквато-
риального шва — вертикальными (см. рис. XXII.4). Число стоек должно
быть кратным числу лепестков.
При вместимости 600 и 900 м3 стоек может быть 8
> » 2000 » » » » 12
» » 4000 » » » » 16
Наибольшая нагрузка на стойки складывается из массы резервуара
с оборудованием, массы воды (при испытании), массы стоек со связями
и снеговой нагрузки; при определении вертикальной нагрузки, приходя-
щейся на стойку, учитывают возможность проседания одной из стоек
умножением полученной вертикальной нагрузки на п/(п— I). Ветровая
нагрузка на шаровой резервуар, необходимая для расчета стоек,
Q.= ₽Cx<?F, (ХХП.ЗО)
где Р«1,5 — коэффициент, учитывающий увеличение расчетного скоростного напора
ветра на сооружение; сх«О,3—коэффициент, лобового сопротивления ветру; q— рас-
четный, скоростной напор ветра на уровне центра резервуара, взятый с коэффициентом
перегрузки n=l,2; F — площадь проекции резервуара иа плоскость, перпендикулярную
направлению ветра (теневая площадь).
Кроме веса .резервуара с водой (при испытании) и ветровой нагрузки
при фа счете опор необходимо учитывать температурные воздействия,
внутреннее избыточное давление при испытании, равное 1,25 рабочего
давления, и при надобности сейсмические воздействия.
Коэффициент условий работы для стоек и связей-т =0,9. Концы сто-
ек предполагаются шарнирными.
Шаровые резервуары ^оборудуют специальной аппаратурой, устанав-
ливаемойнна куполе '(см. рис. XXII. 4).
520
Глава XXHI
ГАЗГОЛЬДЕРЫ
§ 1. НАЗНАЧЕНЦЕ» КЛАССИФИКАЦИЯ
Газгольдеры предназначены для хранения и смешивания газов. Их
включают в газовую сеть между источником получения газа и его потре-
бителями в качестве аккумуляторов, регулирующих потребление газа.
Газгольдеры применяют на металлургических, коксохимических и
газовых заводах, в химической и нефтеперерабатывающей промышлен-
ности, в городском хозяйстве для хранения природного или искусствен-
ного газа и т. д.
По конструкции и по характеру эксплуатации газгольдеры делят на
две группы: газгольдеры переменного объема (мокрые, сухие) н газ-
гольдеры постоянного объема.
В газгольдерах переменного объема нормативное давление газа не
превышает 4 кН/м2, поэтому их называют газгольдерами низкого дав-
ления. Газгольдеры постоянного объема имеют внутреннее давление
газа 250—2000 кН/м2, т. е. являются сосудами высокого давления.
§ 2. ГАЗГОЛЬДЕРЫ ПЕРЕМЕННОГО ОБЪЕМА
I. Мокрые газгольдеры
Типовые мокрые газгольдеры имеют вместимость 100—30000 м3 и
состоят из вертикального цилиндрического резервуара, наполненного
водой, одного или нескольких промежуточных звеньев (телескопов),
колокола, представляющего собой открытую снизу цилиндрическую обо-
лочку с пологой сферической кровлей, и направляющий (рис. ХХШ.1).
Через дно резервуара под колокол подводят газопроводы для подачи и
расходования газа. Непроницаемость соединения соседних звеньев газ-
гольдера обеспечивается гидравлическими затворами в виде двух коль-
✓ цевых 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. ХХШ. 1).
Для уравновешивания внутреннего давления газа масса подвижных
звеньев недостаточна и тогда применяют бетонные грузы, расположен-
ные по периметру крыши колокола, и чугунные грузы, уложенные по
периметру нижней части колокола. Газгольдеры должны иметь мол-
ниеотводы.
Плавность и бесперебойность движения колокола и телескопов обес-
печиваются 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. ХХШ. 1) .
Корпус резервуара рассчитывают на гидростатическое давление и
давление газа в газгольдере, а телескоп только на давление газа.
Сферическую крышу колокола рассчитывают на вес покрытия и сне-
говую нагрузку, после чего проверяют на наибольшее возможное давле-
ние газа за вычетом веса покрытия с коэффициентом недогрузки п. =0,9
без снеговой нагрузки.
521
Коэффициент условий работы т для корпуса резервуара, телеско-
па и колокола равен 0,8, а для наружных направляющих, сжатых основ-
ных 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 коль-
цо кровли проверяют на устойчивость под действием максимального
давления газа на крышу за вычетом веса кровли с коэффициентом не-
догрузки п=0,9
Сжимающее усилие в кольце
W = 0,5(l,2p — 0,9g)r (R~f), (XXIII 1)
где р — нормативное давление газа, g — нормативный вес покрытия, г — радиус ко
локола, R — радиус сферы, R= (r2+f2)/2f, f — стрела подъема купола
Критическая сила для равномерно сжатого кольца (по М Леви)
NK=(3EJy)/r2, (XXIII.2)
а соответствующее критическое напряжение
Пк == NK/F = (3EJ y)/(Fr2),
(XXIII.3)
но не более предела текучести стали
Здесь 1у — момент инерции сечения кольца
относительно вертикальной оси, F — площадь
сечения кольца, г — радиус кольца
Сжимающее напряжение в кольце
tj=N/F, найденное с учетом коэффи-
циентов перегрузки и недогрузки [фор-
мула (XXIII 1)], не должно превы-
шать критического напряжения [фор-
мула (XXIII 3)], умноженного на ко-
эффициент условий работы, принимае-
мый равным 0,9 (см. ниже).
Воду из резервуара спускают ред-
ко (в случае ремонта, аварии и пр),
поэтому на дне скапливается много
отстоя Чтобы он не присасывал под-
вижные звенья, когда они находятся
в опущенном положении, на днище ус-
танавливают соответствующие опоры,
на которые опускаются колокол и те-
лескопы (см рис XXIII 1) Верхний
край резервуара возвышается над об-
вязочными кольцами подвижных
звеньев в их низшем положении на
100—200 мм, этот запас в высоте не-
обходим для того, чтобы при перепол-
нении вода не переливалась через
край, а стекала в специальную трубу
Основание мокрого газгольдера со-
стоит из наружного бетонного кольца
и подушки из песка по утрамбованно-
му грунту внутри кольца
Мокрые газгольдеры применяют
главным образом для хранения газов
невысокой концентрации — водяного,
Рис XXIII 1 Схема мокрого газголь-
дера при высшем положении коло
кола и телескопов
1 — резервуар 2 — звенья телескопа 3—ко
локол 4 — направляющая 5 — верхние на
правляющие ролики 6 — нижние направ
ляющие ролики
522
генераторного, доменного, каменноугольного газов, не вызывающих ин-
тенсивной коррозии стали и допускающих увлажнение.
Основное достоинство мокрых газгольдеров заключается в неболь- .
ших затратах энергии на сжатие газа. Недостатком мокрых газгольде-
ров является трудность их обслуживания при отрицательной температу-
ре: приходится подогревать воду в резервуаре и в гидрозатворах, а
иногда даже устанавливать газгольдеры в отапливаемых помещениях.
2. Сухие газгольдеры
Для хранения газов высокой концентрации (99,9% и выше), не до-
пускающих увлажнения, — этилена, пропилена и т. п., наиболее пригод-
ны сухие газгольдеры с кольцевым фартуком по периметру поршня
(рис. XXIII.2) и с давлением газа 4 кН/м2 *. Подобный сухой газгольдер
о) S) S)
i
Рис. XXIII.2. Схема работы сухого газгольдера с кольцевым фартуком
а — газгольдер порожний; б — газгольдер наполовину заполнен газом; в — газгольдер заполнен га-
зом целиком; / — корпус; 2 — кровля; 3 — днище газгольдера; 4 — каркас шайбы; 5—днище шайбы;
6 —I стенка шайбы; 7 — бетонные грузы; 8 — кольцевой фартук из прорезиненной ткани; 9 — газовод;
10— стояк газосброса; 11— тяги шайбы
являет пример коренного улучшения существующих поршневых сухих
газгольдеров со скользящим контактным затвором, недостаточно надеж-
ных в эксплуатации.
Внутри газгольдера находится шайба, которая под давлением газа
поднимается, а при выпуске газа опускается.
Вместо скользящего контактного затвора со специальным газголь-
дерным маслом в сухом газгольдере нового типа между корпусом и
шайбой располагается кольцевой фартук из прорезиненной ткани, гер-
метично соединенный с корпусом и шайбой и изолирующий газовое
пространство.
К преимуществам сухих газгольдеров с кольцевым фартуком перед
другими типами газгольдеров переменного объема относятся: 1) высо-
кая герметичность; 2) возможность хранения обезвоженных газов
высокой концентрации; 3) отсутствие контакта газа с воздухом, водой и
маслом, обеспечивающее высокую чистоту газа; 4) простота обслужива-
ния и значительное сокращение эксплуатационных расходов.
При движении шайба должна сохранять горизонтальное положение;
на шайбе для этого сделано выравнивающей 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 ста-
ли. Наружный диаметр шайбы меньше внутреннего диаметра корпуса
газгольдера на 400 мм. Чтобы создать давление газа 4 кН/м2, веса шай-
бы недостаточно и на ее кольцевую площадку укладывают бетонные
грузы. Описываемый газгольдер не имеет фундамента и покоится на
песчаном основании.
Наполнение газгольдера регулируется автоматически: при перепол-
нении газгольдера шайба выталкивает шток, открывающий выпускной
клапан, и излишек газа выходит в атмосферу через газосбросный
стояк.
Газгольдер оборудован молниеотводами. Стенка корпуса сухого
газгольдера выполняется на заводе в виде рулонной заготовки, сварен-
ной встык из листов толщиной 5 мм. Максимальная высота корпуса
газгольдеров вместимостью 3000—10000 м3 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 увели-
чивался к центру днища; при эфом днище получает пологую коническую
форму с уклоном к утору, равным 1/75.
Кровля сухого газгольдера состоит из каркаса в виде гнутых стро-
пильных ног из двутавров, между которыми ставят распорки из швелле-
ров. Настил толщиной 3 мм приваривают к каркасу проплавными шва-
ми. Периферийное кольцо настила шириной 40—506 должно иметь тол-
щину 6 мм и включаться в расчет верхнего уторного кольца, восприни-
мающего 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 изготовления
(сферических или конических^.
При щитовом покрытии несколько повышается расход стали и увели-
чивается общая протяженность швов, но трудоемкость и стоимость
монтажа покрытия снижаются.
По периметру днища шайбы приварен кольцевой уголок, к которому
крепят при помощи болтов, клея и прокладок край кольцевого фартука
из прорезиненной ткани.
Расположение мест закрепления кольцевого фартука определяют из
конструктивных соображений (рис. ХХШ. 3). Необходимо определить
высоту крепления фартука над дном шайбы о, и высоту крепления фар-
тука в стенке корпуса b (по отношению к верху шайбы), а также пре-
дельное расстояние от верха шайбы до верха корпуса h& (рис. XXIII. 3).
Составная часть высоты шайбы
x=(H — h6 — — а — &)/3, (XXIII.4)
где-/г — высота подкладных балок-под шайбой.
Высота шайбы
Лш=х + а+&. (ХХШ.5)
Расстояние между верхним и нижним положением шайбы
Л1 = х-а—&. (ХХШ.6)
Высота полезного газового пространства
Яг.п = *ш+й<. (ХХШ.7)
524
Диаметр корпуса газгольдера
£> = VЫ1(аНг.п), (XXIII.8)
где V — номинальный объем газгольдера, м3.
Корпус необходимо рассчитать на внутреннее избыточное давление
газа и проверить его устойчивость при действии веса покрытия и стенки,
веса оборудования, снега на кро-
вле, полезной нагрузки на кры-
ше и кольцевой площадке корпу-
са, ветра.
Рис. ХХШ.З. Геометрическая схема
сухого газгольдера с кольцевым фар-
туком
Рис. XXIII.4. Схема вертикальной кон-
сольной цилиндрической оболочки, под-
верженной действию ветровой нагрузки,
и элемент оболочки с внутренними уси-
лиями
Nt и — продольное и кольцевой усилия;
ТгТгТ — сдвигающие усилия
Растягивающее напряжение
в стенке корпуса от давления газа р
(XXIII. 9)
где п= 1,2 — коэффициент перегрузки для давления газа; р=4 кН/м2 — нормативное
давление газа; г — радиус корпуса; 6 — толщина стенки корпуса; т — коэффициент
условий работы корпуеа, равный 0,8; — расчетное сопротивление монтажного шва
встык растяжению, равное 18 кН/см2, ибо корпус такого газгольдера делается из угле-\
родистой стали.
Сжимающее напряжение в стенке от веса покрытия с оборудовани-
ем, корпуса, снега на кровле, полезной нагрузки на кольцевой площадке
корпуса определяют обычным порядком (коэффициент перегрузки для
полезной нагрузки 15 кН/м2 п=1,2).
Вертикальную цилиндрическую оболочку рассчитывают на ветровую нагрузку при-
ближенным методом1.
Расчетная ветровая нагрузка на единицу поверхности корпуса сухого газгольдера
4 = - (ХХШ.Ю)
где 0= 1,35 —коэффициент увеличения расчетного скоростного напора, учитывающий
пульсацию ветра; л=1,2 — коэффициент перегрузки для ветровой нагрузки; </н — нор-
мативный скоростной напор по СНиП П-6-74; k — переменный аэродинамический
коэффициент, зависящий от отношения щява оболочки к диаметру и от угловой коор-
динаты О (рис. XXIII.4); для корпуса сухого газгольдера
й = — 0,65 + 0.279 cos 0 + cos 28 + 0,421 cos 30. (XXIII. 11)
1 Лессиг Е. Н. Расчет консодалых цилиндрических оболочек иа неосесимметрич-
ные поперечные нагрузки. В сб. трудов № 43 МИСИ им. В. В. Куйбышева «Металли-
ческие конструкции», посвященном 75-летию Н. С. Стрелецкого, AL, Госгортехиздат,
1962.
525
Стенка может быть гладкой и ребристой (с кольцами жесткости). В последнем
случае кольца жесткости следует рассчитывать на сдвигающие усилия
Т = AQsin0/nr, (XXIII. 12)
передаваемые на них оболочкой.
Здесь AQ — приращение поперечной силы иа участке между соседними кольцами;
г — радиус корпуса.
Изгибающий момент Мк, поперечная сила QK и продольная сила NK для промежу-
точного кольца жесткости, загруженного ветровой нагрузкой q и уравновешивающими
ее касательными усилиями Т, определяют по формулам:
MK = kiqbrb, (XXIII. 13)
QK = fe29&r; (XXIII. 14)
NK = k3qbr, (XXIII. 15)
где Ь — шаг колец; г — радиус оболочки.
Значения коэффициентов klt й2 и k3 представлены в табл. ХХШ.1 в функции угло-
вой координаты 0.
ТАБЛИЦА ХХП1.1
Значение коэффициентов fei, кг и k3 для расчета колец
жесткости сухих газгольдеров
0, град 0 30 45 60 90 120 150 180
ki 0,383 0,168 0 —0,218 —0,336 —0,112 4-0,168 0,277
0 —0,863 —0,976 —0,83 —0,121 0,346 0,269 0
^3 —0,291 —0,001 0,3 0,588 0,986 1,041 0,965 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
Nr^kiqtPlr. (XXIII. 16)
Кольцевое нормальное усилие в любом месте оболочки (кроме зон краевого эф-
фекта)
N^bgqr. г (XXIIIU7)
Сдвигающее (касательное) усилие, направленное вдоль грани мысленно врезанно-
го из оболочки элемента, у низа корпуса
T=k„qff. (XXIII. 18)
Значения коэффициентов k^, k5 и kg даны в табл. XXIII.2.
Напряжения в оболочке от расчетной ветровой нагрузки:
продольное нормальное
ai = lVi/S; . (XXIII. 19)
кольцевое нормальное
<т2 = ЛГа/6; (XXIII. 20)
срезывающее (касательное)
с = Г/6. (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 от-
сутствии внутреннего давления газа на действие веса покрытия с обору-
дованием, веса снега на кровле, полезной нагрузки на кольцевой пло-
щадке, веса корпуса и ветровой нагрузки.
526
ТАБЛИЦА ХХШ.2
Значения коэффициентов kt и ki для расчета оболочек
корпуса сухих газгольдеров
0, град 0 15 30 45 60 90 120 135 150 180
А* 1,065 0,9 0,465 —0,1 —0,579 —0,6 0,179 0,3 0,135 —0,265
Aj —1 —0,8 —0,1 0,7 1,2 1,7 0,7 0,5 0,4 0,4
Йд 0 1 1,954 2,08 1,524 —0,406 —0,864 —0,424 0,003 0
Продольное сжимающее напряжение ш определяется от всех указан-
ных нагрузок, кроме ветровой, так как отсос покрытия уничтожает сжи-
мающее напряжение в корпусе от ветра. Кольцевое сжимающее напря-
жение 02 от ветра определяют по формулам (XXIIL17) и (ХХШ.20)
при значении угловой координаты 0=0 (табл. ХХШ.2), после чего най-
денное напряжение уменьшают вдвое и предполагают, что оно действу-
ет по всем продольным сечениям оболочки (считается, что оболочка
сжата равномерным радиальным наружным давлением).
Критическое продольное напряжение для корпуса газгольдера и кри-
тическое кольцевое напряжение определяют по формулам СНиП, после
чего устойчивость корпуса проверяют по формуле (XXII.10).
При наличии колец жесткости кольцевые нормальные напряжения
по формулам (ХХШ.20) и огь в (XXII.10) следует находить с учетом
приведенной толщины ортотропной оболочки:
В первой формуле — по площади
6пр = 6 + (Рк/5), (ХХШ. 22)
а во второй — по моменту инерции
бпр = l2J/b. (ХХШ. 23)
Здесь б — толщина стенки корпуса; FK — 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 газ-
гольдеров 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 сравне-
нию с газгольдером переменного объема. Так, по объему полезного газа
мокрый или сухой газгольдер Г’=6000 м3 эквивалентен газгольдеру
постоянного объема У=300 м3, в котором газ хранится под давлением
2000 кН/м2 (объем полезного газа равен 300X20=6000 м3). По сравне-
нию с газгольдерами низкого давления газгольдеры постоянного объема
требуют меньшего расхода стали на 1 м3 полезного газа, однако затра-
ты 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/м2.
Газгольдеры постоянного объема применяют двух типов: цилиндри-
ческие габаритные У=50...300 м3 и шаровые негабаритные У=600 м3 и
более. ГОСТ 5172—63 охватывает цилиндрические газгольдеры постоян-
ного объема, предназначенные для хранения газов, не вызывающих ин-
тенсивной коррозии стали: аргона, азота, аммиака, ацетилена, дивини-
ла, кислорода, метана, природного газа и т. п.; внутренний диаметр газ-
гольдеров вместимостью 50, 100, 175 и 270 м® равен 3200 мм; длина
корпуса кратна ширине листов 2000 мм (при давлении 250—1250 кН/м2)
или 2400 мм (при давлении 1600—2000 кН/м2). Цилиндрические газ-
гольдеры могут быть горизонтальными и вертикальными (рис. ХХШ.5);
они состоят из двух шаровых (нормаль МН 4704—63) или эллипсоидаль-
ных (ГОСТ 6533—68) днищ и корпуса, собранных и сваренных из от-
дельных листов встык.
Существенные недостатки вертикальных газгольдеров, к которым
относятся значительная высота, затрудняющая эксплуатацию, и относи-
тельно малый объем, приводящий к увеличению числа газгольдеров,
коммуникаций и оборудования, ограничивает их применение.
Рис. ХХШ.5. Цилиндрические газ-
гольдеры постоянного объема
а — горизонтальный; б — вертикальный
Рис. XXIII.6. Эпюры изгибающих k
моментов в опорном кольце го-
ризонтального газгольдера посто-
янного объема
а —расчетная схема кольца; б —эпю-
ра Л прн установке стоек без экс-
центрицитета
Горизонтальные газгольдеры объемом до 175 м3 включительно по-
ставляют в готовом виде, газгольдеры объемом 270 м3 из-за большой
длины поставляют двумя отправочными элементами. По окончании всех
работ (сборка, сварка, контроль качества) каждый газгольдер должен
быть испытан пробным давлением, равным 1^25 рабочего давления.
С увеличением толщины листового проката механические свойства
стали понижаются, поэтому при расчетной толщине оболочки из мало-
углеродистой стали бояее 30 мм следует переходить на низколегирован-
ную или высокопрочную сталь.
Расчетная толщина корпуса и эллипсоидального днища глубиной,
равной четверти диаметра,
fi=(np^/(2m^BJ. (XXIII.24)
Расчетная толщина шарового днища
в=(Яр£>)/(4т/?“). (XXIII.25)
В этих формулах: р — внутреннее избыточное давление газа; «=1,15 — коэффи-
циент перегрузки для давления газа; D — диаметр корпуса; т—5,7 — коэффициент
условий работы газгольдера; — расчетное сопротивление стали растяжению, рав-
ное R, поскольку все швы выполняются автоматами на заводе н подвергаются повы-
шенным способам контроля.
Толщину заготовки днища принимают на 2 мм больше расчетной с
учетом вытяжки и окалинообразования при штамповке.
52В
Горизонтальный газгольдер покоится на четырех стойках, опира-
ющихся на фундаменты. В местах расположения парных стоек корпус
необходимо усилить кольцевыми ребрамй жесткости. Нагрузками для
этих колец являются сдвигающие (касательные) усилия от веса газголь-
дера, заполненного водой при гидравлическом испытании, и веса обору-
дования, передаваемые оболочкой корпуса иа кольца, а также уравно-
вешивающие их вертикальные реакции стоек (рис. ХХШ.6). Если рав-
нодействующую вертикальных нагрузок, приходящихся на опорное
кольцо жесткости, обозначить через Q, то максимальное значение каса-
тельных усилий в опорном сечении оболочки, соответствующее угловой
координате q>=90°,
Т„ = О/лг, (XXIII. 26)
а общее выражение касательного усилия
Т = То sin <р = (Q/яг) sin ф.
(XXIII. 27)
При отсутствии эксцентрицитета (е==0) эпюра моментов в кольце
имеет вид, указанный на рис. ХХШ.6, б, с моментами 0,046 Тцг2, возни-
кающими при q>=67 и 113°, и с моментами 0,035 ТоГ2 при tp—0 и 180°.
Для выравнивания моментов стойки устанавливают с эксцентрицитетом
е—0,034 г, и тогда моменты во всех расчетных сечениях
М = 0,0405То г? a 0,0129Qr. (XXIII.28)
Продольная сила при 0^ф^л/2
Q 17 1 е \
= — СОЭф
2л[\ 4 г J
, СО8ф-СО82ф , 8}Пф'81П2ф ф8Н1ф*]
*" 4 *" 4 2 I"
(XXIII. 29)
Во втором квадранте сила N имеет одинаковое абсолютное значение,
с первым квадрантом,отличаясь лишь знаком.
Еще больший экономический эффект можно получить» если подкре-
пить кольцо двумя горизонтальными стержнями, отстоящими на поло-
вине радиуса от верха и от низа кольца, а оси
стоек совместить с вертикальными касательными
к оси кольца1 (рис. ХХШ.7).
Достоинством рекомендуемой конструкции
опорной диафрагмы является также возмож-
ность холодной вальцовки колец, в то время как
при неподкрепленном кольце на стоечной опоре
необходима горячая обработка стали, используе-
мой для изготовления колец (горячая гибка ко-
лец 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
кольца, опирающегося
на стойки н подкреплен-
ного двумя горизонталь-
ными стержнями
массы на кубометр
полезного газа находят широкое применение в различных отраслях про-
мышленности не только для хранения газов, но и как технологические
аппараты (реакторы и т. п.).
Шаровые газгольдеры рассчитывают и проектируют так же, как ша-
ровые резервуары для сжиженных газов (см. выше).
1 Лессиг Е. И., Каравичев А. П. Некоторые вопросы проектирования металличе-
ских листовых конструкций нефтехимии. В сб.: Металлурняеские конструкции, посвя-
щенном 80-летию Н. С. Стрелецкого. М., Стройиздат, 1966.
34—478 529
Глава XXIV.
БУНКЕРА
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Для хранения и перегрузки сыпучих материалов применяют бункера
и силосы (рис. XXIV.1). Бункером называется хранилище сыпучего ма-
териала в виде оболочки или коробки с воронкой внизу, высота которого
не превосходит полуторного наибольшего поперечного размера. Более
высокие хранилища сыпучих материалов называют силосами.
Рис. XXIV. 1. Схемы бункера н силоса
а — бункер; б — силос; 1 — верхняя часть
(призматическая или цилиндрическая); 2 —
воронка (пирамидальная или коническая);
3 —выпускное отверстие
При расчете бункеров вследст-
вие их небольшой высоты можно
пренебречь трением содержимого о
стенки; при расчете силосов необ-
ходимо учитывать трение сыпучего
материала о стенки хранилища.
Бункера делают с плоскими
стенками, цилиндрические и вися-
чие (гибкие) '. Они могут находить-
ся как внутри здания, так и на от-
крытом воздухе. Загружают бунке-
ра механическим или пневматиче-
ским способом через отверстия, ко-
торые устраивают в верхнем пере-
крытии. Разгрузка бункеров проис-
ходит под действием веса материа-
ла при открывании выпускных от-
верстий.
Углы наклона стенок бункера
должны соответствовать * физиче-
ским свойствам сыпучего материа-
ла: угол наклона к горизонту наи-
более пологой стенки а должен быть
больше угла внутреннего трения q> сыпучей массы.
Размер выпускного отверстия бункера
ао — k (Ь + 80) tg <р,
(XXIV Л)
где ао — сторона квадрата или диаметр выпускного отверстия, мм; k «2,5 — опытный
коэффициент; b — максимальный размер кусков, мм; ф — угол внутреннего трения сы-
пучей массы, град.
Размеры выпускных отверстий изменяются от ао=ЗО0 мм (для сухо-
го песка) до ао=15ОО мм (для крупной руды, скрапа и угля-плитняка).
В бункерах, предназначенных для хранения твердых кусковых мате-
риалов, внутреннюю поверхность наклонных стенок футеруют, чтобы
предохранить стенки от истирания и образования вмятин при ударах.
Тип футеровки зависит от абразивности (истирающих свойств) сыпуче-
го материала; так, бункера для руды и скрапа футеруют листовой мар-
ганцовистой сталью марки 30Г2 толщиной 6—10 мм.
Основные несущие конструкции бункеров с плоскими стенками изго-
товляют из углеродистой стали, а гибких бункеров — из низколегирован-
ной стали. Монтажные соединения делают сварными и болтовыми.
Наименьшую, толщину стенки бункеров принимают равной 6 мм.
1 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, распо-
ложенного над рассматриваемой элементарной площадкой, его физичес-
ких 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
рв=1,ЗтА, (XXIV. 2)
где 1,3 — коэффициент перегрузки; у — удельный вес материала; h — высота столба
материала.
Расчетное горизонтальное давление на вертикальную плоскость
pr=i,3kyh, (XXIV.3)
где k — отношение горизонтального давления к вертикальному;
ft = tg? [45 — (<p/2)]. (XXIV.4)
Здесь <р — угол внутреннего трения материала, град.
Расчетное давление материала на наклонные стенки бункера
ра=1,3тоу/г, (XXIV.5)
где mo=cos2a-{-fein2a; a — угол наклона стеикн к горизонту.
§ 2. БУНКЕРА С ПЛОСКИМИ СТЕНКАМИ
Бункер с плоскими стенками состоит из двух частей: верхней — приз-
матической 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 вме-
стимости до 500 м3.
Достоинства бункеров с плоскими стенками заключаются в простоте
их изготовления и монтажа, удобстве крепления к несущим конструк-
циям здания и лучшем использовании площади многоячейковых скла-
дов, чем при цилиндроконических бункерах. Недостатком бункеров с
плоскими стенками является их большая масса по сравнению с другими
типами бункеров. Элементы бункера рассчитывают на давление сыпу-
чей массы и нагрузки от надбункерного перекрытия. Наклонные стенки
бункера укрепляют ребрами жесткости из уголков, привариваемых пе-
ром 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 пластин-
ки. Шаг горизонтальных ребер принимается равным 1,5—2 м. Ребра
жесткости рассчитывают на давления, передаваемые на них обшивкой;
ребра работают на косой изгиб с растяжением1. Нормальные напряже-
ния свободных вертикальных и наклонных пластинок у места их сопря-
жения не равны между собой, поэтому по линии сонряжения возникают
сдвигающие напряжения, выравнивающие нормальные напряжения и
равные (в запас прочности) разности этих напряжений. На эти сдвига-
ющие напряжения (помимо усилий отрыва) должны быть рассчитаны
швы конструкции. Верхняя часть вертикальной стенки бункера оказы-
вается сжатой, и поэтому необходимо проверять ее устойчивость. Вер-
1 Тахтамышев А. Г. Примеры расчета стальных конструкций. М., Стройиздат, 1969.
34* 534
Рис. XXIV.2. Бун-
кер с плоскими
стенками
тикальные ребра жесткости призматической ’части бункера ставят с ша-
гом 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 плас-
тинки). Прогиб горизонтального ребра наклонной стенки бункера не
должен превышать 1/250 его длины.
Чтобы ускорить монтаж, сопряжение бункера с колоннами удобно
осуществлять при помощи столиков, воспринимающих опорные давле-
ния, и болтов нормальной точности.
§ 3. ВИСЯЧИЕ БУНКЕРА
Гибкий или висячий бункер представляет собой открытую (незамк-
нутую) горизонтальную оболочку нулевой гауссовой кривизны, подве-
шенную по двум крайним образующим к продольным балкам, опира-
532
ющимся на колонны (рис. XXIV.3). Гибкие бункера могут иметь шири-
ну 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 обеспе-
чивают в этом случае значительную экономию стали и снижение стои-
мости строительства.
Рис. XXIV.4. Расчетная схема гибкого буи
Для восприятия распора от оболочки
бункера противоположные колонны связы-
вают поверху поперечными балками-рас-
порками, которые поддерживают продоль-
ные балки под железнодорожные пути или
транспортеры, служащие для загрузки бун-
кера. В висячем бункере при правильном
выборе его профиля и при полной загрузке
возникают лишь растягивающие напряже-
ния, поэтому металл оболочки используется
наиболее эффективно и ребра жесткости не
кера
Рис. XXIV.5. Упрощенный спо-
соб построения профиля вися-
чего бункера
нужны.
Поперечное сечение гибкого бункера
должно совпадать с веревочной кривой при
полной загрузке.
Уравнение кривой профиля гибкого бункера (рис. XXIV.4)
(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 = [(*—х) !Ь]р.
Для косвенного учета горизонтального давления материала на стен-
ку бункера Г. Л. Розенблит1 рекомендует принимать ее очертание по
квадратной параболе
у = (hlfi) xi. (XXIV.7)
При этом площадь сечения бункера
F => (4/3) bh
(XXIV. 8)
1 Розенблит Г. Л. Стальные сооружения угольной- промышленности. М., Углетех-
издат, 1953.
S33
и тангенс угла наклона касательной к кривой у точки подвеса
tga = 2/»/6. (XXIV. 9)
Висячие бункера долгое время проектировали с малым отношением
h/b, н поэтому расхождение кривой (XXIV.5) с действительным очер-
танием поперечного сечения оболочки было сравнительно невелико, но
такие пологие бункера плохо разгружаются и объем неразгружаемого
пространства доходит в них до половины общего объема бункера. Же-
лательно увеличить отношение h/b, до единицы, т. е. применять глубо-
кие бункера, в которых объем мертвого пространства незначителен. Сос-
тавляющие наклонной реакции от расчетной нагрузки в месте подвеса
оболочки, имеющей очертание квадратной параболы, к продольной бал-
ке (см. рис. XXIV.5):
V = пу (F/2) = (2/3) nybh-, (XXIV. 10)
Н = ny (*F/4ft) = (1/3) пуб2. (XXIV. 11)
Полное растягивающее усилие на единицу длины оболочки бункера
в месте ее крепления к продольной балке
N = VfP+V2 = [(ny62)/3]/ 1+W2 . (XXIV. 12)
Толщина оболочки висячего бункера
« = #//?“, (XXIV. 13)
где п=1,3 — коэффициент перегрузки для давления сыпучего материала; /?рВ — рас-
четное сопротивление сварного шва встык растяжению.
Учитывая изгиб оболочки при неполной загрузке бункера, получен-
ную по расчету толщину стенки округляют в большую сторону.
Часто применяют упрощенный способ построения профиля бункера,
показанный на рис. XXIV.5; размер а— (1/3)У &2Ч~2,25/г2; радиус закруг-
ления r=bh/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
Глава XXV
ОСОБЕННОСТИ ВЫСОТНЫХ СООРУЖЕНИЙ
И ИХ НАГРУЗОК
К высотным сооружениям относятся опоры радиовещания, телеви-
дения и радиосвязи1, опоры линий электропередачи2, буровые вышки
и шахтные копры, осветительные вышки и маяки, водонапорные башни,
метеорологические опоры, дымовые трубы, вентиляционные трубы-баш-
ни и другие аналогичные конструкции.
Для большинства этих сооружений наиболее эффективный матери-
ал— металл (сталь или алюминиевые сплавы). Применение металла
обеспечивает наименьшую массу высотных конструкций, индустриаль-
ность их изготовления, транспортабельность, быстроту монтажа. Кон-
струкции подобных сооружений могут быть сплошными и сквозными.
Примерами сплошных конструкций являются башнц-оболочки, мач-
ты со стволом в виде трубы большого диаметра (рис. XXV. 1) и дымо-
вые трубы, а примерами решетчатых конструкций — трехгранные и че-
тырехгранные мачты и башни, шестигранные (рис. XXV.2) и восьми-
гранные башни, сквозные опоры ЛЭП.
Основная особенность высотных сооружений заключается в сравни-
тельно 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- г
жения ствола обеспечивается системой вант, расположенных в одном <
или в нескольких (см. рис. XXV. 1) ярусах. >
Особенностью большинства высотных сооружений является их ра-гч
бота на значительные горизонтальные нагрузки. Вертикальная нагруз-
ка существенна в многоярусных мачтах, где вертикальные составляю-
щие тяжений вант велики, а также в башенных сооружениях со значи-
тельной полезной нагрузкой — водонапорных башнях, шахтных копрах,
буровых вышках и т. п.
По форме башенные сооружения могут быть одноствольными (при-
зматическими, цилиндрическими, пирамидальными, коническими), дву-
ствольными в виде сквозных порталов (рис. XXV.3) и др.
Основными типами решетки башен являются: крестовая с дополни-
тельными распорками, ромбическая и полураскосная, так как они обес-
печивают наибольшую жесткость конструкции. В стволах мачт приме-
няют треугольную решетку вследствие значительно меньших размеров
сечения ствола мачты по сравнению с размерами сечения башнн той же
высоты.
Чтобы обеспечить неизменяемость контура сечения отправочного
элемента сквозного ствола высотного сооружения при транспортирова-
1 Мельников Н. П, Антенные сооружения. Серия «Строительство и архитектура»,
№ 12. М., «Знаине», 1969; Селезнева Е. Н. Строительство телевизионных опор за ру-
бежом. ЦНИИС Госстроя СССР. Обзоры по вопросам проектирования металлических
конструкций, № 1, М, 1969.
2 Крюков К. П., Курносов 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 жест-
кости контура сечения ствола при кручении башни или мачты преду-
сматриваются диафрагмы; их следует располагать в местах переломов
Рнс. XXV.2. vБашня Ле-
нинградского телецентра
высотой 325 м с шести-
гранным стволом из
труб диаметром 133—
426 мм
Рис. XXV.1, Схема типо-
вых телемачт для много-
программного вещания
Рис. XXV.3. Портальная ре-
шетчатая 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 соче-
тания нагрузок: масса конструкций и обору-
дования, тяжение вант, антенн и проводов,
ураганный ветер; масса конструкций и обо-
рудования, тяжение вант, антенн и прово-
дов, ветер интенсивностью 25% ураганного,
гололедная нагрузка и соответствующие
гололеду температурные воздействия.
Дополнительные сочетания нагрузок
имеют значение при больших перепадах
температур и значительных монтажных на-
грузках. 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 подвесно-
го антенного полотна (или его снятии).
Числовые значения нормативных нагрузок и воздействий указаны
в СНиП П-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 со-
оружениях и опорах линий электропередачи, является ветровая нагруз-
ка. Скоростной напор, кН/см2,
q = (с?/16).10% (XXV. 1)
где v — скорость ветра, переменная по высоте сооружения, м/с.
Для определения зависимости скоростного напора ветра qt от вы-
соты могут быть приняты таблицы поправочных коэффициентов по
СНиП П-6-74 или степенной закон:
^ = 4ю(М10)2/7. (XXV. 2)
где 9ю -* скоростной напор на высоте 10 м от уровня земли; hi — расстояние от по-
верхности земли до места определения ветровой нагрузки (10 м — уровень, на кото-
ром замеряется скорость ветра).
На определенной высоте от поверхности земли, которую при расче-
те высотных сооружений можно принять равной 350 м, начинается зо-
на геострофического ветра, на скорость которого земная поверхность
не оказывает влияния; иными словами, при высоте 350 м и более ско-
рость ветра и скоростной напор остаются постоянными.
Особенностями определения расчетной ветровой нагрузки на высот-
ные сооружения являются повышенный коэффициент перегрузки (1,3
вместо 1,2) и введение коэффициента увеличения расчетного скоростно-
го напора
p=l + &n, - (XXV.3)
где £ — коэффициент динамичности, зависящий от периода свободных колебаний соо-
ружения Т, от логарифмического декремента колебаний сооружения и определяемый по
графику (рис. XXV.4, a); m — коэффициент пульсации ветрового потока, имеет наи-
большую интенсивность у поверхности земли вследствие шероховатости земляного по-
крова, в связи с чем коэффициент пульсации m убывает с увеличением высоты
(рнс. XXV.4,6).
Период свободных колебаний высотного сооружения или его элемен-
та может быть определен методом итерации или энергетическим ме-
тодом.
Давление ветра на сооружение является следствием обтекания кон-
струкций 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 се-
чении форму уголка с полкой, ортогональной ветровому потоку, ся=1,4;
для стержней того же сечения, но с полками, расположенными под уг-
лом 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=(vd)/v (о —ско-
рость ветра, м/с; d — диаметр сечения элемента, м; v — кинематическая
вязкость воздуха; при (=15° С и нормальном । атмосферном1*, давлении
v=145-10~7 м2/с). Подбирая диаметр труб, для которых при данной ско-
рости ветра аэродинамический коэффициент невелик, можно существен-
но 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 бес-
шовные горячекатаные трубы по ГОСТ 8732—70 и электросварные тру-
бы по ГОСТ 10704—63 находят все более широкое применение в высо-
ких башнях, мачтах, в переходных опорах ЛЭП и в линейных опорах
ЛЭП напряжением 500 кВ и более.
Рис. XXV.4. Кривые зависимости
а — динамического коэффициента £ от периода
свободных колебаний Т высотного
/ — для стальных опор; 2 —для
опор; б — коэффициента пульсации
ты Н\ 7—для жестких элементов:
проводов и тросов
сооружения
алюминиевых
т от высо-
2 —для ваит,
Таким образом, расчетное давление ветра на метр длины сплошного
элемента высотного сооружения
? = Рсжп?Л (XXV.4)
где — нормативный скоростной напор ветра для данной высоты; п — коэффициент
перегрузки для ветровой нагрузки; Ь — ширина элемента, ортогональная направлению
ветра.
Методика определения аэродинамического коэффициента для решет-
чатых башен и мачт приведена в СНиП II-6-74.
При проектировании высотных сооружений серьезное значение име-
ют вопросы устойчивости их деформированного состояния, колебаний их
стволов, а также вопросы вибрации вант, проводов, тросов, проволоч-
ных антенн, отдельных стержней конструкций и др.1.
Чтобы предотвратить опасные колебания, отношение длины трубча-
того 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 ве-
тер скоростью v = 5...25 м/с вызывает колебания, перпендикулярные
его направлению, вследствие расположения ветровых вихрей в шах-
матном порядке (вихревая дорожка Бернара — Кармана).
1 Савицкий Г. А. Антенно-мачтовые сооружения. М., Связьнздат, 1962; Лилеев А. Ф.,
Селезнева Е. Н. Методы расчета пространственных вантовых систем. М., Стройиздат.
1964.
538
Частота срывов ветровых вихрей, Гц,
f = Sh(v/d), (XXV. 5)
где Sft«0,2 — число Струхаля, равное отношению диаметра элемента к расстоянию
между соседними вихрями по одной линии с подветренной стороны элемента
(рнс. XXV.6); v — скорость ветра, м/с; d — диаметр элемента, м.
Приравнивая период свободных колебаний сооружения (или его Эле-
мента) Т периоду срыва вихрей 1//=5dlv, получим критическую ско-
рость ветра
vk = 5d/T,
(XXV.6)
вызывающую резонансные колебания *.
Рис. XXV.5. Кривая зависимосги
аэродинамического коэффициента
сх для стержней круглого и коль-
цевого сечения от числа Рей-
нольдса
Рис, XXV.6. Вихревая дорожка Берна-
ра — Кармана, возникающая (при обте-
кании цилиндра плоскопараллельным
ветровым потоком) с подветренной сто-
роны 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 кон-
струкции, образованные из плоских ферм и снабженные диафрагмами.
Применяются также сетчатые оболочки отрицательной гауссовой кри-
визны (башни В. Г. Шухова) или сплошные оболдчки нулевой гауссо-
вой кривизны (рис. XXVI. 1).
Башни тяжелее и дороже мачт, но для застройки требую? меньше
площади (что особенно важно в условиях городского строительства)
и менее опасны для воздушного транспорта. Иногда по радиотехниче-
ским условиям антенные сооружения могут выполняться только в виде
башен; в районах повышенной гололедности башни предпочтительнее
мачт, так как гололед особенно интенсивен на оттяжках мачт.
1 Соколов А. Г. Металлические конструкции антенных устройств. М., Стройиздат,
1971.
539
Радиобашни в соответствии с радиотехническими требованиями со-
оружаются 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-
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, шести-
гранные и даже восьмигранные башни.
С уменьшением числа граней башни улучшаются весовые показате-
ли > но ухудшается архитектурная выразительность сооружения. Шири-
ну 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 из-
готовления и монтажа. В башнях весьма большой высоты рационально
осуществлять несколько переломов поясов (рис. XXVI.2). Пояса сквоз-
ных башен сравнительно небольшой высоты выгодно делать из одиноч-
ных уголков, а пояса высоких башен — из труб оптимальных диаметров
(130—450 мм), соответствующих минимальным значениям аэродинами-
ческого коэффициента (см. рис. XXVI.5) .
540
Грани решетчатой башни представляют собой плоские фермы. Дли-
на 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 по-
стоянную панель (рис. XXVI.3). Тип решетки определяется стремлением
541
«7
Рис. XXVI.4, Четырехгранная телебашня в Анлие-Флессар (Бельгия)
а — схема грани; б —узел иа отметке 28 м; в —узел на отметке 63 м
542
уменьшить расчетную длину поясов при угле наклона раскосов, близ-
ком к 45°. С этой точки зрения наиболее рациональны ромбическая ре-
шетка, крестовая с дополнительными распорками (см. рис. XXVI.3) и
полураскосная решетка (рис. XXVI.4). В башне из уголков часто при-
меняют шпренгельную решетку для уменьшения расчетной длины поя-
сов. Средний вес единицы длины башни, кН/м,
q = a + bH?, (XXVI. 1)
где Н— высота башни, м; а и b — размерные коэффициенты1 *
(табл. XXVI.1).
ТАБЛИЦА XXVI.1
Значения коэффициентов а, Ь
Коэффициент Ветровой район
I Ш V
а,кН/м 5—9 8—12 11—15
Ь, кН/м3 15-Ю-3—20.10-5 15-10-5—30-Ю-5 20-10-5—30.10-5
2. Основы расчета башен
Башню рассчитывают как пространственную конструкцию, защем-
ленную в основании, на одновременное действие веса конструкций, на-
грузок от технологического оборудования и ураганного ветра (или го-
лоледа 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 флан-
цевых стыков и закладных частей
2(2A4£ + 2A4£)cos<p£
Np = ± .
nrs- cos aj п cos a;
(XXVI. 2)
В этой формуле: SAI* — суммарный изгибающий момент от ветра на ствол башни на
соответствующем уровне; SA1 £ — то же, на оборудование и от веса оборудования, вы-
зывающий изгиб башни; 2Р — вес ствола и оборудования с коэффициентом перегруз-
ки при расчете пояса на продольный изгиб и с коэффициентом недогрузки прн расчете
фланцевых стыков и закладных частей; п — число сторон правильного многоугольни-
ка сечения башни; rt — радиус окружности, проходящей через центры сечения поясов
на рассматриваемом уровне; Ф» — угол в горизонтальной плоскости между прямой,
проходящей через центр сечения башнн и наиболее сжатый пояс, и направлением вет-
ра; а, — угол между осью рассматриваемого пояса и вертикальной линией (см.
рис. XXVI.5).
Для башни квадратного и восьмиугольного сечений расчетным яв-
ляется ветер на ребро, а для трех- и шестигранных башен — ветер на
грань.
При четном числе граней башни п поперечная сила, действующая на
грань,
Qrp = 2Qi/n, (XXVI.3)
где Q, — общая поперечная сила в i-й панели ствола башни.
Для трехгранной башни
<2гр = 0,866Qz.
(XXVI.4)
1 Селезнева Е. Н. Строительство телевизионных опор за рубежом. «Обзоры по
вопросам проектирования металлических конструкций», Ns 1. ЦИНИС Госстроя СССР,
1969.
543
Усилия в стержнях решетки четырехгранной башни (рис. XXVI.6)
определяют по формулам:
D = (2Л?0)/2г; И== (2Afo)/2fto; г = (Л, — ft)(a/2I), (XXVI.5)
где D — усилие в раскосе; V — усилие в распорке; Мо — сумма моментов внешних
сил, расположенных выше рассматриваемой части башни относительно моментной точ-
ки 0; Z — длина раскоса,
Рис XXVI.5. К расчету многогранной
пирамидальной башни на ветровую на-
грузку
Рис. XXVI.7. Расчетная схема диафраг-
мы ствола башни
Рис XXVI.6. Схема для определения
усилий в стержнях решетки башни
При действии на ствол башни крутящего момента Мк стержни ре-
шетки рассчитывают на дополнительную поперечную силу
Qk = MKfInr{cos(n/n)]. (XXVI.6)
В башнях с прямолинейными поясами при отсутствии крутящих мо-
ментов каждая диафрагма проверяется на условные усилия, прикла-
дываемые в направлении диагонали навстречу друг другу (рис. XXVI.7):
(?1 = 0,1AQ + 0,002671V, (XXVI.7)
где AQ — приращение поперечной силы на участке между соседними диафрагмами;
N — продольное усилие в поясе на участке расположения диафрагмы.
При наличиипереломов поясов диафрагму следует рассчитывать на
усилие
Q2 = 0,1AQ +0,002671V + 0,5Я, (XXVI.8)
где Н — горизонтальное усилие, возникающее в диафрагме, в связи с изменением угла
наклона поясов.
При наличии крутящего момента /Ик диафрагму башни квадратного
сечений рассчитывают, кроме того, на поперечную силу
Q3 = MK/2a, (XXVI.9)
где а~ сторона сечения башни (ширина грани),
544
Стержни решетки рассчитывают на поперечную силу,
действующую в плоскости грани.
Предполагается, что вертикальная нагрузка вызыва-
ет 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 Х^ЮО
должен учитываться косой изгиб от действия веса эле-
мента 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 про-
фильного металла, и благодаря предварительному на-
пряжению воспринимают сжимающие усилия от ветро-
вых нагрузок. Кроме того, башни рассчитывают по вто-
рому предельному состоянию — по линейным и угловым
перемещениям.
Линейное перемещение (прогиб) верхушки башни от
нормативных нагрузок можно определить по формуле
Мора
н _
С ММ
V^ = k\-—dX, (XXVI. 10)
J £«/
о
где kx 1,2 — коэффициент, учитывающий деформацию решетки.
Предельный прогиб верхушки—1/100 высоты баш-
ни. Для повышения вибростойкости башни желательно
уменьшить прогиб ее верха до 1/150—1/300 высоты баш-
ни.
Прогиб распорок не должен превышать 1/400 их дли-
ны как в вертикальной (от веса элемента), так и в гори-
зонтальной 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 восьми-
гранных башен выполняют из труб, раскосы — из круг-
лой стали или из труб.
В предвоенное время четырехгранная радиобашня из
уголков высотой 200 м весила примерно 2000 кН. Пере-
ход к поясам и распоркам из труб оптимальных диамет-
ров, соответствующих наименьшему лобовому давлению
ветра, и применение крестовой решетки из гибких пред-
варительно-напряженных раскосов позволили создать
трехгранную радиобашню — антенну высотой 205 м, ве-
сом всего 900 кН (рис. XXVI.8), весьма удобную для из-
готовления и монтажа. В дальнейшем строили главным
образом четырехгранные башни, так как трехгранная пи-
рамидальная башня с большинства мест обозрения про-
изводит 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 котерых
обеспечены повторяемость и взаимозаменяемость отправочных элемен- "
тов. Эти модулированные схемы характерны тем, что башни меньшей
А А
S'-
г^-^Грува ertq.S^e
Ж-
Фланги Hi
Заглушка S-Amh-
. приварить Втнепро-
нииаемым швом h пмм
S-lb
Рис. XXVI.9. Типовые узлы решетчатых телебашен
в —узел крепления стержней решетки к фланцерому соединению пояса башни; б —- узел креп-
ления стержней решетки к поясу башни на болтах (пояс и распорки — из труб, раскосы — из круг-
лой стали)
высоты получаются из более высоких башен благодаря отсечению ниж-
ней части. В описываемых башнях применен единый тип соединения
стержней в основных узлах (рис. XXVI.9), ускоряющий изготовление
и монтаж башни. \
Пояса башни, выполненные из труб, соединены между собой кресто-
вой решеткой, состоящей из жестких трубчатых распорок и гибких рас-
косов 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 попада-
ла внутрь трубы, у торцов приваривают непроницаемым швом круглые
заглушки из листовой стали толщиной 4 мм, а при монтаже торцы за-
ливают 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, прикреп-
ляемые 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 по-
мощи ползучего крана или стрелы
Новая типовая башня //=241 м для многопрограммных телецентров к.
показана на рис. XXVI. 10. Верхняя часть
ка 0,4 высоты опоры должна иметь попе-
речные размеры не более 2,5 м соответ-
ственно размерам телевизионных панель-
ных антенн, блоки которых типизирова-
ны. Вдоль ствола проходят коммуника-
ции антенн, шахта для подъемника и
лестница-стремянка.
Разработано оригинальное конструк-
тивное решение такой башни, по которо-
му вертикальный ствол постоянного га-
барита служит опорной стойкой трех-
гранной решетчатой неосесимметричной
пирамиды (см. рис. XXVI.10). В верхней
части башни ствол усилен пространст-
венным шпренгелем из тросов и труб-
распорок.
Постоянство габарита сечения ствола
удобно для совместной типизации метал-
лических конструкций и технологическо-
го оборудования, для крепления телеви-
зионного 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 объем-
ных отправочных элементов. Пирами-
дальные башни приходится отправлять
на место строительства россыпью, что
значительно увеличивает объем монтаж-
ных работ.
Конструкция ствола решена в двух
вариантах: в виде сквозной четырех-
гранной призмы с базой 2500 мм и в
форме цельносварной трубы диаметром
2500 мм. Башня с трубчатым стволом на
такой башни длиной поряд-
Рис. XXVI.10. Типовая башня вы-
сотой 241 м для двухпрограммно-
го телевидения
чатым стволом.
8—15% легче башни с решет-
§ 2. МАЧТЫ
1. Общая характеристика
Мачта (рис. XXVI.И) состоит из ствола 1, оттяжек 2 с крепления-
ми, изоляторами 3, в случае необходимости и винтовыми стяжками, опо-
ры 4 на ствол мачты, центрального фундамента 5 под стволом и анкер-
ных фундаментов 6 для крепления нщкних 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 за-
стройки. Угол наклона вант к оси ствола назначают обычно от 30 до 45°.
1 Броверман Г, Б. Строительство мачтовых и башенных сооружений. М., Стройиз-
дат, 1970.
35*
547
Отношение высоты мачты Н к диаметру
ствола
200 >///О >60.
При этом расстояние I между креплениями
стволу мачты
описанной окружности
(XXVI.11)
вант соседних ярусов к
15D.
(XXVI. 12)
Ствол мачты обычно делают из углеродистой или низколегирован-
ной стали, оттяжки — из стальных канатов, оттяжечные и опорные изо-
ляторы — из форфора.
Для вант мачтовых конструкций следует применять стальные спи-
ральные 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
да 5
Рис. XXVI.12. Схема типовой
телемачты с цельносварным
трубчатым стволом диаметром
1600 мм и реями
лием, равным половине разрывного усилия каната в целом, на протя-
жении 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 Еда 1,5—
104 кН/см2.
Для заливки концов стальных канатов в стаканы втулок рекомен-
дуется применять цинковый сплав ЦАМЭ-1,5 (ГОСТ 7117—62), имеющий
временное сопротивление растяжению не
менее 25 кН/см2 и сжатию не менее
60 кН/см2. Постоянство габарита сечения
ствола по высоте, малые поперечные раз-
меры ствола и минимальные размеры опор-
ной части ствола — радиотехнические тре-
бования к конструкции мачты-антенны, ко-
торым 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 ра-
зумным сокращением числа ярусов вант.
При одном ярусе оттяжек или при па-
раллельных 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 анкер-
ному 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 тре-
бований ствол мачты делают с изолирован-
ной или заземленной опорой.
Основой рационального проектирования мачт, как и башен, является
всемерное уменьшение лобового давления ветра (см. гл. XXV). Благо-
даря лучшим аэродинамическим свойствам высокие мачты из труб по-
лучаются легче мачт из уголков.
Средняя масса метра длины ствола мачты, кН/м,
q = а 4- &№,
(XXVI. 13)
где Н — высота мачты, м; а и Ь — размерные коэффициенты (табл. XXVI.2).
ТАБЛИЦА XXVI.2
Значения коэффициентов
Коэффициент Ветровой район
I III V
а, кн/м Ь, кн/м3 1,5-10-5—3-10-5 1,5-10—5—-4,5-10—6 11-15 3-10-5—4,5-10-5
35а—478
549
Нагрузки на мачты определяют так же, как и на башни. При рас-
чете ствола мачт постоянными нагрузками являются не только вес кон-
струкции и оборудования, но и вертикальные составляющие начально-
го (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 неблагоприят-
ное сочетание ветровой нагрузки на мачту с другими нагрузками. В рас-
чете учитывают давление ветра не только на ствол мачты, но и на от-
тяжки и оборудование. Значение ветрового напора при расчете вант
можно принимать по всей длине постоянным и равным напору, соот-
ветствующему 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 коэф-
фициента перегрузки) около 0,2 кН/м2.
Упругое перемещение ствола мачты при эксплуатации в местах креп-
ления 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 пере-
грузки).
Мачту рассчитывают в два этапа. На первом, предварительном, эта-
пе на основе опыта проектирования и путем простейших расчетов на-
значают 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 при-
крепления вант), нагруженную ветром, определяют опорные реакции и
рассчитывают оттяжки. При этом места крепления вант предполагают
несмещаемыми. Продольные силы определяют как сумму весов выше-
расположенных 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) пе-
реходят ко второму этапу расчета.
На втором, окончательном, этапе оттяжку рассчитывают как пред-
варительно-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 геомет-
рических и физических характеристик вант, изгибной жесткости ствола,
а также от действующих на сооружение нагрузок, в том числе от интен-
сивности 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
1 Металлические конструкции промышленных зданий и сооружений. Справочник.
Под ред. Н. П. Мельникова. М., Госстройиздат, 1962.
550
Эпюра поперечных сил строится в соответствии с эпюрой изгибаю-
щих моментов.
Продольные (осевые) силы в стволе
# = ЛГс + ЛГоб + ЛГв + ЛГт, (XXVI. 14)
где Nc — вес вышележащей части ствола; Noe — вес вышерасположенного оборудова-
ния; NB — вес вышерасположенных вант; N? — вертикальная составляющая тяжения
вышерасположенных вант.
По найденным усилиям М, Q и N проверяют сечения ствола на проч-
ность и устойчивость, а также рассчитывают стыки.
В зависимости от заранее назначенных значений расчет ствола мач-
ты как стержня на упругоподатливых опорах можно производить спосо-
бом задания начального натяжения вант1, способом задания эпюр мо-
ментов2 и способом задания смещений оттяжечных узлов3.
Способ задания начальных натяжений вант состоит в том, что вна-
чале задают сечения вант и начальные напряжения в оттяжках; в ре-
зультате расчета после составления и решения уравнений неразрывно-
сти деформаций ствола и уравнений равновесия сил в оттяжечных уз-
лах определяют опорные изгибающие моменты и смещения оттяжечных
узлов. Этот способ более общий, так как позволяет рассматривать лю-
бое 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 натя-
жений 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 та-
кими, 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 удлине-
ние 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 имеющи-
мися сооружениями или по следующим формулам:
i) для ванты по усилию
VT = ft(/?/sina)<0,6Vp, (XXVI. 15)
где Л1Т — ориентировочное усилие в наветренной ванте; R — реакция в оттяжечном
узле; a — угол между хордой оттяжки и осью ствола; Np — разрывное усилие кана-
та; k — коэффициент, зависящий от числа вант в плайе, от длины оттяжки, от ее на-
чального натяжения, от неразрезности ствола и т. п.; для узла из трех-четырех вант
в плане 1,2;
2) для ствола по моменту и продольной силе:
Л1 = О,19(2; (XXVI. 16)
A( = 0,5Sn(VTcosa + ^ + M>6, (XXVI. 17)
где q — усредненная равномерно распределенная поперечная нагрузка в данном про-
лете ствола; п — число вышерасположенных оттяжек; Nc — вес вышележащей части
ствола; Nos — вес вышерасположенного оборудования.
* Металлические конструкции промышленных зданий и сооружений. Справочник.
Под ред. Н. П. Мельникова. М., Госстройиздат, 1962.
2 Соколов А. Г. Опоры линий передач. Госстройиздат. М„ 1961.
3 Стрелецкий Н. С. Курс металлических конструкций. Ч. III. М., Стройиздат, 1944.
35а» 551
Рис, XXVI. 13. Схема фланце-
вого стыка
Рис. XXVI.14. К расчету швов
фланца
Результаты, полученные по этим
трем формулам, ориентировочны и
требуют уточнения после окончатель-
ного расчета.
Устойчивость формы ствола мачты
проверяют;
а) для монтажного состояния при
отсутствии ветра и повышении натя-
жения вант на 10% против начального;
б) для эксплуатационного состоя-
ния в плоскости, перпендикулярной
действию ветра при основных сочета-
ниях нагрузок и воздействий.
Потеря устойчивости ствола мач-
ты представляет собой сложный слу-
чай потери устойчивости многопролет-
ного сжато-изогнутого стержня, опи-
рающегося на опоры с различной податливостью *, Гибкость любого про-
лета 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 про-
гибов, угловых перемещений, поперечных сил и моментов опорных сече-
ний ствола при отсутствии поперечной нагрузки; задача заключается в
отыскании наименьшего значения продольных сил, при которых система
теряет устойчивость, что выражается равенством нулю определителя си-
стемы уравнений. Ствол мачты на устойчивость следует точно рассчи-
тывать 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 Н
и смещением оттяжечного узла у.
Чтобы установить эту зависимость, составляют два уравнения рав-
новесия сил вантового узла (2Х=0, 2У=0) и п уравнений совместно-
сти перемещений концов оттяжек рассматриваемого узла (п — число
вант яруса).
Условие прочности оттяжки
Ут "^в ^закр Ур»
(XXVI. 18)
где Ут — расчетное усилие в ваите; fe=0,8 — коэффициент однородности каната;
тв=0,65 — коэффициент условий работы ванты; Азакр = 0,95 — коэффициент закреп-
ления при заливке каната во втулке; УР—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 расчет-
ное усилие в оттяжке, но не менее чем на 0,5 Л/р.
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 основ-
ные обозначения:
Рр — сила растяжения; Ре — сила сжатия; а — наружный радиус трубы; Ъ —
радиус окружности по рискам болтов; с — наружный радиус фланца; б — толщина
стенки трубы; hw — толщина углового рва; 61 — толщина фланца; d—диаметр от-
верстий для болтов; п — число болтов.
Размеры Ь, с назначают конструктивно в зависимости от диамет-
ра трубы, числа и диаметра болтов, размещения гаек с шайбами.
Внутренний диаметр фланца Ов«2а+3 мм.
Диаметр окружности по рискам расположения болтов D^^D^dm-^-,
. 4-2/im+5 мм (где dm — диаметр шайбы.
Наружный диаметр фланца 0й=0б+^ш+30 мм. Толщина фланца,
см, работающего на изгиб под действием силы Рр,
бх = K/’p/(W, (XXVI. 19)
где Рр — растягивающее усилие, кН;
о?
ki = — (при о” = 24 кН/см2 А, = 1).
24
'Здесь о? — нормативный предел текучести стали, кН/см2.
Значения k2, кН/см2, приведены в табл. XXVI.3.
В случае несовпадения вычисленных отношений b/а, с/Ь, 81/8 и а/6
с отношениями этих размеров, указанными в таблице, значение k2 сле-
дует определять интерполяцией значений, приведенных в таблице.
Болты фланцевого соединения, работающие на растяжение от про-
дольной силы, рассчитывают по формуле
0 = Рр(п£вт)<отот6р«р' (XXVI.20)
где Рр — расчетная растягивающая сила в поясе; п — число болтов в соединении;
ГН1 — площадь сечения болта по резьбе; т=0,8 — коэффициент условий работы;
Ябр=0,9 — браковочный коэффициент при диаметре болтов 42 и 48 мм; Л® — рас-
четное сопротивление болтов растяжению.
Угловые швы, прикрепляющие фланец к трубе (рис. XXVI. 14), рас-
считывают по формулам:
а) при сжатии пояса силой Рс
т = М₽Ашгш)<Л“ (XXVI.21)
где /ш==4яа;
б) при растяжении пояса силой Рр
т = / (Гм + ^)/(₽Яш)<^\ (XXVI.22)
где Тм=Ща/й; Гр=Рр//ш — горизонтальное н вертикальное усилие кН иа 1 см шва;
а — наружный радиус трубы; тл — момент от упругого защемления фланца в трубе,
равный kPp [Рр — расчетное усилие растяжения в поясе, кН; k — коэффициент, изме-
няющийся от 0,003 до 0,07* *, в зависимости от отношений b/а, с/Ь, а/ё и £>i/6 (обозна-
1 ГОСТ 6957—54* и ГОСТ 11371—65.
* РТМ 42-62. «Сосуды и аппараты». М., Стандартгиз, 1964.
553
ТАБЛИЦА XXVI 3
Значения k2 при 6i/6
6/а с[Ь Значения ks, кН/см2, прн 6^6
3 5 7
а/6=5 | ю 1 15 5 10 15 5 10 15
1,2 93 113,6 123,8 54 58,9 62,5 46,5 48,1 49,6
1,2 1,3 98,5 117 127,8 61,5 66,2 69,2 53,8 55,5 57,6
1,4 108,4 129,4 143,4 67,5 73,4 76,6 61 61,9 63,8
1,2 41,6 47,9 52,4 28,3 29,9 31,3 25,7 26,3 26,9
1.6 1,3 43,9 50,8 54,7 30,4 32,1 33,3 27,8 28,4 28,9
1,4 45,3 52,6 57,1 32,2 33,8 35,1 29,5 30,1 30,7
1,2 39,1 49,7 58,7 23 24,6 26 20,5 21,1 21,6
2 1,3 45,8 62,7 78,6 24,7 26,8 28,4 21,8 22,4 23
1,4 53,5 78 109,3 26,2 28,6 30,6 22,9 23,7 24,3
чения см. на рнс XXVI.14)]; h—расстояние между центрами сечения швов, прикреп-
ляющих фланец к трубе:
h « Sj — йш/3 — 0,2 см;
Рис. XXVI. 15. К расчету швов, прикрепляю-
щих лацменную фасонку с горизонтальны-
ми ребрами к стволу мачты
остальные обозначения обычные.
В качестве соединительных
элементов фланцевого стыка
применяют болты нормальной
точности (при усилии до
200 кН на болт) или высоко-
прочные болты (при усилии,
большем 200 кН на болт) е
тем, чтобы диаметр болта нор-
мальной точности не превы-
шал 48 мм, а высокопрочного
болта — 30 мм.
Элементы механических
деталей оттяжек мачт рассчи-
тывают на выносливость по
методике, изложенной в СНиП
П-В.3-72.
При конструировании лац-
миться
к уменьшению эксцентрицитета
менного узла следует стре-
е — расстояния от центра тяже-
сти сечения всех швов до точки пересечения оси ванты с осью верти-
кальных швов соединения (рис. XXVI. 15).
Напряжение в швах, скрепляющих узел с трубой,
Ош “
М NT cos а
2VTsina \
РЯщ /
(XXVI. 23)

где Af=AfTecosa — изгибающий момент; И7ш=7ш/&макс — момент сопротивления се-
чения швов; 1Ш — момент инерции сечеиия швов относительно нейтральной оси, пер-
пендикулярной плоскости изгиба; бмакс — наибольшее расстояние от центра швов до
крайнего горизонтального шва; JVT — расчетное усилие в ванте; a — угол наклона от-
тяжки 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 раз-
личных участков ствола мало отличаются друг от друга. Такая форма
554
ствола обеспечивает удобство изготовления и монтажа мачты. Ширина
ствола определяется из условий его устойчивости и транспортабельно-
сти отправочных элементов; ширина грани трехгранного ствола на-
значается не менее 1/34 расстояния между креплениями вант соседних
Рис. XXVI. 16. Узел крепления
распорки и раскосов к поясу
мачты (пояс — труба, распор-
ка — труба, раскосы из круг-
лой стали)
Рис. XXVI.17. Узел крепления
стержней решетки к поясу
мачты (пояс н распорка —
уголки, раскосы нз круглой
стали)
Рнс. XXVI. 18. Узел крепления
стержней решетки к поясу
мачты (пояс — труба, распор-
ка — двутавр, раскосы из круг-
4 лой стали)
ярусов к стволу мачты, ширина грани четырехгранного ствола — не ме-
нее 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 ти-
повых секций с шириной грани 1350 и 2200 мм (рис. XXVI.19), разра-
ботанных в ЦНИИпроектстальконструкции и в четырехгранных мачтах
Рнс. XXVI.19. Радиомачты из типовых секций
а — схемы решетчатых мачт-антенн; б — типовые секции мачт
Рис. XXVI.20. Узел крепления ванты к стволу мачты
1 — оттяжка; 2— втулка; 3— валик
К анкерному
Рис. XXVI.21. Нижнее натяжное устройство для оттяжки
из унифицированных элементов с шириной грани 2500 мм с высокой сте-
пенью технологичности изготовления. Длина отправочных элементов
ствола 6750 мм согласована с кратностью вертикальных проводок и ша-
гом установки оборудования по вертикали, с условиями транспортиро-
вания элементов, с габаритами монтажного крана. В этих мачтах до-
556
В-Б
О
-950

Рнс. XXVI.22.
Установка мачты
на опорный изо-
лятор
1 — опорная секция
ствола мачты; 2 —
балансир; 3 — опор-
ный изолятор; 4 —
съемные консоли; 5 —
стяжные болты; 6 —
домкраты; 7 — шпаль-
ные клетки; 8 —упор-
ные планки; 9 — опор-
ная плита изолятора;
10 — защитный кожух
изолятора
стигнута значительная экономия стали по сравнению с четырехгранны-
ми мачтами из уголков.
Ванта соединяется со стволом при помощи верхней втулки (стака-
на), прикрепляемой валиком к оттяжечной фасонке ствола (рис.
XXVI.20, а).
При таком креплении оттяжки к поясу усилие тяжения в канате пе-
редается 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. Конст-
руктивное решение мачт //=192,5 м однопрограммных телецентров при-
нято в виде ствола кольцевого сечения диаметром 1600 мм, расчален-
ного тремя ярусами вант (по три оттяжки в каждом ярусе). В ЦНИИ-
проектстальконструкции разработаны два варианта мачт (в зависимо-
сти от площади застройки): с углом наклона оттяжек, равным 45°, и с
крутыми вантами, сходящимися в одном анкерном фундаменте, и рея-
ми (см. рис. XXIV.12). Ствол разбит на секции высотой 4500 мм, сва-
ренные 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 несу-
щие и ограждающие функции — работает как сжато-изогнутый стер-
жень кольцевого сечения и служит ограждением для всех волноводов,
кабелей и шахты лифта. Для сквозной типизации конструктивные реше-
ния радиорелейных опор высотой 40—130 м также приняты в виде мач-
ты 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 мон-
тажного 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 распре-
деления электроэнергии по голым проводам, расположенным на откры-
том 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 це-
пей на одном ряду опор и число рядов опор.
В настоящее время для линий НО—750 кВ в СССР применяют глав-
ным образом облегченные сталеалюминиевые провода марки АС диа-
метром 25—37 мм и массой 1250—2756 кг/км *.
* ГОСТ 839—74; число в марке провода означает округленную площадь сечения
'алюминиевой части в мм2; площадь сечения стального сердечника примерно в восемь
раз меньше сечения алюминиевой части провода.
558
На опорах линий напряжением НО 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 промежуточ-
ных опор) или в натяжные
(для анкерных опор) гирлян-
ды, состоящие из нескольких
шарнирно- соединенных та-
рельчатых изоляторов из фар-
фора или стекла.
Требования, предъявляе-
мые к проектированию и воз-
ведению линий электропереда-
чи и их элементов, определя-
ются действующими Правила-
ми устройства электроустано-
вок (ПУЭ). Проектируют, изго-
товляют и монтируют опоры и
фундаменты ЛЭП согласно
СНиП П-И.9-62 («Линии
электропередачи напряжением
выше 1 кВ»), Габарит линии
(расстояние от земли или во-
ды до нижней точки провода
при его максимальном прови-
сании) должен быть не менее
6—12 м в зависимости от на-
пряжения линии и рода пре-
пятствия. Это определяет вы-
Рис. XXVII.1. Одноствольная промежуточная
опора двухцепиой линии 220 кВ
соту опор ЛЭП.
Основными климатическими факторами, определяющими временные
нагрузки, являются ветер и гололед (СНиП II-6-74).
На воздушных линиях переменного тока одна цепь состоит из трех
фаз, а постоянного тока — из двух. Это влияет на компоновку конструк-
ции опор.
Если по схеме энергоснабжения требуются две цепи, то они могут
быть подвешены к параллельным одноцепным опорам или к одноряд-
ным двухцепным опорам.
При напряжении до 330 кВ одна двухцепная линия обычно дешев-
ле, чем две параллельные одноцепные линии. При напряжении 500 кВ
и более одноцепные линии рентабельнее и надежнее.
§ 2. ОСНОВЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ОПОР ЛЭП
По конструктивному решению опоры ЛЭП могут быть свободно стоя-
щими (рис. XXVII. 1) и на оттяжках (рис. XXVII.2). Опоры ЛЭП яв-
ляются массовыми сооружениями, поскольку при строительстве одной
линии устанавливают многие сотни опор, а одновременно всегда про-
кладывают несколько линий, так что число единовременно изготовля-
емых и монтируемых опор достигает нескольких тысяч; именно поэтому
они вполне отвечают условиям типизации.
По назначению опоры делят на промежуточные (рис. XXVI 1.3), под-
держивающие провода; анкерные, служащие для натяжения проводов;
угловые, устанавливаемые в местах поворота линии; концевые, устанав-
559
ливаемые на концах линии; переходные, устанавливаемые 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.
Рис. XXVII.2. Промежуточная портальная опора из уголков на оттяжках линии
500 кВ
Рис. XXVII.3. Промежуточные и анкерные опоры линнн электропередачи
На выбор типа опор влияют напряжение линии, расположение про-
водов, назначение опор, пролет, габарит линии (расстояние от поверх-
ности земли или воды до низа нижнего провода при его максимальной
стреле провисания), климатические условия.
Для линий 220—330 кВ наиболее часто применяют двухцепиые од-
ноствольные опоры с расположением проводов «бочкой» (см. рис.
XXVII.1), а для линий 500—750 кВ — одноцепные опоры портального ти-
па (см. рис. XXVII.2) с горизонтальным расположением фаз. Высота
промежуточных опор изменяется от 22 до 42 м в зависимости от на-
560
Рис. XXVII.4. Одноствольная про-
межуточная опора на оттяжках
линии постоянного тока 1500 кВ
пряжения и габарита линии, длины изоляторных гирлянд, наибольшей
стрелы провисания и расположения проводов и тросов. В пересеченйях
водных преград при больших пролетах (до 2,4 км) высота переходных
опор достигает 226 м (опоры перехода ЛЭП через водную преграду на
линии между городами Сайо и Хиросима в Японии).
Одноствольные расчаленные опоры (рис. XXVII.4) имеют ряд пре-
имуществ перед свободно стоящими опорами башенного типа и перед
портальными опорами на оттяжках. Они являются перспективными, осо-
бенно для ЛЭП постоянного тока напряжением 1500 кВ и более.
Недостатком сварных стальных
опор 220 и 330 кВ является низкий ко-
эффициент использования железнодо-
рожных платформ (5—10%). Болто-
вые соединения промежуточных сталь-
ных опор позволяют производить го-
рячее цинкование отправочных эле-
ментов на заводе-изготовителе, сни-
зить трудоемкость их изготовления и
значительно повысить коэффициент
использования транспортных средств;
укрупнительная сборка опоры на пи-
кете осуществляется при помощи цин-
кованных стальных болтов нормаль-
ной точности или кадмированных вы-
сокопрочных болтов. При выборе схе-
мы болтовой опоры следует стремить-
ся 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 бол-
тов в опоре до минимума; суммарные
трудозатраты на изготовление, транс-
портирование и укрупнительную сбор-
ку болтовой опоры снижаются на 10%. Однако болтовые опоры не всег-
да целесообразны. Сварные отправочные элементы сечением не более
1,5X1 >5 ми длиной до 9 м позволяют производить их горячее цинкование
Рнс. XXVII.5. Узлы крепле-
ния 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 бол-
товые соединения раскосов с поясами нерациональны (за исключением
алюминиевых опор). Болтовые опоры невыгодны при небольших сечени-
ях поясов (L-7OX6 и менее); при переходе от сварной конструкции к
болтовой потребуется увеличение Сечения поясов для возможности раз-
мещения 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 треуголь-
ная решетка «в елку» ( * ' ”
a)
Рис. XXVII.6. Схема
ромбической решетки
а — с совмещенными узла-
ми; б — с несовмещенными
узлами
(см. рис. XXVII.4). При широких стволах и боль-
ших нагрузках возможна ромбическая решетка с
совмещенными (рис. XXVII.6, а) или несовме-
щенными 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 То-
го, диафрагмы необходимы в сечениях, где при-
ложены нагрузки (на отметках траверс), и в се-
чениях перелома поясов.
Траверсу одноствольных опор конструируют
из уголков. Траверсы портальных опор выполня-
призматического бруса (см. рис. XXVI 1.2) или
ют в виде сквозного
шпренгельной конструкции.
§ 3. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ ОПОР ЛЭП
ЛЭП рассчитывают по действующим «Правилам устройства элект-
роустановок» и по главам СНиП П-В.3-72, СНиП П-И.9-71 и
СНиП II-6-74.
Опоры рассчитывают на три режима — три сочетания нагрузок:
1) нормальный режим работы линии — провода не оборваны (основ-
ное сочетание нагрузок);
2) монтажный режим — монтаж проводов и тросов с одной стороны
опоры (дополнительное сочетание нагрузок);
3) аварийный режим работы линии — часть проводов оборвана (осо-
бое сочетание нагрузок).
Коэффициенты перегрузки принимаются по табл. XXVII.1.
ТАБЛИЦА XXVII.1
Коэффициенты перегрузки в нормальном и аварийном режимах
Нагрузка, действующая на опоры
и .фундаменты
Значение
коэффициента
перегрузки п
Нагрузка, действующая на опоры
и фундаменты
Значение
коэффи-
циента
перегрузки
п
Вес конструкций опор, фун-
даментов, проводов, тросов и
оборудования ...............
Вес гололеда на проводах и
тросах .....................
Давление ветра на конструк-
ции опор:
при отсутствии голо-
леда на проводах и
тросах ..............
при наличии гололеда
на проводах и тросах
1,1
2
1,2
Давление ветра на провода
и тросы:
чистые ......
покрытые гололедом .
Тяжение проводов и тросов:
чистых....................
покрытых гололедом
толщиной 10 мм нли
меиее ..............
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 исклю-
чением массы монтера и монтажных приспособлений, для которых п —
При расчете опор и фундаментов в аварийном режиме нормативное
значение тяжения провода или троса при одностороннем обрыве умно-
жают на коэффициент перегрузки « = 1,3.
Промежуточные опоры линий напряжением до 220 кВ рассчитыва-
ют на обрыв одного из проводов, создающий наибольший изгибающий
или крутящий момент; анкерные опоры линий того же напряжения рас-
считывают на обрыв двух из трех или трех из шести проводов или грозо-
защитного троса (при необорванных проводах), также создающий мак-
симальный изгибающий или крутящий момент.
При расчете промежуточной опоры линий напряжением 330 кВ и бо-
лее, 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 происхо-
дит при гололеде.
Ветровую нагрузку на провода и тросы, воспринимаемую опорой,
определяют с учетом коэффициента неравномерности скоростного напо-
ра по пролету, принимаемого по табл. XXVII.2.
ТАБЛИЦА XXVII.2
Зависимость коэффициента неравномерности а
от скорости ветра или скоростного напора
Скорость ветра, м/с Скоростной напор ветра, кН/м2 Коэффициент неравномерности скорост- ного напора по пролету
20 0,27 1
25 0,40 0,85
30 0,55 0,75
35 и более 0,76 и более 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 — Н/100, для угловых и концевых — Н/120, для переход-
ных опор — Я/140, для промежуточных опор — ///50 (И— высота
опоры).
Прогиб траверсы, поддерживающей провода, в вертикальной плос-
кости при нормальном режиме работы должен быть не более: у анкер-
ных, угловых, концевых и переходных опор — в пролете //200, на кон-
соли с/IQ, 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 стро-
ительной механики. При расчете стержней на продольный изгиб по най-
денным усилиям упругие защемления стержней в узлах заметно изме-
няют их работу1.
1 Трофимов В. И. Исследование устойчивости и несущей способности металличе-
ских конструкций типа опор линий электропередачи. М., Госэнергоиздат, 1963.
563
Значения коэффициента k
ТАБЛИЦА XXVII.3
Отношение усилия в раскосе к усилию в поясе, % До 15 30 40 50
Коэффициент k 1 1,02 1,04 1,07
Исходя из условий ограничения деформации стержней и обеспече-
ния надлежащей жесткости узлов гибкости сжатых стержней ограничи-
вают 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 рабо-
ты (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 поя-
са, 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 КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. СТРУКТУРА СТОИМОСТИ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Стоимость конструкции является одним из основных ее экономиче-
ских показателей.
Общая стоимость металлических конструкций складывается из сле-
дующих составных частей:
стоимости проектирования, зависящей от вида конструкций, их
сложности и повторяемости;
стоимости металла и других материалов (электроды, метизы, окра-
сочные материалы), расходуемых при изготовлении металлических кон-
струкций;
стоимости издержек производства при изготовлении, которая зави-
сит главным образом от механовооруженности завода-изготовителя,
сложности и серийности конструкций;
транспортных расходов на перевозку конструкций с завода-изготови-
теля к месту строительства, зависящих от дальности перевозки, транс-
портных средств и степени их использования;
стоимости монтажа (сборки и установки), зависящей от вида ме-
таллических конструкций, оснащенности механизмами и приспособле-
ниями, а также условий производства работ.
Основной объем строительных металлических (стальных) конструк-
ций изготовляется на специальных заводах, представляющих собой са-
мостоятельную отрасль строительной индустрии. Монтаж стальных кон-
струкций ведут специализированные монтажные организации.
Исходя из существующих в настоящее время цен на металл и норм
выработки на заводах металлических конструкций и в монтажных ор-
ганизациях* между отдельными составляющими стоимости стальных
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 количе-
стве, главным образом в ограждающих конструкциях, а также в от-
дельных опытных и уникальных сооружениях. Изготовлялись до послед-
него времени эти конструкции на неспециализированных предприятиях,
в связи с чем имеющиеся данные не могут служить основанием для
установления соотношений между составляющими стоимости алюминие-
вых конструкций.
Здесь рассмотрены вопросы экономики применительно к строитель-
ным 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- .
ства объектов черной и цветной металлургий, электроэнергетической,
нефтеперерабатывающей и' угольной промышленности. При среднем
расходе металлических конструкций около 130 т на 1 млн. руб. выпол-
няемых 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 листо-
вые 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 производи-
тельности труда, число маломощных заводов постепенно сокращается.
В настоящее время строится много новых крупных, высокомеханизиро-
ванных заводов. Укрупнение мощностей предприятий определяет сни-
жение себестоимости и трудоемкости изготовления.
Из табл. XXVIII. 1 видно, что на полную трудоемкость существенно
влияют затраты на вспомогательных операциях основного производства
(крановщиков, такелажников, разнорабочих, строповщиков, контроле-
ров-браковщиков, маркировщиков и др.), а также работы неосновного
и вспомогательного производства (метизов, электродов, кислорода, ра-
бота общезаводской котельной и т. д.), обслуживающего основное про-
изводство.
Современные крупные заводы металлических конструкций имеют
минимально необходимый объем неосновного производства и получают
в порядке кооперирования все необходимые материалы и комплектую-
щие изделия от специализированных 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 клас-
сом прочности С 46/33 — 6—8%, С 52/40 — 8—11%, С 60/45 — 9—12%.
Рабочее время в производственных цехах на основных технологиче-
ских операциях распределяется различно, причем в составе оперативно-
го времени для цехов обработки характерны значительные затраты вспо-
могательного времени, а для сборочно-сварочных цехов — затраты ос-
новного (машинного) времени.
Поэтому в цехах обработки целесообразна механизация вспомога-
тельных работ по подаче, замерам, кантовке, закреплению детали .перед
выполнением операции и т. п. Этим условиям наиболее полно отвечают
напольные рольганговые поточные линии, последовательно связываю-
щие существующее технологическое оборудование цеха, с одновремен-
ной частичной модернизацией станочного парка и оснащением его авто-
матизированными устройствами для выполнения вспомогательных ра-
бот, а также создание нового технологического оборудования, которое
позволяет совмещать операции (например, резки и проколки отверстий).
В сборочно-сварочных цехах рост производительности труда дости-
666
ТАБЛИЦА XXVIH.b
Сравнительные данные о трудоемкости изготовления
стальных конструкций на заводах разной мощности
Цех Операция Трудоемкость, чел.-ч. иа 1 т конструкции на заводе мощностью, тыс. т/год
100 | 30
Подготовки I. Основные производственные цехи Правка металла 0,81 0,65
Обработки Разметка-наметка Резка механическая » газовая Прокол отверстий Сверление отверстий Строжка Рубка и зачистка Фрезеровка полуфабриката . . . Вальцовка и правка полуфабри- ката Кузнечная гибка 0,81 0,56 0,3 0,23 0,34 0,23 0,09 0,22 0,04 0,76 1,21 0,37 0,25 0,45 0,12 0,42 0,15
Сборки Сборка Электросварка Клепка . Фрезеровка элементов 3,19 4,23 0,17 0,13 4,33 4,64 0,18
Механический Мехаиослесарные работы .... 0,55 —
Маляропогрузоч- ный. Грунтовка, окраска и погрузка . 0,47 0,24
Итого . . . 12,37 13,77
Вспомогательный операции в цехах основного производства II. Вспомогательное и неосновное производство 8,08 8,08 7,69 6,53
Всего . . , . 28,53 27,99
гается сокращением времени на основные технологические операции с
одновременным уменьшением транспортно-такелажных работ. Поэтому
здесь для поточных линий целесообразно новое высокопроизводитель-
ное технологическое оборудование (например, автоматизированные сбо-
рочные станы, многодуговые скоростные сварочные установки и т. п.}.
Опыт работы имеющихся на ряде заводов поточных линий обработ-
ки. показывает, что производительность труда на них повышается не
менее чем в два раза с одновременным значительным увеличением вы-
пуска продукции. Затраты по сооружению поточных линий при равно-
мерном режиме их загрузки окупаются в течение 4—7 лет.
567
Весьма действенным фактором, повышающим производительность
труда на заводах стальных конструкций, является серийность производ-
ства, определяемая размером партии одновременно изготовляемых де-
талей или элементов (рис. XXVIII.1). Трудоемкость при серийном из-
готовлении снижается не только благодаря возможности внедрения но-
вой, более совершенной технологии, но и в результате приобретения
Рис. XXVI П.1. График зависимости из-
менения трудоемкости изготовления от
серийности
рабочими навыка при работах с
многократно повторяющимися изде-
лиями, сокращения межоперацион-
ных пауз и числа переналадок обо-
рудования при переходе от изготов-
ления одной партии к другой. В
цехах обработки при повышении се-
рийности трудоемкость снижается
также благодаря уменьшению числа
разметочно-наметочных работ, так
как в этом случае одним шаблоном
может быть обеспечена вся партия
изготовляемых деталей. При рабо-
тах с крупными сериями становятся
оправданными дополнительные за-
траты на сооружение специальных приспособлений (кондукторов, кан-
тователей и т. п.), повышающих производительность труда в сборочно-
сварочных цехах. Серийное производство приводит также к уменьшению
длительности производственного цикла, сокращению подготовки произ-
водства, снижению объемов конструкторской и технологической ра-
боты.
Трудоемкость изготовления и связанные с ней расходы по заработ-
ной плате производственных рабочих основных производственных цехов
влияют на изменения уровня большинства издержек заводской деятель-
ности (себестоимости передела). Кроме издержек производства в себе-
стоимость изготовления входят стоимость сырья (основных и вспомога-
тельных материалов) и внепроизводственные расходы. В среднем струк-
тура себестоимости изготовления определяется следующими соотно-
шениями:
Основные и вспомогательные материалы
(сырье)............................... 65—70%
Заработная плата производственных рабо-
чих основных производственных цехов . 6—8 »
Цеховые расходы........................ 14—18 »
Общезаводские расходы ....... 4—6 »
Исправление брака ......... до 1 »
Внепроизводственные расходы............ 4—10 »
В том числе оплата тарифа на пе-
ревозку готовых конструкций . . 3—8 »
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
ценами1 с учетом различных приплат или скидок к ним, определяемых
выполнением дополнительных требований, предъявляемых к заказу ме-
талла. Оптовые цены составлены по видам сортамента проката и мар-
кам стали, причем, как правило, на 1 т теоретической массы.
1 Оптовые цены на сталь обыкновенного качества и трубы стальные и чугунные.
Прейскуранты № 01—02 и 01—04, введенные в действие с 1 января 1976 г., и последую-
щие 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 цену начисляют следующие при-
платы: ВСтЗкп2 и ВСтЗпсб — 4%, ВСтЗпсб и ВСтЗспб — 8%. За прове-
дение испытаний на загиб в холодном состоянии взимают дополнитель-
ную приплату в размере 1 %.
Для низколегированных марок сталей по ГОСТ 19281—73 и ГОСТ
19282—73 базисные цены установлены для 2-й категории. За поставку
сталей более высоких категорий взимаются приплаты: для 6-й катего-
рии 9 и 6%, 9-й категории 16 и 10%, 12-й категории 12 и 9%-, 15-й кате-,
гории19и13%.
Кроме того, в зависимости от условий заказа предусматриваются
приплаты (или скидки) к оптовым ценам за поставку стали:
у определенных размеров (приплата 4—6%);
с выполнением требований минимальной ребровой кривизны для уни-
версальной стали (приплата 4%);
в рулонах (скидка 3%);
с необрезанными концам^ (скидка 5%);
любых размеров, ио определенной толщины (скидка 15%).
Доставку прокатной стали до ближайшей к заводу стальных конст-
рукций железнодорожной станции (или пристани) оплачивает по-
ставщик.
При определении стоимости металла в конструкциях необходимо
учитывать заготовительно-складские расходы (около 1,5% оптовой це-
ны), расходы по доставке металла с железнодорожной станции (при-
стани) 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 затрачива-
емым трудом (трудоемкостью) при изготовлении конструкций (см. § 3
настоящей главы).
К цеховым относятся производственные расходы иа содержание, те-
кущий ремонт и амортизацию технологического оборудования, на до-
полнительную заработную плату основных производственных '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 персо-
нала 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
га изготовляемую продукцию. Цеховые и общезаводские расходу, от-
ражающие 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 оборудования и зданий, ремонт, содержание
ежурного и административно-управленческого аппарата неизменны
постоянны) в течение года. Очевидно, с увеличением объема процзвод-
8—478
569
стваметаллических конструкций достоянная частькосвеиныхра^ходов
на каждую единицу продукции снижается. '
Оптовые цены йа Стальные конструкции1 составлены исходя из сред-
неотраслевых Показателей себестоимости производства с учетом плани-
руемого уровня рентабельности заводов и вйепроизводственнык расхо-
дов, включающих в себя расходы на погрузку И перевозку готовых кон-
струкций до железнодорожной станции отправления по заводским пу-
тям и отчисления на научно-исследовательскую работу, создание фондов
премирования работников за внедрение новой техники, содержание кои-
тор комплектации и вышестоящих организаций. Кроме того, в оптовых
ценах Исходя Из средней дальности перевозки и степени использования
грузоподъемности подвижного состава включены транспортные расхо-
ды по перевозке готовых конструкций. При расстояниях, больших или
меньших среднеотраслевых, стоимость перевозок корректируется систе-
мой приплат или скидок.
Платежной массой конструкций считается масса по спецификации
чертежей КМ, включая специальные приспособления, которыми осна-
щается подвижной состав при перевозке конструкций.
Действующий прейскурант охватывает более 800наименований сталь-
ных конструкций, имеющих различные уровни монтажной готовности
(нредмонтажного укрупнения).
Все конструкции, включенные в прейскурант, подразделены на 10
групп в зависимости от преобладания тех или иных видов проката. Та-
кое деление позволяет иметь для каждой группы осредненный набор
профилей проката, по которому определена стоимость основных мате-
риалов, с учетом цен на прокат и соответствующих Приплат, скидок, от-
ходов металла при производстве конструкций, а такжё СТРйМЦСТЦ дру-
гих основных материалов (электродов, метизов, о красочных материалов
и т. п.). Каждая позиция прейскуранта соответствует определенной мар-
ке стали.
Размер заработной платы на изготовление конструкций в составе
оптовый цен определен по системе коэффициентов трудоемкости, харак-
теризующих изменения трудовых затрат данной конструкции ПО отно-
шению к условно принятой за единицу. Накладные расходы приняты
как среднеотраслевые в размере около 378% к основной заработной
плате производственных рабочих.
$ 3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ СТОИМОСТИ И ТРУДОЁМКОСТИ
ЗАВОДСКОГО ИЗГОТОВЛЕНИЯ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ
I /
При вариантном проектировании следует предварительно выбрать
и оценить конструктивную форму. Использовать для решения такой за-
дачи оптовые цены на конструкции йейозможно, так как ойи основаны
на осреднениях данных по примененным ранее проектам и недостаточ-
на учитывают конструктивные особенности принимаемых новых реше-
ний. Между тем конструктивная форма в большой степени влияет иа
технико-экономические показатели. " \
Выбор конструкции при сравнении вариантов в известной мере об-
легчается тем, что можно Ограничиться относительными показателями,
задавшись некоторыми осредненмыми условиями производства.
Стоимость материалов в конструкции определяется набором профи-
лей проката и может быть достаточно просто определена по действую-
щим ценам с учетом приплат (скидок) н наценок.
1 Оптовые цены иа строительные стальиые конструкции. Прейскурант № 01-09,
введенный в действие с 1 января 1976 г., и последующие дополнения к нему.
570
Стоимость конструкции, изготовленной и доставленной на станцию
(пристань) назначения,
Си = [С0.и + аТ (1+ Йн) + Свн) *р + Ст.
где Сем, Сап, Ct—стоимости основных материалов, виепроивводственные расходы и
стоимость транспорта, руб; аТ — заработная плата рабочих на основных технологиче-
ских операциях; а среднечасовая заработная плата рабочих в руб/ч; Т — трудоем-
кость, чел.ч; *а, йр — коэффициент накладных расходов и коэффициент, учитывающий
в основном плановую прибыль (рентабельность) предприятия.
По действующей системе ценообразования
стальных конструкций средние показатели со-
ставляют: <2—0,72—0,76 руб/т; Свн=2,6 руб/т;
Лн=3,75; 1,15.
В представленном виде стоимость изготов-
, ления >определяется в зависимости/ от трудо-
емкости, которая, как уже отмечалось выше,
наиболее сильно влияет на большинство пока*
зателей деятельности завода н характеризует
прогрессивность принятого конструктивного
Рис, XXVIII.2, Строи-
тельные коэффициенты
трудоемкости для неко-
торых конструкций
I — колонны ступенчатые;
S — стропильныЬ фермы; 3 —
балки; 4 — строительный ко-
эффициент массы стропиль-
решения с точки зрения уровня производитель-
ности труда.
Чтобы упростить расчеты, достаточно оп-
ределить трудоемкость ^только по некоторым,
наиболее крупным (расчетным) операциям,
а конструкцию условно расчленить на состоя-
щую из основных (несущих) и дополнитель-
ных (конструктивных) деталей.
К расчетным относятся основный операции
по обработке деталей, сборке и сварке конструкций. Остальные (нерас-
четные) операции технологического процесса незначительны и составля-
ют 10—12%. Трудоемкость изготовления дополнительных деталей
ют 10—12%. Трудоемкость
i)

Ф?1

// tf &it » г
CmfeumMntiUKiifVWfem» /fauuV
Н1ЯН111Г4Га11
«М«И|1ВГ*ЫЯМ1ММ
iSMHIRIVK«5<'SaiHH<!SS

3
zt\
zz\
»7Л%»р5*Й*5йЯИ«!'---
--------
' if & tT (7 if V <3
Cmpeumefibnwi/Юффвциент tateu

1a’
i

Рис, XXVIII.3. Строительные коэффициенты трудоемкости расчетных операций
в— обработки и сварки; б .-сборка
оформления целесообразно оценивать так называемыми строительными
коэффициентам» трудоёмкости
ф = 1 -ЬГдап/Г»»
36*
571
где Удод — трудоемкость изготовления дополнительных деталей; То — трудоемкость
изготовления основных деталей.
I ТАБЛИЦА XXVIII.2
Наиболее часто встречающиеся предельные размеры, мм,
прокатного металла
Показатель Лист толщиной, мм до 4 | более 4 Уголки, двутавры, швеллеры
Ширина Длина « . . 1200 4500 1500 6000 12000
Строительные коэффициенты трудоемкости аналогичны по природе
строительным коэффициентам массы и потому имеют аналогичные же
закономерности и, в частности, убывают с увеличением массы или раз-
меров конструкций (рис. XXVIII.2).
Число основных деталей в конструкции определяется с учетом попе-
речных и продольных заводских стыков. Если на чертежах нет данных
о заводских стыках, производят их разбивку. Предельные размеры про-
катного металла при этом могут быть приближенно приняты по
табл. XXVIII.2.
Трудоемкость технологических операций выражается формулой
Т — &нр (Фобр То-обр + 'фсб Т0.Сб + Фев Т'о.св ) >
где «нр — коэффициент, учитывающий трудоемкость нерасчетных операций, равный
1,1—1,12; фобр, фоб, фов — строительные коэффициенты трудоемкости расчетных опе-
раций обработки, сборки и сварки, определяемые в зависимости от строительных коэф-
фициентов массы и числа дополнительных деталей (рнс. XXVIII.3); Т’о.обр, Т’с.сб, То.ов—
трудоемкость расчетных операций обработки, сборки н сварки по основным деталям
конструкции.
Трудоемкдсть обработки ochobhi
сто определить по их средней массе
[х деталей можно достаточно про-
(рис. XXVIII.4). По сборочным ра-
ботам она зависит от приемов
сборки. Так, колонны или подоб-
ные им конструкции обычно соби-
рают ветвями (стержнями), как
правило, механизированным спо-
собом в кондукторах. Конструк-
тивные (дополнительные) детали
устанавливают после того, как
Рис. XXVIII.4. График трудоемкости обра-
ботки основных деталей средней массы
-----лист, — уголок,--------двутавры и
швеллеры. Для низколегированных ста-
лей (Трудоемкость увеличивается на, 10%,
для высокопрочных — на 35%; т— число
отверстий
собраны ветви.
Условно можно считать, что
автоматическая сварка применя-
ется только для стыков листового
металла, а также для угловых
швов элементов двутаврового се-
чения, причем при протяженно-
сти каждого отдельного шва не
меиее 1500 мм. В остальных слу-
чаях на заводах применяют полу-
автоматическую сварку в среде
защитных газов. Вид разделки
кромок деталей и способы свар-
ки, если они специально не ого-
ворены в чертежах, принимают
в соответствии с рекомендация-
ми гл. V.
Эти приемы определения
572
трудоемкости при сравнении вариантов делением технологического про-,
цесса на расчетные и нерасчетныеоперации и членением конструкции на
основные и дополнительные детали1 могут быть применены не только
для стержневых конструкций, но и для листовых конструкций, например
резервуаров. В этом случае к числу несущих (основных) деталей кон-
струкций 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 терри-
ториальные монтажные тресты, ведущие работы одновременно и по
монтажу сборного железобетона. Характерной особенностью этих орга-
низаций является их относительно высокий по сравнению с другими
монтажными (например, механомонтажными) трестами уровень специа-
лизации.
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 не-
посредственно на строительно-монтажных работах. Более 7% прямых
затрат падает на расходы по эксплуатации машин и механизмов, харак-
теризующих уровень механизации монтажных работ.
Особенность этой статьи расходов проявляется в ярко выраженной
тенденции увеличения ее зд последние годы (в удельном отношении) в
связи с постоянным оснащением монтажных организаций мобильными и
высокопроизводительными монтажными механизмами.
В накладные расходы входят административно-управленческие рас-
ходы, расходы по организации производства (командировки, временные
сооружения, содержание дежурного персонала, проектирование произ-
водства работ и т. дЗ, расходы по охране труда монтажников и др.
При монтаже стальных конструкций2 3 трудовые затраты (в процентах
к общей стоимости монтажа) можно разделить по следующим видам
работ:
Транспортно-складсйне работы в пределах мон-
тажной зоны...................................10
Обслуживание монтажных механизмов .... 15
Работы по собственно монтажу, включающие
подготовительные операции, укрупненную сбор-
ку, установку в проектное положение и выверку
конструкций...................................60
Сварочные работы..............................12
Прочие » ............................3
В работах по собственно монтажу весьма трудоемкими являются
выверка и закрепление конструкции. Поэтому в вопросе роста произво-
дительности труда на монтажных работах и сокращения сроков продол-
жительности 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
1 Лихтарников Я. М. Металлические конструкции. Методы технико-экономического
анализа при проектировании. М., Строййздат, 1968.
3 Процентные соотношения даны применительно к монтажу стальных конструкций
одноэтажных промышленных зданий общего назначения.
573
устанавливают на предварительно выверенные с отфрезерованными
поверхностями опорные плиты ‘(см. также гл. XV). Сами колонны имеют
повышенные требования к допускай ' по длине (до’ Низа подкрановых
балок) и перекосу торцов. Торцы колонны также фрезеруют, что позво-
ляет существенно сократить-фасход металла на башмаки и упростить 'ид
конструкцию.
При сборке и установке конструкций из низколегированной стали по
правилам применения сметных норм и расценок'стоимость монтажных
работ увеличивается, % :
Для колонн и ферм, устанавливаемых целиком, и
ферм составных массой до 3 т . на 7
То же. более Зт ...... . » Ю <
Для подкрановых балок .Л..............>1?
Стоимость установленных в > проектное положение конструкций
(в деле) \
Ск.д*=1(Си+Сц.т)^а.с + См]йц^1:у, 1
где Си — стоимость конструкций, определяемая по оптовым ценам, руб/Т; для сравне-
ния вариантов конструкций Си целесообразно Определять по методике, приведенной вы-
ше; Си.» стоимость местного транспорта от железнодорожной станции доставки кон-
струкций до приобъектного склада; в зависимости от географического района строи-
тельства См.» составляет 6—7,5 руб/т, Ск — стоимость сборки и установки конструк-
ций, руб/т; k3.e, км, ка, Лу р- коэффициенты, соответственно учитывающие за-
готовительно-складские, накладные расходы, плановые накопления монтажной органи-
зации и удорожание работ в зимнее время. >
При принятом в настоящее время порядке определения сметной
стоимости &З.С —1,0075, Ли3** 1,083, £д*»1,06, Лул»1,03.
, § 5. ОСНОВНЫЕ НАПРАВЛЕН ИЯ СНИЖЕНИЯ СТОИМОСТИ
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
Поскольку стоимость металла является главной составляющей общей
стоимости конструкций, то основным направлением удешевления ,служит ,
снижение массы. Снижение массы конструкций может быть достигнуто 1
благодаря снижению массы основных элементов конструкции и сниже-
нию'массы конструктивного оформления, характеризующегося строи-
тельным коэффициентом. Снижение строительного коэффициента важ-
но с точки зрения снижения не только массы, но и трудоемкости изго-
товления 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-экономи-
ческих показателей и потому является крайне важным. Основными
путями снижения строительного коэффициента являются: <
улучшение конструктивно-компоновочного решения на основе прин-
ципа 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 снижейие трудоемкости и стои-
мости в большем размере, чем снижение массы.
Это справедливо не только в отношении строительных коэффициентов
конструктивного элемента, но н для всего сооружения в целом. Трудоем-
кдсть монтажа сооружения значительно возрастает при увеличении
удельного значения в каркасе здания связей, фонарей и других вспомо-
гательных конструкций, число которых, как правило, более чем в 10 раз
превышает число основных элементов.
574
Для снижения трудоемкости и стоимости конструкции немаловажно
уменьшение числа основных деталей, что связано с использованием
более мощных прокатных профилей* Это противоречит требованиям
экономии стали, однако при умелом конструировании не настолько,
чтобы увеличить стоимость конструкции. i
Большое значение для снижения стоимости имеет унификация и типи-
зация конструкций. Эти факторы влияют на сокращение вспомогатель-
ных работ, увеличение повторяемости одинаковых операций, вследствие
чего технологические процессы'становятся болёе рентабельными.
Типизация и унификация конструкции также идет вразрез с принци-
пами экономии стали, так как типизированные схемы являются менее
гибкими и не соответствующими местным условиям. Поэтому унифика-
ции подлежат в первую очередь дополнительные детали конструкции,
которые менее вариантны и менее связаны с назначением сооружения.
При массовости элементов конструкций их типизация и унификация
являются весьма эффективными, особенно при переходе на поточные 4
методы изготовления и монтажа.
§ 6. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ЭФФЕКТИВНОСТИ ПРИМЕНЕНИЯ
( МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
Чтобы установить эффективность применения металлических конст-
рукций, например йрн сравнении их с конструкциями из других материа-
лов, используют показатель приведенных затрат, в котором учитываются
не только стоимость установленной на место конструкции, но и, произ-
водственные фонды заводов металлических конструкций и монтажных
организаций, а также и эксплуатационные расходы.
Приведенные затраты, руб/т ,
П = Ск.д + 1/Ток (Фз + Фм) +
где Си д т- стоимость конструкции «в деле», руб/т; Tw — нормативный срок окупае-
мости капитальных вложении в годах; Ф3, Фк — удельные стоимости, руб на 1 т Кон-
струкций, основных ц оборотных фондов заводов металлических конструкций И мон-
тажных организаций, участвующих в производстве и монтаже конструкций; Э — удель-
ные эксплуатационные расходы, руб/г, состоящие из реновационных отчислений (за-
трат на восстановление) н затрат на капитальные и текущие ремонты конструкций.
Размер экономического эффекта определяется разницей приведенных
затрат сравниваемых решений.
j
ПРИЛОЖЕНИЕ 1
ДАННЫЕ ДЛЯ КУРСОВОГО ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ПО СНЕГОВЫМ И ВЕТРОВЫМ НАГРУЗКАМ
Место строительства Р«, кГ/м2 qa, кГ/м2
Днепропетровск, Донецк, Жданов, Кривой Рог 50
Ставрополь 50 70
Минск 70 27
Омск, Харьков ' 70 35
Волгоград, Хабаровск 70 45
Владивосток » 70 55
Москва 100 27
Братск, Ленинград, Свердловск, Челябинок 100
Магнитогорск, Орск, Саратов • 100 45
Караганда 100 55
Горький, Череповец 150 27
Нижний Тагил, Новокузнецк 150 35
Кемерово, Комсомольск-на-Амуре, Красноярск, Куйбышев, Новосибирск 150 45
Пермь 200 35
ПРИЛОЖЕНИЕ Z
ДАННЫЕ ДЛЯ КУРСОВОГО ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ПО КРАНОВЫМ НАГРУЗКАМ
Схемы расположения колес одного крана на подкрановой балке
г
не менее
••jf *» • Л nfJUHUlJ lQufv£ f
Q — грузоподъемность крана; Pi, Pz— наибольшее давление колеса крана по ГОСТ
н каталогам.
576
Продолжение приложения 2
Q, т Пролет здания £. м Размеры, мм Давление колеса крана Масса тележки, т Масса крана с тележкой, т Тип подкраново- го рельса
глав- ный крюк вспомо- гатель- ный крюк *и Bi в. Л » Pt, т
f 30 5 24 30 36 2750 2750 3000 300 6300 6300 6860 5100 5100 5600 31,5 (32,5) 34,5 (35,5) 38 (39) 12 (12,5) 52 (56) 62 (68) 74 (80) КР-70
50 10 24 30 36 3150 300 6760 5250 47 (47) 50 (50,5) 54 (55) 18 (18,5) 66,5 (69) 78 (79,5) 90 (92) КР:80
80 20 24 30 36 3700 4000 4000 400 9100 4350 35 38 41 37 40 43 38 110 130 150 КР-100
! юо 20 24 30 36 370б 4000 4000 . 400 9350 4600 41 45 49 45 48 51 41 125 145 165 КР-120
125 20 24 30 36 4000 400 ✓ 9350 4600 48 52 55 52 55 Р8 43 135 155 175 КР-120
160 32 24 30 36 4800 500 10 500 1500 31 33 35 33 35 37 65 175 195 220 КР-120
200 32 24 30' 36 4800 4800 5200 500 10 800 150Q 37 40 42 38 41 43 70 185 215 245 КР-120
Примечание. Цифры в скобках относятся к кранам тяжелого режима работы
ПРИЛОЖЕНИЕ 3
ПОПРАВОЧНЫЕ КОЭФФИЦИЕНТЫ НА ВОЗРАСТАНИЕ
СКОРОСТНЫХ НАПОРОВ betVa- по высоте
Тип местности Высота над поверхностью земли, м
10 20 40 60 100 200 ч 350 и более
< А. Открытые местности (степи, ле- состепи, пустыни, открытые побе- режья морей, озер, водохранилищ) 1 1,25 1;55 1,75 2,1 2,6 3,1
Б. Города с окраинами, лесные массивы и тому подобные местности, равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м 0,65 0,9 1^ 1,45 1,8 2,45 3,1
ПРИЛОЖЕНИЕ 4
коэффициенты УСЛОВИИ РАБОТЫ т ЭЛЕМЕНТОВ
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЯ
№ л. п.
Элементы конструкций
Коэффициент
1
2
3
4
5
6
Сплошные балвд И сжатые элеиерты ферм пе-
рекрытий над залами театров, клубов, кинотеат-
ре*, вод трибунами, под помещениями магазинов,
кицг<?^равилцод н архивов и т. п. при вес* пере-
крытий, равном или большем полезной нагрузки
Сжатые основные элементы (кроме опорных)
> решетка ферм покрытий а перекрытий (например,
стропильных и аналогичных им ферм) при гибко-
сти их 1>60................................. .
Сжаты* раскосы пространственных решетчатых
конструкции из одиночных уголков, прикрепля-
емых к поясам одной полкой-
а) при помощи сварных щвев или двух и
более заклепок, поставленных вдоль
уголка:
при перекрестной рещетке е еевмещенны-
ми в смежных гранях узлами . . . ,
при елочной и перекрестной решетце е не-
совмещенными в смежных гранях узлами
б) при помощи болтов или рдной заклей-
ки . ... ^...........
Подкрановые балки под краны грузоподъемно-
стью 5 т, и бодее тяжелого и весьма тяжелого
режимов работы • ...... ......................
Колонны жилцх ц общественных зданий и опор
водонапорных башен............................
Сжаты* элементы из одиночных уголков, при-
крепляемые одной полкой (для неравнополочных
уголков только узкой полкой), за исключением
элементов и конструкций, указанных в п 3, н
плоских ферм из одиночных уголков . . . .
0,9
0,8
0,9
0,8
0,75
0,9
0,9
0,75
Примечания: I. Коэффициенты условной работы, установленные в пп. I н 2, а также
в пп, 2 и б. одновременно не учитываются.
2 Коэффициенты УСЛОВНОЙ работы, установленные в пп, 2, 3 и 6, не распространяются На креп-
ления иотмтстзуюшж элементов конструкций в уздах.
ПРИЛОЖЕНИЕ 5
КОЭФФИЦИЕНТЫ ф ДЛЯ ДВУТАВРОВЫХ' БАЛОК
ИЗ СТАЛИ КЛАССА С 38/23
Коэффициент ф
для балок без закреплений в пролете при,иаличия не менее двух промежуточных закрепле- ний верхнем пмеа» деля- щих пролет иа равные части, независимо от места приложения нагрузки
при сосредотоневиой аагруа. ке, приложенной к поясам при равномерно распределен- ной нагрзвке, приложенной ц поясам
В<?ркн»му нижнему верхнему низшему
i >.2- 3 4 в 6
0,1 1 1,73 5 1,57 3,^1 2,17
0,4 1,77 5,03 1,6 3,85 2,2
1 l,ffi 5,11 1,67 3,9 2,27
Продолжение приложения 5
№ Коэффициент ф
для балок без закреплений • пролете При иадияии не менее Двух промежуточных занрепле- ннй верхнего рояса, МЛя- щид Прядет, на равные части, независимо ат ме- ста приложения нагрузки
при сосредоточенной нагруз- ке, приложенной к поясац при равномерно распределен- ной нагруркр, приложенной к поясам
верхнему ИИЖНвМу верхнему
1 ? 4 5 6
4 2,21 8,47 1,98' 4,23 2,56
8 2,63 5,91 2,35 4,89 2,9
16 3,87 6,65 2,99 5,24 3,5
24 4,03 7,31 3,55 5,79 4
82 4,59 7,92 4,04 6,28 4,45
46 5,6 8,88 4,9 7,13 5,23
64 6,52 9,8 5,65 7,92 5,91
86 7,31 10,59 6,3 8,58 6,51
96 8,05 11.29 6,93 9,21 7.07
128 9,4 12,67 8,06 10,29 8,07
160 10,35 13,83 9,04 и.з 8,95
240 13,21 16,36 11,21 13,48 10,86
320 16,31 18,55 13,04 16,29 12,48
400 • 17,24 20,48 14,57 16,8 13,91
Примечания: 1 При одном закреплении в середине пролета различаются Следующие слу-
чаи: сосредоточенная сила в середине пролета независимо от уровня приложения ф-1,7&ф*; со-
средоточенная сила в четверти пролета или равномерно распределенная нагрузка, приложенная
к верхнемурдясу. 1.14Ф*, сосредоточенная сила в четверти продета, приложенная к нижнему пря-
су, ф= 1.64г; равномерно распределенная по рнжнему поясу нагрузка ф— 1,3ф*.
Здесь под ф* понимается значение ф графы 6. '
2 Для других классов стали табличный значения должны быть умножены на отношение 21/7?,
где 7?, кН/см2.
ПРИЛОЖЕНИЕ 6
коэффициента фд
<Рб ф' Фб <₽б <₽б ''а» ч>б
0,85 0,85 1.1 0,927 1,35 0,973
0,9 0,871 1,15 0,938 1,4 0,98
0,95 0,89 1,2 0,948 < 1,45 0,987
1 ' 0,904 1,25 0,957 1,5 0,994
1,05 0,916 к 1,3 0,964 1,55 1 1
^ПРИЛОЖЕНИЕ 7
КОЭФФИЦИЕНТЫ ф ПРОДОЛЬНОГО ИЗГИБА ЦЕНТРАЛЬНО-
СЖАТЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ИЗ СТАЛИ
Гибкость элементов X Коэффициент <р для элементов из стали класса
С 38/23 С 44/29 I С 46/33 С 52/40 ! С 60/45 С 70/60 Г-’ f 1 С 85/75
0 1 1 1 1 1 1 1
10 0,988 0,987 0,986 0,985 0,984 0,983 0,982
26 0,97 0,968 0,965 0,962 0,956 0,953 0,95
30 . ,0,943 0,935 0,932 0,927 0,916 0,969 0,903
а 0,9& 0,892 0,888 0,878 0,866 0.852 0,838
50 - 0,867 ! 0,843 0,837 0,823 0,81 0,79 0,76
60. . 0,82 0,792 0,78 0,764 0,74 0,7 0,66
70 0,77 V 0,73 0,71 0,682 0,65 0,61 0,558
80 • 0,715 0,66 0,637 0,604 0,57 0,518 0,432'
Продолжение приложения 7
Коэффициент ф для элементов из стали класса
элементов % е38/23 С 44/29 | G 46/33 С 52/40 G 60/45 G 70/60 С 85/75
90 0,655 0,592 0,563 0,523 0,482 0,412 0,343
100 0,582 0,515 0,482 0,437 0,396 0,336 0,288
ИО 0,512 0,44 0,413 0,37 0,325 0,273 0,23
120 0,448 0,383 0,35 0,315 0,273 0,23 0,192
130 0,397 0,33 0,302 0,264 0,232 0,196 0,164
140 0,348 0,285 0,256 0,228 0,198 0,168 0,142
150 0,305 0,25 0,226 0,198 0,173 0,148 0,123
160 0,27 0,22 0,2 0,176 0,153 0,13 0,108 х
170 0,24 0,195 0,178 0,156 0,137 0,116 0,096
180 0,216 0,175 0,16 0,139 0,122 0,102 0,086
190 0,196 ' 0,175 0,158 0,142 0,126 0,108 0,092 0,077
200 0,142 0,129 0,112 0,098 0,082 0,069
210 0,16 0,13 0,118 0,102 0,089 0,075 0,063
220 0,146 0,119 0,108 0,093 0,081 0.068 0.057
ПРИЛОЖЕНИЕ 7а
КОЭФФИЦИЕНТЫ Т] ВЛИЯНИЯ ФОРМЫ СЕЧЕНИЯ ДЛЯ ВЫЧИСЛЕНИЯ
ПРИВЕДЕННОГО ЭКСЦЕНТРИСИТЕТА m^rjm
Тип се- чения Схема сечения 1 F, Значения т) при
(К%<5 К >5
0,I<m<5 5<т^20 - 0,1<т< <0,2
1 — 1 1 1
2 1 -I — 0,8+0,04 X 1 1
3 — —О.ОбТ 1,2—0,04 X 1 ’
4 — 1,75—0,131 1,5—0,08 X /Я 1.1
<1 Г 1,8—0,121 1,6—0,081 1,2
s jr Z
5 < .—
j" *• yir* * z >1 2—0,1 X 1,9—0,08 X 1,5
Q5f, OJSf, o,25f, 0.25P,
Л 1 & , 0,5 1,5+0,04 т 1,7 1,7

6 - 4 V -v 'fk4 1 1,75+0,15 m А5 гУ
—\--y- л—f—- j--1 i* 1
| b/' 1.5 2,25+0,25 т 3,5 3,5
Примечание. Для сечений типа 6 относительные эксцентрицитеты не должны превышать
значений, приведенных в третьей строке сверху следующей таблицы:
Продолжение 'прил. 7а
Fl/fa-Cl ' 1 /=*i/F2<1,5
1<Х <2,5 1 2,5<Ь<5 Х>5 | 1<Х <3,5 3,5<Х<6,5 1 X >6,5
[т^бГ—10 о.Кт^го) тх<1,6Х —0,6 тх<5Х —12,5 1 0,1<тх<2
ПРИЛОЖЕНИЕ 7 6
КОЭФФИЦИЕНТЫ ФЕН ДЛЯ ПРОВЕРКИ УСТОЙЧИВОСТИВНЕЦЕНТРЕННО-СЖАТЫК (СЖАТО-ИЗОГНУТЫХ)
СПЛОШНОСТЕНЧАТЫХ СТЕРЖНЕЙ В ПЛОСКОСТИ ДЕЙСТВИЯ МОМЕНТА, СОВПАДАЮЩЕЙ С ПЛОСКОСТЬЮ СИММЕТРИИ
Условная гибкость Е Коэффициент ф ®н при приведенном эксцентрицитете т,
0,1 0,25 0,5 0,75 1 1,25 1.5 1,75 2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 -5,5 6 6,5 7 8 9 10 12 14 17 20
0,5 Л67 922 850 782 722 669 620 577 538 469 417 370 337 307 280 260 237 222 210 183 164 150 125 ПО 090 072
1 925 854 778 711 653 600 563 520 484 427 382 341 307 283 259 240 225 209 196 175 157 142 122 105 088 068
1,5 875 804 716 647 593 548 507 470 439 388 347 312 283 262 240 223 207 195 182 163 148 134 114 099 084 067
2 813 742 653 587 536 496 457 425 397 352 315 286 260 240 222 206 193 182 .170 153 138 125 107 094 079 065
2,5 742 672 587 526 480 442 410 383 357 317 287 262 238 220 204 190 178 168 158 144 130 118 101 089 075 063
3 667 597 520 465 425 395 365 342 320 287 260 238 217 202 187 175 166 156 147 135 123 112 096 086 072 060
3,5 567 522 455 408 375 350 325 303 287 258 233 216 '198 183 172 162 153 145 137 125 115 106 091 082 068 058
4 505 447 394, 356 330 309 289 270 256 232 212 197 181 168 158 149 140 135 127 118 108 098 087 078 065 056
4,5 418 382 342 310 288 272 257 242 229 208 192 178 165 155 146 137 130 125 118 НО 101 093 082 073 062 054
5 354 326 295 273 253 239 225 ~215 205 188 175 162 150 143 135 126 120 117 111 103 095 088 077 070 060 052
5,5 302 280 256 249 224 212 200 192 184 170 158 146 138 132 124 117 112 108 104 095 089 084 073 067 . 057 050
6 258 244 223 210 198 190 178 172 166 153 145 137 128 120 115 109 104 100 096 089 084 079 069 064 055 048
6,5 223 213 196 185 176 170 160 155 149 140 132 125 117 112 106 101 097 094 089 083 080 074 066 061 052 045
’ 7 194 186 173 163 457 152 145 141 136 127 121 115 108 102 098 094 091 087 083 078 074 070 063 058 050 043
8 152 146 138 133 128 121 117 115 113 106 100 095 091 087 083 081 078 076 074 068 065 062 056 052 045 039
9 422 117 112 107 103 100 098 096 093 088 085 082 079 075 072 069 066 065 064 061 058 055 051 046 042 036
10 100 097 093 091 090 085 081 080 079 075 072 070 069 065 062 060 059 058 057 055 052 049 045 041 038 034
11 083 079 077 076 075 073 071 069 068^ 063 062 061 060 057 055 053 052 051 050 048 046 044 041 036 034 032
12 069 067 064 063 062 060 059 059 058 055 054- 053 052 051 050 049 048 047 046 044 042 040 038 034 032 029
13 062 061 054 053 052 051 051 050 050 049 048 048 , 047 045 044’ 043 042 041 041 039 038 037 035,. 033 030 027
14 052 049 049 -048 048 047 04> 046 045 044 043 043 042 041 040 040 . 039 039 038 037 036 036 033 032 028 026
Примечания- 1 Значения коэффициента, ф внувеличины в 1000 раз.
2. Значения фнв принимаются ие выше значений ф, приведенных в прил. 7.
ПРИЛОЖЕНИЕ 7в.
КОЭФФИЦИЕНТЫ ф»= ДЛЯ ПРОВЕРКИ УСТОЙЧИВОСТИ СТАЛЬНЫХ ВНЕЦЕНТРЕННО-СЖАТЫХ (СЖАТО-И30ГНУТЫХ)
СКВОЗНЫХ СТЕРЖНЕЙ в ПЛОСКОСТИ ДЕЙСТВИЯ МОМЕНТА СОВПАДАЮЩЕЙ С ПЛОСКОСТЬЮ СИММЕТРИИ
приведенная условная гибкость _ Коэффициент ф № при относительном эксцентрицитете т
0,1 0,25 0,5 0,75 1 '1,25 1,5 1,75 2 2,5 3 3,5 4 4,5 d 5,5 6 6,5 7 8 8 to 12 14 17 20
0,5 Я№ ООО <666 571 -500 444 400 364 333 286 2S0 222 200 182 167 154 143 133 125 i 111 100 091 . 077 087 056 048
1 (878 767 5640 653 483 431 378 351 as» 280 243 218 197 180 165 151 142 ; 131 121 . 109 , 098 , 090 , 077 , 066 . 055 046
1.5 «ВО 727 «80 517 454 407 367 336 311 271 240 211 190 178 163 149 137 128 1*9 108 096 ОК , on ода 053 045
2 П1 «Я 656 479 423 381 346 348 293 255 228 202 183 170 155 143 132, 125 Й7 106 ОК , 086 , ОК 084 . 052 ода
2,5 3№ <608 507 43ё 321 354 322 297. 274 гзв“ 215 192 175 162 148 136 127 120 113 103 093 083 074 052 051 он
3 545 "465 ОПП -«яКг 356 324 296 275 255 222 291 ж 165 153 138 130 121 U6 ПО 109 , 091 081 071 061 0*1 043
3,5 дае 480 4$а 355 да 294 270 251 235 206 187 170 155 143 130 123 115 по 196 ок, 088 078 , 049 059 ; 050 (М2
4 484 422 3» , 317 288 264 246 228 215 191 173 160 145 133 124 118 ПО 105 100 Ж 084 076 087 057 089 041
4,5 445 365 - 315 281 258 237 223 207 196 176 №0 149 136 124 105 ПО 105 100 096 089 OK j 073 ода 055 048 040
5 аар 315 277 250 sso 212 201 188 178 Mi 149 138 127 117 108 104 100 095 032 086 ок 071 . 082 054 047z 039
5,5 W 273 245 223 ааз 192 182 172 163 147 137 128 118 110 102 098 095 «91 , 087 081 ои 088 059 052 046 (^
6 255 237 216 19В 183 174 165 1% 149 435 126 119 109 юз 097 093 090 «85 (ЯВ 077 ото Ж 056 051 045. да
6,5 221 298 190 178 <165 167 149 142- 137 124 117 К® 102 097 092 088 1065 «80 , 017 072 да 061 054 ОЙ 044 037
7 122 184 168 160 150 U1 135 130 125 Ш ,108 Ml 095 091 . 087 083 Ю79 •76, 074 ( 008 063 058 051 047 043 да
9 148 142- 136 130 123 Ч 118 113 108 195 007 091 085 082 079 077 073 ОТО •67 , 035 . .ода 055 ор 048 ОН 0» да
9 117 144 110 107 ИЙ 098 094 090 087 092 079 075 072 069 067 064 062 «59 0Э6 053 050 W 045 № 039 035
10 097 094 091 090 087 084 080 076 073 • 070 067 064 062 060 058 056 <054 «52 ОЭО 047 045 043 041 038 036 033
И 082 078 077 076 073 071 068 066 064 060 058 056 054 0531 052 050 048 046 044 043 0® 041 038 . 035 032 да
12 068 066 064 063 061 060, 058 057 056 ‘ 054 052 • 050 049 048 ? 047 045 043 042 040 03В 0® 037 034 о® 030 да
13 060 059- 054 053 ' 052 051 050 049 «4» i (МВ 047 046 ОФ 044 <044 <04® 041 040 038 037 |рзе 035 032 030 028 026
14 . 050 D49 048 , 047 046 046 045 044 043 i <043 042 > •042 <044 041 940 039 рад ; 338 037 036 , 035 034 031 . 027 , 025
Примечания; 1. Значения коэффициентов Фвн увеличены в 1000 раз.
J. Значения Фва принимаются не выше значений ф, приведенных в прил. 7.
* , ПРИЛОЖЕНИЕ 8
ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ « И р В ФОРМУЛЕ (Ш.47>
Открытые сечения двутавровые и тавровые Замкнутые сечения сплошные или с ре- шетками (пленками) У И •у
Относительный» эксцентрицитет Iff 4-Г ’• | И g * I е 1 **
а т<1 1<т<5 т>5 0,7 0,7+0,05-х X(m—1) 0,9 1—0,3-f , -'i 1—[0,3—0,5х X(m-l)]-*- «'1 1—0,1——*“ Ji 1 0,6 0,6+0,05(rn—1) 0,8
При Ку^кс 1 1 1
р При 1у>кс \ ‘ °*58 Фу . / 0,58 \ 1—11——1 X \ Фр / X \ Ji ) Л При “-3- <0,5 J1 значение 0=1 1
Обозначения, принятые в таблице: Л и /а — моменты инерции соответственно боль-
шей и меньшей полок относительно осн симметрии сечения у—у; К — наим^ныпер зна-
чение гибкости стержня, при котором центрально-сжатый стержень теряет устойчивость
в упругой стадии, определяемое по прил. 9.
Примечание. Пользование квэффиниеитами. установленными для стержней замкнутого
сечения, допускае!ся только при наличии не менее двух промежуточных диафрагм ро длине стерж-
ня. В противном случае следует пользоваться коэффициентами, установленными дли стержней от-
крытого двутаврового сечения. «
ПРИЛОЖЕНИЕ 9
ТАБЛИЦА ГИБКОСТИ Я»
Класс стали С 38/23 С 44/29 С 46/33 С 52/40 С 60/45 С 70/60 С 85/74
Лс 100 92 88 ♦ 86 77 70 63
' ПРИЛОЖЕНИЕ 10
НАИБОЛЬШИЕ ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ С ПРИ %v>Ae
/в. Наибольшие значения С при M/Nh
№ о! о.Н j 0,8 0,45 0,6 0,75 0,9 1,06 ’•2 । 1,35 1,5 2,25 3
0,1 1 0,88 6,69 0,56 0,46 0,39 0,34 0,3 0,27 '0,24 .0,22 0,15 0,12
0,5 1 0,89 0,73 0,59 0,5 0,42 0,37 0,32 0,3 0,27 0,24 0,17 0,13
0,8 1 0,91 0,77 0,64 0,54 0,47 0,41 0,36 0,33 0,3 0,27 0,19 0,15
1 1 0,93 0,8 0,87 0,58 0,5 0,44 0,39г 0,35 0,32 0,3 0,21 0,16
1.5 1 0,95 0,85 0,74 0,66 0,58 0,52 о 47' 0,43 0,39 0,37 0,26 0,2
2 1 0,97 °.9. 0 8 0,73 б, 66 0,6 0*54 0,5 0,45 0,42 0,31 0,24
2,5 и 1 0 99 0,92 0,85 0 78 0*72 0 66 0,61 0,56 0,52 0,49 0,36 0,28
более
Здесь Л — высота срченид; b и Si ширина и толщина пояса; I — расчетная длина в
плоскости, перпендикулярной плоскости действия момента.
ПРИЛОЖЕНИЕ 11
КОЭФФИЦИЕНТЫ РАСЧЕТНОЙ ДЛИНЫ СТУПЕНЧАТЫХ КОЛОНН
Коэффициенты щ для одноступенчатых колонн с верхним свободным концом
ТАБЛИЦА 1
Расчетная схема Ci Значения Hi при ijii
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 о.т 0,8 0,9 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,5 5 10 20
0 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2
0,2 2 2,01 2,02 2,03 2,04 2,05 2,06 2,06 2,07 2,08. 2,09 2,1 2,12 2,14 2,15 2,17 2,21 2,4 2,76 3,38
0,4 2 2,04 2,08 2,11 2,13 2,18 2,21 2,25 2,28 2,32 2,35 2,42 4,48 2,54, 2,6 2,66 2,8
|А 0,6 з. 2,11 2,2 2,28 2,36 2,44 2,52 2,59 2,66 2,73 2,8 2,93 3,05 3,17 3,28 3,39
- , ъ 0,8 2 2,25 2,42 2,58 2,7 2,83 2,96 3,07 3,17 3,27 3,36 3,55 3,74
1 2 2,5 .2,73 2,94 3,13 3,29 3,44 3,59 3,74 3,87 4
1,5 3 3,43 3,77 4,07 4,35 4,61 4,86 5,08 / -
№ 2 4 4,44 4,9 5,29 5,67 6,03 *
2,5 5 5,55 6,08 6,56 7
3 6 6,65 7,25 7,82 к / 1
37—478
ТАБЛИЦА 2
Коэффициенты gi для одноступенчатых колонн с верхним концом, закрепленным
только от поворота
Расчетная схема Cl Значения |Xi при
0 0.1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 | 0,9 > 1 1,2 | 1.4 | 1.6 | 1.8 | / 2-8 1 _L_ 10 20
к 0 2 1,92 1,86 1,8 1,76 1,7 1,67 1,64 1,6 1,57 1,55 1,5 1,46 1,43 1,4 1,37 1,32 1,18 1,1 1,05
ш ш 0,2 2 1,93 1,87 1,82 1,76 1,71 1,68 1,64 1,62 1,59 1,56 1,52 1,48 1,45 1,41 1,39 1,33 1,2 1,11
0,4 2 1,94 1,88 1.83 1,77 1,75 1,72 1,69 1,66 1,62 1,61 1,57 1,53 1,5 1,48 1,45 1,4
а 0,6 2 1,95 1,91 1JJ6 1,83 1,79 1,77 1,76 1,72 1,71 1,69 1,66 1,63 1,61 1,59
Ч . 0,8 2 1,97 1,94 1,92 1,9 1,88 1,87 1,86 1,85 1,83 1,82 1,8 1,79
1 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2 2
1,5 2 2,12 2,25 2,33 2,38 2,43 2,48 2,52 •
2 2 2,45 2,66 2,81 2,91 3
2,5 2,5 2,94 3,17 3,34 3,5
3 3 3,43 3,7 3,93 4,12
•
ТАБЛИЦА 3
Коэффициенты p,i2 и рп для колони с неподвижным шарннрно-опертым верхним концом
J >/Л * l,/h
С хема 0.1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 : 0,9 1,2 1.4 1,6 1,8 2
- Коэффициенты |112
. я. 0,04 1,02 1,84 2,25 2,59 2,85 3,08 3,24 3,42 3,7 4 4,55 5,25 5,8 6,55 7,2
1 к 0,06 0,91 1,47 1,93 2,26 2,57 2,74 2,9 3,05 3,24 3,45 3,88 4,43 4,9 5,43 5,94
0,08 0,86 1,31 1,73 2,05 2,31 2,49 2,68 2,85 3 3,14 3,53 3,93 4,37 4,85 5,28
0,1 0,83 1.21 1,57 1,95 2,14 2,33 2,46 2,6 2,76 2,91 3,28 3,61 4,03 4,43 4,85
0,2 0,79 0,98 1,23 1,46 1,67 1,85 2,02 2,15 2,28 2,4 2,67 2,88 3,11 3,42 \3,71
0,3 0,78 0,9 1,09 1.27 1,44 1.6 1,74 1,86 1,98 2,11 2,35 2,51 2,76 2,99 3,25
•S' 0,4 0,78 0,88 1,02 1.17 1,32 1,45 1,58 1,69 1,81 1,92 2,14 2,31 2,51 2,68 2,8»
0,5 0,78 0,86 0,99 1,1 1,22 1,35 1,47 1,57 1,67 1,76 1,96 2,15 2,34 2,5 2,76
1 0,78 0,85 0,92 0,99 1,06 1,13 1,2 1,27 1,34 1.41 1,54 1,68 1,82 1,97 2,1
Ж
Продолжение табл. 3
Расчетная саам* JJJl к/к
М J W [ м ОЛ [ М | 0,7 1 <»* 1 0,9 1 | 1Д 1,4 | 1£ | 1.» | »
Каэффкциенты p*t - -4
* 4 ~~ п *
оди 0,07 0,67 0,83 1,25 1,43 1,55 1,65 1,65 1,7 1,75 1,78 ~ 1,84 1,87 1,88 1,9 1,89
0,В6 ; 0,67 OJ67 D.B1 1,07 1Д7 1,41 1,51 1,51 1,6 1,64 1.7 1,78 1,82 1ДВ4 1,87 1'88
•У * о,в» 0,67 0,67 ! 0,75 в,я 1,19 1,32 1,43 3,43 1,51 1> 1,53 1,72 1,77 1 ДМ 1'84
г— м 0,1 0,67 0,67 0,73 9,93 1,11 1,25 1,36 1,36 1,» 1,52 1,57 1,56 1,72 1,77 1Д 1,82
t ’ 0,2 0,67 0,67 0,69 0,75 0,89 1,02 1,12; 1,12 1^21 1,29 1,36 1.46 1,54 1,6 1,65 1,69
Jf 0,3 0,67 0,67 0,67 0,71 0,8 0,9 0,99 0,99 1,08 1,15 1,22 1,33 1,41 1,48 С54 1,59
J 0,4 0,67 0,67 О,«7 0,69 0,75’ 0,84 0,92 0,92 1 1,07 1,13 1,24 1,33 1,4 1,47 ' 1,51
0,5 0,67 0,67 0,67 0,69 0,73 0,81 0,87 0,87 0,94 1,01 1,07 1,17 1,26 1,33 1,39 _ 1,44
$ I 0,67 О,6Т 0,61 0,68 0,71 0,74 0,78 0,78 0,82 0,87 0,91 0,99 1,07 1,13 С19 1,24
ТАБЛИЦА 4
Кювффмиеигы ци дм колонн с неподвижным и закрепленным от поворота верхним концом z
Вкяетнаа схема J,fk 1,/к
од ОД од Л3 ** 0,6 0,8 | 0,9 | « 1 1.2 | 1,4 1,6 1.8 2
- Коэффициенты ри
- ж Ш 0,04 0,78 1,82 1,53 1,73 2,01 2,21 2,38 2,54 2,65 2,85 3,24 3.7 , 4,2 4,76 5,23
0,06 ©,7 • ,8В 1,23 1,47 1,П 1,83 2,0в 2,23 2,38 2,49 2,81 3,17 3,5 ! 3.92 4Л
*« 0,88 0,68 0,79 1,05 1,31 1,54 1,74 1,91 2,05 2,2 2,31 2,Ж 2,8 3,11 3,45 3,73
0,1 0,67 0,76 4 1.2 1,42 1,61 1,78 1,92 2,04 2,2 2,4 2,6 2,86 3,18 3,41
X 0,2 0,54 0,7 0,79 0,93 1,97 1,23 1,41 1,5 1.6 1,72 1,92 2 *11 2,28 2,45 2,64
0,3 •0,52 6,68 0,74 9,85 0,95 1,06 1,10 1,28 1.» 1,48 1,67 1,82 1,96 2,12 2,2
0,4 0,6 0,66 0,71 0,78. 0,87 0,99 1,07 1,16 1,26 1,34 1,5 1,65 1,79 1,94 2,0|
0,5 0,59 0,65 0,7 0,77 0,82 0,93 0,99 1,08 М7 1,23 1,39 1,53 1,66 1,79 1,92
р? 1 0,55 0,6 0,65 0,7 0,75 0,8 0,-85 0,9 0,96 1 1,1 1,2 1.3 1.4 1Л
Продолжение табл. 4
Расчетная
схежа
-. " IJtl . • • * ?
JJJi 0.1 1 042 1 о.а [ °'4 | 0j5 | 0,6 1 °-7 1 0,8 ®,9 | 1 1,2 М 1 *-6. 1 1,8 1
Кпзффициетты jm
0,04 0,66 0,68 0,75 0,94 1,08 1,24 1,37 1,47 “ 1,55 1,64 1,72 1,78 1,81 1,85
0,06 > С ,65 0,67 0,68 0,76' 0,94 1.1 1^й5 1,35 1,44 1,5 1,61 1,69 1,74 1,79
0,08 0,64 0,66 0.67 ,0,® 0,84 1 1,12 1,2$ 1,34 1,41 1,53 1,62 1,68 ‘ 1,75
0,1 0,64 0,65 0,65 0,65 0,Г8 0,92 1,4» 1,15 1,25 1,33 1,45 1,55 1,62 - 1,68
0,2 0,62 0,64 0,65 0,65 0,66 0,73 0,83 0,92 1,01 1,09 1,23 1,33 1,41 1,48
о,з 0,6 0,63 0,64 0,65т 0,66 0,67 0,73 0,81 0,89 0,94 1,09 1,2 1,28 1,35
0,4 ; 0,58 0,63 0.63 0,64 0,64 0,66 0,68 0,75 0,82 0,88 1,01 1,1 1,19 1,2&
0,5 : 0,57 0,61 0,63 0,64 0,64 0,65 0,68 0,72 0,77 0,83 . 0,94 1,04 1,12 1,19
1 0,55 0,58 0,6 0,61 0,62 0,63 0,65 0,67 0,7 0,73 0,8 0,88 0,23 1,01
1.
Г,
1,
1,71
1,54
1,41
1,32
1,25
1,05
. •«
388
ПРИЛОЖЕНИЕ 12
СОРТАМЕНТ ПРЮКАТНО* СТАЛИ
Сталь горячекатаная. Балки двутавровые {выборка из ГОСТ 8239—72)
Обозначения:
ТАБЛИЦА I
h — высота балки;
Ь —ширина полки;
d — толщина стенКн;
t — средняя толщина полки;
R — радиус внутреннего закругления;
J — момент инериин; -
W — момент сопротивления;
S —статический момент полуоечения;
г — радиус инерции;
JK — момент инерции прн кручении

Ses® Продолжение. табл- I i
F— Размеры Справочные значения для осей "R-
1 м, KF * | b - | f | R х— X /y-y
11 MM ' < MM Ik wx, см3 / Sx, CM3 z 1 L»'* CM1 Wy, cm3 JR. a**
ю Q 4R 100 * 55 4,5 7,2 7 . 12 198 39,7 4,06 \ 23 17,9 6,49 1,22 2,28
12 11 5 120 64 4,8 7,3 7,5 > 14,7 350 58,4 4,88 > 33,7 27,9 8,72 1,38 2,88
14 13^7 140 73 __ 4,9 7,5 8 17,4 572 81,7 5,73 46,8 41,9 11,5 1,55 3,59
16 15 0 160 81 . 5 7,8 8,5 '20,2 873 ' 109 6,57 62,3 58,6 14,5 1,7 4,46
w - 18 4 180 90 5,1 8,1 9 23,4 1290 _ 143 7,42 81,4 82,6 18,4 1,88 5,6
18a 19^9 180 100 5,1 8,3 9 25,4 1430 159 7,51 89,8 114 22,8 2,12 6,54
SO 21 200 ‘ 100 5,2 ’ 8,4 9,5 26,8 1840 184 8,28 104 115 23,1 2,07 6,92
22 7 200 110 5,2 8,6 9,5 ' 28,9 2030 203 8,37 114 155 28,2 .2,32 7,94
24 220 110 5,4 8,7 10 30,6 2 550 232 9,13 131 157 28,6 2,27 8,6
22a 25 8 220 120 5,4 8,9 10 32,8 2 790 254 9,12 143 206 34,3 2,5 9,77
24 27 3 240 115 . 5,6- 9,5 10,5 34,8 3460 289 9,97 163 198 34,5 2,37 11,1
24a 29,4 240 125 5,6 9,8 10,5 37,5 3800 317 10,1 178 260 41,6 2,63 12,8 /
27 31 5 270 125 6 9,8 11 - 40,2; 5010 371 11,2 210 260 41,5 2,54 13,6
27a j 33 9 270 135 6 10,2 'll 43,2 5 500 407 11,3 229 337 50 2,8 16,7
' 30 36,5 300 • 135 6,5 10,2 1 12 46,5 7 080 472 12, 268 337 49,9 2,69 17,4
30a 39 2 300 145 6,5 10,7 12 49,9 7 780 518 12,5 292 436 60,1 2,95 20,3 - •>,
33 42*2 330 140 7 11,2 13 53,8 9 840 597 13,5 339 419 59,9 2,79 23,8
36 48j6 360 145 7,5 12,3 14 61,9 13 380 743 14,7 423 516 71,1 2,89 . 31,4
40 57 400 155 8,3 13 15 72,6 19062 953 16,2 545 667 86,1 . 3,03 40,6
. ~JT 66,5 450 160 9 14,2 16 84,7 27 696 Т23Г 18,1 708 808 101 ' 3,09 54,7 ; - >
г ' 50 78-,5 500 170 10 15,2 17 100 39 727 1598 19,9 919 1043 123 3,23 . 75,4
55 92 6 550 180 11 16,5 18 118 55962 2035 21,8 1181 ' 1356 151 3,39 100. ..
-4Ю 108 , 600 190 12 17,8 20 138 75 806 2560 23,6 1491 1725 182 3,54 135
Сталь горячекатаная. Швеллеры (выборка из ГОСТ 8240—72)
* ~~ Обозначения:
h — высота швеллера;
Ь — ширина волки;
d — толщина стенки;
1! — средняя толщина полки;
R — радиус внутреннего закругления;
— момент инерции;
W — момент сопротивления;
г — радиус инерции; ’ t
S — статический момент полусечения;
го — расстояние от оси у—у до наружной грани стенки1;
]л — момент инерции прн кручении
ТАБЛИЦА 3
Macca_J м Размеры Площадь Справочные значения для осей
№
про- длины, h Ъ 1 d t R сечения 4-
филя кг мм F, см* Jx, см4 | с*3 г«,см Sx, см’ /у, СМ* Wу, см8 уем г», см
5 4,84 50 32 4,4 7 6 6,16 22,8 9,10 1,92 5,59 5,61 2,75 0,954 1,16 1
6,5 ч 5;э 65 36 4,4 7,2 6 7,51 48,6 15 2,54 9 8,7 3,68 1,08 1,24 1,2
8 7,05— 80 40 4,5 7,4 6,5 8,98 89,4 22,4 3,16 13,3 12,8 4,75 1,19 1,31 1,52
10 Т59 100 120 4& 4,5 7,6 7 10,9 174 34,8 3,99 20,4 20,4 6,46 1,37 1,44 1,95
12 10 Л 52 4,8 7,8 7.5 13.3 304 150.6 4*72-_ . 31,2 8,52 1,53 1,54 2,56
14 12,3 1Й —§8 4,9 S,1 8 15,6 491 70,2 5,6 40,8 45,4 11 1,7 1,67 3,19
14а 13,3. 140 62 4,9 8,7 8 17 545 -77^8- 5,66 45,1 57,5 13,3 1,84 1,87 4
М- .J4.2' 160 64 5 8,4 8.5 18Л ~15>" -ЙГ ®?14. 6,42 54,1 63,3 13,8 1,87 2,ОТ ‘ 1,8 3,97
16а 15,3 ню 68 '5 —g,g“ 103 'F, 49 * 59,4 ”78,”8 ~ 16?4 ' ~2 4,93
18 16,3 180 70 5,1 8,7 9 20,7 1090 121 7,24 69,8 86 17 2,04 1,94 4,87
“Тба " 17,4 180 74 5,1 9,3 9 22,2 1190 132 7,32 - 76,1 . 105 20 2,18 2,13 5,98
20 18,4 200 76 5,2 5,2 9,5 23,4 1520 , 152 8,07 87,8 113 20,5 2,2. 2,07 5,9
20а 19,8 200 м 9,7 9,5 25,2 1670 -тбГ“ 8,15 95,9 139 24,2 2,35 2,28 7,36
22 21 220 82 5,4 9,5 10 26,7 2110 192 8,89 110 151 25,1 2,37 2,21 7,48
22а 22,6 220 87 5,4 10,2 10 28,8 2330 212 8,99 121 187 30 2,55 2,46 9,35
24 J4 240 90 5*6 10 10,5 30,6 2900 9,73 139 208 31,6 2,6 2,42 9,6
24а 25,8 240 96 5,6 >10,7 10,5 32,9 3180 24|_ 9,84 151 254 37,2 2,78 2,67 11,85
27 27,7 270 95 6 10,5 11 35,2 4160 * 308 10,9. 178 262 37,3 2,73 2,47 11,98
30 31,8 300 100 6,5 11 12 40,5 5810 387 12 224 327 43,6 2,84 2,52 14,98
33 36,5 330 105 7 11,7 13 46,5 7 980 484 13,1 281 410 51,8 2,97 2,59 19,21
36 41,9 360 110 7,5 12,6 14 53,4 10820 60Д 14,2 350 513 61,7 3,1 2,68 25,1
40 48,3 400 115 8 13,5 15 61,5 15 220 761 15,7 444 642 73,4 3,23 2,75 32,41
s
Сталь «докатай угловая раааополопад (выборка аз ГОСТ 8549—72)1
ТАБЛИЦА 8
Обозиачеввя:
b —пшрнна пакки;
А — толщина парки;
/ — макеюг инерции;
г — радиус инерции
Ример угадка, ш R, мм Пяощадь имения 1 F, см* Масса 1 м данам, кг Рвсствя- ние цент- ра тяжес- та«а, см „ Ось х—х Ось X,—X, Ось х. Овь у,^ц„ 4 Радяусы ииерциа еу, Дл уголков при 4, мм я даук
» d ' Jx. <*• Сх’» /л.см* гх.- ем 4г «* 6г»10 в=12 &-М
45 4 5 5 8,48- 4,29 2,73 , 3,37 1.Ж 1,3 6,63 8,03 1,38 1,37 12,1 15,3 / 10,5 12,7 .1,74 1,72 .2,74 3,33 0,89 0,88 2,16 2,18 2,24 2,26 2,32 2,34 2,4 2,42 > Г-
50 5 5.5 4,8 3,77 1,4Й 11,8 1,8» 20,9 17,8 1,92 4,63 0,98 2,38 2,45 2,53 2,61
58 5 6 5,41 4,25 1,57 16 1,72 29,2 25,4 2,16 6,59 1,1 2,61 2,69 2,77 2,85.
63 4 5 6 7 4,96 6,13- . 7,28 3,9 4,81 5 72 1,69 1,74 1,78 18,9 23,1 27,1 1,95 1,94 1,® 33,1 41,5 8) 29,9 36,6 42,9 2,45 2,44 2,43 7,81 9,52 11,2 1,35 1,2® 1,24 2,86 2,89 2,91 2,93 2,96 2,9© 3,01 3,04 3,06 3,09 3,12 3,14
70 5 6 8 6,86 8,15 5,38 6,39 1,9 1,94 31,9 37,6 2,16 2,16 56,7 68,4 50,7 59,6 2,72 2,71 13,2 15, § 1,39 1,38 3,16 3,18 3,23 3,25 3,3 3,33 3,38 3,4
75 5 6 9 7,39 8,78 5,8 : 6,89 2,02 2,06 39,5 46,6 2,31 2,3 69,6 83,9 62,6 73,9 2,91 2,9 16,4 19,3 1,49 1,48 3,35 3,37 3,49 3,52 3,67 3,6
80 6 7 9 9,38 •10,3 ; 7^6 8,51 2,19 2,23 57 65,3 2,47 2,45 102 119 90,4 104 3,11 3,09 23,5 27 1,58 1,58 3,58 3,6 3,65 3,67 3,72 3,75 3,8 . 3,82
90 6 . 7 10 10,6 12,3 ' 8,33 9,64 2,43 j 2,47 1 82,1 -94,3 2,78 2,77 145 169 130 199 3,5 3,49 34 38,9 1,79 1,78 3,97 3,99 4,04 4,06 4.Н 4,13 4,19 К2|
Продолжение та4я. 3
Размер угадка, мм R, мм Площадь сечения F, см* Масса 1 м длины, КР Раостоя- «па декг* ра тяжес- та яй см Ось х—х Ось xt—х, Ось ль—х. Ось «r-Р, Радиусе инериди для дау» юэллавлА омыв шм
ь 1 4 °* гж, « J*.- СМ* Лх.- см вж=» : 6=18 4 б=И
7 8 . 10 ' It 13,8 15,6 19,2 10,8 12,2 15,1 2,71 2,75 •2,83 131 147 179 3,08 3,07 9,05 231 265 333 207 233 , 284 3,88 3,87 ; 3,84 54,2 69,9 74,1 1,98 ' 1,98 1,96 4,38 4,4 4,44 4.45 4,47 4,52 4,52 4,54 4,59 1 4,6 4,62 4,67
по 8 12 17,2 13,5 3^ 19® 3,39 353 £15 4,28 81Л 2,18 4,8 4,® 4,9Б 5,02
9 22 17,3 3,4 327 3,86 582 520 4,86 135 2,48 5,41 5,48 , 5,56, 5,63
-TZw ю 14 24,3 19,1 3,45 360 ’3.-85 649 1 571 4,84 149 2,47 5,44 5,® ’ 5,58 5,66
9 24,7 19,4 3,78 46Б 4,34 818 739 5,47 192 2,79 6,92 6,1 6,16 6,24
140 10 14 27,3 21,5 3,82 512 4,33 911 814 5,46 211 2,78 6,95 6,12 6,19 «,26
10 31,4 24,7 4,3 774 4,96 1356 1229 6,25 319 3,19 ' 6,84 6,91 6,97 7,05
lou 12 10 37,4 29,4 4,39 913 4,94 1 1633 1450 6,23 376 3,17 6,88 6,95 . 7,02 7,09
11 1A 38,8 30,5 4,86 1216 а,в 2128 1933 7,06 500 3,59 7,67 7,74 7,81 7,88
LoU 12 10 42,2 33,1 4,89 1317 3,59 2324 2093 7,04 540 3,58 7,69 7,76 7,83 7,9
12 47,1 37 5,37 1823 6,22 3182 ’ 2896 7,84 749 3,99 8,48 8,55 8,62 8,69
13 . 50,9 39,9 5,42 1961 6,21 3452 3116 7,83 805 3,98 8,5 8,58 8,64 8,71
14 54,6 42,8 5,46 2097 6,2 3722 3333 7,81 861 3,97 8,52 8,6 8,66 8,73
200 16 18 62 48,7 5,54 2363 6,17 4264 3755 7,78 970 3,96 8,56 8,64 8,7 8,77
20 76,5 60,1 5,7 2871 6,12 5355 4560 7", 72" 1182 3,93 8,65 8,72 8,79 8,86
25 94,3 74 5,59 3466 ' 6,06 6733 5494 7,63 1438 3,91 8,74 . 8,81 8,88 8,95
30 111,5 87,6 6,07 4020 6 8130 6351 7,55 1688 3,89 8,83 8,9 8,97 9,65
В табл. 3 и 4 пнрведены наиболее употребительные из выпускаемых металлургической промышленностью профилей.
g
КЗ
Сталь прокатная угловая неравнополочная (выборка из ГОСТ 8510—72)
ТАБЛИЦА 4
Обозначения:
В — ширина большой полки;
Ь — ширина малой полки;
d — толщина полки;
J — момент инерции;
г — радиус инерции
Размер уголка, мм 3 а? Площадь сечения F, см2 Масса 1 м длины, кг Расстояние центра тяжести Ось х—х Ось У—У Ось Х1—%! Ось И-й Ось и—и " Л Радиусы 411 ГР инерции г II * 1 ДЛЯ двух l| ’t уголков при 6, мм | ~ Радиусы — инерции гд *—^1 для двух* ] уголков "Т при 6, мм 6 V
в Ь d Vc, СМ *«, СМ J*, 044 Гх,см 4’“* Ггсм см* J . »« см* Ja,^> Г„.см д=8 6=10 —1 6=12 6=14 6=8 6=10 6=12 6=14
66 86 4 5 6 3,68 4,41 2,81 3,46 1,82 1,86 0,84 0,88 11,4 13,8 1,78 1,77 3.7 4,48 1,02 1,01 *23,2 29,2 6,25 7,91 2,19 2,66 0.78 0,78 1.6 1,63 1,68 1.71 1,76 1,79 1,84 1,78 2,86 2,87 2,93 2,95 3,01 3,03 3,09 3,11
63 40 5 6 7 4 98 5,9 3,91 4,63 2,08 2,12 0,95 0,99 19,9 23,3 2 1,99 6,26 7,28 1,12 1,11 41,4 49,9 10,8 13,1 3,73 4,36 0,86 0,86 1,75 1,78 1,83 1,86 SS 1,99 2,02 3,19 3,21 3,26 3,29 3,34 3,37 3,42 3,45
70 45 5 7,5 5,59 4,39 2,28 1,06 27,8 2,23 9,05 1,27 66,7 15,2 5,34 0,98 1,93 2,01 2,08 2,17 3,49 3,56 3,64 3,72
75 60 5 6 8 6,11 7,25 4,79 5,69 2,39 2,44 1.17 1,21 34,8 40,9 2,39 2,38 12,5 14,6 1,43 1,42 69,7 83,9 20,8 25,2 7,24 8,48 1,09 1,08 2,12 2,15 2,2 2,22 2,23 2,3 2,36 2,38 3,67 3.7 3,75 3,78 3,83 3,86 3,9 " 3,94
Продолжение табл. 4
Размер уголка, мм а о? Площадь сечения, F, см? Масса 1 м длины, кг Расстояние центра тяжести Ось х—х Ось у—у Ось Ось У1—У1 Ось и—а Радиусы инерции 1 для двух ’ уголков при 6, мм Радиусы | У инерции г С—i для двух 11 [У уголков при б, мм “
в ь d М>. см Хо, см Jх, см‘ Гж, см JyCM‘ Г . см р’ J*r см* Jn' см* /„.см* ‘г , СМ и* 5=8 6=10 6=12 6=14 6=8 6=10 6=12 . 6=14
so 50 5 6 8 6,36 7,55 4,99 5,92 2,6 2,65 1,13 1.17 41,6 49 2,56 2,55 12,7 14,8 1,41 1.4 84,6 102 20,8 25,2 7,58 8,88 1,09 1,08 2,08 2,1 2,16 2,18 2,23 2,26 2,3 2,34 3,94 3,97 4,02 4,05 4,11 4,13 4,19 4,21
90 50 6 8 9 8,54 11,18 6,7 8,77 2,95 3,04 1,28 1,36 70,6 90,9 2,88 2,85 21,2 27,1 1,58 1,56 145 194 35,2 47,8 12,7 16,3 1,22 1,21 2,3 2,35 2,38 2,43 2,45 2,5 2,53 2,58 4,41 4,47 4,49 4,55 4,57 4,62 4,65 4,7
ню 63 6 7 10 9,59 П.1 7,53 8,7 3,23 3,28 1,42 1,46 98,3 113 3,2 3,19 30,6 35 1,79 1,78 198 232 49,9 58,7 18,2 20,8 1,38 1,37 2,55 2,57 2,62 2,64 2,7 2,72 2,77 2,78 4,84 4,87 4,92 4,95 4,99 5,02 5,07 5,1
но 70 6,5 8 10 11,4 13,9 8,98 10,9 3,55 3,61 1,58 1,64 142 172 3,53 3,51 45,6 54,6 СТ.98 . 286 * 353 74,3 92,3 26,9 32,2 1,53 1,52 2,82 2,84 2,89 2,92 2,97 2,99 3,04 3,07 5,31 5,33 5,38 5,41 5,45 5,49 5,53 5,56
125 80 8 10 11 16 19,7 12,5 15,5 4,05 4,14 1,84 1,92 256 312 4 3,98 83 100 2,28 2,26 518 649 137 173 48,8 59,3 1,75 1,74 3,19 3,23 3,27 3,31 3,34 3,37 3,41 3,46 5,98 6,04 6,06 6,11 6,13 6,19 6,21 6,27
140 90 8 10 12 18 • 22,2 14,1 17,5 4,49 4,58 2,03 2,12 364 444 4,49 ' 4,47 120 146 2,58 2,56 727 911 194 245 70,3 85,5 1,93 1,96 3,55 3,59 3,61 3,67 3,69 3,74 3,76 3,82 6,64 6,69 6,72 6,77 6,79 6,84 6,86 6,92

160 100 9 10 12 13 22,9 25,3 80 18 19,8 23,6 5,19 5,23 5,32 2,23 2,28 2,38 606 667 784 5,15 5,13 5,11 186 204 239 2,85 2,84 2,82 1221 1359 1634 300 335 .405 ПО 121 142 2,2 2,19 2,18 3,33 3,9 3,95 3,95 3,97 4,02 4,02 4,04 4,09 4,09 4,12 4,16 7.6 7,62 7,67 7,67 7,69 7,74 7,75 7,77 7,82 7,82 7,84 7,9
180 ПО 10 12 14 28,3 33,7 22,2 26,4 5,88 5,97 2,44 2,52 952 1123 5,8 5,77 276 324 3,12 3,1 1933 2324 444 ' 537 165 194 2,42 2,4 4,22 4,26 4,29 4,33 4,36 4,4 4,43 4,47 8,55 8,6 8,62 8,67 8,7 8,75 8,77 8,82
200 125 11 12 14 16 14 84,9 37,9 43,9 49,8 27,4 29,7 34,4 39,1 6,5 6,54 6,в2 6,71 2,79 2,83 2,91 2,99 1449 1568 1801 2026 6,45 6,43 6,41 6,38 446 482 551 617 3,58 3,57 3,54 3,52 2920 3189 3726 4264 718 786 922 1061 264 285 да 367 2,75 2,74 2,73 2,72 4,79 4,81 . 4,85 4,89 4,86 4,88 4,92 4,95 4,93 4,95 4,99 5,03 5 5,02 5,06 5,1 9,44 9,46 9.5 9,55 9,51 9,54 9,58 9,63 9,59 9,62 9,65 9,7 9,66 9,68 9,73 9,78
Сталь прокатная толстолнстовая и универсальная (раамеры, мм) 1 *
Толщина листов (полос) "Ширака листе» (полос) Длина исто»
Прокатная toj 4 тетолнетовая (выборка на ГОСТ 600, 710, 1000,t 1250, 1400, 1600. 1600 5681Г-57*) 2000, 2500,12800, 3500, 4500, 5000, 6000
5 1250, 1400, 1500, 1600 2300, 2800, 3000, 35Q0, 4500, 5000, 5500, 6000
6, 7 1250, 1400, 1500, 1600, 1820 2800, 3500, 4500, 5000, 5500, 6000, 7000
8 1250, 1400, 1500, 1600, 1800, 2000 2800, 3500, 4500, 5000, 5500, 6000, 7000
9, 10, U 1350, 1400, 1500, 1600, 18QQ, 2QQ0. 2200 2800, 3500, 4500, 5000, 5500, 6Й0, 7000
12, 14, 16, 18, 20, 22, 25, 28., 30, 32 1400, 1500, 1600, 1800, 2000, 2200 4500, 5000, 5500, 6000, 7000, 8000
36, 40 1500, 1600, 1800, 2000, 2200, 2500 4500, 5000, 5600, 6000, 7000, 8000
Универсальная (по ГОСТ 82—70)
6, 7, 8, 9, 10, 11, 12, 14, 16, 18, 20, 22, 25, 200, 210, 220, 240, 250, 260, 280, 300, 340, 360, 5000—W000
28, 30, 32, 36, 40 380 , 400 , 420, 450 , 480, 530, 560, 600, 630, 650, 670, 700, 800, 850, 900, 950, 1000, 1050 •
I
X
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр.
Предисловие....................................................3
Глава I. Введение . . . ................................................. 5
§ 1. Краткая история развития металлических конструкций в России и СССР 5
§ 2. Номенклатура и область применения металлических конструкций . . . 17
§ 3. Основные особенности металлических конструкций и предъявляемые
к ним требования ........................................................ 22
§ 4. Организация проектирования . ............................... , . . 25
Раздел первый
Элементы металлических конструкций
Глава П. Основные свойства и работа материалов, применяемых в строитель-
ных металлических конструкциях
§ 1. Стали и алюминиевые сплавы ....................
1. Стали.............................*.................
2. Алюминиевые , сплавы................................
§ 2. Работа стали под нагрузкой................................
Глава HI. Основы расчета металлических конструкций ........
§ 1. Основные положения расчета металлических конструкций . . . ,
1. Основные положения метода расчета по предельным состояниям . .
2. Нагрузки и воздействия.............
3. Нормативные и расчетные сопротивления ...........
4. Коэффициенты условий работы конструкций .........
§ 2. Предельные состояния металлических конструкций и определенне уси
лий в их элементах ........................... ...............
§ 3. Работа под нагрузкой и расчет элементов конструкций
1. Виды напряжений и их учет при расчета адамантов конструкций . .
2. Условие пластичности. Учет развития пластических деформаций прн
расчете конструкций................................ . . . .
3. Предельное состояние и расчет растянутых элементов ......
4. Предельные состояния и расчет изгибаемых элементов.......
5. Предельные состояния н расчет стержней, сжатых осевой силой .
6. Предельные состояния и расчет внецентренно-растянутых и внацаит
рецно-сжатых элементов ::: i .
7. Кручение, расчет на кручение алиментов конструкций ......
8. Проверка местной устойчивости элементов ..........
9. Предельное состояние и расчет элементов металлических конструкций
при ввадайствия переменных нагрузок (проверка усталости) ....
Глава IV, Сортамент................
§ 1. Общая характеристика профилей сортамента ..........
§ 2. Сталь листовая............................
§ 3. Уголковые профиля ...................................
§ 4. Швеллеры............................................. ♦
§ 5. Двутавры.................................................
§ ’б . Облегченные профили....................................
§ 7. Трубы.................... .....................
§ 8. Гнутые профиля...........,...............................
§ 9, Различные прокатные профили, употребляемые в строительстве . . .
§ 10. Профили из алюминиевых сплавов ..............
Глава V. Сварные соединения , . . . .............................
§ 1. Виды сварки и их характеристика....................
§ 2. Типы сварных’швов, соединения и их характеристика ......
1. Сварные швы . ..................................
2. Виды еварных соединений............
§ 3. Термическое влияние сварки на соединения ..........
1. Структура и химические изменения металла в зоне соединения . .
2. Температурные напряжения и деформации прн сварке .......
4. Работай расчет сварных соединений
1. Работа и расчет стыковых швов .ь ,
72
27
27
38
40
56
56
56
58
62
64
65
67
67
70
71
71
78
83
90 ;
92 /
97
98
98
99
100
100
102
iee
102
103
103
104
104
106
106
109
НО
НО
НЗ
116
117
595
Стр.
2. Работа и расчет угловых швов............................
3. Работа и расчет комбинированных соединений................
4. Особенности работы и расчета сварных соединений прн действии вибра-
ционных нагрузок......................................... . .
§ 5. Конструктивные требования к сварным соединениям............
§ 6. Особенности сварки конструкций из алюминиевых сплавов......
§ 7. Примеры расчета сварных соединений .............
Глава VI. Болтовые и заклепочные соединения.......................
§ 1. Виды и общая характеристика болтовых и заклепочных соединений . ,
1. Болтовые соединения.......................................
2. Заклепочные соединения....................................
§ 2. Работа и расчет болтовых и заклепочных соединений иа сдвиг при дей-
ствии статической нагрузки .....................................
§ 3. Другие виды работы и расчета болтовых и заклепочных соединений . .
1. Работа и расчет соединений на растяжение (отрыв головки) . . . .
2. Работа и расчет соединений иа сдвиг при повторных нагрузках . . ,
§ 4. Конструирование болтовых и заклепочных соединений .......
1. Типы болтовых и заклепочных соединений ...................
2. Размещение болтов и заклепок..............................
§ 5. Особенности соединений конструкций из алюминиевых сплавов . . . J
§ 6. Примеры расчета болтов и заклепочных соединений ....... I
Глава VII. Балкн и балочные конструкции .................................
§ 1. Общая характеристика балочных конструкций ..........
1. Типы балок......................................................
2. Компоновка балочных конструкций.................................
3. Настилы балочных клеток ........................................
§ 2. Прокатные балки..................................................
1. Подбор сечения прокатных балок....................................
2. Проверка несущей способности балок . ......................
3. Проверка жесткости балки........................................
4. Учет пластической работы материала в иеразрезных н заделанных балках
§ 3. Компоновка и подбор сечения составных балок . . . ...............
1. Высота балок................................................ . .
2. Толщина стеики..................................................
3. Поясные уголки клепаной балки ..................................
4. Горизонтальные листы поясов.....................................
5. Подбор сечеиия балок . .........................................
6. Изменение сечеиия балки по длине................................
§ 4. Проверка прочности, прогибов и устойчивости составных балок . . .
1. Проверка прочности и прогиба балки..............................
2. Проверка и обеспечение общей устойчивости балки.................
3. Проверка и обеспечение местной устойчивости элементов балок . . .
§ 5 Проектирование конструкций составных балок ......................
1. Соединение поясов балкн со стенкой...................... . . .
2. Стыки балок.....................................................
3. Опирания и сопряжения балок.....................................
§ 6. Бистальные балки.................................................
§ 7, Особенности проектирования балок из алюминиевых сплавов . . . .
§ 8. Предварительно-напряжеицые балки.................................
118
121
122
124
125
126
128
128
128
129
131
136
136
137
139
139
141
142
143
145
145
145
146
148
152
152
152
154
156
157
157
160
161
161
163
165
168
168
169
171
181
181
182
188
193
194
195
Глава VIII. Колонны, и стержни, работающие на центральное сжатие ... 199
/ § 1. Общая характеристика......................................
§ 2. Сплошные колонны.................................................
§ 3. Сквозные колонны.................................................
1. Типы сквозных колонн............................................
2. Влияние решеток иа устойчивость стержня сквозной колонны ....
§ 4. Выбор расчетной схемы н типы колонны ............................
1 . Выбор расчетной схемы..........................................
2 Выбор типа сечеиия колонны......................................
§ 5. Подбор сечения и конструктивное оформление стержня колонны . . .
1. Сплошные колонны ...............................................
2. Сквозные колонны.............................................-
$ 6. Базы колонн......................................................
1. Типы и конструктивные особенности баз...........................
2. Расчет и конструктивное- офощлленне базы с траверсой и консоль-
- ными ребрами . . , ........................................... , . . .
199
200
202
202
204
209
209
210
210
210
215
221
221
222
596
Стр.
3. Растет и конструктивное оформление базы при фрезерованном торце
стержни колоцны....................................................226
§ 7. Оголовки колонн 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 . .
§ 2. Компоновка конструкций ферм ................................
1. Очертание ферм........................................ .
2. Генеральные размеры ферм ...................................
3. Системы решеток ферм и их'характеристики...................
4. Панели ферм.................................................
5, Устойчивость ферм. Связи................................
6. Унификация и модулирование геометрических размеров ферм ....
7. Строительный подъем........................................
§ 3 Расчет и действительная работа ферм.........................
1. Определение расчетной нагрузки.............................
2. Определение усилий в стержнях ферм.......................
3. Действительная работа ферм.................................
§ 4. Расчетные длины сжатых стержней и предельные гибкости.......
1. Определение расчетной длины сжатых стержней................
2. Предельные гибкости стержней........................
§ 5. Типы сечений стержне# ферм..........’.......................
1. Стержни легких ферм................................. .
2. Стержни тяжелых ферм........................................
§ 6 Подбор сечений стержней легких ферм.........................
1. Общие соображения..........................................
2. Подбор сечений сжатых стержней...............
3. Подбор сечений растянутых стержней....................
4. Подбор сечений и стержней, работающих иа внецентренное сжатие
(продольную силу и изгиб)..................................
5. Подбор сечений стержней по предельной 'гибкости............
§ 7. Подбор сечений стержней тяжелых ферм........................
§ 8. Узлы легких ферм ............................
1. Узлы ферм из уголков.......................................
2. Узлы трубчатых ферм...................................
3. Узлы ферм из гнутых профилей...............................
§ 9. Оформление рабочего чертежа легких ферм (КМД)...............
§ 10. Узлы тяжёлых ферм..........................
1. Общие требования к конструированию узлов......... . . . .
2. Узлы на болтах или иа заклепках ..............
3. Узлы ферм на монтажной сварке..............................
4. Узлы тяжелых трубчатых ферм ................
§ 11. Предварительно-напряженные фермы ...................... . .
1 . Конструктивные решения и основы работы ферм..............
2 .*Основы расчета...........................................
230
231
231
232
235
237
238
239
240
241
241
242
243
245
245
246
247
247
250
252
252-
252
253
Раздел второй
Конструкции одноэтажных производственных зданий
Глава X. Основные вопросы проектирования конструкций производственных
зданий ...............................................................
§ 1. Общая характеристика каркасов производственных зданий............
§ 2. Основные требования, предъявляемые к каркасам производственных зданий
1. Эксплуатационные требования..................................
3. Экономические факторы..........................................
Глава XI. Компоновка конструктивной схемы каркаса ......................
§ 1. Разбивка сетки колонн...........................................
§ 2. Системы покрытий................................................
§ 3. Компоновка поперечных рам ......................................
1. Схемы поперечных рам...........................................
2. Компоновка однепролетиых рдм\.... л ......... .
3. Компоновка многопролетных рам.................................
§ 4. Связи............................................*..............
1. Связи между колоннами . . . . ....... .......
2. Связи по покрытию .
§ 5. Особые решения конструктивных'cxjm каркасов , , ....... .
Пример компоновки поперечной,рамы производственного здания . . . .
253
254
259
260
260
267
271
274
274
274
275.
275
278
278
278
281
285
285
287
287
289
292
293
295
296
296
296
300
301
302
304
309
313
597
Глава XII. Особенности расчета поперечных рам . . . . .
€тр.
314
к § 1. Расчетная схема рамы................... * 314
| 2. Нагрузки, действующие иа раму........................................316
1. ПосТоЯинЫе нагрузки............................................... 317 <
2. СнеТовая Нагрузка.......................................... «... 318
3. Нагрузка от мостовых кранов . .................................» 318
4. Ветровая нагрузка.............................................. 321
5. Прочие нагрузки.................................................. 323
§ 3. Особенности статического расчета рам.............................. 323
1. Практические приемы расчета рам .1............................... 324
2. Расчет рам с учетом пространственной работы конструкций . ...' 329
3. Проверка жесткости, поперечных рам............................... 334
4. Расчет рам на Температурные воздействия.......................... 334
5. Определение расчетных усилий в элементах рамы ........ 335
§ 4. Уточнение расчета рам на основе изучения их действительной работы . . 337
Пример расчета поперечной рамы производственного зДЙийЯ ..... 337
Глава XIII. Конструкции Покрытия ................ 347
§ И Конструкции кровли .............. 347
1. Покрытия по пророкам ................ 347
2. Беспрогоиные покрытия . ............ . 350
§ 2. Прогоны ........................ 351
1. Прогоны сплошного сечения ....... .......... 353
2. Сквозные прогЬны.. ........... ... 354
§ 3. Стропильные и подстропильные фермы... 354
1. Схемы ферм . . ..................... ®54
2. Особенности расЧета .................... 357
3. Опорные узлы . . . .................. 360
§ 4. Фонари . , , . \1 .......... . 363
§ 5. Особенности расчета и конструирования связей по покрытию <..... 367
Пример определения расчетных усилий в стропильной ферме ...... 367
Глава XIV. Колонны ......................
§ 1. Типы колонн............. ..............
§ 2. Расчет и конструирование стержней колонн . ...
1. Расчетные длины.............................
2. Сплошные колонны . . . .........................
3. Сквозные колонны ................................
4. Раздельные колонны ....................
§ 3. Узлы кОлОнн..........................
1. Оголовки колонн . . . . . ..... ................
2. Узлы колонн в местах опирания подкрановых балок, стыки .....
3. Базы колонн.............................'. . ... .
| 4. Особенности расчета и конструирования вертикальных связей между
колоНнамй..............................................
Пример расчета ступенчатой колонны производственного здания ....
Глава XV. Подкрановые конструкции . . .................
§ 1. Общие сведения . . .......... • ........ .
1. Характеристика подкрановых конструкций..........
2. Нагрузки................., . . .................
§ 2. Сплошные подКраидвЫе балки .......................
1. Конструктивные решения ..................... ‘
2. Расчет подкрановых балок . ..............
§ 3. Сквозные подкрановые балки (фермы) ...... .......
§ 4. Подкраново-подстропильные фермы .. . ...........
§ 5. Другие виды подкрановых конструкций .. ..........
§ 6. Узлы и детали подкрановых Конструкций ...... . .
1. Опорные узлы подкрановых балок ». v ...... •....
2. Стыки балок..........
3. Крановые рельсы и их крепление к подкраяовым балкам
4. Упоры для кранов . . .................
Пример расчета подкрановой балки . . » . .......
Глава XVl. Фахверк............
§ 1. Элементу стенового заполнения ...... ..........
§ 2. Стенрвой фйхверк . .............*.......... •
§ 3. Проемы для окон и ворот , . « ...... ........
598
372
372
374
374
377
381
383
384
384
393
395
403
403
а-
406
406
408
414
417
419
421
421
424
425
427
427
430
430
430
433

Стр.
Раздел третий
Конструкции большепролетных и многоэтажных каркасных зданий
Глава XVII. Большепролетные покрытия с плоскими несущими конструкциями
§ 1. Область применения и основные особенности большепролетных покрытий
§ 2. Балочные конструкции .. ...........
§ 3. Рамные конструкции ..............................
1. Системы и типы рам ..................................
2. Особенности расчета в конструирования .........
§ 4. Арочные конструкции .........................
1. Системы и типы арок ...............................
2. Конструктивные особенности арок................. «
3. Особенности расчета арок......................
§ 5. Компоновка конструктивных схем каркасов большепролетных покрытий
Глава XVIII. Пространственные конструкции покрытий зданий ......
§ 1. Общая характеристика пространственных конструкций.......
§ 2. Пространственные сетчатые системы плоских покрытий — структурные
конструкции...............................................
1 . Компоновочные решения........................... *
2 Конструктивные решения .....................
3. Особенности расчета ...................................
§ 3. Оболочки........................................ .
1. Односетчатые оболочки..................................
2. Двухсетчатые оболочки ...................
§ 4. Купольные подрытия.....................................
1. Ребристые купола ................................. .
2. Ребристо-кольцевые купола.........................« .
3. Сетчатые купола......................................
Глава XIX. Висячие покрытия . .................
§ 1. Общие сведения.......................................
§ 2. Однопоясные системы с гибкими Вантами................
§ 3. Однопоясные системы с жесткими вантами ............
§ 4. Двухпоясные системы .......................
§ 5. Тросовые фермы...................... ................
§ 6. Седловидные сетки ................................. . .
§ 7. Оболочки........
§ 8. Комбинированные системы...............
Глава XX. Стальные каркасы многоэтажных зданий ...........
§ к Основные особенности .
§ 2. Компановка каркаса....................
1. Общие вопросы...................
2. Размещение колонн в плане и по высоте здания .........
3. Компоновка связей................
4. Конструктивные схемы связей ................
§ 3. Конструкции элементов каркаса . ...............
1. Колонны............... (.а». ..
2. Балки . . . . ................................
3. Сопряжение балок с колоннами.....................
4. Конструкции решетчатых связей.........
§ 4. Особенности расчета стального каркаса миогоэтажммх зданий ....
1. Общие сведения............ ..........................
2. Расчет на вертикальную нагрузку .....................
3. Расчет иа горизонтальную нагрузку ..............
Раздел четвертый
/ Листовые конструкции
‘Глава XXI. Основы листовых конструкций ..... t ...» t . 499
§ 1 Общие сведения..................................... 499
§ 2. Особенности листовых конструкций 499
§ 3. Соединения листовых конструкций ................... . 500
Глава XXII. Резервуары .......................................501
§ к Номенклатура резервуаров; эксплуатационные и производственные'тре-
бования, предъявляемые к ним......................... 501
599
Стр.
§ 2. Вертикальные цилиндрические резервуары для хранения жидкостей с
низкой упругостью паров ...............................................
1 Общая характеристика н конструкции резервуаров...................
2. Основы расчета резервуаров.......................................
3. Выбор оптимальных размеров резервуара............................
§ 3. Резервуары специальных типов для хранения сырой нефти, бензина н
сжиженных газов .......................................................
1. Борьба с потерями легких фракций сырой нефти и бензина при хранении
2. Резервуары с плавающей крышей и резервуары со стационарной кры-
шей и с понтоном ..............................
3. Вертикальные цилиндрические резервуары со сфероцилиндрической
кровлей ..........................................................»
4. Горизонтальные цилиндрические резервуары .......................
5. Каплевидные резервуары . . ......................................
6. Шаровые резервуары . ...........................
503
503
507
509
510
510
511
512
513
517
518
Глава XXIII. Газгольдеры .................................................
§ 1. Назначение и классификация ......................................
§ 2 Газгольдеры переменного объема ...................................
1. МЬкрые газгольдеры........................................ . . .
2. Сухие газгольдеры............................................ •
§ 3. Газгольдеры постоянного объема...................................
521
521
521
523
527
Глава XXIV. Бункера .......................
§ 1. Общие сведения ..................................................
§ 2. Бункера с плоскими стенками......................................
§ 3. Висячие бункера....................................................
530
530
531
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 конструирования 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 конструкций ................56Е
$ 2. Общая характеристика экономики'изготовления стальных конструкций 56С
§ 3. Определение стоимости и трудоемкости заводского изготовления при
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