ББК 38.54
М23
УДК 624.014.04@75.32)
Рецензент — канд. техн. наук Б. Г. Бажанов (университет
им. П. Лумумбы)
Редактор — Л. И. Круглава.
Мандриков А. П.
М23 Примеры расчета металлических конструкций:
Учеб. пособие для техникумов. — 2-е изд., перераб.
и доп. — М.: Стройиздат, 1991. — 431 с: ил.
ISBN 5-274-01327-9
Рассмотрено проектирование балочной клетки рабочей
промплощадки, расчет настнла, прокатных и составных сварных
балок, подкрановой балки, центрально- и внецентренно сжатых
колонн, стропильных ферм из уголковых профилей, тавров
н двутавров, гнутосварных и бесшовных горячекатаных труб.
Изд. 1-е вышло в 1973 г. под назв.: Проектирование
металлических конструкций. Примеры расчета и конструирования.
Для учащихся техникумов, обучающихся по
специальности «Строительство и эксплуатация зданий н сооружений»
3305000000—407
М 9891
М 047@0-91 9891
ISBN 5-274-01327-9 © Стройиздат, 1973
© Мандриков А. П., 1991,
с изменениями

■РЕДИСЛОВИЕ
Металлические конструкции благодаря своим
высоким технико-экономическим качествам применяются во
всех отраслях народного хозяйства. Широкое
использование в строительстве металлических конструкций
позволяет проектировать сборные элементы зданий и
сооружений сравнительно малой массы, организовывать
поточное производство конструкций на заводах и поточ-
■о-блочный монтаж нх на строительной площадке,
ускорять ввод объектов в эксплуатацию.
Проектирование экономически эффективных
металлических конструкций основывается на знании
особенностей их работы под нагрузкой, правильном выборе
конструктивных форм, использовании типовых н уиифи-
щировэнных решений и соответствующем расчете. При
этом необходимо соблюдение «Технических правил по
экономному расходованию основных строительных
материалов» (ТП 101-81).
Техннки-строители, специалисты по проектированию
зданий и сооружений должны хорошо ориентироваться
как в способах возведения объектов, так и в их расчете
в конструировании, поэтому цель предлагаемого учеб-
вого пособия состоит в том, чтобы дать в сжатом виде
основы современных методов расчета и конструирования
металлических строительных конструкций.
В соответствии с утвержденной учебной программой
для техников-строителей по специальности
«Промышленное и гражданское строительство» в книгу включены
широко используемые виды металлических
конструкций — балки, настилы, колонны, фермы, резервуары. Во
втором издании учебного пособия нашли отражение
рекомендации новой редакции СНиП П-23-81*, СНиП
2.01.07—85, СНиП 2.03.06—85, включено описание
эффективных конструктивных решений и даны примеры
расчета стропильных ферм с элементами из
широкополочных двутавров, тавров и гнутосварных профилей.
Материал книги изложен по главам. Главы разбиты
ва параграфы. Нумерация параграфов своя в каждой
главе. Нумерация формул, таблиц и рисунков принята

двойной: первая цифра указывает номер главы, вторая
порядковый номер формулы, таблицы или рисунка.
В пособии применена Международная система
единиц (СИ). Основные и дополнительные единицы
системы установлены СТ СЭВ 1052—78 «Метрология.
Единицы физических величин». Рекомендуем для
обязательного применения «Перечень единиц физических величин,
подлежащих применению в строительстве»,
устанавливающий необходимые в строительном проектировании
и производстве строительно-монтажных работ единицы
физических величин, а также наименования и
обозначения этих величин. Перечень содержит определенные на
основе практики проектирования и строительства
производные единицы (кроме основных и дополнительных),
образованные из основных и производных единиц СИ,
имеющих специальные наименования.
Указанные в книге расчетные сопротивления
металла и соединений, приведенные в МПа, подсчитаны
умножением значений, данных в кгс/см2, на коэффициент
0,0980665 (или 0,0981) с округлением до 5 МПа.
Автор благодарит канд. техн. наук, доц. Б. Г. Ба-
жанова (кафедра строительных конструкций и
сооружений Университета Дружбы народов им. П. Лумумбы)
за ценные замечания при рецензировании рукописи,
а также техника Е. Д. Мандрикову за участие в
оформлении текста и иллюстраций.
Принятые основные буквенные обозначения
1. Усилия от внешних нагрузок и воздействий в поперечном сечении
элемента:
М — изгибающий момент;
N— продольная сила;
Q — поперечная сила, сила сдвига;
Mt — крутящий момент.
2. Характеристики материалов:
Ryn, Ry—соответственно предел текучести металла по ГОСТ
илн ТУ @т) и расчетное сопротивление металла
растяжению, сжатию и изгибу по пределу
текучести;
Run. Ru — соответственно временное сопротивление металла
разрыву но ГОСТ нли ТУ Овпип н расчетное
сопротивление металла растяжению, сжатию и
изгибу по временному сопротивлению;
Rs — расчетное сопротивление металла сдвигу;

Rp — то же, смятию торцевой поверхности (при наличии
прогонки);
Yc — коэффициент условий работы конструкций; ~~
Ym— коэффициент надежности по материалу;
ах\\Оу — нормальные напряжения по двум взаимно
перпендикулярным направлениям, соответственно по осям
х—х и у—у;
* (х> У) — касательное напряжение;
Ф (х> У) —коэффициент продольного изгиба;
фв — коэффициент снижения расчетных сопротивлений
при внецентренном сжатии;
£ — относительное удлинение металла;
v — коэффициент Пуассона.
3- Геометрические характеристики;
/— длина, пролет;
1с — длина стойки, колонны;
lef — расчетная длина элемента;
е — эксцентриситет продольной силы;
т — относительный эксцентриситет;
An, Л — площадь сеченпя соответственно нетто (за
вычетом площади отверстий) н брутто;
Wn> W — момент сопротивления сечения соответственно
нетто и брутто;
Jn, J ■— момент инерции сечения соответственно нетто
и брутто;
Sn, S — статический момент сечения соответственно нетто
и брутто;
h, hef — соответственно полная и расчетная высоты сечения
элемента;
hw — высота стенки;
bf — ширина полки (пояса);
bef — расчетная ширина;
tf, tw—толщина соответственно полки и стенкн;
p=W/A — радиус ядра сечения;
_ %=J_ej]i — гибкость сечения элемента;
). = "к\/~RylE — условная гибкость;
i — радиус инерцнн сечения элемента;
%ej — приведенная гибкость стержня сквозного сечения;
\е1 — условная приведенная гибкость стержня сквозного
сечения (Kf = ^e; ■/ Ry/E);
hw — условная гибкость стенкн (Xw=hw/twy RylE);
"kuw — наибольшая условная гибкость стенкн;
Oioc—местное напряжение.

ВВЕДЕНИЕ
./
§ 1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЙ
Металлические конструкции широко применяют при
возведении различных зданий и сооружений. Благодаря
значительной прочности и плотности металла,
эффективности соединений элементов, высокой степени индустри-
альности изготовления и монтажа, возможности сборпо-
сти и разборности элементов металлические
конструкции характеризуются сравнительно малым собственным
весом, обладают газо- и водонепроницаемостью,
обеспечивают скоростной монтаж зданий и сооружений и
ускоряют ввод их в эксплуатацию. Основной недостаток
стальных конструкций — подверженность коррозии —
устраняется их окраской, покрытием полимерными
материалами или смолами, оцинкованием и другими
методами защиты.
Благодаря малой плотности и высокой коррозионной
стойкости алюминиевых сплавов из них можно
возводить легкие большепролетные покрытия зданий и
павильонов, разводные мосты, шлюзы, стойки ЛЭП,
различные ограждающие конструкции (стеновые панели,
кровельный настил и др.), а также требующие
достаточной плотности, непроницаемости и стойкости против
коррозии объекты нефтехимической промышленности.
При проектировании алюминиевых конструкций следует
учитывать повышенную деформативпость алюминиевого
сплава (для которого модуль упругости £=71000 МПа,
что почти в 3 раза меньше, чем для стали), а также его
низкую огнестойкость (при £>100°С снижаются
механические свойства сплава, а при />200°С проявляется
ползучесть).
В зависимости от вида конструкций и их сочетаний
различают системы стержневые и сплошные. К
стержневым системам, состоящим из балок, ферм и колонн,
относятся: каркасы зданий и сооружений, мосты,
покрытия зданий в виде ферм, арок или куполов; ангары,
мачты и башни, нефтяные вышки, стойки ЛЭП, эстакады,
краны и другие конструкции. К сплошным системам
относятся различные виды листовых конструкций:
газгольдеры, резервуары, бункеры, трубы и трубопроводы

яого диаметра,специальные конструкции
металлургических и нефтехимических заводов и т. д.
| 2. КРАТКИЕ УКАЗАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ
При проектировании металлических конструкций
необходимо соблюдать следующие требования:
указания технических правил по экономному
расходованию основных строительных материалов;
выбирать оптимальные в технико-экономическом от-
Еошении конструктивные схемы зданий и сооружений,
а также сечения элементов;
максимально применять для зданий и сооружений
унифицированные типовые или стандартные конструк-
Кян;
применять прогрессивные, высокотехпологические
конструкции при изготовлении и на монтаже
(пространственные системы из однотипных, стандартных
элементов; комбинированные конструкции, которые совмещают
s себе несущие и ограждающие функции;
предварительно напряженные, вантовые и тонколистовые
конструкции и комбинированные конструкции из стали двух
марок и из тонкостенных прокатных, гнутых и гнутосвар-
ных профилей);
использовать конструкции, обеспечивающие
наименьшую трудоемкость их изготовления,
транспортирования и монтажа, позволяющие, как правило, поточное
изготовление и их конвейерный или крупноблочный
монтаж;
предусматривать применение заводских соединений
прогрессивных типов, в том числе: автоматической и
полуавтоматической сварки, фланцевых соединений на
болтах, с фрезерованными торцами, на высокопрочных
болтах и др.;
выполнять требования государственных стандартов,
инструкций и технических условий на соответствующие
жовструкции, изделия и комплектующие детали.
Принятые конструктивные схемы зданий и сооруже-
пй должны обеспечивать прочность, устойчивость и
пространственную неизменяемость как здания или сооруже-
ейя в целом, так и их отдельных элементов при
транспортировании, монтаже и эксплуатации. Марки сталей,
сплавов и материалов соединений, а также дополнитель-
вые требования к ним, предусмотренные государствен-

пыми стандартами и стандартами СЭВ или
техническими условиями, указывают в рабочих и деталировочных
чертежах, а также в документации на заказ материалов.
Проектирование металлических конструкций должно
начинаться с выбора рациональных конструктивных
форм, обеспечивающих экономию металла, минимум
трудоемкости изготовления и скоростной монтаж. Этого
добиваются, сравнивая проектные варианты, охватыва-
} ющие не только оценку различных конструктивных схем
i здания или сооружения в целом, но и отдельных его
частей, узлов и т. д.
! Стоимость стальных конструкций распределяется
следующим образом: стоимость профилей проката — 60—
65 %, заводское изготовление 16—22 %, стоимость мон-
,;< тажа 5—20 %, эксплуатационные расходы около 2 %.
| Наиболее экономичной является обычно конструкция
с наименьшим собственным весом, поэтому усилия
проектировщиков и производственников направлены на
j создание новых и совершенствование существующих ти-
1 пов конструкций и изделий и меньшим расходом
металла, на максимальную их унификацию и типизацию и
повышение степени заводской готовности с учетом
характеристик подъемно-транспортных средств.
ь Работы советских ученых, а также опыт технически
'; развитых зарубежных стран указывают на значительные
возможности повышения технико-экономических
показателей металлических конструкций более широким
внедрением в строительство конструкций из
низколегированных и высокопрочных сталей с применением
эффективных профилей проката. Так, например, массу
металлического каркаса одноэтажного промышленного здания
можно значительно снизить, применяя фермы из
тонкостенных трубчатых, гнутых и гнутосварных профилей,
тавров и широкополочных двутавров, кровельных
покрытий из штампованного настила с утеплителем из
пенопласта, колонны и подкрановые балки из высокопрочных
сталей. Такие стальные конструкции в 6—7 раз легче
сборных железобетонных, трудоемкость их изготовления
на 30—40 % меньше, а стоимость почти на 30 % ниже.
Использование низколегированных сталей с
пределом текучести 330—450 МПа при изготовлении колонн,
ферм, подкрановых балок и других конструкций,
резервуаров, газгольдеров, мостов и других сооружений
обеспечивает не только повышение качества металлоконст-

Рис. 1. Схемы дпухпоясных структурных конструкций
J. 6, в ■— план и общий вид структуры соответственно с квадратными,
треугольными и шестиугольными ячейками; г — трехпоясная ферма; д — покры-
ше по структурной конструкции; / — элементы верхнего пояса; 2 — ра£кбсы;
1 — элементы нижнего пояса; 4 —панель покрытия; 5 — колонны
рукций, но и экономию металла в заменяемых частях по
сравнению с обычной углеродистой сталью в среднем на
18 %. С увеличением пролетов и высоты сооружений,
возрастанием технологических нагрузок эффективно
применять стали высокой прочности с пределом текучести
600—750 МПа. Экономия металла в заменяемых частях
в этом случае достигает в среднем 20—25 %.
Особого внимания и более широкого внедрения
заслуживают так называемые легкие металлические
конструкции для покрытия зданий — трубчатые,
крупноразмерные тонкостенные и др. По данным исследований
ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, при изготовлении
стропильных ферм из трубчатых элементов достигается
экономия стали 15—20 % в сравнении с фермами из
обычных уголковых профилей той же марки стали, а если
трубчатые элементы спроектировать из стали высокой

2MW
\ структурная «
/ конструкция*
Рис. 2. Объемно-
планировочное рсше-
яне здания со
структурными
конструкциями яз труб типа
«Берлин» по яроекту
института Укряро-
ектст&яыояструкция
/—структуры с
ячейками 3X3 м и
размерами секций s алане
I8XIJ а 24X12 м; 2-
прогоаы as гнутых
или прокатных
швеллеров; 3 — колонны;
4 — покрытие
Рнс. 8. Объемно-пла-
аировочяое решеняе
здаипа со
структурными конструкциями
из труб типа
«Кисловодск» по проекту
института Гипромон
тажиндустрня
/ — структура; 2 —
капитель из труб;
$ — колонна;
<—подвесные краны
грузоподъемностью но 2 т:
S — прогоны; 6 —
покрытие
прочности с пределом текучести 450—500 МПа, то
расход стали сокращается на 35—40%, трудоемкость —
в 1,6 раза, а стоимость — почти на 20 %.
Не менее эффективно применение трубчатых
элементов для опор линий электропередачи,
радиотелевизионных башен и других сооружений. В последние годы для
перекрытий больших пролетов применяют
пространственно-стержневые металлические конструкции, называе-
10

ные структурными конструкциями (или системами)
(рис. 1). Структурные системы1 — это сочетание
квадратных (ортогональная сетка), треугольных или
шестиугольных ячеек. Эффективно применение структурных
конструкций и в промышленных зданиях (рис. 2 и 3).
1 Исследования и разработку структурных конструкций ведут
ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, ЦНИИлроектстальконструкция
аи. Мельникова, МИСИ им. В. В. Куйбышева и Московский,
архитектурный институт, а также Моспроект, ЦНИИЭП торговых зданий
■ другое институты и лаборатории.
Л

1- 1
IU18...Z3
ГОФР
\
Рис. 4. Виды облегченных стальных конструкций
а — перфорированные балкн; б — перфорированная арка; а — коробчатое
сечение типа «Плауэи» (ГДР) для колонн и ригелей каркасных зданий: г--
холодногнутые сложные профили: д — сечение прогона с верхним поясом из
профилированного листа, решетка и нижний пояс из прутков нлн труб
К достоинствам структурных конструкций относятся:
свободная расстановка опор и возможность перекрытия
больших пролетов, небольшая высота (Vie—V25 пролета)
и большая жесткость конструкций, малая деформация,
легкость и быстрота монтажа, сравнительно низкий
расход металла. К недостаткам — высокая трудоемкость
изготовления узловых соединений стержней.
Эффективность этих конструкций будет выше, если в заводских
условиях будут выполнены не только отдельные
стержни, но и целые блоки и звенья для крупноблочного
монтажа.
Из других типов легких металлических конструкций
следует отметить: тонкостенные прогоны — толщина
стенки 3—3,5 мм (разработанные в ЦНИИПСК
им. Мельникова), прогоны и балки с перфорированной
стенкой, сквозные прогоны из трубчатых коробчатых
и тонкостепных гнутых профилей, облегченные колонны
постоянного сечения (рис.4). Необходимо иметь в виду,
что наиболее эффективно проектировать легкие
металлические конструкции в сочетании с назначением для
покрытия и степ также легких конструкций: облегченных
алюминиевых панелей, утеплителей из пенополистирола
12

■ хругих плотностью 50—100 кг/м3, при применении
которых значительно снижаются нагрузки от их собствен-
яасо веса.
f X СТАДИИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Для проектирования любого здания или сооружения
■собходимо иметь задание па проектирование,
выдаваемое заказчиком с учетом требований проектной
организации. В некоторых случаях такое задание они
составляют совместно. В этом задании указываются
назначение объекта, район строительства, сроки ввода, стадии
проектирования и другие требования. В соответствии
с нормами установлен следующий порядок составления
проектной документации: в две стадии — технический
проект и рабочие чертежи, в одну стадию — технорабо-
чнй проект (технический проект, включающий и рабочие
чертежи).
В одну стадию проектируют сравнительно несложные
объекты или ведут привязку типовых и повторно
применяемых индивидуальных проектов. При двухстадийном
проектировании путем сравнения выбирают наиболее
экономичный в архитектурно-планировочном,
конструктивном и технологическом решениях вариант;
определяют номенклатуру изделий и конструкций, источники
снабжения сырьем, энергией, водой, транспортные связи,
канализационные сети и решают другие вопросы.
Анализ решений завершают развернутой
технико-экономической оценкой строительства: по стоимости на 1 м4 или
1 м3 здания или па 1 м конструкции, по трудоемкости
изготовления, массе конструкций, срокам возведения
нт. д.
Графическую часть технического проекта выполняют
эскизно, но достаточно четко для пояснения
рассматриваемых решений. Рабочие чертежи разрабатывают после
утверждения технического проекта.
Рабочие чертежи металлических конструкций
выполняются проектной организацией на стадии КМ
(конструкции металлические), включающей в себя подробные
разработки компоновочных схем, конструктивных
решений элементов и их сопряжений, а также спецификацию
металла на все здание. Рабочие чертежи КМ не
утверждаются, но по ним на заводах-изготовителях разрабаты-
13

вают деталировочные чертежи — стадия КМД
(конструкции металлические, деталировка).
Чертежи КМД выполняют на металлические
конструкции, отправляемые после изготовления с заводов на
объекты строительства, поэтому они содержат все
необходимые размеры, спецификации и указания по
изготовлению. Перед выполнением чертежей КМД на заводе
тщательно изучают чертежи КМ; уточняют
технологичность конструкций, членение их на отправочные
элементы, порядок и методы изготовления, способы соединений,
защиту от коррозии и методы контроля качества
изготовления. При необходимости завод-изготовитель
предъявляет заказчику для согласования дополнительные
технические требования (ДТТ) на изготовление конструкций,
выбор марок стали, профилей проката и т. д.
Разработка чертежей КМД — трудоемкий этап
проекта, стоимость его включается в стоимость изготовления
конструкций A5—20%), поэтому проект КМ должен
быть разработан так, чтобы на стадии КМД не вносить
коррективы при изготовлении и монтаже конструкций.
Глава 1. ОСНОВНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ
И СОРТАМЕНТ МЕТАЛЛА
S 1. УГЛЕРОДИСТЫЕ И НИЗКОЛЕГИРОВАННЫЕ СТАЛИ
Для строительных конструкций применяют стали (табл. 1.1),
обладающие достаточной прочностью и пластичностью, хорошей
свариваемостью, прочностью при динамических воздействиях,
стойкостью при низких отрицательных температурах. По прочности стали
разделяют на трн группы:
обычной прочности (малоуглеродистые, содержание углерода
до 0,22 %) с пределом текучести до а„ = 270 МПа и временным
сопротивлением разрыву до 0„=39Э МПа;
повышенной прочности (низколегированные) с ^=305...390 МПа
и 0И = 44О...54О МПа;
высокой прочности (низколегированные и термически
упрочненные) с аи=41О...60О МПа и о„=570...700 МПа.
Согласно СНиП 11 -23-81 * все стали, применяемые для
строительных конструкций, разделяются по виду проката (лист, фасон,
труба) н толщине проката (табл. 1.2). Нормативные н расчетные
сопротивления проката приведены для большинства марок сталей
для толщины 4—10 мм, 11—20, 21—30, 21—40, 41—100 и свыше
100 мм.
Меньшим толщинам проката, как правило, соответствуют более
высокие значения сопротивлений. Поэтому при выборе профилей
14

проката необходимо стремиться назначать профили с возможно
меньшей толщиной элементов сечения, например с толщиной полок
и стенок 5—20 мм, листов — до 30—40 мм.
Малоуглеродистые стали пластичны, хорошо свариваются и
широко применяются для строительных конструкций. Маркировка
малоуглеродистых сталей, например ВСтЗспб, включает в себя
следующие обозначения: буква В — гарантия поставки стали по
механическим свойствам и химическому составу; СтЗ — марка стали;
буквенный индекс после марки — способ раскисления стали (сп —
спокойная, кп — кипящая, пс — полуспокойная стали); цифра в конце
E н др.) указывает категорию нормируемых показателем (по ГОСТ
380—71* для стали марок ВСтЗ и ВСтЗГпс установлены пять
категории показателей — 2, 3, 4, 5 и 6). Спокойная н полуспокойная стали
более качественны, чем кипящая, но немного дороже последней (до
10-15%).
Группу сталей повышенной и высокой прочности составляют:
сталь марки ВСтТпс (термическая обработанная сталь марки СтЗ)
и низколегированные стали (по ГОСТ 19281—73*, ГОСТ 19282—73*,
ТУ 14-1-3023—80 и др.). В низколегированные стали для
повышения механических свойств добавляют легирующие элементы,
обозначаемые буквами русского алфавита: марганец—Г, кремний —
С, хром —X, никель —Н, медь —Д, бор — Р, азот —А, ванадий —
Ф, молибден — М, вольфрам — В, фосфор — П, алюминий — Юн др.
Количество добавки, °/о, указывается цифрой после буквы,
означающей элемент в маркировке стали (цифра 1 не ставится). Цифра
перед буквой обозначает содержание углеродов в сотых долях
процента. Например, сталь 09Г2С содержит 0,09 % углерода, 2 %
марганца н 1 % кремния; 16Г2АФ — углерода 0,16%, марганца до 2%,
азота и ванадия до 1 % каждого. Наиболее распространенные стали
марок ВСтЗ, 09Г2 и 09Г2С разделяются по прочности иа две
группы — 1 и 2, прочность стали 2-й группы иа 13—15 % выше прочности
стали 1-й группы. Группа прочности стали указывается последней
цифрой в обозначении марки стали, например, ВСтЗсп5-1 или
ВСтЗсп5-2; 09Г2 гр. 1 нлн 09Г2 гр. 2 и т. д.
Используя стали повышенной н высокой прочности, можно
снизить расход металла на 20—40 %, в сравнении с малоуглеродистой
сталью. Низколегированные стали имеют повышенное сопротивление
хрупкому разрушению прн низких температурах (ниже —30 °С)
и при динамических нагрузках.
Выбор марки стали для строительных конструкций производят
согласно СНиП 11.23-81* в зависимости от режима работы
конструкций и температуры ее эксплуатации (см. табл. 1.1). В
зависимости от назначения и условий эксплуатации все конструкции
разделены на четыре группы:
в первую группу включены сварные конструкции либо их
элементы, работающие в тяжелых условиях или подвергающиеся
непосредственному воздействию динамических, вибрационных или
подвижных нагрузок (подкрановые балки; балкн рабочих площадок;
элементы конструкций бункерных и разгрузочных эстакад; фасоики
ферм; пролетные строения и опоры транспортерных галерей;
элементы оттяжек мачт; опоры больших переходов линий электропередачи
(ВЛ) высотой более 60 м и т .п.):
во вторую группу — сварные конструнции либо их элементы,
работающие при статической нагрузке (фермы, ригелн рам, балки
перекрытий и покрытии; косоуры лестниц; опоры ВЛ; опоры распре-
15

Таблица 1.
Сталь марки
1
18 КП
18 пс
18 сп
18Гпс
18 Гсп
ВСтЗкп2-1
ВСтЗпсб-1
ВСтЗпсб-2
ВСтЗпс5-1
ВСтЗсп5-2
ВСтЗГпс5-1
ВСтГпс5-2
ВСтЗкп
ВСтЗпс
1. Указания по выбору марок стали для стальных конструкции зданий и сооружений
ГОСТили ТУ
2
ГОСТ 23570 - 79
ТУ 14-1 -3023 — 80
ГОСТ 10705 — 80
Категория стали для групп конструкций по климатическим районам
строительства (расчетная температура t, CC)
первая
11.-
(— 30>f>
»-40)
3
ел ел ел ел 1 1 1
—
И,-'
>—50)
4
—
1 1 1 1 1 1
—
>f>~ 65)
5
1 1 1 1 1
1 1 1 1 1 1 1
—
вторая
Пьи др.—
II,— (—30>
>f»~ 40)
6
X
С"
5
5
2»
2й при
^5,5 мм
I,. Пг, II,-
>—50)
г
—
2" (при
f<4 мм)
I,—(—50>(>
>—65)
8
1 1 1 1 1
1 ! 1 1 I I I
—

ж
ЭЕ
■С
я
I
1 1
1
1
1 1
ГОСТ 10706 — 76*
ВСтЗкп
ВСтЗпс-4
ВСтЗсп4
1
сч
1 1 1
1 1 1
СЧ COLO LO "Г
1
|
1
*
с
о
с
Е-
С_
и
I
1
1 1 1
(Я
О
: 1
со
5 CD
0 -*
П —
-1 И
; о
5 Р
ВСтЗкп2
ВСтЗпсб
ВСтЗспб
ВСтЗГпсб
ВСтТпс
м м 5ё
CN (М1Л
а м ^
см сч со
coco со со
1-^ Ю LO LO
со со coco
см см см <м
ТУ 14-1-3023 — 80
09Г2гр1
09Г2гр2
09Г2Сгр1
09Г2Сгр2
мм*
СЧ СЧ LO
a a S
сч сч со
со со со
1
1
1
# #
сое
t^t*
сч -
оо о
сч с
ОС
НЕ-
О(_
ОС
и, и
со
сч
*
ОСО
* г^
- сч
0 00
-1 СЧ
Г) О
-н
;о
>о
-1—
09Г2
09 Г2
09Г2С
+
+
CI
^
с
с
Lf
с
г
э
)
4
09Г2С
1
+
1
1
+
1
1
S
00
и
о
г
09Г2С
!
+
4-
^
а
Е-
L
/—
U
р
э
э
)
)
о
сч
2—612

Продолжение табл. 1.1
Сталь марки
1
16Г2АФ (при t=
-6...9 мм)
16Г2АФ (при / = 16...
40 мм)
10Г2С1
10Г2С16
10Г2С1
14Г2
14Г2
15ХСНД
15ХСНД
ГОСТ или ТУ
2
ТУ 14-3-567 — 76
ТУ 14-3-829 — 79
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19281—73*
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19281—73*
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19281—73*
Категория стали для групп конструкций по климатическим районам
строительства (расчетная температура tr CC)
первая
1Ци др.—
(t>—30);
II.—
(-30>i!>
>-40)
3
—
—
12
12
12
12а
12
12
(—40>f>
>—50)
4
—
+
13
13
13
—
13
13
t,-(-50>
>«>-65)
5
—
—
15
15
15
—
15
15
вторая
1Г5 и др.—
ft>-30);
1Г,-(—30><>
>—40)
6
+
—
6
6
6
6
6
1,:И,:1Г,-
(-40>«>
>—50)
7
+
+
13Ж
—
13Ж
13*
I,—<-50>f>
>-65)
8
+
—
15Ж
—
15Ж
15*

юхидп
юхндп
юхндп
юхндп
14Г2АФ
15Г2АФДпс
10ХСНД
16Г2АФ
18Г2АФпс
15Г2СФ6
12ГСМФ,
12ГН2МФАЮ
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19281—73*
ТУ 14-1-389 — 72
ТУ 14-1-1217 — 75
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19281—73*
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19282—73*
ТУ 14-1-1308 — 75
ТУ 14-1-1772 — 76
1111
12
12
12
12
12
12
—
—
13
13
13
13
13
13
—
—
15
15
15
15
15
15
—
6
6
+я
+д
6
6
6
toco
6
+д
—
6
6
13
со со
13
+
—
13
13
15
15
15
15

Сталь марки
1
18кп
18пс
18сп
18Гпс
18Гсп
ВСтЗкп2-1
ВСтЗпсб-1
ВСтЗпсб-2
ВСтЗпсб-1
ВСтЗсп5-2
ВСтЗГпс5-1
ВСтГпс5-2
ВСтЗкп
ВСтЗпс
ГОСТ или ТУ
2
ГОСТ 23570—79
ТУ 14-1-3023—80
ГОСТ 10705—80
Продолжение
табл. 1.1
Категория стали для групп конструкций по климатическим районам
строительства (расчетная температура tt °C)
третья
Н6и др.—
1Г,— (—30>
>«>—40)
9
е, и
2е' и
6
6
2й
2й при t —
=4,5...
10 мм
(-40><>-
>—50)
10
II 1 1 1
II II М 1
2й (при t <
< 4 мм)
2я при t <
< 5,5 мм
I,—(—50>/>
>—Ш>)
11
ММ!
II 1 М II
—
четвертая
11, и др.—
U>—3U)
1Г.-
(—30>/>
>—40)
12
+
2
2я (при
«10 мм)
2й при
«5,5 мм
12; ГГ2:
гг,—
>—50)
13
I
5
5
5
5
2й при
«4 мм
2й
(-50>
14
Т"
5
5
5
5
2й при
«4 мм
2й

I
J
1
Я
о
1
II
О.СС
£-1
со
1
СО
и
1
о
CQ
, ^
о
1
1
1
II ._
-EilS
76*
706
о
—*
Ь1
С о с
ас о
го го со
Е- Е- Е-
ОО О
шш м
ю ю |
см
1 1 1
1 1 +
1
1 1 +
Л Ч
и III
* ^-
т~1 1
С
637
00 ■*
со <-•
Н Н
О О
О О
ю
см сою о ,,
с о с гс "
а с о t- Я
со го со со Н
Н Н Н Н S-
ООООО
PQ PQ CO CO CQ
1 1 1
1 1 1
III
см сч
--11
СО СО СО СО
со со со со
о
00
1
5023
■4-
>>
н
— см
'З.'3.£'£'
CM CM CM OJ
О СП СП СП
оооо
1
1
1
CM CM SJ
сосо со
со со со
го со со
г— г— г—
1
ОО 00 00
см сч сч
СП СП СП
т—1 ,-н ~-
(_(_(_
ооо
ооо
09 Г2
09 Г2
09Г2С
+
со
о
о
ю
со
■4-
>>
н
о
см
t-
S
21

Продолжение табл. 11
ГОСТ 8731 - И*
ТУ 14-3-567^76
16Г2АФ
(ври t —6.-9 мм)
ГОСТ 19282-73*
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19281-73*
10Г2С1
10Г2С1а
10Г2С1
ГОСТ 19282-73*
ГОСТ 19281-73*
ГОСТ 19282-73*
ГОСТ 19281-73*
15ХСНД
15ХСНД

юхмдп
юхндп
юхндп
юхндп
14Г2АФ
15Г2АФДпс
10ХСНД
16Г2АФ
18Г2АФпс
15Г2СФ6
12ГСМФ,
12ГН2МФАЮ
ГОСТ 19282-73*
ГОСТ 19281—73*
ТУ 14-1-389 — 72
ТУ 14-1-1217 — 75
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19282—73*
19281—73*
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 19282—73*
ТУ 14-1-1308—75
ТУ 14-1-1772 — 76
б
6
15
15
6
6
6
—
—
б
6
6
6
7 или 12
7 или 12
7 или 12
—
—
—
7 или 12
7 или 12
9
9
9
—
—
—
со со
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
_
—
—
Обозначения: а —для опор высоковольтных линий и фасонных ферм; б — термически упрочненная сталь; в,
д — с учетом Требований по данной вязкости при температуре-—40°С и поле механического старения не менее
30 Дж/см2; г — для района П4 применять сталь толщиной не более 10 мм; е — кроме района П4; ж—при
строительстве в климатических районах Ii (при Толщине проката Не более 11 мм) и Ц, П2, Из допускается применять
сталь категории 12; и —кроме опор ВЛ и ОРУ; к — толщиной не более 10 мм (примеч. к табл. см. в табл. 50*
СНиП 11.23-81*); «-f-» означает, что категория стали и требования к ней в проекте не указываются, «—»
означает, что данную марку стали в указанном климатическом районе применять не следует; t — толщина проката, мм.

Таблица
конструкций
Марка стали
ВСтЗкп2
ВСтЗпсб,
ВСтЗспб,
ВСтЗкп2-1
ВСтЗпсб- 1
ВСтЗпсб-2
ВСтЗпсб-1
ВСтЗГпс5-1
ВСтЗсп5-2
ВСтЗГпс5-2
1.2. Нормативиые и
зданий и сооружений
ГОСТ или ТУ
ГОСТ 380 —71*
ГОСТ 380 — 71*
ТУ 14-1-3023—80
ТУ 14-1-3023 — 80
ТУ 14-1-3023 — 80
ТУ 14-1-3023 — 80
ТУ 14-1-3023 — 80
расчетные сопротивления
5
2
о
с
к
О
Лист
»
»
Фасон
»
Лист
»
Фасон
»
Лист
Фасон
»
»
Лист
Фасои
»
Лист
»
Фасон
»
Лист
»
Фасон
»
Лист
»
Фасон
»
Толщина
проката, мм
4-20
21—40
41 — 100
4—20
21—40
41 — 100
4—20
21—40
4—20
21—40
4—20
4—10
11—20
21—30
4-20
4—20
21 — 30
4—10
11—20
4-10
11—20
4—10
11—20
4—10
11—20
21—30
4—10
11—20
4—10
11-20
о е
о а
т
я 5 а»
£ с; су
ГС ч»
£ н «,
X cS
225/265
215/365
205/365
235/365
215/365
205/365
235/370
225/370
245/370
225/370
225/360
235/365
235/360
215/360
235/370
245/370
225/370
275/380
265/370
275/390
275/380
245/380
235/370
255/380
245/370
235/370
275/390
265/380
285/400
275/390
проката
Расчетное
сопротивление, МПа,
215/350
205/350
195/350
225/350
205/350
195/350
225/350
215/350
235/350
215/350
220/355
230/355
230/355
210/355
230/360
240/360
220/360
270/370
260/360
270/380
270/370
240/370
230/360
260/370
240/360
230/360
270/380
260/370
280/390
270/380
-24

X
n
ё
оо
по
-1 -1
ОО
по
I I
N3 (О
00 00
— to
О
(О
о
■<
с
м
о;
ю
со
g
■<
I
00
©ь
05 Я
п п
о ч
X
©ь
05 Я
п о
о ч
©
Вид проката
од*
I I !
СО <T>GO
to ю
о о
I I
coco
I I I
О 00 О CO
О О О (О
тттт
ю — ю —
о о о о
М М I
ю — го •—
о о о о
Толщина
проката, мм
и
3
со
(О
ел
MMIOQ
00 --J 00 О
ел ел ел ел
со со со со
ел --J **. а^
ел о ел ел
ел ел ji ел
8Ю(О —
о о о
со со со со со
ел ел ел ел ел
Со Со СО Со
оо *. со ju
ел ел ел ел
(О ^J СО СО СО
сл сл ел ел ел
Нормативное
сопротивление.
Go Go Go
о о о
СЛ О5 С55
О СП СП
СО
3
4^
СО
О
СО
8
со юсо *.
о оо о
со со со со
*£•■ СЬ СО СЛ
сп оел ел
4^ ел .**. ел
СО О00 О
о ел о о
GO GO GO CO CO
4^ Х- 4^ ф. -
ел О5 оо о
о о о о
ЙЙЙЙ
) СО СО СО
> о о о
> ел о ел
Расчетное
сопротивление, МПа,
Ry'Ru
L,

toco
ООСЛ
5
ел
2
о
о
со
Оо
СО 4^
^ со
о|
"сп ел
^л со
о о
о
X!
о
J
ел о
со со со
§§§
ел ел ел
со — со
оо о
со со со
СП СЛ СП
ел сд ел
ооо> оо
ОСЛО
—1
ю
>
е
о
п
н
СО
ю
00
2
о
1
ел
ел
о
|
о
И* И* »t~ ^-^ **■
Mill
со«О*- "- со
со ^aco
•(^ СО 4^
ел о» ел
СО N3CO
СО ОЭСО
О ОО
g
Вид проката
Толщина
проката, мм
Нормативное
сопротивление,
МПа, R,,_/R.._
Расчетное
сопротивление, МПа,

г
длительных устройств (ОРУ) подстанций; элементы опор ашен-
иых сооружений и другие растянутые, растянуто-изгибаемые н
изгибаемые элементы), а также конструкции и их элементы первой
группы при отсутствии сварных соединений;
в третью группу — сварные конструкции либо их элементы,
работающие при статической нагрузке и подверженные сжатию или
сжатию с изгибом (колонны; стойки; опорные плиты; конструкции,
поддерживающие технологическое оборудование; элементы стволов
в башеи антенных сооружений; колонны бетоиовозиых эстакад,
прогоны покрытий и т. п.), а также конструкции и их элементы второй
группы при отсутствии сварных соединений;
в четвертую группу включены вспомогательные конструкции
зданий и сооружений (связи; элементы фахверка; лестницы; трапы;
площадки и ограждения; металлические конструкции кабельных
каналов; второстепенные элементы антенных сооружений и т.п.),
а также конструкции и их элементы третьей группы, не имеющие
сварных соединений.
Таким образом конструкции, выполненные иа заклепочных или
болтовых соединениях, относятся на группу ниже соотиетстиенно
сварным: первая группа соответствует второй, вторая—третьей
в третья — четвертой.
Температурные воздействия, ограничивающие выбор марки
стали, установлены для всех групп конструкций в следующих
интервалах (t, °C);
для климатических районов П5 и др. — /»30° и районов 114—
—30°>t>—40°;
для климатических районов Ь, 1Ь и Пз 40°>/>—50°;
для климатического района Ii 50°>О65°.
Для конструкций, работающих в тяжелых условиях и при
весьма низких температурах, следует применять более качественную
сталь, обладающую повышенным сопротивлением усталостному
в хрупкому разрушению. Этому требованию полностью
удовлетворяют низколегированные стали с пределом текучести 290—450 МПа.
Высокопрочные стали с пределом текучести о,,>450 МПа не
рекомендуются для конструкции, эксплуатируемых на открытом воздухе
при расчетной температуре ниже —40 °С. Для сравнительно слабо-
иагруженных элементов конструкций массового применения (балок,
ферм, колонн и др.) при расчетной температуре до —40 °С
целесообразно применять полуспокойную и спокойную стали марок В18Гпс5,
ВСтЗпсб, ВСтЗГпсб и другие, а для вспомогательных конструкции
четвертой группы — более дешевые малоуглеродистые стали,
включая кипящие (например ВСтЗкп 18кп, ВСтЗпс и др.).
При соответствующем технико-экономическом обосновании
стали марок, рекомендуемые для конструкций первой группы,
допускается применять во всех последующих группах при тех же диапазонах
расчетных температур, стали конструкций второй группы — для всех
последующих групп. В пределах одной группы стали марок,
применяемые при низких расчетных температурах, при соответствующем
обосновании могут быть использованы при более высоких расчетных
температурах.
Условия поставки стали следует оговаривать на рабочих (КМ)
и деталировочных (КМД) чертежах стальных конструкций и в
документации по заказу.
27

§ 2. МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА СТАЛИ
При определении механических свойств образцы стали
испытывают на растяжение и изгиб, а также на ударную вязкость. В
расчетах конструкций используют данные сопротивления стали при
растяжении по ГОСТу: временное сопротивление разрыву ов> предел
текучести о"т, относительное удлинение е, %. Для стали
малоуглеродистой и повышенной прочности по пределу текучести от
устанавливают нормативное сопротивление Ryn стали при растяжении,
сжатии н изгибе, т. е. Луп=о"т-
Для стали высокой прочности, у которой при испытании
площадка текучести незначительна илн вовсе отсутствует,
нормативное сопротивление принимают равным временному сопротивлению
разрыву, т.е. /?ип=сгв. В стали, где допустимо развитие больших
пластических деформаций, нормативное сопротивление также
устанавливают по временному сопротивлению разрыву или R,,n = on.
График работы некоторых марок сталей при растяжении см. па рис.
1.1.
Расчетные сопротивления стали (Ry или Ru) равны нормативным
(Ryn\ Run), делениым на коэффициент надежиости по материалу ут,
который равен 1,025—1,15. Нормативные и расчетные сопротивления
прокатной стали приведены в табл. 1.2. Значения расчетных
сопротивлений сдвигу и смятию вычисляют по формулам B.4) и B.5).
6. МП а
Рис. 1.1. Диаграмма
с—г растяжения
стали и алюминиевых
сплавов
/ — высокопрочная
сталь; 2 — то же,
марки 09Г2С; 3 —
сталь марки ВСтЗ;
4 — алюминиевый
сплав марки АМгб;
5 —то же АВТ1; б —
то же, сплав Д16Т
О 6 12
£,%
28
j

Таблица 1.3. Расчетные сопротивления проката смятию торцевой
■оверхности, местному сжатию в цилиндрических шарнирах
■ диаметральному сжатию катков
Временное
сопротивление проката
R „, МПа
345
355
365
370
380
390
430
440
450
460
470
480
490
500
510
520
530
540
570
590
685
Расчетные сопротивления, МПг
смятию
торцевой
поверхности (при
наличии пригонки) Rp
314
323
332
336
346
355
391
400
409
418
427
436
445
455
464
473
473
482
504
522
596
местному в
цилиндрических
шарнирах
(цапфах при плотном
Касании R )
157
162
166
168
173
178
196
200
205
209
214
218
223
228
232
237
237
241
252
261
298
, при Vm =1,1
диаметральному
сжатию катков (при
свободном касании в
Конструкциях с
ограниченной
подвижностью) Rcd
8
8
8
8
9
<}
10
10
to
10
tl
11
It
11
12
12
12
12
13
13
15
Таблица 1.4. Расчетные сопротивления отливок из углеродистой
стали
Напряженное состояние
Растяжение, сжатие и изгиб Ru
Сдвиг Rs
Смятие торцевой поверхности (при
наличии пригонки) Rp
Расчетные сопротивления,
отливок из углеродистой
марок
15Л
150
90
230
25Л
180
ПО
270
35Л
210
130
320
МПа,
стали
45Л
250
150
370
29

Напряженное состояние
Смятие местное в цилиндрических
шарнирах (цапфах) при плотном
касании Rip
Диаметральное сжатие катков при
свободном касании (в конструкциях
с ограниченной подвижностью) Rc*
■
Продолжение табл. 1.4
Расчетные сопротивления,
отливок из углеродистой
марок
15Л
ПО
6
25Л
130
7
а5Л
160
8
МПа.
стали
45Л
180
10
Таблица 1.5. Расчетные сопротивления отливок из серого чугуна
Напряженнее состояние
Растяжение центральное и при
изгибе Ri
Сжатие центральное и прн изгибе Rc
Сдвнг Rs
Смятие торцевой поверхности (прн
наличии пригонки) Rp
Расчетные сопротивления,
отливок из серого чугуна
СЧ5
55
160
40
240
СЧ20
65
200
50
300
СЧ25
86
230
65
340
МПа,
марок
СЧЗО
100
250
75
370
Расчетные сопротивления проката смятию прн "у«=1Д даны в табл.
1.3, а литья — в табл. 1.4 и 1.5.
§ 3. СОРТАМЕНТ ПРОКАТНОЙ СТАЛИ
Металлургнческаи промышленность выпускает следующие
изделия: двутавры (ГОСТ 8239—72*), широкополочные двутавры с
параллельными гранями полок (ГОСТ 26020—83), швеллеры (ГОСТ
8240—72*), швеллеры равпополочпые (ГОСТ 8278—83), уголковые
профили равнополочные (ГОСТ 8509—86*) и неравпополочпые (ГОСТ
8510—86)*, толстолистовую (ГОСТ 19903—74*) и широкополосную
универсальную стали (ГОСТ 82—70*), стали круглого и
квадратного сечения, рифленую листовую сталь, трубы, рельсы н т. д. (рис. 1.2).
Основные профили сортамента и их геометрические характеристики
приведены в прил. VII.
30

г
В целях унификации разработан сокращенный сортамент1
металлопроката н марок стали, при применении которых ну заводах
металлоконструкций достигается повышение производительное гн
труда, сокращаются сроки изготовления конструкций, уменьшаются
потери металла, обеспечивается блочный монтаж (см. прил. VIII).
В конструкциях профили сортамента применяют в различных
сочетаниях (рис. 1.3), При этом следует иметь в виду экономичный расход
металла.
Уголковые рабочие стержни проектируют обычно из двух илн
четырех уголков (рис. 1.3, а). Стержни соединительной решетки
стоек н колонн, а также легкие фермы решают из одиночных уголков.
При выборе чипа уголков следует помнить, что наиболее
экономичны уголки с меньшей толщиной полок — они лучше работают на
продольный изгиб.
В рабочих стержнях несущих конструкций в качестве
минимальных профилей рекомендуются уголки 50X5 и 63x40x5 мм. Уголки
прокатывают длиной 4—13 м. Прн необходимости иметь большую
длину уголки соединяют стыковыми накладками.
Швеллеры и двутавры применяют н качестве балок и прогонов,
а в составных элементах — для возведения колонн, стоек, рам и
других стержневых конструкций (см. рпс. 1.3,6,6). Номер профиля
швеллеров и двутавров обозначают их высоту, см, длину обычно
принимают 6, 9 и 12 мм (по согласованию с
заводами-изготовителями длина профилей может быть принята до 18 м).
Балки двутавровые широкополочные по ГОСТ 26020—83 или
ТУ 14-2-24—72, выпускаемые высотой 200—1000 мм с
параллельными гранями полок (рис. 1.4, а,6), используют как для балок, так
и для колоин. Отношение ширины полок к высоте b/h в балочных
профилях принято 1/1,65—1/2,5, а в колонных профилях—около 1/1.
Кроме прокатных широкополочных двутавров подобные профили
изготовляют также сварными по МРТУ 7-4—66 (рис. 1.4, в). Длина
двутавров до 12 м. Широкополочные двутавры в сочетании с
решеткой из уголковых или гнутых сварных профилен применяют также
для поясов стропильных ферм промышленных зданий.
Для легких балочных конструкций рекомендуются тонкостенные
двутавровые балки по ТУ 14-2-205—76 и швеллеры тонкостенные по
ТУ 14-2-204—76, у которых толщина стенок принята A/60)—A/70) К
благодаря чему масса балок снижена на 14—19 % по сравнению
с обычными двутаврами илн швеллерами.
Гнутые профили изготовляют по ГОСТ 36—2287—80, ГОСТ
8278—83 и других из листовой или полосовой стали толщиной 2—
16 мм холодным гнутьем на специальных машинах. Наиболее
употреблены гнутые профили — уголки и швеллеры, но можно получить
срофили и других форм (рис. 1.5). При применении в легких
конструкциях гнутых профилей взамен подобных прокатных можно
получить экономию металла до 10 %.
Замкнутые гнутые сварные квадратные профили изготовляют по
TV 36-2287—80 размером 80X80—180X180 мм через 20 мм при
толщине стенки 3, 4, 5, 7 и 8 мм (табл. 3 прил. 11), а замкнутые
сварные прямоугольные профили размером 120X80X3 — 200Х
X 160x8 мм (табл. 4 приложения II). Гнутые С-образные профили
L
1 Разработан институтами ЦНИИпроектконструкция им. Мель-
юва и ВНИКТИстальконструкция.
31

Рис. 1.2. Типы
стальных прокатных
профилей
а — уголки равиопо-
лочные; б — то же,
неравнополочные; в—
двутавры; г —тавры;
д—швеллеры;
е—трубы; ж — сталь
круглого сечения; s —
квадратная сталь;
и — листовая сталь;
/ — обушок; 2 —
полка; 3 — перо; 4 —
стенка
№ fi±"
b-h-1:1,65
Ркс. 1.3. Составные сечения из прокатных Рис. 1.4. Широконолоч-
лрофилей ные двутавры
а — из уголков; б — из швеллеров; в — нз дву- а, б — прокатные; в —
тавров сварные
32

_ \y
Ъ=55 160
Рис. 1.5. Типы стальных гнутых профилей
по ГОСТ 8282—83 рекомендуются двух профилей размерами
400X160X50X3 и.400X160X60X4 (табл. гтрил. II).
Трубы стальные бесшовные (ГОСТ 8732—78*) изготовляют
диаметром 45—550 мм при толщине стенки 3,5—7,5 мм, а трубы
электросварные (ГОСТ 10704—76* и ГОСТ 10705—80*) — диаметром 8—
1620 мм при толщине стенки 1—16 мм. Трубчатый профиль
благодаря симметричности сечения и большой жесткости весьма эффективен
для сжатых стержней. Широкое применение стальных труб взамен
фасонного проката в решетчатых конструкциях (башнях, мачтах,
фермах, арках и др.) дает экономию стали до 25 %•
Кроме указанных массовых видов профилей в строительных
конструкциях применяют и другие профили: сталь квадратную
(ГОСТ 2591—71*) со стороной 5—100 мм; сталь круглую (ГОСТ
2590—71*) диаметром 5—250 мм; сталь полосовую (ГОСТ 82—70*)
толщиной 4—60 и шириной 12—200 мм; сталь листовую рифленую
(ГОСТ 8568—77*) и сталь просечно-вытяжную (ГОСТ 8706—78*)
для настилов и лестниц; сталь рулонную, различные профили для
оконных переплетов и фонарей, стальные канаты типа ТК,
спиральные и двойной свивки для висячих, вантовых и
предварительно-напряженных конструкций.
§ 4. АЛЮМИНИЕВЫЕ СПЛАВЫ
Алюминий в чистом виде для изготовления конструкций не
применяют ввиду его низкой прочности и большой пластичности.
Плотность алюминия 2,64—2,8 т/м3, модуль упругости Е = 71000 МПа,
что почти в 3 раза меньше, чем у стали. Алюминий упрочняют
легированием (сплавлением с другими металлами), нагартовкой
(вытяжкой), термической обработкой и естественным или искусственным
3—612
33

старением. В зависимости от состояния алюминия различают сплавы:
отожженный, мягкий (М); полунагартоваиный (П), нагартованный
(Н), закаленный и естествеино состаренный при комнатной
температуре в течение 2—6 сут (Т), закалеинын и искусственно состаренный
при повышенной температуре в течение нескольких часов (Т1).
В строительстве применяют следующие сплавы: марок АМг
(алюминий-магний), хорошо свариваемые и весьма коррозиеустой-
чнвые; АМц (алюминий-марганеп); дюралюмины Д, составленные
из алюминия, меди, магния и марганца; авиалы АВ, включающие
алюминий, кремний и магний, и сплав АД этой же группы;
высокопрочные сплавы В, состоящие из алюминия, цинка, меди и марганца.
Согласно СНиП 2.03.06—85 основным материалом для
алюминиевых конструкций является деформируемый алюминий (табл. 1.6):
Таблица 1.6. Виды алюминия, применяемого для строительных
конструкций
Термически неупрочияемый
Марка
и состояние
АД1М
АМцМ
АМг2М
АМг2Н2
—
—
—
—
ГОСТ
ГОСТ 21631—76
ГОСТ 13726 — 78
ГОСТ 21631 — 76
ГОСТ 13726 — 78
ГОСТ 21631—76
ГОСТ 13726 — 78
ГОСТ 18475 — 82
ГОСТ 21631 —76
ГОСТ 13726 — 78
—
Термически упрочняемый
Марка
и состояние
АД21Т
АД31Т1
АД31Т4
АД31Т5
1915
1915Т
1925
1935Т
ГОСТ, ТУ
ГОСТ 8617 —81
ГОСТ 18482 — 79
ГОСТ 22233 — 83
ГОСТ 8617 — 81
ГОСТ 22233 — 83
ГОСТ 86-17 — 81
ГОСТ 22233 - 83
ГОСТ 8617 — 81
ГОСТ 22233 — 83
ГОСТ 8617 —81
ГОСТ 18482 — 79
ГОСТ 22233 — 83
ГОСТ 8617 —81
ГОСТ 18482 — 79
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617 — 81
ГОСТ 18482 — 79
ГОСТ 22233 — 83
ТУ 1-9-346 — 77
Примечание. Допускается применять алюминий других
марок и состояний при технико-экономическом обосновании и после
проверки его в опытных конструкциях,
34
i

Рис. 1.6. Типы
алюминиевых профилей
а — уголки,
двутавры, швеллеры; б —
профили с бульбами
in концлх полок; в—
трубчатые сечения
L
термически неупрочняемый марок АД1М, АМцМ, АМг2М, АМг2Н2;
термически упрочняемый марок АД31Т, АД31Т1, АД31Т4, АД31Т5,
1925, 1915Т, 1915, 1935Т.
Алюминий других марок и состояний допускается применять
при техиико-экономическом обосновании и после проверки их в
опытных конструкциях (д. 2.2 СНиП 2.03.06—85). Назначение марок
алюминия в зависимости от вида конструкций производят согласно
табл. 1 прил. III, а их физические характеристики по табл. 2—4
прнл. III.
Алюминиевые сплавы, как и чистый алюминий, не имеют
площадки текучести (см. рис. 1,1, кривые 4, 5, 6). Предел текучести
сплавов устанавливают по условному пределу текучести,
соответствующему относительному остаточному удлинению е=0,2%.
Расчетные сопротивления R алюминиевых сплавов приведены в табл. 1.7.
Конструкции из алюминиевых сплавов благодаря малой массе,
высокой корро.шестойкости, хладостойкое™, аитимапштности,
долговечности, хорошему внешнему виду и другим факторам находят
применение во многих областях строительства при возведении
легких пространственных стержневых систем (арок, куполов, ферм,
стоек, мачт и башеи, складов и Др.), в листовых конструкциях
(резервуарах); в копструкциях, сочетающих ограждающие и несущие
функции (панели перекрытий и стеи, листовые перекрытия больших
пролетов и др.); в сборно-разборных конструкциях; для изготовления
переплетов и отделки зданий и сооружений. Алюминиевые
конструкции рекомендуются также для применения в труднодоступных,
сейсмических и северных районах нашей страны.
Профили из алюминиевых сплавов, получаемые прокаткой,
прессованием или гнутьем, могут быть разнообразных конфигурации;
уголки, швеллеры, тавры и двутавры, зеты, трубы, листы, ленты,
плиты и т. д. (рис. 1.6, а). Алюминиевые профили ввиду меньшего
модуля упругости, чем для стали, обладают и более низкой устой-
3* 35

g> T а б л и ц а 1.7. Расчетное сопротивление R, МПа
Напряженное состояние
Растяжение, сжатие и изгиб R
Сдвиг RB
Смятие торцевой поверхности
(при наличии пригонки) Rv
Смятие местное при плотном
касании Riv
Растяжение в направлении толщины
прессованных полуфабрикатов Rth
Термически неупрочняемый алюминий марок
АДШ
25
15
40
20
25
АМцМ
40
25
65
30
40
АМг2М
70
40
ПО
50
70
АМг2Н2
листы
125
75
200
90
125
ЛРИТЫ
145
90
230
110
Литейный
алюминий
марки АЛ8
135
80
215
105
Термически упрочняемый алюминий марок
Растяжение, сжатие и изгиб R
Сдвиг R,
Смятие торцевой поверхности (при
наличии пригонки) Rv
Смятие местное при плотном
касании Riv
Растяжение в направлении толщины
прессованных полуфабрикатов Rth
АД31Т;
АД31Т4
55
35
90
40
55
АД31Т5
100
60
160
75
100
АД31Т!
120
75
190
90
120
1935Т
14U
ОС
оО
£.£&
\№\
\.\)О
50
1925; 1915
175
105
280
130
50
1915Т
195
120
310
145
50

чивостью. Для повышения устойчивости стержней профили
изготовляют с бульбами на концах полок (рис 1.6,6).
Для изготовления заклепок и болтов применяют алюминий
следующих марок:
Для заклепок: АД1Н; АМг2Н;
АМгбпМ; АВТ
Для болтов: АМгбп; АВТ1 . .
ГОСТ 10299—80
ГОСТ 14838—73,
ГОСТ 21488—76
При применении алюминиевых конструкций в помещениях с экс-
плуатационой температурой воздуха выше 50 °С E1—100°С)
расчетные сопротивления сплавов при расчете сечений умножают на
понижающие коэффициенты yt, равные 0,85—0,9. Повышенная дефор-
мативность сплавов при расчете элементов и соединений несущих
конструкций учитывается введением коэффициентов условий работы
Yc=0,6...0,9 (табл. 1.8).
Таблица 1.8. Коэффициенты условий работы \с элементов
алюминиевых конструкций
N.
п. п.
Элементы конструкций
Корпуса и днища резервуаров
Колонны гражданских зданий и опор водонапорных
башегг
Сжатые элементы решетки плоских ферм при
гибкости:
0,8
0,9
0,9
0,75
0,75
0,6
0,6
?.>50
Сжатые раскосы пространственных решетчатых
конструкций из одиночных уголков, прикрепляемых к
поясам одной полкой:
с помощью сварных швов или двух и более закле^
пок или болтов, поставленных вдоль уголка
с помощью одной заклепки или болта
Сжатые элементы из одиночных уголков,
прикрепляемых одной полкой (для неравнополочиых уголков
только узкой полкой), за исключением элементов
конструкций, указанных в п. 4 настоящей таблицы,
и плоских ферм из одиночных уголков
Примечания: 1. Коэффициенты условий работы,
приведенные в пп. 3 п 5, одновременно не учитывают. 2. Коэффициенты
условий работы, приведенные в пп. 3 и 4, не распространяются на
крепления соответствующих элементов конструкций в узлах. 3. Для
сжатых раскосов пространственных решетчатых конструкций из
одиночных уголков при треугольной решетке с распорками коэффициент
условий работы не учитывается.
i
Формулы для вычисления расчетных сопротивлений алюминия
следующие:
37

Расчетное
сопротивление
растяжение, сжатие и изгиб R , . R
сдвиг Rs #s = 0,6/?
смятие торцевой поверхности (при
наличии пригонки) Rp /?р=1,6/?
смятие местное при плотном касании Rip =0,75 R
При этом расчетное сопротивление алюминия R следует
принимать равным меньшему из значений расчетного сопротивления
алюминия растяжению, сжатию, изгрбу по условному пределу текучести
Ru и расчетного сопротивления алюминия растяжению, сжатию,
изгибу по временному сопротивлению Ru. Причем:
Ry = Ryn/Ут;
Ru — Runl^m Yui
где Ryn — условный предел текучести алюминия, принимаемый
равным значению условного предела текучести ао,2 по государственным
стандартам и техническим условиям иа алюминий;
Лип — временное сопротивление алюминия разрыву,
принимаемое равным минимальному значению <тв по государственным
стандартам и техническим условиям иа алюминий; ут =• 1,1; ук ** 1,45.
Глава 2. РАСЧЕТ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
§ 1. ГРУППЫ РАСЧЕТНЫХ ПРЕДЕЛЬНЫХ СОСТОЯНИЙ
Под предельными состояниями подразумевают такие состояния,
при достижении которых конструкции или соединения пе
удовлетворяют требованиям, предъявляемым к ним в процессе эксплуатации
или возведения. Предельные состояния разделяются на две группы:
по потере несущей способности илн непригодности к
эксплуатации (ввиду потери устойчивости, прочности; вязкого, хрупкого,
усталостного или иного характера разрушений; резонансных явлений;
возникновения текучести материала, ползучести нли чрезмерного
раскрытия трешии);
по непригодности к нормальной эксплуатации, вследствие
появления недопустимых перемещений (прогибов, осадок, углов
поворота), колебаний, трещин и г. д.
Расчет строительных конструкций состоит в определении в них
усилий от действующих нагрузок и назначении необходимых
размеров поперечных сечений элементов, соединительных деталей и
стыковых соединений, которые обеспечивают удовлетворение расчетным
условиям указанных двух групп предельных состояний.
При расчете по первой группе предельных состояний должно
удовлетворяться условие
N<<t> = f(R,S), B.1)
38

где ЛГ=ЛГпу/'фс — расчетная нагрузка, определяемая суммированием
при наиболее неблагоприятном сочетании нормативных нагрузок
Л", умноженных на соответствующие коэффициенты надежности по
нагрузке Yf> а при учете нескольких временных нагрузок учитывают
также коэффициент сочетаний фо<1; <$>=f(R,S) —фактическая
(минимально возможная), расчетная несущая способность элемента,
характеризуемая расчетным сопротивлением материала R н
геометрическими размерами сечения S.
Расчетное сопротивление металла, вводимое в расчетные
формулы, получают делением нормативного сопротивления на
коэффициент надежности по материалу ут, а в некоторых случаях
учитывают также коэффициент условии работы конструкций ус и
коэффициент надежности по назначению уп, принимаемый согласно
нормативов в зависимости от степени ответственности зданий и сооружений.
Расчетные сопротивления проката и труб для различных видов
напряженных состояний определяют по следующим формулам:
при растяжении, сжатии и изгибе (по пределу текучести)
Ry = Ryn/fml B.2)
то же, по временному сопротивлению
'\и — Кип' Ynx* \^ • ^1
B.4)
)
B.5)
при местном смятии в цилиндрических шарнирах прн плотном
касании
Rip = 0,5Rlln/ym; B.6)
при диаметральном со свободным касанием сжатии катков
(в конструкциях с ограниченной подвижностью)
О _ __ А ЛОКО /•** • /О 7\
при растяжении в направлении толщины проката
Rth = d,5Ryn/fm- B.8)
где ут — коэффициент надежности по материалу, принимаемый по
табл. 2.1.
Таблица 2.1. Коэффициенты ут надежности по материалу
стальных конструкций
при сдвиге
при смятии торцевой поверхности (при наличии пригонки)
ГОСТ или ТУ на сталь
ГОСТ 23570 — 79
ТУ 14-1-3023 — 80
Марка стали
18кп; 18пс; 18сп;
18Гпс; 18Гсп
ВСтЗкп2-1; ВСтЗпсб-1;
ВСтЗпсб-2; ВСтЗсп5-1;
ВСтЗсп5-2; ВСтЗГпс5-1;
ВСтЗГпс5-2; 09Г2гр1 н 2;
09Г2Сгр1 н 2
Вид
проката
Лист,
фасон
То же
1,025
1,025
39

Продолжение табл. 2.1
ГОСТ или ТУ на сталь
ГОСТ 380 — 71*
ГОСТ 10705 — 80
ГОСТ 10706 — 76*
ГОСТ 14637—79
ГОСТ 19281—73* и
ГОСТ 19282—73*. с
пределом текучести
до 380 МПа
«39 кгс/мм2)
ТУ 14-3-500 — 76
ТУ 14-1-389 — 72
ТУ 14-1-1217 — 75
ГОСТ 19281—73* и
ГОСТ 19282—73*, с
пределом текучести
свыше 380 МПа
(>39 кгс/мм2)
ГОСТ 8731—74*
ТУ 14-3-829 — 79
ТУ 14-3-567 — 76
ТУ 14-1-1308—75
ТУ 14-1-1772 — 76
Марка стали
ВСтЗкп2, ВСтЗгтсб,
ВСтЗспб, ВСтЗГпс5,
ВСтЗгтс, ВСтЗсп,
ВСтЗГпс
ВСтЗкп, ВСтЗгтс, ВСтЗсп
ВСтЗкгт, ВСтЗпс4,
ВСтЗсп4
ВСтТгтс
09Г2С, 10Г2С1, 14Г2,
15ХСНД, 10ХНДП, 09Г2,
14Г2АФ (при а„=390
МПа)
09Г2С
10ХНДП
10ХНДП
15Г2АФДгтс, 10Г2С1 —
термоугтрочнениая,
10ХСНД, 16Г2АФ,
18Г2АФпс, 15Г2СФ —
термоуплотненная
20
16Г2АФ
16Г2АФ
12Г2СМФ
12ГН2МФАЮ
Вид
проката
Лист,
фасон
Труба
»
Лист
Лист,
фасон
Труба
Фасон
Лист
Лист,
фасон
Труба
»
»
Лист
»
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,1
1,1
1,1
1,1
1,15
1,15
С учетом коэффициентов ус и уп, например, значение Ry может
быть вычислено по формуле
B.9)
40

Таблица 2.2. Коэффициенты условий работы \с элементов
стальных конструкций
п. п.
Элементы конструкций
5
6
Сплошные балки и сжатые элементы ферм
перекрытий под залами театров, клубов, кинотеатров, под
трибунами, под помещениями магазинов,
книгохранилищ и архивов и т. п. при весе перекрытий, равном
или большем временной нагрузки
Колонны общественных зданий и опор водонапорных
башен
Сжатые основные элементы (кроме опорных)
решетки составного таврового сечения из уголков сварных
ферм покрытий н перекрытий (например,
стропильных и аналогичных им ферм) при гибкости Я.^60
Сплошные балки при расчетах на общую
устойчивость
Затяжки, тяги, оттяжки, подвески, выполненные из
Прокатной стали
Элементы стержневых конструкций покрытий и
перекрытий:
а) сжатые (За исключением замкнутых трубчатых
сечений) при расчетах на устойчивость
б) растянутые в сварных конструкциях
в) растянутые, сжатые, а также стыковые
накладки в болтовых конструкциях (кроме
конструкций на высокопрочных болтах) из стали с
пределом текучести до 440 МПа D500 кгс/см2),
несущих статическую нагрузку, при расчетах на
прочность
Сплошные составные балки, колонны, а также
стыковые накладки из стали с пределом текучести до
440 МПа D500 кгс/см2), несущие статическую иа-
грузку и выполненные на болтовых соединениях
(кроме стыков на высокопрочных болтах), при
расчетах на прочность
Сечения прокатных и сварных элементов, а также
накладок из стали с пределом текучести до 440 МПа
(в местах стыков, выполненных на болтах (кроме
высокопрочных), несущих статическую нагрузку, при
расчетах на прочность:
а) сплошных балок и колонн
б) стержневых конструкций покрытий и
перекрытий
0,9
0,95
0,8
0,95
0,9
0,95
0,95
1,05
1,1
1,1
1,05
41

Продолжение табл. 2.2
п. п.
Элементы конструкций
Сжатые элементы решетки пространственных
решетчатых конструкций из одиночных равнополочных
уголков или неравнополочных, прикрепляемых
большей полкой:
а) прикрепляемые к поясам одной полкой
сварными швами, либо двумя болтами и более,
расположенными вдоль уголка:
раскосы (рис. 9, а) и распорки с совместными 0,9
в смежных гранях узлами (рис, 9, а, б, в по
СНиП П-23-81*)
раскосы с несовмещенными в смежных гранях 0,8
узлами, рис. 9, в, г, д
б) прикрепляемые непосредственно к поясам одной 0,75
полкой, одним болтом (кроме указанных в п. 9,
в данной таблице), а также прикрепляемые
через фасонку независимо от вида соединения
в) при сложной перекрестной решетке с однобол- 0,7
товыми соединениями по рис. 9, е СНиП П-23-
81*
10 Сжатые элементы из одиночных уголков, прикрепля- 0,75
емые одной полкой (для неравнополочных уголков
только меньшей полкой), за исключением элементов
пространственных конструкций, указанных в п. 9, и
плоских ферм из одиночных уголков
Примечания: 1. Коэффициенты Yc< 1 при расчете
одновременно не учитываются. 2. Коэффициенты ус, приведенные
соответственно в пп. 1 и 6, в; 1 и 7; 1 и 8; 2 и 7; 2 и 8, а; 3 и 6, в; 6, б и 8, б,
при расчетах следует учитывать одновременно. 3. Коэффициенты yc,
приведенные в пп. 3; 4; 6, а, в; 7; 8; 9 и 10, а также в пп. 5 и 6, б
(кроме стыковых сварных соединений), при расчете соединений
рассматриваемых элементов учитывать не следует. 4. В случае, ие
оговоренных этой таблицей, в формулах принимают у<= = 1-
где Ym= 1,025...1,15 — прн определении нормативного сопротивления
стали по пределу текучести или по временному сопротивлению стали
на разрыв.
Коэффициент Y" учитывает в необходимых случаях степень
ответственности сооружений; для металлических конструкций зданий
п сооружений 1-го класса уп = \, 2-го класса —0,95, 3-го — 0,85—0,9.
Вводя коэффициент условий работы yc<U учитывают режим
работы конструкций, длительно действующие (постоянные) нагрузки
по отношению к временным, гибкость сжатых элементов решетки
ферм и другие факторы, отрицательно влияющие на работу
конструкций (табл. 2.2). Например, для растянутых элементов
неравенство B.1) 1-й группы предельных состояний можно записать в
следующем виде:
N <RyAn или N/An < Ry,
B.10)
42
,

Таблица 2.3. Предельные относительные прогибы
вгибаемых элементов металлических конструкций
Элементы конструкций
1
Балки и фермы крановых путей под
ГОЯММ'
легкого режима работы (ручные
краны, тельферы, тали)
при электрических кранах
режима работы среднего
то же, тяжелого
Балки рабочих площадок
производственных зданий:
при отсутствии рельсовых путей:
главные
прочие
при наличии путей:
узкоколейных
ширококолейных
Балки междуэтажных перекрытий:
главные
прочие
Балки и фермы покрытий н
чердачных перекрытий:
несущие подвесное и
технологическое оборудование
не несущие подвесно ■ оборудование
обрешетки, профилированный
настил
прогоны
Элементы фахверка:
ригели, стойки
прогоны остекления (в
вертикальной и горизонтальной плоскостях)
Покрытия, в том числе большепролет-
■ые без подвесного транспорта
Стеновые панелн:
остекленные
иеостеклеиные
-• роЕельные панели и подвесные потолки
'та*/лоли
П/яо1
пролета / [1/л„],
для конструкций
стальных
2
1/400
1/500
1/600
1/400
1/250
1/400
1/600
1/100
1/250
1/400
1/250
1/150
1/200
1/300
1/200
—
—
—
—
алюминиевых
3
_
—
—
_
—
—
—
1/400
1/250*
1/150
1/200
1/300A/200)
1/200
1/300A/250)
1/200
1/125A/100)
1/150A/125)
* Для главных балок.
Примечания: 1. Прогибы определяют от нормативной
нагрузки без учета коэффициента динамичности и ослабления сечений
отверстиями для заклепок н болтов. 2. Прогибы, данные в скобках,
допускаются при соответствующем обосновании (опытное
строительство, придание строительного подъема и др.). 3. При наличии
штукатурки прогиб балок перекрытий только от временной нагрузки не
должен превышать 1/350 пролета. 4. Для консолей пролет / равен
удвоенному вылету консоли,
43

а в развернутом виде
При расчете конструкций на выносливость (воздействие
динамических, знакопеременных нагрузок) раснетные сопротивления
основного металла и соединений Rv умножают на коэффициент yv<l
согласно п. 9.2 СНиПа; в этом случае amax<aRvyv, где а
—коэффициент, учитывающий количество циклов нагружений.
При расчете по второй группе предельных состояний (в
большинстве случаев по прогибам) должно соблюдаться условие
///<[1/п0Ь B-12)
т. е. относительный прогиб ///, подсчитанный при действии
нормативных нагрузок, не должен превышать установленный нормами
предельный прогиб fl/rto] Для данного вида конструкции (табл. 2.3)
При учете коэффициента надежности уп предельный прогиб делят
на этот коэффициент, т. е. условие B.12) принимает вид
/// < A/Vn) [l/«ol- B.13)
При расчете по деформациям условие B.13) можно записать
так:
S<(l/Yn)[Sma.rb B-Й)
где 6—деформации от воздействия внешних нормативных
нагрузок; \8max] — предельные деформации, установленные СНиПом для
рассматриваемого вида конструкций.
Прогиб, например равномерно нагруженных разрезных балок,
определяют по формуле
f<=MnP/l0EJ, B.15)
и тогда условие проверки жесткости разрезных балок (И ферм)
можно записать в виде
/// = Мп IIXQEJ < [ 1 /л0].
§ 2. ОСНОВНЫЕ ФОРМУЛЫ ДЛЯ РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Для расчета элементов металлических конструкций по первой
группе предельных состояний применяют следующие формулы:
иа прочность при центральном растяжении или сжатии
NIAn<Ryyc.
откуда
Ап = N/Ry Yc B.I6)
где Ап=А—А0; Ао — площадь отверстий; на устойчивость централь-
но-сжатых элементов
NlyA<
где qp —
мости от
(см. табл
44
S Ryyc, откуда ,
4 = N/q>Ryyc,
B.17)
коэффициент продольного изгиба, определяемый в зависи-
условной гибкости элемента Х=*\ у1 Ry/E н марки стали
. 1 прил. IV); k=.'et/i;

на прочность при изгибе в одной из главных плоскостей:
M/Wnmin < Ry Yc, откуда Wn = M/Rv yc; B.18)
Q < JRS Yc/S или QS/Jt < Rs Vc; B.19)
на прочность изгибаемых элементов при изгибе в двух главных
плоскостях
(Mx/Jxn) У ± (МуПуп) x<Ryycl B.20)
где х, у — координаты рассматриваемой точки сечения относительно
его главных осей; Мх, Му— изгибающие моменты относительно
осей х—х и у—у; Jxn, Jyn — моменты инерции сечения нетто
относительно осей соответственно х—х и у—у.
Разрезные балки постоянного сечения из стали с Ryn<5&0 МПа,
несущие статическую нагрузку и закрепленные от потери общей
устойчивости, допускается проверять на прочность по пластическому
моменту сопротивления WPi. В этом случае формулы B.18) и B.20)
примут вид:
при изгибе в одной нз главных плоскостей
MJWPic1<Ryyc, B.21)
при изгибе в двух главных плоскостях при т=0,5 Rs (кроме
опорных сечений)
(MxlcxWxnmn) f (Му1суЩп>тп < Rvyc. B.22)
Здесь М, Мх, Му, Wn, Wxn.mm, Wyn,min — абсолютные значения
изгибающих моментов и минимальные моменты сопротивления
ослабленного сечения; с^ — коэффициенты, определяемые по формулам:
при т <0,5Л„ сг = с;
при 0,5/?8<т <0,9Ra q= 1,050c;
где x = Q/7ft;
1—а
а—коэффициент, ранный 0,7 для двутаврового сечения,
изгибаемого в плоскости стенки и а = 0—для других типов сечений;
с —коэффициент, определяемый по табл 3 прил V в зависимости от
схемы сечения балки и отношения площади сечения полок А/ к
площади сечения стенки Aw, т. е. Af/Aw; t, h — соответственно толщина
и высота стенки.
Коэффициент С\ принимают равным не менее 1 и не более
коэффициента с;
на устойчивость балок двутаврового сечения при изгибе
M<(fbWc Ry Yc или (М/фь Wc) <RvVe, B.23)
где фб — коэффициент, равный аСг/ау и определяемый по указаниям
прил. 7* СНиП П-23-81*; ф& зависит от расположения нагрузки (по
верхнему или по нижнему поясу балки), отношения высоты балки
h к ширине сжатого пояса 6/, наличия связей (закреплений) сжатого
пояса и т. Д.; во всех случаях ф&<1,0; асг — критическое напряжение
потери устойчивости пластинки.
Проверки устойчивости балок по формуле B.33) не требуется,
т. е. ф<1=1, если на балку передается статическая равномерно рас-
45

пределенная нагрузка от жесткого настила, который опирается на
верхний сжатый пояс и жестко с ним связан, или если отношение
расчетном длины балки 4/ к ширине сжатого пояса 6/ не превышает
значений, определяемых по формулам табл. 2.4.
Таблица 2.4. Наибольшие отношения lcf/b, при которых
не требуется расчет на устойчивость прокатных и сварных балок
(при 1<Л/&<6 и 15<Ь/7<35)
Место приложения
нагрузки
К верхнему поясу
К нижнему поясу
Независимо от
приложения
нагрузки при
расчете участка балки
между связями
или при чистом
изгибе
Наибольшие значения 1 еу!Ъ
— = 0,35+0,0032— + |О,76—0,
Ь \_ t \
— = 10,57+0,0032—+ @,92—0,
ь L * \
Ь -\ Л/~Е~
хт]У ту
— = [о,41+0,0032 — +/о,73—0,
ь { t \
02-f)
B
-f)
B
016-
t
/О
("
X
.24)
X
.25)
)*
/
26)
Примечания: 1. В формулах B.24) —B.26) Ъ, и t
соответственно ширина и толщина сжатого пояса; h — расстояние (высота)
между осями поясных листов. 2. Для балок с поясными
соединениями на высокопрочных болтах значения /5//Ь, вычисляемые по
формулам B.24)—B.26), следует умножить на коэффициент 1,2.
Расчет в опорном сечении балок (при Л4 = 0, Мх~§ н Mji=0)
выполняют по формуле
t = O/(/A)</?sYc; B.27)
на прочность сплошностеичатых внецентренно-сжатых (сжато-
изгибаемых) и внецентренно растянутых (растянуто изгибаемых)
элементов при а;,<580 МПа: не подвергающихся
непосредственному воздействию динамических нагрузок, с учетом пластической
работы стали при т<0,5Я„ и N/AnRy>0,l:
[ (N/An Ry vc)" + (MJcx Vxn,mtn Щ Yc) +
+ (My/cyWyniminRyyc)] < 1; B.28)
где n, Cx, cy — коэффициенты (см. табл. 2, прил. 5);
46

при действии динамических нагрузок, с учетом упругой стадии
работы стали
[N/An ± (Mx/Jxn) у ± (MylJyn) х] < Ryyc; B.29)
на устойчивость внецентренно сжатых элементов постоянного
сечения в плоскости действия момента
(N/фе A) <Ryyc, откуда А = Л'/Фе Ry Ус, B.30)
где фе — коэффициент, учитывающий снижение несущей
способности внецентремно сжатого элемента вследствие действия момента
н продольного изгиба и определяемый по СНнП 11-23-81* для сплош-
_ностенчатых стержней в зависимости от условной гибкости стержня
А. =■ А. у Ry/E и приведенного эксцентриситета те^=1(\т=ч\е/р?=
= \\(eA/We), а для сквозных стержней — в зависимости от условной
приведенной гибкости X.,.f=A,ef У Ry/E и относительного
эксцентриситета т — ер = e(Aa/J); е = M/N (здесь т| — коэффициент влияния
формы сечения [см. табл. 6.11; коэффициенты ф„ приведены в табл.
6.2 и 6.3).
Расчет иа устойчивость ие требуется для сплошиостенчатых
стержней при mef>20 н для сквозных стержней при т>20;
на устойчивость внецентренно сжатых элементов постоянного
сечения из плоскости действия момента (при Jx>Jy)
B.31)
где с — коэффициент, учитывающий влияние изгибающего момента,
который действует в плоскости изгиба, иа снижение несущей
способности стержня из плоскости действия момента; при значениях
относительного эксцентриситета тх-<.5 коэффициент с вычисляют по
формуле
с = Р/A-|-атж), B.32)
при значениях относительного эксцентриситета тх>-\0 — по
формуле
с= 1/A-г-ж* Фу/Фь). B.33)
при значениях относительного эксцентриситета 5<тх<№ — по
формуле
с^съB—0,2тх)-\-с10@,2тх- 1), B.34)
где съ — определяют по формула B.32) при тх=Ъ, а с,0 — по
формуле B.33) при тх — 10; ц:у — коэффициент продольного изгиба,
как для центрально-сжатых стержней (см. табл. 1 прил. IV) с
учетом требований п. 5.3 СНиП П-23-81* а, Р — коэффициенты, опре-
делямые по табл. 6.5;
прочность внецентренно растянутых элементов, подверженных
растяжению силой, приложенной виецентренно к его главной оси
х—х (при Jx>Jy) с учетом работы в упругой стадии, можно
рассчитывать по формуле
(N/An)+(MX/Wxn) =(WA4n)(l i-exlpXn)=ao(l + mx)<Ryyc, B.35)
где ex=Mx/N — эксцентриситет приложения нормальной силы N;
Pxn = Wxn/An; ao = N/An;
mx = ex/pxn=(Mx/N)(AnJWxn).
47

§ 3. НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ НА СТРОИТЕЛЬНЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
Виды нагрузок. В зависимости от продолжительности действия
нагрузки разделяют на постоянные и временные. К постоянным
нагрузкам относятся: вес частей зданий и сооружений, в том числе
несущих и ограждающих конструкций; вес н давление грунтов (иа-
сыпей, засыпок), горное давление; предварительное напряжение
конструкций. Временные нагрузки делят на длительные,
кратковременные и особые. К временным нагрузкам, учитываемым при расчете
металлических конструкций, относятся: вес стационарного
оборудования, емкостей, трубопроводов с арматурой и изоляцией и др.;
полезнаи нагрузка на перекрытия складов, холодильников,
библиотек, архивов, театров н других подобных зданий и помещений;
давление газов, жидкостей и сыпучих тел в емкостях и трубопроводах
в процессе их эксплуатации; температурные воздействия от
стационарного теплового оборудования; нагрузка от оборудования и
материалов на перекрытия технических этажей здании; вес
производственной пыли (в случае отсутствия мероприятий по ее удалению);
нагрузки от мостовых или подвесных кранов; температурные
климатические воздействия; нагрузки от подъемно-транспортного
оборудования; снеговые и ветровые нагрузки, возникающие при
изготовлении, перевозке и возведении конструкций, при монтаже и
перестановке оборудования; нагрузки от веса временно складируемых
материалов, насыпного грунта и т. д.; нагрузки иа перекрытия
жилых и общественных зданий (табл. 2.5).
К особым нагрузкам относятся: сейсмические и взрывные
воздействия; нагрузки, вызываемые временной неисправностью или
поломкой оборудования, резким нарушением технологического
процесса; воздействие неравномерных деформаций основания (например,
при горных выработках, замачивании просадочных грунтов или
оттаивании вечномерзлых грунтов и др.).
Различают две группы значений нагрузок: нормативные и
расчетные. Нормативные значения временной нагрузки устаиавливаются
нормами по заранее заданной вероятности превышения средних
значений или по номинальным их значениям, а постоянные нагрузки
(собственный вес конструкций и др.) принимают по проектным
значениям геометрических и конструктивных параметров и по средним
значениям плотности материала Нормативные значения временных
нагрузок иа перекрытия приведены в табл. 2 5, снеговой и ветровой
нагрузок — см. в табл. 2.7 и 2.8.
Расчетные нагрузки, применяемые для расчета конструкций на
прочность и устойчивость для некоторых категорий конструкций,
определяют умножением нормативных значений нагрузок на
коэффициент надежности по нагрузке Yf> составляющей больше единицы:
например, равномерно распределенная нагрузка g=g"yt или
сосредоточенная /r=f"v/ и т.д. При подаче расчетных нагрузок
принимают коэффициент надежности от веса бетонных, железобетонных,
каменных и деревянных конструкций уг=Ы; от веса стяжек,
засыпок и утеплителей у/= 1.2...I.3; от временных нагрузок y/ = 1>2...1,3
и т. д. Коэффициент Yf меньше единицы (Yf = 0,8...0,9) принимают
в тех случаях, когда уменьшение веса конструкций является более
неблагоприятным расечтным случаем (например, при расчете
конструкций на опрокидывание, всплытие и т. п.). Значения
коэффициентов надежности по нагрузке приведены в табл. 2.5 и 2.6.
48

Таблица 2.5. Временные нормативные равномерно распределенные
нагрузки на перекрытия и коэффициенты надежности по нагрузке
Здания и помещения
1. Квартиры жилых зданий,
спальные помещения детских
дошкольных учреждений и
школ-интернатов, жилые помещения домов
отдыха и пансионатов, палаты
санаториев и больниц
2. Служебные помещения
административного,
инженерно-технического, научного персонала
организаций и учреждений; классные
помещения учреждений
просвещения; бытовые помещения
промышленных предприятий и
общественных зданий и сооружений
3. Кабинеты и лаборатории
учреждений здравоохранения,
просвещения, науки; помещений счетно-
вычислительных станций, кухни
общественных зданий;
технические этажи, подвальные
помещения и др.
4. Залы:
читальные
обеденные (кафе, ресторанов,
столовых)
собраний и совещаний,
ожиданий, зрительные, концертные,
спортивные
торговые, выставочные и
экспозиционные
5. Книгохранилища, архивы, сцены
зрелищных предприятий:
архивы
сцены
6. Трибуны:
с закрепленными сидениями
для стоящих зрителей
7. Чердачные помещения
Временная нормативная
нагрузка, Па |
полная
1500
2000
По проекту
н >2000
2000
3000
4000
По проекту
и >4000
По проекту
и >5000
То же
По проекту
и >4000
>5000
Дополнительно
к весу
оборудования и
материалов 700
Н/м=)
и
m Ч &
300
700
1000
700
1000
1400
1400
5000
1800
1400
1800
—
1,3
1,2
1,2
1,2
1,2
1,2
1,2
1,2
1,2
1,2
1,2
1,3
4-612
49

Продолжение табл. 2.S
Здания н помещения
8. Террасы и покрытия:
иа участках, используемых для
отдыха
на участках, где возможно
скопление людей, выходящих из
производственных помещений,
залов, аудиторий и т. п.
прочие
9, Балконы, лоджии:
полосовая равномерная
нагрузка на участке шириной
0,8 м
вдоль ограждения балкона
(лоджии)
сплошная равномерная
нагрузка по всей площади балкона
(лоджии)
10. Производственные и складские
помещения на участках
обслуживания и ремонта оборудования
П. Вестибюли, фойе, коридоры,
лестницы с примыкающими
проходами в зданиях с помещениями:
по пп. 1—3 данной таблицы
по пп. 4, 5 и 11 данной табля-
цы
по п. 7 данной таблицы
12. Перроны вокзалов и станций
метрополитенов
13. Сельскохозяйственные
помещения:
для мелкого скота
для крупного скота
Временная нормативная
нагрузка, tla (Н/м1)
полная
1500
4000
500
4000
>1500
3000
4000
5000
4000
>2000
>5000
**:
ill
tu Я
со ч н
500
1400
—
1400
—
1000
1400
1800
1400
700
1800
Ь
1,3
1,2
1,3
1.2
ьз
1.2
1.2
1,2
1,2
1.2
1.2
При расчете конструкций по требованиям второй группы
предельных состояний за расчетные нагрузки принимают их
нормативные значения с коэффициентом Y/=l-
При расчете алюминиевых конструкций, эксплуатируемых при
расчетной температуре выше 50°С E1—100°С), расчетные
сопротивления алюминия, сварных, заклепочных и болтовых соединений
необходимо умножать на коэффициент yt, равный:
для алюминия марок АД1 и АМц ..... 0,85
то же, АМг2, АД31, 1915, 1925, 1935, АЛ8 , . 0,9
50

Таблица 2,6. Коэффициенты надежности по нагрузке от веса
строительных конструкций, грунтов и статических нагрузок
от оборудования
1.
2.
3.
4.
5.
6.
7.
8.
9.
10.
Конструкции, грунты и оборудование
Металлические конструкции
Бетонные (р>1600 кг/м3), железобетонные,
каменные, армокаменные и деревянные
конструкции
Бетонные (р<1600 кг/м3), изоляционные,
отделочные и выравнивающие слои (засыпки, стяжки,
штукатурка, плиты, скорлупы, материалы в ру-
лоиах и т. п.), выполняемые:
в заводских условиях
на строительной площадке
Грунты в природном валегаиии
Насыпные грунты
Собственный вес стационарного оборудования
То же, изоляции оборудования
Масса заполнения трубопроводов и
оборудования:
жидкостями
суспензиями, шламами, сыпучими материалами
Нагрузки от веса погрузчиков и кароя
Краны мостовые н подвесные
1
1
,05@,9)
1,1 @,9)
1,2@,9)
1,3@,9)
1,1 @,9)
,15@,9)
1,05
1,2
1
1,1
1,2
1,1
Примечания: 1. При уменьшении расчетных нагрузок
коэффициент у/ по пп. 1—4 принимают 0,9. 2. Для металлических
конструкций, в которых усилия от собственного веса превышают 50 %
общих усилий, следует принимать Y/ =1,1-
Коэффнцнент у/ дополнительно снижают на 10%, если
нормативная нагрузка составляет не менее 0,9 расчетной и действует
непрерывно в течение не менее двух лет.
Сочетания нагрузок. В зависимости от состава учитываемых
нагрузок различают: основные сочетания (постоянных и
кратковременных нагрузок); особые сочетания (постоянных, возможных
кратковременных н одной из особых нагрузок).
Основные сочетания рассматриваются в двух вариантах: с
одной наиболее существенной кратковременной нагрузкой н с двумя
или большим числом кратковременных нагрузок. При расчете
конструкции на основные сочетания, включающие только одну
кратковременную нагрузку, последнюю принимают без снижения, а в тех
случаях, когда в основные сочетания включены две и более
кратковременные нагрузки, их расчетные значения (или усилия от них)
умножают на коэффициенты сочетаний ij): для длительных нагрузок
ij)i=0,95, для кратковременных—\|J=0,9. При расчете конструкций
на особые сочетания кратковременные нагрузки или
соответствующие им усилия следует умножить на коэффициент сочетаний \Ь2=
0Д
51

Воздействие динамических нагрузок от оборудования, кранов,
поездов и автомобилей, создающих колебания сооружения,
учитывают умножением проектных нормативных нагрузок на специальный
коэффициент динамичности. Динамическое воздействие вертикальных
нагрузок от мостовых кранов тяжелого и весьма тяжелого режимов
работы (группа режимов 6К—8К по ГОСТ 25546—82) при шаге
колонн до 12 м при расчете балок кранового пути допускается
учитывать с коэффициентом динамичности уа=1,1- Для кранов
среднего режима работы (группа режимов 4К и 5К) с у^ =1,1. В
остальных случаях — yd^lfi.
Временные нагрузки на перекрытия. При расчете элементов
(балок и ригелей) перекрытий жилых и общественных зданий
нагрузка от временных перегородок принимается либо по
фактическому воздействию конструкции с учетом расположения и характера
опирання перегородок, либо каь равномерно распределенная
добавочная нагрузка к прочей равномерно распределенной нагрузке (по
табл. 2.5) интенсивностью не менее 500 Н/м2.
При расчете балок и ригелей с грузовой площадью А нагрузку,
указанную в табл. 2.5, допускается снижать:
для помещений (см. табл. 2.5, пп. 1 и 2) при Л>Л[=9 м2
умножением на коэффициент
1|>/,, = 0,4 + 0,6/уг;Щ1; B.36)
для помещений (см. табл. 2.5, п. 4) при А>А2=36 м2—
умножением на коэффициент \|)д2
^/,2 = 015 + 0,5/угЛ7Т2. B.37)
При расчете колонн, стен и оснований временные нормативные
нагрузки, указанные в табл. 2.5, допускается снижать:
для помещений (см. табл. 2.5, пп. 1 и 2) — умножением на
коэффициент «i>ni)
ф —0,4
У п
для помещений по п. 4; 11 (см. табл. 2.5, пп. 4,
11)—умножением на коэффициент f
У п
где п — число учитываемых в расчете полностью загруженных
перекрытий (над рассматриваемым сечением); при п=1 Фп=1).
При расчете элементов перекрытий многоэтажных зданий при
At>9 м2 или Л>36 м2 учитывают одновременно коэффициенты
Ум или \|)д2 и ^П1или уп2.
Снеговая нагрузка на покрытие зависит от климатического
района строительства, профиля и уклона кровли, скорости ветра.
Нормативную снеговую нагрузку So на 1 м2 горизонтальной проекции
покрытия определяют по формуле
s" = son, B.40)
где So — вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности
52

земли; ц — коэффициент перехода от веса снегового покрова земли
к снеговой нагрузке на покрытие, принимаемый от 0 до 3 в
зависимости от формы и уклонов кровли (см. табл. 1 прил. VI).
В зависимости от района СССР вес снегового покрова на 1 м2
горизонтальной поверхности земли принимают 500—2500 Н:
Район СССР (по
карте 1 прил. 1) I II III IV V VI
Нагрузка от
снегового покрова,
Н/м2 500 700 1000 1500 2000 2500
Расчетную снеговую нагрузку s определяют как произведение
нормативной нагрузки s" на коэффициент надежности по
нагрузке у/.
s == s" v/ = s0 M-V/• B-41)
При назначении коэффициента ц кроме учета общего профиля
кровли необходимо особое внимание обращать на участки перепадов
профиля по высоте кровли, где возможно большое скопление снега.
Коэффициент ц допускается снижать на 15 % при скорости ветра
и^4 м/с и уклонах кровли 12—20 %, а при уклонах кровли до 12 %
и скорости ветра и>2 м/с — умножить на коэффициент &= 1,2...0,1 v
(согласно п. 5.5 СНиП 2.01.07—85).
Коэффициент надежности \f для снеговой нагрузки на
покрытия следует принимать в зависимости от отношения нормативного
собственного веса покрытия gn (включая и вес подвесного
стационарного оборудования) к нормативному весу снегового покрова sn
при gn/sn^l коэффициент \/=1А; при gn/s"<0,8 коэффициент
Y/ = l,6.
Ветровую нагрузку на здания и сооружения определяют как
сумму статической и динамической составляющих. Статическую
составляющую, которая соответствует установившемуся скоростному
напору wa, учитывают во всех случаях. Динамическую
составляющую, вызываемую пульсацией скоростного напора, учитывают обычно
при расчете высоких зданий и сооружений: мачт, башен, дымовых
труб, опор ЛЭП, транспортных галерей и других сооружений с
периодом собственных колебаний более 0,25 с, многоэтажных зданий
высотой более 40 м, поперечных рам одноэтажных однопролетных
производственных зданий высотой более 36 м при отношении
высоты к пролету более 1,5.
Нормативную статическую ветровую нагрузку wn,
принимаемую нормальной к поверхности сооружения или его частям,
определяют по формуле
wn = wack, B.42)
где Wo — нормативное значение ветрового давления, Н/м2,
принимаемое в зависимости от района СССР и высоты сооружения; для
высоты 10 м значения wo следующее;
IV V VI VII
480 600 730 850
D8) F0) G3) (85)
63
Район СССР (по
карте 2 прил. I)
Давление ветра
Н/м2 (кг/м2) . .
1а
17,0
A7)
I
230
B3)
II
300
C0)
III
380
C8)

ел Таблица 2.7. Значения коэффициента
Тип
местности
А
В
С
Характеристика
местности
Открытые степи,
лесостепи,
пустыни, открытые
набережные морей,
озер,
водохранилищ, тундра
Городские
территории, лесные
массивы и другие
местности,
равномерно покрытые
препятствиями
высотой более 10 м
Городские районы
с застройкой
зданиями высотой
более 25 м
k
5
0,75
0,5
0,4
10
1
0,65
0,4
При
20
1,25
0,85
0,55
высоте
40
1,5
1,1
0,8
над поверхностью земли, м
60
1.7
1,3
1
100
2
1,6
1,25
200
2,45
2,1
1.8
300
2,75
2,5
2,2
480 я выше
2,75
2,75
2,75

с — аэродинамический коэффициент, равный — 1,4 —+1,4 в
зависимости от профиля и сечения сооружений (см. табл. 2 прил. 1);
k — коэффициент, учитывающий изменение скоростного напора по
высоте в зависимости от типа местности (табл. 2.7).
Для горных местностей скоростной напор допускается уточнять
по данным местных гидрометеорологических служб. Для зданий
высотой до 5 м, расположение которых относится к местности типа А,
скоростной напор можно снижать на 25 %.
Расчетную статическую ветровую нагрузку w определяют по
формуле
B.43)
где Yf — коэффициент надежности по ветровой нагрузке, равный
1,2 — для жилых, общественные, промышленных и
сельскохозяйственных зданий; 1,3 — для высоких сооружений (башен, градирен,
труб, мачт, стоек ЛЭП и др.).
Динамическую составляющую ветровой нагрузки подсчитывают
по указаниям СНиП 2.01.07—85 с учетом приведенной к вершине
статической составляющей ветровой нагрузки, коэффициента
динамичности и коэффициентов, учитывающих пульсацию скорости
напора ветра по высоте и фронту здания или сооружения.
Нагрузки от кранов и транспортных средств. Нормативную
нагрузку от мостовых кранов принимают по ТУ 24-9-454 D55)—76
и другим —для кранов грузоподъемностью до 50 т, по ГОСТ 6711 —
320 т и по ГОСТ 20278—74 — для литейных кранов
грузоподъемностью 80—560 т. При подсчете крановых нагрузок в пролете обычно
располагают два крана и находят максимальные вертикальные
усилия на колеса крана и горизонтальные тормозные силы в поперечном
и продольном направлениях.
При учете одного крана вертикальные и горизонтальные
нагрузки от него принимают без снижения (*|> = 1). При учете двух кранов
нагрузки от них необходимо умножить на коэффициент сочетаний
»|)=0,85 —для кранов группы режимов работы IK— 5K и *|> = 0,95—
для группы режимов работы 6К—8К, а при учете четырех кранов —
соответственно на ty=0,7 или чр=0,8.
Нагрузки от подвижных транспортных средств
(железнодорожных поездов, автомобилей, тракторов, строительных машин и
механизмов) принимают по нормам проектирования сооружений и мостов
на железнодорожных и автодорожных магистралях
Сейсмические воздействия принимают в соответствии с СНнП 11-7-81
«Строительство в сейсмических районах».
При подсчете веса покрытий и перекрытий, приходящегося на
несущие металлические конструкции, необходимо знать собственный
вес его элементов. Нормативная плотность, кг/и3, наиболее
употребительных материалов следующая:
железобетон монолитный 2400
» сборный 2500
сталь 7850
алюминиевый сплав 2700
дерево 500
цемеитно-песчаный раствор 2000—2200
асфальтобетон:
песчаньш 2000
среднезернистый 2300
55

утеплители:
из ячеистых бетонов (пенобетон,
газобетон, пеносиликат и др.) .... 400—600
мипераловатные плиты 300—500
перлитовые и вермикулитовые плиты
на цементном вяжущем . . ... 300—500
пеностекло и газостекло 200—300
шлаки гранулированные, пемза,
керамзит, диатомиты (трепел) . . . 300—700
плиты из пористых пластмасс
(пенопласт, сотопласт и др.) ....... 20—150
масса некоторых элементов покрытий
составляет, кг/м2:
рулонного ковра из рубероида на
битумной мастике:
в один слой 3—5
в три слоя 10—15
пароизоляции (два слоя пергамина
на битумной мастике) 5—6
асбестоцементных волнистых
листов усиленного профиля (ВУ)
толщиной 8 мм ■ . 15—16
профилированного сатального
настила 11 — 15
Нормативная нагрузка на несущие конструкции подсчитывается
умножением веса, выраженного в кг/м3, на толщину слоя.
Г пава 3. РАСЧЕТ СОЕДИНЕНИЙ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЙ
§ 1. СВАРНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
Сварные соединения выполняют четырех основных типов: встык,
встык с накладками, внахлестку и втавр. Соединения встык
осуществляют стыковыми швами, прямыми или под углом 45—60° (рис.
3.1), а соединения встык с накладками, внахлестку и втавр —
угловыми швами (рис. 3.2).
Прочность сварных швов характеризуется их расчетным
сопротивлением. Сварные швы рассчитывают по прочности из условий
предельного состояния первой группы по формулам:
для стыковых швов, расположенных перпендикулярно оси
элемента при сжатии и растяжении
N < lw tRWy Yc, откуда lw = N/tRwy yc; C.1)
то же, при действии на стыковое соединение: изгибающего
момента (рис. 3.3, а)
56

1
"о
-*
->
1,
1*Ъ
-10 Ш
А* 45°-60°
lw'b/sincL-10nn
г) ct-55'...60°
Рис. 3.1. Виды сварных стыковых швов
а —прямой; б — косой: в—е — типы сеченнй швов соответственно: без
кромок; V-образный; Х-образный; К-образный
где Ww=tlw /6 — момент сопротивления шва; при действии
изгибающего момента и поперечных сил
wy
'•^•Лс
C.3)
,
где Owx и аи.» — нормальные напряжения в сварном соединении по
двум взаимно перпендикулярным напряжениям; tmxy — напряжение
от среза;
для стыковых косых швов:
в направлении, перпендикулярном к шву
N < (Wsin a) tRwy vc или aw = (N sin a/tlw) < Rwy ya; C.4)
вдоль шва (срез)
N < (/щ/cos a) tRW3 vc или rw = (N cos a/tlw) < Rm yc. C.5)
Расчетное сопротивление стыковых швов определяют по
пределу текучести или по временному сопротивлению стали соединяемых
элементов независимо от вида сварки (табл. 3.1), например: при
сжатии Rwy = Ry\ при растяжении и изгибе с визуальным контролем
качества шва RwV — 0,&5Rv, а при физических методах контроля —
Rwy = Ry\ при сдвиге RWs = Rs и т.д.;
для угловых швов (фланговых и лобовых) на срез (условный)
по двум сечениям (рис. 3.4):
по металлу шва
*<(Р/*/)'«*«ЛТе «ли N/{tfktlw)<Rwfvwfyc; C.6)
57

Рис. З.2. Виды сварных угловых швов
а — внахлестку с лобовыми швами; б — то же, с фланговыми швами: в — с
накладками; г —впритык; д — плоскость среза (сдвига), флангового шва;
е — схемы к определению катета угловых швов; / — угловой шов; 2 — лобовой
шов; 3 — фланговый шов; 4 — накладка; 5 — плоскость среза
а)
S)
Рис. 3.3. К расчету швов на нзгпб н срез с изгибом
а — изгиб стыкового шва; б — срез и изгиб углового шва
по металлу границы сплавления
N < Фг kf lu>z)R<i>z Vwz Vc
C.7)
где ф/if)—расчетная толщина углового шва; Р/, Р* —
коэффициенты, зависящие от прочности стали, вида сварки, положения и
толщины катета швов и принимаемые от 0,7 до 1,15 при сварке
58

Рис. 3.4. Расчетные
Сечения угловых
швов
/ — сечение по
металлу шва; 2 — то
Же, по металлу
границы сплавления
Таблица 3.1. Формулы для определения расчетных сопротивлений
сварных соединений в стальных конструкциях

Соединения

Стыковые
С
угловыми
швами
Напряженное состояние
Сжатие. Растяжение и изгиб
при автоматической,
полуавтоматической или ручной сварке
с физическим контролем
качества швов:
по пределу текучести Rwy
по временному
сопротивлению Rau
Растяжение и изгиб при
автоматической,
полуавтоматической или ручной сварке:
по пределу текучестн Rwy
Сдвиг Rw$
Срез (условный):
по металлу RWf
по металлу границы
сплавления Rwz
Расчетные сопротивления
а, Э
а; а;
II II
II
а; а;
t\wu.—w,o<j t\y
Примечания: 1. Для швов, выполняемых ручной сваркой,
значения RWun принимают по значениям временного сопротивления

Продолжение табл. 3.1
разрыву металла шва по ГОСТ 9467—75*. 2. Для швов,
выполняемых автоматической или полуавтоматической сваркой, значения
Rwun принимают по табл. 6 прил. VII или табл. 4 СНиП 11-23-81*.
3. Коэффициент надежности по материалу шва ywm принимают:
1,25 — при Rwu п<490МПа и 1,35—при значениях Rw u пг=-590МПа.
4. #„„ — временное сопротивление стали разрыву, равное по ТУ или
ГОСТу на сталь.
Таблица 3.2. Значения коэффициентов р/ и р*
при нормальном режиме сварки
Вид сварки при диаметре
сварочной проволоки d,
мм
Автоматическая при
d = 3...5
Автоматическая и
полуавтоматическая при
d=l,4...2
Ручная;
полуавтоматической проволокой
сплошного сечения
при d<l,4 и
порошковой проволокой
Положение шва
В лодочку
Нижнее
В лодочку
Нижнее
В лодочку,
нижнее,
горизонтальное,
вертикальное,
потолочное
циент
£
Р/
Pz
Р/
Рг
Р/
Рг
Р/
Рг
Р/
Pz
Коэффициенты 0с и р^
при катетах швов kt, мм
3-8
9—12
14—16
1,1
1,15
1,1
1,15
0,
1,
0,9
1,05
0,9
1,05
9
15
0,8
0,8
18 и
более
0,7
1
0,7
1
0,7
1
С
).7
1
0,7
1
элементов иэ стали: с пределом текучести до 580 МПа — по табл.
3.2, а с пределом текучести свыше 580 МПа независимо от вида
сварки, положения шва и диаметра сварной проволоки р/°=0,7 и
60

Cz=l; ywf, y-wi — коэффициенты условий работы шва, равные 1 во
всех случаях, кроме конструкций, возводимых в районах 1Ь I2l IIj
и Н3, для которых Yw/ = 0,85 при ДЮип = 410 МПа и у„г=0,85— для
всех сталей; /»— расчетная длина шва, равная его полной длине
за вычетом 2/ (в стыковых швах при выводе концов за пределы
стыка /„ равна полной длине шва); Rwy— расчетное
сопротивление сварных соединений встык при сжатии, растяжении и изгибе;
Rwf и Rwz — то же, угловых швов при срезе соответственно по
металлу шва и металлу границы сплавления (см. прил. VII).
При действии изгибающего момента на прямоугольный элемент,
приваренный угловыми швами к конструкции, проверку нормальных
напряжений в швах производят по формулам:
по металлу шва
(tt)'l<RwfVwfVc C.8)
или по металлу границы сплавления
ow=m/(^kt)ll<Rwzywzyc, C.9)
где /„ — расчетная длина одного шва (цифрой 2 учтено наличие
двух швов длиной /ю).
При действии на угловые швы изгиба и среза (см. рис. 3.3, в)
суммарные напряжения проверяют по формуле
о = V-cl + °1 < Rwf ywf V, C.10)
wf ywf V,
или а = ]Л2Ш + о\ < Rwi ywz yc, C.11)
N М 3Ne
Ww
]Л2Ш + о\
где тш = „ ; ow =
(Pfy) 2l
Конструктивные требования к сварным соединениям элементов
стальных конструкций. Катет угловых швов kf должен быть не
менее 4 мм и ие более 1,2 меньшей из толщин свариваемых элементов;
расчетная длина шва —не менее 4k}, но ие менее 40 мм.
Наибольшая расчетная длина флангового шва — не более 85 Р/, kf. Для
элементов ферм наименьшая длина фланговых швов 60 мм,
расстояние между соседними швами на фасонке — ие менее 50 мм.
При сварке полок прокатных профилей вдоль кромок, имеющих
округления, наибольшую толщину углового шва kt принимают
меньше толщины полки:
для уголков с толщиной полки /sJ6 мм kj=t—1 мм
то же, / = 7...16 мм kf—t—2 мм
т> , />16 мм kf=t—4 мм
для двутавров до № 14 и швеллеров
№ 10—12 kf<4 мм
тоже, № 16—27 и швеллеров № 14—27 fy<6 мм
» , № 30—40 и швеллера № 30 . . kf<8 мм
» , № 45 и швеллеров № 36—40 . kf<lO мм
» , № 50—60 fy<12 мм
Рекомендуемые минимальные толщины угловых швов в завися»
61

Таблица 3.3. Минимальные размеры катетов угловых швое в стальных конструкциях
Вид соединения
Тавровое с
двусторонними угловыми швами;
иахлесточное и угловое
Тавровое с
односторонними угловыми швами
Вид сварки
Ручная
Автоматическая и

полуавтоматическая
Ручная
Автоматическая и

полуавтоматическая
Предел
текучести
стали а ,
МПа
До 430
Свыше
430 до 580
До 430
Свыше 430
до 580
До 380
Минимальные катеты швов kt, мм, при толщине более
толстого из свариваемых элементов t, мм
4—5
4
5
3
4
5
4
6—10
5
6
4
5
6
5
II-IG
6
7
5
6
7
6
17—22
7
8
6
7
8
7
23—32
8
9
7
8
9
8
33-40
9
10
8
9
10
9
41-80
10
12
9
10
12
Ю
Примечания: 1. В конструкциях из стали с сгу>580 МПа, а также из всех сталей при толщине
элементов более 80 мм минимальные катеты угловых швов принимаются по специальным техническим условиям. 2. В
конструкциях, возводимых в климатических районах 1Ь I2, Иг. Из, минимальные катеты швов увеличивают на 1мм
при толщин? свариваемых элементов до 40 мм включительно и на 2 мм прн толщине элементов более 40 мм.

мости от толщины свариваемых элементов, вида сварки и вида
соединений приведены в табл. 3.3.
Особенности сварных соединений алюминиевых конструкций.
Элементы конструкций из алюминиевых сплавов сваривают обычно
аргонодуговой сваркой в среде инертного газа аргона,
препятствующего образованию тугоплавкой окисной пленки. В качестве
электродов принимают вольфрамовые неплавящиеся стержни с присадкой из
алюминиевой проволоки (при сварке вручную или автоматом) и
плавящиеся электроды из основного сплава (при сварке
полуавтоматом или автоматом).
Типы соединений и швов аналогичны применяемым для
элементов из стали. В расчетах соединений алюминиевых элементов
учитывают не только сопротивление сварного шва в зависимости от
применения термически неупрочняемого или упрочняемого алюминия,
но и сопротивление сплава в околошовной зоне, которое может быть
меньше прочности шва (особенно для термически упрочняемых
сплавов).
Расчет сварных соединений в конструкциях из алюминиевых
сплавов выполняют по формулам:
стыковых швов, расположенных перпендикулярно действующей
силе при сжатии или растяжении,
N/(lwt) <Rwyc, C.12)
угловых швов, работающих на срез
N/$fkj)lw<Rwfyc, C.13)
где / — наименьшая толщина соединяемых элементов; р/ —
коэффициент, принимаемый 0,9 при автоматической одно- и двухпро-
ходной сварке и 0,7 — при автоматической многопроходной,
ручной и полуавтоматической сварке с любым числом проходов; к/ —
катет углового шва, равный катету вписанного равнобедренного
треугольника.
При расчете соединений алюминиевых конструкций так же, как
и для их элементов, расчетные сопротивления умножают на
коэффициенты условий работы Yc=0,6...0,9 (cm. табл. 1.9) (значения
расчетных сопротивлений сварных соединений, выполняемых аргоиоду-
говой сваркой, приведены в табл. 5 и в прил. Ш). Разделка кромок
под сварку назначается с одной или двух сторон с учетом способа
и технологии сварки по ГОСТ 14806—80 и по заводским нормалям.
Конструктивные требования к сварным угловым швам
следующие:
толщина катета шва kj (при сварке элементов толщиной 4 мм
и более) должна быть не менее 4 мм;
расчетную длину флангового и лобового швов принимают не
менее 40 мм и не менее 4&/; максимальная расчетная длина
флангового шва должна быть не более 50 &/, кроме случаев, где по
условиям работы соединения длина шва не ограничивается;
в соединениях внахлестку ширину нахлестки принимают не
менее пяти толщин наиболее тонкого из свариваемых элементов; при
аргонодуговой точечной сварке нахлестка должна быть не менее
30 мм.
При определении расчетной толщины углового шва (fijkf)
коэффициент Р/ принимают: 0,9—при автоматической одно- и двухпро-
ходной сварке; 0,7 — при ручной, полуавтоматической и
автоматической многопроходной сварке. Расчетная длина шва 1Ш в формулах
63

C 12)—C.13) равна полной длине шва за вычетом 3/ или 3&/ (см.
п. 8.1 СНиП 2.03.06—85).
Пример 3.1. Задание: рассчитать сварное соединение
встык листов шириной Ъ=300 мм, толщиной Л=6мм
и f2=10 мм при действии расчетного осевого усилия
растяжения Л^=350кН (см. рис. 3.1,а, б). Материал
листов — сталь марки ВСтЗпсб, сварка — ручная
электродами Э42 с визуальным способом контроля качества шва.
Коэффициент условий работы Yc=0,9.
Решение
Расчет прямого стыка. Согласно табл. 1 прил. II для
стали ВСтЗпсб расчетное сопротивление растяжению
стыкового шва Rwy=0,85 #„=0,85-200 = 195 МПа. По
конструктивным требованиям принимаем: tmin = ti=0,006 м;
Ь=0,3 м и lw=b—2t\ см (см. рис. 3.1, а).
Проверяем прочность шва:
ow = NI[tmin(b— 0,012)] = 350 000/[0,006@,3 — 0,012)] =
= 202-Юв Па = 202 МПа>/?ад7с= 195-0,9= 176 МПа.
Прочность прямого шва недостаточна, необходимо
устройство косого стыка. Определим усилие, которое
может воспринять прямой шов
Nw = ycRmh(b- 0,012) = 176-10в-0,006 @,3—0,012) =
= 303000 Н = 303 кН < N = 350 кН.
Расчет косого стыка (см. рис. 3.1,6). Назначаем стык
с отношением b : с=2 : I, что соответствует углу а =
= arctg2=63°26'. Длина косого шва
lw= F/sin 63° 26') — 2tl = C0/0,894) — 1,2 = 32,5 см.
Нормальные напряжения в шве по формуле C.2):
аш = N sin a/txlw^ 350 000-0,894/0,006-0,325 =
= 161-10" Па= 161 МПа<ус/?ад= 176 МПа.
Касательное напряжение в шве по формуле C.3):
iw = N cos a//x lw = 350 000-0,447/0,006-0,325 =
= 8-10» Па = 8 МПа </^ Yc = 13,6-0,9= 12,2 МПа,
где /?ws = /?s = 0,58/?!/n/Y".=10,58-235/l,025=13,6 МПа.
Прочность косого стыкового шва обеспечена.
Так как t2—Л = 10—6=4 мм>^,/8=0,75 мм, то по
конструктивным требованиям толстый лист в месте
стыка должен иметь скос с уклоном 1 : 5 (см. рис. 3.1,6).
Пример 3.2. Задание: определить расчетное усилие,
64

которое могут воспринять листы сечением &Х<=500Х
Х5 мм из алюминиевого сплава марки АД31Т. Листы
сварены косым швом встык с полным проваром под углом
а=60°. Сварка — ручная аргонодуговая вольфрамовым
электродом, контроль качества шва — физическими
способами. Коэффициент ус= 1.
Решение. По табл. 1.7 определяем расчетное
сопротивление сплава листов #„ = 55 МПа, а по табл. 6 прил.
III — расчетные сопротивления сварного шва
растяжению #ш = 55 МПа и сдвигу /?Ш5 = 35 МПа.
Несущая способность составит:
листов
#i = ус Ry Ап <= Yo Rybt = 55-10»-0,5-0,005= 138 000 Н = 138 кН
(здесь /?„—55 МПа; размеры Ь и t даны в м);
косого шва на растяжение
W, = Rw (tlw/sin 60°) = 55- 10е @,005-0,567/0,866) =
= 180 000 Н= 180 кН,
где /„= (ft/sin 60°)— 2/ =E0/0,866) —1 = 56,7 см;
#а = Vo^s («bi/cos 60°) = 35-10» @,005-0,567/0,5) =
<= 199000 Н = 199 кН.
Расчетное осевое усилие, которое может выдержать
сварное соединение, определяют по наименьшей
несущей способности, в данном случае по несущей
способности листов
# = Wmin = W, = 138 кН.
Следует иметь в виду, что для термически
упрочняемых сплавов необходимо также определить несущую
способность в околошовной зоне, так как при сварке
происходит местный отжиг (разупрочнение) сплава и
расчетное сопротивление R сплава снижается (см. табл. 7
прил. III). В данном примере эту проверку ие проводим,
так как расчетные сопротивления сплава марки АД31Т
для околошовной зоны и сплава одинаковы (см. табл. 6
и 7 прил. III).
Пример 3.3. Задание: рассчитать стык растянутых
стальных листов, симметрично соединяемых накладками
с двух сторон (рис. 3.5). Район строительства — II4, t>
>—40 °С. Расчетное усилие JV=500kH, сечение листов
ЬХ^=200Х 14мм, материал—сталь марки ВСтЗГпс5-1,
Ry=230 МПа (см. табл. 1.2), Yc=0,9. Сварка ручная
электродами Э42; #,^ = 180 МПа; i?UJi=0,45/?M,n=0,45X
Х365=164МПа.
5—612 65

*
II
II
II
lw
... N г . *
f " IMIfijlilllMllJllJJll '
N
Рис. 8.5. Смрвы*
стыкв
a — соединение
накладками, приварен-
нымв фланговыми
швами; б —то же,
ромбическими
накладками,
приваренными лобовыми в
фланговыми швами;
/ — фланговый шов;
3 — ось стыка; 3 —
лобовой шов; 4—ко*
сой шов
Решение. Вначале определяем размеры накладок,
считая, что ширина накладок должна быть на 30—40 мм
меньше ширины листов
6г = & —2а = 200 —2-20 = 160 мм = 16 см.
Площадь поверхности сечения одной накладки
составит
Ai = 0,5N/Ry Ye = 0,5-500000/230-10»-0,9 = 1,2-10-» «^ =
= 12 см?
Толщина накладки
d^ Ailbi = 12/16 = 0,75 см.
Принимаем накладки толщиной 8 мм и катет
угловых швов kf = ti = 8 мм.
Требуемую длину двух фланговых швов с каждой
стороны одной накладки находим по формулам C.6) и C.7):
из условий среза по металлу шва
Iwd = 0.5W/P/ kf Rwf ywf yc = 0,5- 500 000/0,7-0,008-180- I0e-0,9 =
= 27,6 см» 28см,
где р/=0,7; v»/=l н Yc=0,9;
66

из условий среза по границе сплавления
twd = О.5ЛГ/Р, kf Rwz ym Yc = 0,5-500 000/1.0,008-164- 10е-1-0,9 =>
= 21,2 см,
где р,= 1; v»i = l и Yc=0,9.
Более невыгоден расчет на срез по металлу шва. При
этом расчетная длина одного шва составит lwi = lwd=
=28/2= 14 см; конструктивная длина шва lw=\A-\-
+2^=14+2-0,8=15,6» 16 см, что больше 1ю,тт, равной
4 см, и меньше lw,max, равной 60&/=60-0,8=48 см.
Определяем длину накладок (см. рис. 3.5, а):
/г = 2(/ш+Д)=2A6+2,5) = 37 см.
Для уменьшения длины накладок можно применить
обварку накладок по контуру (с учетом работы лобовых
швов) или поставить ромбические накладки, которые
обеспечивают более равномерную передачу силового
потока.
Расчет ромбических накладок (см. рис. 3.5, б)
сводится к следующему. Принимаем длину лобового шва
/™f = 50 мм>/и,,т(П=40 мм. Конструктивная длина
одного косого шва
и = ('ад— 0,5/ш,) + 2/ = A4 — 2,5)+ 2-0,8» 13,1 см.
Длину накладок с учетом зазоров по Д=25мм и
недоведением швов на 10 мм до углов накладки в
пределах стыка (см. рис. 3.5, б) вычисляем по формуле
= 2 [У^13,1а — 0,5 A6 — 5)? +2,5 + 2-l] = 30 см.
Принимаем стыковые накладки длиной 300 мм. По
сравнению с прямоугольными накладками длиной 370 мм
стык при использовании ромбических накладок
получается более компактным.
§ 2. ЗАКЛЕПОЧНЫЕ И БОЛТОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
Заклепочные соединения элементов стальных конструкций
ввиду их значительной трудоемкости изготовления в настоящее время
имеют ограниченное применение. Их используют в основном для
соединений элементов конструкций с тяжелым режимом работы, при
значительных динамических воздействиях. В СНиП 11-23-81*
нормированные данные о применении заклепочных соединений в стальных
конструкциях отсутствуют. Поэтому далее некоторые сведения
будут приведены по предыдущим нормативам (СНиП II-B.3-72).
В конструкциях из алюминиевых сплавов заклепочные соединения
б* 67

"Ш\ у.
элементов применяют сравнительно широко, так как мягкость алю-
миння позволяет выполнять холодную клепку и способствует
плотному заполнению отверстия стержнями заклепки и образованию
замыкающей головки.
В стальных конструкциях применяют заклепки из углеродистой
стали марки Ст2, имеющей е=26 % и ау=220 МПа, а также из вдз-
колегированной стали марки 09Г2 по ГОСТ 19281—73* с
относительным удлинением 18 % и пределом текучести 300 МПа. В
строительных конструкциях наиболее употребительны заклепки диаметром 12,
14, 16, 18, 20, 22, 24, 27 и 30 мм. Отверстия в соединяемых
элементах образуют сверлением или продавливаиием на 1—1,5 мм больше
диаметра заклепки (рис. 3.6, а).
Применяют заклепки с полукруглыми (рис. 3.6,6), потайными
(рис. 3.6,в), полупотайными (рис. 3.6,е) и повышенными (рис. ЗДд)
головками. Заклепки с потайными и полупотайными головками ие
допускается применять при работе нх на растяжение. При работе нх
на срез или смятие вводят коэффициент условий работы Yc=,8 (см.
табл. 5 прил. II).
Болты применяют главным образом для монтажных соединений
конструкций. Болтовые и заклепочные соединения ие рекомендуются
в конструкциях из стали высокой прочности, так как эти соединения
имеют меньшую, чем основной металл, прочность.
Болты выпускают грубой (класс С), нормальной (класс В)
и повышенной (класс А) точности (точеные), а также
высокопрочные диаметром 16—48 мм. Кроме того, изготовляют анкерные
болты диаметром до 90 мм (по ГОСТ 24379.1—80). В комплект болта
входят также гайка и шайба (рис. 3.7). Данные для подбора
болтов, гаек н шайб приведены в табл. 3.4. Для изготовления болтов
применяют углеродистые и легированные стали, удовлетворяющие
требованиям ГОСТ 1759—70**. В зависимости от расчетной темпе-

Рнс. 3.6. Заклепочные
соединения
а — схема соединения; б—
д — типы головок заклепок;
/ — замыкающая головка;
2 — закладная головка
■4
Рие. $.7. Детали к
соединению на болтах
а — болт; б — шайба; в —%
гайка
0
IJLiJ
«с
Таблица 3.4. Размер, мы, болтов (ворыальиой точности),
и гаек (выборка из ГОСТа)
шайб
Изделия
Болты (ГОСТ
7798—70*), класса
точности В
Шайбы (ГОСТ
11371—78*)
Гайки (ГОСТ
5915—70*)
d
10
12
16
20
24
10
12
16
20
24
Г0
12
16
20
24
10
12
16
20
24
10,5
13
17
21
25
10
12
16
20
24
S
17
19
24
30
36
—
—
—
—
17
19
24
30
36
и
7
8
10
13
15
—
—
—
—
8
10
13
16
19
t
—
—
2
2,5
3
4
4
—
—
D
18,7
20,9
26,5
33,3
39,6
21 (Dw)
24
30
37
44
18,7
20,9
26,5
33,3
39,6
25—200
25-260
25-300
30-300
35—300
—
—
—
—
—
ратуры эксплуатации и соединениях элементов конструкций
рекомендуется применять:
69
i

Рис. 3.8. Работа закле-
ночного н болтового
соединений
а — двухсрезного: б —
одиосрезиого; в
—растяжение (отрыв головки
заклепки); 1 — срез osj
2 — смятие о_
при температуре — 40°С и выше—болты классов 4.6 и 5.6
грубой в нормальной точности (классы точности С и В);
при температуре —65 °С и выше—болты классов 8.8
нормальной н повышенной точности (классов В и А) нли из стали марок
35Х и 38ХА (ГОСТ 1759—70**). Отверстия в соединяемых элементах
под болты грубой и нормальной точности сверлят или продавливают
диаметром, иа 2—3 мм ббльшим диаметра болта, а под болты
повышенной точности сверлят диаметром, на 0,3 мм большим диаметра
болта.
Прочность болтовых и заклепочных соединений во многом
зависит от качества отверстий, которые по нормам разделены на две
группы —В и С. Группе В соответствуют соединения, в которых за-
клепкн или болты поставлены в отверстии, просверленные иа
проектный днаметр в собранных элементах илн по коидукторам, а
группе С — в отверстия, продавленные или просверленные без
кондукторов в отдельных деталях.
Высокопрочные болты изготовляют по ГОСТ 22353—77*
и 22356—77* из легированных сталей: 40Х, 40ХФА, 38ХС, ЗОХЗМФ,
гайки и шайбы к ним по ГОСТ 22354—77* и ГОСТ 22355—77*.
Отверстия в элементах для таких болтов выполняют такими же, как
для болтов нормальной точности. Благодаря большой силе
натяжения болта, контролируемой при завинчивании гаек специальным та-
рировочным ключом, обеспечивается высокая плотность соединения.
Расчет болтовых и заклепочных соединений. Заклепки и болты
грубой, нормальной и повышенной точности по плоскостям
сопряжений элементов работают на срез, по боковым поверхностям—
на смятие соединиемых элементов, а при продольной силе,
приложенной вдоль стержня заклепки илн болта — на растяжение (рис.
3.8). Соединение рассчитывают по формулам прочности из условий
первой группы предельных состоиний:
иа срез заклепок и болтов
Nb<nbns(nd?/4)Rbsyb;
70

откуда требуемое количество болтов
пьХ^КшЙЯь,)} C.14)
на смятие
Nb<nbd2tmlnRbPyb;
откуда количество болтов
Пь>Лу<Шт|п/?ЬРуь! C.16)
иа растяжение (отрыв головок) заклепок
N<n(ncP/4)Rrt,
откуда
п> DNb/n£Rrt)i C.16)
на растяжение болтов
Nb < пь Аьп /?м,
откуда
nb>Nb/AbnRbt. C.17)
В формулах C.14) —C.17): Ыъ — расчетная продольная сила,
действующая на соединение; пг, пь— число заклепок нли болтов)
ns — число рабочих срезов одной заклепки нли болта; d — диаметр
отиерстня для заклепки или наружный диаметр стержня болта;
tmin — наименьшая толщина элементов, сминаемых и одном
направлении; Rs, Rp, Rt — расчетные сопротивления заклепок нли болтов
соответственно срезу (Rn н /?(,„) смятию соединяемых элементов Rrp,
Кьр н растяжению RTt, Rbt, принимаемые по табл. 3 прил. II; Аьп —
площадь сечення болта нетто:
где di — номинальный средний диаметр резьбы; #s«*di—///6; e^ —
номинальный внутренний диаметр резьбы; Н — теоретическая
высота резьбы.
Для болтов диаметром 16—48 мм площадь поверхности сечения
нетто принимают в заинснмостн от диаметра (по ГОСТ 7798—70*.
СТ СЭВ 4728—84): 16/1,57; 18/1,92; 20/2,45; 22/3,03; 24/2,52; 27/4,69;
30/5,66; 36/8,26; 42/11,2; 48/14,72 (до черты — диаметр болта d, мм,
после черты Аьп, см2). Болты диаметром 18, 22 и 27 мм применять
ие рекомендуется.
Расчет соединений на высокопрочных болтах выполняют с
учетом передачи действующих в стыках усилий через трение,
возникающее по соприкасающимся плоскостям соединяемых элементов.
Расчетное уснлне, воспринимаемое каждой такой поверхностью трения,
определяют по формуле
C.18)
где Rut — расчетное сопротивление растяжению высокопрочного
болта в готовом нзделнн, равное Rbh~0JRbu* [Rbu* — временное
сопротивление болта разрыву, зависящее от номинального диаметра резьбы
и марки стали (табл. 3.5)]; ц — коэффициент трения,
принимаемый: 0,25 — для поверхностей соеднниемых элементов без обработ-
71

ки (очистки); 0,35 •- при обработке стальными щетками; 0,42 —
при огневой обработке горелками; 0,45—0,5 — при химической
обработке и 0,5—0,58 — при пневматической обработке дробью;
Y6 — коэффициент условий работы болтового соединения, равный
0,8 при числе болтов в соединении л<5, 0,9 при 5^п<10 и 1 при
n»10; Yft — коэффициент надежности соединения, зависящий от
способа обработки соединиемых поверхностей, способа регулирования
натяжения болтов, вида нагрузки (динамической или статической)
н разности номинальных диаметров отверстий и болтов, мм, равный
1,02—1,7 (табл. 3.6).
Таблица 3.5. Механические свойства высокопрочных болтов
по ГОСТ 22357—87
Номинальный
диаметр резьбы d,
мм
16-27
30
36
42
48
Марка стали по ГОСТ 4543—71*
40Х «селект»
38ХС «селект», 40ХФА «селект»
зохамФ
30Х2НМФА
40Х «селект»
ЗОХЗМФ, 35Х2АФ
40Х «селект»
ЗОХЗМФ
40Х «селект»
ЗОХЗМФ
40Х «селект»
ЗОХЗМФ
Наименьшее
временное сопротивление
ЯЬцП. Н/мм»
1100
1350
1550
1550
950
1200
750
1100
650
1000
600
900
муле
Требуемое число высокопрочных болтов рассчитывают по фор-
n>N/ycQbh.
C.19)
При расчете заклепочного нлн болтового соединения при
сложном напряженном состоянии на действие изгибающего момента,
поперечных и продольных усилий (рис. 3.9) исходят из
предположения, что продольная и поперечная силы поровну распределяются
между всеми заклепками (болтами) полустыка, а максимальное
усилие от действия момента возникает в наиболее удаленных от ней-
72

Таблица З.б. Коэффициенты треиия |х и надежности
в соединениях иа высокопрочных болтах
Способ обработки (очистки)
соединяемых поверхностей
V^ при нагрузке и при
разности номинальных
диаметров отверстий
н болтов 6, мм
динамической,
в*=3...;
статической,
в=5...6

динамической,
fl=I;
статической,
6=1...4
Дробеметный двух
поверхностей дробью без консервации
По М
» а
0,58
0,58
1,35
1,2
1,12
1,02
То же, с консервацией,
металлизацией, распылением цинка
нлн алюминия
ПоМ
» а
0,5
0,5
1,35
1,2
1,12
1,02
Дробью одной поверхности с
консервацией полимерным
клеем н посыпкой карборундовым
порошком, а вторая
поверхность очищается стальными
щетками без консервации
По М
» а
0,5
0,5
1,35
1,2
1,12
1,02
Газопламенный двух
поверхностей без консервации
ПоМ
» а
0,42
0,42
1,35
1,2
1,12
1,02
Стальными щетками двух
поверхностей без консервации
ПоМ
> а
0,35
0,35
1,35
1,25
1,17
1,06
Без обработки
ПоМ
» а
0.25
0,25
1,7
1,5
1,3
1.2
Обозначения: по М—способ регулирования натяжения болтов
по моменту закручивания; по а — по углу поворота гайки.
тральной оси заклепках (болтах). Расчетная формула для
определения максимального усилия в крайней заклепке (болте) имеет "вид:
Nmax = У (NJk + N/n)* + (Q/я)*, C.20)
где Ni=Mhmaxl%h(—усилие, приходящееся на наиболее
нагруженный (крайний) горизонтальный ряд заклепок (болтов) полустыка:
Sft; =ftj+А2+Лз+-"~г"'*? —сумма квадратов расстояний между
горизонтальными рядами заклепок (болтов), равноудаленных от
нейтральной осн; k — число вертикальных рядов в полустыке; я —
общее число заклепок (болтов) и полустыке.
При отсутствии продольных снл в формуле C.20) принимают
73

ЭПЮРА ЭПЮРА-
"max
Рве. 3.9. Расчетная схема стыка на болтах ели заклепках ври воадействии
момента М, продольной силы N в поперечпой силы Q
W-0, а и сечении чистого изгиба, где и Q—О, максимальное усилие
на крайнюю одну заклепку (болт), Ыт„ — равным Ni/k. Зная
Nmax, напряжения соединений проверяем по формулам C.14) н C.15),
полагая N^Nmax и л=1.
При конструировании соединений элементов на болтах илн
заклепках следует назначать болты илн заклепки одного диаметра н по
возможности в минимальном числе для всей конструкции. Тнп
соединения элементов (внахлестку нли с накладками) выбирают в
зависимости от конструктивного решения и условий работы стыка.
Расположение болтов н заклепок в соединении может быть
рядовое нлн шахматное, с минимальным нлн максимальным
расстоянием между ними н до краев элемента (рнс. 3.10). В стыках и узлах
расстояние между болтами н заклепками принимают (в целях
экономии металла на накладки н компактности узла) минимальным,
а иа участках крепления элементов конструкции по всей длине, вне
узлов н стыков (например, прн креплении поясных уголков в
клепаных балках) — максимальным (см. рис. 3.10, б). Нормативные
требования по разбивке заклепок и болтов даны в табл. 3.7.
В профильных элементах — уголках, швеллерах и двутаврах —
болты и заклепки размешают по рискам, располагаемым по
условиям удобства и обеспечения требуемой прочистки элемента.
Расположение рисок для отверстий в уголках приведено в табл. 3.8, а для
двутавров и швеллеров—в табл. 3.9 (более подробные данные
приведены в списке литературы).
Толщина склепываемого стального пакета 2/ не должна
превышать 5 диаметров заклепки d, а при применении заклепок с
повышенной головкой н коническим стержнем толщина пакета может
быть принята до Id. При большей толщине пакета используют
болты повышенной точности (класса А).
Особенности болтовых и заклепочных соединений алюминиевых,
конструкций. Для соединений элементов конструкций из алюминий-'
вых сплавов применяют стальные и алюминиевые болты нормальной
н повышенной точности н алюминиевые заклепки (для холодной
клепки). Стальные болты н шайбы должны быть кадмнрованы нли
74

-f-, -f»-, -f- чт I * ^ 7 n
Ряс. 3.10. Расположение отверстий в листовом и профильном (фасонном) металле
а — минимальные расстояния при рядовом расположении: б — максимальные расстояния в растянутых элеиеакх; « — то же, в
сжатых элементах; г ~ минимальные расстояния при расположении: / — дорожка; 2 — окаймляющий уголок; 3 — неокайшка-
ный край

Таблица 3.7. Размещеиие заклепок и болтов
Расстояние
Между центрами заклепок и
болтов в любом направлении:
минимальное:
для заклепок
» болтов
максимальное в крайних рядах
при отсутствии окаймляющих
уголков при растяжении и
сжатии
максимальное в средних рядах,
а также в крайних рядах при
наличии окаймляющих уголков:
при растяжении
» сжатии
От центра заклепки или болта до
края элемента:
минимальное, вдоль усилия н
по диагонали
минимальное, поперек усилия;
при обрезных кромках
при прокатных кромках
» прессованных кромках
максимальное
минимальное для
высокопрочных болтов в любом
направлении усилия
Расстояние
в соединениях элементов
конструкций
из сталн
3d,
2,5 d0
8 do или
16 d0 или
12 d0 или
2 d0
1,5 d0
1,2 d0
—
4 d0 или
1.3 d0
12 t
24 t
18 /
8t
из алюминиевых
сплавов
3d0
3.5 d0
б d0 или 10 t
12 d0 или 20 t
10 d0 или 14 t
2,5 do
2,5 d0
2 d0
2d0
6 d0
расстояние между
болтами принимают 3do.
Обозначения: d0 — диаметр отверстия для заклепки или болта;
t — толщина наиболее тонкого наружного элемента пакета.
оцинкованы для предотвращения интенсивной электрохимической
коррозии в местах контакта стали и алюминиевого сплава. Толщина
пакета в конструкциях не должна превышать 4d при заводской
холодной клепке.
Работа и расчет болтовых и заклепочных соединений подобны
применяемым для таких же соединений элементам стальных
конструкций [см. формулы C.14) — C.20)], поэтому в дальнейшем
приведены примеры расчета только стальных конструкций в соответствии
со СНнП 11-23-81*. Следует лишь учитывать ряд особенностей
работы соединений в конструкциях из алюминиевых сплавов,
предусмотренных СНнП 2.03.06—75. Так, например, в формулах C.14)
76

Таблица 3.8. Рнски для размещения отверстий в уголках
Одаоридиое расположение
Двухрядное расположение
"max
размещение
отверстий
50
7(
71
80
90
100
Ш
13
15
17
19
21
1
23
140
140
160
160
180
200
220
250
60
55
65
60
66
80
3°
100
45
55
60
65
80
80
90
90
25
19
25
21
25
25
28,
28,
Шахматное
Рядовое
Шахматное
Рядовое
Шахматное
Обозначения: Ь — шнрнна полкн; е% — расстояние от обушка до
ближайшей рискн, мм; е2 — расстояние между рисками, мм; dma* —
максимальный диаметр отверстия, мм.
и C.15) Р-0,6 аьАп; в формуле C.18) коэффициент условий
работы \ь"*®,8, а коэффициент трення ц принимают: 0,18 —при
отсутствии обработки соединяемых поверхностей; 0,4—при травлении
поверхности и 0,45 — прн пескоструйной очистке поверхностей. Пр'й
Таблица
и швеллера?
№

профиля
5
6,5
8
10
12
14
16
18
20
22
24
27
30
33
36
40
45
50
3.9. Рнски для размещения отверстий в двутаврах
Двутавры по ГОСТ 8239—72*
полка
е
32
36
40
45
50
55
60
60
70
70
80
80
80
90
100
dmax
9
11
11
13
15
17
19
19
21
23
23
23
23
23
25
стенка
30
35
40
40
50
50
60
60
60
65
65
70
70
70
80
л.
70
88
107
125
143
161
178
196
224
251
277
302
339
384
430
^тах
11
13
13
15
17
17
21
21
21
23
23
23
25
25
25
Швеллеры
полка
е
20
20
25
30
30
35
40
40
45
50
50
60
60
60
70
70
—
9
11
11
13
17
17
19
21
23
23
25
25
25
25
25
25
—
—
по ГОСТ 8240-72»
стеика
25
32,5
40
33
40
45
50
55
60
65
65
70
70
70
75
75
—
К
22
37
50
08
86
104
122
140
158
175
192
220
24?
273
300
335
—
—
"max
7
11
13
13
13
15
17
19
21
23
25
25
25
25
25
25
—
—
77

расчете прочности на растяжение болтового соединения площадь се-
чення болта в формуле C.17) принимают Ль—яйо/4, где do—
внутренний диаметр резьбы болта. В заклепочном соединении прн
расчете на отрыв головкн в формуле C.16) площадь сеченнн отрыва
головки At — ndh, где h—0,4a—высота поверхности отрыва головки
и т. д.
Пример 3.4. Задание: рассчитать и сконструировать
заклепочное соединение стыка затяжки арки (рис.
3.11, а) при действии расчетного усилия растяжения
1920 кН. Материал затяжки — сталь марки ВстЗпсб-1,
заклепок — сталь марки Ст2, устройство отверстий по
группе В.
Решение. По табл. 1.2 и табл. 2 прил. II определяем
расчетные сопротивления: стали — #„ = 230 МПа, сдвигу
заклепок — #«=180 МПа и смятию стали соединяемых
элементов затяжки — #,р = 420МПа. Согласно
конструктивным требованиям назначаем заклепки диаметром
с(=20мм, диаметр отверстия do=21 мм, что больше
752*= Vs- 82 = 16,5 мм. Толщину накладок и прокладок
принимаем *2=14мм, что больше 0,5*i=0,5-20=10 мм;
2*2C-14=42 мм)>2*1 B-20=40 мм).
Определяем требуемое число заклепок с одной
стороны от оси стыка:
из условий прочности на срез по формуле C.14)
п> 4Ы/па nd\Hr> Ус = 4-1920/4-3,14-2,12-180A0-')* 0,9 = 7,
где /?s=180 МПа= 180A0"') = 18 кН/см2;
из условий прочности на смятие по формуле C.15)
л > yv/d0 2W Rrp Yc = 1920/2,1-4-42-0,9 = 5.
где 2<min=2<,=2-2=4 см; Yc = 0,9.
С учетом конструктивных требований для соединений
с накладками принимаем по расчету на срез число
заклепок на 10% больше п=1,1 •7 = 7,7«8 шт. Располагаем
заклепки в три ряда по вертикали и горизонтали, всего
девять заклепок. Согласно табл. 3.7 устанавливаем
расстояния между заклепками и до краев элементов
затяжки в стыке:
а = 80 мм > 3d0 = 3-21 = 63 мм;
ах = 50 мм > 2d0 = 2-21 = 42 мм;
сг = 50 мм> 1,5d0 == 1,5-21 = 31,5 мм;
с = 0,5 F — 2cj) =0,5C00 — 2-50)== 100 мм.
* Здесь и далее число A0~') вводится для пересчета расчетного
сопротивления, выраженного в МПа, в кН/см2,
78

P«. S.I I.
Соединенна на болтах и sa-
ыепках
а — соединение
элементов затяжки арки
яа заклепкзх; б —то
же, на болтах
класса В нормальной
точности; в — то же,
па болтах класса А
повышенной
точности
Проверяем прочность полос затяжки на разрыв по
ослаблениому сечению
a=lN/(b — kdo]2t1]= 1920/C0 —3-2,1J-2 = 20,3 кН/см? =
= 203 МПа < Ry Yc = 230-0,9 = 207 МПа,
т. е. прочность пластин затяжки обеспечена.
Пример 3.5. Задание: рассчитать и сконструировать
болтовой стык для затяжки арки по рис. 3.11, а.
Расчетное усилие W=1920kH. Материал болтов — сталь
79

класса прочности 4.8, соединение — многоболтовое,
болты — нормальной точности (класс В).
Решение. По табл. 3 прил. II принимаем расчетное
сопротивление срезу болтов #г,5=160МПа и смятию
элементов Я»р=350МПа, d=20 мм и do=23 мм
(сверление отверстий по группе С), y»=0,9 (при п = 5..Л0).
Необходимое число болтов составит:
из условия прочности на срез по формуле C.14)
п > 4N/nsnd*Rbsyb=* 4-1920/4.3,14-22-160 A0-») 0,9= 10,7;
из условия прочности на смятие по формуле C.15)
л > N/dZtmlnRbP yb = 1920/2-4-350 A0-1) 0,9 = 7,63,
Принимаем с каждой стороны стыка по 12 болтов,
размещая их по четыре в трех горизонтальных рядах (рис.
3.11,6).
Проверяем прочность листов на разрыв по
ослабленному отверстиями сечению при ус= 1,05 (по п. 8, б табл. б
СНиП Н-23-81*)
0 = Af/(b-Mo)a1= 1920/C0 — 3-2,3L = 20,8 кН/смЗ =
= 208 МПа < Ry ус = 230-1,05 = 241 МПа.
Для уменьшения числа болтов в стыке можно
проектировать соединения на болтах повышенной точности со
сверлением отверстий по группе В. В этом случае
применяют болты из стали класса прочности 8.8 и диаметр
отверстий принимают равным диаметру болта. Такое
соединение хорошо работает на срез, но требует высокой
точности исполнения. Значения расчетных сопротивлений
по табл. 3 прил. II принимают: #»5=320МПа, Яьр =
= 385 МПа (в конструкциях из стали с Я„я=355МПа).
Диаметр болтов принимаем 16 мм, у&= 1.
Число болтов повышенной точности (класс А)
составит:
из условия прочности на срез
л > 4-1920/4-3,14-1,63-320 A0-J) 1 = 7,47;
из условия прочности на смятие
л> 1920/1,6-4-385 (Ю-1) 1 = 7,8.
Принимаем восемь болтов с расположением их по два
в четырех горизонтальных рядах (рис. 3.11, в).
Назначаем размеры между осями болтов и до краев элементов:
при применении болтов нормальной точности диамет-
80

ром d=20 мм, диаметр отверстий do = 23 мм:
а = 70 мм > 3rf0 = 3-23 = 69 мм;
Oj = 50 мм > 2d0 = 2-23 = 46 мм;
сх = 50 мм > l,5d0 = 1,5■ 23 = 34,5 мм
с=0,5 F—2с,) = 0,5 C00—2-50) = 100 м<Ш2=12-14=168 мм;
при применении болтов повышенной точности d=
=с?о= 16 мм:
а = 60 мм > 3d0 = 3-16 = 48 мм;
Oj = 40 мм > 2d0 = 2-16 = 32 мм;
Cj = 45 мм> 1,5rf0 = 1,5-16 = 24 мм;
с = F — 2cj)/3= C00 —2-45)/3 = 70 мм > 3d0 = 3-16 = 48 мм.
Как видно из рис. 3.11, в, при применении болтов
повышенной точности длина накладок в стыке уменьшается
более чем в 2 раза.
Вариант решения стыка на высокопрочных болтах.
Применяем болты с?=20 мм из стали марки 38ХС «се-
лект» по ГОСТ 4543—71*, #„„„ = 1350 Н/мм2
A35 кгс/мм2), по табл. 3.5. Обработка соединяемых
поверхностей производится газопламенным способом,
коэффициент трения [а=0,42, коэффициент надежности
ул=1,02 (при статической нагрузке, при разности
диаметров болта и отверстия 6 = 1...4 мм и способе
регулирования натяжения болтов по углам поворота гайки).
По формуле C.18) определяем несущую способность
одного высокопрочного болта
Qbh = Rbh УъАъп (И/Vft) * = 946 (lO-i) 0,9-2,45@,42/1,02) 4 =
= 347 кН,
где /?ы> = 0,7-1350 = 946 МПа; -4Ьп=2,45 см2; Ль = 3,]4 см2; Ya = °.9
при 5<n<10; k —A — число плоскостей трения.
Число болтов на полунакладке вычисляем по
формуле C.19)
n=zNlyeQ.bh= 1920/1-347 = 5,8 шт.
Принимаем шесть болтов в два вертикальных ряда по
три болта в каждом. Проверяем несущую способность
листов по ослабленному сечению: площадь поверхности
сечения одного листа брутто: А =2-30 = 60 см2; то же,
нетто Л„ = 2C0—3-2,3) =46,2 см2; отношение площадей
Л„/71 = 46,2/60=0,77<0,85. Согласно п. 11.14 СНиП
Н-23-81* при Л„/Л<0,85 в расчет вводится условная
площадь Ас= 1,18ЛЯ= 1,18-46,2 = 54,5 см2.
6—612 81

U
«г,
a
m
55»Ч-220.
I'300
,0'
L /
L70»S
/. Л 1
1 —
no
r—•»
r
~t-8
Рве. 3.12. Крепление уголковых профилей в фасовже за«лепками
Несущая способность листов стыка (при Yc—О
N = AcRyyc= 54,5-2.230 A0-1) 1 = 2500 кН > 1920 кН.
Из приведенного расчета видно, что при применении
высокопрочных болтов уменьшается их количество в
стыке и несущая способность соединения увеличивается
в сравнении с соединением на болтах повышенной
точности.
Пример 3.6. Задание: рассчитать заклепочное
соединение элемента фермы из уголков 70X5 мм и фасонки
толщиной 8 мм (рис. 3.12). Материал—алюминиевый
сплав: фермы — марки АД31Т, заклепок марки АМгбпМ.
Расчетное усилие 60 кН.
Решение. По табл. 1.7 определяем расчетное
сопротивление алюминиевого сплава фермы #у = 55МПа, а по
табл. 8 прил. III — срезу заклепок Rrs= 100 МПа и
смятию соединяемых элементов i?rp=90 МПа. Исходя из
конструктивных требований по табл. 3.8 назначаем d=
= 16 мм, с?о= 17 MM<.dmax=\9 мм (для уголков с
полкой шириной 70 мм). Заклепки располагаем в один ряд
(е = 40 мм).
Проверяем предельную несущую способность двух
уголков 70X5 мм на растяжение
N' = #„ Ап Vc = 55-12,02 (Ю-1) =66 кН > N = 60 кН,
где Ап = 2(Ааь-Шаь=2(Ь,8в-1.1,7-0,5) -12,02 см2; v^l-
Необходимое число заклепок составит:
из условия прочности на срез по формуле C.14)
^ ,14-l,72-100(l0-1) 1 = 1,32;
из условия прочности на смятие соединяемых
элементов по формуле C.15)
п > N/da 2/min RrP yc = 60/1,7-0,8-30 (Ю-1) 1 = 4.9,
82

Рнс. 3.13. К расчету болтового крепления подвеска на растяжение
где 2Лп(п равна толщине фасонки //=0,8 см, так как толщина двух
уголков 2f,=2-5=10 мм>*/=8мм. Принимаем пять заклепок,
располагая с шагом а=55 MM>3do=3-17=51 мм; а, = 40 uu>2dri=
=2-17=34 мм.
Длина прикрепления фасонки: /=4a+2ai=4-55+
+2-40=300 мм.
Пример 3.7. Задание: рассчитать болты конструкции
подвески к нижнему поясу фермы (рис. 3.13). Расчетное
растягивающее усилие в подвеске #=30 кН.
Решение
Вариант 1. Принимаем V(>=1. прикрепление
осуществляем болтами грубой точности rf=20 мм класса 5.8, для
которых /?(,р = 200МПа=20кН/см2 (табл. 3 прил, II).
Определяем расчетное усилие одного болта на
растяжение по формуле C.17): N b—RbtAbn=2Q •2,45=49 кН,
б* 83

где Ль„=2,45см2 — площадь сечения болта нетто при
с(=20мм (см. гл. 2, §2).
Расчет числа болтов: n^sN/Nbyb^300/l-49 = 6,12 шт.;
принимаем восемь болтов d=20 мм по четыре на каждый
уголок; минимальное расстояние между болтами 2,5d0
(где d0 — диаметр отверстия); при do—23 mm, 2,5do=
=2,5-23 = 57,6 мм«60 мм; расстояние до края уголка
\,5do= 1,5-23 = 34,5 мм или »40 мм. Общая
конструктивная длина уголка /=60-3+40-2=260 мм.
Вариант 2. Прикрепление подвески осуществляем
болтами rf=20 мм повышенной прочности из стали 35Х
класса 8.8, для которой Ям=400МПа = 40 кН/см2.
Расчетное усилие одного болта: Nb=RttAbn —
=40-2,45=98 кН. Требуемое число болтов для
крепления подвески п=N/ybNb = 300/1-98 = 3,06 шт.; по
конструктивным соображениям принимаем четыре болта (рис.
3.13,6); длина уголков ^2,5rfo+2-l,5rfo=5,5rfo =
= 5,5-23= 127 мм; принято /=60+2-40= 140 мм. Таким
образом, применяя болты повышенной прочности в
растянутых элементах, можно существенно уменьшить
размеры соединяемых элементов и конструкция узла будет
более компактной.
Глава 4. ПРОЕКТИРОВАНИЕ БАЛОЧНЫХ КЛЕТОК
МЕЖДУЭТАЖНЫХ ПЕРЕКРЫТИЙ И ПРОМЫШЛЕННЫХ
ПЛОЩАДОК
§ 1. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ ПЕРЕКРЫТИЯ
Различают балки прокатные (из двутавров или швеллеров) и
составные— сварные или клепаные (нз листов н уголков). Балочная
клетка представляет собой систему пересекающихся несущих балок,
предназначенных для опирания настила перекрытий. В зависимости
ст схемы расположения балок балочные клетки разделяют на три
типа (рис. 4.1): упрощенные, нормальные и усложненные. В
упрощенной балочной клетке (рис. 4.1, а) нагрузка от иастнла
передается непосредственно на балки, располагаемые обычно параллельно
короткой стороне перекрытия, затем на вертикальные несущие
конструкции (стены, стойки и др.). В балочной клетке нормального
типа (рис. 4.1,6—г) балки настила опираются на главные балки, а те,
в свою очередь, на колонны или другие несущие конструкции. В
усложненной балочной клетке (рис. 4.1, д) балкн настила опираются
на вспомогательные балки, которые крепятся к главным балкам.
Балки настила и вспомогательные балки обычно проектируют
прокатными, а главные балки могут быть как прокатными (больших
84

а)
1-1
I X X X X I
1
1
л
S)
1
Е)
1
f5*F
1
/II
''1
2
A i i
1' Г
1
ti/,
Jp>''J
Д1т,Н1 -г..
Рнс. 4.1. Типы балочных клеток
о — упрошенная; б—г — нормальные с расположением балок настила
соответственно по верху главных балок (этажное), в одном уровне н с
пониженным расположением; д — усложненная; / — главные балки; 2 — балки настн-
ла; 3 — вспомогательные балки; 4 — стальной настил; 5 — колонны
профилей), так и составными. Взаимное расположение балок в ба:
лочной клетке может быть различным: этажное (рис. 4.1,6), в
одном уровне (рис. 4.1, в) и пониженное (рнс. 4.1, г). Тип балочной
клетки выбирают в зависимости от назначения перекрытий путем
анализа различных вариантов, имея при этом в виду минимальный
расход металла, соответствие конструкции технологическим
требованиям и условиям эксплуатации. Генеральные размеры балочной
клетки в плане и по высоте (расстояние между колоннами или
стенами, отметка верха настила, высота помещения в чистоте,
размеры технологических отверстий и т. д.) обычно определяются
проектным зданием. Размеры сечения балок устанавливают расчетом.
Главные балки устанавливаются в увязке с расстановкой колонн.
Балки настила и вспомогательные балки располагают с учетом
расстановки оборудования и в зависимости от типа настила и нагрузки:
85

при стальном плоском настиле шаг этих балок принимают 0,6—1,8 м;
при железобетонном—1,5—6 м кратно размерам стандартного
настила. При использовании для перекрытий сборных железобетонных
плит назначают, как правило, упрощенный тип балочной клетки с
укладкой плит непосредственно на балкн настала. Толщину монолитной
железобетонной плиты для определения нагрузки рекомендуется
принимать (при временных нормативных нагрузках 15—30 кН/м2):
При расчетном пролете 1,5—2 м . . . 10—12 см
То же, 2,1—2,5 м 12—14 »
» , 2,6—3 м 14—16 »
§ 2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗКИ НА БАЛКИ
И РАСЧЕТНЫХ УСИЛИЯ
Каждую балку в перекрытии рассматривают раздельно, не
связанной с другой. Нагрузка на балку настила передается от
настила с участков перекрытия, расположенных на смежных от балки
пролетах, а на главную балку — от вспомогательных балок или
балок настила (рис. 4.2).
Площадь перекрытия, с которой нагрузка передается на балку,
называется грузовой площадью. Для главной балкн ширина
грузовой площади равна расстоянию между главными балками или
пролету вспомогательной балки, а для вспомогательной — шагу этих
балок ил» пролету настила. Нагрузка на среднюю колонну
передается с площади, равной произведению пролета главной балки иа
пролет вспомогательной балки /, -/г- Для крайних колони среднего ряда
нагрузка от перекрытия принимается в 2 раза, а для угловых
колони — в 4 раза меньшей, чем для среднего ряда. Погоиная
равномерно распределенная нагрузка на балку:
нормативная
расчетная
q = (Vh>Pn+Vlggn)lf D.2)
где /,■ — шаг Салок (соответственно 1% или а по рис. 4.2): рп — нор-
Рис. 4.2.
Распределение нагрузки иа
элементы балочной
клетки
/ — главные балкн;
2 — балкн настнла;
3 — колонны
86

натнвная временная, gn — постоянная (включая собственный вес
балки) равномерно распределенные нагрузки; у/р. \fg —
соответственно коэффициенты надежности по временной и постоянной
нагрузкам.
Максимальные расчетные значения изгибающего момента М
и поперечной силы Q для разрезной балки:
D.3)
В соответствии со значением М подбирают сеченне балкн по
формулам первого предельного состояния и проверяют прогиб балки по
условию второго предельного состояния, принимая нормативное
значение изгибающего момента Мп (без учета коэффициентов
надежности по нагрузкам).
§ 3. РАСЧЕТ ПЛОСКОГО СТАЛЬНОГО НАСТИЛА
В зависимости от интенсивности нагрузки для настила
применяют листы толщиной td при g=10 кН/мг —6 мм, при g=10—20 кН/
/м2 — 8 мм и при g>20 кН/м2—10—14 мм.
Плоский настил при опирании по двум сторонам (при
отношении длины листа к пролету балок, иа которые он опирается, более
двух) рассчитывают либо как балочный элемент на поперечный
изгиб (рис. 4.3, в), т. е. когда настил сравнительно толстый (ld/td<50)
и он недостаточно закреплен на опорах или опоры подвижны, либо
как упругую висячую конструкцию на изгиб с распором, что имеет
место при жестком закреплении тонкого настила (/j//d>-50) на
неподвижных опорах, когда возникающее осевое усилие растяжения Н
при изгибе настила может быть воспринято закреплением на опорах,
а сами опоры неподвижны (рис. 4.3,6).
Настил при работе его только на изгиб при прогибе не более
1/150 рассчитывают из условий прогиба простой балкн по
предельному состоянию второй группы:
tf/'d) < Н/Ч1 = 1/150
(прн ///d^l/120 настил рассчитывают также и по прочности).
Относительный прогиб настила f/l<t при равномерно распреде-
Рнс. 4.3. Расчет на-
стнла на изгиб
а — поперечное
сеченне; б, в —
соответственно расчетные
схемы на изгиб с
распором и без
распора; / — настил; 2—
балка настила
87

ленной нагрузке
flld = E/384) [qn [\IEX J) = E/32) [qn l*/El bt\ < [ 1/nJ, D.4)
где £,/= [Ebt3dj\2) A—v2) — цилиндрическая жесткость пластинки;
Ei = E/(l—v2); v — коэффициент Пуассона, для стали равный 0,3;
A—v2)—поправка, учитывающая отсутствие в длинной пластинке
(настиле) поперечной линейной деформации; U — пролет настила;
Ь — расчетная ширина полосы настила, обычно принимаемая
100 см.
Толщину листа, см, определяют по формуле
'd=('d/1.93) У qnn0/bE, D.5)
а напряжение, МПа, в настиле будет
(<f /3/8) F/6 t2d) = C/4) [fib) [ld/tdJ-
Толщину листа при работе настнла на изгиб с распором
можно вычислять приближенно нз условия заданного предельного
прогиба по формуле
l/td = Dво/15) [1 + G2Е1/п*дп)}, D.6)
откуда
tdK3,75l/(n0+72Ei/n*qn). D.7)
Силу распора Н определяют по формуле
d, D.8)
где у/ — коэффициент надежности по нагрузке.
Расчетное значение катета углового шва, прикрепляющего иастил
к балкам:
k/ = Я/р/ lw Rwf ywf vc илн kf = Я/рг lw Rwz ym Vc. D.9)
Настил рассчитывают в следующем порядке: вначале
вычисляют нормативную нагрузку на 1 см полосы настнла шириной 100 см,
затем устанавливают относительный прогиб A/п0) — 1/150 илн
1/200 и по соответствующим формулам определяют толщниу
настала td. При расчете настила с учетом распора определяют
толщину углового шва по формуле D.9).
§ 4. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ПРОКАТНЫХ БАЛОК
Требуемый момент сопротивления прокатных балок вычисляют
по формулам B.18) н B.21):
Wnd = MIRy Vc или при т < 0,9/?s и Oj, <J 3S0 МПа;
где d—коэффициент, учитывающий развитие пластических
деформаций по сечеиию, предварительно принимают ci = 1,1. В сечениях
балки, где касательные напряжения т<0,5/?» коэффициент С\<=с,

а при 0,5/?»<т<0,9/?8 коэффициент Ci принимают по формуле
где с — коэффициент, зависящий от формы сечения н степени
развития пластических деформаций н принимаемый по табл. 3
прил. V; а — коэффициент, равный 0,7 для двутавров, изгибаемых
в плоскости стенки (для других типов сечения а=0); x=Qlth —
средние касательные напряжения; с^\ н ие более с.
Прн изгибе балки в двух главных плоскостях х н у проверку
прочности выполняют по формуле
MJcx Wxnmln + My I cv Wynjnm
В зависимости от Wn в сортаменте находят соответствующий
номер профиля. Прочность назначенного сечения балкн проверяют
по формулам B.18) и B.21):
прн упругой работе
a=(M/Wn)<Ryyc;
при учете пластических деформаций
Сечение считается подобранным удовлетворительно, если недо-
напряженне составляет до 5—7 %.
В опорном сеченнн балок (прн М = 0; Мх=0; Му=*0) следует
выполнять проверку по формуле
В тех случаях, когда верхняя полка балок недостаточно
закреплена от потери устойчивости (отсутствует сплошной жесткий
настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балкн) нли
отношение расчетной длины балки let к ширине сжатого пояса Ь
превышает значения, вычисленные по формулам, приведенным в табл. 2.4,
балку проверяют на устойчивость по формуле B.23):
где фб — коэффициент, определяемый по указаниям прил. 7 СНнП
11-23-81* по коэффициенту ф1. Для балок двутаврового сечения
высотой ft с двумя осями симметрии Ф^Ч^ (/„//*) (ft//e/)*£//?„, где
коэффициент V для прокатных двутавров определяют в функции
параметра а:
а= 1,54 (Jt/Jy) (lef /ftJ
(здесь /< — момент инерции прн крученнн).
Значение коэффициента фь принимают: прн <pi^[0,85 фь=ч>1; прн
ф1>0,85 фь=0,68+0,21 ф1, но не более 1. Коэффициент ус прн
проверке общей устойчивости балки принимают 0,95.
Устойчивость балок можно не проверять, если отношение
расчетной длниы участка балкн между связями, препятствующими
поперечным смещениям сжатого пояса /„/ к его ширине b не
превышает значения (прн l<ft/6<6 н 6/*^35), вычисляемого по формуле
B.26) .
letlb = б [0,41 + 0,00326// + @,73 — 0,0№/t]b/hoVE/Ry,
89

где Ь, t — соответственно шнринз и толщина сжатого пояса балки;
Ао — расстояние между осями листов (полок); б=[1— 0,7(Ci—1)/
/(с—1)]; для сечений балок, работающих в упругой стадии 6=1.
Проверку местной устойчивости поясов н стенкн прокатных
балок, как правило, не делают, так как она обеспечивается
принятыми толщинами элементов нз условий проката.
Подобранное сечение проверяют на прочность от действия
касательных напряжений по формуле B.19):
х == (Qmax S/Jtw) <#»Yo
где 5 — статический момент половины сечений балки относительно
нейтральной оси; tw—толщина стенки балки.
Относительный прогиб балкн при равномерно распределенной
нагрузке проверяют по формуле
/Л = E/384) (<?" P/EJ) < [ 1 /л,1, D.10)
где qn — нормативная погонная нагрузка, Н/см; Е — модуль
упругости стали, МПа; У —момент инерции балки, см4;
[1/я<>]—предельный относительный прогиб (по табл. 2.3.).
f S. КОМПОНОВКА И ПОДБОР СЕЧЕНИЯ СОСТАВНЫХ
СВАРНЫХ БАЛОК
Проектирование составных балок выполняют в два этапа: на
первом компонуют и подбирают сечения, на втором — проверяют
прочность и устойчивость балки в целом н ее элементов, а также
проверяют по прогибу. Компоновку составного сечення начинают
с установления высоты балкн.
Из условия экономичности, характеризующейся наименьшим
расходом стали, вначале вычисляют оптимальную высоту балки:
D.11)
где W—Mmax/Rvyc\ tw — толщина стенкн, мм [предварительно
можно определить по эмпирической формуле /ш= G-+-ЗЛ), где /i«(l/8—
—1/15) /, /—пролег балкн, м (табл. 4.1)]; к — коэффициент,
равный для сварных балок постоянного сечения 1,2—1,15,
переменного— 1; для клепаных соответственно— 1,25 и 1,2.
Для приближенных расчетов сварных балок переменного сечення
hopt можно вычислить по формуле
hopt = E,5...6,5)V~W. D.12)
Из условия обеспечения жесткости высота балкн должна быть
не менее
hmln = E/24) (Ry HE) \1Щ Црп + еп)ПЬрРп + JfgB")], D-13)
где y/p. Y/« — коэффициенты надежности по нагрузке
соответственно для временной и постоянной нагрузок.
Для балок, изготовленных нз стали марки ВСтЗ, при подста-
новк» в формулу D.13) значений Ryyc=230 МПа, £=2,0610» МПа,
Г'/П=«о и. принимая (pn+g")/(ytpp" + \tc.gn) = l/\4
(где у» — средний коэффициент надежности по нагрузке, равный
обычно ум М> временной нагрузки), минимальная высота сечення
до

балки будет
ftmm = (/y4800)(l/YQ). D14)
Назначаемая окончательно высота балки должна быть близкой
кйОр( (обычно на 5—10% меньше полученного по формуле hopt, не
меньше hmin и не выше заданной строительной высоты перекрытия
Нс за вычетом необходимых зазоров Д(Я0—Д), где Не
принимается от нижнего пояса балки до верхней кромки рассматриваемого
перекрытия (см. рис. 4.1). Предварительно Лт,п можно принимать
также из следующих отношений минимальной высоты сечения балки
к пролету (hmin/l) в зависимости от предельного прогиба [1/По] (для
балок из стали марки ВСтЗ):
предельный
относительный прогиб
///=[1/по1 1/1000 1/750 1/600 1/500 1/400 1/250 1/200
hmtn/l 1/8 1/8 1/10 1/12 1/15 1/25 1/30
После установления высоты балки определяют минимальную
толщину стенки tw.min из условии работы ее на срез и сравнивают
с ранее назначенной
где k= 1,5 — при работе на срез без учета поясов и £=1,2 — с
учетом работы поясов; приближенно hw — h—B...5 см) или Лш<A00..,
150) U при й=1...2,5 м и /„, = 8...14 мм.
Если tu.min будет отличаться более чем на 2 мм от ранее
принятой в формуле для hopt (где t№=*7+3h), то следует назначить /„>
>tw, min и затем скорректировать значение hopt. Рекомендуемые
толщины стенки балки: 8—12 мм кратно 1 мм, при большей толщине
кратно 2 мм. Стенки толщиной 14—24 мм проектируют
сравнительно редко—в балках высотой 2—5 м при значениях h!ta= 160...230.
Назначая окончательно толщину стенки, необходимо учитывать,
что местная устойчивость стенки без дополнительного укрепления ее
продольным ребром обеспечивается, если соблюдается условие (при
ЯМП)
tw>{hwVRv/E) /5,5. D.16)
Установив размеры стенки, определяют момент ее инерции
J =t hl,/\2,
а затем момент инерции полок
Jf — J — Jw,
где /=\У(Л/2) —момент инерции симметричной балки.
Приближенно //!»2Л/(йо/2)а, откуда площадь сечения одной
полки
где /io — расстояние между центрами тяжести полок (Л0=Л—tt).
Задавшись толщиной полки tf A6—40 мм), находят ее ширину:
bi=Aji/tf. Из условия обеспечения устойчивости отношение
свободного свеса полки bet к ее толщине t/ не должно превышать значений,
вычисляемых по формулам табл. 4.1. Кроме того, Ь) рекомендуется
м

Табляца 4.1. Предельное отношение свеса сжатого пояса Ье1
к толщине tj в изгибаемых элементах
Вид расчета
изгибаемых элементов
В пределах
упругих деформаций
С учетом
развития пластических
деформаций
То же, при hef/tv,^.
s£2,7 У E/Ry
Свес
Неокаймленный
Окаймленный
ребром
Неокаймленный
Окаймленный
ребром
Неокаймленный
Окаймленный
ребром
Значение ктах
0,5 у
0,75 у
0,11 hef/tw.
0,5 У
0,16 hef/tw,
0,75 У
0,3 у
0,45 у
E/Ry
ио не
но не
E/Ry
E/Ry
более
более
Примечания: 1. Обозначения: he) — расчетная высота
балки; tw — толщина стенки балки. 2. При назначении сечений
изгибаемых элементов по предельным прогибам предельные значения beftf
следует умножить на коэффициент у Ry<pm/o, ио не более чем на
1,25 (см. п. 7.27 СНиП Н-23-81*); для изгибаемых элементов фт = 1,
а а — большее из двух значений a=M/VC(fb или a=(Mx/Jx)y+
+ (МУиУ)х.
выдерживать в пределах 1/3—1/5 высоты балки h. Отношение
толщины полки // к толщине стенки tw не должно превышать 3(t//tw^.
<3). Для стали с пределом текучести ог„<380 МПа наибольшие
отношения bej/t] составляют примерно 12—15. Для растянутых поясов
балок отношение belli) принимают не более 30 из условия
равномерного распределения напряжений по ширине пояса (полки).
Назначив сечения стенки и полок, вычисляют фактическое
значение W и проверяют нормальные напряжения cr= (MmaxlW)^Rvye
или a=MmaxlCiWn<Ryyc. Перенапряжение, как правило, не
допускается, а недонапряжение для удовлетворительно подобранного
сечения балки должно составлять ие более 5 %. Для экономии стали
яо мере уменьшения изгибающего момента можно изменять ширину
полок. Применяемые размеры стенки и полок балки необходимо
согласовывать с сортаментом на листовую и полосовую сталь по
ГОСТу (см. прил. VII).
На следующем этапе проводят проверку балки на прогиб по
формулам второй группы предельных состояний н проверку общей
92

я местной устойчивости элементов балки, назначают расстановку
и сеченне ребер жесткости, рассчитывают толщину сварных швов
прикрепления полок к стенке.
Пример 4.1. Задание: рассчитать балочную клетку
рабочей площадки производственного цеха по схеме,
приведенной на рис. 4.2 со следующими данными: пролет
главных балок /i=9m, балок настила /2=6 м. По балкам
уложен стальной настил с рифленой верхней
поверхностью. Нормативная полезная равномерно распределенная
нагрузка на площадке р£ = 18кН/м2; коэффициент
надежности по нагрузке Yfp=1.2. Материал — сталь марки
ВСтЗпсб-1. Предельные относительные прогибы приняты
(см. табл. 2.3): для главных балок— 1/по= 1/400, для
балок настила — 1/по= 1/250, для настила — 1/по=
= 1/150. Объект первого класса, Yn=l. Требуется
рассчитать настил, балки настила и главные балки.
Решение
Расчет плоского настила. Первый вариант.
Предварительно назначаем толщину рифленого настила £=8 мм
(так как р^ = 18 кН/м2). Собственный вес настила,
согласно ГОСТ 8568—77*, составляет 66,8 кг/м2.
Принимаем 67 кг/м2. Коэффициент условий работы ус= 1.
Вычисляем нормативную нагрузку на 1 см полосы
настила шириной Ь = 100см;
&_= A8 000 + 670) 100/10000= 186,7» 187 Н/см,
где 10 000—число пересчета нагрузки из Н/м2 в Н/смг;
gn—собственный вес настила.
Так как <7"=187>100, то расчет настила при 1/по=
= 1/150 ведем по формуле D.5) на изгиб (при qn<.\00
расчет ведут по формулам на изгиб с распором):
Ч~ 1,93 V Ье}Е = 1,93 V
<Л150
100-2,06-10&A00)
466
где £=2,06-105 МПа; A00) — пересчет МПа в Н/см2.
Предварительно назначаем шаг балок настила а =
= 75 см; расчетный пролет настила равен шагу балок:
Zd=a=75cM (см. рис. 4.3,а, в). Тогда
Принимаем листы толщиной 10 мм, проверяем прогиб
93

по формуле D.4)
f/l = E/32) [qn PdIEbef /■}) = E/32) X
X[187-753/2,06-105A00) 100-13] = 1/167 < 1/150.
При проектировании настила можно также вначале
задаться толщиной настила td F—14 мм) и по формуле
D.5) вычислить предельный пролет, отвечающий
заданной нагрузке и относительному прогибу 1/по= 1/150...
1/200.
/d = l,93td VbE!qn п..
Так, например, при ^=Юмм, Ь=100см, \/по= 1/150
и 9я = 187 Н/см пролет настила должен быть не более
,3/~
l/
100-2,06-105 A00)
187-150
Принято, как указано ранее, /<*=а=75см<80,6см.
Второй вариант. Из конструктивных соображений
принимаем настил, который приварен к балкам электродами
Э42, предельный относительный прогиб 1//го= 1/150.
Определяем размеры настила по формуле D.7) с учетом
распора Н (см. рис. 4.3, б)
^=3,75/^/(^ + 72^/^9") =
= 3,75-75/A50+72-23- 10в/1503-1,87) = 0,69 см,
£1 = 20,6-10в/A— 0,32)=23-10« Н/см»;
qn= 18,67 кН/мг= 1,87 Н/смг.
Таким образом, при приварке настила к балкам
можно принять рифленую сталь толщиной 8 мм, что в
сравнении с предыдущим расчетом дает экономию стали почти
на 15%.
Толщину углового шва, прикрепляющего настил к
балкам, при ручной сварке определяем по формуле D.9)
kt = Я/(Р/ U Rwf 4wt Yc = 2430/0,7-1-18 000 = 0,19 см,
где усилие Н находят по формуле D.8)
Н= 1,2 (л2/4)A/150?.23.10«-0,8 = 2,43 кН/см; ywf=\; YC=U
Rwf= 18 000 Н/сма.
Принимаем k;=6 мм.
Расчет балки настила. Расчетная погонная нагрузка
94

на балку
= 18 000-1,2-0,75+ 670-1,05-0,75+ 230-1,05 =
= 17000 Н/м= 17 кН/м,
где #2 — собственный вес настила; gjjg—собственный вес 1 м
балки, принятый ориентировочно 230 Н/м (обычно предварительно
назначают 300—500 Н/мг), yig—1.05 — коэффициент надежности по
нагрузке для собственого веса металлоконструкций.
Максимальный изгибающий момент
М = ql]/8 = 17-62/8 = 76,4 кН-м.
Требуемый момент сопротивления сечения балки по
формуле B.21) из стали марки ВСтЗкп2-1 по ТУ 14-1/
/302-3—80
W = M/ct R,j Ус — 7 б40 00°/1.1 -230 A00) = 303 см3,
где ci=l,l; /?„=230 МПа; ус=\.
По сортаменту принимаем двутавр № 27, имеющий
Wx = 37l см3 и массу 1 м — 31,5 кг. Проверяем
минимальную высоту балки из условия жесткости по формуле
D.14)
hmin = (Mo/4800) A/«ч) = 600-250/4800- 1,2 = 26,1 см,
т. е. меньше 27 см. Условие удовлетворяется.
Расчетное напряжение в балке при
М = ql\l%— 17,06-62/8 = 76,5 кН-м
и <? = 1800-1,2-0,75 +67-1,05-0,75 + 31,5-1,05 =
= 1706 кг/м= 17 060 Н/м
составит
a = M/l,Wx= 7 650 000/1,1-371= 18 800 Н/см2<
< Ry vc = 23000 Н/см2 = 230 МПа.
Фактический относительный прогиб балки будет
///2= E/384) [if $/EJx) = E/384) A40,4-6008/20,6-10e-5010) =
= 1/263 < 1/250,
где q"= 18 000.0,75 + 670-0,75 4-31,5= 14040 Н/м =
= 140,4 Н/см; Е = 20,6- 10е Н/сма; ./ж = 5010 см*.
Расчет главной балки. Главная балка воспринимает
нагрузку от балок настила, расположенных шагом 0,75 м.
При таком частом размещении этих балок можно считать,

что главная балка нагружена равномерно
распределенной нагрузкой.
Расчетная погонная нагрузка на главную балку будет
Я = Р" Ьр 1г + ё" У,в l2 + fig-J Ъв + ftp V(g = 18000-1-2-6 +
+670-1,05*6+31,5-1,05 6/0,75+2400-1,05= 137000 Н/м= 137 кН/м,
где h — пролет балки настила; а — шаг балки; \/Pl y!g —
коэффициенты надежности для полезной нагрузки, настила и балок; q^p —
собственный вес главной балкн, предварительно принимаемый 0,24 т/м
(по опыту проектирования обычно 1—2 % нагрузки, приходящейся
на балку).
Максимальный расчетный изгибающий момент в
середине пролета балки составляет
М = <//j/8 = 137-92/8 = 1390 кН-м;
максимальная поперечная сила на опоре
Q = 9/,/2 = 137-9/2 = 617 кН;
требуемый момент сопротивления по формуле B.18)
при упругой стадии работы
Wd*=M/Ryyc= 1390-105/23 000.1 = 6060 см',
что больше Wx=2560 см3 максимального прокатного
профиля двутавра № 60 (но ГОСТ 8239—72*).
Однако следует иметь в виду, что в нашей стране
освоен выпуск двутавровых балок с параллельными
гранями полок высотой сечения 20—100 см и длиной 6—
24 м (по ГОСТ 26020—83). Из профилей этого
сортамента можно проектировать балки высотой сечения 60 см
и более, например 80, 90 и 100 см — профили от 20Б1 до
100Б4 или 20Ш1 до 70Ш5 (см. табл. 2 прил. VIII). Из
прокатных можно принять балку № 90Б1, №* = 6817cm3
или70ШЗ, №ж=7059см3.
Так как для более общего случая расчета требуется
умение рассчитывать и конструировать составную балку
любого сечения, то далее приводится пример
проектирования сварной двутавровой главной балки.
Минимальная высота сечения сварной балки из
условий жесткости при f/lef= 1/400 должна быть (см.
стр. 91): hrnjlef = 1/15, откуда Лт*п^*900/15 = 60 см.
При расчете по эмпирической формуле толщина стенки
составит tw = l + Zhmin = 7 + 3-600/1000 = 8,8 мм.
Принимаем рекомендуемую толщину стенки 10 мм (четного
размера).
96

Оптимальная высота балки при ^=10 мм будет
hoPt = k Vw/tw =1,15 УбОбо/1 = 90 см,
где /г = 1,15 — для сварных балок.
Назначаем высоту балки Л = 90см и толщину стенки
tw=l0 мм. Сталь марки ВСтЗспб-1 по ТУ 14-1-3023—80,
Rv=230 МПа, #„„=235 МПа, Rs=0t58Rvn/ym=
=0,58-235/1,025=133» 135 МПа (округленно до
5МПа).
Проверяем принятую толщину стенки из условия
действия касательных напряжений
^ = 3/2Q/ft /?s Yc = 3-617000/290-13 500-1 = 0,76 см < 1 см,
т. е. условие удовлетворяется.
Проверяем условие D.16), при соблюдении которого
не требуется постановка продольных ребер в стенке
tw= [hVRy/E)/5,5= (90^230/2 06 10-.)/5,5 = 0,54 см < 1 см.
Принятая стенка толщиной 10 мм удовлетворяет
прочности на действие касательных напряжений и не
требует постановки продольного ребра для обеспечения
местной устойчивости.
Далее производим подбор горизонтальных листов
(полок) балки. Для чего вычисляем требуемый момент
инерции сечения балки /, момент инерции стенки Jw и
поясных листов If, а затем вычисляем площадь сечения
поясов А[ и назначаем их размеры.
Подбираем сечения сварной балки:
J = W (Л/2) = 6060 (90/2) = 274 000 см*;
Jw = tw h\,l12 = 1 (90 — 2tffl 12 = 1 • 863/12 = 53 200 см4,
где hw=h—2^ = 90—2-2 = 86 см; ^ = 2 —толщина полки, J/—J—Jw =
= 274 000—53 200=220 800 см4.
Л/~2////^=2-220800/882=57 см2, где Л„=90—2 = 88 см
(расстояние между осями полок); 6/=Л///> = 57/2 = 28,5 см (максимальное
отношение bet/tf принимается по табл. 4.1).
Принимаем сечение полок 300X20 мм (рис. 4.4), тогда
Л^ = 30-2=60см2.
Проверяем принятую ширину (свес) поясов Ь\ по
формуле табл. D.1), исходя из обеспечения их местной
устойчивости
= 0,5^2.06-105/230= 14,96» 15,
7-612 97

условие удовлетворяется;
то же, при упругопластической работе сечения балки
86
be}/tf = 7,25 < 0,1 lhet/ta = 0,11 — = 9,46,
где hef •= ft — 2t} = 90 — 2-2 = 86 см.
Проверяем принятое сечение на прочность. Для этого
предварительно вычисляем фактический момент инерции
и момент сопротивления балки:
J = (/и)^/12)+2а2У1/=A-863/12)+2.442-60 = 285700 см*;
a = fto/2 = 44 см;
W = У/(ft/2) = 285 700/45 = 6350 см3.
Напряжение по формуле B.18) составляет
a = AW= 1390-10V6350 = 219</?j/Yc = 230 МПа,
т. е. условие удовлетворяется.
Проверяем касательные напряжения по нейтральной
оси сечения у опоры балки
т = QS/Jtw = 617 000-3576/285 700-1 = 7700 Н/см2 =
= 77 МПа < Rs vc = 135 МПа,
где S — статический момент полусечеиия:
S = Af (/t.,/2) + (AJ2) (/W4) = 60-44 + A-86-86/2-4) = 3576 см3.
Полная площадь сечения балки
А = 86-1 + 2-60 = 206 см2;
масса 1 м балки (без ребер жесткости); С=206Х
ХЮ0G850/10в) = 162кг/м, а с ребрами жесткости
примерно 1,03-162= 167 кг/м.
Расчет соединения поясов со стенкой.
Сдвигающее усилие Т, приходящееся на 1 см длины
балки, составит
Т = ttw = QSf/J = 617-2640/285 700 = 5,71 кН,
где S/ — статический момент пояса (сдвигаемого по стыку со
стенкой) относительно нейтральной оси:
Sf = Af (fto/2) = 60-44 = 2640 см3.
Сдвигающая сила Т воспринимается двумя швами,
тогда минимальная толщина этих швов при длине lw =
= 1 см будет
k} > QSf/nJ {<\RW) Vc = T/2 ($RW) vc = 5710/2-116 200 =
= 0,18 см,
где ($Rw)min — меньшее из произведений коэффициента глубины
98

проплавления ({$/ или р*г) на расчетное сопротивление, принимаемое
по условному срезу металла шва (/?м/\ш/) или по срезу металла на
границе сплавления шва (Яиг\мг); при \wt—\wt — 1 и Для
автоматической сварки проволокой d = 2 мм марки Св-08А (по ГОСТ
2246—70*) р/ = 0,9 и р«=1,05 (см. табл. 3.2) имеем
Р,#ш/7«., = 0,9-180-1=162 МПа;
КRwi V^=1 -05-165.1= 173 МПа;
RWi^0,45Run = 0,45-365= 165 МПа;
я=1—при односторонних швах; п=2—при двусторонних швах;
Vc=l-
Принимаем конструктивно минимальную толщину
шва kf=7 мм, рекомендуемую при толщине пояса 17—
22 мм (см. табл. 3.3).
Проверка общей и местной
устойчивости элементов главной балки. Потеря общей
устойчивости (изгиб и кручение в горизонтальной
плоскости) балки может наступить тогда, когда сжатый пояс
балки не раскреплен в боковом направлении и
напряжения достигли критического значения (аСг). В нашем
примере главная балка раскреплена балками настила через
0,75 м. Отношение расстояния между точками
закрепления сжатого пояса /о к ширине пояса b
/„/6 = 75/30= 2,5 < A9/Ь)тах = 18,7,
где при Л/Ь = 90/30 = 3<6 и fr//f = 30/2=15<35
максимальное значение (lo/b)max:
(klb)max~ б [0,41 +0,00326/// + @,73 -0,0166///) b/h0] X
X VEIRV = 1 [0,41+0.0032-30/2 +@,73—0,016-30/2) X
X 30/88] У2,06-Н>/230 = 18,7;
6=1—для сечений балок, работающих упруго.
Условие B.26) соблюдается, следовательно, проверки
балки на общую устойчивость не требуется.
Потеря местной устойчивости (местное выпучивание)
может произойти в стенке или поясе балки под
действием нормальных (сжимающих) или касательных
напряжений. Критическое состояние быстрее наступает в тонких
гибких элементах при отношениях высоты к толщине
больше предельных. Проверка местной устойчивости по-
* y-aif, \»г — коэффициенты условий работы шва равны 1 во
всех случаях для районов с *>—40 °С. В этой книге во всех
примерах расчетов приняты Y"/~Y»>S*1> поэтому в дальнейшем
сокращены.
7* 99

яса выполнена ранее. Устойчивость пояса обеспечена, так
как выполняется условие bei/t/ = 14,5/2 = 7,25 <
,< 0,5/~Щ~у= 14,96.
Проверку устойчивости стенки выполняют с учетом
значений условной ее предельной гибкости к=
= {hw/tw)-\fRv/E и наличия местной нагрузки на пояс
балки. В нашем примере проверку местной устойчивости
стенки проводим в следующем порядке:
определяем необходимость постановки ребер
жесткости по формуле
lw = hetltwV~RvIE = 86/1 У230/2.06-105 = 2,87 < 3,2,
следовательно, поперечные ребра жесткости по расчету
не требуются:
конструктивно назначаем поперечные ребра жесткости
с шагом не более l,5hw при Л.^3,2; 2,5/г„,=2,5-86=«
=215см.
Конструктивно увязываем расположение ребер с
шагом балок настила. Тогда при шаге балок 0,75 м ребра
располагаем через два шва, т. е. через 150 см (рис. 4.4).
Затем определяем размеры ребер жесткости. Ширина
ребра ^^^/30+40=86/30+40=69 мм. Принимаем
far=80 мм. Толщина ребра tr^2br\/~Rv/E = 2-8/230/2,06
X 105=0,53 см; принимаем tr = 6 мм.
Проверка прогиба главной балки.
Относительный прогиб балки /// не должен превосходить
предельного значения 1/по, установленного нормами (см.
табл. 2.3). В нашем примере: f/l^ l/no= 1/400;
f/l = E/384) (<?" t\lEJx) = E/384) A16,2-9003/285700-20,6- 10е) =
= 1/532 < 1/400,
где дп = Ро h+qnd h+q% (k/a) +<?Zp= 18000-6+670-6+315F/0,75) +
+ 1670=116210 Н/м= 116,21 кН/м — нормативная нагрузка на 1 м
балки (или 1162 Н/см).
Расчет прикрепления балок настила к главным
балкам. Крепление балок настила к главной балке
предусматриваем с помощью опорных столиков (рис. 4.5).
Столик воспринимает все опорное давление балки FA,
которое передается на главную балку. Торец балки настила
крепится к стенке главной балки на болтах уголками или
непосредственно к ее поперечным ребрам жесткости.
Такой узел — шарнирный вследствие податливости всего
100

1500
1№*Ч--600!}
1500
Рис. 4.4. Общий
вид и сечеиие
главной балки
о —
симметричное сечеиие; б —
с уменьшением
ширины поясов
по эпюре
моментов

<9
1)
er
*■
■1
1
Г"
Ix
e'
ь'н
?

\
e''by-t
Рис. 4.Б. Крепление балкн
настила к главной балке
а — деталь крепления: б —
расчетная схема опорного столика;
I — главная балка; 2 — балка
настнла; 3 — болт 016 отв.
0 19; 4 — ось балкн настнла;
5 —балка; 6 — ребро жесткости
опорного столика
соединения (изгиба полок уголков, податливости гаек,
смещения болтов в отверстии и др.).
Определяем опорную реакцию
FA=ql2l2= 17,06-6/2=51,2 кН
Расчетную длину сварного шва lw на одной стороне
столика вычисляют при усилии Уз^а ввиду возможной
перегрузки одной стороны при неизбежных неточностях
во время изготовления и монтажа
где ру=0,7 — прн ручной сварке; А/ — принято 7 мм конструктивно;
«„,= 180 МПа A8 000 Н/см2); Yc=l; v»/=l
Конструктивно принимаем равнобокие уголки 100Х
Х8мм с обрезкой на половину ширины опорной полки.
Длина уголка равна ширине полки двутавра балки плюс
80 мм:
= ll,5-f80= 195 «200 мм.
102

Для предотвращения изгиба укороченной полки уголка
ставим по оси ребро жесткости /=8мм (см. рис. 4.5).
Такой же уголок предусматриваем на стенке балок
настила. Его длину определяют из условия размещения двух
монтажных болтов. При применении болтов диаметром
16 мм минимальная длина уголка на стенке будет
la = 2-2rf0 + 3rf0 = 4- 19 + 3-19 = 133 мм,
где do= 19 мм — диаметр отверстия под болты; 2do — минимальное
расстояние до края элемента; 3rfo—то же, между центрами болтов.
Принята длина 160 мм.
Проверяем прочность верхней полки уголка от
действия изгибающего момента: считаем, что опорная реакция
Fa при прогибе балки действует на внешнюю кромку
полки опорного столика с эксцентриситетом е=Ьу=4см,
а по отношению к внутренней грани уголка с е' — Ь'а—
_/а = 4—0,7 = 3,2 см, тогда:
M = FA e =51,2-4 = 204,8 ж 205 кНсм;
М' = FA e' = 51,2-3,2= 164 кН-см;
требуемый момент сопротивления опорного столика:
W = M'/RvVc= 164 000/23000-1=7,15 см».
Для полки, усиленной ребром жесткости f=8 mm, W
рассчитывают, определяя последовательно площадь
таврового сечения с полкой вверху
trhr = 20-0,8 + 0,8-6 = 20,8 см2;
статический момент сечения относительно оси,
проходящей через центр тяжести полки
St = 0,8-6-3,4 = 16,3 см»;
расстояние Z\ от оси полки до центра тяжести сечения
Zl = SJA=* 16,3/20,8 = 0,78 см;
момент инерции сечения
J ( = ( /, h\l 12) + Ar a) + (bf fit/l2) + Afa) =
0,8-7-2,622-B0-0,8-'/i2) 4 20-0,8-0,78J = 57,9 сы«;
моменты сопротивления сечения:
верхней части
Wt = Jx/zt = 57,9/1,18 =51,8 см»;
нижней части
Wb=Jx/zb= 57,9/5,62= 10,3 см»,
103

что больше, чем требуемый №=7,15 см2, т. е. условие
прочности удовлетворяется.
Если не ставить ребро жесткости, то толщина полки
уголка должна быть Wd — batl/6, a ta^y^eWa/ba^
=/6-7,15/20= 1,46 см, что неэкономично, поэтому
опорный столик проектируем с усилением полки ребром
жесткости.
Проверяем прочность сварных швов опорного столика
на действие опорной реакции Fa и момента М=^РаЬ'п;
расчет по металлу шва
>7-0,7=58,2 МПа,
где
lw = 2 (Ьа — 1 см) = 2 A0 — 1) = 18 см;
w = 205000/13,3= 15300 Н/см* = 123 МПа,
где
Ww = 2($1ki 4/6) -2@,7.0.7-9Ve)- 16,3 см3;
/„,= 10—1 = 9 см.
Суммарное напряжение в швах составит
/58,22 + 1532 = не МПа < Rwf ywf
=» 180 МПа,
где Р/=0,7, Р,= 1—для ручной сварки; Y»/"=Y»*=1; Ус—U
RWf = 180 МПа — для сварки электродами Э42; RWf =
=0,45Яип=0,45-365=165МПа; расчетное
сопротивление по металлу шва Rw;yw;yc=^80-1 • 1 = 180 МПа, то же
по металлу границы сплавления Rwzywzyc=^5- Ь1 =
= 165 МПа.
Расчет по металлу границы сплавления ие
производим, так как рг=1>Р/=0,7 и tw, aw будут ниже, чем по
расчету по металлу шва; вычисленное а = 164 МПа<
/?165МП
7
В расчетах лобовой шов вдоль вертикальной полки
уголка столика обычно выполняют конструктивно и его
работа идет в запас прочности; если же его учесть в
расчете, то может оказаться возможным толщину шва tw
немного уменьшить, например до 6 мм вместо 7 мм.
Балки настила к главным балкам можно крепить
также на болтах к поперечным ребрам, совмещаемым
с ребрами жесткости стеики балки (рис 4.6). В этом слу-
104

Рис. 4.6. Крепление балки иа-
стила к поперечным ребрам
главной балки
.110
отв. в 19
ВОПТЫ01
чае болтовое соединение рассчитывают из условий
прочности иа срез и смятие:
требуемое число болтов диаметром 16 мм
нормальной точности по прочности на срез
п = F4/n3 nd2 Rb3 уь = 51200-4/1-3,14-1,62-0,9-150 A00) = 1,9;
то же, на смятие соединяемых элементов
n = F/d2,tmlnRbPyb=~ 51 200/1,6-0,6-365A00) 0 9= 1,63,
где уь = 0,9; Rb6 =. 150 МПа, Rbp = 365 МПа.
Принимаем два болта диаметром 16 мм нормальной
точности класса 4,6; отверстия под болты диаметром
19 мм. Ширину поперечных ребер принимаем по
конструктивным соображениям не менее 90 мм.
Расчет изменения сечения главной балки по длине.
Сечение разрезной составной балки, подобранное по
максимальному моменту, можно в соответствии с эпюрой
моментов уменьшить в местах снижения моментов на
некотором расстоянии от опор. Учитывая увеличение
трудоемкости изготовления, рекомендуется уменьшать сечения
поясов в балках пролетом 10—12 м и более.
При равномерной нагрузке наиболее выгодное место
изменения сечения поясов в однопролетной балке
находится на расстоянии примерно '/в пролета балки от опоры.
Сечение поясов изменяют различными способами:
уменьшают высоту балки, изменяют ширину или толщину
поясов, число горизонтальных листов (в клепаных балках),
непрерывно изменяют ширины поясов (рис. 4.7).
Наиболее простым способом является изменение ширины пояса
(рис. 4.7, б), так как при этом не изменяется высота бал-
105

Рис. 4.7. Способы изменения сечения балок по длине
а — уменьшение высоты балкн на опоре; б — изменение ширины поясов; в —
изменение толщины поясов, г — изменение числа горизонтальных листов;
д — непрерывное изменение ширины поясов /
ки и верхний пояс остается гладким, что удобно при
поэтажном опирании вспомогательных балок и при укладке
крановых рельсов (в подкрановых балках). Уменьшенная
ширина поясов должна составлять: fti^l/10ft; Ь{^
:>180 мм и bi>Q,5b.
Проведем расчет изменения ширины пояса главной
балки по примеру 4.1, назначив стык на расстоянии '/в
пролета от опоры (рис. 4.8), определяя последовательно:
расчетный момент и поперечную силу в сечении /—/
на расстоянии х—//6=9/6= 1,5 м:
Mi = qx(l — x)/2= 137-1,5(9—1,5)/2== 773 кН.м;
Q, = q A/2 — х) ■= 137(9/2 —1,5) = 4,11 кН;
требуемый момент сопротивления при упругой работе
№dl,= .M1/tf[Byye=773.105/196A00) I = 395J см3,
где У?ш„ = 0,85 Я„=0,85'230 =196 МПа—расчетное сопротивление
растяжению прямого стыкового шва по пределу текучести;
требуемый момент инерции балки в сечении /—/
Jdl = Wdl (h/2) = 395) (90/2) = 178 000 см*;
момент инерции, приходящийся на поясные листы,
hi = Аи — Jw = 178 000 - 53 200 = 124 800 см1,
!= 1-8б'!/
53 200 см ,
106

-* I РАСЧЕТНЫЙ УЧАСТОК
(*-/ ОТСЕКА
=138,9 кн/м
X' 1500 Г 1 1500 1500 1500
L-9000
Рис. 4.8. Расчетные схемы к изменению
сеченяя поясов главной балки
а — нагрузка, эпюры М и Q; 6 —
приведенные напряжения в расчетном сечении
мс
"'max
Эп.М
i

требуемую площадь поясных листов
Aif = 2Jiflhl =2-124 800/882 = 32,32.
Принимаем пояс из универсального листа 180X20 мм,
А = 18■ 2=36 см2, тогда момент инерции балки в сечении
/—/ составит
J1=Ja)+2bltf{hw/2 + ti/2J =53 200+2-18-2(86/2+2/2J= 192 700 см*.
Проверяем напряжение в уменьшенном сечении балки
cij = My/Wy = 77 300/4270 =18,2 кН/см2 = 182 МПа < Rwy ус =
= 0,85-230-1= 196 МПа,
где
XT,. = 2JJh = 2-192 700/90 = 4270 см3,
т. е. условие прочности сечения удовлетворяется.
Проверяем устойчивость стенки балки в месте
изменения сечения балки (см. рис. 4.8, б). Расчетный момент
в сечении /—/ М1 = 773кН-м, поперечная сила Q\ =
= Q—<7*=617—137-1,5—411 кН.
По формуле B.26) вычисляем отношение (lo/b\)max
и сравниваем его с 10/Ь\ для участка между балками
настила (/0=75см). Предварительно проверяем
применимость формулы B.26) по табл. 2.4
1 < h/bi = 90/18 = 5 < 6 и V/ = 18/2 = 9 < 35;
условия применяемости формулы соблюдаются; тогда
— =-1^_ = 4.15< Го,41 + 0,0032-^- _|_fo,73 —
&! 18 I 2 V
18 \ 18  -, /20,6-106
°тЫ\\ 167
общая устойчивость балки в уменьшенном сечении
обеспечивается.
Условная гибкость стенки %.w = hefltw yrRyIE= (86/2) X
X /230/206-105 =1,43, что меньше 3,5 (для балок с
двусторонними поясными швами и при отсутствии местных
напряжений); устойчивость стенки обеспечена и ее
можно не проверять. Однако в учебных целях эту проверку
выполним. Поперечные ребра жесткости поставлены по
конструктивным требованиям через 1500 мм, что меньше
2,5^=2,5-86 = 2150 мм.
Так как длина отсека 1С.= 1500 мм превосходит его
расчетную высоту hef=hw = 860 мм, то при вычислении
средних напряжений а и т в отсеке принимаем расчетный
108

участок длиной, равной расчетной высоте отсека, т. е.
d=/itc=860 мм.
Расчет на устойчивость стенок балок симметричного
сечения, укрепленных только поперечными ребрами
жесткости, при отсутствии местного напряжения (aioc—0)
и условной гибкости стенки A,tt<6 выполняют по
формуле
Y<yct D.17)
D.19)
Таблица 4.2. Значения коэффициента сст для стеиок балок
6 <0,8 12 4 6 10 >30
ссГ . . . . 30 31,5 33,3 34,6 34,8 35,1 35,5
сСг — коэффициент принимаемый по табл. 4.2 и зависимости от
параметра 6=fi{bt/het){i//tm)a; p=0,8 — для балок (кроме
подкрановых) при отсутствии непрерывного опирания на них жестких плит
см. табл. 22 СНиП П-23-81*); ц — отношение большей стороны а или
hm к меньшей стороне d отсека стеики;
К = d/twVRy/E (если а > hw, то d = hw).
Последовательно определяем:
изгибающий момент в сечении на границе расчетного
участка крайнего отсека (точка С, рис. 4.8, а)
Me = qxl(ll—x1)/2= 137-0,64(9 —0,64)/2 =376 кН-м,
где хх = 1500 — 860 = 640 мм;
среднее значение момента на расчетном участке
отсека
Мт = (М1 + Me)/2 = G73 + 367)/2 = 570 kH>m;
краевое нормальное напряжение сжатия в стенке
посередине расчетного участка
а = (MmIWd (hwlh) = E7 000/4270) (86/90) =
= 12,8 кН/см2= 128 МПа;
щширечную силу Qc
Qc = 0 — <7*i = 617— 137-0,64 = 529 кН;
среднюю поперечную силу в пределах расчетного
участка отсека
Qm = (Qi + Qc)/2 = D11 + 529)/2 = 470 кН;
" 109

среднее касательное напряжение
Xz=Qm/hwtw= 470/86-1=5,47 кН/см2 = 54,7 МПа.
Определяем критическое нормальное напряжение
Осг, предварительно вычислив коэффициент защемления
стенки б по формуле G7) СНиП Н-23-81*:
в = Р (bjlhej) (UltwK = 0,8 A8/86) B/1K = 1,34,
условная гибкость стенки
lv> = <WwVRv/E = 86/1 ^230/2,06.10» = 3.21 < 6,
По табл. 4.2 при 6 = 1,34 принимаем по интерполяции
коэффициент сСг=32,1; по формуле D.18) критическое
нормальное напряжение
осг^сс /?^Д^ = 32, Ь230/3,213= 7,16 МПа.
Определяем критическое касательное напряжение тСг
по формуле D.19), предварительно вычислив
ц = а/Л0= 1,5/0,86= 1,75;
К^ = Яш = 3,21; Я, = 135 МПа;
тогда
135
1б
Проверяем устойчивость стенки по формуле D.17) при
отсутствии местных напряжений (<х/ое=0):
К(о/асг)? + (т/тсгJ = VrA28/716J + E4.7/168J = 0,372 < ус = 1;
следовательно,стенка устойчива; принятая по
конструктивным требованиям расстановка ребер жесткости через
1,5 м удовлетворяет условиям обеспечения устойчивости
стенки.
Расчет опирания главной балки на колонну. Главная
балка опирается на колонну сверху и крепится к
оголовку на болтах (рис. 4.9, а). Опорный торец балки
пристроган. Опорная реакция балки Q=6I7 кН.
Так как балка опирается на оголовок колонны
пристроганной площадью торцевой части нижнего пояса, то
проверку торца балки на смятие не проводят. В этом
случае делают расчет на смятие торцов опорных ребер
и проверку опорного участка балки на устойчивость из
плоскости балкн как условного опорного стержня, в
площадь сечения Ар которого включаются опорные ребра
ПО

БОЛТЫ 020
ц.л
Рнс. 4.9. Опиранне сварной балки на колонну
а — на оголовок колонны сверху; 6 — на опорный столик сбоку колонны ,'л
и часть стенки балки шириной по A = 0,65twV E/Ry в каж-
дую сторону.
Рассчитываем опорные ребра на смятие торцевой по-
верхности при действии ,F=617kH. Требуемая площадь
смятия
Apd*=F/RPye= 617/34,5= 18 см8.
где RP = /?«я/vm=355/1,026=346 МПа=34,5 кН/см2;
l
Принимаем опорные ребра толщиной /м
мм, тогда
ill

ширина одного ребра должна составить brs=Apd/2-trs =
= 18/2-2=4,5 см. Назначаем ребра шириной 9 см. С
учетом среза угла на 4 см расчетная ширина ребра по
торцу смятия b'rs =9—4=5 см (см. сеч. 2—2 на рис. 4.9),
а общая площадь смятия двух ребер Лр=2-5-2 =
= 20см2>ЛР(*=18см2.
Проверяем прочность на срез сварных швов,
прикрепляющих опорные ребра к стенке. Назначаем толщину
швов &f = 6MM. В этом случае расчетную длину одного
шва принимаем не более /а, = 85|5^ = 85-0,7-0,6=36см.
Напряжение срезу швов по металлу шва
а = F/Aw = 617/60,4 = 10,2 кН/см2 = 102 МПа <3
<RwlVwj Yc= 180 МПа,
где Лш = 4lw$jkf = 4-36-0,7-0,6 = 60,4 см2;
проверка напряжений по металлу границы
сплавления
а = F/Aw = 617/60,4 = 10,2 кН/см2 = 102 МПа <
< Rwt Уwf Ус = 180 мПа,
де Лш=4/шР/&/ = 4-36-0,7-0,6 = 60,4 см2,
Лш = 4рг£//ш=4-0,6-51,2= 123 см2,
где /в = 85М/ = 85-1-0,6=51,2 см</1ш=86 см.
(J = 617/123 = 5,02 кН/см2 = 50,2 МПа < Rwz yW2 yc =
= 165-1-1= 165 МПа.
Проверяем устойчивость опорного участка балки (рис.
4.9,о)
= 617/0,96-69,5 = 9,24 кН/см2 = 92 4 МПа <
= 230 МПа,
где /1=2-9-2+Д 12+12-1 + 2-1 = 69,5 см2; ф — коэффициент
продольного нзгнба условного опорного стержня, принимаемый по
гибкости X=hw/ion~hu>/ f^Js/Aa относительно оси t/i—ух; «з=
= / 1152/69,5 = 4,07 см; Js= [2B-9+1K/12] + [A2+19,5) 13/12] =
= 1152 ем1; X = 86/4,07 = 2l,l; Д = 0,65-/„ /£/«» = 0,65-1 • /2,06X
ХЮ5/230= 19,45 см«19,5 см.
По табл. 1 прил. IV ф = 0,961. Так как as = 92,4<Ryyc —
= 230 МПа, то условие устойчивости опорной части балки
удовлетворяется.
Пример 4.2. Задание: требуется рассчитать опорное
ребро главной сварной балки и опорный столик при
свободном опирании балки на колонну сбоку (рис. 4.9,6),
112

возможен также вариант опирания опорного ребра балки
сверху колонны (см. рис. 5.6). Опорная реакция Q=
= 617 кН (по примеру 4.1).
Решение. Определяем площадь смятия торца
опорного ребра из формулы
Ар = F/RP = 617000/320 A00) = 19,5 см2.
Принимаем ребро 200ХЮ, А =20-1 = 20 см2.
Прикрепление опорного ребра к стенке проектируем
двусторонними швами полуавтоматической сваркой
проволокой марки Св-08Г2. По табл. 3.2 Pf = 0,9 и рг=1,05.
Расчетное сопротивление RWf = 2l5N[Yla (табл. 2 прил. II)
и Rwz=0,45-365= 165 МПа. Вычисляем наименьшее
произведение ($RW): (^/^=0,9-215=193 МПа, что больше
рг/?юг=1,05-165 = 173 МПа = 17,ЗкН/см2.
Находим наименьшее значение катета сварного шва
по границе сплавления при ограничении длины шва
величиной (85fizkf)
1 -. [ F 1 -. f 6-17
Принимаем толщину сварных швов, прикрепляющих
ребро к стенке балки, kf=5 мм (что соответствует
требованиям табл. 3.3) и проверяем напряжение среза по
металлу границы сплавления
т = F/fS2 kf 2/ш = 617 000/1,05-0,5-2-44,7 =
= 13100 Н/см? = 131 МПа < ргЯш*= 173 МПа,
где /ш<85ргй/ = 85-1,05-0,5 = 44,7 cu<hw=> 86 см.
Болты назначаем конструктивно диаметром 20 мм.
Проверяем опорный участок балки на устойчивость
(рис. 4.9,6):
Ооп = Q/фЛоп < Ry Vo.
где
Лоп = 20-1-1- 19,45-1 • 1 = 39,5 см2;
Уо= A-203/12)+A9.5.1V12) =568 см*.
on = Кб68/39,5 = 4,1 см;
= 21; ф = 0,961;
т. е. ао= 617000/0,961-39,5= 16300 Н/см2 =
= 163 МПа < Ry Yc = 230 МПа.
Следовательно, условие расчета на устойчивость
удовлетворяется.
8-612 113

Расчет крепления опорного столика. Определяем
длину опорного столика сбоку колонны. Принимаем катет
швов с двух сторон: kf=\2 мм. Тогда с учетом
коэффициента А =1,3. учитывающего возможность
неравномерной передачи опорного давления, длина опорного столика
будет (при ручной сварке)
lw*=hs> О >3f /20/ k, Rwt Yc) = 1,3.617/2-0,7.1,2-18-1 = 26,5 см,
где Р/Л»/*» 180-0,7= 126 МПа<ргЛЮ1=Ы65 МПа, поэтому в
расчете учтено (p/?«)m/n=126 МПа. С учетом непровара по концам
принимаем длину опорного столика /<»=30 см.
§ 6. НОВЫЕ КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
БАЛОЧНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
В основу создания новых конструктивных форм балочных
конструкций положены принципы повышения их технико-экономических
показателей благодаря применению новых эффективных материалов
и конструктивных форм. К ним относятся (рис. 4.10):
бистальные балки, т. с. балки, у которых наиболее напряженные
участки поясои выполняются из стали поиышенной прочности, а ися
стенка и менее напряженные участки поясов (иблизи опор) иыпол-
няются из малоуглеродистой стали;
балки из алюминиевых сплавов как прокатные двутаврового
и швеллерного сечения, так и составные из листов и уголков (в
основном клепаные);
предварительно напряженные балки, позволяющие с помощью
предварительного напряжения уменьшить расход металла на балку
на 10—20%. а стоимость конструкции — на 5—12%, снизить
строительную высоту балки и добиться некоторых других положительных
показателей;
балки с Гибкой стенкой, в которых используются закритическая
работа стенки; балки как бы превращаются в раскосную ферму,
в которой роль растянутых раскосов выполняют растянутые участки
стенки, а роль сжатых стоек — ребра жесткости, В результате этого
эффекта можно достичь экономии металла;
балки с перфорированной стенкой, образующиеся разрезкой
стенки двутавра по зигзагообразной линии с последующей
раздвижкой половинок и сваркой встык частей двутавров по выступам
стенки (рис 4.10, г). Несущая способность таких сквозных двутавров
в 1,3—1,5 раза выше несущей способности исходного двутавра,
достигаемой за счет их большей высоты;
балки с гофрированной стенкой, у которых тонкая стенка имеет
вертикальные волнообразные выступы, повышающие ее устойчивость,
и в результате значительного уменьшения толщины стенки
достигается экономия стали на балку.
Совершенствование конструкций балок, выполняемых в ЦНИИСК
им. В А Кучеренко, ЦНИИпроектстальконструкция им.
Мельникова, МИСИ им. В. А. Куйбышева и других институтах, направлено
на дальнейшее снижение металлоемкости балок и повышение их
технико-экономической эффективности.
114

г-г
Рнс. 4.10. Эффективные конструкции балок
а — предварительно напряженные; б — тонкостенные; в —с гофрнроваииой
стенкой; г—с перфорированной стенкой
115

Г л а в в 5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ
ЦЕНТРАЛЬНО-СЖАТЫХ КОЛОНН
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Центрально-сжатые колонны воспринимают продольную силу,
приложенную по Оси колонны. Прн этом все поперечное сеченне
колонны испытывает равномерное сжатие.
Колонна состоит нз трех основных частей: стержня, оголовка
и базы (башмака). По типу сечений различают колонны сплошные
и сквозные. Сплошные состоят либо из прокатных элементов, либо
из листов, соединенных на сварке или клепке (рнс. 5.1); сквозные—
из отдельных ветвей, соединенных одна с другой для совместной
работы планками нли решетками нз уголков (рнс. 5 2). Клепаные
стальные колонны в настоящее время не проектируют ввиду
значительной трудоемкости их изготовления. Клепаные составные
элементы сравнительно широко применяют в алюминиевых конструкциях.
При проектировании центрально-сжатых колонн необходимо
обеспечить устойчивость колонны относительно главных осей ее
сечения. После вычисления действующих на колонну расчетных усилий
N с учетом коэффициента надежности по назначению уп требуемую
площадь сечення Ad стержня колонны определяют яз условия
расчета сжатых стержней по устойчивости [формула B.17)]:
о = (NlyA) <Rvyc, откуда Ad > N/(f>Ry ус,
где ф — коэффициент продольного изгиба, определяемый в
зависимости от гибкости колонны X-=lef/i и марки стали (табл. 1 прнл. IV)
(в предварительных расчетах значением ф задаются в пределах
0,7—0,85 нли А.=9О...6О); i—раднус инерции сечення стержня ко-
лоины «'="/ IIА.
Расчетная (приведенная) длина колонны!
где / — полная длина колонны от основания опорной плнты
башмака до Верха оголовка; ц — коэффициент, учитывающий способ
закрепления концов колонны (табл. 5.1).
Сплошные колонны. Стержень сплошных колонн по
вычисленной площади сечения А проектируют подбором для выбранной
схемы сечення соответствующих прокатных профилей так, чтобы
моменты инерции сечення относительно главных осей была равны нли
блнзкн одни другому (Jx^Jy). При решении стержня в ииде
сварного двутавра, составленного из tpex листов (см. рнс. 5.1,а),
размеры сечения назначают по следующим соображениям: для
поясов применяют листы толщиной <=8...4О мм, для стенки —
толщиной /=6...16 мм; высоту сечения h при длине колонны #=10...20 м
принимают не менее Vie-^Vso H; ширина поясных листов Ь должна
быть не более высоты сечення h(b<h).
Для обеспечения местной устойчивости стенок и полок стальных
элементов сплошного сечения должны соблюдаться условия}
для стенок
hti/t < Атоя,ш=в Kw VE/Ry; E.1)
116

У
t
Iх
А
X
Ли-
Л
-С
л
t.
H
t
у
—(
-
У
||х X ; _J x
цм
Рис. 5.1. Типы сечений сплошных центрально-сжатых колони
а —сварное двутавровое из трех прокатных листов; 6 — сварное из прокатного двутавра с усилением нолок листами; в —
составное из двух швеллеров, соединенных двутавром или листом: г — составное из двутавров; д— комбинированное клепаное
сечение из листов н уголков; е — трубчатое сечение круглого, квадратного или прямоугольного профиля; ж, з — составные из
уголковых профилей; и — сварное из листового проката крестового сечения; к —составное из двух швеллеров, соединенных впритык
или с помощью гофрированных листов

Рнс. 5.2. Типы сечений
сквозных центрально-
сжатых нолоин
а—г — составные из
прокатных профилей,
соответственно из швеллеров
н уголков; д — то же. из
труб; 1 — свободная ось;
2—материальная ось;
3—планка нли
решетка; 4 — решетка
ДЛЯ ПОЛОК
Kilt < kmaxj =iUfVE/Ry,
F.2)
где hef — расчетная (эффективная) высота стенки, принимаемая
в сварных элементах полной высоте стенки, в клепаных элементах —
расстоянию между нижними перьями поясиых уголков, в гнутых
профилях за вычетом закруглений по рис 5 3; bef — расчетная ширина
полки, равная для двутавра консольной ее части; kmax — предельное
значение отношений h,f/t или befft, принимаемое по табл. 5.2 и 5.3
Таблица 6.1.
Способ
закрепления концов
Шарнирное
обоих концов
Расчетные данные сжатых стержней
Расчетная схема
г—
N
\
\ к
t


фициент U.
1
Расчетная
длина
Примечание
Горизонтальное
смещение концов
невозможно,
поворот возможен
118

Продолжение табл 5 1
Скисоб
закрепления концов
Жесткое для
нижнего конца
и шарнирное
для верхнего
Жесткое для
верхнего конца
и шарнирное
для нижнего
Жесткое для
обоих концов
Жесткое для
нижнего конца
и свободный
верхний конец
Расчетная схема
%
.3
к»
-[
н
\?
г
\
| :
\
н
\
1
N
\
к
i
Jr
Коэф-
фнци -
ент м-
0,7
0,7
0.5
2
Расчетная
длина
/е/=0,7/
/в/=2/
Примечание
То же, поворот
верхнего конца
возможен
То же, поворот
верхнего конца
невозможен
Горизонтальное
смещение и
повороты обоих
концов невозможны
Возможны
горизонтальное
смещение и поворот
только верхнего
конца
119

а)
Рис. Б.З. Расчетная высота стеикн н ширина полки составных балок и гнутых
профилей
а—в — балки; г — гнутые профили
в зависимости от вида сечения элемента, условной гибкости к=
*=ХУ~Ry/E (где k=let/i) и параметра кию y^E/Ry. Для центрально
сжатых элементов двутаврового, швеллерного и коробчатого сечений
kmax=kuw y^E/Ry при относительном эксцентриситете от=0 (см. табл.
5.2). Для малоуглеродистых сталей предельное отношение неокайм-
леиного свеса полки к ее толщине bejft обычно равно около 15 и не
менее 12 (см. табл. 5.3). При несоблюдении условия E.2) и
невозможности по конструктивным требованиям уменьшить ширину
сжатой полки свес полки окаймляют ребром, а в гнутых элементах
ставят соединительные планки или решетку. Высота окаймляющих
ребер принимается равной aef>-0,3Xbei — при отсутствии плаиок
соединительной решетки и ае/>0,2х&в/ — при наличии планок.
Стеики сплошных колоии при hel/t^2,3 y^E/Ry следует
укреплять поперечными ребрами жесткости, расположенными на
расстоянии B,5—3)/i(,f одно от другого; иа каждом отправочном элементе
должно быть не менее диух ребер
Сквозные колоииы. Стержень сквозных колонн состоит из диух
или нескольких прокатных профилей (шнеллеров, двутаврои или
уголков), соединенных и плоскостях полок планками или решетками.
Раиноустойчииость колонны в обеих плоскостях (по главным осям
х—х и у—у) достигается раздиижкой ветвей на такое расстояние,
чтобы приведенная гибкость Xef по свободной оси у—у была ие
более гибкости колоии по материальной оси х—х (kef<Xx). Сечеиие
стержня сквозной колонны подбирают по требуемой площади сече-
иий ветин Аьа, вычисленной по формулам:
при колоннах, состоящих из диух иетвей,
ьа
E.3)
120

Таблица 5.2. Предельные отношения расчетной высоты стенки I;,,
к толщине t(he//t) цеитральио-сжатых элементов
Сечение элемента
Двутавровое
Швеллерное
прокатное и
коробчатое
Швеллерное,
кроме прокатного
Значение
Я<2
Х>2
1<1
1>\
Я<0,8
Я>0,8
Значения kw_ max"lheflf\ =
A,3+0,\5X2) V E/Ry
A,2+0,35Ia) VE/Ry, ионе
более 2,3 У E/Ry
\,iV E/Ry
A+0,2 Я) VE/RU, но не более
1,6 Veir,j
VEIRy
@,85+0,191) Ve/Ru, ноне
более 1,6 VEIRy
Примечания: 1. В графе для kwmax — [hef/t] значение кию
равно выражению перед у E/Ry. 2. При назначении сечения по пре-
дельиой гибкости величину kw,max=[heilt] умножают На коэффициент
V Rvf/o, где o=JV/i4, но ие более чем на 1,25. 3. В случаях когда
фактическое значение hcf/t превышает значение Л»,та*, найденное по
табл. 5.2, но ие более чем в 2 раза, в расчетных формулах вместо
площади сечення А принимают приведенное значение Ared,
вычисленное е высотой стеики hred. Для двутаврового и швеллерного сечений
Ared=A—{hef—hred)t, см. пп. 7.14 и 7.20 СНнП И-23-81*.
то же, из четырех ветвей,
yc;
E.4)
По Аы из сортамента подбирают ближайший номер швеллера,
двутавра или уголка н определяют гибкость Хь относительно
материальной оси х—х. Ветви расставляют иа расстоянии Ь, чтобы
удовлетворилось условие Xef<Xx. Значение приведенной гибкости "ке\
вычисляют по формулам, приведенным в табл. 7 СНиП П-23-81*:
для колони из двух ветвей с плаиками при Л//(/в&)>5
F-5)
121

Таблица 5.3. Значение kmax,t=b,f/t для свеса поясного листа
(полки) в центрально-, внецентренно сжатых и сжато-изгибаемых
элементах
Характеристика полки (поясного
листа) и сечения элемента
Неокаймлеиная полка
двутавра и тавра
Окаймленная ребром двутавра
и тавра
Неокаймленная полка равно-
полочных уголков и гнутых
профилей (кроме швеллера)
Окаймленная ребром равнопо-
лочиых уголков я гнутых
профилен
Неокаймленная большая полка
иеравнополочного уголка и
полка швеллера
Окаймленная ребром и
усиленная планками гнутых профилей
ктпах 1~ье1^ в элементах с условной
гибкостью % =0,8...4
(o,36+o,il) УШ^
■ @,54+0,15 X) УТЩ,
@,4+0,07 к)УШТу
@,5+0,181) Ve/Rv
@,43+0.08 l)VEIRy
@,85+0,19X) V^IRy
Примечания: 1. При значениях Х<0,8 или к>4 в
формулы, приведенные в табл. 5.3, при определении &та*./, следует
подставлять соответственно Х=0,8 или Х=4. 2. В центрально-сжатых
элементах коробчатого сечения kmaxj = bef/t принимают по табл. 5.2,
как для стенок указанных сечений. 3. Во внецентренно-сжатых
и сжато-изгибаемых элементах коробчатого сечения значения kmax,t=°
= be//t следует принимать: при m^fl,3 — как для центрально-сжатых
элементов (по табл. 5.2); при т>1 и Х<B+0,04т) значение ftm«*./=»
■= bef/tV^E/Ry при т>1 и 1>B+0,04т)— kmax.f = bei/t, =■ @,4+
+ 0,3^) A— 0,01т)К E/Rv; при 0,3<т<1 значение kmax,t определяют
линейной интерполяцией между knax.f при т=0,3 и т=1.
для колонн из двух ветвей с решетками
для колонн из четырех ветвей с планками при Jsl/(Jab)>>5
E.7)
122

Рис. Б.4. Соединение ветвей сквозиых колоин
а — плаиками: б — решеткой
то же, с решетками
, E.8)
где А,— наибольшая гибкость всего стержня: kv = lvliv — гибкость
всего стержня относительно свободной оси у—у; h — ^lu — гибкость
ветви на свободном участке между планками (обычно принимают
X,i=30...40); А — площадь сечения всего стержня; Adu Айг—
площади сечення двух раскосов решетки перпендикулярно осям /—/
н 2—2 ветвей (см. рис. 5.2, а, г)\аи аз — коэффициенты,
определяемые по формуле: а= 10 аъ1ЬЧ (здесь: а — длина раскоса решетки
между узлами; 6 — расстояние между осями ветвей колонны; / —
расстояние между осями планок смежных узлов решегкн
ветвей).
Схемы расположения элементов решетки и планок сквозных
колони показаны на рнс. 5.4.
Соединительные планки и решетки рассчитывают на условную
поперечную силу Qfu, определяемую приближенно в зависимости от
площади сечения стержня (брутто) по формулам:
для стали с /?у=210 МПа Q/^=200A;
то же #у=260 МПа Q/«=300A;
» Ry=l2% МПа Qfic-MOh;
» /?у=380 МПа QffC=500 A;
» Д =440 МПа Q;,<:=600 A;
» /?у=53О МПа Q;,c=700 A
где А — плошадь сечения стержня колонны, см2; QfiC, H. Для
промежуточных значений Qv, МПа, величину Q/,c принимают по
интерполяции. Точнее Q/ic вычисляют по формуле B3) СНнП 11-23-81*:
123

Qfic = 7.15- К)-6 [2330 - E/Ry] Nff.
В дальнейшем по прочности на изгиб рассчитывают базу
колонны (опорную плиту и траверсу) и решают оголовок. Методику
расчета и конструирования центрально-сжатой колонны легко усвоить
на примерах
§ 2. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ КОЛОНН
Пример 5.1. Задание: подобрать стержень колонны
сплошного сечения по следующим данным: расчетная
длина колонны /е;=/=6,1 м; вертикальное расчетное
усилие с учетом собственного веса колонны и коэффициента
надежности уп—0,95 (для второго класса зданий) N=
= 1350 кН. Материал колонны — сталь марки ВСтЗкп2
по ГОСТ 380 — 71*, Яу=225МПа, ус=1- Соединения
сварные, электроды Э42.
Решение. Задаемся гибкостью колонны А=80 и по
табл. 1 прил. IV находим q>=0,707, тогда: требуемая
площадь сечения
Ad = N/(?Ry vc = 1 350 000/0,707-22 500 = 85 см2;
требуемый радиус инерции
1й = /е/Д = 601/80= 7,53 см.
Первый вариант: по сортаменту подбираем стержень
колонны из трех двутавров. По схеме 32 (табл. 5.4)
определяем (при ix=iv): высоту сечения — /i=id/0,32 =
=7,53/0,32=23,5 см; ширину сечения b=td/0,49 =
=7,53/0,49= 15,4 см.
Принимаем сечение из трех двутавров, раздвигая
крайние элементы на такое расстояние, чтобы просвет
между полками (из условий удобства сварки и окраски)
был бы не менее 100 мм, поэтому компонуем сечение из
трех двутавров № 22 (рис. 5.5, а); общая площадь
сечения 2/4=30,6-3=91,8 см2; 7^=2550 см4; /у| = 157см4.
Проверяем устойчивость принятого сечения,
предварительно вычисляя:
Jx = 2JX1 + Jyi = 2-2550 + 157 = 5257 см*;
Jy = Jxi + 2Jyi + 2 F/2)? /»! = 2550 +2-157 + 2 B2/2J 30,0 =
= 10264 см4;
ix = VJxIA = ]/257/91,8 = 7,56 см;
iy = УТуТА = VЮ264/91,8 = 10,6 см;
hx= UfUx — 610/7,57 = 80,5; ф = 0,706.
124

ТАБЛИЦА В.4. ПРИБЛИЖЕННЫЕ ЗНАЧЕНИЯ РАДИУСОВ ИНЕРЦИИ СЕЧЕНИЙ
I Г
32 у 7
L JL J
it-= 0,32 л
■iy-O,HSb
5 b ti=u2SA
25
35
A
6 i Ь
IT
•I:
25 \V_. К
■=Oj32b
7 . Ъ
i/l
/7
К
~ 0,2501
28 ill
!
4-
|Г
is \y
1^0,35/7
29
.H
30
If i
•Л jV
f-г.
,ь=л.
0,204
125

6)
СХЕМА 1
8}
J
? fl
''■4. *
Рис. 5.5. Варианты сечений сплошной колонны (к примеру 5.1)
а —из трех двутавров; б — из двух швеллеров, соединенных двутавром; я —
сварное из трех листов; г — расположение поперечных ребер жесткости; д —
то же, продольных и поперечных ребер жесткости; / — поперечные ребра;
2 — продольные ребра
Напряжение в сечении
о = ЛГ/фЛ = 1 350000/0,706-91,8 = 20800 Н/см2 =
= 208 МПа < Rv ya = 225 МПа,
т. е. подобранное сечение удовлетворяет расчету по
устойчивости.
Второй вариант: компонуем сечение из двух
швеллеров № 22: А =26,7-2=53,4 см2, соединенных двутавром
№ 24, Л=34,8см2; общая площадь сечения ЕЛ=53,4+
+34,8=88,2 см2 (рис. 5.5, б).
Сечение стержня может быть спроектировано с
полками швеллеров, обращенных внутрь и наружу. Первая
схема (см. рис. 5.5,6) при малом просвете между
полками швеллеров (<100мм) не может быть рекомендована
для автоматической сварки. Стержень с открытым
профилем, когда полки швеллеров развернуты наружу (вторая
схема), менее трудоемок в изготовлении, обладает
большей жесткостью по оси у—у, доступен для
автоматической и ручной сварки элементов стержня, хотя сечение
и получается менее компактным, чем по первой схеме.
Проверяем сечение для первой схемы:
Jx = 2-2110 +198 = 4418 см4;
126

Jy = 3460+ 2- 151 -f- 2-10,32-26,7 = 9432 см4;
ix = 1^4418/88,2 = 7,08 см;
^==^9432/88,2 = 10,3 см;
Лж = 610/7,08 = 86,15; (^ = 0,67;
^ = 610/10,3 = 59,2; ^„ = 0,82.
Проверяем устойчивость стержня:
ох= 1350 000/0,67-88,2 = 22 600 Н/сма B26 МПа) «
tx Ryyc= 225 МПа.
т. е. условие общей устойчивости соблюдается.
По сравнению с первым вариантом стержня экономия
стали по второму варианту составляет «4 %. Таким
образом, при компоновке сплошного сечения стержня
колонны путем различных сочетаний прокатных профилей (см.
табл. 5.4) необходимо подбирать наиболее экономичное,
учитывая способ и трудоемкость изготовления.
Третий вариант: компонуем сечение в виде сварного
двутавра из трех листов. Сталь марки ВСтЗпсб, ГОСТ
380—71*; #„=225МПа. Для схемы 17 (см. табл. 5.4) при-
ближенное значение радиусов инерции i^=o,43/i и ty=
«=0,246. Задаемся гибкостью колонны Я=85. Тогда ф=
=0,67:
требуемый радиус инерции сечения
требуемая ширина колонны
Ь — ld/0,24 — 7,18/0,24 - 30 см;
требуемая площадь поперечного сечения
Ad = N/qRuyc= 1350 000/0,67-22 500=89,4 см?.
Принимая стенку 300X6 мм. Следовательно,
требуемая площадь полки
Af = (Ad — AW)I2 = (89,4 — 30-0,6)/2 = 35,6 смЗ.
Принимаем полку 300X12 мм, Л/=36 см2.
Свес полки
*е/ = 0,5(*/ — ^) = 0,5 C0— 0,6) = 14,7 см.
Для обеспечения местной устойчивости стенки и
полок необходимо принимать отношение he^/tw и be;/ti не
более величин, определяемых по формулам, приведенным
в табл. 5.2 и 5.3. Вначале вычисляем фактические
характеристики сечення;
127

А = 30-0,6 + 30-1,2-2 = 90 см*;
jx = @,6-303)/12 + 2-30-1,2 @,5-30 + 0,6)? = 18900 см«;
У!/ = 2-1,2-303/12 = 5400 см4;
ix = /18 900/90 = 14,5 см;
iy = /5400/90=7,75 см;
^пм = А,?= 610/7,75 «=78,7; Ф„ =0,711.
Проверяем общую устойчивость
а = N/<fA = 1350 000/0,711-90 = 21200 Н/смЗ
B12 МПа) < Ry yc = 225 МПа,
т. е. общая устойчивость колонны обеспечена.
Проверяем местную устойчивость стенки
hef/tw — hw/tw = 30/0,6 = 50;
к = X V~RylE= 78,7 ^225/2,06.10? = 2,6.
Определяем kmax,w—hef/t по табл. 5.2 при Х>2,0 для
двутаврового сечения
ЫНтах = A,24-0,35-2,6)а>/,06-10?/225 =
= 2,01 ^2,06-105/225 = 60,6 > 50;
стенка устойчива.
Проверяем местную устойчивость полки по формуле
табл. 5.3:
be1lt = 14,7/1,2 = 12,2 < kmaxJ = beflt = @,36+ 0,1-2,6)Х
X l/,06-10»/225 = 20,6;
bef = C0 — 0,6)/2 = 14,7 см.
Таким образом, проверочные расчеты показали, что
стенка и полка принятого составного двутаврового
сечения устойчивы.
Устанавливаем необходимость постановки ребер же-
сткости по условию: hef/tw=30/0,6=50<2,зу£//?„ =
=2,ЗУ2,06-105/225=69; ребра жесткости не требуются,
ставим их по конструктивным соображениям через 3h =
=3-30=90 см« 1 м (рис. 5.3, в).
Конструирование стержня колонн сплошностенчато-
го сечения. В центрально-сжатых колоннах сплошного
сечения сдвигающие усилия между стенкой и поясами
незначительны, поэтому сварные швы, соединяющие
элементы поясов и стенки, назначают конструктивно
128

(толщиной 6—8 мм). В колоннах, сечение которых
составлено из трех листов (см. рис. 5.1, а, рис. 5.5, в—д),
толщину стенки обычно принимают по возможности
наименьшей, отвечающей условию обеспечения местной
устойчивости,
hef/К 3,2V E/Ry.
При несоблюдении этого условия стенку укрепляют
продольными ребрами жесткости, ширину которых
принимают br^lOtw, а толщину — tr^3/4tw (см. рис. 5.5,д).
Продольные ребра рекомендуется включать в расчетное
сечение стержня колонны.
Поперечные ребра ставят для укрепления контура
колонны при hei/t'^2,3']fE/Ry. Размеры поперечных ребер
принимают аналогично составным балкам: ширину 6Г=
= (/ге//30)+40 мм, толщину tr^br/15 — для стали
с /?г,<230 МПа и не менее br/\2 — из стали с Ry<
^440 МПа. Расстояние между поперечными ребрами
жесткости принимают B,5...3)к, но не менее двух ребер на
отправочном элементе (рис. 5.5, г, д).
Полки составного стержня проектируют так, чтобы
обеспечивалась их местная устойчивость. Отношение
свеса полки к ее толщине не должно превышать значений,
указанных в табл. 5.3. Чем выше марка стали, тем
толщина полок должна быть больше, так как расчетные
напряжения в стержне колонны повышаются.
Пример 5.2. Задание: для перекрытия (см. пример 4.2)
рассчитать и сконструировать составную
центрально-сжатую колонну при высоте этажа 7 м от пола первого этажа
до верха балок перекрытия помещения промышленного
цеха. Толщину настила ввиду малости в отметках не
учитываем. Материал — сталь марки ВСтЗкп2 по ГОСТ
380—71*, #у=215 МПа (лист /=4...2О мм), #У=225 МПа
(фасон t=4—20 мм). Колонна имеет шарнирное
крепление в уровне фундамента и в уровне опор балок
перекрытия. Цех на объекте первого класса, уп = 1.
Решение
Определение действующих нагрузок. Грузовая
площадь перекрытия, приходящаяся на колонну (см. рис.
4.2), будет
Ad = hi* = 6-9 = 54: м?.
Расчетные нагрузки составляют:
9-612 129

от веса настила и балок настила
gd = 670-1,05 + 315-1,05 A/0,75)= 1144 Н/ма;
от веса главной балки
gbp=. 1760-1,05 A/6) = 308 Н/м2;
полезная нагрузка р = 18000-1,2=21 600 (всего
) = 23 052 Н/м2«23,1 кН/м2);
нагрузка на колонну от перекрытия
# = 23,1-54-= 1250 кН.
Расчет стержня колонны. В соответствии с условиями
закрепления концов колонны находим расчетную длину
стержня
1е1г=рН= 1-6,1 = 6,1 м,
где
Я = НГ-НЬр = 7 — 0,9 = 6,1 м.
Расчет сечения колонны ведем относительно
материальной оси, а расстояния между ветвями определяем
относительно свободной оси. Требуемую площадь сечения
вычисляем по формуле B.10), задаваясь ^=80 и ф=0,71,
Ad = N/yRy vc = 1 250 000/0.71-22 500 = 78,3 см?.
Предварительно принимаем колонну из двух
швеллеров № 30 (см. рис. 5.4, а), для которых
/1 = 40,5-2 = 81 сма; ix - 12 см;
гибкость по материальной оси: ta—/ef/i.*=610/12=
=50,8<^,т = 120; ф=0,852 (см. табл. 1 прил. IV)!
фактическое напряжение составит
а = 1 250 000/Q.862-81 = 18 000 Н/см2. = 180 МПа <-Ryyc =
= 225 МПа (недонапряжение 20%).
Если принять два швеллера № 27, /4 = 35,2-2=
= 70,4 смЕ; ix= 10,9 см; 1^ = 2,73 см, то
Л.ж —= 610/10,9 = 56 и ф = 0,84;
ах = 1 250 000/0,84-70,4 = 21 200 Н/см? = 212 МПа < Rv yc =
"=225 МПа (—5,7%, допустимо).
Окончательно принимаем стержень колонны из двух
швеллеров № 27.
Расчет соединительных планок. Соединение ветвей
в первом варианте решаем планками. Ветви раздвигаем
на такое расстояние от свободной оси у — у, чтобы
соблюдалось уСЛОВИе
130

Требуемая гибкость относительно свободной оси при
гибкости ветви Ai=35
д} 1 — 352= 43,6;
необходимый радиус инерции
1у — lylKf = 610/43,6 =14 СМ.
По табл. 5.2 (схема 22) найдем для сечения двух
швеллеров: ^=0,446, откуда 6 = ^/0,44 = 14/0,44=32 см.
Принимаем 6=32 см (это удовлетворяет условию
6>26f-fl00=2-95+100=290 мм).
Проверяем устойчивость колонн-ы по свободной беи,
предварительно вычисляя геометрические характеристики
J у, 1у, Ку'.
Jy = 2 (Jyi + a2 Ai) = 2 B62 + 13,53*35.2) = 13 424 см*;
а = Ь/2 -г0 = 32/2 — 2,47= 13,53 см.
Площадь сечения ветви из швеллера № 27 Ai =35,2 см2.
Тогда iy= YJjA-= )ЛЗ424/2-35,2= 13,9см; Ky = ly/iy =
=610/13,9=44.
Гибкость ветвей при /i=80 см:
Xi=80/2,73=29,3<X| = 35 (ранее принятой).
Проверяем гибкость для колонны с планками:
%i = 80/2,73 = 29,3 < \i = 35 (ранее принятой).
Напряжение в колонне по свободной оси можно не
проверять, так как %ef<."Kx, следовательно, уу><$х и ау
будут меньше ах.
Вычисляем условную поперечную силу,
приходящуюся на систему планок с одной стороны колонны (см. рис.
5.4, а):
Qs = Q/ie/2,
где значение условной поперечной силы Q/u
определяют по формуле
<?/,-,. = 7,15-10-М£рB330-^- -l)
Qlic = 7,15.10-» B330 -
где
Ry/E = 225/2,06-105= 1,09-10~3;
a-N/A = 1250000/70,4= 17 760 Н/см?= 177,6 МПа;
$=o/<pRB = 177,6/0,84-225 = 0,94;
9* 131

Q/ic = 7,15-10-c-70,4.2,06-105A00)-0,94B330-l,09-10-3— 1) =
= 15 100 H.
Qs = Qfic/2=15 100/2 = 7550 H==7,55 кН.
Планки рассчитывают на перерезывающую силу F
и момент Ми возникающие в плоскости планки от
действия поперечной силы Qs. Определяем по формулам
усилие F и момент М^.
F=Qsl/c= 7,55-100/27,06 = 28 кН,
где!
с = 2а — 2-13,53 = 27,06 см;
I = it + dPi = 80 + 20 = 100 см;
Aft = QS//2 = 7,55-100/2 = 378 кН-см.
Задаваясь толщиной планки ^; = 8 мм и шириной
dpi «= 200 мм—(dpi«0,6...0,7 6), вычисляем момент
сопротивления поперечного сечения
% = /р14;/6 = 0,8.202/6 = 53,3 см".
Проверяем напряжение в планке от изгиба
= Л41/№рг= 378/53,3 = 7,1 кН/см2 = 71 МПа < Ry yc = 215 МПа.
Крепление планки выполняем на сварке электродами
Э42, катет шва назначаем kf*=6 мм, длину его lw =
= 200 мм (в расчет вводят только вертикальные швы).
Вычисляем момент сопротивления и площадь сечения
шва (с учетом расчетного сечения по металлу шва):
Wf = ^kfd2pl/& = 0,7-0,6-202/6 = 28 см3;
dPi = 0,7-0,6-20 = 8,4 см2.
где Pf=0,7 для ручной сварки.
Напряжения в сварном шве от совместного действия
перерезывающей силы и момента составят:
TW=F/Af = 28/8,4 = 3,34 кН/смаC3,4 МПа);
aw=M1/Wf = 378/28= 13,5 кН/см2 A35 МПа);
суммарное напряжение
w l 2 =13,9 кН/сма,
A39 МПа) < Rwf yw{ Yc = 18 кН/см2 A80 МПа).
Расчет решетки из уголков. Решетку из уголков
обычно назначают при большом расстоянии между ветвями.
Угол наклона раскосов к горизонтали а = 45° (см. рис.
5.4,6). Для данной колонны сравнительно малого сече-
132

ния расчет решетки из уголков выполнен как вариант
для показа методики их расчета. Длину раскоса между
узлами решетки определяем из условия центровки
уголков на внешнюю грань швеллеров ветвей (такая
центровка допускается для малонагруженных центрально-
сжатых колонн из швеллеров; как правило, уголки
решетки центрируют по осям ветвей колонн)
ld =. 6/sin a = 320/sin 45° = 453 мм = 45,3 см,
где 6 = 320 мм — при центровке по внешней грани швеллеров.
Задаваясь гибкостью раскоса А<*=60 и
соответственно ф=0,82 (по табл. 1 прил. IV), последовательно
определяем:
усилия сжатия в раскосе от действия поперечной силы
Nd = Qs/cos a = QUc/2cos a = 15 100/2 cos 45° =
= 15 100/2-0,707= 10 640 Н,
требуемую площадь сечения раскоса
Ad = Nd/(fRyyc= 10640/0,82-0,75-22 500 = 0,77 сма,
где Yc=0,75 —для элементов нз одиночных уголков; Rv=225 МПа.
Из конструктивных соображений принимаем
рекомендуемый минимальный профиль уголков 50X5 мм,
А=4,8 см2, ;т,-„=:0,98 см. Тогда
bd = idHmm = 45,3/0,98 = 46,3.
По табл. 1 прил. IV находим ф=0,87. Далее
определяем:
напряжение в раскосе
a = Nd/fAd= 10640/0,87-4,8 = 2548 Н/см2 =
= 25,5 МПа < Yc#y = 0,75-225= 168 МПа;
требуемую длину сварных швов в сечении по металлу
шва
lw = Nd/$fkfRWfywfya= 10640/0,75.1-0,7-0,5-18000 = 2,25 см.
Конструктивно принимаем общую длину шв.ов
у обушка и у пера не менее 40 мм, толщину швов 4—
5 мм.
Проверяем гибкость колонны по свободной оси для
случая соединения ветвей решетками из уголков
+ 28 G0 >4/4 -8' 2> =
46,3< Л,д;= 56.
133

где
Соединение ветвей решеткой обеспечивает большую
жесткость колонны, чем соединение планками.
Последнее допускается в центрально-сжатых, а также во вне-
центренно-сжатых колоннах, если фактическая
поперечная сила меньше условных усилий, определяемых по
СНиП Н-23-81*, т.е. меньше величины Q/,c«B00 A...
700 А)Н в зависимости от класса стали.
Расчет и конструирование базы. Размеры опорной
плиты определяют исходя из условий смятия бетона под
плитой по формуле
APl>N/RbM, E.Ю)
где N — нагрузка на колонны, включая ее собственный вес;
Яь>с = а#ь VAflApi < 1, 5#b уы, E.11)
Rb — расчетное сопротивление сжатию бетона (призменная
прочность), йрй^имаемое по СНиП 5.03.01—84; Rb.ioc — расчетное
сопротивление бетона при местном сжатии (смятии); А/— площадь
фундамента, на которую опирается плита; уь9=(),9; а=1—для
бетона класса ниже В25.
В нашем примере
W = JV0/ +Сон, = 2-625 +0,352-0,365-1,05-6,1-2 = 1255 кН,
где Not — нагрузка от перекрытия; С0» — собственный вес колонны.
Фундамент проектируем из бетона класса В7,5,
следовательно, #ь = 4,5 МПа D5 кгс/см2), как для
массивных бетонных фундаментов (для железобетонных
фундаментов из бетона класса В12,5 #ь —7,5 МПа).
Принимаем предварительно Rb.ioc—1,5/?*== 1,5- 4,5=6,75 МПа
F7,5 кгс/см2), тогда
Apt == N/Rbjoc - 1 255 000/675 A00) = 1860 мм2.
Принимаем плиту размером 40X50 см, Лр; = 2000 см2,
а верх фундамента размером 70X80 см (Л^ = 70-80=
=5600 см2).
Проверяем напряжение Яь,юс по формуле E.8)
4,5 /^600/2000 = 6,33 МПа.
Требуемая площадь плиты Apt = l 255 000/6,33X
X A00) = 1980 см2, что меньше принятой площади плиты
= 2000 см2, т. е. условие удовлетворяется.
Определяем толщину плиты. Плита работает на из-
134

е-:
Рис. 5.6. Схвоэиаи холопы
а —общий вид и детали; 6 — разбивка планок по длине колонны; / — глав-
вая балка; 2 — расчетная полоса, 3 — планка 200X280X8
гиб от равномерно распределенной нагрузки
(реактивного давления фундамента), равной:
i = 1 255 000/2000 = 627 Н/см2 = 6,27 МПа.
Рассматривая различные участки плиты, видим, что
в невыгодных условиях изгиба находятся консольные
участки плиты и участок между двумя ветвями
колонны, опертый по контуру.
Выделяем в консоли плиты полосу шириной 1 см
(см. сечение 4—4 на рис. 5.6) и определяем момент
Л! = crbcV2 = 627-9»/2 = 25400 Нем.
135

Тогда требуемый момент сопротивления сечения
плиты составит
Wd = MlRy yc = 25 400/20 500= 1,24 см»,
где Я„=205 МПа —толщина листов /=21...40 мм;
толщина плиты при 6 = 1 см:
W = 1 /j},/6; tn = УЩ = "J/6T24 = 2,73 см.
Проверяем работу среднего участка плиты,
заключенного между ветвями и опертого по четырем сторонам.
Отношение сторон составляет b/а=308/270 =» 1,14.
Используя табл. 5.5, изгибающие моменты для полос
шириной 1 см вычислим по формулам:
Ма = ах ga2 = 0,0582-627-272 = 26600 Н-см;
Щ — «a ga2 = 0,0494- 627 -27?= 22600 Нем,
где при 6/а=1,14 а,=0,0582 и а2=0,0494.
Требуемую толщину плиты определяем по Ма'.
Ry Yc = Кб-26 600/20 500 = 2,79 см.
Принято /j>/=2,8 см. Как видим, внутренний участок
плнты оказался более нагруженным, чем консольный. По
нему и назначают толщину плиты. Толщина плиты
может быть уменьшена, если поставить дополнительные
ребра жесткости между ветвями колонны. В данном
случае ввиду усложнения работ и при сравнительно
малом расстоянии между ветвями постановка ребер
нецелесообразна.
Высоту листов траверсы /гср находим из условия
полной передачи усилия от ветвей на опорную плиту через
сварные швы (при расчете по металлу шва):
hd = ЛГ/Р/ *//?«,/ Ус «да = 1,255 000/0,7-1-18 000-1-1 -4 = 24,9 см,
где А/=10 мм и Пш=4 — число учитываемых швов, которые удобно
варить.
Принимаем /гср=300 мм.
Анкерные болты назначаем конструктивно
диаметром 20 мм. Размеры фундамента в плане принимают на
15—20 см больше в каждую сторону от опорной плиты
Lfi8070 см. Тогда
= 4,5У 80-70/50-40 =
= 6,33 МПа >аь = 6,27 МПа,
т. е. условие прочности фундамента соблюдается.
136

Таблица 5.5. Коэффнцневты «i, a2, а3 для расчета иа нзгнб плнт, опертых по четырем н трем сторонам
Плиты
Опертые по
четырем
сторонам
Плвты
Опертые по
трем
сторонам

Коэффициенты
«а
Коэффици -
енты
При Ь/а
1
0,048
0,048
1,1
0,055
0,049
1.2
0,063
0,050
1,3
0,069
0,050
1,4
0,075
0,050
1.5
0,081
0,050
1.6
0,086
0,049
1,7
0,091
0,048
1,8
0,094
0,048
1,9
0,098
0,047
2
0,100
0,046
При ajdt
0,5
0,06
0,6
0,074
0,7
0,088
0,8
0,097
0,9
0.
107
1
0
.112
1.2
0,12
1.4
0,126
2
0,132
Более 2
0,133
Обозначения: Ь — длинная сторона; а — короткая сторона; dt—длина свободной стороны; at — длина сторо-
ны, перпендикулярной к свободной.

~ Таблица 5.6. Нормативные размеры аикериых болтов для колоии при бетоне фундаментов класса
ев по прочности иа сжатие В7,5—BI5
Наружный
диаметр
болта,
й, мм
20
24
30
36
42
48
56
64
72
80
90
100
Площадь
сечеиня
болта
нетто
2,25
3,24
5,19
7,59
10,34
13,8
18,74
25,12
32,3
40,97
53,68
67,32
Длина заделкн, мм, прн схеме анкера
без опорной шайбы
\
Щ
—■
700
850
1050
1300
—
—
—
, .
1500
1700
2000
2300
2600
2800
3200
3400
с опорной шайбой
jfe,
t
J
.
500
600
700
800
1000
1100
1300
1400
1600
1700
Размер шайбы cxtx
■3
140x20
200x20
200x20
240X25
240X25
280X30
280X30
350X40
400x40
400x40
усилие, кН, допускаемое
на болт из стали марки
ВСтЗкп2,
«^=145 МПа
32,6
47
75,2
по
150
200
272
365
467
593
778
976
09Г2С-6B)
R =185... 179
МПа
41,6
55,9
96
137
1S6
248
337
440
564
715
913
1144

Глубина заделки анкеров диаметром 20 мм должна
быть не менее 700 мм (табл. 5.6).
Конструирование оголовка колонны. Толщину
опорной плиты оголовка назначают конструктивно в
пределах 20—25 мм. Если торец колонны не фрезеруется, то
опорное давление от балок передается от опорной
плиты на стержень колонны через швы, которыми плиту
приваривают к ветвям. Если швов по контуру плиты
недостаточно, то ставят дополнительно вертикальные
ребра. Высоту ребра оголовка определяют по требуемой
длине швов, передающей нагрузки на стержень колонны:
при расчете по металлу шва
, F.12)
при расчете по металлу границы сплавления
hT > N /4$г kt Rm ywz Vc • ('•'2a)
Толщину ребра вычисляют из условия сопротивления
на смятие под полным опорным давлением:
tr"N/lrRb,loe- E-13)
В нашем примере предусматривается фрезерование
ветвей колонны, и в этом случае опорная плита
приваривается к ветвям конструктивно, k/ = 6...8 мм (см. рис.
5.5). Аналогично решается оголовок, когда опорные
ребра балок располагают по осям ветвей колонн. Общий
вид и детали спроектированной колонны показаны на
рис. 5.6.
При отсутствии фрезерования торца ветвей давление
балок полностью передается через опорную плиту на
сварные швы по контуру ее приварки к ветвям. При
N=1250 кН и &f = 0,8 см требуемая длина шва
lwd = N/fykfRwftwjye= 1250 000/0,7-0,8-180 A00). 1-1 = 124 см,
что больше общего контура колонны Jc=2B7+32)=o
= 118 см. Между ветвями проектируем дополнительно
ребро толщиной 14 мм, длиной /,=308 мм и высотой
150 мм. Тогда общая расчетная длина сварных швов
будет /ш=2B7+30)+2C0,8—2,8) = 170 ем>^=124 см,
т. е. условие по прочности удовлетворяется.
Пример 5.3. Задание: разработать вариант решения
оголовка колонны без фрезерования торца ветвей с
передачей опорного давления через опорные ребра балон
(рис. 5.7). Опорное давление двух балок (по примеру
5.2) N=1250 кН.
139

Рис. 5.7. Детали
оголовка сквозной
колонны
Решение. Определяем размеры ребра оголовка при
ft/ = 0,8 см по формуле E.12):
hr = N/i$f kf Rwi ywf vc = 1 250 000/4-0,7.0,8-18 000- Ы = 31 см;
принимаем 40 см.
Далее определяем толщину ребра по формуле E.13)
при /^=2=240 мм (учитываем ребра, расположенные
под опорными ребрами балок, /'=20+2+2=24 см):
tr==Nll'rRs= 1250 000/0,24-33 200= 1,57 см,
где /?.=332 МПа (при /?Un=365 МПа); (здесь 2—расчетная длина
распределения местного давления опорных ребер балки). Принято
tr=16 мм.
Проверяем напряжение в швах, прикрепляющих
ребра оголовка к плите при ft/= 12 мм:
a = JV/p/ kfZlw= 1250 000/0,7-1,2-107,6= 13 830 Н/см2 =»
= 138,3 Па </?„,/уш/Yo ==■ 186 МПа,
где 2/м = 2-30,8+ 2B7—4) = 107,6 см.
Ветви колонны приваривают к опорной плите швами
толщиной 6—8 мм.
140

Г л а в а 6. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ
ВНЕЦЕНТРЕННО-СЖАТЫХ КОЛОНН
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Внецентренно сжатые колонны наиболее часто применяют в
каркасах промышленных цехов с крановыми нагрузками. Колонны
рассматриваются как элементы поперечных рам, на которые действуют
нагрузки от веса несущих конструкций, покрытия, крановые
нагрузки вертикальные и горизонтальные, стеновые ограждения, ветровая
нагрузка и др. Колонны обычно жестко заделывают в фундамент,
а с ригелем (фермой или балкой) они имеют либо жесткие (см. рис.
6.1, а, в, г), либо шарнирное (рис. 6.1,6) соединения.
Различают колонны трех типов: постоянного сечения, перемен-
ного сечения (ступенчатые) и раздельные (рнс. 6.1). Колонны
постоянного сечения (см. рис. 6,1, о) с консолью для подкрановой
балки рациональны при кранах сравнительно небольшой
грузоподъемности— 150—200 кН. В настоящее время для экономии металла
такие колонны чаще проектируют железобетонными.
Колонны переменного сечения (рнс. 6.1,6, в) наиболее
распространены в каркасах промышленных зданий, так как пригодны почти
для любых крановых нагрузок. Верхнюю (надкрановую) часть этих
колонн обычно выполняют сплошной постоянного сечения, а
нижнюю подкрановую — либо сплошной, либо сквозной. В сплошных
колоннах обе ветви соединяют сплошным листом (обычно сваркой
и реже на клепке), в сквозных — решетками из уголков илн йлан-
кдми из полосовой стали.
Колонны раздельного типа (см. рис. 6.1, г)
рациональны в цехах с тяжелыми крановыми нагрузками
(более 150 т) режима 6К — 7К и при небольшой высоте (до
20 м). Наружная (шатровая) и внутренняя
(подкрановая) ветви этих колонн соединяются гибкими в
вертикальной плоскости планками, благодаря чему каждая
ветвь работает самостоятельно. Шатровая ветвь
воспринимает нагрузку от конструкций покрытия и стенового
ограждения, а подкрановая — от крана как центрально-
сжатая стойка. Детали узлов крепления ферм к
колоннам показаны на рис. 6.2.
Типы и размеры сечений внецентренно-сжатых колонн
назначают предварительно. В колоннах постоянного
сечения высоту сечения h принимают примерно xl\d при
высоте колонн 10—12 м, Х1\%1— при высоте 14—16 м
и Х1ю1 при высоте более 20 м (/ — расстояние от верха
фундамента до нижнего опорного узла фермы покрытия).
В колоннах переменного сечения высоту сечения ft2 над-
крановой части принимают в пределах Vs—Vi2 высоты h
(обычно /i2=500 мм и реже 750—1000 мм), а высоту
сечения h\ подкрановой части—'/ю—4wh в зависимости
141

В)
а)
Рис в ) Типы виецеитренио сжатых колонн
о — постоянного сечения б в — переменного сечепия ступенчатые (с одним
уступом), соответственно со сплошной н сквозной подкрановой частью, г —
ступенчатой раздельного типа д, е — ступенчатые среднего ряда
соответственно сплошного и сквозного сечення, / — ригель (стропильная ферма);
2 — вариант шарнирного крепления фермы 3 — жесткое крепление фермы,
4 — шатровая (наружная) ветвь, 5 — подкрановая ветвь 6 — диафрагма
жесткости, 7 — шатровая колонна, S — подкрановая стойка, 9 — горизонтальные
планки, 10 — анкерные болты, // —проход, 12 — кран
142

1 1
ОСЬ ПРИВЯЗКИ
ПОПЕРЕЧНОЙ
РАМЫ
1 ОБРЕЗАТЬ ДО 40 MM)
О
ЦИФРОВАЛ
ось
6)
• <0 .
• опотой плит!
148

Рис. 6.2. Опорные узлы
жесткого (а) и
шарнирного (б, в) креплений
фермы к колонне
I — колонна; 2 — иад-
опориая стойка; 3 —
овальные отверстия 40Х
Х23 под болты 0 20;
4 — шайба 80X80020
(приварить иа монтаже):
5 — болты 0 20 отв.
0 23 в шайбе, 0 40 в
плите
от высоты /[ и типа сечения (сплошного или сквозного).
Сплошное сечение по условиям экономии металла и
трудоемкости изготовления назначают при высоте сечения
h до 1 м, сквозные — при Л^1,2 м. Некоторые типы
поперечных сечений колонн показаны на рис. 6.3. Высоту
U нижней части колонны (подкрановой) принимают от
низа базы колонны до подкрановой площадки, a h
верхней части — от подкрановой площадки до опорного узла
фермы покрытия. В задании на проектирование цеха
обычно указывают высоту от пола до головки
подкранового рельса 1ь и пролет цеха. Все остальные размеры
колонны по высоте необходимо определять
конструктивно, учитывая габариты мостовых кранов, расположение
фундаментов технологического оборудования вблизи
колонн и т. д. В общем случае
to,-A*); k = he + hbc + a1, F.1)
где If — заглубление низа базы колонны по отношению к полу цеха
(если нет примыкающих к колонне приямков нли других
фундаментов // принимают 0,6—1 м); h — расстояние от пола до головки
кранового рельса; /i*b — высота подкрановой балкн (по расчету)
с учетом высоты кранового рельса; hc — габаритный размер крана по
высоте (принимается по ГОСТу и ТУ на мостовые электрические
144

ф
в)
л
А
X
к
Рис. 6.3. Типы сечений виецеитренио сжатых колонн
а—в, ж — сплошные; г—з — сквозные
краны); а\—расстояние между верхом габарита крана н низом
конструкции покрытия, назначаемое по требованиям ГОСТа на
краны не менее 100 мм, обычно принимается 200—250 мм.
Полная высота помещения
Н = 1Ь + lt или Н = 1Х + 1г — If + B00.. .250) мм, F.2)
где U—расстояние от головки кранового рельса до низа фермы.
Полную высоту Н в соответствии с размерами
стандартных ограждающих конструкций, предусмотренных
«Основными положениями по унификации», принимают
кратной 1,2 м до высоты 10,8 м, а при большей высоте —
кратной 1,8 м, например: 8,4; 9,6; 10,8; 12,6; 14,4; 16,2;
18; 19,8 и т. д. В некоторых случаях при соответствующем
обосновании размер Н принимают кратным 0,6 м.
Обычно при окончательной корректировке размеров по
высоте цеха размер U принимают минимально допустимым,
уточняют отметку головки рельса и устанавливают
высоту Н. Расчетную высоту участков колонны
определяют по формуле
/=|ii/i, F.3)
10-612
145

Рис. 6.4. Габариты
приближения
мостового крана
/ — тормозная балка
(ферма): 2 — разби-
вочная ось: 3 — ось
привязки колонны;
4 — ось ц. т.
подкрановой части
колонны; 5 — ось
кранового пути; 6 — габарит
крана
где \н — коэффициент приведения длины, принимаемый в
зависимости от числа пролетов рамы и условий закреплеиия колонн в уровне
фундамента и с ригелем (см. прил. VI).
Для ступенчатых колонн однопролетных рам
промышленных зданий, жестко закрепленных в
фундаментах анкерными болтами, значения коэффициентов (х,
находят по табл. 67 и 68 СНиП П-23-81*, рассматривая
колонну как отдельно стоящую стойку, имеющую вверху
свободное горизонтальное смещение при поперечной
силе у верхнего конца Q=0. В многопролетных рамах
(с числом два и более) при наличии жесткой кровли
и системы горизонтальных и вертикальных связей
верхние опоры стоек рамы считаются не смещающимися
в горизонтальном направлении и коэффициенты |х,
находят по табл. 69 и 70 прил. 6 СНиП П-23-81* при Q=£0.
Расстояние между осью кранового пути и разбивоч-
ной осью ряда колонн принимают с учетом минимальных
разрывов между габаритами, крана и телом верхней
части колонны (рис. 6.4), обычно 0,75 или 1 м. В общем
случае
Кс = (Л,/2) + Вх + F0.. .75) мм, F.4)
146

Рис. 6.5. Схема
расчета крайней
колонны цеха
а — компоновочная;
б — расчетная A—1,
2—2, 3—3 —
расчетные сечения); / —
подкрановая балка;
2 — разбивочная ось
19,60
где б| — свес габарита крана за ось кранового пути (указан
в ГОСТе на краны); ht—высота сечения верхней части колонны,
обычно равна 500 мм.
По ТУ 24-9-454—76 и другим на краны мостовые
электрические грузоподъемностью 5—50 т Bt изменяется
в пределах 230—300 мм. Следовательно, для этих кранов
минимальное значение Xc=(/i(/2) + COO...4OO) мм. Для
кранов грузоподъемностью 75—250 т по ГОСТ 6711—81*
В) = 400 и 500 мм, тогда наименьшее значение "Кс =
= (Лг/2) + D60...560) мм.
В колоннах с большой длиной надкрановой части /2
и при тяжелых кранах (Qf>100 т) высота сечения
надкрановой части может оказаться больше 500 мм. В этих
случаях разбивочную ось крайнего ряда колонн (рис.
6.5) сооружения располагают на расстоянии 250 или
500 мм от наружной грани колонны и %с будет Xc=ht —
— B50 или 500 мм)+В,+.F0...75) мм.
i
10*
147

$ 2. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ КОЛОНН
Пример 6.1. Задание. Рассчитать и подобрать сечение
ступенчатой колонны промышленного одноэтажного цеха
пролетом 30 м при следующих данных, полученных из
статического расчета поперечной рамы1 (рис. 6.6), где
учтен коэффициент Vn=0,95;
расчетные усилия: в надкрановой части колонны —
AJ2=800 кН-м, N2=650 кН; в подкрановой части —
Mi±=+2500 кН-м, W, = 1500 кН и Л*',=—1000 кН-м,
А/| ==800 кН, Q=100 кН, наибольшая вертикальная
сила, действующая в надкрановой части N2maX=850 кН
и соответствующий момент М2=520 кН-м; в
подкрановой части — Nimax=2300 кН и соответствующий момент
^ = 1200 кН-м;
размеры колонны: высота подкрановой части — /] =
= 15,5 м, высота помещения #=19,8 м (от уровня пола
до оси йижнего пояса фермы). Материал конструкции—
сталь марки ВСтЗкп2 по ГОСТ 380—71*.
Решение
Назначение размеров сечений колонны и определение
расчетных длин. Предварительно принимаем
Л2//2 = 0,5/4,7= 1/9,4;
1 Расчет рамы для данного примера ие приводится, так как
является инженерной задачей и в учебную программу курса для
техникумов ие входит. Методика подсчета нагрузок и расчетная
таблица усилий для крайней колонны сплошного сечения приведены
в примере 6 2.
L. I
Рис. 6.6. Сечеиие нижней части колонны
148

для нижней части при А = 15...20 м рекомендуется h\ll\ =
= 1/11...1/14, для сквозных колонн и 1/12—1/16 — для
сплошных колонн; назначаем /ti = 1250 мм, тогда hill\ =
= 1,25/15,5=1/12,4, что больше 1/14 и меньше 1/11.
Для определения расчетных длин вычисляем:
klh = 4,7/15,5 = 0,304; р = (Nt + Л^/М, = B300 +
+ 850)/850 = 3,7; #!/#» = 2300/850 = 2,71 < 3;
/1/Z3= 15,5/4,7 = 3,3.
Отношение /г/Л принимаем 0,1 (для
предварительных расчетов обычно 0,08—0,2). Отношение погонных
жесткостей участков будет
»,/»!=*/, ^//i/i^l-15,6/10-4,7 = 0,33)
<Ч =*(hlh)VhUi& =D,7/15,5) V 10/3,7 = 0,498.
По табл. 1 прил. VI находим коэффициент jjli =2,2.
Коэффициент расчетной длины |х2:
ц2 = Hj/oci < 3;
ц2 = 2,2/0,498 = 4,42 > 3.
Принимаем |х2=3.
Таким образом, расчетные длины участков колонны
равны:
в плоскости действия момента
^ = 1^1 = 2,2-15,5 = 34,1 м;
1x2 = |Мг = 3-4,7= 14,1 м;
в плоскости, перпендикулярной действию момента,
расчетная длина верхней части колонны равна
расстоянию от тормозной балки, расположенной в уровне
верхнего пояса подкрановой балки (см. рис. 6.5, а), до
нижнего опорного узла фермы ^2=4,7—0,9=3,8 м, а
нижней части — расстоянию от верха фундамента до низа
подкрановой балки, т.е. /|/1=/1 = 15,5 м.
Расчет сечения верхней часта колонны. Сечение
верхней части колонны обычно принимают в виде сварного
двутавра (см. рис. 6.3,а). Требуемую площадь сечения
определяем из формулы B.19) расчета внецентренно
сжатых элементов на устойчивость в плоскости действия
момента:
Ad = N2/q>e Ry ye = 650 000/<pe 21 500,
где Yc=l-
Для нахождения коэффициента <ре предварительно
149

S Таблица 6.1. Коэффициенты влияния формы сечения т)
S
с
с к
I
Схема

Отношение
Коэффициенты т) при
0,!«m«S
5<т«:20
6,85
0,85
0,85
0.75+0.02Я
0,75+О.О23С
0,85
A,35—0,05 m) -
'—0,01 E~m)A,
1.1
1,1

\L «A
°,5AdLo,SAj
аГд ц"
0,25
0,5
A,45-0,05 m)—
—0,01E—m)X
A,75—0,1 m)-
—0,02 E—m) X
A,9—0,1m)—
—0,02F—m)X
1,2
1,25
1,4—0,02 %
1,2
1,25
1,3
Aw
1—0,3E— m)X
X
0,25
к Г к
0/Aw %5
JL
0,5
@,75+0,05 m)+
+0,01 E—m) X
@,5+0,1 m)+
+0,02 E—m) X
@,25+0,15 m)+
+0,03 E—m) X

п сече-
к a
Ня
1
Q
10
11
Схема
9
А,^
?5ЛтХ
Л5Д„ { j- V-
' 0,35Af^"

Отношение
3
0,5
>1
0,5
1
2
0,5
1
1,5
2
Продолжение
табл. 6.1
Коэффициент т) при
OCMS
0,l<m<5
4
A,25—0,05 m)—
—0,01 E—m)%
A,5— 0,1 m) —
—0,02E—от) А,
1,4
1,6—0,01 E—m)%
1,8—0,02E—от) I
1,45+0,04 от
1,8+0,12/n
2+0,25 ot+0,U
3+0,25 от+О.п
5<m«;20
5
1
1
1,4
1,6
1,8
1,65
2,4
—
-
0.1«««S
6
5<m«20
7
1
1
1,4
1,35+0,05 от
1,3+0,1 от
1,45+0,04 от
1,8+0,12/n
—
1,4
1,6
1,8
1,65
2,4
—
Примечания: 1. Для сечения типов 5—7 при подсчете значений Af/Am площадь вертикальных элементов
полок учитывать ие следует. 2. Для сечеиия типов 6 и 7 значения г\& следует принимать равными коэффициентам
т) для типа 5 при тех же отношениях Af/Am.

Таблица 6.2. Коэффициенты <р« для проверки устойчивости
инецентренно сжатых (сжато-изгибаемых) сплошностенчатых
стержней и плоскости действия момента, совпадающей с плоскостью
симметрии
^ IS
S.JL of
го ™ I
1 к t
0,5
1
1,5
2
2,5
3
3,5
4
4,5
5
5,5
6
6,5
7
8
9
10
11
12
13
14
Коэффициент ф
0,1
967
925
875
813
742
667
587
505
418
354
302
258
223
194
152
122
100
083
069
062
052
0,25
922
854
804
742
672
597
522
447
382
326
280
244
213
186
146
117
097
079
067
061
049
0.5
850
778
716
653
587
520
455
394
342
295
256
223
196
173
138
112
093
077
064
054
049
в ПРИ
0,75
782
711
647
587
526
465
408
356
310
273
240
210
185
163
133
107
091
076
063
053
048
приведенном относительном
1
722
653
593
536
480
425
375
330
288
253
224
198
176
157
128
103
090
075
062
052
048
1,25
669
600
548
496
442
395
350
309
272
239
212
190
170
152
121
100
085
073
060
051
047
1,5
620
563
507
457
410
365
325
289
257
225
200
178
160
145
117
098
081
071
059
051
047
1,75
577
520
470
425
383
342
303
270
242
215
192
172
155
141
115
096
080
069
059
050
046
2
538
484
439
397
357
320
287
256
229
205
184
166
149
136
113
093
079
068
058
049
045
эксцентриситете mgj
2.5
469
427
388
352
317
287
258
232
208
188
170
153
140
127
106
088
075
063
055
049
044
3
417
382
347
315
287
260
233
212
192
175
158
145
132
121
100
085
072
062
054
048
043
3,5
370
341
312
286
262
238
216
197
178
162
148
137
125
115
095
082
070
061
053
048
043
4
337
307
283
260
238
217
198
181
165
150
138
128
117
108
091
079
069
060
052
047
042
«о
a I
& § If
0,5
1
1,5
2
2,5
3
3,5
4
4,5
5
5,5
6
Коэффициент ф
4,5
307
283
262
240
220
202
183
168
155
143
132
120
5
280
250
240
222
204
187
172
158
146
135
124
115
5,5
260
240
223
206
190
175
162
149
137
126
117
109
епрн
G
237
225
207
193
178
166
153
140
130
120
112
104
Продолжение
приведенном относительном
6,5
222
209
195
182
168
156
145
135
125
117
108
100
7
210
196
182
170
158
147
137
127
118
HI
104
096
8
183
175
163
153
144
135
125
118
110
103
095
089
9
164
157
148
138
130
123
115
108
101
095
089
084
10
150
142
134
125
118
112
106
098
093
088
084
079
табл
эксцентриситете п
12
125
121
114
107
101
097
092
088
083
079
075
072
14
106
103
099
094
090
086
082
078
075
072
069
066
17
090
086
082
079
076
073
069
066
064
062
060
057
6.2
lef
20
077
074
070
067
065
063
060
057
055
053
051
049
153

i
5 g f
6,5
7
8
9
10
11
12
13
U
I
Коэффициент <р
4,5
112
102
087
075
065
057
051
045
041
5
106
098
083
072
062
055
050
044
040
5,5
101
094
081
069
060
053
049
043
040
, при
0
097
091
078
066
059
052
048
042
039
Продолжение
приведенном относительном
6,5
094
087
076
065
058
061
047
041
039
7
089
083
074
064
057
050
046
041
038
8
083
078
068
061
055
048
044
039
037
9
080
074
065
058
052
046
042
038
036
10
074
070
062
055
049
044
040
037
036
табл.
6.2
эксцентриситете mgj
12
068
064
057
051
046
040
037
035
034
14
062
059
053
048
043
038
035
033
032
17
054
052
047
043
039
035
032
030
020
20
047
045
041
038
035
032
029
027
026
Примечания: 1. Значения коэффициентов <р„ увеличены в
1000 раз. 2. Значения <ре принимать не выше значений <р.
находим значения:
е = M2/N2 - 800/650 = 1,23 м = 123 см;
ix=z 0,42ft2 = 0,42-50= 21 см.
К=1х*Нх = 1410/21 = 67,1;
p=WM = ill г = 212/25 = 17.6 см
С Л
(здесь г = hj/2 «= 50/2 = 25 см);
условная гибкость стержня
lef = Кх VRylE = 67,11^215/206 000 = 2,17 < 5,
где Rv=2l5 МПа для листового проката /=4...2О мм и
Е = 2,06-10» МПа;
относительный эксцентриситет
т=е/р= 123/17,6 = 6,98 < 20.
По табл. 6.1, п. 5 определяем (при Хж=0..,5, AfjAw>
>1 и т=5...2О) коэффициент влияния формы сечения ц:
ri= 1,4 —0,02 А^= 1,4 — 0,02.2,17= 1,35.
Приведенный относительный эксцентриситет
mef = n/n === ц (е/р) = 1,35-6,98 = 9,4.
По табл. 6.2 при mef=9,3 и ^=2,17 по
интерполяризации вычисляем фе=0,132 (для колонн сквозного
сечения значения ц>е приведены в табл. 6.3).
154

Таблица 6.3. Коэффициенты ср* для проверки устойчивости виецентреино сжатых (сжато-изгибаемых)
сквозных стержней в плоскости действия момента, совпадающей с плоскостью симметрии
gl
Условная
приведенная гибкость
0,5
1
1,5
2
2,5
3
3,5
4
4,5
5
5,5
6
6,5
7
8
9
10
11
12
13
14
0,1
908
872
830
774
708
637
562
484
415
350
300
255
221
192
148
117
097
082
068
060
050
0,25
800
762
727
673
608
545
480
422
365
315
273
237
208
184
142
Н4
094
078
066
059
049
0.5
666
640
600
556
507
455
402
357
315
277
245
216
190
168
136
ПО
091
077
064
054
048
Коэффициенты фе
0.75
571
553
517
479
439
399
355
317
281
250
223
198
178
160
130
107
090
076
063
053
047
1
500
483
454
423
391
356
320
288
258
230
203
183
165
150
123
102
087
073
061
052
046
при относительном
1.25
444
431
407
381
354
324
294
264
237
212
192
174
157
141
118
098
084
071
060
051
046
1,5
400
387
367
346
322
296
270
246
223
201
182
165
149
135
113
094
080
068
058
050
045
эксцентриситете
1.75
364
351
336
318
297
275
251
228
207
186
172
156
142
130
108
090
076
066
057
049
044
2
333
328
311
293
274
255
235
215
196
178
163
149
137
125
105
087
073
064
056
049
043
т
2,5
286
280
271
255
238
222
206
191
17-6
161
147
135
124
114
097
082
070
060
054
048
043
3
250
243
240
2?8
215
201
187
173
160
149
137
126
117
108
091
079
067
058
053
047
042
3,5
222
218
211
202
192
182
170
160
149
138
128
119
109
101
085
075
064
056
050
046
042
4
200
197
190
183
175
165
155
145
136
127
118
109
102
095
082
072
062
054
049
045
041

I
& I"».
si L
оосою
ooo
Юч**со см»ио О5О50О t-- со ю ю со са оо со ю
■*■*■»*• ■* * ■* coco со сососо сососо емемем
ооо ооо ооо ооо ооо ооо
COIOCO <N —"i—i OO^CO NtOlO ^* CO <—• O> CO <N О CO N
ЮЮЮ ЮЮЮ lOrt1^1 ^^^ ^ rh ^« COOOCO COtNtN
' О О OOO
ООО ООО О
о
сососо соемем
ооо ооо
СО СО СО COCOCD ЮЮЮ
ооо ооо ооо
— о ь- ю ■* <м .— ot^-тр ем оо ю ем о С/4
D ЮЮ ЮЮЮ lO*t*4** TfCOCO СОСОСМ
ооо ооо ооо ооо
— о со coco*— оососо •—' on m ^—опсм coco.—' tio^f
O^CJ)CO 00C000 С^-Ь-t^ C^-CDCO CDlOlO ■ч**'^^ СОСОСО
ооо ооо ооо ооо оооооо ооо
OOOCD ЮЛм С0**О> ЦЭч**С^ ЦЭСЛ1Л OLDCO OOCOU5
ОСЛСЛ O^CJ)O^ ООСОЬ- f— t— Г— СОЦЭЮ Ю^тС СОСОСО
— о о ооо ооо ооо оооооо ооо
•—• o^ on со oo a to oo o^ со •—• i*^ с^з оо с^ со с^. со ^ft i* -
i—t C^ C^ ^^ C^ О O^ O^ CO 00 ОО С4* !**• CO CO lO ^J* ^* OO 00 CO
^-.^-.^_ _,-^_ OOO OOO OOO OOO OOO
OlOli—i i—i »-ч ,—i OOO^ O^COOO C^.|^.CD lOiOrf1
^_^_^_ ^^_^ _—.o ooo ooo ooo
со •— со looco оюо ю-ю c^coh* ооэсо «noc
^_^_^_ ^_^^_ ^_^^ ooo ooo
CNN-—. ЩОЮ ОЮО ЮОО (N-^00 CO — CT)
COCNtN —< •—" О О СП СГ5 CONN CDli^^ ^ч**СО
^_^_^_ ^_^_.^_. —oo ooo оооооо
coco© cocoo тнсосо оослсо ^cpp
T* lO CO CO 00 OTi ^^ ^^* CO CO ^J t>* C4! T* P4^ f4* 00 C4! I4** "*^ С5
CDOCD Ю^СО COW- ООСГ5 OlOON CDlClO rf^^
^_«« ^_^« ^_^_— ^_^_o ooo ooo ooo
<NOC0 0<NfO COCO^* NOW |N._cj> CTJOCO QQ ^ <x
COCOf^. NtOiO ^*COCn *—• <—'O O^QJC4* СОСОЮ ^Th^*
i—i »^ i—i i—t •—н i—t i—t i—t »-ч i—t i—t i—i о C> О О f^ О О О О
о—•—< емемсо
тшео tot^-co ело—
S
СО
1
3
а
я
S
I
I
03
S
со
3
S
I
I
•е-
•е-
т
о
со
S
S
156

После подстановки фв в расчетную формулу получим
Ad = N2l cpeRy Yc = 660 000/0,132-21 500 ■= 229 см?.
Для предварительного определения площади сечения
внецентренно сжатых сплошных колонн можно
пользоваться приближенной формулой Ф. С. Ясинского:
а = (АГ/фЛ) + (Mx/Wx)< Ry Ye.
которая после преобразований, принимая ф«0,8; Мх*аж
~Nex; pAr==^//4»0,45/t, имеет следующий вид:
Ad={NIRy) (l/q> + exA/Wx) = (N/Ry) A/<р + ея/ря) « (NfRy)X
X 11,25 + 2,2 (ex/h)].
Для данного примера при е*=123см и Л = 50 см
требуемая площадь равна: Ad= [650 000/215A00)] • A,26+
+ 2,2-123/50)-202 см2.
Намечаем минимальную ширину сечения колонны b
исходя из условия обеспечения достаточной жесткости
колонны относительно оси у— у:
iy = 1у2/ху = 380/50 = 7,6 см,
где A,j,=5O...6O и обычно назначается меньше he, так как lyi<lX2',
для двутавровых сечений г\, = 0,24Ь, откуда
Ъ > iy/0,24 = 7,6/0,24 = 31,7 см.
Намечаем стенку колонны из листа 460X10 мм,
тогда при /4d«229 см2 площадь одной полки составит
Af = 0,U(Ad — Аю) =0,5B29 — 46-1) =91,6 см2.
При толщине листа 20 мм ширина его будет
6 = 91,5/2 = 45,75 см;
принимаем 6=45 см.
Фактическая площадь сечения составит
А = 46-1 + 2-45-2 = 226 см?.
После назначения размеров полок и стенки сечения
колонны вычисляем фактические значения: Jx, ly, VPX,
ix, iy, р, Хх, tn и nief, а затем проверяем расчетное
напряжение а, которое не должно превосходить расчетного
сопротивления стали Ry, последовательно определяя:
моменты инерции
2а2 Af = (l-463/12) + 2-242-90 =111930 см4;
J =2Л63/12 = 2-2.453/12 = 30500 см4.
у t
157

момент сопротивления
Wx = Jx/(h/2) = 2/^ = 2-111930/50 = 4470 см»;
радиусы инерции и гибкости:
Л = Уш 930/226 =22,2 см;
iy = YjvIA = У30 500/226 = 11,6 см;
рх = WJA = 4470/226 =19,8 см;
тх—е/р — 123/19,8=6,22;
Кх = lxi/ix = 1410/22,2 = 63.S;
\ej = ^ VRvIE = 63,5)^215/2,06-105. = 2,05;
r\= 1,4 — 0,02-2,05= 1,36; mef = r\mx = 1,36-6,22 = 8.45.
По табл. 6.2 при taf=2,05 и mef—8,45 по
интерполяции находим значение коэффициеита <ре—0,145.
Фактическое напряжение в сечении
<7 = М2/фвЛ = 650 000/0,145-226= 19 835 Н/см* ж
« 198 МПа</?уУе = 215 МПа.
Недонапряжение составляет около 8% (>5%).
Можно немного уменьшить сечение вследствие
сокращения ширины полок, например до 6=420 мм, и сделать
вторичную проверку, в итоге получим: А =214 см2;
/х= 102 630 см4; /s,=24 700 см4; W*=4100 см3; t* =
=21,9 см; ^ = 10,7 см; р*=19,16 см; %х=64,38; lef =
=2,08; rj = l,36; m^=6,42; mef — 8,7 и фв=0,14. Тогда
а=650000/0,142-214=21390 Н/см2=213,9 MYla<Ry =
=215 МПа.
Сечение полок принимаем 420X20 мм.
Проверяем несущую способность верхней части
колонны на действие максимальной вертикальной силы
N2max —850 кН и М2=520 кН-м. Для этого вычисляем:
е = М2Ш2тах = 520/850 = 0,612 м;
тх = е/Рх = 61,2/19,2 = 3,19;
mef = r\mx= 1,34-3,19 = 4,28; % — 0,248.
Расчетное напряжение составит а=850 000/0,248Х
Х214A00)=160 МПа</?г,=215 МПа, где A00)—для
пересчета размерности Н/см2 в МПа, т. е. несущая
способность обеспечения.
Проверим местную устойчивость стенки. Расчетная
высота стенки hef=-hw—\Q см.
Проверяем условие hejltw^Xuw Y^IRy .(по требова-
158

ниям п. 7.14 СНиП Н-23-81*):
при т > 1 и Х\ > 2
Kw= 1,2 + 0,35Я| = 1,2+0,35-2,08= 1,94 < 3,1;
he///» =46/1< 1,94 У2.06-105/215= 60,06.
условие соблюдается, проверка местной устойчивости
стенки не требуется. Значение kuw определяют по
формулам, данным в табл. 6.4. Ребра жесткости ставим
конструктивно через 2,5—3 hef.
Проверяем местную устойчивость полок. Проверки
не требуется, если соблюдается условие (для неокайм-
ленного. двутавра при А,=0,8...4)
bejltf < @,36 + 0,11) У EIRy,
где fce/=(fc/2)—(/»/2) = D2/2)—A/2) =20,5 см свес листа полки;
//«=2 см — толщина полки; bet/tf — предельное отношение свеса
листа к его толщине, устанавливаемое нормами в зависимости от
условной гибкости колонны, типа сечения и марки стали (см.
табл. 5.3).
bef/tf = 20,5/2 = 10,25 < [be1lt\Hm = @,36 + 0,1-2,08) X
X }/2,06-10»/215= 17,58.
Условие соблюдено, следовательно, полка, как и стеи.
ка, устойчива при действии нормальных напряжений.
Проверяем напряжение в сечении верхней части
колонны из плоскости действия момента (по оси у— у).
Напряжения вычисляют из условия расчета колонны
постоянного сечення на устойчивость из плоскости
действия момента прн ее изгибе в плоскости наибольшей
жесткости (Jx>]y), совпадающей с плоскостью
симметрии. Расчетная формула B.31) имеет вид
o = N2/c<?yA<Ryyc,
где с = р/A+атя)= 1/A + 0,864-4,28) =0,213.
Коэффициенты аир приняты по табл. 6,5. При КУ>ХС
(см. табл. 6.6) для стали марки ВСтЗкп2 #,,=215 МПа
При Ху>Хс коэффициент с принимают не более
значений, определенных по формуле F0) СНиП П-23-81*
или по формуле A73) прил. 6 того же СНиПа.
Согласно СНиП 11-23-81* при вычислении тх за
расчетный момент М'х принимают максимальный момент
х
159

Таблица 6.4. Значения X,u» для центрально-сжатых (при т=0), внецентренно-сжатых
и сжато-изгибаемых элементов
Относительный
эксцентриситет
ОТ—0
т>\
Сеченне элемента
Двутавровое
Коробчатое, швеллерное
прокатное
Швеллерное, кроме
прокатного
Двутавровое, коробчатое
Значение условной
гибкости X и X,
Х<2
К>2
Л<1
1>\
Ь<0,8
Х>0,8
Я1<2
Формулы для определения значения J
Лаш= 1,3+0,15 )?
Хца,=1,2+0,35 Я,, но не более 2,3
Хва,=1,2
Л,да=1+0,2'Х, но не более 1,6
Хиш=0,85+0,19 X, но не более 1,6
W=l.3+0,15 Я|
Хиш=1,2+0,35 Xj, но не более 3,1
Обозначения: к — условная гибкость элемента, принимаемая в расчете на устойчивость при центральном
сжатии; К\ — условная гибкость элемента, принимаемая в расчете на устойчивость в плоскости действия момента.

— Таблица 6.5. Коэффициенты а и Р в формуле B.32)
Зависимость а я C от
относительного
эксцентриситета приложения
продольной силы н гибкости
Значения коэффициентов аи (i при сечениях
открытых двутавровых и тавровых
XJL
замкнутых
GPESETKAMir
(ЛЛДНКАМИ)
а при:
п(м:
0,7
0,65+0,05
1
1-0,3 J2/Jx
1— @,35—0,05 т»;)
0,6
0,55+0,05 тх
1
Примечания: 1.
1
1—A—У Фс/фу X
Х|2 у-— lj; приУ2//1<
<0,5 значение р=1
и /2 — моменты инерции большей и меньшей полок относительно оси симметрии сече-
иия у—у; фс — значение сру при Я,в=Я^=3,14г ERy. 2. Пользование коэффициентами аир, установленными для
.- стержней замкнутого сечения, допускается только при наличии ие менее двух промежуточных диафрагм по длине
£ стержня. В противном случае коэффициенты определять как для стержней открытого двутаврового сечения.

Таблица 6.6. Значения lc = S,U}f E/Rv=3,U}f2,0b-W/Ry
Ru, МПа 201 210 220 240 270 310 360 400 515
Xc 100 98 96 92 86 81 75 71 63
в пределах средней трети длины стержня, т.е. в данном
случае высоты верхней части колонны 12, но не менее
половины наибольшего момента в пределах верхней
части колонны.
В рассматриваемом примере при Мв~0 (например,
при шарнирном закреплении верхнего конца стойки) по
расчету М;=B/3) М2=2/3-800=534 кН-м. Тогда
эксцентриситет
e'x = M'x/N2 = 534/650 = 0,821 м=82,1 см;
относительный эксцентриситет
При т,= 1...5 коэффициент а по табл. 6.5 будет
а = 0,65+ 0,05тх = 0,65 + 0,05-4,28 = 0,864.
По значению ^=35,6 в табл. 1 прил. IV находим
фи=0,92 и тогда
о = 650 000/0,213-0,92-214 = 15 500 Н/см» = 155 МПа <
Проверяем устойчивость сечения верхней части
колонны иа второе сочетание усилий: #2=850 кН и М2—
= 520 кН. Для этого предварительно вычисляем:
М'х - 2/ЗМ2 = 2/3-520 = 346 кН-м;
е'х = M'X/N2 = 346/850 = 0,407 м= 40,7 см;
тх = е'х/рх = 40,7/19,2 = 2,13;
0 = 0,65 + 0,05-2,13 = 0,756;
Р=1 (при Xj, = 35,6<Xc = 97);
с= 1/A + 0,756-2,13) =0,383;
при Ху = 35,6 коэффициент <ру = 0,92;
а = 850 000/0,383.0,92-214 = 11 523 Н/см2 =
= 115,23 Mna<#j,Vc = 215 МПа.
Расчет сечения нижней части колонны. Действующие
на ветви колонны усилия из задания равны: для расчета
подкрановой ветви /VJ =800 кН, М[——1000 кН-м; для
расчета шатровой (наружной) ветви iVi = 1500 кН
162

и Mi «==-f-2500 кН-м. Расчетная длина нижнего участка
колонны в плоскости действия моментов /^=34,1 м,
а из плоскости действия моментов /,,1 = 15,5 м.
Предварительно задаемся типом сечения нижней
части колонны. Шатровую ветвь принимаем из прокатных
уголков и листа, а подкрановую — из двутавра. Ветви
соединяются решеткой из одиночных уголков,
располагаемых под углом 40—45° к горизонтали. Высоту
сечения ранее приняли /ii = l,25 м.
Сквозную колонну рассчитывают по ветвям
раздельно. Действующие на колонну вертикальные силы и
момент раскладывают по ветвям и затем каждую ветвь
рассчитывают как центрально-сжатый стержень. Усилие,
приходящееся на ветвь, определяют по формуле
F.5)
где z — расстояние от центра тяжести сечения колонны до ветви,
противоположное! рассматриваемой (в симметричных сечениях г=
= 0,5h, в несимметричных — г=@,4...0,5)/г — до наиболее
нагруженной ветви).
В этом примере сечение принято несимметричным,
поэтому задаемся
г1 — 0,Щ = 0,4-1,25 = 0,5 м н га = At—zt= 1,25 — 0,5 = 0,75 м,
где Z\ — расстояние от центра тяжести сечения до наиболее
нагруженной ветвн (по заданию более нагружена шатровая ветвь, так
как момент в ее сторону М[ ==-(-2500 кН-м, а в сторону подкрановой
ветвн М,=—1000 кН-м).
Вычисляем максимальные усилия:
в наружной (шатровой) ветви
Nob = 'vi 4ih + MJhi = 1500-0,75/1,25 + 2500/1,25 = 2900 кН;
в подкрановой ветви
Nib = N'i T1/A14-Mi/A1== 800-0,5/1,25 +1000/1,25= 1120 кН.
Расчет подкрановой ветви. Из условий обеспечения
общей устойчивости колонны из плоскости действия
моментов (или из плоскости рамы) высоту двутавра
подкрановой ветви назначают в пределах A/20—1/30)/i,
что соответствует гибкости Я=60...100. При /,,, = /,=
= 15,5 м высота двутавра будет от 1550/20—77,5 см до
1550/30=51,7 см. Назначаем ближайший двутавр № 50,
площадь сечения Л = 100 см2; tx= 19,9 см; Wx= 1598см3;
/х = 39727 см4; Jy = 1043 см4; iu = 3,23 см. Гибкость
К=lyi/ix = 1550/19,9=77,8, чему соответствует q>=0,733.
И* 163

Проверяем устойчивость ветви:
а = Nib/qA = 1 120 000/0,733-100 = 15 280 Н/см« =
= 152,8 МПа < Rv yc = 225 МПа
(для фасона толщиной 4—20 мм из стали марки ВСтЗкп2,
ГОСТ 380—71*).
Проверяем гибкость ветви в плоскости действия
момента (по оси г/i — г/i, рис. 6.5, сеч. 2—2) при
расстоянии между узлами решетки /г>=1250 мм:
hi = k/hi = 1250/3,23 = 38,7 < 120,
т. е. условие соблюдается.
Расчет наружной ветви. Ориентировочная площадь
сечения наружной ветви при Я=70 и ф=0,77:
Yo = 2900000/0,77-21 500== 175 см2,
где Ry*=2l5 МПа — по листовому прокату i=»4...2O мм.
Предварительно проектируем сечение из двух
уголков 200X14, Л=54,6 см2 и листа 450X16; площадь всего
сечения Л0ь=54,6-2+45-1,6=181,2 см2. Геометрические
характеристики уголков: /*=2097 см4; £ж=6,2 см; 20 =
= 5,46 см.
Для проверки несущей способности колонны в целом
определяем геометрические характеристики принятого
сечения. Общая площадь сечения
ob= 100+181,2 = 281,2 см2.
Расстояние от наружной грани шатровой ветви до ее
центра тяжести
гоь = soMob = 828,7/181,2 = 4,57 см да 46 мм,
где
So = 2Ла(гоа + ts) + As ts/2 = 2-54,6 E,46 +1,6) +
+ 45-1,6/2 = 828,7 см3.
Расстояние от центра тяжести всего сечения колонны
до осей ветвей при расстоянии между осями ветвей
А6 = А,—2ой=125О—45,7=1204,3 мм« 120,4 см:
*i = А>ьhb/A — 100-120,4/281,2 = 42,8 см;
г2 — hb — Zi — 120,4 — 42,8 = 77,6 см.
С учетом фактических значений zu z2 вычисляем
значения усилий в ветвях колонны и проверяем
напряжения в сечениях. В подкрановой ветви:
164

усилие
^06 = N'i Vfti +M1hi = 800-0,428/1,204 + 1000/1,204 = И10 кН;
гибкость ветви
**= V* = 1550/19,9=78; фу = 0,726;
гибкость ветви между узлами решетки при /ь = 126 см
%ь = 1ьЦу = 125/3,23 = 38,7 < \у = 78;
напряжение в сечении I № 50
o-Nobl^yA0tb= 1 110 000/0,726-100=15 290 Н/см2 ж
« 153 МПа < Ry Yc = 225 МПа.
В наружной ветви:
усилие
Nib-Nlzi/hi+Ml/hl= 1500-0,726/1,204 + 2500/1,204 = 3050 кН;
момент инерции сечения всей ветви из плоскости
действия момента
h.ib = /s + 2 (/„.о + а2 Ю = 1.6-45V12 + 2 B097 +
+ 19,542-54,6) = 57544 см*,
где q—bc/2—20 = 50/2—5,46=19,54 см; 6С —ширина колонны
(соответствует двутавру № 50);
момент инерции сечения ветви в плоскости действия
момента
= 2 B097 + 2.49?-54,6) + 3,77?-72 = 6620 см*,
где
fli = (*о.а +>») - га,оЬ = 5,46 + 1,6-4,57 ■= 2,49 см-
as = Ч.оъ — ^/2 = 4,57 — 1,6/2 = 3,77 см.
При подсчете Jyl значением fes^^/12=45-1,63/12
пренебрегаем ввиду малости.
Определяем радиус инерции наружной ветви колонны
из плоскости действия момента
iv — Y%1 544/181,2 = 17,8 мм;
то же, в плоскости действия момента:
iyi = 1/6620/181,2 = 6,05 см;
гибкость всей ветви
"Ку = lyjiy = 1550/17,8 = 87; <pff = 0,675;
165

1
гибкость ветви между узлами решетки
h = lb/hi = 125/6.06 = 20,7 < Ху = 87;
напряжение в сеченин наружной ветви
а-#Л40Ь фу = 3 050 000/181,2-0,675 =
= 24 845 Н/см2 = 248 МПа > Ry yc = 215 МПа.
Перенапряжение на 13,3 % недопустимо,
следовательно, сечение ветви недостаточное. Для увеличения
сечения можно увеличить профили элементов ветви, либо
сделать более широкую колонну, раздвинув уголки на
необходимое расстояние, либо изменить и то и другое.
В последнем случае потребуется увеличение профиля
подкранового двутавра, поэтому несколько утолщаем
уголки и лист: ставим уголки 200X16, лист принимаем
сечением 450X20 мм. В подкрановой ветви проектируем
без изменения двутавр № 50. В этом случае расчетные
значения наружной ветви будут следующими:
ЛоЬ = 45-2 + 2-62 =214 см2;
JVM = 2-453/12 + 2 [2363 + B5 — 5,54J 62] = 67 130 см*;
iy = |/"б7 130/214= 17,8 см; \v = J56O/17,8 = 87,3;
Фу = 0,68;
с =■ 3 050 000/214-0,68 = 20959 Н/см? « 210 МПа <д #„ Vc = 215 МПа.
Уточняем расположение центра тяжести сечения
ветви и колонны в целом (см. рис. 6.6):
S/4 = Aib + АоЬ = 100 + 214 = 314 см2;
So = 2-62 E,54+ 2)+45.2-2/2 =1025 см';
*оь = So/Аоь = 1025/214 = 4,8 см;
■hb = 1250 — 48 = 1202 см;
zx= 100-120,2/314 = 38,3 см;
za = hb — zt = 120,2 — 38,3 = 81,9 см.
Распределение усилий по ветвям:
Л/гь= 800-0,383/1,202+1000/1,202= 1086 кН;
МоЬ= 1500-0,819/1,202 + 2500/1,202 = 3100 кН.
Расчетные напряжения будут:
в подкрановой ветви
а = 108 500/0,726-100 = 14 945 Н/см* « 150 МПа<
< Ry vc = 225 МПа
(сечение двутавра принято завышенным конструктивно
по данным габарита наружной ветви);
166

НИЗ ФЕРМЫ
БАШМАКА
б) ^ X
УГР
tap ,
г—
1—
1—
т~У
АЛ
л
у
1—' '—1
\-2 !
6 1 *.
г: 1 ..
ЛА
к
/
\
rt r-i
~1 Г~
7
. ,—1
Л/л/\А
i
1, 4
Рис. 6.7. Вертикальные связи между колоинами
а — расположение по длине здания; б—г — виды связей; / — колонны; 2 —
подкрановые балки; 3 — связи между фермами. 4 — распорки между
фермами; 5 —то же, выше подкрановых балок; 6 — свяаи между колоннами ниже
подкрановых балок; 7 —распорки между колоннами, 8 — портальные связи
между колоннами при расстоянии между ними более 12 м; у г р —уровень
(отметка) головки кранового рельса
в наружной ветви
а = 3 100 000/2140,68 = 21 302 Н/см= = 213 МПа <3
< Ry yt. = 215 МПа.
Следует отметить, что устойчивость высоких колонн
в плоскости, перпендикулярной к действующему
моменту (ось у — у), можно значительно повысить,
поставив во всех пролетах по длине здания дополнительные
распорки между колоннами, закрепляемые в узлах
вертикальных связей (рис. 6.7). В этом случае расчетная
длина и гибкость колонн по оси у — у уменьшаются,
а следовательно, увеличивается коэффициент
продольного изгиба qpj, и соответственно снижается напряжение
в сечении колонны, вычисляемое по формуле B.20).
Если в нашем примере предусмотреть распорку в середине
высоты колонны, то расчетная длина ly=lyi/2 = 1550/2 =
=775 см; гибкость ^=775/17,8=43,6 и ф!/=0,89. На-
167

1
пряжение в сечении наружной ветви будет
о = 3 100 000/214-0,89 = 16 300 Н/см2. = 163 МПа < Rv vc =>
= 215 МПа.
В этом случае после пересчета можно немного
уменьшить сечение ветвей колонны, например, приняв двутавр
№ 45 и уголки 200X14. Однако, учитывая необходимость
расчета таких распорок, а также увеличение
трудоемкости изготовления, проектирование распорок следует
подтверждать технико-экономическим обоснованием (по
расходу металла, трудоемкости и стоимости). При наличии
фахверка расположение распорок необходимо
увязывать с разбивкой элементов фахверка (балок и стоек).
Проверяем несущую способность всего сечения
нижней части колонны в целом. Предварительно вычисляем
/*, lx, tnx, Кх, Хе;, фе
- F890 + 214-38,32) + A043+ 100-81,92) =992 933 см*,
где
Jxi = 2 [2363 + E,54 — 2,8J 62] + 90 D,8 — IJ =
= 5660+ 1230 = 6890 см4;
см* (по сортаменту для I № 50 по оси у— у):
/я = У 992 933/314 = 56,2 см.
Относительный эксцентриситет вычисляем по формуле
tnix — ex/p= (MJNJ (AzJJx) = B50000/1500)C14• 38,3/992 933) =
= 2,03,
где Af, = 2500 кН-м; #1=1500 кН — дли комбинаций усилий,
догружающих наружную ветвь.
Гибкость нижней части колонны
К = txi/ix = 3140/56,2 = 55,8.
Для составных колонн необходимо определить
условную приведенную гибкость Kf и по ней коэффициент фе.
Для колонн, ветви которых соединяются решеткой из
уголков, расположенных под углом а=40°...60°, Xef
вычисляют по формуле E.6)
! + 28 C14/2) 10,8 = 59,2;
К) = bet VRylE = 59,2 T/15/2,06-105 = 1,87,
168

где <Xi = 28 при <х=45°; Л<л— площадь раскоса; принимаем
предварительно раскосы из уголков 80X7 мм: Л<г1=10,8 см2; /mm-=l,58 см.
При mlx=2,03 и Хе/ = 1,87 в табл. 6.3 находим фе =
=0,297.
Проверяем устойчивость колонны
о = #ЛреЛ= 1500 000/0,297-314= 16084 Н/см* ж
« 161 МПа < Ry vc = 215 МПа.
Расчет раскосов решетки колонн. Наибольшая
поперечная сила дана в задании Q=100 кН. Расчетная
сила кроме этого приближенно не должна быть меньше
200 А (для стали марки ВСтЗ); Q//c«200-314=
= 62800 Н = 62,8 кН*, где А— площадь сечения колонны,
см2. Рассчитываем на большую силу, т.е. на Q=100 кН.
Усилие в раскосе, считая равномерную передачу сил на
две плоскости, найдем по формуле
ATd = Q/2sina= 1000/B-0,707) =70 800 Н,
где a — угол наклона раскоса к ветви колонны (определяется из
формулы: tga= 1,25/1,25=1; по тригонометрическим таблицам
находим при a=45°, sin a«=0,707).
Последовательно определяем:
длину раскоса
td = ftx/sin a = 1,25/0,707 = 1,77 м;
гибкость
177/1,58 = 112 < 150; <р = 0,5;
напряжение в раскосе из "Z.80X7
о = Nd/yAd = 70800/0,5-10,8 = 13 100 Н/см* =
= 131 МПа < 0,75-225= 168,7 МПа.
Из условий соответствия предельной гибкости и
прочности можно для раскосов принять профиль уголков
несколько меньшей толщины, например L80X6, для
которого imtn= 1,58; Л<г=9,38 см2
а = 70 800/0,5-9,38= 15 096 Н/см2 « 151 МПа <
< VcRy— 168,7 МПа.
После окончательного выбора профиля уголков
решетки повторно выполняют проверку устойчивости ко-
* Более точно Qnc определяют, как указано выше, по формуле
E.9): Q,u=7,\5-10-* АЕР B330 у-*)-
169

[g»~F яш J
Рис. 6.8. Общий вид и
детали узлов крайней
сквозной колонны
/ — диафрагма 520X10; /-
-1220; г-решетка L 80X6;
S — вадкрановая часть
колонны; 4 — подкрановаи
часть колонии; 5 —
накладка 380X22 или 420X20;
отверстие 0 23; б — Отверстие
0 22
лонны, уточняя значения Хе;, К/, ц>
Хе1 =
,38 = 59,7;
1)89; фв==0B95;
\е{ — 59,7 У 215/2,06-105
о= 1 500 000/0,295-314A00) = 162 МПа < Ry yc = 215 МПа.
Общий вид спроектированной колонны как элемента
поперечной рамы цеха и детали узлов показаны на рис. 6.8.
Расчет стыка верхней и нижней частей колонны.
Основное требование к стыку—обеспечение передачи уси-
170

15,92
3-3 УЗЕЛ А
21Q1W
ffl
лия от верхней части колонны к нижней. Прикрепление
верхней части внецентренно сжатой колонны к нижней
обычно проектируют с помощью двух- или одностенча-
той траверсы. Траверса работает на изгиб как балка на
двух опорах. Для повышения общей жесткости узла
соединения частей колонн дополнительно ставят ребра
жесткости и горизонтальные диафрагмы. Соединение
с помощью одностенчатой траверсы проще в
изготовлении, доступ к сварным швам свободнее, чем в двустенча-
той траверсе. Однако жесткость узла с двустенчатой
траверсой выше, чем с одностенчатой, поэтому при вы-
Ш

боре типа траверсы необходимо учитывать как условия
производства работ, так и обеспечение устойчивости
колонн, особенно при высоких и сильно нагруженных
колоннах.
Высота траверсы hs определяется длиной сварных
швов /ш, необходимых для крепления внутреннего пояса
верхней части колонны. Усилие в поясе при заданных
значениях нормальных сил N и моментов М, которое
передается на швы, определяют по формуле
Nw = NJ2 + Mt/b,. = 650/2 + 800/0,46 = 2060 кН,
где Л?г = 650 кН; М2 = 800 кН• м; Ьг = Л» = 50 — 4 = 46 см.
Считая, что сила Nw передается через два шва толщиной
по 14 мм, найдем предварительно
f lw = Л/Ш/2Р/ Щ Rw1 ywf yc = 2060 000/2-0,7-1,4-1800 =
= 58,4 см (здесь Rwj = 180 МПа = 1800 Н/сма; ywf = 1; yc = 1).
Принимаем /ш=60 см. Обычно hs не должна
превышать 500...700 мм для крайних ступенчатых колонн
и 800...1000 мм для средних колонн; приближенно
принимают /is=0,5...0,8/iu, где hb — ширина нижней части
колонны. На наружный пояс верхней части колонны
передается меньшее усилие, поэтому размеры lw могут
быть уменьшены либо приняты конструктивно те же
размеры, что и для внутреннего пояса. Деталь стыка
верхней и нижней части колонны показана на рис. 6.8, узел
А. После назначения высоты траверсы из
конструктивных соображений принимают толщину верхней опорной
плиты на уступе колонны £Р/=16...25 мм и толщину
вертикального ребра ^г= 10...20 мм. Принимаем tr=tPi=
=20 мм. Нижний пояс траверсы принимаем также
толщиной 20 мм (см. узел А на рис. 6.8). Траверса
сквозной колонны работает на изгиб и срез как балка
двутаврового сечения, ее проверяют по формулам:
при изгибе
а = Ms/Ws < Rv Vc;
при срезе
x=*Q3/hwtw<Rs Yc
Усилие на уступ колонны N'=Nlmax — N2max=2300—
—850=1450 кН. Проверяем напряжение смятия стенки
траверсы от давления подкрановых балок:
ор = N'l2tw = 1 450 000/28-2 = 25 900 Н/см^ =
= 259 МПа < Rp yc = 332 МПа,
где г —рабочая длина листа траверсы: г=24+2-2=28 см,
172

Геометрические характеристики траверсы (см. рис.
6.8, сеч. 6—6 следующие:
положение центра тяжести сечения траверсы
У1 = S0_0/2M= B-38-63+2-50-32+ 2-50-1)/B-38 + 2-50 +
+ 2-60) =20,7 см,
где So-o — статический момент сечении относительно наружной
грани нижней полки;
</a = fc — </i = 64 —20,7 = 43,3 см;
момент инерции сечения
Уя=2-603/12+2.60C2— 20,7J + 2.38.42,3? +
+ 2.50-19,7? = 226 600 см*;
момент сопротивления верхней части сечения
Wmin = Jx/y2 = 226600/43,3 = 5230 см3.
Расчетные усилия в траверсе, как у балки,
опирающейся на ветви колонны, от нагрузок с верхней части
колонны составят:
давление траверсы на подкрановую ветвь при
первом сочетании усилий
Qbi=(N2/bb)(bt/2) + М3/Ьь= F50/1,25)@,5/2) +800/1,25 = 770 кН;
то же, при втором сочетании усилий
Qbi= (850/1,25) @,5/2)+520/1,25 ==588 кНм;
изгибающий момент у грани внутренней полки
верхней части колонны
Мх = Qbiax = 770.0,728 = 562 кН-м;
расчетная поперечная сила траверсы с учетом части
опорного давления подкрановых балок
Qcp = 0» + Л/'/2 = 770 + 1450/2 = 1495 кН;
напряжения в траверсе от изгиба и среза
а = Mx/Wmin = 562-105/5230 = 10 800 Н/смг =
= 108 МПа < #j, Vc = 215 МПа;
r = QcPJhwtw= I 495 000/60.2= 12458 Н/смЗ
A24,6 МПа) «/?s7c = 0,58^yn/Vm = 0M8.225/l,05= 124,3 МПа.
Требуемая толщина швов для крепления стенки
траверсы к подкрановой ветви колонны будет
kf> Qcp/2P/ !wRwf 7ш7с= 1495 000/12-0,7-60-180 AС0) 1]= 1 см.
Принимаем fy = 12 мм. Вертикальное ребро
подкрановой ветви принимаем такой же толщины, как и стенки
173

I
траверсы, tr = 20 мм. Так ка на это ребро действует сила
#'/2=1450/2 = 725 кН, что меньше Qs=1495 кН, то по
конструктивным соображениям назначаем толщину швов
£/ = 12 мм, равной толщине швов вертикального листа
траверсы.
Расчет базы колонны. В сквозных колоннах
применяют, как правило, раздельные базы. Они просты в
изготовлении и экономичны. Базу под каждой ветвью
располагают симметрично относительно ее оси и
рассчитывают на центральное сжатие от максимальных усилий,
действующих иа ветвь. Состоит база из опорной плиты,
траверс, ребер и опорных столиков для анкерных болтов.
В уровне верхнего обреза фундамента согласно
расчету действуют усилия (см. рис. 6.5,6): Af 1=2500 кН-м
и #1 = 1500 кН; М[=—1000 кН-м и #; =800 кН.
Кроме этого, при определенном сочетании нагружений
может быть максимальная нормальная сила #jma*=2300 кН
и соответствующий этому нагружению момент Af|C =
= 1200 кН-м.
Определяем усилия в ветвях:
на подкрановую ветвь при учете М'х и #J
Ntb- 800-0,383/1,202 +1000/1,202= 1088 кН;
на наружную ветвь при учете действия Mi и #,
Nob = 15000,819/1,202 + 2500/1,202 = 3130 кН.
Аналогично вычисляем #,-6 и Ыоь от действия Nimax
и Mic
Nlb =- 23000,383/1,202— 1200/1,202 ==— 214 кН;
ЛГ0Ь = 2300-0,819/1,202 + 1200/1,202 = 2568 кН.
За расчетные усилия в ветвях принимаем:
в подкрановой ветви — #<*=1088 кН;
в наружной ветви — #о.(,=313О кН.
Для фундамента принят бетон класса В7,5, для
которого согласно СНиП 2.03.01—84 расчетное
сопротивление бетона осевому сжатию #(, = 4,5 МПа. Базу
проектируем из стали марки ВСтЗкп2 по ГОСТ 380—71*,
сварка осуществляется электродами Э42.
Расчет плиты. Площадь опорной плиты при
центральном сжатии ветви
Apl = Nb/Rb. F.6)
Шириной плиты В обычно задаются:
174

UOO'W,
-450*20.
Рис. 6.9. База сквозной колонны
/ — разбивочная ось; г —ось ц т. сечения; 3 —анкер d-75; /=1700
где Ь—ширина сечения ветвн; tcp — толщина листов траверсы
A—2 см); с — свес плиты, принимаемый 30—50 мм.
Сопротивление бетона осевому сжатию принимают
немного выше расчетного сопротивления Яь как для
элементов, подвергающихся местному смятию,
< l,5/?b. F.7)
Длина плиты
L == Api/B. F.8)
Толщину плиты определяют из условий работы ее на
175
1

изгиб как пластинки, опертой сторонами на торцы
ветвей, траверсы и ребра (по трем или четырем сторонам),
или как консолей, защемленных на опоре. Размеры
фундамента под опорной плитой принимают на 40—60 см
больше габаритов плиты (рис. 6.9).
Намечаем ширину плиты
В = Ь + 2tcP + 2с = 50 + 2-1 + 2-4 = 60 см.
Последовательно определяем:
требуемую площадь плиты при фЬ== 1,4:
Ai=Nib/Rb<?b= 1088 000/4,5A00) 1,4=1730 см*;
Аг = Nob/Rb <рь = 3 130 000/4,5 A00) 1,4 = 4970 сма;
длину плиты:
Lt — AJB = 1730/600 = 29 см да 30 см;
Ц = Аг/В = 4970/60 = 83 см. Принимаем 84 см.
Уточняем коэффициенты:
Фы = Va^J1 = /0,88-1/0,173 = 1,72;
Фьг = /ЛфЛ4"а = /1,42-1/0,497 =1,41.
Расчетное сопротивление бетона составит:
4.5-1.72 = 7,72 МПа;
, = 4,5-1,41 =6,34 МПа;
фактическое давление на бетон:
aib = Nib/APn = 1 088000/30-60 = 605 Н/см^ =
= 6,05 МПа < 7,72 МПа;
»оь == Nfo/Aph = 3 130000/60-84 = 623 Н/см2 =
= 6,23 МПа < 6,34 МПа.
Так как под плитой наружной ветви напряжение на
фундаменте больше, чем в подкрановой ветви, то расчет
толщины плиты ведем для плиты наружной ветви.
Рассматриваем два участка плиты — опертый по трем
сторонам (участок 1, рис. 6.9) и консольный (участок 2).
Момент на участке / плиты при отношении сторон
rf, = 448/250 = 1,8 будет
Mt =0,8a3abd\ ==0,8-0,13-623-252 = 40430 Н-см,
где аз=0,13 (находим по табл. 5.5); 0,8 — коэффициент,
учитывающий защемление участка плиты по контуру сварки;
момент в заделке консольного участка 2:
Ма = аьса/2 = 623-5г/2 = 7780 Н-см.
176

Расчет плиты ведем по участку /, где М\~>М2.
Толщину плиты
hi — У Ш/Ry Vc = Кб-40400/315A00) = 3,35 см
можно принять tpi=34 мм, но так как этот размер не
рекомендуется по ГОСТ 19903—74* как основной для
листового металла, то назначаем £рг=36 мм (см. прил.
VII, табл. 6).
Расчет траверсы и ребер базы. Усилие от
ветви колонны на опорную плиту передается через восемь
вертикальных сварных швов, из которых четыре
приходятся на листы траверсы (по два на каждый лист) и
четыре на средние ребра жесткости. Требуемая длина
одного шва равна при &/ —10 мм (расчет по металлу шва):
1ш > AW%fy#ш/Гш/Ye = 3 130000/8-0,7-Ы80 A00) 1 = 31,2 см,
где Р=0,7 — для ручной сварки; \wt=l; \c— 1, ребра траверсы по
высоте должны быть равны не менее 34 см, с >четом непровара по
концам шва.
Проверяем напряжение в горизонтальных швах,
прикрепляющих траверсу к плите:
т = N0b/Q,7kf 2/ш = 3 130 000/0,7-1 [6 (84 — 2-2) + 2 E0 — 2-2)] =
= 3 130000/0,7-1-572 = 7830 Н/см2=78,3 МПа <3
< Rwf Vwf Vc = 180 МПа>
где при подсчете S/M исключены в каждом шве по 2 см на непровар
и участки по 1 см в стыках с вертикальными швами.
В траверсе расчету подлежат средние ребра
жесткости, усиливающие опорную плиту на участке 1.
Нагрузка, приходящаяся на одно ребро,
Vr = ab-25 = 623-25= 15 600 Н/см.
Ребро работает как защемленная в стенку ветви
консоль: изгибающий момент в заделке будет (см. рис. 6.9,
сеч. 1—1)
Mr = qr c2r/2 = 15 600-45,82/2 = 16 300 000 Н-см,
где
ст = 42 + zob-ts/2 = 42 + 4,8 - 2/2 = 45,8 см.
Вычисляем требуемый момент сопротивления ребра
Wr и затем высоту ребра hr при tr=l,6 см:
№г = MrIRy Vc = 16 300 000/21 500 = 758,1 см3;
hr = VsWrjtr = Кб-758,1/1,6 = 53,3 см.
Принято /гг = 55 см (кратно 5 см)
12—612 177

Проверяем прочность вертикальных листов траверсы:
qs = аь E -|- 25/2) = 623' 17,25 = 10 800 Н/см;
с]/2 = 10 800-37.22/
W =t hi/ = 1,2-552/6 = 604 см3;
Mg~q с]/2 = 10 800 -37,2V2 = 7 480 000 Н-см;
S
а = Ms/Ws = 7 480 000/604 A00) = 124 МПа <Ryyc = 215 МПа.
Сечение листов принято конструктивно; для
унификации резки листы и ребра траверсы имеют одинаковую
высоту 55 см.
Вертикальные швы, прикрепляющие средние ребра
к стенке, необходимо также проверить на прочность от
совместного действия изгибающего момента М и
опорной реакции V в заделке. Суммарное напряжение в шве
не должно превышать расчетного сопротивления срезу
углового шва, т. е. должно соблюдаться следующее
условие:
+ *l<
^Непоследовательно определяем:
нормальные напряжения от действия момента
ow=Mr/Ww = 16 300 000/1129,3= 14 434 Н/см2 = 144,3 МПа,
где Ww=nw$fkfll,/6=2-0,7-\,&-5&/&*= 1129,3 см3; пш — число швов,
прикрепляющих ребро к стенке (пш=2); kf— толщина шва, равная
16 ММ; Р/ = 0,7;
опорную реакцию V консоли, сдвигающую ребро,
V = qrlr= 15 600-44,8 = 697 000 Н;
напряжение среза хш в швах
Хл, == VIАш = 697/2-0,7-1,6 E5 — 2) = 5871 Н/см2 = 58,7 МПа.
Суммарное напряжение составит
о = У 144,32 + 58,72= 155,8 МПа < Rwf yc = 180 МПа.
Приведенный расчет показывает, что окончательные
размеры элементов траверсы и ребер жесткости
определяются в результате ряда проверок и расчетов, которые
необходимо выполнять, несмотря на их трудоемкость.
Расчет анкерных болтов. Требуемую площадь нетто
сечения анкерных болтов определяют по формуле
АЪп= (M — Na)/yRba= B500-10?.— 15-10»- 81,9)/120,2х
X 175 A00) = 60,4 см2,
где М, N — момент и нормальные силы, действующие в уровне
верхнего обреза фундамента, определиемые при выборе наихудшего слу-
178

чая загружения, когда наблюдается максимальный момент 1\{т„х и
соответствующая этому моменту минимальная сила Nmm.
В данном примере не производился статический
расчет рамы цеха, и это сочетание является заданным: М =
= 2500 кН-м; N„,„=1500 кН; а=81,9 см — расстояние
от оси колонны до середины опорной плиты подкрановой
ветви: у= 120,2 см — расстояние от оси анкерных болтов
до середины опорной плиты подкрановой ветви; /?&я =
==175 МПа — расчетное сопротивление растяжению
анкерных болтов из стали марки 09Г2С (см. табл. 4,
прил. II).
Площадь поверхности сечения одного болта
\т = АЬп/2 = 60,4/2 = 30,2 см*.
По ГОСТ 24379.0—80 находим ближайший диаметр
72 мм, расчетная площадь сечения нетто Л&п = 32,83, что
больше Аып =30,2 см2. Длина заделки болта в бетон
согласно табл. 5.6 должна быть 2,6 м при отсутствии
опорной шайбы или 1,3 м прн наличии опорной шайбы.
Деталь спроектированной базы колонны показана на
рис. 6.9.
Пример 6.2. Задание. Рассчитать и сконструировать
внецеитренно сжатую колонну крайнего ряда для
одноэтажного однопролетного цеха (рис. 6.10). Исходные
данные: пролет здания 24 м; высота от пола до головки
рельса подкранового пути— 17 м; шаг поперечных рам—
12 м; цех оборудован двумя мостовыми кранами
грузоподъемностью 15/3 т; здание — отапливаемое; стены
кирпичные, самоиесущие; районы строительства: по
снеговому покрову — III, ро== 1000 Н/м2; по скоростному
напору ветра — 1, ^0 = 270 Н/м2. Материал колонн —
сталь марки ВСтЗкп2, #у = 215 МПа.
Решение. В этом примере дана методика подсчета
расчетных нагрузок на поперечную раму цеха, так как
обычно это представляет затруднение, и ошибки,
допущенные в начале расчета, влекут за собой пересчет всего
статического расчета рамы. Правильно подсчитанные
нагрузки и умелое использование готовых таблиц
и графиков из справочной и учебной литературы дают
возможность сравнительно быстро определить усилия
в элементах рамы, заполнить расчетные таблицы усилий,
а затем выполнить расчет их сечений.
Определение расчетных нагрузок
Нагрузка от покрытия. Постоянная от покрытия:
12* 179

ДВА МОСТОВЫХ КРАНА Q - J5/5 Т
Lc = 22,5м
УЗЕЛ А
УЗЕЛ В
УЗЕЛ Г
И-
ill
180

г
Рис. 6.10. Поперечный разрез цеха в схемы связей
я — поперечный разрез, б, в — планы связей соответственно по нижним и
верхним поясам ферм, г — вертикальные связи между колоннами, / —
колонны, 2 — распорки 3 — вертикальные связи, 4 5 — горизонтальные связи, 6 —
подкрановые балкн
трехслойный гидроизоляционный слой (ф = 0,1)—
—0,1-1,3 = 0,13 кН/м2;
асфальтобетон (р=1800 кг/м3), t—20 mm —0.02X
Х18-1,3 = 0,468 кН/м-*;
утеплитель — минераловатпые плиты (р=300 кг/м3),
/=120 мм — 0,12-3-1,2 = 0,432 кН/м2;
пароизоляция — слой толя—0,04-1,3 = 0,052 кН/м2;
крупнопанельные железобетонные плиты размером
3X12 м (Лр= 1.7—1,8) —1,8-1,1 = 1,98 кН/м2;
собственный вес металлических ферм и связей (пред-
181

варительноI —0,26-1,05=0,275 кН/м2 (здесь У{ = 1,05...
1,3— коэффициенты надежности по нагрузке);
от суммарного веса покрытия — g=0,13+0,468+
+0,432+0,052+1,98+0,275=3,34 кН/м5;
временная снеговая—ps = pof^Tf = 1-1 • 1,4= 1,4 кН/м2;
равномерно распределенная на 1 м длины ригеля
рамы:
постоянная — q=gB=3,34-12 = 40,1 кН/м;
временная р~рсВ=* 1,4-12= 16,8 кН/м;
опорное давление на колонну от ригеля рамы;
постоянное — JVc=<7//2=«= 40,1-24/2=481,2 кН;
временное — Р = рЦ2= 16,8-24/2 = 202 кН.
Масса подкрановой балки 1=12 м и тормозной
площадки (ориентировочно) —5,3 т.
Нагрузку от мостовых кранов определяем в
следующем порядке:
вертикальное давление от кранов (по схеме,
приведенной на рис. 6.11):
= 0,85-1,2-190-2,95+ 53-1,05 = 628 кН?
=г 0,85-1,2.55-2,95 + 53-1,05 = 220 кН,
где t))c=0,85 — коэффициент сочетаний усилий для двух кранов;
\t=l,2—коэффициент надежности для крановой нагрузки (по
заданию); /^=190 кН (см. табл. 3 прил. VI); 2„=1+0,84+0,475-Ь
+ 0,633 = 2,95; F%in~ (Q+Gcr)!no-F^naX = A50+340)/2—190=55 кН;
По— число колес на одной стороне крана, равное 2; Gcr — общая
масса крана при его грузоподъемности Q = 15/3 т и пролете 22,5 м,
равная 34 г;
сосредоточенные изгибающие моменты от
вертикального давления кранов:
Mmax = Dmaxec = №-0,5 = 314 кН-м;
Мтщ = Dminec = 220-0,5 «= ПО кН-м,
где ес = 0,5 Ьь = 0,5-1=0,5 м.
Поперечные горизонтальные нагрузки Т будут
следующими:
1 Собственный вес металлических конструкций покрытия
можно ориентировочно принимать, кН/м2: стропильных ферм—0,2—0,4;
подстропильных ферм — 0,65—0,15; фонарей — 0,08—0,12; связей-~
0,04—0,1; прогонов — 0,12—0,18; коэффициент надежности по на^
грузке от собственного веса у/°=1,05.
182

Рис. 6.11.
Определение максимальной
нагрузки па колонну
от действия мостовых
кранов
Г-крап I; г-края ^
Е
£т^ г-
72 т<
Й
■*.
г
/^ ч
п
ЦП wax 12
J;___J1
T>
4i
нормативная сила
То =*f(Q + Qt) nklnk = 0,1 A50 4-70) 1/2 = 11 кН,
для кГя«ппФФИЦй6НТ Трения при ™РМожении тележки, равный 01
Для кранов с гибким подвесом груза и 0.2-с жестким подвесом•
а,-масса тележки (для принятого крапа С,-7 т); п'к- число тор!
мозных колес тележки; я»-число всех колес тележки (для
четырехколесных тележек обычно пк/пк~ 1/2 (см. гл 7)-
горизонтальная сила на одно колесо крана
Св^=» 11/2 = 5,5 кН;
расчетное горизонтальное давление на колонну рамы
составит: Т^гИ^^-0,85.1,2-5,5.2,95=16 6 кН
Нагрузки ветровые. Нормативный скоростной напоо
ветра по заданию равен 270 Н/м*. Действующую нерав
оявне^^ВеТРОВуЮ НЗГРУЗКУ ПРНВОДИМ к эквивалентной
равномерно распределенной по условию равенства
моментов относительно основания: А1.вА1..„ (рис. 6.12, а)
Эквивалентный напор qo,eq ветра на стойку, принимая
местность застройки по типу Л (см. табл 2 8) оиеделя*
см предварительно вычислив моменты Mw n Afww Так
как ветровая нагрузка выше отметки 10 м имеет
трапециевидное изображение, то для ее подсчета вначале оп-
ределяют на уровне проектных отметок коэффициенты
увеличения нагрузки k: по СНиП 2.01.07-85 до отм
+40 м i «"'Г™ +2° м —fe = l,25 и на отм'.
^1' Для Данного примера на отм 19 5 м
ЕЙЙ35 «tfuffi2fir
Моменты от ветровой нагрузки (относительно сеч
•(—/, рис, 6.12, а) будут:
Мя = kq0 H(H+ Я,)/2 +((*,- A) q, (H ~ Н2) /2] [И, +
+ Яг + B/3) Я3) = 1 -0,27.19,5 A9,5 + 0,85)/2 + [(! ,24 -
183

Рис. 6.12. Расчетная схема поперечной рамы
а— нагружение; б — усилия и эпюры моментов колонны по ряду Л;
Jb//i-4; Я. = /2// = 3,85/20,35=0,19; M-De
— 1H,27A9,5— 10)/2] [10,85+ B/3) 9,5] = 56,6 кН-м;
Mweq = qQ ед Я5/2 = q0 eq (H + Л4J/2 = <?0 ep A9,5 +
+ 0,85J/2 = 20,3529o.ea/2.
Так как по условию Mw=MW}eq, то
qOe =2Ж№///2 = 2-56,6/20,352= 0,274 кН/м2.
Расчетная нагрузка на 1 м длины колонны от
активного давления ветра составит
qw = v/9o-egcB= 1,2-0,274-0,8-12 = 3,16 кН/м.
Расчетная сосредоточенная сила Ww в уровне опоры
нижнего пояса фермы (ригеля) будет
Ww = \(kx + k2)/2] Hi у/ <7o cB = [A,24 + 1,3)/2] 3,7-1,2X
X0,27-0,8/2= 13,8 кН.
Расчетная нагрузка от отсоса ветра составит:
q'w = @,6/0,8)^ = 0,75-3,16 = 2,37 кН/м;
Ц7^= @,6/0,8) И?ш = 0,75-13,8= 10,4 кН.
Данные из статического расчета рамы. Подробный
расчет рамы в данном примере, так же как и в примере
6.1, не приводится. Раму рассчитывают методом
деформаций или сил на действие каждой нагрузки раздельно,
используя для ускорения готовые таблицы и графики
(расчетные схемы рамы и крайней стойки приведены на
184

г
рис. 6.12. а, б). Затем составляют таблицы расчетных
усилий и их сочетаний. Для этого примера расчетные
усилия в крайней стойке с учетом ^„ = 0,95 приведены
в табл. 6.7, а их сочетания в табл. 6.8. Принятые
сочетания усилий для расчета сечений колонны в табл. 6.8
выделены в рамку.
Определение расчетных длин колонны,
составляющих для верхней и нижней частей колонны в плоскости
рамы
'xl == Н-1 '1> 'Х2 = Ш <2-
Для вычисления коэффициентов jxi и jx2 определяем
параметры:
п = J2 /,/уг /2 = 1гЦх = 1 • 16,5/5-3,85 = 0,858;
J7§ = C,85/16,5) VbjT-2№ = 0,303,
где р- (N1+N2)/N7 = A238+ 630)/630 = 2,96; JV, и JV2 —значения
усилий из табл. 6.8 и соответственно в сечениях i—1 и 4—4 (см.
рис. 6.12, а) при одинаковых сочетаниях нагрузки. По табл. 2 прил VI
и по табл. 67 СНиП Н-23-81* при i2/7i = °,858 „ «, = 0,303 по
интерполяции находим [г,= 1,94. Коэффициент М-2= H-i/«i = 1,94/0,303 =
= 6,4 >3. Принимаем Цг=3.
Расчетные длины колонны будут:
в плоскости рамы
1Х1= 1,94-16,5 = 32 м = 3200 см,
/^2 = 3-3,82= 11,46 м= 1146 см;
из плоскости рамы
/И1= 1150 см; /у2 = 3,85— 1,2 = 3,65 м == 365 см;
при наличии распорки между колоннами вдоль цеха
lyl = 0,5-1650 = 825 см.
Подбор сечения верхней части колонны. Расчетные
значения усилий (см. табл. 6.8) равны: М——622,3 кН-м,
ЛГ=630 кН, эксцентриситет e=/W/W=622,3/630=0,988 м.
Требуемую площадь поверхности сечения сварного
двутавра ориентировочно определяют по формуле
Ай = (N/Ry) A,25 + 2,2е/А) = F30/21,5) [1,25 +
+ 2,2 (98,8/50)] = 162,5 см2,
где #,/ = 215 МПа; h — высота сечення колонны, предварительно
принимаемая равной 500 мм (для тяжело нагруженных колонн Л<
<1000 м).
Компонуем сечение двутавра, исходя из условий
обеспечения устойчивости стенки Яш=/гш//ш~бО...12О)
и полки по требованиям СНиП П-23-81*; ширина полки
185

" Таблица 6.7. Сводная таблица расчетных усилий в колонне рамы по ряду А (см. рис. 6.12, а)
32
Схема нагрузки и
моментов
Вид ншрузки
Значения усилий по сеченням
М
кН м
N.
кН
Q. КН
2—2
М. кН
N.
кН
3—3
4-1
М. кН-м
N.
кН
N.
кН
©
Постоянная на
ригеле
147,6
452
—14
-107
452
-222
452
—322,6
452
65
198
Временная
(снеговая) на
ригеле
-6,2
—47
198
—97
198
— 142
198
0,9
58,5
178
-5,6
—42,3
178
—87
178
— 128
178
Крановые
моменты
(тележка слева)
85
676
-16,5
-224
676
116
—38,7
0,9
76,5
608
—14,8
—202
608
104
-34,8
74,3
201
-8,6
-81
201
20,6
—14
То же
(тележка справа)
0,9
66,9
181
-7,7
-73
181
18,5
-12,6

Поперечное
торможение
кранов (сила
на певой
стойке)
±63
0,9
±56,7
±5
±4,5
±26,3
±23,7
±26,3
±23,7
±2,1
±1.9
То же (сила
на правой
стойке)
0,9
±54
±48,6
±3,8
=3,42
±14,7
±13,2
±14,7
±13,2
±28
±25,2
—558
Ветровая на-
гргжа (слева
направо)
0,9
—503
68
61,2
125,6
ИЗ
125,6
113
131
118
То же (справа
налево)
0,9
518
466
—58
—52,2
— 131,6
—118
—131,6
—118
—150
—135

881
1
о
н
_
схем
w
щ
■о
уже-
со
ел
1
1
о
ЛИЯ
—34
ел
to
633
+
ф.
1
СО
238
СП
СО
о
1
to
to
со
CTJ
Со
°
о
<е
а
схем
ш
*з
■о
уже-
-
ел
~-i
-"Т
ю
со
ел
00
to
00
«•
to
со
ел
00
•<
ЛИЯ
—41
о
ф.
452
+
S
L
ел
со
, .
128
|
со
со
о>
ф.
ел
to
|
to
ел
to
,1
3
a
схем
и
■о
уже-
—
со
ел
00
-•
-
•<
ЛИЯ
+80
ел
1238
|
1
1
+
ел
to
1
1
о
х ^
a
схем
■о
уже-
..
to
со
ел
00
■-|*
со
ел
1
1
ЛИЯ
i
ел
а>
452
|
+
00
о>
ел
to
1
|
1
+
3
Я is»
схем
ы
ш
_-
уже-
00
1
i
1
|
№ сочетания
и
аа
Коэффициент
сочетания \
w
X
аа
б
=г
X
X
а
о
к
а:
к
а:
Кз
Сл;
Си
4^
1
К
X
нжняя
асть
коло
X
п
X
ге
Сс
•о
>;
X
п
н
У
=
аы
X

3
4
5
-\-Мс
"max
-Мс
Nmin
Qmax
0,9
1
0,9
1
0,9
Усилия
N° схем загруже-
ния
Усилия
№ схем загружо-
ния
Усилия
№ схем загруже-
ния
Усилия
№ схем загруже-
ння
Усилия
№ схем загруже-
ння
Усилия
+295,6
1128
1; 2; 3; Z
+805,3
1238
—35,5
>; 8
—91,1
1; 7
—410,4
452
1; 4; 5;
—345,2
633
+54
7
+44
i;7
+651*
407*
1; 2; 3; 5
—
—
—70,6*
8
-91,1
1
+ 18,6
452
—
—
1; 3;
—357,3
1; 2; 3;
—493
—
5
1128
5; 8
1238
—
—
—
—
—
—
—
1; 3; 5
+24
1 1
—
; 7
452
1; 2
—319
1; 2;
-427
650
8
630
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
1;2
—464,6
650
1; 2; 3; 5; 8
—622,3
630
—
—
—
—
—
• Усилия от постоянных нагрузок в этой комбинации взяты с коэффициентом надежности по нагрузке vf-0,9.
J

должна также составлять не менее V20 — 7зо длины
колонны из плоскости рамы — 1у2. Принимаем стенку
толщиной tw — 10 мм (менее 8 мм назначать не
рекомендуется) и полки из листов толщиной ^/ = 18 мм; тогда:
площадь стенки — Лш = 1E0—2-1,8) =46,4 см2, площадь
одной полKH—i4,>0,5(i4(t—XIB) =0,5A67—46,4) =60,3 см2;
ширина полки —fy = Л f/fy =«60,3/1,8 = 33,6 см
Предварительно принимаем полки сечением 380Х
Х18 мм. Тогда: отношение — bf/t=38/l,8=21,2;
площадь поверхности сечения — Л = 2 C8-1,8) + 1-46,4 =
= 183,4 см2.
Проверяем принятое сечение на местную устойчивость
стенки и полки. Для симметричного двутавра вычисляем:
1Х я» 0,42ft = 0,42-50 = 2! см; рх ж 0,35ft = 0,35-50 = 17,5 см;
%х = 1хгЦх = 1146/21 = 54,57;
ix=* lx VrvIE = 54,571^215/2,06-10* = 1,76;
тх = ех/рх = 98,8/17,5 = 5,646
При т>\ и к<2 предельное отношение he\ стенки
к толщине tw
~-
~- = A,3 + 0,153?) VEWy^ A,3 + 0,15-1,762)X
tw
X V2,06-!05/2!5 = 54,6;
тогда толщина стенки /а,>46,4/54,6 = 0,85 см, принятая
толщина tu, = \0 мм удовлетворяет требованиям
проверки местной устойчивости стенки
При А от 0,8 до 4 предельное отношение расчетной
ширины свеса полки bef к толщине t не должно
превышать следующей величины для неокаймленных двутавров
внецентренно сжатых сечений элементов (см табл 5 3):
beflt=: @,36+0,U) /WR~y= @,36+0,1 • 1,76) -/р
(
ХЮ5/215 = 16,6, что больше принятого A9—0,5)/1,8==
= 10,3, местная устойчивость полки обеспечена.
Вычисляем геометрические характеристики принятого
сечения (рис. 6.13, б);
^ = '„/£,/12 Ц 2Л/(л/2-^/2J=1-46,43/12 +
+ 2-38-1,8 E0/2— 1,8/2J=* 88 000 см4;
У^ = 2 (tfb3f/12) = 2-1,8 383/12= 16 500 см4;
ix = Y Jx/A = 1/^88 000/183,4 =21,9 см;
190

17,00
1L
wo
750
/
\25O
■.м'111'Ц
>Г1 ' П I I Mf
1 1-1
18 464 18
1-T
Рис 6 13 Общий вид и сечения
сплошной внецентренно сжатой
колонны
в „ 500/183,4 =9,45 см;
Wx = 2Jx/h = 2 88000/50 = 3530 см3.
Гибкость стержня верхней части колонны:
в плоскости рамы — hx=lxi/ix= 1146/21,9 = 52,3}
191

из плоскости рамы — ЯУ=/^2Л'1/:==365/9,45=38,6.
Проверяем устойчивость верхней части колонны
в плоскости действия момента по формуле B.30): а=
= N/(pdA^.Ryyc, где для определения фг вначале
вычисляют:
условную гибкость
1,67;
= 38-1,8/46,4= 1,474;
MA 62 230-183,4
т = е/р = Ж"в 630-3530 =5'13-
Приведенный эксцентриситет
me/ = t](e/p) =n(MA/NWx) = 1,367F2 230-183,4/630-3530) =7,07,
где г] = 1,4 —0,02 Х= 1,4 — 0,02-1,67= 1,367 (по табл. 6.1).
По табл. 6.2 по интерполяции вычисляем коэффициент
фе=з0,165. Проверяем напряжение в сечении колонны:
а = ЛГ/фв А =630/0,165-183,4 = 20,82 кН/см2 < Ry yc =
= 21,5 кН/см2B15 МПа).
Условие удовлетворяется.
Устойчивость верхней части колонны из плоскости
действия момента проверяем по формуле B.31)
а = NI&fyA.
Для этого предварительно вычисляем коэффициент с
при 171x^5:
с -■= р/A + тх а) = 1/A + 4,4-0,87) = 0,208,
где а, р — коэффициенты по табл. 6 5с учетом выполнения условия
?ij, = 38,6<?ic=3,14 /£/#„=3,14/2,06-105/215=96; р=1; а-=0,65+
+0,05тх = 0,65 + 0,05-4,4 = 0,87; тх=М^4/ЛПР„=53200- 183,4/бЗОХ
Х3530=4,4 (здесь М'Х=2/3[(М<—М3])+М3] =2/3[F22,3—352) +
+ 352] =532 кН-м — наибольший момент в пределах средней трети
верхней части колонны (рис. 6 14,a); Mt=—622,3 кН-м — момент
в сечении 4—4 (см рис 6 12, а) при сочетании нагрузок /, 2, 3, 5, 8
(см. табл 68); М3=—352 кН-м (—222—87+104—29—118) —
момент в сечении 3—3 (см рис. 6.12, а) при том же сочетании усилий
(см табл 6 7).
Проверяем устойчивость стержня верхней части
колонны из плоскости действия момента:
a -=N/c(py A = 630/0,208-0,906-183,4= 18,3 кН/см2 =
= 183 МПа < Ry Vo = 215 МПа,
где ф„=0,906 при \„=38,6 (см, табл. 1 прил. IV) для конструкций
из стали с Ry=2\5 МПа,
192

Рис. 6.14.
Определение момента в
средней трети длины
колонны
а — верхней части;
б — нижней части
•а
1
Сч
M'-S
См
4,-805,3
Местная устойчивость полок колонны обеспечена, так
как отношение свеса полки к ее толщине составляет
&e,/f=18,5/l,8=10,3<16,6 при Я=1,76 (по табл. 5.3).
Местная устойчивость стенки колонны обеспечивается
также при соблюдении условия hw/tw^[hefltm].
Максимальное значение отношения [hef/t] определяют в
зависимости от значений (п. 7.16 СНиП П-23-81*):
а= (а — а{)/о и т/а,
где
a = N/A-\- (M/Jx)yc=* 630/183,8+ F2 230/88 000) D6,8/2) =
= 20,1 кН/см2;
d = N/A - (M/Jx) yc = 630/183,8 — 62 230/88000 D6,8/2) =
=— 13,1 кН/см2;
тогда a=(o — oi)/a=[20,l — (—13,1I/20,1 = 1,65>1.
При a^l наибольшее значение [hef/t] определяют по
формуле (90) СНиП П-23-81*:
^—■»/■
Bа—
аB-
■ а •
1/"а2
где р=1,4Bа—1)т/а; x=Q/th — среднее
в рассматриваемом сечении;
4Й2)
касательное
напряжение
вычисляем:
= Qltw /1Ш =80/1-46,8= 1,7
= 1,4B-1,65— 1) 1,7/20,1 =0,249;
= 2,06-105 МПа = 2,06 104 кН/см2;
13—612
193

1/
V
4,351/ B-1.65-02,06.10*
20,1 B— 1,65 + ]Л
= 146 > 3,81^2,06-10»/215= 117,6;
принимаем [hef/t]max = 117,6, что больше фактического
отношения hwltw~46,8/1=46,8, следовательно, местная
устойчивость стенки обеспечена.
Подбор сечения нижней части колонны. Сечение
нижней части колонны сплошное, соединение элементов на
сварке. По оси подкрановой балки принимаем
прокатный двутавр, а с противоположной стороны — полку из
листовой стали (см. рис. 6.13, в). Комбинации расчетных
усилий по сечению /—/ (см. рис. 6.12, а) (табл. 6.8)
следующие: Mt =+805,3 кН-м, N, = 1238 кН, Qi=9I,I кН,
М2 = — 345,2 кН-м, W2 = 633 кН, Q2 = 44 кН. Высота
сечения колонны Лй=1000 мм, что составляет (l/16,5)/i =
= 16 500/16,5= 1000 (сплошное сечение колонн
рекомендуется принимать при /i«I м, а /i>I/20/ в обычных
промышленных зданиях и /i>l/15/—в зданиях с кранами
особого режима работы) — 7К—8К.
В соответствии с рекомендациями учебника [10]
сечение колонны подбираем по ядровым моментам:
для первой комбинации усилий
м* =* ^4 (°'56/г + Mi/;Vi) = 1238 (°>56' • + 805,3/1238) =
= 1500 кН-м;
для второй комбинации усилий
М\ =-■ 633 @,56-1 + 345 2/633) = 703 кН-м.
Требуемые моменты сопротивления (при Ry =
=21,5 кН/см2 — для листового проката и /?у = 22,5 —•
для фасонного проката, t=4—20 мм по ГОСТ
380—71*):
Wt = Mkt/R = 150 000/21,5 = 6976 см3;
W2 = M\lRy = 70 300/21,5 = 3270 см3.
Толщину стенки принимаем tw~\0 мм.
При положительном моменте левая ветвь Аг колонны
сжимается, а правая Ат растягивается, при
отрицательном— наоборот. Требуемая площадь полок будет
Afii = Wl/h—hwtw/6 = 6976/100— 100-1/6 = 53,1 см2.
По аналогии с верхней частью колонны принимаем
194

лист размером 38X1.8 см; Л/ = 68,4 см2:
Af r = W2lh — /1^/6 = 3270/100 -100-1/6= 16,1 см2.
По конструктивным соображениям принимаем
двутавр № 36, Л =61,9 см2, что удовлетворяет условию
обеспечения устойчивости колонны из плоскости действия
момента: рекомендуется ширину колонны Ь принимать
V20—7зо расчетной высоты. В этом примере при
наличии распорок расчетная высота нижней части колонны
из плоскости рамы /,, = 0,5^2 = 0,5-16,5 = 8,25 м; в этом
случае Ъ = 825/20...825/30=41,2...27,5 см. Принято & =
==38 см по аналогии с полками верхней части колонны
и двутавр № 36 (см. рис. 6.13, в).
Подбор сечения сплошной колонны можно выполнять
также по методике, изложенной для верхней части
колонны:
Ааж (N/R,j) (l,25 + 2,2e.x,7i) = A238/21,5) A,25 4 .
+ 2,2-65/100) = 154,3 см2,
где ех = Mi/Ni = 805,3/1238 = 0,63 м = 65 см.
Далее по Аа предварительно назначают тип и
размеры сечения колонны, принимая ширину b не менее '/го/,
определяют необходимые геометрические
характеристики сечения и проверяют устойчивость колонны.
Точные геометрические характеристики сечения
колонны определяют в таком порядке:
статический момент сечения относительно оси
подкрановой ветви
S = 2<4;2; = 97,8-1-97,8/2 + 38-1,8 A00 — 0,9) = 11 560 см3;
расстояние до центра тяжести сечения:
yi = S/A= 11 560/228,2 = 50,7 см;
А = 61,9 -1-38-1,8 + 97,8-1 =228,2 см2;
Jx ^JtJrJwJr Jfb = C8-1,83/12) + 38-1,8-48,42 +
+ A-97,83/12) +97,8-1 •1,4? +516+ 61,9-50,7? = 398 327 см*,
где /f, /a,, J/ь — соответственно моменты инерции полки, стенки
и двутавра относительно центра тяжести сечения (ось — х—х)\ для
двутавра № 36 /*= 13380 см4; ix= 14,7 см; /„=516 см*; £„=2,89 см;
для сечения колонны:
A= 1/398 327/228,2 = 41,7 см;
WX = 2JX//i = 2-398 327/100 = 7970 см=»;
/;,= 1,8-383/12 +97,8-13/12+ 13 380 = 21 638 см4;
iv = VJvTa = У 21 638/228,2= 9,75 см.
13* 195

Гибкость нижней части колонны в плоскости и из
плоскости рамы составляет:
К = ixiHx = 3200/41,7 = 77 < 120;
Ц = 1у1Ну= 1650/9,75= 170 > 120,
поэтому для уменьшения ку предусматриваем
распорки в середине высоты нижней части колонны (см. рис.
6.10, б), тогда Яг, = 825/9,75=84,8«85<120.
Проверяем устойчивость колонны в плоскости
действия момента. Для этого предварительно вычисляем:
%х = \х VRylE — 77 У 215/206000 = 2,48;
W(?/ = w= 1.43(MA/Wa-) = 1,41 (80 530-228,2/1238. 7970) = 2,62;
т, = тM \\ — 0,3 (б - т) -—- | = 1,51 Г] - 0,3 E —
7 25 1
- 1,86)-^-J = 1,51.0,932= 1,41;
где тM при Л;/Лш>1 и т<5 равно (см. табл. 6.1 или 73 СНиП
11-23-81*);
т,5 =, (i;9—0,1m)— 0,02F— т)Х= A,9—0,1-1,86)— 0,02F—1,86) X
Х2,48=1,51;
т=е/р=уИЛ/Л?1Г^=80530-228,2/1238-7970 = 1,86; а, = 145/2 =
«=72,5 мм —половина полки двутавра № 36.
По табл. 6.2 находим по интерполяции коэффициент
фг=0,31.
Уточняем вертикальное усилие jV с учетом
добавления собственного веса колонны G по формуле
100Л/Я 100-1238-20,3
О=Я^=0,310.21,5.10Т = 37>7кН
(здесь tfj, = 21,5-104 кН/м2; JV= 1238+37,7 == 1276 кН),
Напряжение в нижней части колонны определяем по
формуле B.30)
0 = ЛГ/феЛ= 1276/0,31-228,2= 18,04 кН/см?
A80 МПа) < Ry уе = 215 МПа.
Проверяем устойчивость нижней части колонны из
плоскости рамы. Предварительно вычисляем
коэффициент с:
c = P/(l + amT) = 1/A -f 0,752-2,04) =0,395,
где р=1, так как ку = 85<кс=3,14■/2,06Х 105/215=96; а=0,65 +
+ 0,05тс<:=0,65+0,05-2,04=0,752; mx=M'xA/NWx*=4026Q-228,2/l276x
Х352О=2,О4; Мх—момент в средней трети высоты нижней части
196

колонны (см. рис. 6.14,6), равный B/3) (805,3 + 470)-470=
= 380 кН-м<0,5ЛГт„= 0,5-805,3 = 402,6 кН-м.
Принимаем М'х — 0,5 Мтах=402,6 кН-м.
Проверяем устойчивость стержня колонны из
плоскости действия момента по формуле B.31)
1276/0,395-0,681-228,2 = 20,78 кН/см2.
B08 МПа) <Rtt yc = 215 МПа
(здесь ф„=0,681 при A.w=85 по табл. 1 прил. IV).
Местная устойчивость полок нижней части колонны
б b/^05C8
у
обеспечена, так как соблюдается условие b<,f/^=0,5C8—
1) 1,8= 10,3< 16,6 .(при Я* = 77).
Для проверки местной устойчивости стенки
предварительно вычисляем:
а= (a —ai)/a = [15,9 — (—3,86)]/15,6= 1,26> 1,
где a=NIA + (M/Jx)ya = 1276/228,2+ (80 530/398 327) (97,8/2) =6,02 +
+9,88=15,9 кН/см2 A59 МПа);
ai = N/A — (M/Jx)yc = 1276/228,2—(80 530/398 327) (97,8/2) =6,02—
—9,88=—3,86 кН/см2;
т=<2//1„Л,=91,1/97>8-1=0,932 кН/см2.
Так как <х>1, то местную устойчивость стенки
проверяем по формуле (90) СНиП П-23-81*
Ы.) =4,35
max \ eg — a + l/"a2 -\- 4P2)
= 1,4 Ba— 1)т/а= 1,4B-1,26—1H,932/15,9
B.1,26—1J,06/10*
15,9 B — 1,26 + l/"l ,262+ 40,1252)
= 124,8 > 117,6;
3,8Ve/Rb = 3,8 ]/,06- 10V215 = 117,6;
принимаем {hef/t)max= 117,6; фактически отношение /i^/
/tw=97,8/1 =97,8< 117,6, следовательно, местная
устойчивость стенки обеспечена и площадь всей стенки
учитывается в расчете.
Расчет соединения верхней части колонны с нижней.
Стык наружных полок проектируем сваркой встык
прямым швом, а внутренней полки—накладкой (рис. 6.15,а).
Определяем усилия в полках верхней части колонны при
расчетных значениях М и N в сечении 3—3 (табл. 6.8):
- 197

РЕЛЬС УСЛОВНО
НЕ ПОКАЗАН
70
Рис, 6.15. Сопряжение
верхней части
ступенчатой колонны с нижней
частью
а — с помощью
стыковой накладки, б —с
устройством прорези на
внутренней полке
верхней части колонны: /—
болты 0 20; 2-КР-70;
3 — накладка — 420X16,
J-1120; 4—то же 420ХШ
198

Mi = -\- 24 кН-м, Nt = 452 кН;
M2 =—427 кН- mi N2 = 630 кН. '
Усилие в наружной полке:
FOS = <V2 + Milhb = 452/2 + 24/0,5 = 274 кН.
Проверяем напряжение в стыковом шве, выполняемое
электродами марки Э42,
а = Fos/tf Ь - 274/1,8-38 = 4 кН/см2 D0 МПа) < Rm =
= Ry = 215 МПа.
Усилие во внутренней полке
Fu = Nt/2 + Мг1Нъ = 630/2 + 427/0,5 = 1169 кН.
Длина шва нахлестки накладки /» составляет (при
расчете по металлу шва)
lw = Fi3/2 (P/ kf) Rwi ywl vc = 1169/2-0,7-1.2-18 = '38,7 см,
где Rwf=\S кН/см2 A80 МПа), у„,,= 1, ус=1, Л,= 12 мм
Принимаем ^ = 10 мм, толщину накладки // = 18 мм
(из условий равнопрочности с полкой) и длину
нахлестки /р=500 мм. Длину заделки накладки на стенке
нижней части колонны назначаем 600 мм с приваркой
швами высотой &,- = 10 мм (равной толщине стенки нижней
части колонны). Вариант соединения внутренней полки
верхней части колонны с нижней без накладки, с
прорезью на полке, показан на рис. 6.15. б.
Расчет базы сплошной колонны. Расчетные усилия
принимаем по сечению /—/ (табл. 6.9): М —+805,3 кНХ
Хм; jV= 1238 кН. По конструктивным соображениям
определяем ширину опорной плиты:
В = 6/ + 2/ср + 2с = 38 + 2-1 +2-4-=48 см,
где bf — ширина полки колонны равная 38 см; tCp — толщина
траверсы, принимаемая равной 10 мм; с — вылет консоли плиты,
назначаемый обычно в пределах 30—50 мм.
Принимаем в соответствии с ГОСТ 82—70* В=48 см.
Определяем длину плиты по формуле
L = N/2BRb + V~Nl{2BR'bJ + 6M/BRb , F.9)
где Rf, — расчетное сопротивление бетона фундамента, принимаемое
по формуле F 7) (предварительно можно принимать Rb=q>bRb=
= 1,1 Я»); для бетона класса В 12,5 tfs = 7,5 МПа и ^=1,1-7,5=
/ 199

=8,2 МПа = 0,82 кН/см2;
L= 1238/2-48-0,82 + У^A238/B-48-0,82J -|- 6-80 530/48-0,82 =
= 128 см.
Принимаем L = 140 см (кратно 10).
Вычисляем краевые напряжения в бетоне:
атах = N/BL + &M/BL2 = 1238/48-140 ~|- 6-80 530/48-1402 ■=
= 0,7 кН/см2G МПа);
Omin = N/BL — &M/BL2 = 1238/48-140 — 6-80 530/48-1402 =
=-0,333 кН/см2(—3,33 МПа).
Назначаем размеры фундамента 600X1500 мм и уточ-
/
няем коэффициент ф&: ф& = УАФ/АР1= j/~60- 150/48 X ...->
...-vX 140140 = 1,1; в этом случае /?*= 1,1-7,5 = 8,2 МПа>
>ama* = 7 МПа. Схема конструкции базы и эпюра
напряжений показаны на рис. 6.16. Промежуточные
значения напряжений стг, стз и щ на участке эпюры сжатия:
02 = 865-7/95О = О,64 кН/см2F,4 МПа);
03 = 732-7/950 = 0,54 кН/см2 E,4 МПа);
О4 = 400-7/950 = 0,295 кН/см2 B,95 МПа).
Изгибающие моменты в расчетных участках опорной
плиты (см. рис. 6.16—цифры в кружках) будут
следующими.
Участок 1. Плита на этом участке работает на изгиб
как консольный элемент, так как отношение сторон
b/ai = 380/75 = 5,07>2. Изгибающий момент:
?/2 = 0,7-7,52/2= 19,7 кН-см.
Участок 2. Плита опирается на две стороны.
Отношение сторон b/a2 = 380/l 15 = 3,3>2. Изгибающий момент
как в свободно опертой балке будет
M2 = a2a^/8 = 0,64-ll,52/8= 10,5 кН-см.
Участок 3. Плита опирается на три стороны.
Отношение сторон аз/Ьз = 235/322 = 0,73; коэффициент а3 по
табл. 5.5 равен 0,091. Изгибающий момент
Мч= a a a2. = 0,091-0, 54-23,52 = 27,14 кН-см.
" За
Толщину опорной плиты определяем по наибольшему
моменту М3 = 27,14 кН-см
tpl = YQM3!Ry = Кб-27,14/21,5 = 2,75 см « 28 мм.
200

ОСЬ АНКЕРНОГО
у БОЛТА
Ц-Т. ЭПЮРЫ СЖАТИЯ
Рис. 6.16. База сплошной внецентренно сжатоЛ колонны
а — общий вид и сечения; б — эпюра напряжений в основании
Расчет высоты траверсы. Предварительно
назначаем высоту траверсы /icp=400 мм
(рекомендуется принимать в пределах 300—600 мм), а толщину tcp —
= 10 мм; толщина сварных швов kf=tcv = l0 мм.
Проверяем соблюдение условия прочности швов:
Последовательно определяем:
нормальные напряжения в швах
°w = Mcv/Ww = 3360/355 = 9,5 кН/см2 (95 МПа),
201

где
Mcp = amax Bt 4/2 = 0,7-24-202/2 = 3360 кН-см;
Ww = 2'hkf(hCp—\J/6= 2-0,7-1 D0 —lJ/6 = 355 см3
касательные напряжения в швах
тш = <2ср/Лш = 336/54,6 = 6,15 кН/см2,
где
Оср = отах В, /ср =. 0,7-24-20 = 336 кН;
Лш = 28/ */(Аср-1) = 2-0,7-1 D0-1) = 54,6 см2;
приведенные напряжения в швах
= 11,3 кН/см3A13 МПа)< RWfywfyc = 180 МПа.
Проверяем прочность траверсы, работающей на
изгиб, по формуле
о = (McplWcp) < Ry vc
(здесь Мср = 3360 кН-см, ус= 1);
ср срср
G = 3360/267= 12,6 кН/см2A26 МПа)< Ry yc = 215 МПа.
Расчет анкерных болтов. Расчетные усилия
в сечении 1—1 (по табл. 6.8): JV=407 кН; М=651 кН-м;
тогда:
усилие в анкерных болтах
F=(M — Na)/y= F5 100 — 407-37,6)/100,3 = 498 кН;
площадь поверхности сечения нетто одного
анкерного болта
Ап = F/nRta = 498/2-14,5 = 17,2 см2,
где /?ьа= 14,5 кН/см2 A45 МПа) (см. табл. 3 прнл. II для стали
марки ВСтЗкп2); п — число -анкерных болтов в растянутой зоне,
принимаем п = 2, проектируем болты диаметром 56 мм; Аьп=
= 18,74 см2, длина заделки болта в бетоне /=2 м (по схеме 2) и ие
менее 1 м (по схеме 3 табл. 5 6)
Расчет плитки под анкерные болты.
Плитка работает на изгиб как свободно лежащая на
ребрах траверсы балка, нагруженная сосредоточенной
силой от анкерного болта (N = 498/2 = 249 кН).
Принимаем просвет между ребрами равным bo—100 мм.
Тогда:
изгибающий момент
М = Nbo/4 = 249-10/4 = 648 кН-см;
202

требуемый момент сопротивления
Wd = M/Ry 1>с = 648/20,5 = 31,6 см3,
где yc=l, Ry=2Q5 МПа — при / = 21.,.40 мм, сталь ВСтЗкп2 по ГОСТ
380—71*.
Назначаем сечение анкерной плитки размером 180Х
Х40 мм с отверстием для болта диаметром 60 мм.
Момент сопротивления нетто плитки
Wn = ЬР/6 = A8 — 6) 4^/6 = 32 см3> Wd = 31,6 см=».
Напряжение в плитке по ослабленному сечению
составляет
0 = M/Wn = 648/32 = 20,2 кН/см? B02 МПа) < Rv у0 = 205 МПа.
Г л а в а 7. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПОДКРАНОВЫХ
БАЛОК
§ 1. ВИДЫ И ХАРАКТЕРИСТИКА ПОДКРАНОВЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
К подкрановым конструкциям относятся: подкрановые балки,
тормозные балки (иногда и фермы), крепления балок к колоннам,
крановые рельсы и детали их креплений к балке, крановые упоры на
концевых участках балок. Основными несущими элементами
подкрановых конструкций являются подкрановые балки, которые
воспринимают нагрузки от мостовых кранов и передают их на
колонны. При подвесных кранах балки передают нагрузки на узлы ферм.
Подкрановые балки по конструктивной схеме разделяют на
сплошные и сквозные (фермы), однопролетные (разрезные) и мио-
гопролетные (неразрезиые), а по способу изготовления — иа
сварные и клепаные (рис. 7.1). В качестве типовых разработаны
сплошные сварные подкрановые балки лв\таврового профиля (рис 7.2, е),
способные выдерживать нагрузки от мостовых кранов
грузоподъемностью от 5 до 275 т. При кранах пролетом 6 м п небольшой
грузоподъемности E—10 т) можно применять прокатные балки с
усилением верхнего пояса листом, швеллером или уголками для
восприятия горизонтальных усилий (рнс. 7.2,б—г). Подкрановые балки для
кранов тяжелого и весьма тяжелого режимов работы EК—8К),
больших пролетов и при значительных нагрузках иногда
проектируют двустенчатыми сварными или составными клепаными (рис.
7.2, д-и).
Клепаные балки тяжелее сварных и более трудоемки в
изготовлении. Однако они позволяют сравнительно просто
конструировать более мощный верхний пояс балки (из уголков и
горизонтальных листов) и при наличии податливых заклепочных соединений
поясов со стенкой такие балки в условиях эксплуатации работают
лучше, чем сварные балки. Это имеет большее значение для зданий
с кранами особого режима работы. Верхний пояс балок при дейст-
/~
203

а)
Рис. 7.1. Подкрановые конструкции
а, б —компоновка элементов; в—е — конструктивные схемы подкрановых
балок и ферм; / — подкрановаи балка; 2 — тормозная балка (или ферма)' 3 —
крановый рельс; 4 — подкрановая ферма; 5 —подкраново-подстропильная
ферма; 6 — стропильная ферма; 7 — колонна
вии горизонтальных усилий усиливают постановкой в горизонтальной
плоскости тормозных балок (иногда ферм), которые одновременно
служат в качестве площадок для обслуживания подкрановых путей
и кранов (см, рис. 7.], а, б).
При назначении разрезной или неразрезной балки необходимо
прежде всего учитывать податливость опор. При отсутствии
податливости опор (это должно подтверждаться проектным решением
здания) неразрезные балки экономичнее разрезных по расходу
металла на 10—15 %, но более трудоемки по монтажу. Разрезные
подкрановые балки благодаря простоте изготовления и монтажа,
независимой работы от податливости опор широко распространены
в строительстве промышленных зданий.
Сквозные подкрановые балки (фермы) проектируют
сравнительно редко при пролетах 18 м и более под краны грузоподъемностью
20—30 т. Высоту таких ферм принимают в пределах '/б—'/в пролета,
а длину панели @,8—1,3)Л, кратной 3 м. Верхний пояс проектируют
обычно двутаврового сечения сварным из листов или из прокатного
двутавра с усилением верхней полки уголками или листом (см. рис.
7 2, б,в, г). Элементы решетки и нижний пояс фермы решают из
уголков, толщину фасопок в узлах назначают не менее 10 мм.
204

Рис. 7.2. Типы ссчеиий сплошных составных подкрановых балок
а~ж — сварные; з—и — клепаные
Подкраново-подстропилыше фермы1 (см. рис. 7.],г)
целесообразны при пролетах 36 м и более и тяжелых кранах. Они
совмещают функции подкрановых балок и подстропильной фермы. Высоту
фермы в осях принимают в пределах ('/б—Ye)', высоту h нижнего
пояса коробчатого сечения—('/s—4?)d (где / — пролет фермы; d —
наибольшая длина панели, назначаемая кратной 6 м).
Далее даны расчеты только сварных балок двутаврового сече-
ння как наиболее распространенных.
§ 2. РАСЧЕТ НАГРУЗОК И ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ
В ПОДКРАНОВОЙ БАЛКЕ
Нагрузки от крана передаются на подкрановую балку через
колеса крана. Число колес с каждой стороны крана, в том числе
тормозных, указано в ГОСТе и ТУ на крапы, Вертикальные и
горизонтальные Т нагрузки от мостовых кранов грузоподъемностью
10—125 т показаны на рис. 7.3. Расчет балок обычно выполняют на
нагрузку от двух сближенных кранов (рис. 7.3, в). Так как
вероятность появления одновременно наибольших нагрузок на двух
кранах мала, то при подсчете усилий вводится понижающий
коэффициент сочетания \|v (согласно СНиП 2.01.07—85 i|v = 0,85 — при
кранах легкого и среднего режимов работы; \|)с=0,95 — при кранах
тяжелого и весьма тяжелого режимов работы; ipc=l — при учете
нагрузки только от одного крана). Расчетные значения вертикальных
' Подробное описание подкраново-подстропильных ферм,
сквозных балок, узлов и деталей подкрановых конструкций (см.,
например, Беленя Е. И., Балдин В. А., Ведеников Г. С. и др.
Металлические конструкции. — М.: Стройиздат, 1985).
205

Рис. 7,3. Нагрузки от мостовых кранов
а — четырехколесных грузоподъемностью 10—50/1О т; б — восьмиколесных
грузоподъемностью 80/20—125/20 Т; в — от двух спаренных кранов
и горизонтальных сил, приходящиеся на одно колесо крана,
определяют по формулам:
F— k y.(n'k/nk)$ Fnc; G.1)
Т = fcd2 Ь % Т" ' С7-2')
где ka\, kdi — коэффициенты динамичности; kcti принимается
равным: 1—для кранов легкого и среднего режимов работы
независимо от шага колонн и 1,1—1,2 — для кранов тяжелого и весьма
тяжелого режимов работы в зависимости от шага колонн; yf — l,] —
коэффициент надежности по нагрузке; F''c — максимальное
нормативное давление на каток крана (по ГОСТ или ТУ на краны); kdi=*
= 1—для легкого, среднего и тяжелого режимов (IK—6K) и kai =
= 1,1 —для весьма тяжелого режима GК—8К) (табл. 7.1).
Нормативную поперечную горизонтальную силу от торможения
тележки крана, передаваемую на колесо мостового крана, Т"
определяют по формуле
где / — коэффициент течения при торможении тележки, равный
0,1 —для кранов с гибким подвесом груза и 0,2 —с жестким
подвесом груза; Q — грузоподъемность крана; Gt — масса тележки
крана, прииимаемая по ГОСТу на краны (при отсутствии данных о
массе тележки кранов с гибким подвесом приближенно можно
принимать G( = 0,3c?c, где Gc — масса крана); п„ — число всех колес
тележки, пк — число тормозных колес тележкн
Краны, как правило, имеют четырехколесную тележку с двумя
тормозными колесами, следовательно, при п'к/пк = 0,5 и /=0,1 для
кранов с гибким подвесом груза формула G.3) примет вид:
Тпс = 0,05 (Q -f G.)/nOt G.4)
206

(В-и) к
Зп,М
Рис. 7.4. Определение Мтах и Qmax при загружении подкрановой балкн
двумя четырехколесными кранами
а, б — балки пролетом (—12 м; в, г — то же, /=6 м; / — кран I; 1 — кран II
Таблица 7.1. Значения коэффициентов динамичности
подкрановых балок
Режим работы кранов
Легкий, средний
Тяжелый
Весьма тяжелый
Режим
работы
по ГОСТу
1К-4К
5К—6К
7К-8К
Шаг колонн
В, м
Независимо
от В
В<12
В>12
В<12
В>12
k
1
1
1
1
1
<л
,1
,2
,1
Коэффициент
k
1
1
1
1
1
di
,1
1
Примечание. При учете в расчетах нагрузки от одного кра-
иа коэффициенты динамичности кц = к<п~\.
а с жестким
Тпс = 0,1 ((? + О,)/я0, G.4,а)
где по — число колес на одной стороне мостового крана; по—2 —
для кранов грузоподъемностью Q=5...5O т; яо=4 —
грузоподъемностью 80...125 т и по= 8 —грузоподъемностью 160...320 т.
207

Для кранов тяжелого и весьма тяжелого режимов работы
значения Т" допускается определять по формуле
7^ = 0, If?- G.5)
Нагрузка от кранов является подвижной, поэтому для
определения изгибающих моментов Мтах и поперечных сил Qmax
необходимо краны располагать в определенном положении. В разрезных
подкрановых балках для вычисления наибольшего момента Мтах
крановую нагрузку необходимо располагать так, чтобы середина балки
была (по правилу Винклера) между равнодействующей усилий на
балке и ближайшей силой от действия колеса крана (рис. 7.4, а, в).
Наибольшую поперечную силу Qmax в разрезной балке определяют
при расположении одной силы непосредственно на опоре, а
остальных—вблизи к этой же опоре (рис. 7.4, б, г).
Расчетные значения изгибающего момента и поперечных сил от
действия вертикальных усилий с учетом влияния собственного веса
подкрановых конструкции и возможной временной нагрузки' на
тормозной балке определяют по формулам:
G.6)
Q =«l Qmax, G.6a)
где cti=l,03 — при пролете балок 6 м; ai= 1,05 — при пролете 12 м
и а, = 1,08 — при пролете 18 м
Расчетный изгибающий момент МТ и поперечную силу Qr от
действия горизонтальной нагрузки вычисляют при том же
расположении крановой нагрузки, что и для Мтах и Qmax, поэтому Мг и Q,
можно определить из соотношения горизонтальных Тп и
вертикальных Fn сил от одного колеса крана заданной грузоподъемности:
По расчетным значениям М a Q рассчитывают балку по
прочности; затем подобранное сечение проверяют иа прогиб, общую
и местную устойчивость, а также в необходимых случаях и на
выносливость и выполняют расчет опорного ребра н соединений
поясов со стеикой.
Пример 7.1. Задание. Требуется рассчитать и закон-
струировать сварную подкрановую балку крайнего
ряда пролетом L=12 м под два крана тяжелого режима
работы — 6К грузоподъемностью Q = 150/30 кН.
Пролет здания 24 м, пролет крана 22,5 м (по примеру 7.2).
Материал балки — сталь марки ВСтЗспб— по ГОСТ
380—71*. Коэффициент надежности по назначению
5
1 Временную нагрузку на площадках обслуживания и ремонта
крановых путей, расположенных на тормозных балках, принимают
по техничесним заданиям и не менее 1,5 кН/м2 A50 кгс/м2) с
коэффициентом надежности по нагрузке Yf=l,4.
208

Решение
Определение нагрузок. Для крана
грузоподъемностью Q=15/3 т по табл. 3 прил. I принимаем даняые
для расчета: F^^ISO кН: масса тележки G< = 7 г;
крановый рельс КР-70 по ГОСТ 4121—76* (высота
рельса /i = 120 мм, ширина подошвы 6=120 мм,
площадь сечения Л = 67,3 см2, /*= 1081,99 см4, Jy =
= 327,16 см4, масса 1 м <? = 52,7 кг).
Вертикальное давление колеса крана по формуле
G.1)
F = kdlyfyctfvn= 1,1-1,1-0,95.190.0,95 = 207,5 кН,
где ftdi= 1.1; Y/ = 1,1; 1|>с = 0,95; ?п = О,95.
Горизонтальное боковое давление колеса крана от
поперечного торможения тележки по формуле G.2)
Тптах = 0,05A50 + 70)/2 = 5,5 кН, а по G.5) 7^ = 0,1-190 =
= 19 кН.
т-*«»?/1Л*?л = Ь1,1-0,95.19-0,95= 18,9 кН,
где#сB=1; V/ = 1,1; "Фс = 0,95; ^„ = 0,95.
Определение расчетных усилий. Для определения
наибольших изгибающих моментов и поперечных сил
устанавливаем краны в невыгоднейшее положение
(согласно рис. 7.4,а,в). Положение равнодействующей сил
R = 3F по отношению к середине балки находим по
значению х (рис. 7.5,а):
х = F [К — (В - K)]/3F = 207,5 [4,4 — F,3 — 4,4)]/3.207,5 =
= 0,834 м»84 см,
где В = 63ОО мм—ширина краиа; /(=4400 мм — база крана (по
табл. 3 прил. I).
Далее последовательно определяем:
опорные реакции RA и RB:
RA = B07,5/12) (8,32 + 6,42 + 2,02) = 290 кН;
RB = 3F — RA =3-207,5 — 290 = 332 кН;
наибольший изгибающий момент от вертикальных
усилий в сечении балки под колесом, ближайшим к
середине балки (точка 2 рис. 7.5,а),
Мтах = 290.5,58 — 207,5-1,9= 1224 кН-м;
расчетный момент с учетом собственного веса тор-
14-612 209

S)
'таи?
4100
5700
i*nm
Рис. 7.5. Краиоаые нагрузи» (« примеру VI 1.1)
а ~ определения момента AlmaI: б—для определения поперечной силы Qmax
1 — кран I; 2 — вран II
мозной балки по формуле G.6)
Мя = а1МтаХ= 1.(Й-1224= 1285,2 кНм;
расчетный изгибающий момент от горизонтальных
усилий по формуле G.7)
Мт =Mmax(Tn/Fn) = 1224-19/190= 122,4 кН-м;
наибольшее расчетное значение вертикальной
поперечной силы, устанавливая краны в положение,
показанное на рис. 7.5,6,
QA = а^тах-= 1,05 B07,5/12) A2+ 10,1 + 5,7) = 504,7 кН;
наибольшую горизонтальную поперечную силу
Q? ~ Qmax iXnIFn) = E04,7/1,05) 19/190 = 48 кН.
Подбор сечения балки. Определяем приближенно
наименьшую высоту балки из условия обеспечения
жесткости при предельном относительном прогибе [1/ио] =
= 1/600 и среднем коэффициенте надежности по
нагрузке Yfm=1.15:
hmin = D/4800) О/у/т) = A200-600/4800) A/1,15) = 130 см,
где уг„=М/М"*>1,15.
210

Затем требуемый момент сопротивления балки
Wd = M/Vc (Ry — 2) = 128 520/1 B2,5 — 2) = 6270 см",
где Yc= I—коэффициент условий работы; (Ry—2)—расчетное
сопротивление стали, уменьшенное примерно на 20 МПа для учета
действия горизонтальных снл торможения.
Предварительно толщину стенки назначаем по
формуле
/ш=7 + 3/1тгп/Ю00 = 74 3-1300/1000= 10,9 мм.
Принимаем tw = \Q мм.
Оптимальная высота балки
hopt= l,15VVd/*<»= 1.151/6270/1=91 см.
Принимаем стенку высотой А» = 1200 мм по ширине
листового проката (ГОСТ 19903—74*). Проверяем
толщину стенки на прочность при срезе по формуле
tw> l,5Q/Rshw= 1,5 504,7/13-120 = 0,49 см < 1 см,
где /?s = 0,58/?/ут = 0,58 • 235/1,05 = 129,8 «130 МПа
Минимальная толщина стенки при проверке ее по
прочности от местного давления колеса крана составит
W = (Ytt fi/3,25Tr Ry) fl
= A,1 -209/3,25-1-22,5) У 1,1-209/3,25-1-22,5-1082 =
= 0,17 см< 1 см,
где Fi = Fnmax у/=190-1,1 = 209 кН; уп = 1.1 — Для кранов с гибким
подвесом при среднем режиме работы; /г = 1082 см4 — момент
инерции подкранового рельса КР-70; \с=\, #„=225 МПа=22,5 кН/см*.
Определяем площадь сечения поясов балки:
2Aj = C/2) Wdlhw = 3-6270/2-120 = 78,4 см2;
А] = 39,2 см2.
Принимаем симметричное сечение балки: стенка —
1200x10 мм; Aw=120 см2, верхний и нижний пояса
одинаковые— 300X14 мм, /lf = 42 см2. Состав сечения
тормозной балки: швеллер № 16, Л = 18,1 см2;
горизонтальный лист из рифленой стали толщиной, равной б мм,
и верхний пояс балки 300X14 мм (рис. 7.6).
Поддерживающий швеллер № 16 в пролете необходимо опирать
на стойку фахверка или на подкосы, прикрепленные к
ребрам балки; если это не предусмотрено, то сечение
швеллера назначают по расчету на изгиб, принимая
нормативную нагрузку на площадку не менее 1,5 кН/м2,
Н* 211

500
50
у, J 820x6
, lo-1B
Ц.Т-'
562
250
О
Рис. 7.6. Компоновка
сечения подкрановой
балки
950
870
110
520 '
538
150
Zy°388
-1200*10
-300 *
\
750
HP 70
150
коэффициент y/= 1,4, предельный относительный
прогиб 1/250.
Проверка прочности балки. Определяем
геометрические характеристики балки:
момент инерции относительно оси х—х
Jx= A-120-V12) + 2-1,4-30 F0-f-0,7)а = 453 497 См4;
момент сопротивления симметричного сечения
Wx = 2Jx/h = 2-453 497A20 + 2-1,4) = 7386 см3;
статический момент полусечения
Sx=- 1,4-30 F0 + 0,7) + 60-1 F0/2) =4350 см3.
Определяем геометрические характеристики
тормозной балки, включающей верхний пояс балки, рифленый
лист и поддерживающий швеллер № 16:
расстояние от оси подкрановой балки до центра тя-
212

жести сечения (ось у—у)
zy = Sy/ZA= A8,1-93,2 + 82-0, -5) 2/A8,1 + 82-0,6 \-
+ 36-1,4) =38,8 см;
момент инерции сечения брутто (имеющиеся в
верхнем поясе отверстия для крепления рельса можно не
учитывать ввиду незначительного их влияния на
прочность сплошных сварных балок)
Jy = 63,3 + 18,1-54,42 + 0,6-823/12 + 0,6-82-13,2? +
+ 1,4-303/12 f 1,4-30-38,83 = 156 083 см4;
момент сопротивления крайнего волокна на верхнем
поясе подкрановой балки
Wv = 156 083/C8,8 + 15) = 2901 см».
Проверку нормальных напряжений в верхнем поясе
проводят по формуле B.20):
Obt = M/Wx + MT/Wy = 128 520/7386 + 12 240/2901 =
= 21,6 кН/см2 B16 МПа) < Rv ус = 225 МПа,
где \с=1;
некоторое недонапряжение допустимо ввиду
необходимости удовлетворения расчету по прогибу.
Проверяем опорное сечение балки на прочность при
действии касательных напряжений по формуле B.19)
с учетом работы поясов
i = QSxIJxtw = 504,7-4350/453 497-1 =4,84 кН/см2
% D8,4 МПа) <R8= 130 МПа;
то же, без учета работы поясов
т=1,5/Ла)/и)= 1,5-504,7/120.1 = 6,31 кН/.м2F3,1 МПа)<
< Rs = 130 МПа
Проверка жесткости балки. Вычисляем
относительный прогиб балки от вертикальных нормативных
нагрузок приближенно по формуле B.15):
— = Мп l/l0EJx = 111 756-1200/10-2,06-10*-453 497 = A/697) <
]=1/600,
где М"«М/1,15=128 520/1,15=111 756 кН-см; £=2,06-105 МПа
Из приведенных проверок принятого сечения балки
по прочности и жесткости видно, что имеется небольшой
запас и сечение балки можно немного уменьшить,
например снизить высоту стенки до 116—118 см, а затем
проверку сечения следует повторить.
213

Проверка местной устойчивости поясов балки.
Отношение ширины свеса сжатой полки к толщине
составляет: ber/t=*0,5 C00—10)/14 = 145/14 = 10,3 < 0,5 У £//?,,=
= 0,5К2,06-Ю5/225 = 15,1 для стали марки ВСтЗспб.
Устойчивость поясов обеспечена.
Проверка местной устойчивости стенки балки.
Определяем условную гибкость етенкиг
К = (Л.//Ю К*»/£ = {№/цУш/2№-1№ = 3,96 > 2,5,
следовательно, необходима проверка стенки иа
устойчивость. Так как /.*. = 3,96>2,2 (при наличии
подвижной нагрузки на поясе) необходима постановка
поперечных ребер жесткости. При Яю>3,2 расстояние между
основными поперечными ребрами не должно превышать
2пе! (а при Хю<3,2 — не более 2,5hef).
Назначаем расстояние между ребрами жесткости
2000 мм, что меньше 2hef=2 1200=2400 мм.
Определяем сечение ребер жесткости по конструктивным
требованиям норм: ширина ребра 6r>/i«./30+40 = 1200/30+40 =
=80 мм; принимаем br=9Q мм; толщина ребра tr^
>2&,V^j,/£=2-9 У225/2,06-106=0,59 см; принимаем
tr=& мм.
Для проверки местной устойчивости стенки балки
выделяем два расчетных отсека — первый у опоры, где
наибольшие касательные напряжения, и второй в
середине балки, где наибольшие нормальные напряжения
(рис. 7.7, а). Так как длина отсека а=2 м превышает
его высоту het=hw —1,2 м, то напряжение проверяем
в сечениях, расположенных на расстоянии 0,5Ла,=0,5Х
X 120=60 см от края отсека; длину расчетного отсека
принимаем а0—А»=1200 мм. Вычисляем *i а Хг.
*, = 2000 — 600 = 1400 юл;
х2 = 6000 — 600 = 5400 мм.
Проверяем местную устойчивость стенки балки
первого отсека. Расположение катков кранов ' и эпюры Q
иМ показаны на рис. 7.7,6. Опорная реакция:
QA = D,3 + 8,7+10,6)/712=1,97 X
Х^= l,97'207,5 = 40S,8 кН.
1 Принято по методике, разработанной институтом ЦНИИПро-
ектстальконструкция им. Мельникова.
214

Рис. 7.7. К расчету
устойчивости отсекоп
стенки подкранопой
балки
а — расположение
расчетных отсеков;
б —схемы к расчету
опорного отсека; а—
то же, среднего
отсека
ao--hw
РАСЧЕТНЫЙ ОТСЕК
1
3n.Q
Л Л
I 1
0,56 F
Эп.М
Средние значения изгибающего момента и
поперечной силы на расстоянии jcj = 1,4 м от опоры (с учетом
коэффициента щ = 1,05 на массу тормозной балки)
составляют:
в сечении 1—1
Af1 = l,05-Q/,O>8= 1@5-408,8-0,8 = 343,4 кНм;
Qx= l,0SQA = 1,05-408,8 = 429 кН;
в середине отсека при xi = l,4 м
Mxi= 1,05-408,8-1,4 = 601 кН-м;
Q;cl = l,05(Q/,-f) = 1,05D08,8 — 207,5) =211,4 кН;
215

в сечении 2—2
уИ2 = 1,05D08,8-2—207,5-0,6) = 727 кН-м;
Q2 = 211,4 кН;
средние значения момента и поперечной силы в
расчетном отсеке
Мт^(М1 + МХ1 + М2)/3= C43,4 + 601 + 727,7)/3-=557 кН-м;
Qm= (Q1 + Q2)/2= D29 + 211,4)/2 = 320 кН.
Определяем напряжения в стенке опорного отсека
при *i = l,4 м:
нормальные (в уровне верхней кромки стенки)
о = (MmIJx) ус = E5 700/454 000) 60 = 7,36 кН/см2
G3,6 МПа),
где (/с = 0,5Лш = 0,5-120= 60 см;
касательные напряжения
x = Qm/twhw = 320/120-1=2,67 кН/см2 B6,7 МПа).
Местные напряжения под колесом мостового крана
ahc = ff FJtw lej = 1,1.209/1-35,4 = 6,5 кН/см2 F5 МПа),
где Yf=M—ПРИ проверке устойчивости стенки; Fj — l, 1X190=
= 209 кН; let=с V /«//"°=3>25 V'089/1 = 35,4 см; ht — сумма
моментов инерции верхнего пояса/у и кранового рельса K.P-70/r, Jbl —
=/,+/,- (ЗОХ 1.4V12) +1082= 1089 см4.
Определяем критические напряжения для стенки
опорного отсека при отношениях a/hw=2000/1200=
= 1,67>0,8; aioJo = 6,5/7,36 = 0,88 и коэффициенте
защемления стенки 6 — $(b[/he[) (tf/twK = 2C0/\20) A,4/
/1) 3= 1,37, где 0=2 — для неприваренных рельсов
(табл. 22СНиП П-23-81*).
При 6 = 1,37 и a/he{ = 1,67 по табл. 24 этого же СНиП
находим предельное значение [aioc/o] для балок
симметричного сечения: [а/ос/сг] = 0,521, что меньше оюс/о —
==0,88. Критические напряжения вычисляем по формуле
(81) СНиПа:
0^=сг^Д^=:65,7.22,5/3,96г = 94,3 кН/см2 (943 МПа),
где с2=65,7—по табл. 25 СНнПа при а/Л«=1,67; #„=22,5 кН/см2
B25 МПа);
касательные критические напряжения по формуле
G6) СНиПа
V = Ю,3A+ 0,76/ц2)ЯД^= 10,3 (J +0,76/1,672)Х
X 130/3,96?= 109 МПа
216

(здесь ц = а/Л,/ = 2000/1200= 1,67; d=ft» =1200 мм);
lcf = — VRylE = ~- У225/2,06- 105 = з,96;
критическое напряжение от местного давления
колеса крана по формуле (80) СНиП Н-23-81* при (a/hef) —
= 1,67<2
aice.er = ci Rylll = 3,62-225/6,612 « 184,6 МПа,
где Ci=36,2 —по табл. 23 СНиПа при 6=1,37 и a/het=l,&7;
а -, r-г— 200
la = VRy/E = —?- У 225/2,06-10» = 6,61.
tw '
Проверяем устойчивость стенки балки по формуле
G9) СНиП при
[cr 1ос1СХу (VJ < Vt = 1; G-8)
КG3,6/94,3 + 65/186,4J+ B6,7/109J = 0,5 < 1,
т. е. устойчивость стенки в опорном отсеке балки
обеспечена.
Проверяем устойчивость стенки балки в среднем
(третьем от конца) отсеке, середина которого
расположена на расстоянии х=5,4 м от опоры (рис. 7.7, в).
Нагрузку от колеса крана располагаем посередине длины
расчетного отсека. Для упрощения можно также
принимать расположение крановой нагрузки по схеме,
приведенной на рис. 7.5, а, при которой определяют
максимальный момент в пролете балки.
Вычисляем опорные реакции и строим эпюры Q и М:
QA = (f/12) B,2 + 6,6 + 8,5) -= l,44f = 1,44-207,5 = 299 кН;
в сечении 3—3 будет
Q3= QA — F = 1,44F — F = 0,44F;
посередине отсека и в сечении 4—4 Q будет
%2 = Q. = <?л - 2F = 1,44F - 2F =- 0.56F;
«?„=— 0,56-207,5=— 116,2 кН.
Среднее значение поперечной силы в расчетном
отсеке, с учетом коэффициента а, = 1,05 на массу
тормозной балки
217

0.12-207.5.I.06 13>07 ^
Изгибающий момент равен (рис. 7.7,а):
;М3= QA 4,8 —F1,3 = 299-4,8 —207,5-1,3 = 1165,5 кН-м;
Мх2= QA 5,4— F1,9 = 299-5,4— 207,5-1,9= 1220,3 кН-м;
Mt=QA 6 —F2.5 —F0,6 = 299-6-207,5-2,5 -
— 207,5-0,6==» 1150,7 кН-м.
Среднее значение момента с учетом коэффициента
а, = 1,05:
Мт= 1,05 (М3 ]-М2 + М4)/3= 1,05A165,5 -г 1220,3 +
+ 1150,7)/3= 1237,8 кН-м.
Определяем напряжения в стенке среднего отсека:
нормальные
Мх. 123 780-60
а -= -f*- ус = 454000 = 16,4 кН/см* A64 МПа);
касательные
r=QX2/hwtw= 116,2/120-1 ==0,97 кН/сма (9,7 МПа);
местные напряжения под колесом крана otoc =
=65 МПа — по расчету опорного отсека.
Вычисляем критические напряжения для стенки
среднего отсека балки при a/he{ =2000/1200 = 1,67>0,8; 6 =
= 1,37 и a/hef=\,67<2; aiodo = 65/164 = 0,396, что
меньше предельного значения [eioc/e] — 0,521 (по табл. 24
СНиП П-23-81* при 6 = 1,37 и a/he{ = 1,67),
следовательно, критические напряжения вычисляем по формуле G5)
СНиП, a aioc.cr по формуле (80); нормальное
критическое напряжение по формуле G5) СНиПа
ocr = ccr Ryll2w = 32,2-225/3,96а = 462 МПа,
где Ссг=32,2 — по интерполяции (см. табл. 21 СНиПа) при 5 = 1,37;
Ха, = 3,96 — по расчету опорного отсека; касательное критическое
напряжение по формуле G6) СНиПа, аналогично расчету опорного
отсека
/?Д2/ = 10,3A + 0,76/1,672) X
X 130/3,962 = 109 МПа
(здесь и = a/hef=2000/1200 =1,67; Ле/=1200 мм).
Критическое напряжение от местного давления
колеса крана находим по формуле (80) СНиПа при ао=
218

Рис. 7.8. Расчетная
схема опорного
ребра подкрановой бал-
(
2-2
о
j s]
=0,5a=0,5X200 = 100 см
°toc,cr==':tRvf)?a= 15,9-225/3,32 = 328,5 МПа,
где с,= 15,9 —по табл. 23 СНиП при 6 = 1,37 и aa/h,, = 100/120=0,833;
У225/2,06-105 = з,3.
Проверяем устойчивость стенки среднего отсека
балки по формуле G.8) при ФО
= V A64/462 + 65/328.5J 4- (9,7/ 109J = 0,56 < 1,
т. е. устойчивость стенки в среднем отсеке балки
обеспечена.
Расчет сварных соединений стенки с поясами.
Верхние поясные швы подкрановых балок из условий равно-
прочности с основным металлом рекомендуется
выполнять с проваркой на всю толщину стенки, и тогда их
расчет не требуется. Толщину поясных швов в общем
случае обычно вначале назначают по конструктивным
требованиям (табл. 3.3) и проверяют их прочность по
условию (при расчете по прочности металла шва):
Y Ф* */)]
Ye ■ G.9)
219

(О
143
О
ВАРИТЬ С ПОЛНЫМ ...
ПРОВАРОМ A
Г1||||. Щ Ш'мцН |,|,| tlffil1-1- I ..11Ц11111! ЩЩ J
Ш11 ЛННШЧГТУЛи jnt^JTl T'.'TiHTlMUMll'lll (ТТЛ ПТП H^P, 1И И ГТТГ-

Рис. 7.9. Рабочий чертеж подкрановой
балки (материал — сталь марки
ВСтЗспб по ГОСТ 380—71**)
а — общий вид, планы поясов н
сечения; б — деталь крепления кранового
рельса; поясные швы варить
автоматом, все остальные швы электродами
марки Э42-А; 7—5 — номера позиций
элементов балки; 1 — отв. 0 25,
болты 0 22; 2 — отв. 0 23. болты 0 20;
3. 5 — болты 0 22; 4 — крановый рельс
КР

Принимаем kf=6 и проверяем условие G.9)
A/2.1,1-0,6) КE04,7-2550/454 000)? -f A,1-209/38,8)? =
= 2,2 кН/см2 B2 МПа) < Rwf = 180 МПа,
где S/ = 30 1,4-60,7=2550 см3; E/ = 1,1— для автоматической сварки
проволокой d=3 mm, z=38,8 см (см. ранее проверку прочность
балки); ус=1; Qmax=504,7 кН; у/|=1.1; Y»/="l-
Условие прочности швов соблюдается.
Расчет опорного ребра. Опорное ребро балки
опирается на колонну строганым торцом (рис. 7.8). Из
конструктивных соображений принимаем сечение опорного
ребра 260X14 мм. Площадь смятия ребра ЛЛ=26,4Х
Х1,4 = 36,4см2.
Проверяем напряжения смятия в опорном ребре:
or = QIAr; or= E04,7/36,4) A0) = 139 MUa<Rp =
= 336 МПа при #„„=370 МПа.
Проверяем условную опорную стойку на
устойчивость. Для этого предварительно определяем:
расчетную площадь сечения
Ас = 26-1,4 + 0,65<ш Ve/Rv = 36,4 + 0,65-1 X
X 1^2,06• 10s/225 = 56 см2;
момент и радиус инерции сечения условной стойки
1,4-263/12 = 2080 см4,
= 6,09 см;
гибкость опорной стойки
lx = hef/ix = 120/6,09 = 19,7; <р = 0,965.
Проверяем устойчивость опорной стойки
а = Q/q>Ac = 504,7/0,965-56 = 9,34 кН/смг (93,4 МПа) <
<5 Ry Yc = 225 МПа, где vc = 1 •
Проверяем прочность сварных швов прикрепления
торцевого ребра к стенке — сварка ручная, &/ = 8 мм,
расчетная длина шва:
lw< 60^ = 60-0,8 = 48 см;
тш = Q/2 (P/ kf) tw = 504,7/2-0,7-0,8-48 = 9,39 кН/см2
(93,9 МПа) <5 Rwf \wf Ус ~ 180 МПа, где ywf = 1; vc == 1 >
т. е. прочность крепления торцевого ребра обеспечена.
Определение массы сварной подкрановой балки—
0<,ь = 1|>Л/р = 1,2-204-10—»-12-7,85 = 2,31 т,
222

где Л = 126-1+2-36-1,4=204 см2 = 204-10~4 и'; р=7,85 т/мэ —
плотность стали; 1C=1,2 — строительный коэффициент.
Краткие указания по
конструированию сварной подкрановой балки. Общий
вид и детали подкрановой балки показаны на рис. 7.9.
Для крепления кранового рельса в верхнем поясе
предусматривают отверстия диаметром 21—23 мм под болты
диаметром 20—22 мм, располагаемые шагом 600—750 мм
(рис. 7.9,6).
В нижнем поясе балки в приопорной части
проектируют по два отверстия для крепления балки к колонне
болтами нормальной точности (класс В) диаметром 20—
22 мм. В нижней половине опорных ребер располагают
по 6—8 отверстий для соединения балок между собой.
Торец опорного ребра строгать. В поперечных ребрах
жесткости внутренние углы срезают на 40—60 мм для
пропуска поясных сварных швов. Продольные кромки
стенки обрабатывают под сварку.
Глава 8. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОНСТРУКЦИЙ
ПОКРЫТИЯ ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. УСТРОЙСТВО ПОКРЫТИЙ
Покрытия промышленных зданий пролетом 18 м и более обычно
проектируют по стропильным фермам. Ферма представляет собой
решетчатую конструкцию, предназначенную для восприятия
нагрузки от покрытия цеха. Фермы, перекрывающие поперечный пролет
здания и опирающиеся непосредственно иа несущие элементы
(колонны, стены), называются стропильными. В случае большого
расстояния между колоннами в продольном направлении цеха, когда
существующими типами плит покрытия или прогонами его
перекрыть нельзя, вдоль цеха ставят по колоннам дополнительные
фермы и на них в пролете опирают промежуточную стропильную ферму.
Эти дополнительные фермы называют подстропильными, т. е.
служащими опорой стропильных ферм. Здесь рассматриваются только
легкие стропильные фермы как наиболее распространенные.
Покрытие по стропильным фермам может быть двух типов —
с прогонами и без них. В покрытии с прогонами в качестве несущих
элементов применяют легкобетонные, железобетонные или асбесто-
цементные плиты сравнительно небольшой длины — до 3 м. Второй
тип покрытия (беспрогонное) более распространен, так как
позволяет сэкономить металл. Несущие плиты покрытия здесь опираются
непосредственно на верхний пояс стропильных ферм. Стандартные
железобетонные плиты для покрытии промышленных одноэтажных
зданий имеют номинальные размеры в плане 1,5x6 и 3X6 м и
высоту продольных ребер 300 мм, а размерами 1,5x12 и 3x12 м —
высоту ребер 450 мм (табл. 8.1). Шаг стропильных ферм должен
223

Таблица 8.1. Типовые железобетонные предварительно напряженный плиты покрытий
для одноэтажных промышленных зданий при нормальных эксплуатационных условиях
(альбом рабочих чертежей — серии t.465-7)
Эскиз
Условная марка плиты
Класс
бетона
Расход
стали, кг
Масса,
т/м2
Полная
расчетная нагрузка,
кН/м2
6
-I
, —гг —гг
1 II II II
l-li-JI 1L_J
5970
П-1
П-5
1,5x6
ПЛ-1
1,5x6
1,5x6
ПЛ-3
1,5x6
ВЗО
В40
26—49
26-37
1,5
0,169
5,1-12,3
4,4-7,2
П-1
3X6
ПЛ-1
3X6
П-6
3X6
ПЛ-4
Зхб
ВЗО
В40
40—99
10—68
2,7
0,152
3,2—9,6
3,5-6,7

СП
to
ГТТ~ГГ"ТГТГ~ГПГТГЛ
k_ii._lLJLJJ_U_U.JU
«950
и и ii ii и и n .
L. IL -J L JJ _ 11 J!_ Л _l LJ
11960
за
06*11
} Kf~°
Щ1 ,
I
л V
I §i
1 °>l
П-1 П-4
1,5x12 1,5x12
ПЛ-1 ПЛ-5
1,5x12 1,5x12
П1-1 П1-5
3X12 3X12
П11-1 П11-5
3x12 3x12
B40
B50
B40
B50
147—287
114—240
195—334
199—391
3,1
0,175
5,7—7
0,16—0,196
10 4—15,5
6,1-10,1
3,45—5,75
4,3-7,8
Примечания: 1. Плиты условных марок П-1—П-6 предназначены для нормальных эксплуатапионных
условий; марок ПЛ-1—ПЛ-5 — для легкосбрасываемои кровли; марок П1-1—П1-5 — для покрытий в I и II снеговых
районах, а П11-1—П11-5 — в III и IV снеговых районах. 2. В условных марках плит, согласно Справочнику
проектировщика [9], цифровой индекс обозначает несущую способность плит. Индекс, характеризующий вид
напрягаемой арматуры, опущен. Если плига, например, армирована стержнями класса A-IV, то в проекте указывают мар-
ПА— IV ПЛА—IV
ку: ■■■ „;-д——1 ила—г~~—~1 н т.д.
3x6
зхб

соответствовать пролету таких плнт — 6 нли 12 м. Для обеспечения
жесткости покрытия железобетонные плнты на опорах приваривают
к поясам ферм, Прн применении типовых железобетонных плит
в расчетах нагрузок следует принимать массу плнт по табл. 8.1.
В холодных (неутепленных) крышах по несущим плитам
устраивают асфальтовую нлн цементную стяжку толщиной 2—3 см, а
сверху стяжки наклеивают рулонный ковер из рубероида и пергамина
(в три—четыре слоя), а затем укладывают защитный слой из
гравия. В теплых крышах по плитам устраивают паронзоляцию из двух
слоев пергамина илн асфальтовую стяжку, а затем укладывают
утеплитель (мвнераловатные плнты, ячеистый нлн легкий бетой в виде
плнт и др.), сверху утеплителя — асфальтовую нлн цементную
стяжку — 2—3 см, а потом трех-четырехслойный ковер из
пергамина и рубероида и защитный слой из гравия. Иногда в холодных
н теплых покрытиях применяют волнистые асбестоцементные или
стальные листы и оцинкованный стальной профилированный настил,
которые крепят к прогонам Г-образными кляммерами или болтами.
Стальные листы допускается приваривать к прогонам, в этом
случае болты не ставят.
Для снижения веса кровли и повышения ее долговечности
рационально применять плиты из алюминиевых сплавов — как
холодные, так и теплые. Для холодных покрытий рекомендуются волиис-
иые листы длиной до 6 м и шириной 1150 мм, толщиной листа
0,8 мм. Теплые покрытия выполняются в виде трехслойных
утепленных панелей, у которых верхним слоем служит алюминиевый
волнистый лист, средним — утеплитель и нижним — прессованная
асбестофанера, водостойкие дреЕесно-стружечные плиты или
слоистая фанера.
Аналогичную конструкцию утепленных панелей для кровли
выполняют с несущим нижним слоем из профилированного
оцинкованного стального настила (по ГОСТ 24045—86), утеплителя (сверху)
из пеиополистирола и двух-трехслойиого рулонного покрытия
(см. рис. 8.16). В табл. 8.2 приведены приближенные значения
толщин утеплителей некоторых видов в зависимости от расчетной
наружной температуры воздуха, которые можно применять при
разработке курсовых проектов и контрольных работ по строительным
Таблица 8.2. Выбор утеплителя для теплых крыш
производственных, жилых и общественных зданий
Утеплитель, его плотность р,
кг/м". коэффициент
теплопроводности X, Вт/(м-°С)
Пенобетон или газобетон, пе-
ио- или газосиликат:
р = 400, Л,= 0,15
р=600, Х=0,26
Расчетная
наружная

температура
воздуха,
СС
—20
—Ж)
-40
—20
—30
— 40
Толщина утеплителя, мм.
для зданий

производственных
100
120
160
НО
160
210
жилых и
общественных
100
160
200
120
200
260
226

Продолжение табл. 8.2
Утеплитель, его плотность р.
кг/м8, коэффициент
теплопроводности 1, Вт/(м.°С)
Минераловатные жесткие
плиты на битумном связующем:
р = 200, Х=0,08
р = 300, Х=0,09
Фибролитовые плиты иа
цементном вяжущем
р = 300, Х-0,14
Керамзитобетонные и керамзи-
топеиобетонные плиты
р = 400, Х«=0,18
Засыпки из пемзы, трепела,
керамзитового гравия, шунгизита
р = 400, Х=0,14
Перлитовые и вермикулито-
вые плиты иа цементном
вяжущем
р=300—400, Х = 0,11...0,13
Пеностекло или газостекло
р = 300, Х=0,12
Жесткие плиты из полимерных
материалов: пенополистирол,
пенопласт, перлитопластобетон
р=100...200, Х=0,05...0,06
Расчетная
наружная

температура
воздуха,
«С
—20
—30
—40
—20
—30
—40
—20
—30
—40
—20
—30
—40
-20
—30
—40
—20
—30
—40
-20
—30
—40
—20
—30
—40
Толщина утеплителя, мм.
для зданий

производственных
50
60
80
50
£0
100
50
60
80
100
120
160
100
120
160
50
60
80
50
60
80
40
50
60
жилых и
общественных
75
125
175
75
150
200
75
150
200
100
170
220
100
170
220
80
130
180
80
130
180
60
100
120
Примечания: I, Расчетные коэффициенты
теплопроводности к, приведенные в Вт/(м-"С), даны в соответствии со СНиП
II-3-79** (для условий эксплуатации зданий при нормальном влаж-
15*
227

Продолжение табл. 8.2
ностном режиме помещений). 2. Применение рыхлых материалов
плотностью более 500 кг/м3 для теплоизоляции бесчердачных
покрытий в зданиях с несущими металлоконструкциями не допускается.
3. Теплоизоляционные материалы плотностью свыше 700 кг/м3
применять в качестве утеплителей не рекомендуется.
конструкциям. В условиях реального проектирования толщину
необходимо определять на основании теплотехнических расчетов в
соответствии с нормативными требованиями.
Необходимость устройства пароизоляционного слоя в
покрытиях здания зависит от влажности воздуха в помещениях. В
покрытиях над помещениями с сухим н нормальным влажиостными
режимами (относительная влажность до 60 %) пароизоляцию можно не
устраивать, в помещениях с влажным режимом F1—75%)
необходим пароизоляционный слой в виде оклейки одним слоем
рулонного материала (рубероид, пергамин или гидроизол), а с мокрым
режимом (более 75%)—двумя слоями рулонного материала. При
этом в капитальных покрытиях прн сплошном железобетонном
основании н неорганическом утеплителе допускается взамен одного
слоя рулонного материала выполнять паронзоляцию в виде обмазки
поверхности битумом слоем 1,5—2 мм, а вместо двухслойной
рулонной пароизоляции делать однослойную.
§ 2. ТИПЫ СТРОПИЛЬНЫХ ФЕРМ И СВЯЗИ
Стропильные фермы разлячают по очертанию поясов и по виду
решетки. По очертанию поясов фермы бывают с параллельными
поясами, односкатные (трапецеидальные), полигональные н
треугольные (рис. 8.1,а—д). Выбор типа фермы зависит от назначения
здания, профиля кровли и системы водоотвода, материала покрытия
и экономических факторов. В промышленном строительстве
наибольшее применение имеют унифицированные типовые фермы
полигональные, односкатные, двускатные и с параллельными поясами
(рис. 8.1, е—м).
Решетка в фермах бывает либо раскосной, когда она образуется
непрерывным чередованием раскоса н стоек (рис. 18,6), либо
треугольной, в которой зигзаг решетки образуется из одних раскосов,
а стойки являютси дополнительными элементами (рис. 8.1, а). На
практике чаще всего применяют треугольную решетку; общая
длина ее элементов меньше, чем у раскосной.
При проектировании ферм пролет обычно указывают в
техническом задании. Предварительно назначают высоту ферм, размер
и число панелей. Оптимальная высота h в середине пролета фермы,
удовлетворяющая требованиям жесткости и наименьшей массе,
составляет в фермах с параллельными поясами, трапециевидных и
полигональных— в среднем '/в', уклон верхнего пояса Vs—V12, а в
треугольных фермах V*—Чъ1, где / — пролет фермы. На практике
высоту фермы следует увязывать с габаритами транспортных средств.
Размер панели назначают в зависимости от ширины
стандартных железобетонных плит покрытия A,5 илн 3 м), т. е. с таким
расчетом, чтобы усилия от несущих ребер плит покрытия
передавались в центр узла решетки фермы, В тех случаях, когда усилие
228

1/12 ь/гъи
1 BB I 6000\BOOQ f вставка
Рис. 8.1. Стропильные фермы
a—d — типы ферм по очертанию поясов; е—э — типовые полигональные; и —
типовая односкатная; к, л —типовые с параллельными поясами для плоских
покрытий; м — двухскатная для кровель из асбестоцементных листов (высота
опорных стоек ферм указана по обушкам поясов нз уголков)
от плит покрытия не совпадает с центром узла, верхний пояс
испытывает не только сжатие, ио и изгиб. В свизи с этим пояса
получаются более тяжелыми и их рассчитывают как сжато-изогнутые
элементы. Для ликвидации изгибающего момента целесообразно
в решетку вводить дополнительные шпренгели, которые работают на
местную нагрузку и устраняют таким образом изгиб пояса. Наклон
раскосов решетки должен быть в пределах 35—50° (в среднем 45").
Общий габарят фермы нли ее отправочных частей зависит
также от вида транспортных средств н должен быть с ними увязан.
При перевозке по железной дороге наибольший размер конструк-
пин по вертикали равен 3,8, по горизонтали — 3,2, а по длине —
13 м для одной четырехосной платформы, поэтому фермы больших
пролетов расчленяют на несколько равных или неравных частей.
При пролетах до 42 м типовые фермы обычно составляют из двух
или трех отправочных марок (частей).
В настоящее время для повышения индустриальное™
строительства схемы стропильных ферм, а также мостов, радиомачт и башен,
опор линий электропередачи унифицированы. Для
унифицированных схем стропильных ферм производственных зданий с
рулонной кровлей проектируют панели длиной 1 = 3 м, уклон верхнего
пояса 7i2—'la, высоту опорной стойки 2200 мм (см. рис, 8.1, е—и). Ре-
229

шетка — треугольная, с добавлением шпреигеля при кровельных
плитах шириной 1,5 м. Для плоских нровель предусмотрены фермы
с параллельными поясами, уклон по верхнему поясу 1,5%, высота
опорной стойки 3150 мм (см. рис. 8.1,к,л), а для кровель нз асбе-
стоцемеитных листов усиленного профиля по прогонам — фермы
с уклоном верхнего пояса 7з,5 @,28о), высота опорной стойки
450 мм, длина панели 1,5 м (см. рис. 8.1,м).
Вес типовых ферм gv в зависимости от расчетной разгрузки
конструкций покрытия q—(p+g) составляет:
при пролете 18 м £„=0,04+0,014 q, кН/м*
Г » 24 м • tfp=0,04-f 0,03 q, »
» » 30 м £в=0,05-Н>,ОЭ Ч> »
э » 36 м |гр=0,05+0,04 q, ъ
Ориентировочная масса элементов покрытия в зависимости от
группы цехов указана в табл. 8.3.
Таблица 8.3, Ориентировочная масса элементов покрытия, кг/м,
промышленного одноэтажного эдаиия
Элементы покрытия
Стропильные фермы
Подстропильные фермы
Прогоны
Фонари
Связи
Итого
Цех с режима* реботы (с краном
грузоподъемностью Qc. т)
легким
(до 15)
16-25
0-6
10—12
0—10
3-4
30-50
средним
B'i-lCO)
18—30
4—7
12—18
8—12
3—5
45-70
тяжелым
B00—35С)
20—40
8—20
12-16
8-12
8—15
50-80
Связи служат для придания покрытию к цеху и целом
пространственной жесткости, а также для обеспечения устойчивости
отдельных стержней фермы. Связи, располагаемые в уровне верхнего
и нижнего поясов фермы, называют горизонтальными, а
устанавливаемые в вертикальной плоскости между смежными фермами —
вертикальными. Горизонтальные связи по верхним поясам ферм
обеспечивают устойчивость верхнего пояса при работе из его
плоскости. Ставят их в поперечном направлении в крайних (торцевых)
пролетах цеха и в отсеках у температурного шва, а также в
середине блока на расстоянии 50—60 м один от других (рнс. 8.2, а),
размеры температурных отсеков приведены далее в табл. 8 12
Горизонтальные связи по нижним поясам ферм располагают по
исему периметру цеха или температурного отсека, т. е. в продольном
и поперечном направлениях цеха (рис. 8.2,6). Главное назначение
этих связей состоит в том, чтобы обеспечкть пространственную
работу иаркаса при действии значительных местных горизонтальных
нагрузок (от торможения кранов н т. п.). Связевые фермы,
располагаемые в торцах здания, воспринимают ветровые нагрузки от кон-
230

а)
кАРиднтг
I
Рнс. 8.2. Проектирование связей в
одно»тажном промышленном здании
а — Горизонтальных по верхним
поясам ферм, решетка связей
крестовая или (вариант 2) треугольная;
б — то же. по нижним поясам
ферм; в — вертикальных междуко-
лоНнамн я фермами; / —
горизонтальные с»язй; 2 — вертикальные
связи; 3 — распорки; 4 — фермы;
5 — колонны

струкций торцевого фахверка. Промежуточные поперечные связи
в плоскости нижних поясов устраивают, как и в плоскости верхних
поясов ферм, через 50—60 м.
В цехах с легким режимом AК—2К) работы кранов
продольные связи по нижним поясам ферм можно не проектировать, если
обеспечивается предельная гибкость элементов фермы Решетка
связей может быть как крестовой, так и треугольной.
Вертикальные связи между фермами обеспечивают устойчивость
ферм во время монтажа, и в смонтированных конструкциях
покрытия они повышают общую жесткость блока, состоящего из двух
стропильных ферм и поперечных связей по верхним и нижним
поясам. Вертикальные связи располагают обычно в торцах и
посередине пролета фермы на расстоянии 9—12 м одии от других по длине
фермы. При пролетах ферм до 24 м достаточно поставить одну связь
посередине, а при больших пролетах — две-три связи. По длине
цеха вертикальные связи ставят через три-четыре шага стропильных
ферм, обязательно совмещая их с поперечными связями в
плоскостях верхних и нижних поясов ферм В промежутках, где эти связи
отсутствуют, ставят распорки (рис. 8 2, в).
К вертикальным связям предъявляются большие требования по
жесткости, чем к горизонтальным, поэтому их устраивают в виде
фермочек со стержнями из двух уголков, а горизонтальные связи
выполняют, как правило, крестообразными из одиночных уголков
(см. рис. 8 2).
Типы сечений стержней ферм. Выбор типа сечения стержней
ферм определяется в основном назначением и конструкцией фермы.
Для легких ферм применяют стержни из двух спаренных или
одиночных уголков, тавров, двутавров н швеллеров, труб, гнутых и гну-
тосварных замкнутых профилей—ГСП (рис. 8 3). Для тяжелых
стальных ферм, применяемых в мостостроении, краиах, копрах,
эстакадах и т. п., стержни обычно проектируют двухстенчатыми,
составленными нз нескольких элементов, соединенных на сварке или
клепке (рис. 8.4).
В легких фермах достаточно широко применяются стержни из
двух уголков, соединенных в узлах на фасовках Это традиционное
решение позволяет проектировать фермы различных типов,
подбирать приемлемые по площади сечения на всевозможные нагрузки,
эффективно решать узлы примыканий к фермам прогонов, связей,
панелей покрытий н т. п Однако фермы из спаренных уголковых
профилей отличаются большим разнообразием типоразмеров
элементов, значительным расходом металла на фасонки и прокладки,
увеличенной трудоемкостью изготовления, неудобством окраски
стержней в эксплуатации (особенно щелей между ветвями).
Поэтому в последние годы разработаны новые, эффективные
конструкции стропильных ферм со стержнями из широкополочиых
двутавров, электросварных труб и замкнутых гнутосвариых
профилей, а также с поясами из тавров (получаемых продольной резкой
пополам широкополочных двутавров) и решеткой из одиночных
уголков. Преимуществом трубчатых стержней является их равио-
устойчивость в двух плоскостях, хорошая обтекаемость и стойкость
против коррозии, удобство окраски в эксплуатации, что
способствует увеличению их долговечности. Однако сложность узловых
сопряжений затрудняет их широкое применение.
На заводах освоено изготовление стропильных ферм из
замкнутых гнутосварных профилей (ГСП) прямоугольного или квадрат-
232

Рис. 8.3. Компоновка сечеиий элементов легких ферм
а—д, з — из уголковых профилей; е, и — из швеллеров; ж — трубчатое
сечение; к — тавровый профиль; л — широкополочиый двутавр; м — из гиутосвар-
иых замкнутых профилей квадратного или прямоугольного сечеиия
ного сечеиий, образуемых из лрстов толщиной 3—8 мм (см, табл.
3, 4 прил. VIII). В конструктивном отношении такие фермы проще,
чем из труб круглого сечения.
Широкополочные двутавры особеиио эффективны для верхних
поясов ферм, которые воспринимают сжимающие усилия и
изгибающие моменты. Тавровое сечение поясов позволяет сравнительно
просто конструировать узлы примыкания элементов решетки,
особенно из одиночных уголков.
Прн выборе типа сечений стержней фермы необходимо
учитывать: назначение и условия работы конструкции, технологию
изготовления и монтажа, наличие профилей сортамента и, в конечном
счете, экономическую эффективность как по расходу металла, так
и общей стоимости. Тенденция в строительстве к ускоренному
крупноблочному монтажу конструкций во многих случаях является
определяющей для назначения типов ферм и их элементов.
233

п)
i X
е)
щ
У В)
1 UJ LЛ
Рис. S.4. Типы сечений элементов тяжелых ферм
а _ Н-образное сечение из трех листов; б — нз перавнополочных уголков,
соединенных горизонтальным листом (пунктиром показан вариант усиления
поясов); в — из двух швеллеров; г — из четырех уголков; д, е — коробчатые
сечения; ж — из гнутосварных профилей; э — широкополочный двутавр
§ 3. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ
СТРОПИЛЬНЫХ ФЕРМ
При расчете сечений элементов фермы из уголков и тавров
допускают, что все стержни в узлах соединены шарнирно. Это
допущение возможно для гибких стержней, у которых отношение
высоты сечеиия стержня h к его расчетной длине hi меньше 0,1
фЦе!<\1Щ.
В фермах со стержнями повышенной жесткости (из двутавров,
труб, Н-образиых сечений), у которых отношение высоты сечении
к длине превышает 1/10 при температуре эксплуатации не ниже —
40 °С и Vis — при температуре ниже—40 °С, необходимо в расчете
учитывать дополнительные изгибающие моменты в стержнях от
жесткости узлов. При этом осевые усилия определяют по
шарнирной схеме узлов, а дополнительные моменты—приближенно.
Смещение оси поясов ферм, также ведущее к возникновению моментов,
не учитывается, если оно не превышает 1,5% высоты пояса.
При равномерном опираняи конструкций покрытия на верхний
пояс ферм (в беспрогонной кровле) дополнительные моменты
допускается вычислять по следующим формулам: пролетные моменты:
в крайней панели — Me°=ql2!\0; в .промежуточной панели— Ма =
— qi2/12; момент в узле (опорный)—Ms=ql4\B, где q —
значение равномерно распределенной нагрузки; i — длнна панели [пра
разных примыкающих к узлу панелях l=(li+h)/2].
Расчет ферм, особенно при вариантном проектировании и
выборе наиболее эффективного решения, следует выполнять на ЭВМ,
например иа комплексе PACK, по программе «Лира» и др.
■ Сосредоточенные силы F, приходящиеся на узел фермы,
определяют по формуле
(в.!)
234

где (g+p) — расчетные равномерно распределенные постоянная g
и временная р нагрузки (включая собственный вес фермы, связей,
прогонов и т.д.); It — расстояние между фермами (шаг ферм); Ь —
длина панели пояса фермы [при разных панелях принимают Ь =
(&+Ь)/2]
A+2)/]
При больших уклонах кровли (например, в треугольных фермах)
собственный вес кровли принимают с учетом ваклона ската а:
«;=£,/«* а. (8.2)
Нагрузку от еиега подсчитывают в соответствии €0 СНиП
2.01.07—85 «Нагрузки и воздействия» с учетом конфигурации и
угла наклона скатов кровли и района строительства по степени
снегового покрова (прил. I).
Расчетная снеговая нагрузка s равна:
где\/=1,4...1,6 — коэффиинеит нздежиости по нагрузке; s0 —вес
снегового покрова на 1 м* горизонтали»! поверхности земли; ц —
коэффициент перехода от веса снегового вскрова иа горизонтальной
поверхности земли к нормативной нагрузке иа покрытие (см гл 2).
Расчет прогонов. Прогоны по верхним поясам ферм устраивают
в холодных покрытиях из металлических или асбестоцемевтных
листов, а также при прнменеиив малогабаритных плит из легкого или
тяжелого бетона. Выполняют их, как правило, нз ирокатиых
профилей (швеллеров и двутавров). Эти прогоны, будучи
расположенными под углом к вертикальной плоскости действия усилия,
испытывают косой изгиб (рнс. 8.5,а), Действующая на прогон
вертикальная нагрузка от веса кровли и снега раскладывается на две
составляющие; qx — нормально к скату н <уг— параллельно скату:
<?ж = <7 cos a; qv — q sin а.
Расчетные изгибающие моменты будут:
£ (8.3)
Суммарное напряжение в сечении прогона от действия этих
моментов при статической нагрузке и закреплении от потери
устойчивости не должно превышать расчетного сопротивления стали (с
учетом развития пластических деформаций):
Следует иметь в виду, что хотя момент Му (от сил qv вдоль
ската) те велик по абсолютному значению, напряжения аи будут
значительны, так как момент сопротивления прокатных профилей
Wy чрезвычайно мал (в 10—12 раз меньше, чем Wx). Для
уменьшения напряжений: о„ прогоны в середине пролета раскрепляют
тяжами (см. рис. 8.5,6). Таким образом нролет уменьшается в 2 раза,
а изгибающий момент — соответственно в 4 раза.
Прогибы прогонов проверяют по формуле для второй группы
предельных состояний (по деформациям)-
ftK U /41= 1/200.
235

Рис. S.5. Проектирование прогонов (а) и устройство тяжей (б)
/ — кровельные плиты; 2 — прогоны; 3 — тяжи диаметром 16—18 мм
При несоблюдении этого условия сечение прогона увеличивают.
Прутковые прогоны применяют для пролетов 9—12 м; онн
более трудоемки в изготовлении, чем прокатные, поэтому
целесообразность их постановки должна быть экономически обоснована.
Подбор сечений элементов ферм. Усилия в элементах фермы
определяют иа ЭВМ по соответствующим программам или обычно,
построением диаграммы Кремоны, или аналитическими методами.
Зная усилия, стержни в основном рассчитывают по формулам
центрального сжатия или растяжения Площадь сечснпя растянутых
элементов находят по формуле, полученной из условия прочности
элемента: An>NlRvyr, а сжатых элементов — по формуле,
полученной из условия устойчивости элемента: A>NI<pRvyc,
где N — усилие в элементе; Ry — расчетное сопротивление стали; ф —
коэффициент продольного изгиба, принимаемый вначале 0,7—0,8 для
поясов и 0,5—0,6 для стержней решетки; ус — коэффициент условий
работы.
Сечение стержней фермы из уголковых профилей составляют
обычно нз двух уголков в виде тавра, я п монтажных соединениях
в виде крестообразного профиля (см. рис. 8.3). После подбора се-
236

чения элемента проверяют его гибкость X. Должно соблюдаться >с-
ловие
b = lelHmin<him, (8.6)
где Li — расчетная длина стержня; imm — минимальный радиус
инерции; Xjjm — предельная гибкость, принимаемая по табл. 8.4.
Таблица 8.4. Предельная гибкость сжатых и растянутых элементов
ферм, балок и колонн
Элементы конструкции
Пояса, опорные
раскосы и стойки ферм,
передающие опорные реакции
Прочие элементы ферм
Связи покрытий (за
исключением тяжей)
Элементы вертикальных
связей между
колоннами (ниже подкрановых
балок)
Прочие элементы связей
Верхние пояса
стропильных ферм, не
закрепленные в процессе монтажа
Нижние пояса
подкрановых балок и ферм
Основные колонны
Второстепенные колонны
и стойки (стойки
фахверка, фонарей и т. п.),
элементы решетки
колонн
him для
■§
тержв
о
к
1
ежа
120
150
200
150
200
220
—
120
150
растянутых стержней
при
непосредственном
воздействии
динамической
нагрузки
250
350
400
300
400
—
—
—
—
при
статической
иагручке
400
400
400
300
400
—
—
—
—
при нагрузке
от кранов
и
железнодорожных
составов
250
300
300
200
300
—
150
—
—
Расчетную длину 1е\ элементов плоских ферм принимают:
в плоскости фермы — для поясов и опорных раскосов н стоек —
равной расстоянию между центрами узлов l(Ut = l), а для прочих
элементов — 1е[=0,81;
в направлении из плоскости фермы — для всех элементов —
равной расстоянию 1\ между узлами, закрепленными от смещения из
плоскости фермы (для поясов это расстояние между точками
закрепления горизонтальных связей или точками приварки жестких
плит покрытия, т, е. lef=h; для элементов решетки — расстояния
между центрами узлов, или lef=l).
237

Сечение сжатых стержней при малых усилиях, а также элементы
связей подбирают по заданной предельной гибкости Хцт находят
*ребуемый радиус инерции сечения
а затем по сортаменту выбирают профиль уголков Минимальный
профиль уголков для ферм назначают: равнополочных 50X5, не-
равмополочных 63X40x5 мм.
Пример 8.1. Задание: спроектировать стропильную
ферму промышленного здания при следующих данных:
пролет фермы 24 м, шаг ферм в продольном
направлении б м. Кровля теплая, состоящая из ребристых
железобетонных плит условной марки П-1 размером 3X6 м,
пароизоляции, утеплителя из пенобетоиных плит, р =
=500 кг/м3, толщиной 120 мм, асфальтобетонной
стяжки и четырехсложного гидроизоляционного ковра из
рубероида и пергамина. Место строительства — г.
Свердловск, расчетный район по снеговому покрову — III.
Материал фермы — сталь марки ВСтЗпсб по ГОСТ
380—71*, Ry—235 МПа. Соединения стержней в узлах
фермы — на сварке, электроды марки Э42. Дать вариант
расчета поясов фермы из низколегированной стали
марки 14Г2, по ГОСТ 19281—73*. Коэффициент надежности
по назначению у„=0,95.
Решение
Определение расчетных нагрузок. Подсчет нагрузок
приведен в табл. 8.5. Вычисляем узловые нагрузки. Для
этого предварительно намечаем длину панели фермы
3 м, равную ширине железобетонных плит покрытия.
Нагрузка от продольных ребер плиты будет передаваться
непосредственно на узлы фермы. При уклоне кровли '/и
угол а=4°48' и cos а =0,996.
Последовательно определяем:
усилие F] на крайнюю стойку
F, = /j F,/2) (g/cos a + р) v,, = 6 C/2) C503/0,906 -f
-\- 1400H,95 = 42 000 Н = 42 кН;
усилие F2 на средние узлы
^2= /i &i (g/cos a + p) Yn = 6-3C503/0,996+
~\- 1400) 0,95 = 84 000 Н = 84 кН;
опорную реакцию от полного загружеиия фермы
RA = Ft+ 3FZ+ Fg/2 = 42+ 3-84+ 84/2 = 336 кН.
Определение усилий в элементах фермы можно вес-
238

Таблица 8.5. Расчетные нагрузки иа ферму
Нагрузка

Постоянная

Временная
Элементы пек рытая
и расчет нагрузок
Четырехслойный
гидроизоляционный ковер на
битумной мастике,
расчет 40X4
Цементная стяжка —
20 мм, р=2000 кг/м3;
0,02-2000 A0)
Утеплитель из пенабе-
тонных плит, р=500
кг/м3 — 130; 0,13-500
(Ю)
Пароизоляция (два слоя
пергамина), расчет 40х
Х2
Крупнопанельные
железобетонные плиты ЗХ
Хб м, приведенная
толщина 5,8 см (по катало-
ГУ)
Стальные конструкции
(фермы и связи) по табл.
8 3 ориентировочно
Итого
Снеговая нагрузка по
всему покрытию прн
ц—1 (при уклоне
кровли а<25°), 41=100-1
(Ю)
Всего

Нормативная
иагрузка,
Н/м»
160
400
650
80
1433
300
—
1000
—
Коэффициент
надежности
по нагрузке
V/
1,3
1.3
1,2
1,3
1,1
1,05
—
1,4
—
Расчетная
нагрузка,
Н/м2
20«
520
780
104
1576
315
3503
1400
4903
ти графическим способом — построением диаграммы
Максвелла — Кремоны или аналитическим (включая
программы расчета на ЭВМ). В этом примере усилия
определены графическим способом (рис. 8.6).
Построена одна диаграмма при полном загружении узлов
фермы постоянной и временной нагрузками, так как при
треугольной решетке в полигональных фермах это, как
правило, наиболее невыгодное ее загружение. В общем
случае для выявления наихудшего загружения стержней
фермы рекомендуется строить две диаграммы: от
действия узловых постоянных нагрузок и от временных
238

ГЕОМЕТРИЧЕСКИЕ РАЗМЕРЫ. ММ
УСИЛИЯ, кН
ГелСла8-КремоиыР(б)СКаЯ """" стропильиой *еРмы <а> и Диаграмма Макс-
(снеговых) нагрузок на половине пролета фермы (слева
или справа). Расчетное усилие определяют, суммируя
усилия одного знака, вычисленные по диаграммам (см
например, расчет усилий в примере 8.3). При
построении диаграмм обычно принимают масштаб: в 1 см 50—
100 кН. Для симметрично нагруженной фермы можно
строить диаграмму при действии единичных нагрузок
в узлах (F=l), а затем полученные значения усилий не-
обхоцимо умножить на фактические узловые нагрузки.
Вычисленные по примеру усилия сведены в табл. 8.6
к рис. 8.6, айв таблицу подбора сечений элементов
Фермы (см. табл. 8.7).
Подбор сечений. Сечения подбираем по формулам
центрального сжатия или растяжения. Для верхнего
пояса Nmax=—670 кН. Требуемая площадь сечения
уголков при ф~0,7 и Yc=0,95 составит
Ad~ NmaxlqRv Vc= 670 000/0,7-23 500-0,95 = 42,9 см3.
Из сортамента находим равнополочные уголки 140Х
Х10, Л = 27,3-2 = 54,6 см2. Фасонки принимаем толщи-
НОЙл/=т1г мтм в зависимости от усилия в опорном
раскосе N= 475 кН по табл. 8.7.
240

Таблица 8.6. Усилия в стержнях фермы (к рис. 8.6, а)
Элемента фермы
Верхний пояс
Нижний пояс
Раскосы
Стойки
Обозначение
стержня по
диаграмме
III-1
IV—3
V—4
VI—в
1-2
1-5
. 1-2
2—3
4-5
5-6
II-I
3—4
6—6
Расчетное усилие, кН, при
сжатии
0
—590
—590
—670
—
—475
—120
—15
—42
—84
растяжении
i_
+375
+650
+260
+20
Таблица 8.7. Рекомендуемые толщины фасоиок
Л'
t.
N
t,
, кН
мм
, кН
мм
До 250
8
1010—1400
16
260-400
10
1410—1800
18
410—600
12
610-1000
14
Более 1800
20
Тогда радиусы инерции сечения верхнего пояса
равны: £х=4,33 см; iv=6,I9 см;
гибкость:
кх = 1ХЦХ = 301/4,33 = 69 < кНт = 120;
ку = iyliv = 602/6,19= 97 < 120.
Здесь принято /^=602 см для случая, если нет
указаний о приварке ребер железобетонных панелей в
местах опор на верхнем поясе и гибкость пояса зависит от
схемы горизонтальных связей. Если проектом
предусмотрена приварка опор ребер панелей во всех узлах фермы,
то панели покрытия будут работать как жесткие
распорки и тогда расчетная длина пояса 1У из плоскости
фермы будет равна расстоянию между смежными узлами,
т. е. 1и = 1х=Ш см.
По табл. 1 прил. IV находим <р* = 0,775; <$у = 0,59.
16-612
241

Тогда
cmos = 670/0,59-54,6 = 20,8 кН/ем*<208 МПа} < ffy ye =
= 236-0,95 = 223 МПа.
В случае необходимости иметь некоторый запас
прочности и повысить жесткость пояса из плоскости фермы
можно принять неравнополочные уголки, например 180Х
XI10X10, для которых 4=28,3-2=56,6 см2, a i№ —
=8,69 см, k=3,l2 см. Тогда
Ху = 602/8,69 = 69 и фу = 0,775; ** =301/3,12 = 96; фх = 0,б2;
о,, = 670/0,62-56,6 = 19,1 кН/см» A91 МПа) < Rv yc = 223 МПа.
В данном случае равнополочные уголки экономичнее,
так как для них площадь сечения Л=54,6<56,6 см2.
При учете расчетной длины сжатых элементов пояса
AХ или 1У) необходимо помнить, что в плоскости фермы
расчетная длина 1Х равна расстоянию между смежными
узлами фермы, а из плоскости фермы 1У — расстоянию
между узлами крепления горизонтальных связей,
которое может соответствовать длине одной, двух или
нескольких панелей фермы (т.е. 1У = пп\х, где пп — число
панелей, охватываемых горизонтальными связями
в уровне верхнего пояса). В этом примере 1У=21Х =
=2-301=602 см (см. план связей на рис. 8.2).
Рассчитываем сечение нижнего пояса.
Максимальное усилие растяжения в стержне 1—5;
Nmax=650 кН. Требуемая площадь поверхности сечения
составит при ус=0,95
Ап = NIRy Yc = 650/23,5-0,95 = 29,2 см2.
По сортаменту находим: равнополочные уголки
_JL Ю0Х8; А = 15,6-2=31,2 см2; i*=3,07 см; ^=4,5 см
или неравнополочные уголки_j|_ 125X80X8; Л = 16-2 =
=32 см2. Расчетная длина: /х=6 м — расстояние
между смежными узлами фермы; /^=6 м — расстояние
между узлами связей по нижнему поясу.
Гибкость элемента при применении равнополочных
уголков:
%х = 1ХЦХ = 600/3,07 = 196 < 400;
Ку = lyliy = 600/4,54 = 133 < 400,
где ^„ = 4,54 см при расстоянии между уголками 12 мм, равном
толщине фасонки.
Стержень 1—2 нижнего пояса решаем из такого же
профиля уголков, удовлетворяющих требованию
гибкости (Х<а«т=400).
242

м Таблица 8.8. Таблица подбора сечений элементе» фермы
о*
*
Элемент
Верхний
пояс
Нижний
пояс
Раскосы
Стойки
Ю
ОЭ

Обозначение
стержня
III—1
IV—3
V—4
VI—6
1—2
1—5
1—2
2—3
4—5
5—6
11-1
3—4
6—6
Расчетное
усилие,
КН.
с—» сжа-
тяе,
«+»
растяжение
0
-590
—590
—670
+375
+650
—475
+260
—120
—15
—42
—84
+20
Принятое сечение
-|Г 140x10,
конструктивно
То же
»
-1Г 140x10
-|Г 100x8,
конструктивно
1 Г 100x8
~| Г 140хЮ, кон-
лнцм* шЧВтшяъ Y%WUt^
структивно
"I Г 83X5
-If 80x6
"| Г 80x6,
конструктивно
"| Г 63X5, конст-
__ ш ■ « ■ чш ш VI М^Ъ
руктивно
 Г 63X5
~| Г 63x5,
конструктивно
|
54,6
54,6
54,6
54,6
31,2
31,2
54,6
12,26
18,76
18,76
12,26
12,26
12,26
Расчетная
длина, см
301
301
301
301
600
600
387
310
337
337
176
216
256
602
602
602
602
600
600
387
387
421
421
220
270
320
Радиус
инерции, см
4,33
4,33
4,33
4,33
3,07
3,07
4,33
1,94
2,47
2,47
1,94
1,94
2,44
ч
6,19
6,19
6,19
6,19
4,54
4,54
6,19
3,04
3,72
3,72
3,04
3,04
2,44
х.
69
69
69
69
196
196
89
160
136
136
91
111
105
X,
97
97
97
97
133
133
63
127
113
113
73
89
131
_
0,59
0,59
0,59
0,62
0,345
0,345
0,61
0,47
ус
_
0,95
0,95
0,95
0,95
0,95
0,95
0,95
0,8
0,8
0,95
0,8
0,95
- Напряжение
0, МПа

фактическое
183
183
208
120
208
140
212
285
23,2
56,2
146
16.3

расчетное
_
223
223
223
223
223
223
223
188
188
223
188
223

Аналогично изложенному выполнен расчет фу
алиментов фермы, указанных в таблице к рис. 8.6. При
вычислении фактических напряжений (табл. 8.8) в еече-
ниях сжатых элементов решетки расчетное
сопротивление стали Ru принято с учетом коэффициента' уеЛовий
работы Yc=0,8...0,95 согласно табл. 2.2, пп. 3 и 6, а, б.
При назначении сечений нужно стремиться, чтобы
чирло разных профилей уголков не превышало 4—6 на
всю ферму, поэтому часть сечений стержней прихо^тся
назначать конструктивно. Так, например, опорный
раскос A—2) обычно назначается нз профилей' йерЗшего
пояса, нижний пояс можно по всей длине *реййть из
уголков из допустимого минимального профиля уголкоз
и т. д. В целях экономии металла нерабочие стержни
(например, ///—1 и ///—1) можно решить либо
продолжением только одного уголка верхнего пояса соседних
панелей, либо спроектировать из минимально
допустимого профиля.
Следует иметь в виду, что рассчитывают и выбирают
профиль стержня обычно в результате ряда попыток.
После определения требуемой площади сечения из
сортамента выбирают несколько удовлетворяющих расчету
профилей из равнополочных и неравнополочных уголков,
а затем путем сопоставления назначают наиболее
экономичный по расходу металла. Покажем это на примере
расчета сжатого раскоса 4—5: Nmax=—120 кН:
1Х = 0,8/ = 0,8-421 = 337 см; 1У = 1 = 421 см.
При ф«0,5
Ad^NIyRv Ye= 120/0,5-23,5-0,8= 12,8 сма.
Назначаем вначале равнополочные уголки 80X6; из
сортамента выписываем А =9,38-2 = 18,76 см2; ix =
=2,47 см; ^=3,72 см. Вычисляем гибкость стержня
Ьх = 337/2,47= 136 <htm= 150; Ху = 421/3,72= 113.
По табл. 1 прил. IV находим ф*=0,345 и фу =0,450.
Проверяем напряжение
o = N/<pminA= 120/@,345-18,76) = 18,54 кН/сма
A85 MUa)<ycRv = 0,8-235= 18,8 кН/см* A88 МПа),
услозие по устойчивости удовлетворяется. Назначим
сечение стержня из неравнополочных уголков *, напри-
В сокращенный сортамент неравнополочные уголкн не вклю-
h
244

мер, 90X56^6, для которых по сортаменту найдем:,Л =
= 8,54/2 = 17,08 см2, радиусы инерции при развороте
коротких полок наружу 1Х = 2,88 и »„ = 2,45 см.
Вычисляем гибкость: Я*=337/2,88 = 117; Х„ = 421/2,45-171>150;
не проходит по гибкости.
.Принимаем неравнополочные уголки 100X63X6, Д =
=р9,59-2 = 19,18 см2, k=3,2 cm; /,,=2,7 см; гибкость
Я,,=р337/3,2 = 105,3<150; ^=421/2,7 ==155,9>150; не
;прохрдит. Принимаем уголки 110X70X6,5, Л=»11,4-2=*
=22,8 см2: ё*=3,53 см2, tV=2,96 см; гибкость А*=337/
/3,53=95,5<150; Ку =421/2,96=142,2 < 150; ф»=»0.31.
Проверяем напряжение
а = 120 /@,31-22,8) =- 16,9 кН/см» A69 МПа) <3
188 МПа.
Из приведенных данных видно, qTO наиболее
экономичным сечением стержня является профиль из равно-
полочных уголков 80X6; /4 = 18,76 см2, в то время как
при неравнополочных уголках 110X70X6,5 площадь
сечения Л =22,8 см2, а меньшие профили из
неравнополочных уголков не проходят по гибкости.
Вариант расчета поясов фермы из
низколегированной стали. Для экономии стали рекомендуется тяжелые
фермы и сильно нагруженные стержни легких ферм
(пояса, опорные раскосы и стойки) выполнять из профилей,
изготовленных из низколегированной стали марок 09Г2С,
14Г2, 15ХСНД, 10Г2С1, 14Г2АФ и др. Для примера рас-
сдитаем элементы поясов из стали марки 14Г2 с pacqeT-
ным сопротивлением ^=320 МПа при f=4.,.9 мм,
ГОСТ 19281—73*.
Расчет верхнего пояса. Nmax=— 670 кН.
При ф=0,6
Ad = N/yRy Yc = 670/@,6-32-0,95) = 36,73 см8.
Из сортамента находим равнополочные уголки 140Х
Х9, для которых /4=24,7-2=49,4 см2; t*=4,34 cm; iy=*
=6,16 см; Я*=301/4,34=69; ^=602/6,16=98; ф*=0,69{
^=0,462.
Проверяем напряжение
<! = 670/0,462-49,4 = 29,3 кН/см» B93 МПаХ^Ус^
= 320-0,95=30,4 кН/см» C04 МПа).
Экономия стали на верхнем поясе составляет:
9S= 100— [АA4Г2)/А(ВСтЗ)] 100 = D9,4/54,6) 1009,52» 10%.
249

- Расчет нижнего пояса. При №тя,=630 кН
Ай = 650/32 -0,95 = 21,4 см'.
По сортаменту находим уголки 90X7, Л —12.3Х
Х2=24,6 см2; ix=2,77 см; ^=4,13 см.
Вычисляем гибкость
X» =» 600У2.77 = 217 < 400; 3^ = 600/4,13= 145 < 400.
Напряжение
о = 650/24,6 = 26,4кН/смаB64 МПа) < Л„ Vc =■ 304 МПа.
Экономия стали на нижнем поясе составляет
Э8= 100— [Л A4Г2)/А (ВСтЗ)] 100= B4,6/31,2) 100= 21%.
Так как легированные стали дороже углеродистой
стали марки ВСтЗ, то фактическая экономия средств
в процентах будет ниже, чем экономия по расходу стали.
Учитывая неудобство подбора для элементов ферм
профилей из стали разных марок, заводы-изготовители ие-
охотно внедряют экономичные решения. Тем ие менее
в типовых проектах, как правило, закладываются
различные решения ферм, подкрановых балок и других
конструкций как полностью из стали марки ВСтЗ или
низколегированных, так и комбинированные (из стали
марок ВСтЗ и низколегированных— 09Г2С, 14Г2, 10Г2С1
и др.).
Расчет связей. Связи горизонтальные проектируем
крестового вида из одинодных уголков, когда оба
стержня не прерываются (см, рис. 8.4,г). Предельная гибкость
растянутых стержней равна 400. Сечение подбирают по
заданной предельной гибкости. Сначала вычисляют
требуемый радиус инерции
id = Uf/him = 424/400 = 1,06 см,
где l,i-0,5 /) —расчетная длина растянутого стержня в плоскости
расположения связей, как и для перекрестных стержней (см п. 5 2
СНиП Н-23-81»), равная приближенно для горизонтальных связей
/,,t=0,5 >^62+62=4,24 м; U — геометрическая длина стержня (см.
рис. 8.8, д).
По сортаменту подбираем минимально допустимый
уголок 50X5, для которого »* = 1,53 см (здесь радиус
инерции принимается относительно оси, параллельной
полке). При подборе неработающих стержней из
плоскости связей ^=0,7/i=0,7K62+62=5,95 м и /<*=595/
/400 = 1,49 см<ёх = 1,53см.
Подбирая вертикальные связи в сечении по коньку
кровли (см. рис. 8.7, е), определяем:
246

J
сечение распорок для сжатых элементов в плоскости
связей
^ = 0,8/ = 0.8-300 = 240 см; 1хЛ = 240/200= 1,2 см;
то же, из плоскости связей
1е1 = /, е. 600 см. 1яЛ = 600/200 = 3 см
(требуется принять два уголка 70X5, для которых по
сортаменту ttf = 3,16 CM>ttfd=3 см и ix~2,l6 см>е*,л =
= 1,2 см);
раскосы как растянутые элементы в плоскости связей
у = / = V3,2a + 3a = 4,38 м; ld = 438/400 = 1,1 см;
то же, как сжатых элементов из плоскости связей
1Л=* 438/200 « 2.19 см.
Принимаем два уголка 70X5, для которых k=
=2,16 CM«td=2,19 см. Таким образом, вертикальные
связи проектируем из двух спаренных уголков 70X5мм,
фасонки толщиной 8 мм.
Расчет узлов фермы. При расчете узлов фермы
определяют размеры сварных швов и назначают габариты
фасонок с таким расчетом, чтобы на них размешались
все сварные швы стержней.
Действующее в стержне усилие передается на
обушок и перо уголка не одинаково, так как ось стержня
смещена в сторону обушка. Следовательно, на шов
у обушка передается ббльшая часть силы, чем иа шов
у пера, Для равнополочных уголков распределение
силы N принимается примерно так: на обушок 0,7iV, на
перо 0,3jV. Для яеравнополочных уголков она изменяется
в зависимости от длины полки: на обушок 0,75 или 0,65#
и па перо 0,25 или 0.35V (первые отношения для
короткой, вторые — для длинной полки, см. рис. 8.6,в).
Задавшись толщиной сварного шва kf, длину его на один
уголок вычисляем по формуле (в сеченни по металлу
шва)
на обушок
к* > [АЛГ/2 (Р/ ft,) Raf Yd + 1 • • -2 см; (8.7)
у пера
im.P > Id - *) N12 (Р/ ft/) Rwf vw Td + »• • -2 «• (8-8)
где k — коэффициент распределении усилия иа обушок и перо,
принимаемый 0,75; 0,7 или 0,65 по схеме, приведением иа рис. 8.6, в;
при более точном расчете коэффициент k равен
отношению е2/Ь, тогда A—k)=ei/b,
где е( — расстояние от обушка уголка до оси стержия; е2—то же, от
247

оси стержпя до пера; Р; — коэффициент, учитывающий качество и спо-
cod сварки, равный 0,7—1; для ручной сварки Pf=0,7.
При расчете по металлу границы сплавления формулы
(8.7) и (8 8) имеют следующий вид:
lw,b > \kNI2 № */) Ru,z Ушг То! + 1 ■ • -2 см; (8 7а)
lw р > 1A - *) N/2 (Р2 *,) Rwz ушг vd + 1.. .2 см. <8 8а)
В конструкциях из стали с пределом текучести до
580 МПа, возводимых в климатических районах с
расчетной температурой не ниже—40 °С, коэффициенты у№/ =
=Уи>г = 1, а коэффициент ($f<p* (по табл. 34 СНиП
11-23-81 *) и при электродах марок Э42, Э242А или
сварочной проволоки СвО8 Rwj= 180 МПа, а /?шг=0,45/?ипп=3
=0,45-370= 166,5 МПа (где #и„=370МПа — для
стали ВСтЗпсб по ГОСТ 380—71*); тогда при ручной сварке
Rwffo = 180-0,7= 126МПа и #„,гр2= 166,5-1 = 166,5МПа.
Следовательно, менее благоприятным расчетным случаем
является расчет по металлу шва.
Катет шва kf принимают, как правило, не более
толщины полки привариваемого уголка. Конструктивная
длина шва увеличивается против расчетной на 10—15 мм,
общая длина его должна быть краткой 10 мм.
В узлах прямолинейных участков пояса фермы
(верхнего и нижнего) при расчете прикрепления фасонки
принимают равнодействующую усилий, которые действуют
в смежных панелях (рис. 8.7, а, б), равную:
В узлах, где к фасонке крепятся пояса, вначале
рассчитывают длины швов для крепления раскосов и стоек,
затем конструируют узел и назначают длину фасонки
так, чтобы на ней размещались швы элементов решетки.
Расчетную длину швов для крепления пояса принимают
на 10—20 мм меньше длины фасонки и тогда толщину
(катет) швов у поясов определяют по формулам (при
расчете по металлу шва):
k,%b > kN/2lw Rwf ywf YCP/) kf p > A —k) JV/2WB|V../TcP/- (8-9)
Требуемую площадь швов (при нагрузке на узел Fc
перпендикулярно к поясу) можно также определить по
формуле
ywf yc. (8.10)
Поясные швы рекомендуется выполнять
непрерывными

'к'0,7 К'0,75 K'OfiS
Рис. 8.7. Расчет ума фермы
а — компоновка элементов в узле; б —схема усилий, в — распределение
длины шво! у обушка и пера уголковых профилей, / — обушок, 2 — перо, 3 —
ось верхнего пояса
ми (сплошными). Результаты расчета сварных швов
сведены в табл, 8.9. Длины швов даны на один уголок.
Поясним расчет узлов фермы на примерах.
Рассмотрим опорный узел А, где сходятся стержни //— /,
/—2,1—2 (рис 8 8,а,б). Рассчитаем прикрепление
опорного раскоса /—2, расчетное усилие iVi_2=475 кН,
сечение из 2L140X 10; сварка ручная:
Р^ = 0,7; pz=l; VBtf = YB« = l.
Принимаем толщину шва у обушка ^,й = 10мм, а у
пера &/,р=8 мм; вычисляем длины швов:
lwfi = kNl-inf>j hi /?»/V»/Vc = 0,7-475/B-0,7-1 -18-1-1) = 13,2 см
конструктивно, с учетом добавления 1—2 см на непровар
шва по концам, принимаем /ш,г>= 13,2+ 1,8= 15 см:
/a,p=(l— к) W,_,/2P/ft^ RWf yw}Vc -=0,3-475/B 0,7 0,8 18) =
= 7,1 см,
конструктивно принимаем /w,p=7,1 + 1,9=9 см, где
&=0,7 — коэффициент распределения силы на обушок
и A—k) —на перо для равиобоких уголков; 2 (в
знаменателе) — число уголков в стержне.
Для крепления нижнего пояса 1-2 BL 100x8) к фа-
сонке при &f,ft —8 мм и &f,p—6 мм конструктивные длины
сварных швов будут:
1ш,ь= 0,7-375/B-0,7-0,8-18) = 13+ 1 = 14 см;
/„, р = 0,3-375/B 0,7-0,8-18) =7,4+1,6 = 9 см.
249

Т а б л в ц а 8.9. Расчет сварных угловых швов в узлах фермы
Узел
фермы (по
ряс. 8 8)
А
В
С
Стержень
11-1
1—2
1—2
IU—1 \
IV-8)
1—2
2—3
1-2 \
,-5)
2—3
3—4
Расчетное усилие,
кН
42
475
375
590—0=»590
Fc=84
475
260
630—375=
=255
260
84
Толщина шва, мм
у обушка
Чь
4
10
8
10
10
5
4
5
4
у пера
kfP
4
8
6
9
8
4
4
4
4
[при RWf =
Расчетная длина
DIM, ОМ
у обушка
3
13,2
13
52
13,2
14,4
17,7
14,4
5,8
у пера
1,3
7,1
7,4
52
7,1
7,7
7,6
7,7
2,5
= 180 М Па,
ywf¥*fwz-
Конструктивная
длина шва, см
у обушка,
lwb
6*
15
14
53
15
16
50*
16
7
у пера,
wp
6*
9
9
53
9
9
50*
9
5*
= 1, Yc=l)
Примечание
—
—
—
По формуле (8.10)
По расчету узла А
—
—
По расчету узла В
—

Е
И
V
Л
4—5
3—4
/V—3 1
V-41
v-4}
4—5
5—6
1—5
5—6
6—6'
VI—6
6—6'
120
84
590—590=0;
fc=84
670—590=80;
F,=84
120
15
630
15
20
670
15
6
5
8
4
в
4
8
4
4
8
4
4
4
8
4
4
4
8
4
4
6
4
5.6
4,6
—
26
5.6
1.04
21,8
1.04
1.4
23,3
1,04
3.6
2.5
—
26
3,6
0,5
12.5
0.5
0.6
13,3
0,3
7*
7
11»
60»
7
в*
27»
6»
в*
2в«
в*
5*
6*
11»
60»
5
6*
27*
6*
6»
29*
6»
—.
По расчету узла С
По формуле (8.10),
конструктивно
По формуле (8.Ю)
По расчету узла С
По расчету узла И
—
—
—
—
По расчету узла И
* Приняты по конструктивный соображениям.

tow
Рис. 8.8. Расчетные схемы узлов стропильной фермы
а — маркировка узлов на геометрической схеме фермы; б—г — схемы усилий
в узл^х; д, в — схемы для определения расчетных длин элементов
соответственно горизонтальных и вертикальных связей
Рассмотрим узел В (рис. 8.8,в), узловая нагрузка
Fc=84 кН. Для крепления к фасонке раскоса 2—3,
состоящего из 2L63X5 при N = 260 кН, принимаем kf,b=*
= 5 мм и fcf,n=4MM и рассчитываем длину свариых швов:
^,6 = 0,7-260/B-07-0,5-18) = 14,4+ 1,6 = 16 'см;
k<ip = 0,3-i60/B-017-0,64-18) = 7,7+ 1,3 = 9 см.
Раскос 1—2 приваривают швами 1т,ь = 15см и lw,p =
=9 см, вычисленными по опорному узлу А. При
конструировании узла В длина фасовки определена 630 мм
(см. ри^. 8.9). Крепление к фасонке стержней пояса
///—/ и IV—3 рассчитываем по формуле (8.10) при
N[ — N/v-t—#ш_1 = 590—0 = 590 кН; расчетная длина
швбв: /а>,й = /ш,„=52+1=53 см; требуемую толщину
сварных швов с учетом узловой нагрузки /v = 84 кН
подсчитывают по формуле (8.10)
k,=
Y
E90 — 0J + 84"
18-1-1
Принято у обушка kf,b = U
252
/0,7-4-52 = 0,89 см.
мм и у пера fcf,p=9 мм.

1-1
sow
- МОНТАЖНЫЙ ШОВ
>■ - ОТВЕРСТИЕ
Ю 8-W0 топиинаи
1 ДДИНА.ММ
Рис. 8.9. Рабочий чертеж фермы A—27 —номера элементов фермы)

По аналогии для расчета длины сварных швов для
крепления к фасонке стержней /—2 и /—5 BL100X
Х8 мм) в узле С (рис. 8.7, г) нижнего пояса (на один
уголок) прн минимальном значении 6/= 4 мм
последовательно определяем:
расчетное усилие
ЛГ = #!_„ — Nt-t = 650 — 375 = 275 кН;
длину швов
1ш.ъ = (*V/28/ kt Rw1 Ymf Yd + A = @,7-275/2-0,7-O,4-18) +
+1-•-2 = 21 cm;
/aip = [A—0,7) 275/2.0,7-0,4-18J + 1...2= 10 см.
Принято конструктивно по длине фасонки U ь = 1ш р =
=50 см.
Аналогично изложенному рассчитаны сварные швы
и для других стержней, указанных в табл. 8.8.
Минимальную толщину швов, согласно СНиП 11-23-81* для
малонагруженных стержней с толщиной полок уголков
менее 10 мм, принимаем 4 мм, длину — не менее ikf и не
менее 40 мм (обычно для ферм конструктивно >60 мм).
Конструирование фермы начинают с разбивки осевых
линий стержней. Все они в узлах должны пересекаться
в одной точке — центре узла. Контурные линии стержней
наносят, отступая от оси на расстояния, определяемые
центром тяжести профиля уголка. В сварных фермах
разбивочные оси совпадают с центром тяжести уголков,
а в клепаных не совпадают —они проходят по рискам
размещения заклепок (нли болтов). Расстояние от
обушка уголков до разбивочной оси принимается кратным
5 мм.
Стыки элементов осуществляют с помощью накладок так, чтобы
в местах разрыва элемента площадь сечения не уменьшалась. Для
обеспечения совместной работы составных стержней фермы на
участках между узлами дополнительно ставят соединительные прокладки
на расстояннах: в сжатых элементах — через 4(М н в растянутых
элементах— через 80i друг от друга (где i — раднус инерции уголка
относительно оси, параллельной плоскости расположения прокладок).
Ширина прокладок 60—100 мм. Рабочий чертеж рассчитанной
формы и детали узлов приведены на рис. 8.9 и 8.10.
Толщину фасонок обычно принимают одинаковой во всех узлах
фермы в зависимости от максимального усилия в стержнях решетки
(см. табл. 8.7). В фермах с усилием в опорном раскосе более
ЮОО.кН толщину фасоики в опорном узле можно принимать на 2 мм
большей, чем в остальных узлах.
В фермах с поясами из уголков толщиной менее 10 мм (прн
шаге ферм 6 м) и мепее 14 мм (при шаге ферм 12 м) прн опнраини
на них железобетонных плит рекомендуется усиливать полкн угол-
254

Ш) 130 ПО ЙОт уклону
Ц/Ш f (ПОТЩ
"ЛИ* ?
Рис. 8.10. Монтажные узлы фермы
а — стык уголков верхнего пояса уголковыми накладками, фасовка цельная
(возможен вариант с фасовкой, состоящей ив двух одинаковых частей в
каждой половине фермы);
б —вариант стыка верхнего пока листовыми накладками; в—стык уголков
нижнего поясв уголковыми накладками; г — варкант стыка нижнего пояса
листовыми накладками (размеры в скобках на деталях узлов б и г даны для
ферм с шагом 12 н); / — отв. 0 19, болты 0 16; V —болты 0 16; S — накладки
L 100X8; 4 — отв. 0.23 для крепления связей; S — болты 020
ков в узлах лвстовымн накладками (рве. 8.11). Толщину накладки
принимают 10—12 мм; приварку накладок проектируют вдоль
кромок полок уголков пояса.
Пример 8.2. Задание: рассчитать и сконструировать
узел фермы со стыком верхнего пояса (см. рис. 8.11,6)
при следующих данных: усилие в верхнем поясе <2э=
= 1290 кН, сечение пояса из 2 [_ 160X12; то же, Q4=
= 1760 кН, сечение из 2 L 200X12; усилие в раскосе D$=
=—510 кН, сечение из 2L 140Х90ХЮ и в раскосе ZL=
= +290 кН, сечение из 2L75X5. Толщина фасонки
tf = 14 мм. Сталь марки ВСтЗпсб #^=235 МПа,
электроды марки Э42, Rwf=* 180 МПа A8 кН/см2).
Решение
Определение размеров сварных швов для крепления
раскосов. Вычислим требуемые длины швов, принимая
одинаковую толщину шва для обушка и пера:
*/.* « */,Р = 8 мм;
255

130130
НАКЛАДКА
t-12
Рнс. 8.П. Узлы фермы с усилением верхнего нояса накладками
а — промежуточный узел; б — заводской стык верхнего пояса
прикрепляющих раскос
(# = 510 кН) к фасонце
= 0,75.510/2.0,7.0,8-18-1• 1 +
2) = 8 см.
где fe«=0,75 и A-й) =0,25 при креплении неравнополочного уголка
узкой полкой; у»/г=Ум2=уе=1; Д=1...2см — иа непровар по концам
шва; прикрепляющих раскос D« при £/,&=5 мм и й/,Р=4мм; N=20 кН;
/а,ь= @г7-290/2-0,7-0,5.18) + A...2) = 18 см;
lw,p = @,3-290/2.0,7-0,4-18) + (I.. .2) = 10 см.
Расчет стыка уголков пояса. Проектируем стык
уголков пояса листовыми накладками и фасонкой (при
одинаковой толщине полок стык можно решать уголковыми
256

накладками, принимая их сечение таким же, как для
пояса).
Определяем усилие в стыке, проектируя усилия в
узле на ось верхнего пояса (уклоном верхнего пояса ввиду
малости пренебрегаем),
Nat =-O4+ [(-D3 + O4) sina)! =- 1760 + [(-510 +
+ 290) 0,705] =— 1915 кН,
где sin a = sin 45*= 0,705.
Требуемая площадь составит:
сечения стыковой накладки
Ad = Nst/Ry ve = 1915/23,5-1 = 81,5 см2;
накладок (при поясе из равнополочных. уголков)
Ai = 0,7Ad- 0,7-81,5 = 57 см*.
Принимаем ширину накладок ftj = 200 мм, тогда их
толщина будет
/( = Ai/2bt = 57/2-20 = 1,43 см;
принимаем t—16 мм; Ah = 1,6-20=32 см2.
Суммарная длина швов составит:
прикрепляющих накладку к уголкам пояса (по одну
сторону стыка) при к; = 12 мм
2/ш > Ац Ry Yc/Pf kf Rwf ywf Vo = 1,6-20-235/0,7-1,2-180-1-1 =*
= 49,7 см» 50 см
(здесь Rvya=235 МПа и /?«./= 180 МПа; y»/=Ymz=1; Yo=1);
прикрепляющих поясные уголки к фасонке (по
кромке перьев уголка) при kf = \O мм
24в,р •=■ (Аа — At) Ry ye/0,7kf Rwf ywt fe =
= (81,5 — 57) 235/0,7-1-180-1-1 =45,7 см » 46 см.
Принята иакладка длиной 61 см (см. рис. 8.11,6).
% 4. КОНСТРУКЦИЯ ФЕРМ ИЗ ТРУБ
Трубчатые фермы можно проектировать: из круглых
цельносварных прокатных труб; нз гнуто-свариых труб прямоугольного или
квадратного сечений; комбинированными (пояса из труб, а элементы
решетки из прокатных или гнутых уголковых профилей, ил»
элементы решетки из труб, а пояса из широкополочных двутавров и др.).
Далее приведены компоновки и расчет фермы нз круглых труб,
а также вариант расчета сечений элементов из гнутосварных
профилей (ГСП).
По данным ЦНИИпроектстальконструкции для зданий пролетом
18 и 24 м при применении по трубчатым фермам теплого покрытия
по прогонам из стального профилированного иастила с утеплением
из пенополистирола экономия стали для стропильных ферм
достигает: 11— 48. %—при замене элементов нз прокатных уголков труба-
17—612 257

а)
Рис. Я.12. Схем» уннфн-
Мрматыя труочвтых
стропильных ферм
в—в — пролетом соответ-
ствеиво 18, М, 30 и; г —
« фланцевый болтовым
соединением волуферм;
I — вставка по нижнему
■оясу; 2 — доборный
элемент; Л —
отправочный элемент; 4 —
жесткое крепление к
колонне; S—болтовое
соединение на флалцкх
6000 вооо I 6000 [ 6000 \ то
■+ +—- f +
ми из стали марки ВСтЗпс; 28—40 % — при замене элементов из
прокатных уголков трубами из стали марки 16Г2АФ. Экономия
в стоимости строительства составляет 10—30 %. Схемы
унифицированных ферм для пролетов 18—30 м показаны на рис. 8.12. Для
элементов ферм по сокращенному сортаменту рекомендуются в сс-
иовиом электросварные трубы (ГОСТ 10705—80*) из стали марок
Ст15, Ст20, ВСтЗпсб. 09Г2С, 16Г2АФ, 14Г2 ш 17Г1С) (см. ярвл.
VIII).
В промышленных одноэтажных зданиях рекомендуется всполь-
зовать стропильные фермы из труб при расчетной эксплуатационной
температуре не ннже —40 °С, с подвесными кранами
грузоподъемностью до 3,0 т с мостовыми кранами — не более 20 т при плоской
кровле с уклоном 1,5 %.
Жесткость покрытия обеспечивается постановкой
горизонтальных н вертикальных трубчатых сввзей, назначаемых как малонагру-
женные элементы из стали марки ВСтЗпс (рис. 8.13). Трубы свизей
имеют сплющенные концы и крепятся и фермам иа болтах фасон-
камн. При расчете трубчатых стропильных ферм необходимо
соблюдать ряд рекомендаций':
1 СНнП 11-23-81», гл. 18.
258

4 J 6) J *
£*4Й>
ydTt^yWJLJAJsLAjh рЗт^ч
ЗФ*уМ*Зг
I,-12000
#72*2
Рис. 8.IS. Компоновка связей в покрытиях по трубчатым стропильным
фермам иролетом 24 м (по проекту ЦНИИПроектсталыммктрукшм им- Мельип-
кша)
а —вря шаг» ферм 6 и; б —то же, 12 к; » —схема вертикальны! связей
между фермами при d-б в; г — то же прн (, — 12 м; /—горизонтальные связи аз
труб по нижнему поясу ферм; 1 — фермы; 3 — вертикальные cbrsh;
«—прогоны; 5— распора; д — связь и» труб 10?Х2,5 ни; *—связь вэ труб I27X
КЗ ни; сталь, мьрки КСтЗоеЗ. Ст15 ш Ст20
нижний и верхний пояса проектируют, как правило, из труб
одинакового сеченяя и равной длины;
разница в толщине стенок ггри одинаковом диаметре труб
должна быть не менее 1,5 мм;
минимальная толщина труб поясов — 3 мм, элементов
решетки—2,5 им;
отношение диаметра трубы раскосов d к диаметру трубы
пояса D — ве менее 0,3(d/D>0,3);
отношение диаметра трубы D к толщине ее стенки t должно
быть для поясов не более 30(£>/7»30) прн i?>B<290 МПа, а для
элементов решетки —ве более 90; прн Куж=св. 295 до 390 МПа
тонкостенность ft труб составляет не более: для поясов &=D/f—35,
сжатых элементов решетки <80, растянутых <90 и при /?»п =
=св, 440 МПа—для поясов — 40, сжатых элементов решетки — 70
и растянутых — 90;
расчетные длины hi элементов фермы при определении
гибкости принимаются следующими:
при расчете в плоскости фермы (решетки) дли поясов, опорных
раскосов в стоек — /«/«■/, для ирочих элементов решеткяг без сплю-
17* Ш

щивация концов — /,.(=0,85/, со сплющенными концами в оДной
плоскости — lef — 0,95/, со сплющенным одним концом ~- /,/■= 0,9/;
' при расчете из плоскости решетки: для поясов,'опорных
раскосов и стоек — lef=h, для прочих элементов решетки без
сплющивания концов — lef=0,85l\, со- сплющенными концами в одной
плоскости— /«/=0,95/i и со сплющенным одинм концом — /«/=0,9/1, где
/—расстояние между центрами смежных узлов в плоскости ферм
(геометрическая длина элемента); 1\ — расстояние между узлами,
закрепленными от смещения из плоскости решетки фермы;
коэффициенты условий работы ус прннямают:
прн проверке прочности растянутых элементов решетки 0,8,
в остальных случаях— 1;
при преверке прочности цеитрадьно-сжатых элементов со сллю-
щеинымн концами (с плавным переходом на длине 2,5—3D)
*-..-.....-?■{ £&
то же, с неплавным переходом — yct= 1—0,015d/tf, но <0,7
и »0,3;
центровку элементов проектируют по осям труб.
Соединение трубчатых стержней в узлах фермы должно
обеспечивать прочность узла и герметичность торцов труб, чтобы
предотвратить возникновение коррозии фермы с внутренней стороны
полых элементов. В трубчатых фермах узлы сопряжений элементов
решают различными способами, выбор которых зависит от
технологических условий и машинного оборудования (рис. 8.14).
Бесфасоночное соединение с фигурной резкой концов труб
специальными машинами рационально н эффективно по трудоемкости
и расходы материала.
Стержни фермы центруют по геометрическим осям труб.
Сварные швы при сопряжении труб на фасоиках рассчитывают подобно
расчету ферм со стержнями из уголковых профилей, распределяя
расчетную длину шва симметрично с двух сторон стержня.
Прочность углового шва, прикрепляющего трубчатый стержень
решетки к поясу впритык при фигурной резке концов, можно
проверить по формуле
(N/O,Tk} lw]) < 0,85/?ш/ ywf уа (8.11)
или
lwf) < 0,85/?шг ут уе, (8.11,a)
где /«.; — длина шва по контуру реза трубы; 0,85 — коэффициент
условия работы шва, учитывающий неравномерность распределения
напряжения по длине шва; Rwf н Rwz — расчетные сопротивления
углового шва срезу (условному) соответствеиио но металлу шва и
металлу границы сплавления.
Длину кривой пересечения труб, равную длине шва lw (рис 8.14
и 8.19) можно определять по приближенной формуле1
/tB = a + ft + 3l/ra»-f ft», (8.12)
где a=rf/2coseca=rf/sina; 6=d/2 [3— (rf/D)!/2— (d/DI] — для
пересечения трубы с трубой; b=dl2 — для пересечения трубы с плоско-
1 Левенсон Я- С. Конструкции из стальных труб, — М., 1967.
260

Рис. 8.14. Типы сопряжений трубчатых стержней в узлах ферм
а — бесфасоночные с фигурной резкой концов труб; б — то же, со
сплющенными Концами труб; в — на фасонках; г — через заводскую деталь (например,
шар, сферу и т.п.); д — стыковые соединения с подкладными кольцами и
накладкой; е — фланцевое соединение на высокопрочных болтах; / — накладка;
2 —вставка; 3 — подкладное кольцо; 4 — накладки; 5 — заглушка 6-4...6
стью; d и D—соответственно меньший и больший диаметры
сопрягаемых труб.
В узлах растянутые элементы приваривают по всему контуру,
а сжатые — стойку или раскос—прирезают н приваривают к
растянутому элементу. При недостаточной толщине поясные трубы
усиливают накладками, располагаемыми симметрично центру узла
(см. рис. 8 14,а).
Пример 8.3. Задание: для одноэтажного
промышленного здания пролетом 24 м рассчитать ферму из
стальных бесшовных горячекатаных труб. Шаг ферм 6 м.'
Покрытие принять по прогонам из утепленных панелей,
состоящих из защитного стального профилированного на*
стила и утеплителя из пенополистирола слоем толщиной
5 см (плотность 100 кг/м3). Район строительства — г.
Калуга, вес снегового покрова по III району—1000 Н/м2.
Коэффициент надежности по назначению уп=1-
Решение
Сбор нагрузок. Подсчет нагрузок сведен в табл. 8.10.
261

Таблица 8.10. Подсчет нагрузок на трубчатую ферму
Вид нагрузки и расчет
11остояняая:
рубероидный трехслойный
ковер
утеплитель из ленололистн-
рола; р«1000 Н/м»; 0,05X
Х1000
паронзоляцня, одни слой
пергамина
стальной профилированный
настнл (предварительно, по
ТУ)
Итого1
прогоны прн /«=6 м
(предварительно)
Итого
стропильные фермы со
связями (ориентировочно)
Итого
Временная (снеговая) прн
gn/pn =540/1000=0,54 <0,8
Y/ = 1.6
Общая нагрузка1
Нормативная
нагрузка,
Н/н>
120
50
40
125
335
80
415
125
«,-540
р„=1000
1540
пвсвт

надежности по
нагрузке
ь
1.2
1,3
1.2
1,05
1,05
1,05
1.6
—
Расчетная
нагрузка,
Н/м«
144
65
48
131
388
84
472
131
g=€03
р=1600
2203»2200
1 Прн проектировании иа покрытия аащнтного слоя нэ гравия на
битумной мастике «»—20 мм) в расчетную нагрузку добавить 400-1,3-520 Н/и2.
Расчет стального профилированного настила.
Определяем расчетные изгибающие моменты при /=3 м от
равномерно распределенной нагрузки (рис. 8.15):
М в пролете (рис. 8.15, а) при однопролетной схеме
Afma* = ?Z'/8 =1988-3*/8=~ 2236 Нм,
где ^=388+1600=1988 Н/м — собственный вес покрытия и снеговая
нагрузка;
Мпах в пролете (см. рис. 8.15, в) при двухпролетной
262

ф б)
mi.nif-r+fcjf Ш 1111 ill Itttffifrg
/Ьпттгиничг* Лптпптлтгттттз^
l' г-
^ —■ ■
В) tF'0,UH
л jiU.lt I 1 iTl II I I I irg ряс. 8.15. Расчетные схе-
^ »fe" 7ZZ С мы кровельного настила
в, б — одвопролетиые;
в, —д — двухпролвтаы*
схеме
Мтах = 0,7?/2 + 0,096рР = 0,07-38832 + 0.096-1600-3* =
= 1626 Нм;
момент Мтах над средней опорой (см. рис. 8.15, г)
Мтах = 1988-3»/8 == 2236 Н-и;
от равномерно распределенной нагрузки (д=
= 1988 Н/м) и сосредоточенного груза F=1000 H в
пролете (вес рабочего с инструментом):
в пролете при двухпролетной схеме (см. рис. 8.14, д)
Мтах = 0,079/а + 0,096р/2 + 0.203F/ = 0,07.388-3* +
+ 0,096-1600-3» + 0,203-1000-3 = 2236 Н-м;
в пролете при однопролетиой схеме при такой же иа-
грузке будет (см. рис. 8.15,6)
Мпах = qPI& + Fl/4 = 1988-3V8 + 1000-3/4 = 2985 Н-м.
Более легкий настил получается при расчете по
двухпролетной схеме, поэтому при расстоянии между
прогонами 3 м следует применять настил длиной б м, а настил
длиной 3 м может служить доборным элементом.
Требуемый момент сопротивления при Afmaje=i
=2985 Н • и—298,5 кН ■ см будет
Wd - Yn Mmax/Ry VC - 298/22 = 13,6 см»,
где уп=1—по заданию; Vc=l, #»=220 МПа— по табл. 13 прил. VII
для стали марки СтЗкп.
Согласно ГОСТ 14918—80* назначаем настил типа
Н-60-845-0,7; ^„=14,6 смз; /Ж=62,1 см4; масса 1 мг
g=8,8 кг.
263

Рнс. 8.16. Профили стального оцинкованного профилированного наетнлЬ
а-марки Н57-760-0.7 @,8); 6 — марки НбО-845-0,7.. 0,9
Проверяем настил на прогиб по формуле предельных
состояний второй группы при действии нормативной
равномерно распределенной нагрузки:
/=5?nZ1/384£/x = 50,0l3.3004/3842106l04-62)l = 1,07 см;
qn = 335+ 1000= 1335 Н/м = 0,013 кН/см;
£ = 2,06-10* МПа;
/// = 1,07/300»= 1 /280 < 1/150,
т. е. условие удовлетворяется (детали настила даны на
рис. 8.16 и 8.17).
Предельная нагрузка по условиям жесткости при
1/15
Чп
384.2,06.10*.62,lA00)
150-5-300»
150-5/3
что больше нормативной расчетной нагрузки qn,max =
= 1540 Н/м.
Расчет прогона из гнутого профиля. Принимаем
прогон из гнутого равнополочного швеллера по ГОСТ
8278—83 из низколегированной стали марки 09Г2, Ry —
= 290 МПа B9 кН/см2). Изгибающий момент
М = <?/а/8 = 6,?2-6г/8 = 28 кН-м,
где G=(£+рNр= D72 + 1600) 3=6216 Н/м = 6,22 кН/м; Ьр = 3м —
длина панели фермы.
Требуемый момент сопротивления составит
Wd -= у» M/Ry Yc == 2800/29 = 96,5 см8,
264

Рнс. 8.17. Крепление
стального
профилированного настила к
прогонам н схема
утепленного покрытия
а — соединение иастила
встык; б — то же,
внахлестку; в — и
промежуточному прогону) г —
сечение покрытая; / —
стальной настил; 2 —
двух(четырех)слойное
рулонное покрытие; 3 —
паронзоляция — одни
слой рубероида или
пергамина; 4 — утеплитель
из пенополнстнрола (р—
-50 . 100 кг/и')
толщиной слоя 40—60 мм; б —
прогон; 6 — самонареза-
ющне болты или заклен-
кн
где принято y«=1 и Yc=l.
Назначаем по ГОСТ 8278—83* гнутый профиль —
швеллер № 20, h = 200 мм, 6=80 мм, tw=5 мм; /* =
= 1006 см4, Wx = 100,6 см3, масса 13,42 кг/и. Вычисляем
относительный прогиб
///= E/384) (qnP/EJx) = 50,0425.600'/384-2,06J04-J006 =
= 1/166 > 1/200,
где <?„= D15+1000K=4245 Н/м = 0,0425 кН/см; £=2,06-10< кН/см2,
т. е. условие не удовлетворяется, поэтому назначаем
швеллер 200X80X6, /*=1374 см4, Wx= 137,4 см3, g =
= 17,6 кг/м:
а = M/Wx = 2800/1374 = 20,4 кН/см* B04 МПа) < Ry yc = 290 МПа.
Проверяем по прогибу
/// = 5-0,0425-600'/384-2,06-10М374=1/236< 1/200,
условие удовлетворяется.
Расчет трубчатой стропильной фермы. Расчетные
узловые нагрузки составляют:
от собственного веса покрытия и фермы
G = gbvl1 = 603.3-6= 10 854 Н= 10,9 кН;
265

УСИЛИЯ, кН
РАЗМЕРЫ. ММ
МАСШТАБ СИЛ
1кН* 2см Aсм
0 12 3
Рнс. S.1S. Геометрическая ■ расчетам екема фермы (а) я диаграмм»
Кремоны от Р-\ ил лево» яодоаяае пролета фермы (б)
от временной нагрузки (снега)
P = p6p/1= 1600-3-6 = 28 800 Н = 28,8 кН.
Для крайних элементов при 0,5 Ьр узловые нагрузки
соответственно равны:
Gi = 0,50 «= 10,9-0,5 = 5,45 кН;
Р1в=0,5Р = 0,5-28,8= 14,4 кН.
Для фермы пролетом 24 м с шарнирным креплением
на опорах расчетные усилия в элементах определяют ли-
266

Таблица 8.11. Усилие в элементах фермы яо диаграмм*
(к рис. 8.18,6)
Элемент
\,
[ерхний
пояс
Нижний
пояс
Стойки
Раскосы
Обомаче-
ине
стержня
111—1
IV-3
V—4
Vl-6
VII—6'
VII—4'
VII—3'
VII—Г
j 2
1—5
1—7
1-5'
1-2'
11—1
3—4
5—6
6'-5'
Л* О/
Г-VII
1—2
2—3
4—5
6—7
7—б1
5'—4'
3'—2'
2'—Г
Длина,
см,
силового
векторе
по
диаграмме
Кремоны
0
7,7
7,7
8.4
6
4,3
4.3
0
5,1
8,4
7,8
6
2,1
1
2
0,7
о'8
0
7,2
3,8
1,1
2,6
2,7
2,8
3
Усилие, кН
пря аагружеавя
на 0,5 пролета
(по диаграмме)
сжатие
0
3,85
3,85
4,2
3
2,15
2,15
0
_
—
0,5
1
0,35
Л
и
0
3,6
0,55
1,3
1,35
. .
1,5

растяжение
0
_
_
0
2,55
4,2
39
3
1,05
—
+0.9
—
1,9
0,5
_
1,4
прн полном аагруже-
нии силами ршЛ
(по расчету)
сжатие
0
6
6
7,2
72
6
6
0
_
_
0,5
1
1,25
0,5
5,1
1,9
0,8
0,8
1,9
5,1

растяжение
0
, , ,
0
3,6
7,2
7^2
3,6
0,55
0,55
—
3,3
3,3
Примечание. Уснлне подсчитывают умножением длины си-
лоного вектора по диаграмме Кремоны на принятый масштаб сил.
Уснлин в стержнях прн полном загружении фермы силамн F= 1
подсчитывают суммнрованием усилий в подобных стержнях прн эагру-
жеини фермы иа 0,5 пролета (например, в верхнем поясе стержней
IV-3 и VI1-3'; в нижнем понсе— 1—2 н 1—2'\ в раскосах —1—2 и
Г-Г н т. Д.).
267

бо па программе на ЭВМ, либо упрощенно построением
диаграммы Кремоны (рис. 8.18, табл. 8.11).
Диаграмма (рис. 8.18, б) построена по узловым
единичным нагрузкам (F=l) на левой половине пролета.
Фактические усилия в стержнях подсчитаны умножением
усилия по диаграмме на действительные нагрузки на
узел. Например, в опорном стержне 1-2 по диаграмме при
F=l и масштабе сил 1 см=0,5 кН замерена длина
7,2 см. Тогда усилие D\ =7,2-0,5=3,6 кН; фактическое
значение при F=28,8 кН составляет £>i =3,6 -28,8=
= 104 кН; аналогично для стержня нижнего пояса /—5
([/г) длина по диаграмме равна 8,4 см, следовательно,
усилив от F—\ равно [/2=8,4-0,5=4,2 кН, а
фактическое при /г=28,8 кН равно £/2=4,2-28,8= 121 кН и т. д.
При загружении фермы узловыми нагрузками F —
= 1 на правой половине фермы усилия в стержнях
принимают обратно симметричными тем усилиям, которые
подсчитаны при загружении левой половины фермы При
Таблица 8.12. Усилия в стержнях фермы при узловой нагрузке
F=\ кН (см. рис. 818)
Элементы фермы
Верхний пояс
Нижний пОяс
Раскосы
Стойки
Обозначение стержня
на
диаграмме
111-1
IV—3
V—4
1V-6
1-2
1—5
1-7
1—2
2-3
4-5
6—7
11-1
3—4
5—6
на
расчетной схеме
о,
о2
о„
о4
и,
и3
ft
ft
D3
\
Усилия, кН, при
нагрузке F=1 кН
на 0,5 пролета фермы
слева Nj
0
—3,85
-3,85
-4,2
+2,55
+4,2
+3,9
-3,6
+ 1,9
-0,55
+0,5
—0,5
—0,35
справа Ыт
0
-2,15
-2,15
—3
+ 1,05
+3
+3.9
-1,5
+1,4
— 1,35
-1,3
Р
0
+0,9
Усилия, кН,
прн нагрузке
F=I кН
во всех узлах
верхнего пояса
фермы
(Nf±Nr)
0
-6
—6
-7,2
+3,6
+7,2
+7,8
-5,1
+3,3
-1,9
-0,8
-0,5
+0,55
Примечание. «+» — растяжение, «—» —сжатие.
868

Полном, загружении фермы усилия в стержнях,
найденные при загружении левой и правой половин фермы,
суммируют. Значения усилий в стержнях фермы от Р— 1
приведены в табл. 8.12, а от полных узловых нагрузок—
в табл. 8.13.
Таблица 8.13. Расчетные
-Элемещщ
фермы
Верхний
ПОЯС
Нижний
пояс
Стойки
Раскоси
Обозначение
стержня
на
диаграмме
111-1
IV—3
V-4
VI-6
1—2
1—5
1-7
11—1
3—4
5-6
1—2
2-3
4-5
6-7
на
расчетной
схеме
о*
Оз
vl
усилия
Усилие or
постоянное
нагрузки, кН
0
-65
-65
-78,5
+39
+78
+85
-5,45
-10,9
+6
-55,6
+36
—20,7
-8,7
в элементах фермы
Временная
(снеговая) нагрузка на
0,5 пролета, кН
слева
0
— 111
-111
— 121
+73,4
+ 121
+ 112
-14,4
—28,8
— 10
— 104
+54,7
-15,8
+ 14,4
справа
0
—61,9
—61,9
86
+30
+86
+ 112
0
0
+25,9
-43,1
+40,3
—38,8
-37,4
Расчетное уснлне,
кН
на
растяжение
0
142,4
285
309
31,9
131
на
сжатие
0
,237,9
237,9
285,5
—
19,85
39,7
4
202,7
75,3
-46,1
Примечание. « + » — растяжеиие, «—» — сжатие.
Расчет верхнего поя с a. Nmax—285 кН.
Принимаем предварительно ф=0,75, тогда
Ad = N/(fRy vc = 285,5/0,75-22,5 = 16,9 сма,
где #, = 225 МПа; \с=1.
Принимаем трубу 127X^,5 мм из стали марки Ст20:
А = 17,3 см2, /=325 см4; W ==51 см3; i=4,33 см (ГОСТ
8731—87).
Вычисляем гибкость К при hf — I — 300 см, так как
верхний пояс фермы раскреплен прогонами через 3 м:
Х= llf/l = 300/4,33 =69,3.
По табл. 1 прил. IV находим фактическое значение <р=
269

=0,785 и проверяем устойчивость элемента
а = #/фЛ = 285,5/0,765-17,3 = 21,5 кН/см» B15 МПа) 4
</?„ув = 225 МПа.
При использовании для верхнего пояса трубы нэ
стали марки ВСтЗпс4' по ГОСТ 10706—76* #„=235 МПа
требуемое сечение пояса будет
Ла=*Л//ф/?„ус=285,5/0,76-235=16 см*.
Принимаем такую же трубу, как из стали марки Ст20,
т. е. 127X4,5; А = 17,34 см2.
Расчет нижнего пояса. Nmax=3№ кН. Тогда
Ad=N/Ryyc = .309/22,5-0,95= 14,5 сма,
здесь Yc=0,95 (по п. 6,6 табл. 6 СНиП И-23-81*).
Можно принять трубу 114X4,5 мм, /4 = 15,5 см2.
Однако из условия унификации сечений и удобства решения
бесфасоночных соединений труб поясов с элементами
решетки рекомендуется сечения верхнего и нижнего поясов
принимать одинаковыми, поэтому для нижнего пояса
конструктивно назначаем также трубу 127X4,5 мм, Л =
= 17,3 см2.
ст = 309/17,3 =17,9 кН/см» A79 МПа)< Ry ye = 214 МПа.
Расчет опорного раскоса 1—2. Nmax =
=202,7«203 кН, тогда при ф=0,6
А й = ЛГ/ф#„ус= 203/0,6-225 =15,1 см».
Принимаем трубу 127X4,5 мм; Л = 17,3 см2; / =
= 325 см4; №=51 см3; t=4,33 см. Вычисляем
К = 1е1Ц = 420/4,33 = 97 < 120.
По табл. 1 прил. IV находим ф=0,59 (для стали с Ry —
= 225 МПа). Проверяем устойчивость:
0 = ЛГ/фЛ = 203/0,59-17,3 = 19,9 кН/см" A99 МПа) <
<1 ^у уе = 225 МПа.
Расчет остальных элементов решетки и принятые
сечения труб приведены в табличной форме (табл. 8.14).
При проверке прочности элементов решетки (кроме
опорных) введен коэффициент условий работы ус=0,8.
Расчет сварных соединений в узлах.
Все элементы фермы по данному примеру соединяют
в узлах без фасовок фигурной вырезкой концов труб
стержней решетки и примыканий их впритык к поясам.
Контуры примыкания труб обваривают угловыми швами.
27ft

Таблица 8.14. Расчет элементов стропильных ферм из труб
круглого сечеиня (обозначение стержней см. на рис. 8.18)
Элемент
фермы
Верхний
пояс
Нижний
пояс
Стоики
Раскосы
Обозначение
стержня
по
диаграмме
111-1
1V-3
V—4
V1-6
1-2
1-5
1—7
11-1
3—4
5—6
1—2
2-3
4—5
6—7
,
V 2
У X
<^«
её
0
Оа
Оз
и
и*
у
v\
D
£)
D
о.
гсилие,
1
В
а. х
0
—237,9
—237,9
—285,5
+ 142,t
+285
+309
—19,85
—39,7
+31,9
(-4)
—203
+ 131
—75,3
—46,1
1
5
&$
300
300
300
300
600
300
600
290
261
246
420
360
360
360
Я
ё.
<в
S
Л
§
б
Ст20
Ст20
Ст20
Ст20
Ст20
Ст20
О20
Ст20
Ст20
Ст20
Ст20
Ст20
Ст20
Ст20
2
о.
н
V
i
V
76X3,5
127X4,5
127X4,5
127X4,5
127X4,5
127X4,5
127X4,5
76X3,5
76X3,5
60X3,5
127X4,5
76X3.S
105X3,5
83X3,5
g
§ -
7,97
17,3
17,3
17,3
17,3
17,3
17,3
7,97
7,97
6,22
17,3
7,97
10,8
8,74
1
ft
I
Я
и
>.
я
t?
£5
2,57
4,33
4,33
4,33
4,33
4,33
4,33
2,57
2,57
2,01
4,33
2,57
3,49
2,82
Гибкость i.
к
со
р
zr
со
О.
117
69,3
69,3
69,3
138
69
138
113
102
123
97
140
103
123
I
11
120
120
120
400
400
400
120
150
400
A50)
120
400
150
150
Коэффициент
Ф
0,765
0,765
0,765
0,5
0,55
0,367
0,59
—
0,512
0,382
'с
1
I
1
0,95
0,95
0,95
1
1
0,8
1
0,8
1
1
Напряжете, МПа

фактическое
179
179
215
+82,3
+165
+ 179
—49,8
—90,6
+51,3
(-17,5)
—199
+164
—136
—I3S
&i
225
225
225
225
214
214
214
225
225
180
225
180
225
225
2? Примечание. Для стойки 5—6 цифры в скобках даны при расчете на сжатие.

Рис. 8.19. Узлы
фермы из труб
а — опорный узел;
б — промежуточный
узел 'йерхнего пояса
Расчетную толщину шва принимают равной меньшей
толщине стенки соединяемых труб.
Проверяем прочность шва опорного раскоса 1—2
в опорном узле А (рис. 8.19, а), определяя
Na = D1 sin 45° = 203-0,707 = 143 кН;
усилие отрыва
Nt = Ul— 0,7071»! = 142,3 — 0,707-203 « 0;
площадь шва по контуру примыкания при а=45°;
А«,= /ш8/^= l,41nddP/ft/= 48,3-0,7-0,4 = 13,5 см2;
rw = NJAw= 143/13,5= 10,6 кН/смг A06 МПа)<
< 0,85^и,/ = 180-0,85 *= 1 3 МПа
(для сварки электродами марки Э-42),
где pf = 0,7 — для ручной сварки; 0,85 — коэффициент условий работы
шва по длине реза торца трубы; 1т —длина кривой пересечения труб,
определяемая по формуле (8 12);
при сопряжении опорного раскоса с опорным ребром
(см. рис. 8.19, а)
lw = а + Ь +• 3 Уаг + Ьг = 8,98 + 6,95+3 ]/8,98г + 6,35Г=
= 48,3 см
(здесь a=d/2 Sin а=12,7/2-0,707=8,98 см);
6 = d/2= 12,7/2 = 6,35 (см);
272

при сопряжении труб нижнего пояса и опорного
раскоса при d/D= 12,7/12,7=1
lw = 8,98 + 9,53 + 3 У"8,982 +9,532 == 57,8 см;
Ь = (rf/2) [3 - (rf/D)«/2 - (rf/£>J] =
= A2,7/2 [3 — A2/2) — la] == 9,53 см.
Проверяем прочность шва крепления нижнего пояса
к опорному раскосу
a = U1/lwpfkf= 142,4/56,8-0,7.0,4-=8,8 кН/см* = 88 МПа <
< 4<-.Rwnwf = 0,85-180-1 = 153 МПа.
Сварку выполняют электродами марки Э42 в
элементах из стали марки Ст20. Проверку прочности сварных
соединений в других узлах не производим, так как их
прочность обычно вполне обеспечивается контурной
обваркой примыкания фигурных торцов труб. Чертеж
трубчатой фермы и детали узлов приведены на рис. 8.20.
Пример 8.4. Задание: рассчитать и сконструировать
жесткий опорный узел трубчатой фермы, примыкающей
к колонне двутаврового сечения (рис. 8.21). Исходные
данные: расчетный опорный момент М4=750 кН-м,
максимальное давление фермы на опоре N4=983 кН.
Материал опорных фасовок и ребер — сталь марки ВСтЗпсб
по ГОСТ 380—71*, сварка ручная электродами марки
Э42.
Решение
Расчет крепления верхнего пояса к колонне.
Расчетное усилие
Н = Ms/h, = 750/3,27 = 230 кН.
Изгибающий момент во фланце определяем
приближенно как в консольном элементе вылетом с (рис. 8.22).
Для вычисления размера с диаметр трубы заменяем
условным квадратом со стороной d(«0,9d = 0,9-21,9 =
= 19,6 см, тогда с=0,5 C6—19,6) =8,2 см, а момент
будет
Mf = 0,5Я(с — а) =0,5-230 (8,2 — 5) =368 кН см.
Требуемый момент сопротивления составит
Wd = Mf/Ry\c = 368/23,5= 15,7 см",
где Ry~235 МПа, ус=1.
Из уравнения Wf = lft2f/6 вычисляем толщину фланца
при /f = 360 мм (см. рис. 8.21,6):
t, = V6Wd/lf = Кб-15,7/36 = 1,62 см.
18-612 273

В 150
2а
3-3 . 3-3
50 50 0™ 019 (вариант)
Рис. 8.20. Стропильная ферма из труб и детали узлов для устройства кровли
по прогонам
/_ центрирующая прокладка 60X330X10; 2 — накладкл из трубы или изошу-
тых пластин t=5 мм; 3 — отверстия 0 30 в шайбе и 0 50 в плите
Принимаем толщину фланца 20 мм.
Проверяем напряжение в шве, прикрепляющем
фланец к верхнему поясу (из условия расчета по металлу
шва):
а = Я/Р/£;/«, = 230/0,7-0,8.68,7 = 6,03 кН/см2 F0,3 МПа)<
< Vc RwHwf^ 180-0,85= 1,53 МПа.
где /ш=лй=3,14-21,9=68,7 см; kf = tf = 8 мм.
Определяем число болтов для крепления фланца к
колонне при d=24 мм и симметричном их расположении
п = H/Nb = 230/62,8 = 3,66,
где iVi,=^i,n«j,=3,59-17,5=62,8 кН; ^=175 МПа A7,5 кН/см2) —
274

- 7««Э.5 - НАРУЖНЫЙ
ДИАМЕТР И ТОЛЦИНА
СТЕНКИ ТРУБЫ .
для болтов нормальной точности класса 4,6; /4ь„=3,59 см2 (для
болтов диаметром 24 мм).
Принято 4 болта диаметром 24 мм.
Расчет жесткого сопряжения ригеля с колонной в
опорном узле нижнего пояса. Опорное давление передается
на колонну через торец листа (фланца), к которому
приварены нижний пояс и опорный каркас. Принимаем по
конструктивным соображениям фланец толщиной 25 мм
(аналогично фланцу в верхнем узле). Шесть болтов
диаметром 20 мм для крепления к колонне ставим
конструктивно. По данным расчета стержней фермы вначале
конструируем узел в масштабе 1/10, размещаем на фланце
примыкающие элементы и из условий удобства монтажа
намечаем разбивку отверстий под болты. Затем
проверяем:
напряжение смятия в торце фланца
ae = Na/Ar = 983/2,5-36= 11 кН/смгA10 МПа)< RP = 336 МПя,
18*
275

б) 360
© 219»S
СТРОГАТЬ
Рис. 8.21. Жесткое крепление трубчатой фермы к колонне
а — расчетная схема; б ~ узел крепления, / — отв 027, болты 0 24; 2— отв.
0 23 болты 0 20
где /?р = 336 МПа —для стали с /?Un = 370 МПа;
напряжение в сварных швах, прикрепляющих нижний
пояс к опорному фланцу, при kf = 8 мм и с учетом
разгружающего действия опорного раскоса рис. 8.22
о =rN/fyk,2lw = 960/0,7-0,8-148= 11,6 кН/см2 A16 МПа)<
<Q,85Rwfywf = 153 МПа;
2*„, = W -h 2/ш1 + /шз + 2/ш4 = 68,7 + 2-10 + 39,5 +
-Ь 2-10= 148,2 см;
/шг = ли = 3,14-21,9 = 68,7 см;
/ш1 = 14—1 — 3= 10 см; /ш4= П — 1 = 10 см;
'из — длина шва по торцу реза раскоса, примыкающего к фланцу
(примерно половина от полного сечения), определяемая по формуле
(8 12):
10,
x"Kl4,32+10,92) = 39,5 см
(здесь a = d/2 sin a = 21,9/2-0,766= 14,3 см;
sin a = sin 50° = 0,766; Ь = rf/2 = 21,9/2 = 10,9 см);
N = Nbn — Nd cos 50° = 1690— 1140-0 643 = 960 кН.
Прочность швов достаточна.
276

\
@ 219»В
Phc. 8.22. Опорные узлы верхнего (а) и нижнего (б) поясов трубчатой фермы
Суммарное напряжение в швах от совместного
действия опорной реакции Afs=983 кН и горизонтальной
силы #=230 кН:
XN = Д/ /р; ШшО = 983/0,7-0,8-148= 11,9 кН/см2;
т„ = ///Р/й2Гю = 230/0,7-0,8-148 = 2,8 кН/см2
(эксцентриситетом приложения силы Я ввиду малости
2=5,5 см пренебрегаем);
+т^ = 1/п,92+ 2,8? =12,3 кН/см2 A23 МПа) <j
< Vc Rwf\wf = 0,85-180 = 153 МПа.
Расчет опорного столика на колонне под опору фермы
Толщину и ширину столика назначаем по
конструктивным соображениям: толщину 30, ширину 360 мм
(равную ширине опорного фланца фермы). Длину столика
277

определяем по расчетной длине шва, прикрепляющего
к колонне с одной стороны столик, на который
приходится усилие 2/3 ^=2/3-983 кН=658 кН. Если kf=20 мм,
то длина шва с одной стороны столика будет
lw = 2/3Ns/f>, k, Rwf ywf = 658/0,7-2.18 = 26,1 см.
Принимаем /ш=30 см.
§ 5. КОНСТРУКЦИЯ СТРОПИЛЬНЫХ ФЕРМ С ПОЯСАМИ
ИЗ ТАВРОВ И РЕШЕТКОЙ ИЗ УГОЛКОВЫХ ПРОФИЛЕЙ
При применении для поясов ферм тавровых профилей элементы
решетки могут выполняться из спаренных уголковых профилей в
виде Т-образных и крестовых сочетаний уголков Так как высоты
стенки тавра обычно ие хватает для соединения всех стержней в узлах,
то предусматривают дополнительно узловую фасонку, приваривай
мую впритык к стенке тавра (рис. 8 23).
Пример 8.5. Задание: для одноэтажного
промышленного здания рассчитать и сконструировать стропильную
ферму пролетом 24 м при шаге колонн 12 м. Покрытие—
теплое, по стальному профилированному настилу,
уложенному по сквозным прогонам (рис. 8.24). Материал
элементов фермы — сталь марки ВСтЗпсб-1 по ТУ
14-1-3023—80 Ry = 240 МПа при t = 4...20 мм. Фасонки
фермы — из стали марки 09Г2С. Район строительства—
IJI по снеговому покрову: $о = 1ООО Н/м2; у„=0,95; ус =
= 0,95.
Решение
Сбор нагрузок. При применении профилированного
стального настила рекомендуются типы облегченных
покрытий по табл. 8.15. Принимаем покрытие с
утеплителем из мннераловатных плит по п. 3, а в табл. 8.15.
Подсчет нагрузок сведен в табл. 8.16.
Выбор марки профилированного стального настила.
Расчетная равномерно распределенная нагрузка на
настил с учетом собственного веса
gdf)= 1159+ 1400 = 2559 Н/м2.
Пролет настила 3 м. По табл. 8.17 при двухпролетной
расчетной схеме выбираем марку настила Н57-750-0.7,
для которого
gmax = 2624 Па (Н/м*) > gdp = 2559 Н/м2.
Расчет стропильной фермы. Вычисляем расчетные уз-
278

Рис. 8 23. Схемы узлов фериы с поясаин из тавров
вИ И3 УГОЛК0В Т" и крестообразного
v?o7x™ Л»гe~sce элементы решетки нз спаренныч
уголкоа крестообразного профили; / - пояс нз тавва
2- спаренные уголки Т обратного профили 3-то же
вприты°кР/3Д0Г0 ПР°ФНЛЯ ^-Фасонка, 'приварен^
впритык к сгевке тавра; $ - соелнинтелышс прокладки

itf:
500
11500
nooo
12000
L=12000«n
nooo
Г-/
Рис. 8.24. План (и) и поперечный разрез (б) покрытия к примеру 8.5
1 — колонны; 2 — стропильные фермы; 3 — сквозные прогоны, пролетом 12 м;
4 — стальной профилированный пастил
ловые нагрузки:
Рг = (g-f p) 6/t = 2832-3-12 — 101 952 Ha? 102 ьН;
Усилия в стержнях фермы определяем путем
построения диаграммы Максвелла — Кремоны при полном ее
загружении (рис. 8.25). Опорные реакции будут
RA = /?в = Sf/2 — B^ + 7/\,)/2 = B-51 -+- 7• 102)/2 == 408 кИ.
При построении диаграммы уклоном поясов 1,5 %
пренебрегаем ввиду малости. Масштаб сил принят— 1 см —
280

Таблица 8.13. Рекомендуемый состав кровли и постоянные
нагрузки на покрытие по профилированному настилу
Состав покрытия
1. Защитный слой гравия по
битумной мастике — 20 мм
2. Водоизоляционный ковер из
четырех слоев рубероида по
битумной мастике
3. Утеплитель (варианты):
а) минераловатные плиты
повышенной жесткости
по ГОСТ 22950—78* с
р = 250 кг/м3
б) плиты перлнтофосфоге-
лиевые
теплоизоляционные по ГОСТ 21509—
76* с р=294—300 кг/м3
толщиной 100 мм
в) плиты
теплоизоляционные из пенопласта на
основе резольиых фе-
нолоформальдегндных
смол по ГОСТ 20916—
87 с р=100 кг/м3
толщиной 50 мм
4. Пароизоляция из одного
слоя рубероида
5. Профилированный настнл
Итого с утеплителем
по п. За
Итого с утеплителем
по п. 36
Итого с утеплителем
во п. Зв

Нормативная
нагрузка,
Н/м*
400
160
245
294
50
40
69—172
Коэффициент
надежности
по нагрузке
1,3
1,2
1,2
1,2
1,2
1,2
1,05
914—1017
963—1066
719—822
Расчетная
нагрузка,
Н/м"
520
192
294
.353
60
48
73—178
1127—»232
1185—1291
893—998
= 40 кН. Усилия в стержнях равны произведению длины
рассматриваемого вектора по диаграмме (lv, см) на при.
пятый масштаб — 40 кН. Тогда для левой половины
фермы усилия в стержнях будут следующими:
стержни верхнего пояса;
3 — а и 4- б-N =— 11-40=— 440 кН;
5—г и 6 — д — N =— 23,4-40=— 936 кН;
281

Таблица 8.1в. Подсчет нагрузок на стропильную ферму
с поясами нз тавров
Вид нагрузки
и расчет
Постоянная:
защитный слой нз гравия —
20 мм; р = 2000 кг/м3
рубероидный четырехслой-
ный ковер
утеплитель — минераловат-
ные плиты повышенной
жесткости по ГОСТ 22950-78*,
р = 245 кг/м3; 100 мм
пароизоляция — один слой
рубероида
стальной профилированный
настил (предварительно)
Итого
Прогоны сквозные /=12 м (по
каталогу)
Итого
Стропильные фермы со
связями (ориентировочно)
Итого
Временная — снег (при gn/Sn~
= 945/1000=0,945>0,8;
коэффициент Y/ == 1,4)
Общая нагрузка

Нормативная
нагрузка,
Н/м!
400
160
245
40
100
915
100
1045
160
1205
1000
2205
Коэффициент
надежности
по нягрузке
1,3
1,2
1,2
1,2
1,05
—
1,05
—
1,05
—
1,4
—
Расчетная
нагрузка.
Н/м'
(округленно)
520
192
294
48
105
1159
105
1264
168
1432
1400
2832
то же, нижнего пояса:
/_<,-_#=+ 18,6-40 =+744 кН;
; — <? — #=+ 24,8-40 =-|-992 кН;
раскосы:
l — a—N—-\- 14-40 =+560 кН (опорный);
б—в—№=— 10-40==—400 кН;
в— е— W=+6-40=+240 кН;
д~е — N=~ 1,9-40=— 76 кН;
282

Таблица 8.17 Предельная расчетная равномерно распределенная нагрузка на настилы
Марка настила
НС 40-800-0,6
НС 40-800-0,7
НС 44-1000-0,7
Н 57-750-0,7
Н 57-750-0,7
Н 57-750-0,8
Н 57-750-0,8
Н 60-845-0,7
Н 60-845-0,7
Н 60-845-0,8
Н 60-845-0,8
Н 75-750-0,8
Н 75-750-0,8
Н 75-750-0,9
Н 75-750-0,9
Н 114-750-0,8
Н 114-750-0,8
Н 114-750-1,0
Н 114-750-1,0
Н 114-600-1,0
Н 114-600-1,0
Пролет
;, м
3
3
3
3
4
3
4
3
4
3
4
3
4
3
4
4
6
4
6
4
6
Нагрузка, Па, при расчетной схеме
7
1 1 1 Ул 1 1
2902*
3371**
—
3236**
3883
5824
2485*
6458
2836**
5885
1932**
7334
2441**
7771
2584
Ч
1834*
2493
2485*
2624*
1701
3658
2058
2305*
—
3246*
2035
5272
2966
6172
3471
5885
2616
7334
3259
7771
3454
Ч
1966*
2104**
2852*
3099*
1990*
4268*
2563*
2698*
1843*
3785*
2544
6591
3708
7714
4340
7357
—
9168
9713
^М1"Т'
2021*
2265**
2734*
2959*
4099*
2577*
3604*
6159
7209
—
—
—
* По условиям устойчивости стенки гофра на опоре.
** По условиям жесткости (прогиба).

to
О 1 Z 3 см
МАСШТАБ СИЛ: 1СМ » 40КН ',
H Fz=- 102кН
6'
Рис. 8.25. Определение усилий в элементах фермы
с — расчетная схема фермы; 6 — диаграмма Максвелла—Кремоны при полном загружении фермы

S85
sf
O\ Q
20
струк
I~
s
en
00
00
Eg
Обозначение стержня
по рис Ь 25, а
Усилие, кН, по диаграмме
Площадь поверхности
сечения А, см*
Расчетная длина" , см
el у
^
00
о
00
СЛ
о
to
СЛ
•в
3
3
к
СЛ
я
фактическое по
расчету
предельное R у£
Н
в
ь
S
я
в
•8-
■о
ЕС
а
о
г»
в
S
■g
в
*
в
•н
S
п
й
+
а

г
СП
Е
-а
оо
ел
N3
(О
S
- is
о м
I
98S
tn
8
E
о
oo
Обозначение стержня
no рис. 8.25, a
Усилие, кН, по диаграмме
Площадь поверхности
Сечеиия А, см»
Расчетная длина , см
фактическое по
расчету
предельное Яуус
I
1

Раскосы
Стойки
1-а
6-в
в-г
д-е
а-б
г-д
+560
—400
+240
-76
—102
L90X90X7
1
L.110XH0X8
1
L63X63X5
1
L 90x90x7
1
конструктивно
L 63x63x5

конструктивно
24,6
34,4
12,26
24,6
12,26
390
390
312
390
312
390
312
390
200
250
3,99
—
—
3,99
2,85
3,51
4,255
2,52
3,51
2,52
111
73,3
123
88,9
79,4
111
91,6
154
111
99,2
—
0,605
—
0,472
0,549
0,95
0,8
0,95
0,8
0,8
216,3
182,6
186
62,2
143,96
228
192
228
192
192
S3 Примечание. «—» — сжатие; « + » — растяжение.

Стойки:
а—б и г—д—N=F2=—102 кН;
стойка е~е' — монтажная, принимается по
конструктивным соображениям.
Для правой половины фермы усилия в стержнях
будут равны аналогичным усилиям для левой половины.
Расчет сечений стержней фермы сведен в табл. 8.18.
Подбор профиля тавра верхнего пояса с учетом Yn=0,95
Ad = vn N/vRv Vc = 0,95-936/0,7-24-0,95 = 55,7 сма,
где Ф«0,7 —предварительно; #„=240 МПа=24 кН/см2; у»=0,95,
Vc=0,95.
Принимаем 20ШТ1, Л = 61,2 см2, i^i =5,14 см, iy =
=7,18 см; тогда А,=300/5,14 = 58,36; ф*=0,815.
Проверяем устойчивость тавра
a =Y«W/<Pm(« A =0,95-936/0,81 5-61,2= 17,82 кН/смг <
<Я„Ус = 24-0,95 = 22.8 кН/см2,
условие удовлетворяется.
Принимая меньший профиль 17,5 ШТ1, вычислим:
А = 47,8 см2 I* = 4,64 см; („ = 5,84 см;
^ = 300/4,64 = 64,65; фж = 0,78;
а = 0,95 936/0,78-47,8 = 23,85 кН/см3 B38 МПа) >
>#{,Yc = 240-0,95 = 228 МПа
Условие не удовлетворяется. Поэтому либо можно
оставить профиль 20ШТ1 или принять профиль 17ШТ2
(Л =52,4 см2, i,=4,61 см; а=0,95- 936/0,75 -52,4 =
=22,6 кН/см2<22,8 кН/см2).
Расчет нижнего пояса: /Vma*=992 кН.
Ad = Yn NIRy ус = 992-0,95/24-0,95 = 41,33 см2;
принимаем тавр 17,5 ШТ1, Л =47,8 см2.
Назначить меньший профиль, например 15ШТ2, не
представляется возможным, так как для него Л =
= 38,8 см2<Лй=41,33 см2. Окончательно это решается
после расчета других элементов и при конструировании
с учетом унификации стержней.
При расчете раскосов и стоек крестового сечения
принято: iK = iy = 0,2\b и 1*0=0,185&, где b — ширина
крестового сечения, равная сумме двух длин полок уголков
и толщины фасонки, принятой 10 мм. Ось Хо—Хо
проходит по диагонали через обушки уголков (см. табл. 8.18).
Расчет опорного раскоса 1-а; Л/ = -)-560 кН, Аа=
288

. = 0,95-560/24-0,95=23,33 см2; принимаем
два равнополочных уголка 90X7; 4 = 12,3-2=24,6 см2:
ix = /„ = 0,21 b -= 0,21 B-9 -f 1) = 3,99 см;
ixo = 0,185 b = 0,185 B-9+ 1) = 3,51 см;
гибкость lmax=lef/imin=390/3,5l = 111 <400;
проверяем напряжение
а = упЫ1А = 0,95-560/24,6 = 21,63 кН/см2 B16,3 МПа) <
<Ryfc=. 40-0,95 = 228 МПа.
Расчет сжатого раскоса б-в: N = —400 кН; принимая
предварительно q>=0,6, вычисляем Ad=ynNI<fRyyc —
=0,95-400/0,6-24,0-0,95=27,78 см2; принимая два
уголка 100X8; Л =31,2 см2, i\ = iV=0,21b=0,21 B-10+1) =
= 4,41 см; ;„0=0,185-21=3,88см;
\х = leilimin = 312/3,88 = 80,4, <fx = 0,686;
kmax = h = 390/3,88= 100,5, tpy = 0,542;
проверяем устойчивость раскоса
' а =уп^/фт;„ А = 0,95-400/0,54-31,2 = 22,47 кН/см2 >
>#{,Vc = 24 0,8= 19,2 кН/см2 A92 МПа),
условие не удовлетворяется.
Принимаем сечение уголков 110X110x8; А =
=34,4 см2, тогда:
" imjn = »OT = 0,185B-ll + 1) =4,255 см;
\х = 312/4,255 = 73 ,3; %v = 390/4,255 = 91,66;
(pmj.n = <fy = 0,605;
а = 0,95-400/0,605-34,4 = 18,26 кН/см2 < Rv vc =
= 240,8= 19,2 кН/см2 A92 МПа).
Аналогично выполнен расчет сечений других
элементов решетки (см. табл.8.18). Малонагруженные
элементы приняты по конструктивным соображениям из
рекомендуемых минимальных профилей. Сечения тавров
поясов подобраны по максимальным усилиям в середине
пролета фермы, и по конструктивным соображениям та-
4. кие сечения приняты иа всю длину фермы.
Конструирование фермы. Центровку
элементов производят по геометрическому центру тяжести.
Толщину фасонок принимают равной толщине стеики
тавра. В этом примере пояса приняты из тавров марки
» 17,5ШТ1 и 20ШТ1, имеющих толщину стенки tw =
=9,5 мм, поэтому фасонки назначены толщиной 10 мм.
19—612 289

to
о
Phc. 8.26. Рабочий чертеж фермы с поясами из тавроп A—23 — номера элементов)

Таблица 8
1
S
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
и
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
Масса
о
д
V
о ^
ХЭ
I
1
2
2
2
2
4
2
I
1
I
1
6
3
6
3
.19. Спецификация стали иа половину фермы марки Ф-1
Сечение
Т 20ШТ1
Т 17.5ШТ1
L 90X7
L 1ЮХ8
L 63x5
L 90x7
L 63x5
L 63X5
L 63x5
—240x20
—350x10
—200x11
— 80хЮ
— 130x10
—180x10
—180x10
— ЮОхЮ
—230x20
—250x25
— 80x10
— 80хЮ
— 80x10
L 140X10
1
СО
Эй
Дли
11762
9370
3110
3510
3530
3450
2480
2080
80
560
560
920
730
690
400
180
300
250
300
200
250
150
320
наплавленного металла — I •)
1 шт.
564,6
351,4
30
47,4
17
33,3
11,9
10
0,4
21,1
15,4
14,4
4,6
7
5,7
2,5
2,3
9,8
14,7
1,3
1,6
0,9
6,9
Масса, кг
всех
565
352
60
95
34
67
48
10
I
21
15
14
5
7
6
3
3
10
15
8
5
6
21
марки
1385
Сталь марки
ВСтЗпсб-1,
ТУ 14-1-
3023—80
14Г2АФ-15
ВСтЗпсб
Масса одной фермы Сф =2770 кг
Размеры фасонок в узлах проектируют прорисовкой
узлов в масштабе '/б—'Ао и нанесением сварных швов по
расчету. Методика расчета сварных швов изложена
в примере 8.1, поэтому в данном примере расчет швов
не приводится.
Элементы решетки соединяются прокладками
шириной 80—100 мм, по две-три на элементе, располагаемые
примерно на равных расстояниях от узлов. Общий вид
и детали спроектированной фермы изображены на рис.
8.26 и 8.27. Соединение полуферм в середине фермы
выполняют высокопрочными болтами 0 24 мм на фланцах.
Спецификация стали на полуферму приведена в табл.
8.19. Данные для подбора фланцевых соединений
растянутых поясов ферм приведены далее в табл. 8.22.
19*
291

2
206
A
2811
РАЗМЕРЫ, MM
г 0.015 Ij
3000
3000'
11791
0,015'
Г £ 1
2938
21000
УСИЛИЯ, кН
Д
/ -936HH
2938
i* 0,015
3000
1179
3000
2811
1
'I
20S
О
ь)
в свободные
МЕСТАХ КОРЕНЬ
ПОДВАРИТ)»
Рис. 8.27. Узлы и детали фермы (к рис. 8.26)
о — геометрическая схема фермы; б — детали узлов: в — сварной стык стенки
пояса (тавра) с фасонкой; 1 — фасонка; 2 — стенка пояса; 1—23 — номера
элементов
292

293

УЗЕЛД
;e
■at
25
6065JBJ0
«Г
s
7н
i
i
tf"
10
К
5-5
If
л—
SO
•i-
65
-$—
1
i—(
1
•—r
1
1
4
35[
I
65
fffl
r
4.
-4-
-23
<s T
-fit
^077
J-J
Si
1
1
у
^0/7
3 J
§1
294

§ 6. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНЫХ ФЕРМ
С ПОЯСАМИ ИЗ ШИРОКОПОЛОЧНЫХ ДВУТАВРОВ
И РЕШЕТКОЙ ИЗ ГНУТОСВАРНЫХ ПРОФИЛЕЙ1
Для поясов ферм используют широкополочиые двутавры типов
«К» (колонный) или «Ш» (широкополочный балочный) по ГОСТ
26020—83 (см. табл. 2 прил. VIII). В элементах решетки применяют
прямоугольные и квадратные замкнутые гиутосвариые профили
(ГСП) толщиной не менее 3 мм. В расчетах элементов принимают
сталь с нормативным пределом текучести не более 380 МПа, а
сварку назначают с использованием способов и материалов,
обеспечивающих нормативное сопротивление металла шва 490 МПа.
Соединение полуферм проектируют на фланцах
высокопрочными болтами. При расчете ферм применяют следующие коэффициенты
условий работы ус ■ 0,85 — для растянутых элементов решетки из
ГСП, рассчитываемых с учетом изгибающих моментов, и 0,8—то же,
без учета моментов; 0,95 — для всех остальных стержне».
В узлах полку двутавра рекомендуется усиливать приваркой
наклонной планки (рис. 8.28). Расчетные длины сжатых стержней
при проверке их устойчивости определяют по формуле lrf = \il, где
ц — коэффициент, принимаемый по табл. 8.20, / — геометрическая
длина стержня (для пояса расстояние между узлами раскрепления
из плоскости связями). Расчет прочности стержней фермы
выполняют по формулам:
при учете только нормальных усилий
1 Рекомендации по проектированию стальных ферм с поясами из
широкополочных двутавров и решеткой из гнутосварных профилей. — ЦНИИпроект-
сгальконструкцня им. Мельникова. — М., 1986
Рис. 8.28. Обозначения элементов в узлах фермы с поясами из широкополоч-
иых двутавров (ШПД) и решеткой из гнутосварных замкнутых профилей
(ГСП»
/, 3 — соответственно пятка и носок раскоса; 2 — щека ГСП; 4.
5—соответственно внутренняя и наружная полки пояса ШПД; 6 — наклонные планкн
усиления узлов
295

Таблица 8.20. Коэффициенты ц расчетной длины сжатых стержней
Напрарление
продольного
изгиба
В ПЛОСКОСТИ
фермы
Из плоскости
фермы
Расчетные условия
С учетом
нормальных усилий и
изгибающих
моментов
С учетом только
нормальных
усилий по шарнирной
схеме
—
Коэффициенты д для

поясов
1
1
1
опорных
раскосов
l.'-X
Х@,6-Ь)
1
1
Двух
элементов
решетки
@,6+р)<
<0,8
0,8
1
Примечание. Параметр р определяют по формуле
где J, I — соответственно момент инерции и длина рассматриваемого
стержня; Ji,l\ и/2,/2 —то же, панелей пояса и растянуты» раскосов,
примыкающих соответственно к узлам верхнего и нижнего пояса,
.1мют&рым крепится рассматриваемый стержень.
с учетом нормальных усилий и изгибающих моментов:
для ГСП
для других стержней
Узловые моменты Ме от расцеитровок не должны превышать
значений по условию
Me<W(Rvye-N/A),
где W, A, Ry — соответственно момент сопротивления, площадь
сечения и расчетное сопротивление стали одной из панелей пояса расцент-
рованного узла; \с — коэффициент условий работы пояса.
В узлах фермы проверяют: несущую способность пояса между
элементами решетки по сдвигу; несущую способность планок;
несущую способность стенки пояса; прочность сварных швов.
Пример 8.6. Задание: рассчитать и сконструировать
стропильную ферму с поясами из широкополочных
двутавров и решеткой из гнутосварных замкнутых
профилей. План покрытия, схему фермы, нагрузки и усилия
принять по примеру 8,5, ^=0,95.
296

Решение
Определение усилий в стержнях фермы. В
соответствии с заданием с учетом уп=0,95 усилия в стержнях
фермы равны усилиям, вычисленным по диаграмме
Кремоны (см. рис. 8.25), умноженным на ^„=0,95 кН:
верхний пояс
3-а,4- б — N =—440-0,95=— 418;
5-e,6-fl — N =— 936-0,95 =— 889;
НИЖНИЙ ПОЯС
/ -в— N =+744-0,95=+ 707;
/ - е — N =+ 992-0,95 =+ 942;
раскосы
/ . а _ N =+ 560-0,95 =+ 532;
б - в — N =- 400-0,95 =— 380;
в-г — N =+ 240-0 95 =+ 228;
d-e — N =— 76-0,95 =— 72;
стойки
а.б, г -д- N =—102-0,95=- 97.
Расчет сечений элементов. Расчет верхнего пояса':
Nmax—889 кН. Требуемая площадь сечения двутавра
Ad = N/yRy Vc = 889/31 -0,75-0,95 = 40,2 см2,
где /?В=ЗЮ МПа, для стали марки 09Г2С по ГОСТ 19281—73* /=
= 10.-20 мм (по полке фагоиного профиля); <р=0,75
(предварительно); Yc = 0,95.
Принимаем двутавр № 23Ш1; Л =46,08 см2; (,=
=9,62 см; iy=3,67 см; / = 10 мм; /?v=310 МПа, тогда:
Ятад(=Я,у=300/3,67=81,14; фу=0,604; 0=889/0,604 X
Х46,08=31,9 кН/см2 C19 МПа), что больше Ryyc =
=310X0,95=294,5 МПа.
Назначаем окончательно следующий по сортамен1у
двутавр №26Ш1:
А= 54,87 см2; ^=10,7 см; 1j, = 4,23cm}
Ху = 300/4,23 = 70,92; Фу = 0,701;
0 = 889/0,701-54,37 = 23,32 кН/см2 B33,2 МПа) <3
< Ry yc — 29<i,5 МПа.
Для уменьшения расхода стали можно назначить
двутаир колонного вида — № 20К1, для которого: Л—
=52,82 см2, 1^=5,03 см; ^=300/5,03=59,64 и ф^=0,78,
297

тогда
0 = 889/0,78-52,82 = 21,58 кН/см2 B15,8 МПа)<
</?i,Yfi = 294>5 МПа.
Расчет нижнего пояса. Nmax—942 кН;
Ad = Л//Яв Vc = 942/31-0,95 = 31,99 см2,
где Яа=310 МПа C1 кН/см2).
Назначаем двутавр № 20Ш1: А = 38,95 см2.
Проверяем расчетные условия:
по верхнему поясу
hjl9 = 26/300 = 0,0867 < [0, l)mav;
по нижнему поясу
hp/l, = 20/600 = 0,0983 < [0, |]та.х;
относительная расцентровка элементов в узлах (при
ер<2 см)
eP/hB = 2/26-= 0,077 < [0,1]тах;
ер/hip = 2/20 = 0,1 = l0,\]max-
Так как hp/lQ<0,\ и ep/h<0,\, допускается расчет
фермы выполнять по шарнирной схеме без учета
изгибающих моментов, возникающих от расцентровки в узлах
и повышенной жесткости поясов. При учете моментов
расчет фермы обычно выполняют с помощью ЭВМ по
программе «РЛСК-ЕС».
Расчет опорного раскоса. Nmax =+532 кН;
e = 532/33-0,8 =20,15 см2,
где /?в=330 МПа C3 кН/см3) — для стали марки О9Г2С при /=
= 4...9 мм; принимаем квадратный профиль 140X140X4 (см. табл.3
прил. VIII), ,4 = 21,4 см2.
Расчет раскоса в—г, N=+228 кН;
Лд- = 228/33-0,8 =8,64 см2;
принят профиль 80X80X3; Л =9,01 см2.
Расчет сжатого раскоса б—e,N——380 кП;
Ad = N/q>Ry Vc = 380/0,7-33-0,95= 16,53 см2,
где ф^0,7 (предварительно), ус = 0,95;
принимаем профиль 120X120X4; Л = 18,2 см2,
tx = iy = ',71 см; А,ж==/в//»я= 312,4/4,71 =66,33;
/•rf = 0,8/= 0,8-3905 = 3124 мм; фж = 0,712;
^ = ^,1,/«в =-390,5/4,71 =82,91; «fy = 0,569;
298

проверяем устойчивость
с = 380/0,569-18,2 = 36,7 кН/см2 > Ry уе = 33-0,95 = 31,35 кН/см*
условие не удовлетворяется;
принимаем сечение 140x140x4; А =21,4 см2, и =
= 1^=5,52 см. Тогда:
Х? = 390,5/5,52 = 70,7; ц>у = 0,675;
0=380/0,675-21,4 = 26,3 кН/см2 </?в тс = 31,35 кН/см2.
Расчет раскоса д— е, N=—72 кН, / = 3905 мм,
Ad = А7ф/?у уе = 72/0,6-33-0,95 = 3,82 см2;
принимаем минимальный профиль 80X80X3 мм по
сокращенному сортаменту (см. табл. 3 прил. VIII):
Л —9,01 см; ix = iy = 3,12 см; Хтаж = lef,y/i =
= 390,5/3,12= i25,2< 150; q>y = 0,291;
а=72/0,291-9,01=27,46 кН/см'2 < tfv уе = 31,35 кН/см2;
условие устойчивости удовлетворяется.
По конструктивным соображениям в целях укифика-
иии стойки (Nmax—97 кН, / = 250 см) также
предварительно принимаем из профиля 80x80x3 см. Проверяем
устойчивость стойки:
Ктах = Ху = 250/3,12 = 80,13; <fy = 0,593;
о=А7фЛ = 97/0,593-9,01 = 18,15 кН/см2 A81,5 МПа) <
< /?и Vc = 31,35 кН/см2 C13,5 МПа).
Элементы, раскрепляющие пояс от перемещений из
плоскости фермы, и их крепления рассчитывают также
на действие условной поперечной силы пояса
Qfie = 7,15- Ю-8 B330 — ) А7ф = 7,15-10—в X
/ 2,06-106\
X 2330 ——1—— 889/0,701 = 15,47 кН.
V О I
Стойки, примыкающие к сжатому поясу, являются
основными элементами развязки внутренней полки
пояса и проверяются на устойчивость из плоскости фермы
с учетом изгиба от условной поперечной силы пояса.
Расчетный изгибающий момент Му определяют по формуле
Qlichp (le — hp/sina)
у ~ 2lc sin a
где а — угол примыкания стойки к поясу; 1е—геометрическая длина
стойки,
299

Л/у = = 180,19 кН-м.
При a«90° (sin 90°=l) момент Му
15,47-26B50 — 26/1)
2-250-;
Проверяем устойчивость стойки из плоскости фермы
как внецентренно сжатого элемента при N=97 кН
и М^ = 180,19 кН-см. Последовательно определяем:
eo=-My/N = 180,19/97= 1,86 см;
Г= 250/3,12^330/2,06-10» == 3,21;
здесь Wc ==№„=108,2 см3,
отношение Л;/Лш=36/16,17=2,23>1, площадь стенки
Aw= B5,1—2H,7 = 16,17 см2, а полок 4f = 18-l-2 =
=36 см2);
по типу сечения 8 табл. 6.1 определяем
коэффициент ц: при 0,I^m^5 и 7.^5:
т) = @,25 + 0,15т) + 0,03 E — т)I = @,25 + 0,15-0,165) +
+ 0,03 E — 0,165K,21 ==0,741;
те! = т)т = 0,741 -3,21 = 2,38.
По табл. 6.2 находим фв при Я. = 3,21 и т^=2,38; по
интерполяции фв =0,280; проверяем устойчивость стойки
а =Л//фв А = 97/0,280-9,01 =38,45 кН/см2,
что больше /?01ус=31,35 кН/см2, следовательно сечение
стоек необходимо увеличить. Принимаем сечение 80X
Х80Х4; Л = 11,6см2. Тогда при том же значении q>e
0 = 97/0,280-11,6=29,86 кН/см2 < Ru yc = 31,35 см2 C13 МПа).
Таким образом, сечения элементов фермы приняты:
верхний пояс — двутавр 26 НИ, нижний пояс—двутавр
20 [III, опорные раскосы —ГСП 140x140X4; тоже
и сжатые раскосы б—в; раскосы в—г, д—е — ГСП 80Х
Х80Х4 (допустимо также по сокращенному сортаменту
из профиля 100X100X3, Л = 11,4 см2, ix=iy=3,94 см).
Расчет узлов начинают с назначения размеров
деталей усиления. Для этого вычерчивают в масштабе 'До
узлы и устанавливают размеры наклонных планок, ребер
и фасонок усиления узлов (рис. 8.29). Планки
принимаем толщиной 6 мм, а фасонки — 10 мм из стали с Ry =
= 330 МПа. Фланцы — толщиной 25 мм из стали марки
14Г2АФ, Ry = 370 МПа, по ГОСТ 19282—73*.
300

1 :
1 I
1 :
1 ':
hur
I
I
: i
: 1
; 1
: I
Л
Of
Рис. 8.29. Варианты усиления поясов из ШПД в узлах
а —планками; б — ребрами; в —планками и ребрами; г — гиутым швеллером;
/ — отверстие для связей; 2—швеллер
Рассмотрим отюрный узел (рис. 8.30). Поперечная
сила в узле равна опорной реакции /?л=408, а с учетом
ул=0,95 имеем RA = 408-0,95=387,6^388 кН. Толщина
301

СОЕДИНЕНИЕ НА ФЛАНЦАХ
УЗЕЛА 5000
S0120 50
<■ УЗЕЛ»
Рис. 8.30. Форма (а)
и детали узлов (б)к
примеру 8.6
1—11 — (в кружках)
номера элементе»
фермы
im-120'S00'5
< УЗЕЛ Б
l

стенки двутавра 26Ш1 t==7 мм. Назначаем угловые швы
с высотой катета £f=5 мм с двух сторон полок и стенки.
Общая длина швов по контуру сечения двутавра
2lw = A8-2 — 2) + A8 — 0,7 —1J + B5,5 — 2) 2 = 113,6 см »
« 113 см.
Несущая способность швов: в сечении по металлу
шва
Nwh = §skjXlwRWz4wz Vc = 0.7-0,5-ИЗ-18-1.1 = 711,9 кН >
> RA =388 кН,
где Rwf = 180 МПа A8 кН/см2), ywf = \, ye=l; P/ = 0,7
в сечении по границе сплавления
Nmt = B2 k] 2/a, Rwz Vwz Vc = 1 -0,5-113-21,45-1 • 1 =
= 1194,9 kH>Ra =388 кН,
где /?им = 0,45#un = 0,45-470 = 211,5 МПа = 21,15 кН/см2;
P,= l.
Проверяем несущую способность швов растянутого
опорного раскоса: N = 532 кН. Сечение трубчатого
раскоса из ГСП — 140X140X4 мм. Принимаем катет швов
fef=4 мм. Длина швов по контуру торца
2/ш= 140-2+ 140/cos a = 280 +2-140/0,746 = 655 мм =65,5 см,
где а — угол среза щеки профиля;
(tg a = 2500/2800 = 0,893; а = 41° 45';
cos а = cos 41е 45'= 0,746),
вычитаем по 1 см на непровар по углам Е/щ,=65,5—4 =
= 61,5^62 см.
Несущая способность швов по контуру приварки
торца (по металлу шва)
NW) -"= Р/ */ 2/ц, Rwl yw/ Vc = 0,7-0.4-62.18-1 0,95 =
= 296,8 кП<Л' = 532 кП,
где Bf — 0,7; Rwi = 180 МПа; ywf = 1; Vc = °>95-
Требуется усиление; предусматриваем усиление
постановкой продольных ребер/=10 мм со стороны носка
длиной /=150 мм и пятки длиной /=120 мм, которые
привариваются к опорному ребру и нижней полке пояса.
С учетом двусторонних швов и ребер общая длина швов
2/да=62 + 2-10 + 2-15= 112 см.
Несущая способность швов при fy=4 мм
Nwt = 0,70,4-112-18-1-0,95 = 536,2 кН > N ~ 532 кН.
303

В дальнейшем выполняют расчет других узлов с
учетом обеспечения прочности сечений ГСП по стенкам
и полкам. Если угловые швы не обеспечивают прочность
соединения, то по носку профиля назначают подготовку
кромок и расчет швов выполняют с учетом подготовки
кромок (табл. 8.21).
Таблица 8.21. Расчетные параметры сварных швов
Расчетные угловые швь
\ и—*1
Обозначение
шва
kt Pz.l
V К2'2
в острых углах, мм
Значение при угле
65-55
К
h
54-40
kt~2
а, °
39—35
ki—4
кг—4
Расчетные угловые швы в тупых углах, мм
V
С
1
——| (
щ
Обозиачене
шва
Значение при сварке сплошной
проволокой дн аметром более 1,2 мм
kt—3 cosa
k3
Швы с подготовкой кромок
Носка гнутосварного профиля
Полк» широкополочного двутавра
При приварке к поясу элементов решетки с
подготовкой кромок должно соблюдаться условие
Сварные швы в опорных узлах с восходящим
раскосом рассчитывают из условий (рис. 8.31):
Ч
304

Для узла вида «К» Npt будет
(8.20)
в опорных узлах (см. рис. 8.31)
в прифланцевых узлах верхнего пояса
Несущую способность стенки пояса ШПД в опорных
и прифланцевых узлах проверяют по формуле
где apt—длина планки на участке примыкания к стенке пояса; Р —
угол наклона планкн E0°—75°); обычно //p<//ip»0,5
Способы усиления поясов планками и ребрами
проведены на рис. 8.29.
Проектирование фланцевого соединения нижнего
пояса на высокопрочных болтах. Мтах =* 942 кН. Расчет
фланцевых соединений растянутых элементов на
высокопрочных болтах выполняют согласно рекомендациям '
с использованием формул и таблиц, составленных с
учетом экспериментальных данных по прочности болтов
и фланцев. Согласно сортаменту рекомендаций (табл.
8.22) для двутавров 20 Ш1 рекомендуется соединение по
типу / несущей способностью N — 1593 кН, что больше
Nmax—942 кН. Толщина фасонки //=25 мм, сталь
марки 14Г2АФ. Толщина сварных швов у полки к[ь = 8 мм,
у стенки — k!w=6 мм. Количество болтов rf=24 мм из
стали марки 40Х «Селект» по ГОСТ 22353—77* —
ГОСТ 22356—77 в соединении — восемь.
Сортаментом предусмотрены фланцы из стали марок
09Г2С-15 по ГОСТ 19903—74* и 14Г2АФ-15 по ТУ
14-105-465—82. Фланцевое соединение растянутого пояса
выполняется с предварительным натяжением
высокопрочных болтов при монтажной сборке расчетным
усилием Bpt—0,9 RbtAbn, фланцевое соединение сжатого
1 Рекомендации по расчету, проектированию, изготовлению
и монтажу фланцевых соединений стальных строительных
конструкций ВНИПИпромстальконструкция ММС, ЦНИИПроектстальконст-
рукция им. Мельникова Госстроя СССР, — М., 1989.
20* 307

Таблица 8.22. Сортамент 1 фланцевых соединений растянутого
пояса фермы с поясами из широкополочиых двутавров
Схема фланцевого
соединения
Марка
профиля
Усилие
/V. кН
Геометрические
характеристики, мм
1 *■
■fw
М24 ИЗ СТАЛИ'
40 X "СЕЛЕКТ"'
20К1
20К2
20Ш1
1626
1879
1593
10
25
40
25
±tt
f-
too
220
23Ш1
1608
25
А А А-
-Ai :Д-
-Ai :A--
-Д-А A-
23К1
23К2
2237
2274
10
30
30
808

Продолжение табл. 8.22
Схема фланцевого
соединения
Марка
профиля
Усилие
N, кН
Геометрические
характеристики, мм
4b | Чш
-i
#
ш
8
^A-
Y
,100
2Б0
_8
ft
26Ш1
26Ш2
1913
1937
10
11
30
30
-AJA-
26K1
26K2
2815
2933
10
12
30
30
8080 81
1 1
-A A-
-AA
— ■A
-a-a;
-A-AJ
1
/
ю
A—A
А-Д-
:A- -
A-A-
-A-A-
Ft
f
30 Kl
30K2
3306
4032
12
12
30
40
309

УЗЕЛ Л
2192 I Ь'МОО--тЮО ЫЩ WOOO'KOOQ [2732 ,
О
Продолжение табл 8.22
Схема фланцевого
соединения
М<]рка
профиля
Усилие
.V, кН
Геометрические
характеристики, мм
30Ш1
30Ш2
2197
1668
10
12
30
40
Обозначения; kjt, — катет сварного шва полки, k/w — то же,
стенки, // — толщина фасонки.
310

Рис. 8.33. Типовые фермы с
поясами из широкополочных
двутапроа
а—в — фермы сослветсюен-
но пролетом 24, 30 и 36 м;
г — подстропильная ферма;
д — опорный узол фермы
на колонну; / — крайняя
отправочная марка; 2 —- то же,
средняя
УЗЕЛ*
OS. отд. 23*50
пояса выполняют при
Вр~ @,\...0,2) RbhAbn,
здесь Rbh—OJRbun — расчетное сопротивление растяжению
высокопрочных болтов; Rbun—нормативное сопротивление стали болтов;
Аьп — площадь сечения болта нетто.
Расчетное сопротивление растяжению стали фланцев
в направлении толщины проката из стали марки 14Г2АФ
по ТУ 14-105-465—82 принимают
Rth = 0,5Run/ym = 0,5-540/1,05 = 257 МПа.
Применительно к типовым фермам с поясами из
широкополочных двутавров (рис. 8.33), разработанным
институтом ЦНИИПроектстальконструкция им.
Мельникова, схемы и детали фланцевых соединений полуферм
на высокопрочных болтах приведены на рис. 8.34. При
конструировании фланцевых соединении необходимо
применять следующие сочетания диаметра болтов и
толщин фланцев:
311

6)
t-f.5%
Рис. 8,31. Рекомендуемые
конструктивные решения фланцевых
соединений растянутых (нижних) и
сжатых (верхних) поясов ферм из
широкополочных двутавров
а—в — соединения полуферм и
детали узлов; г — стык нижнего
пояса на высокопрочных болтах с
накладками; д — фланцевый стык
верхнего пояса; е — деталь
фланцевого стыка нижнего пояса фермы;
/ — пояс из шнрокополочиых
двутавров; 2 — элементы решетки из
гнутосварных профилей-ГСП; 3 —
наклонные планки усиления пояса;
4 — прокладки на допуск полок
ШПД; 5 —фланцы; 6 — ребро
примыкающих связей
диаметр болта ^—м
М20 20
М24 25
М27 30
Принятая толщина фланца проверяется расчетом
в соответствии с вышеуказанными рекомендациями.
§ 7. ОСНОВЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ФЕРМ
ИЗ ГНУТОСВАРНЫХ ПРОФИЛЕЙ (ГСП)
Гиутосварные замкнутые профили являются тоикостеииыми,
обладают повышенными механическими свойствами материала в
результате гиутья, поэтому при проектировании конструкций из ГСП
312

. . ПЛОСКОСТИ ФРЕЗЕРОВАТЬ
1-1
ч.
<
S-5
J
необходимо учитывать особенности работы под нагрузкой
материала и узловых соединений элементов. Рационально применяют гнуто-
сварные профили в решетчатых фермах покрытий промышленных
и сельскохозяйственных зданий с легкими кровлями по прогонам
и беспрогоиными, а также в связях каркасов промышленных зданий.
Расчет элементов конструкций производится по полному
сечению ГСП, если соблюдаются условия (по п. 7.14 СНиП 11-23-81*),
где Хи» — определяют по формулам:
для центрально сжатых элементов, при т=0:
(8.21)
luw = 1,2 при к = I VRylE < 1 и luw = A -\- 0,21) <
< 1 ,6 — грн I > 1; Х«=/р///;
для виецеитреиио сжатых и сжато-изгибаемых элементов (т>1)
Km" !.3 + °.15^, при \<2;
Kw — 0 ,2 + 0,35^) < 3,1 при l~i > 2,
здесь ^i — условная гибкость элемента, принимаемая в расчете на
устойчивость в плоскости действия момента,
При значениях 0<пг<1 величину Яц» определяют линейной
интерполяцией между значениями Хм» при /п=0 и при т— 1.
313

lhti/t]<l,l29V'iUf^.
Для предпарителы1ых проверок предельных отношений \hrrff]
ГСП можно пользоваться формулой, предложенной институтом
ЦНИИПроектстальконструкция '
V'iU^ (8.21,я)
где he/ — высота стенкн, принимаемая равной расстоянию между
краями угловых закруглений (рис. 8.35); / — толщина стеики; Rv—
расчетное сопротивление стали, МПа; £=2,06-105 МПа.
Предельные значения \ht,[ll\, подсчитанные по формуле (8.21, а),
при которых в расчетах полностью учитывается сжатая стенка,
следующие:
tfv, МПа
\hej/t] .
/?„,МПа
[hejlt\ .
210
40,4
.-120
.'i2,7
220 230 240 260
Я9.5 38,6 37,8 36,3
340
31,7
360
30,9
400
59,3
420
28,6
280 300
35 33,8
460 500
27,3 26,2
В случаях когда фактическое значение hefft>Xuw У E/Ry (или
K.tlt>\,2§-/EIRy, для центрально-сжатых элементов не более чем
в 2 раза), в расчет вводится не вся плошадь сечения А, а
приведенная площадь АГеа, включающая устойчивые части стенок сечения.
В коробчатом сечении, к которому относятся прямоугольные
и квадратные ГСП, значения Аг<1^ определяют по hred и hre<t i как
пластинок, расположенных соответственно параллельно и
перпендикулярно плоскости изгиба:
при центральном сжатии
Ared = А - 2 (hef - hred) t - 2 (hefi — ftredi) h
при виецеитренном сжатии и сжатии с изгибом
(8.22)
(8.23)
Здесь значение hrSd для центрально-сжатых и hred, виецентренно
сжатых и сжато-изгнбаемых элементов вычисляют по формулам;
hred - thuw -
J(XBW _ k) у — ,
(8.24)
где XuW определяют при ш=0; Xw^
0п (при!ю<2,3); \%/RE
fe=2,9-fO,2X—
-j- , (8.25)
где XUM вычисляют по интерполяции между Хии при т = 0 и т=1
или по формулам табл. 6.4 при m>l; feI = 2,9+0,2Xl—О,73пц;
^1 =» hef/ti У RylE. (8.26)
Наибольшие значения отношений hSflt для виецентренио сжа-
1 Руководство по проектированию стальных конструкций из
гнутосварных профилей. ЦНИИПСК Госстроя СССР, —М., 1978,
с изм. 1986 г.
314

b^v 44
01 Рис. 8.35. Типы бесфасоночных узлоя ферм из гнутосварных профилей
а, 6, г — промежуточных узлов; в — опорного узла

тых и сжато-изгибаемых элементов при расчете устойчивости из
плоскости действия момента определяют в зависимости от величин
а — п.
а = и т/а,
а
где а, аь т определяют по п. 7.16 СНиП 11-23-81*. При а<0,5
наибольшие отношения hei/t принимают как для центрально-сжатых
элементов. При а>0,5 максимальные значения hei/t вычисляют по
формуле (90) этого СНиПа
, -.-- ,/ 5 <3.8 I/ —- , (8.27)
* V a B— a+Fa2 + 4p2) ' R«
где P = l,4Ba—1)т/а (здесь x=Q/th — среднее касательное папри-
жсние в рассматриваемом сечении); при 0,5<«<1 значение kei/t
вычисляют линейной интерполяцией между а=0,5 и а=1.
Наибольшее отношение ширины пояса bej к толщине (, {ЬР//()
коробчатых элементов определяют с учетом вида напряженного
состояния:
при центральном сжатии — так же, как для стенок, по аналогии
с h.,!t;
при внецентреином сжатии и сжатии с изгибом максимальное
значение &<;// принимают в зависимости от относительного
эксцентриситета т;
при /и<0,3 — как для цептралы'о-сжатых элементов;
при т>\ и Х"<2 +0,04т зпачеьие bejlt=yr~EIRll;
при т>1 и Х>2+0,04т значение
be,/t= @,4 + О.ЗХ) A — 0,01т) VE/Ry. (8.28)
При промежуточных значениях отпоситгльного эксцентриситета
0,3<т<1 отношение be!/t определяют линейной интерполяцией
между значениями beffi при т=0,3 и т=1.
При значении сечений цептралыю-внецентреппо сжатых и сжа-
то-изгибаемых элементов по предельной гибкости, а изгибаемых
элементов — по предельным прогибам при соответствующем
обосновании расчетом наибольшие отношения be^t, установленные нормами,
допускаетси умножать на коэффициент у Rytym/a больше 1, но не
более чем на 1,25; здесь: <рт—меньшее из значений <р, фв, <реу, сф,
используемых при проверке устойчивости элемента; a=NjA; для
изгибаемых элементов фт = 1, а а принимают большее из двух
значений, вычисленных по формулам а=М/№ф(, или a^Mxy/Jx+Myx/Jy.
Следует особо отметить, что если по каким-либо причинам не
соблюдается условие bef/^fbff/Omax по СНиП 11-23-81*, то при
проверке несущей способности таких элементов максимально допустимое
напряжение следует снижать умножением па коэффициент £&,
равный меньше единицы.
Этот коэффициент можно определить из условия
откуда
Й^ (829)
316

Обозначения kb=[bef/t]%/(bef/tJ и вводя коэффициент условий
работы \с, чредельиое напряжение в сечении сжатого элемента
должно удовлетворять условию
a<kbRv<pmyc, (8.30)
где (bei/t)—фактическое отношение расчетной ширины полки к
толщине; [belli] — предельное значение по формулам табл. 29*
СНиП И-23-81*.
Это положение относится также и к проверке устойчивости
элементов из уголковых, тавровых, двутавровых и других типов
профилей. При несоблюдении условия (8.30) требуетси усиление или
замена элементов.
Расчет элементов из гиутосвариых профилей (ГСП). Расчет
прочности и устойчивости элементов нз ГСП производят по
формулам, изложенным в гл. 2, с учетом вышеуказанных особенностей для
коробчатых сечеиий. При выборе типоразмеров сечеиий элементов
необходимо стремиться, чтобы соблюдались условия (8.21—8,28)
проверки устойчивости стенок и полок профиля.
При наличии сосредоточенных нагрузок на профиле (прогоны,
подвески и т. п.) следует проверить расчетом местную устойчивость
стенок, предусматривая в необходимых случаях прокладки
толщиной не менее 2t, где / — толщина стеики ГСП.
При проектировании ферм с бесфасоночиыми узлами следует
проверять:
участок стенки пояса, контактирующего с элементом решетки,
на продавливапие (вырывание);
несущую способность участка боковой стеики пояса
(параллельной плоскости узла) в месте примыкания сжатого элемента
решетки;
несущую способность элемента решетки в зоне примыкания
к поясу;
прочность сварных швов прикрепления элемента решетки
к поясу.
Методика указанных проверок подробно изложена в
руководстве по проектированию элементов из ГСП и частично в примере 8 7.
Схемы рекомендуемых узловых сопряжений стержней из гнутосвар-
пых профилей приведены на риг, 8 35 и 8.36.
Пример 8.7. Задание: рассчитать и сконструировать
стропильную ферму покрытия спортивного зала
пролетом 30 м. Шаг ферм — 6 м. Элементы фермы из гнуто-
сварных замкнутых профилей. Покрытие теплое по
оцинкованному профилированному настилу и прокатным
прогонам, подобно примеру 8.5 (см. табл. 8.1). По
нижнему поясу ферм крепится защитная сетка и
электроосветительная арматура общей массой 30 кг/м2.
Коэффициент надежности по назначению уп— 1.
Решение
Сбор нагрузок. Подсчет нагрузок сведен в табл. 8.23.
Подбор профилированного настила. Принимаем
настил двухпролетным длиной 3X2=6 м. Расчетная на-
317

00
а)
1-1
а
з-з
Рис. 8.36. Рекомендуемые типы торцовых узлов связей из ГСП
а — иориальный; б—г — усиленные ребрами нлн планками

Таблица 8.23. Подсчет нагрузок на ферму покрытия
спортивного зала
Вид нагрузки в расчет
Постоянная
защитный слой гравня на битумной
мастике — 20 мм; р=2000 кг/м*;
0,02—20000
водоизоляционный ковер из
четырех слоев рубероида
утеплитель (по п. 3, в табл. 8.16) —
плнты из пенопласта, р=100 кг/м*;
0,05-1000
пароизоляция — одни слой
рубероида
оцинкованный профилированный
настил (по табл. 11 прил. VII)
Итого
Прогоны — из гнутых илн прокатных
швеллеров (предварительно)
Итого
Стропильная ферма со связями
(ориентировочно)
Подвесной технологический потолок
Итого
Временная — снег
(прн gn/s0=810/1000=0,81>0,8
коэффициент Y/='.4)
Всего

Нормативная
нагрузка
400
160
50
40
100
750
60
810
150
300
1260
1000
2260
Коэффн.
цявгг V/
1,3
,2
1,2
1,2
1,05
1,05
1,05
1,1
1,4
—
Расчетная
нагрузка
520
192
60
48
105
925
63
988
158
330
1496
1400
2896
грузка из табл. 8.23
9 = (8 + Р) = ^25 + 1400 = 2325 Н/ма.
По табл. 8.17 принимаем настил марки НС 44-1000-0,7,
для которого gn 7паv = 2485 Н/м2><7 = 2325 Н/м2.
Расчет прогона. Равномерно распределенная
нагрузка на прогон:
расчетная
q=(g-\-p)bm= (988+ 1400K = 7164 Н/м.
где Ьт — длниа панели фермы по верхнему поясу — расстояние
между прогонами;
319

нормативная
qn =» (810 + 1000) 3 = 5431 Н/м.
Изгибающий момент от расчетной нагрузки
Л4 = G'2/8 = 7164-62/8 = 32238 Н-м = 3223,8 кН-см;
то же, от нормативной нагрузки
Мп = д„ /?/8 = 5430-62/8 = 24 435 Н-м.
Требуемый момент сопротивления
Wd=*M/Ryye = 3223,8/21,5-1 = 149,9 см»,
где Ry=2l5 МПа для стали марки ВСтЗкп2 по ГОСТ 380—71*.
Назначим по сокращенному сортаменту гнутый равно-
полочный швеллер 250X125X6 мм по ГОСТ 8278—83*,
№* = 224,94 см3, Л = 2811,7 см4, масса 22,5 кг/м (табл.
6 прил. VIII).
Проверяем прогон на прогиб
1_ 5 дп Р 5-0,0543-6003 1_ 1
/ = 384 EJX ~ 384-2,06.10*.2811,7 ~" 379 < 200 '
где
£ = 2,06-105- МПа B,06.10* кН/см2);
^„=5430 Н/м*= 0,0543 кН/см.
Из прокатных швеллеров по ГОСТ 8240—72*
целесообразно принять № 20, для которого WK—\b2 см3, /* =
= 1520 см4, <7=18,4 кг/м; в этом случае
_/_ 5 о,О543.6ОО3 1_ 1
~Т= 334 ' 2,06- 10М520 ~ 205 < 200 '
Как видно, прогон из прокатного швеллера более
экономичен по массе стали и отвечает расчету по прочности
и прогибу.
Расчет элементов фермы. Подсчет расчетных
узловых нагрузок от полного загружения:
/?1 = 0,5-3.2896-6 = 26064 Н = 26,1 кН;
fa= 3-2896.6 = 52 128 Н я* 52,2 кН.
Вариант загружения фермы временной нагрузкой
(снегом) на половине фермы здесь не приводим ввиду
ограничения объема этой книги. В рабочем
проектировании такой вариант выполняют для уточнения работы
элементов решетки.
Усилия в стержнях фермы определяем по диаграмме
Максвелла—Кремоны (рис. 8.37). Ввиду малости укло-
320

t500 УШ*4
<f*12000\i500
Г5000
30000
6)
МАСШТАБ СИЛ; 1СМ=26,1кН
12 3 6
/\ / \
\
V
V
A
ТЛ
т
\
2-v
л'
СИММЕТРИИ
Л'
Рис. 8.37. Определение усилий в стержнях фермы из ГСП
а —схема фермы; б — диаграмма Максвелла—Кремоны при полном загруже-
ном поясов A,5%) при построении диаграммы
пренебрегаем. В соответствии с рекомендациями Руководства
(см. с. 314) ферма принята с раскосной решеткой, без
стоек (рис. 8.37,а), при которой упрощается
сопряжение раскосов с поясами в узлах фермы. Расчетные
нормальные усилия в элементах фермы при полном за-
гружении приведены в табл. 8.24. При этом
предполагается, что расцентровка осей стержней решетки в узлах
не превышает 0,25 высоты пояса hb и узловые моменты
не учитываются. Если после подбора сечений стержней
и прорисовки узлов эксцентриситеты окажутся более 0,25
высоты пояса hb (e>0,25hb), то необходимо провести
поверочный расчет поясов с учетом узловых моментов.
Расчет верхнего пояса. Nmax——611 кН.
Принимая гнутосварные профили из стали марки
ВСтЗспб по ГОСТ 380—71*, при Ry = 235 МПа и
коэффициента ф=0,7, вычислим требуемую площадь сечения
Ad = N/<pRyyc = 611/0,7-23,5.1 =37,1 см*,
где Ry=235 МПа=23,5 кН/см2.
По табл. 3 прил. VIII принимаем профиль 160Х160Х
Х6 мм, А =36 см2, ix=iy=6,24
= 300/6,24=48,1; ф=0,862.
21—612
см; гибкость Я=
321

Таблица 8.24. Расчетные усилия в стерживх фермы с раскосной
решеткой (см. рис. 8.37)
Элемент
Верхний пояс
Нижний пояс
Раскосы
Стойка

Обозначение
3-а
4-в
5-д
6-ж
7-к
1-6
1-г
1-е
1-й
1-л
1-а
а-б
б-в
в-г
г-д
д-е
е-ж
ж-и
и-к
к-л
А-Л'
Усилие, кН
сжатие
95,3
298,8
454.1
556
611
—
261
203,6
146,2
88,7
31.3
0

растяжение
—
208,8
386,3
516,8
595,1
626,4
253,2
203,6
146,2
88,7
31.3
0
Примечание
Аналогичные
усилия на правой
половине фермы
То же
Конструктивно
Проверяем устойчивость
сг = ЛГ/фЛ == 611/0,862-36= 19,7 к11/см2 A97 МПа) <
<Ry ус — 235-1 = 255 МПа,
условие соблюдается.
Проверяем гибкость стенки: hef/t=(\6—4-0,6)/0,6 =
= 22,6, что меньше предельного [/!ef//]=38, принятого
по данным на с. 314. Следовательно, в расчетах
учитывается все сечение профиля.
Расчет нижнего пояса: Nmax = +624,6 кН.
с = 624,6/23,5-0,95 = 27,96 см2;
принимаем профиль 140x140X6 мм; Л = 31,2 см2;
гибкость стенки
*et It = (h — 4/)// = A4 - 4-0,6)/0,6 = 19,3 < \hejjf]max = 38,
322

условие для учета в расчетах полного сечения
соблюдается.
Расчет опорного раскоса /—a. Nmax =
= +253,2 kH>Yc=0,95.
Ad = 253,2/23,5-0,95= 11,34 см!,
принимаем профиль
100Х 100X4 мм; /4 = 15 см2; hel[t= A0—4-0,4)/0.4 = 21<
<38; условие соблюдается.
Расчет при опорного раскоса а—б. Af =
= —261 кН. Геометрическая длина раскоса /= j/"l,52-f-
+32 = 3,354 м; принимая /tf = / = 335,4 см; ф«*0,75 и ус =
= 1, вычисляем:
Ad = N/<pRv ус = 261 /0,75-23,5-1 = 14,8 см2;
принимаем профиль 120x120X4 мм, Л == 18,2 см2,
tx = iy=4l7l см; гибкость ^ = 335,4/4,71 =71,2; по табл. 1
прил. IV находим коэффициент ф=0,747; проверяем
устойчивость стержня
а = 261/0,747-18,2= 19,2 кН/см2 A92 МПа)< Rv yc = 235 МПа.
Расчет других элементов решетки приведен в табл.
8.25.
После расчета элементов по прочности и
устойчивости необходимо проверить соблюдение конструктивных
требований по ширине раскосов Ьи по отношению к
ширине поясов В:
Ширина раскосов из плоскости решетки должна быть
при В6=160 мм и В„—140 мм:
по отношению к верхнему поясу
f < Bb — 3 (tb + td) = 160 — 3 F + 4) = 130 мм,
0,6В;, = 0,6-160 = 96 мм;
по отношению к нижнему поясу
< В„ — 3 (tb f td) = 140 — 3 F + 4) = 110 мм,
этим услозиям незначительно не удовлетворяют
раскосы сечением 120X120x4 и 80X80X3 D) мм. Поэтому
с учетом соблюдения условия (8.31) и унификации
профилей целесообразно пояса назначить из одного
профиля 160X160x6, а раскосы 80X3D) мм заменить на про-
21* 323

Таблица 8.25. Расчет элементов фермы из ГСП для левой симметричной половины
Элемент
фермы
Еерхний
ПОЯС
Нижний
пояс
Стержень
3-а
4-в
5-д
6-ж
7-к
1-6
1-г
1-е
1-й
1-л
Расчетное
усилие, кН
— 95,3
—298,8
-454,1
—556
-611
+208,8
+386,3
+516,8
+595,1
+626,4
Сечение ГСП
□ 160X160X6
□ 160X160X6
□ 160X160X6
□ 160X160X6
□ 160X160X6
□ 140X140X6
□ 140X140X6
□ 140X140X6
□ 140X140X6
□ 140X140X6
А,
см1
36
36
36
36
36
31,2
31,2
31,2
31,2
31,2
6,24/6,24
6,24/6,24
6,24/6,24
6,24/6,24
6,24/6,24
5,43/5,43
5,43/5,43
5,43/5,43
5,43/5,43
5,43/5,43
1х11у. см
300/300
300/300
300/300
300/300
300/300
300/600
300/600
300/600
300/600
300/600
48,1/48,1
48,1/48,1
48,1/48,1
48,1/48,1
48,1/48,1
55,2/110
55,2/110
55,2/110
55,2/110
55,2/110
0,862
0,802
0,862
0,862
0,862
—
1
1
1
1
1
0,95
0,95
0,95
0,95
0,95
?-
—
70,4
130,3
174,4
200,8
211,3
I
э-
>и
30,7
96,3
146,3
179,2
197
—
S
>>
235
235
235
235
235
235
235
235
235
235

о»
ю
ел
Раскосы
Стойка

монтажная
1-а
а-б
б-в
в-г
г-д
д-е
е-ж
ж-и
и-к
к-л
л-л'
+253,2
—261
+203,6
-203,6
+ 146,2
— 146,2
+ 88,7
88 7
+ 31,3
— 31,3
0,0
□ 100X100X4
□ 120X120X4
□ 100X100X4
[_ 100x100x4
□ 80х 80X3
□ 100X100X4
□ 80Х 80X3
□ 80х 80X3
□ 80х 80X3
□ 80х 80X3
Конструктивно
L
~1
63x5
или ГСП
П 80x80x3
15
18,2
15
15
9,01
15
9,01
9,01
9,01
9,01
6,13
3,89/3,89
4,71/4,71
3,89/3,89
3,89/3,89
3,12/3,12
3,89/3,89
3,12/3,12
3,12/3,12
3,12/3,12
3,12/3,12
2,44/2,44
335/635
302/335
302/335
302/335
302/335
302/335
302/335
302/335
302/335
302/335
240/300
86/163
64/71
77,6/86
77,6/86
96,8/107
77,6/86
96,8/107
96,8/107
96,8/107
96,8/107
98/123
—
0,747
—
0,644
—
0,644
—
0,5
—
0,5
0,95
1
0,95
1
0,95
1
0,95
1
0,95
1
.1.77,7
—
143
—
171
—
103,6
—
36,6
—
—
192
—
211
—
151,3
—
197
—
69,5
235
235
235
235
235
235
235
235
235
235
Сталь
марки
ВСтЗкп2
/?„=--225

РАЗМЕРЫ, MM
УСИЛИЯ. КН
УЗЕЛ А
\
н\
:6\
а
■Ж
?пв
«V,
]
■ f
-г -1
\ 5
\^'
6
УЗЕЛ Б
□ 120*4
Рис. 8.38.
Геометрическая схема (а) и
детали узлов (б)
фермы из гнутосвар-
иых замкнутых
профилей к примеру 8.7
/ — иакладки /=8;
2 — фланец 360Х
X 360X25, сталь
14Г2АФ; 3 — отв
0 27 болты 0 24
высокопрочные, сталь
40Х «Селскт>
326

УЗЕЛ В
pb
УЗЛОВОЙ МОМЕНТ
HE УЧИТЫВАЕТСЯ
УЗЕЛ Г
ГСП 160*160*5
4—J §
1-1
mo iBo wo
§
so
БОЛТЫ №4
J*
ГСП
\^Г 80*80*1
y^V (штЖ*100Ц)
•УЗЕЛД
SO 50 ISO .50.50
■H
""ФРЕЗЕРОВАТЬ
327

й)
1-1
i
U
Рис. 8.39. Расчетная схема узда при учете расцентровки осей стержней
(e>0,25ftp)
а —схема узла; б — эпюра моментов
филь 100ХЮ0Х4 мм. Принятое конструктивное
решение некоторых узлов фермы показано на рис. 8.38. После
определения эксцентриситетов от расцентровки узловых
эксцентриситетов необходимо выполнить поверочный
расчет поясов с учетом узловых моментов и если
потребуется откорректировать сечение принятых профилей.
Узловой момент (рис. 8.39), воспринимаемый поясом,
вычисляют по формулам:
гле /i, h — длина панелей, примыкающих к узлу.
328
(8.32)
(8.33)

§ 8. ТЕМПЕРАТУРНЫЕ ШВЫ
При больших размерах здания в плане в элементах каркаса
возникают дополнительные напряжения от изменения температуры. Для
предотвращения значительных избыточных температурных
напряжений здание разрезают на отдельные отсеки (блоки) поперечными
и продольными температурными швами. Предельные размеры
отсеков зданий и сооружений, при которых ие учитываются в расчетах
климатические температурные воздействия на стальные конструкции
одноэтажных зданий и сооружений, принимают по табл. 8 26.
Температурный шов разрезает здание от основания до верха покрытия.
В месте температурного шва ставят две поперечные рамы, не
связанные между собой и смещаемые на расстояние 500 мм от оси шва
в разные стороны (см. рис. 8 2) Поперечные горизонтальные связи
предусматривают с двух сторон от температурного шва. Вертикаль-
Т а блица 8.26. Предельные расстояния между температурными
швами стальных каркасов одноэтажных зданий и сооружений
Характеристика
зданий н сооружений
Отапливаемые
здания
Неотапливаемые
здания и горячие
цехи
Открытые эстакады
Наибольшие
расстояния, м,
от торцт здания
или
температурного шва до осн
ближайшей
вертикальной осн
Между
температурными швами
по длине блока
(вдоль здания), м
Между
температурными швамн
по ширине
блока, м
в климатических районах строительства прн расчетной
температуре /, °с
а_-
90
75
50
L
а!2
= Л
«Л
•-"о
ьм
60
50
40
й
.--1
х~ А
03 •—•
230
200
130
1
*э
--I
"Л
-3
160
140
100
~"|
!*=
и «
03 .—
150
120
—
L
*"■ Л
-"Л
.?
по
90
—
Примечания: 1. При наличии между температурными
швами здания или сооружения двух вертикальных связей расстояние
между последними в осях не должно превышать 40—50 м и для
открытых эстакад—25—30 м (меньшие расстояния относятся к
климатическим районам 1Ь 12,112 и Из). 2. В зданиях со смешанным
каркасом (колоииы железобетонные, а покрытие по металлическим
фермам или балкам) расстояния между температурными швами
принимают по указаниям главы СНиП 2.03.01—84 по проектированию
железобетонных конструкций.
329

иые связи между фермами также ставят с обеих сторон от шва. Но
вертикальные связи между крайними колоннами как в торцах, так.
и у температурного шва, в одноэтажных промышленных зданиях не
ставят. Предельные расстояния от торца отсека до оси ближайшей
вертикальной связи нормами установлены в зависимости от
расчетной температуры: для отапливаемых зданий 60—90 м, для
неотапливаемых зданий — 50—70 м и открытых эстакад — 40—50 м
(см. табл. 8.26). Расстояние в осях между вертикальными связями
в середине длины здания не должно превышать 40—50 м.
В зданиях со смешанным каркасом (колонны сборные
железобетонные, а покрытие по металлическим фермам), длину и Ширину
температурных отсеков принимают по нормам проектирования
железобетонных конструкций для отапливаемых зданий 60 м и для
неотапливаемых зданий 40 м.
В многопролетных зданиях при их ширине более 90—150 м
устраивают продольные температурные швы. Предельная ширина
отсека здания при расчетной температуре до —40"С нормами
установлена 120—150 м и при температуре менее —40...—65"С — 90—
110 м. Конструктивно продольные швы решают либо раздвижкой
осей примыкающих конструкций на 1000—1500 мм, либо
устройством шарнирно-подвижных (Катковых) опор, примыкающих с одной
или с обеих сторон ригелей на колонны.
Г л а а а 9. ПРОЕКТИРОВАНИЕ РЕЗЕРВУАРОВ
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Резервуары, как н газгольдеры, бункеры, трубопроводы больших
диаметров, кожухи доменных печей и т. д, относятся к
номенклатуре листовых конструкций. Резервуары служат для хранения
нефти и нефтепродуктов, воды, сжиженных газов, кислот н других
жидкостей. По форме резервуары различают: вертикальные н
горизонтальные цилиндрические, каплевидные н шаровые (рнс. 9.1). В
зависимости от расположения резервуары могут быть надземными,
наземными, полузаглубленными или подземными, подводными.
Условия работы резервуаров также различны; в завненмостн от
назначения они могут воспринимать статистические и динамические
нагрузки, работать под давлением и вакуумом, под воздействием
переменных температур и нейтральных или агрессивных сред.
Ввиду существенных различий в свойствах хранимых жидкостей
резервуары подразделяют также- на резервуары низкого,
повышенного и высокого давлений. В резервуарах низкого давления с
внутренним давлением до 2 кПа и допускающих вакуум (разрежение)
250 Па хранит жидкости с низкой упругостью паров: керосин,
газолин, дизельное топливо и др. Резервуары с повышенным
внутренним давлением B0—30 кПа) служат для хранения нефтепродуктов
с высокой упругостью паров (сырой нефти, бензина и т. д.).
Вакуум в резервуарах образуется в результате быстрого охлаждения
паров и оказывает существенное влияние на работу стенки и
элементов покрытия. Сжиженные газы (бутан, пропан и др.) хранят
обычно в горизонтальных и шаровых резервуарах высокого
давления с внутренним давлением @,25—2 МПа).
Основными элементами резервуара являются: днище, стенка
330

Рис. 9.1. Типы стальных резервуаров
а — цилиндрический вертикальный наземный; б — горизонтальный
цилиндрический; в —каплевидный; г — шаровой; /—днище; 2 —стенка (корпус); 3 —
покрытие; 4 — люк; 5 —шахтная лестница; ( — площадка с оборудованием;
7 — наклонная лестница; 8 — опорное кольцо; 9 — опорное кольцо жесткости;
10 — подкрепление кольца жесткости в местах седловидных опор
и покрытие. Для стенок и днища применяют листовую сталь
толщиной 4—30 мм, в том числе при толщине 4—10 мм — рулонную
горячекатаную сталь по ГОСТ [9903—74*. Для покрытия
резервуаров рекомендуются листы то.-.щиной 2,5—6 мм. В резервуарах
высокого давления (например, шаровых и горизонтальных
специального назначения) толщина стенок достигает 36—40 мм.
Рационально применение кроме малоуглеродистой стали марок ВСтЗпс(сп)
низколегированных сталей повышенной прочности марок 09Г2С,
16ГС и др. В некоторых случаях аффективны стенкн нз двух-трех
слоев листовой стали, а также предварительное напряжение стенок,
выполняемое обжатнем оболочки высокопрочной проволокой нли
лентой.
Учитывая особенности работы, к листовым конструкциям
предъявляются определенные требования: швы должны быть прочными
н плотными; в местах защемлений оболочек (у колец жесткости,
у днищ и т п.) необходимо в расчете учитывать локальные краевые
напряжения; при проектировании предусматривать фасонный
раскрои листового проката, вальцовку обечаек и колец, штамповку
выпуклых элементов, правильно располагать люки, лазы, врезки и т. п.
Соединения листов нли лент проектируют встык, внахлестку
и впритык (втавр). Непроницаемость швов листовых конструкций
проверяют на плотность разными способами: промазкой керосином
изнутри (после окраски меловым раствором снаружи), воздушным
илн гидравлическим давлением изнутри, вакуумной камерой или
методом химических реакций. Для электрозащиты резервуара корпус
его заземляют.
331

§ 2. НАЗЕМНЫЕ ВЕРТИКАЛЬНЫЕ ЦИЛИНДРИЧЕСКИЕ
РЕЗЕРВУАРЫ
Наземные вертикальные Цилиндрические резервуары
проектируют, как правило, с плоским днищем, располагаемым на песчаной
насыпной подушке (рис. 9.2). Типовые резервуары разработаны для
нефтепродуктов объемом 100—5000 м3. Имеются проекты
резервуаров вместимостью на 10 000, 20 000 н до 100 000 м3. Основными
расчетными конструктивными элементами наземного резервуара
являются стенка (корпус) и покрытие. Днище испытывает только
сжатие от давления жидкости и назначается обычно по конструктивным
соображениям из листов толщиной не менее 4 мм. Однако в стыке
дннща со стенкой требуется проверка местных напряжений,
возникающих при действии опорных моментов.
Толщину стенки резервуара определяют по расчету на
прочность и назначают не менее 4 мм По высоте резервуара листы
стенки можно располагать встык (при толщине 6 мм и более),
телескопически или ступенчато (рис. 9.2,6—г). Листы соединяют
соответственно сплошными стыковыми нли угловыми швами. Кромки
листов, соединяемых встык, строгают на 5 мм и более с каждой
стороны. Монтажные соединения полотнищ днища н корпуса
осуществляют внахлестку. В типовых резервуарах вместимостью до
5000 м3 все листы стенки и днища приняты размером 1500x6000 мм
независимо от их толщины, При вместимости 10 000—100 000 м3
высоту резервуара назначают 14—22 м, а размер листов—до 2200Х
Х8000 мм. Для экономии металла нижние пояса таких резервуаров
целесообразно проектировать из низколегированной стали
повышенной прочности.
Покрытие резервуаров выполняют коническим, висячим (в
опытном порядке), сферическим и сфероцилиндрическим (рис, 9.3). При
выборе типа покрытия учитывают назначение и условия
эксплуатации резервуара. Если преобладают нагрузки, действующие сверху
вниз (масса покрытия и теплоизоляции, снег, вакуум, аппаратура
и оборудование на покрытии), то применяют коническое или
сферическое покрытие; если преобладают иагрузкн, действующие снизу
вверх (внутреннее избыточное давление паровоздушной смеси), то
применяют, как правило, сфероцилиндрическое покрытие. В типовых
резервуарах разработано сборное покрытие из крупноразмерных
металлических щитов заводского изготовления. Щиты состоят из
тонких листов толщиной 2,5—3 мм, уложенных на каркас,
выполняемый из двутавров, швеллеров н уголков.
Оборудование резервуара, включающее арматуру н
приспособления для заполнения и выпуска жидкости, предохранительные кла-
паиы, лестницы, лазы, световые и замерные люки и т. д.,
располагают в соответствующих местах на корпусе и крыше резервуара.
Центральную стойку (трубчатую или решетчатую) предусматривают
в висячих покрытиях и из сборных щитов; в коническом покрытии
по фермам или балкам стойка является монтажным элементом.
В резервуарах специальных типов вместимостью 10 000—
100 000 м3 для хранения легконспаряющихся жидкостей (бутана,
сырой нефти и др ) применяют плавающие крыши или понтоны
и стационарные покрытия, позволяющие значительно сократить
потери жидкостей при испарении.
Пример 9.1. Задание: рассчитать и сконструировать
стенку, днище и покрытие вертикального цилиндричес-
332

I . I
8)
218
/// ///I/У/ /ТУ £>У /У/ /УУ /У/ /trsWsrfysvP
1 2
Рис. 9.2. Наземный цнлнндрнческнй резервуар
а — общий вид; б—г — типы соединений поясов по высоте стенки
соответственно; встык, телескопическое и ступенчатое; д — сечение основания, где
Dn— диаметр подушки, D^ —диаметр диища резервуара; s —высота
конуса; / — песчаная подушка; 2 — насыпной уплотненный грунт; 3 — изоляцн-
онный слой (грунт, пропитанный жидким битумом); 4 — отмостка гравийная,
бутовая или бутобетонная
г) ^^
, в
Рнс. 9.3. Тнпы покрытий вертикальных цилиндрических резервуаров
а — конические; б — висячие; в — сферическое; г — сфероцилиндрическое; 1
опорное кольцо; 2 — балка (или ферма); 3 — щиты покрытия; 4 — центральная
стойка; 5 —листовая кровля толщиной 2,5 мм; 6 — коробчатое кольцо
жесткости
кого резервуара вместимостью 5000 м3 для хранения
жидкости с низкой упругостью паров (см. рис. 9.2, а).
Плотность жидкости — р = 0,0009 кг/см3. Место строи-
333

тельства — III район по снеговому покрову, нормативная
нагрузка — 1 кН/м2. Материал резервуара — сталь
марки ВСтЗпсб ГОСТ 380-71*, Ry = 225 МПа; сварка
листов — электродами марки Э42. Избыточное давление
паров испаряющейся жидкости, направленное наружу,
принять ро=2 кПа, а вакуум (нагрузку внутрь
резервуара) — 250 Па. Коэффициент надежности по
назначению Yn —1-
Решение.
Назначение размеров резервуара. Наиболее
выгодное соотношение между высотой резервуара Н и
диаметром D (по данным академика В. Г. Шухова) при
заданном объеме устанавливается следующими двумя
правилами: 1) резервуар с переменной толщиной стенки имеет
минимальный вес, если объем стали в днище и
покрытии равен стали в стенке; 2) резервуар с постоянной
толщиной стенки имеет наименьший вес при условии,
что объем стали в днище и покрытии в 2 раза меньше
объема стали в стенке. Исходя из этих правил,
оптимальную форму резервуаров назначают при следующих
соотношениях HID: для объема 100—600 м3 принимают
Я/£>=1/1...1/4; для объема до 10 000 м3—Я/£>=1/2...1/5.
При этом высота резервуара должна быть кратна
ширине листов A400 или 1500 мм). Наибольшая оптимальная
высота больших резервуаров (до 10 000 м3) составляет
около 12 м, восемь поясов по 1500 мм.
Принимаем: номинальные размеры #=12 м и D =
= 23 м, отношение Я/Ож 1/2; в типовом резервуаре
объемом 5000 м3 конструктивные размеры по высоте # =
= 11845 мм, внутренний диаметр D0=22 790 и
наружный диаметр 0=22 810 мм (укладывается по длине
окружности 12 листов длиной по 6 м).
Крышу резервуара проектируем в виде щитов, состо-
яшнх из листов толщиной ^=2,5 мм, уложенных на
каркас из двутавров, швеллеров и уголков. Щиты
опираются на центральную трубчатую стойку и корпус
резервуара.
Днище, расположенное на песчаном основании,
испытывает только сжатие от давления жидкости, поэтому
толщину его листов назначаем по конструктивным
соображениям: при £><18 м принимают ^ = 4 мм, при D —
= 18...25 м f=5 мм и при D>25 м ?=6 мм. В данном
примере при D = 22,81m назначаем днище из листов t =
= 5 мм; диаметр днища £>&=£>-f-90=22 810+90 =
334

1'
•о.
к
б)
Риг ч 4 Расчетиые эпюры давлений иа стеику резервуара
Г-эпюра давления жидкости, 6 - эпюра момента в месте стыка днжца со
стенкой
= 22 900 мм (выступ днища за пределы стенки
принимают не более 50 мм).
Расчет стенки резервуара. Принимаем высоту
уровня залива резервуара //„=11,5 м, а с учетом
избыточного давления ро = 2кПа условная высота М =лг<>+Ро/р-
= 11 5+2A00)/0,0009-106 = И,7 м. Расчетная схема
стенки корпуса резервуара показана на рис. 9.4. По
высоте резервуара стенка состоит из восьми поясов высотой
по 1500 мм Расчетное сечение каждого пояса
расположено на 300 мм выше его нижней кромки, т. е. в сечении,
где не учитывается влияние кольцевых швов смежного
пояса.
Пояс стенки резервуара из условия обеспечения
прочности (по первой группе предельных состояний) рассчи-
335

тываем по формуле
Р* + Ун Ро)
<
(9 i)
или
t > [ (v/! px + v/2 Po) r]/ycRWB, (9.2)
где Y/i — коэффициент надежности по нагрузке для
гидростатического давления, равный 1,1; \« — то же, для внутреннего избыточного
давления, Y/2=l,15; Y<= — коэффициент условий работы, равный для
стенки резервуара 0,8; Rwv— расчетное сопротивление сварного шва
встык растяжению; для конструкций из стали марки ВСтЗпсб при
автоматической сварке или полуавтоматической н ручной сварке с
физическим контролем качества шва Rwv=Ry=225 МПа, а без
физического контроля Rwy= 0,85-225= 191 МПа; р — плотность
нефтепродуктов, принимаемая обычно 0,0009 кг/см'@,0009• 106 кг/м3).
Расчет поясов стенки по формуле (9.2) сведен в табл.
9.1. Для первого пояса (нижнего) расчет толщины лис-
Таблица 9.1. Расчет поясов стенки резервуара
Расстояние от
верха
резервуара, мм
а га
Ш
Расчетная
толщина пояса, мм
при Rwy, МПа
225
191
С ч
8
7
6
б
4
3
2
1
1520
2980
4400
5890
7340
8840
10 340
11840
1320
2680
4140
5590
7040
6540
10 040
11540
980
2340
3800
5250
6700
8200
9700
11 200
1370
i910
4550
6200
7840
9520
11250
12 900
0,76
1,61
2,52
3.44
4,36
5,29
6,3
7,2
0,9
91
06
13
6,23
7,42
8,5
5
5
5
5
10
27,4
58,3
91
124
131
136
141
129
тов для полосы длиной 1 см выполнен следующим
образом:
при Rwy=22b tAUa
t = [(V/i Px + V/2 A>) '1/Yc Rwy = [ 1.1 -0,0009 A0)* 1120 +
+ 1,15-0,002A00)*] 1140/0,8-225A00)* = (П +
+ 0,23) 1140/0,8-22 500 = 0,72 см
(здесь числа A0)* и A00)* введены для приведении размерностей
в систему СИ; /- = £>0/2 = 22790/2= 11400 мм=1140 см);
при #ц,у=191 МПа толщина листов пояса будет <=8,5»9 мм.
Аналогично выполнен расчет для других поясов. При-
336

пятые в табл. 9.1 толщины поясов для конструирования
резервуара соответствуют Rwy = \9\ МПа, т. е. для
случая полуавтоматической сварки. Для поясов 5—8
назначена толщина листов t = 5 мм по конструктивным
соображениям.
Проверяем напряжение в нижнем поясе стенки
резервуара с учетом действия краевого момента М{:
о = (Tji + 6MJC-) < Ry vc; (9 3)
Mj =0,1 (l,lpft+l,15/>0)rf. (9.4)
Значение момента Mi максимально на расстоянии
x2=ns/4 от днища, где s=0,78 v^77=0,78]/ 1140-1 =
=26,4 см. Для этого сечения усилие Т\\
Ту = (V/i Р* + V/2 Ро) г = [1,1 -0,0009 A0)*-1127,6 +
+ Ы5 0,002 A00)*] 1140= 13 050 Н/см;
расчетный краевой момент равен при упругом
защемлении стенки
М1 = 0,1 [1,1-0,0009 (М)-П27,6 + 1,15-0,002A00)] 1140-1 =
= 1305 Нем;
напряжение в поясе по формуле (9.3)
a = TJt [-6.М,/'2 = 13050/1 +6-1305/12 = 20 880 Н/см2 =
= 208,8 МПа> vc Ry = 0,8-225 = 180 МПа.
Следовательно, нижний пояс в этом сечении
необходимо усилить, например, приваркой швеллера или
уголка по всему контуру либо принять листы толщиной
12 мм. В последнем случае (при f = 12 мм) напряжение
будет
0=13 050/1,2 + 6 1305/1,22= 16150 Н/см2 A61,5 МПа)<
<Ryyc= 180 МПа,
т. е. условие прочности пояса удовлетворяется.
Можно также толщину листов нижнего пояса
оставить равной 10 мм без усиления прокатным профилем,
но тогда необходимо назначать листы стали
повышенной прочности, например, марки 09Г2С и др.
Окончательно это решается на заводе-изготовителе с учетом
наличия листовой стали соответствующих марок. Схемы
сопряжений поясов по высоте резервуара и эпюры
давления и напряжения показаны на рис. 9.5. После расчета
стенки по прочности проверяют устойчивость формы
корпуса резервуара при совместном действии равномерного
осевого и радиального сжатия (см. далее, с. 343).
22-612 337

Зпюрар ЗпюраТ,н/си ЭтораТ,ммЗпюрав,МПй
10A2)
Рис. 9.5. Расчет стенки резервуара
а — расположение поясов по высоте стенки; б — эпюры давлений н напряжений
Расчет конструктивных элементов щитов покрытия.
Расчет конструкций покрытия производят на два вида
нагрузок: нагрузки, направленные внутрь резервуара —
собственный вес и вакуум, теплоизоляция, снег;
нагрузка, направленная изнутри резервуара наружу, —
давление паров испаряющейся жидкости (избыточное
давление 2 кПа).
Подсчет расчетных нагрузок, действующих сверху
вниз, Н/м2:
постоянная
листовой настил t=2,5 мм 0.00Г5-785О-1,05 (Ю)=206
балки (приближенно) 150-1,05=157
ракуум (разрежение) 250-1,2=300
Итого g=663
временная (снеговая)
уэ = sn V/ = ЮОО-1,6= 1600
(здесь уi = l,6, так как отношение постоянной нагрузки к временной
0608); всего: (g+P) =663+1600=2263.
Расчет настила. Принимаем настил
приваренным к ребрам электродами марки Э42. Предельный
относительный прогиб настила [1/яо] = 1/150.
Из условия заданного предельного прогиба
определяем отношение наибольшего пролета настила к его тол-
338

щине lit по формуле, предложенной А. Л. Телояном,
lit =Dno/l5) (l +72£1/rt2?n) = D-150/15) (I + 72-22,6-106/1504Х
X0.1446) =950,
где
n0 = [///] = 150; Et = El(\ - V-) = 20,6- lOe/(l-
— 0,32) = 22,6-10" H/cm2;
?„ = 206/1,05+ 250+1000= 1416 Н/м2 = 0,1446 Н/см2.
При /=2,5 мм пролет настила допустим /^950-2,5 —
= 2360 мм.
По конструктивным соображениям принимаем
расстояние между ребрами 1,2 м.
Расчет поперечных ребер щита.
Расчетный пролет ребер принят ЫЪ м; равномерно
распределенная нагрузка при шаге поперечных ребер Ь = \,2 м
составляет (по щиту К° 2, сеч. 3-3 на рис. 9.6,в): q —
= {qOw+p)b= B06+300+1600+50-1,05) 1,2=2590 Н/м,
где gOw = 50-1,05 = 53 Н/м2 — собственный вес ребра.
Изгибающий момент, как в свободно опертой балке,
М = ?/2/8 = 2590-32/8=2914 Н-м.
Требуемый момент сопротивления сечения составляет
Wd = MlRy Vc = 291 400/23 500 = 12,4 см^.
По сортаменту подбираем [№ 8, W7JC=22,4 см3, /* =
=89,4 см2.
Относительный прогиб ребра (без учета настила
ввиду его малой толщины) составит
///= E/384) От"/*/£./*) = 5-21,6-300э/384-20,6-10«.89,4 =
= I/242 < 1/200,
где
qn = q/yf = 2540/1,2 ==2158 Н/м « 21,6 Н/см;
£ = 20,6- 10е Н/см2 B,06-10« МПа).
Расчет продольной балки щита. Пролет
балки при свободном опнрании на стенку резервуара
и оголовок (зонт) трубчатой стойки равен около 10 м.
Равномерно распределенная нагрузка на 1 м длины
балки при ширине грузовой площадки Ь да 1,25 м
9 = 2263.1.25 = 2820 Н/см.
Изгибающий момент от действия полной расчетной
нагрузки составляет
Н-м.
22* 339

s
s\
s
*[
7
8
U10
1990 5980 ,
1 1
1
I
5980 1.
', *59B0*1!' 71760
Рис. 9.6. Сборные элементы стенки (корпуса) и щитового покрытия
резервуара вместимостью 5000 м'
а — корпус резервуара (полотнище); б — план щитов покрытия; в—типы
щитов покрытия; / — щнт Щ-1; 2 — то же, Щ-2; 3 — фиксатор (ловитель); 4 —
стенка резервуара - - -
Требуемый момент сопротивления сечения балки из
условия обеспечения прочности в свою очередь
Wd = M/Ry vc = 3 536 200/23 500= 150 см».
Требуемый момент инерции сечения балки из условия
обеспечения жесткости (при /// = 1/250) составит:
Jx,d = Ene/384) (<f /»/£) = A250/384) B3,6- Ю00»/20,6- 10е) =
= 3730 см4,
где
</> = 9/7, = 2829/1,2 = 23 458 Нм»23,6 Н/см;
«о = ['/Л = 250; 5«0 = 5-250= 1250.
Принимаем по жесткости двутавр № 27, /*=5010см4.
Покрытие резервуара спроектировано из щитов двух
типов: прямоугольного со скошенным углом на опоре со
340

4
стороны стойки и треугольного (см. рис. 9\б)
применительно к типовому проекту № 704—1—56 института
ЦНИИПросктстальконструкция (данный проект замене;!
типовым проектом № 704-1-67 института Южгипротрубо-
провод, г. Киев, покрытие — сферическое, варианты —
с понтоном и без понтона).
Расчет элементов покрытия на вторую комбинацию
нагрузок (избыточное давление изнутри резервуара
наружу) не производим, так как по заданию оно равно
2 кПа, что меньше расчетной нагрузки сверху вниз,
равной 2,263 кПа.
Расчет центральной стойки проводим на центрально
приложенную осевую силу. Грузовая площадь покрытия
Лс = ж/^/4 = 3,14-11,42/4= 102 м2,
где <*„ = £>/2= 22,81/2= 11,4 м.
Вычисляем осевую силу
/V = Ас (g + р) + Gow = 102 @,663 + 1,6) + 18.1,05 = 250 кН.
Здесь Gow — собственный вес стойки, принмаемый по опыту
типового проектирования: для резервуаров вместимостью 3000—5000 м3
масса стойки на 1 м ее длины равна 150 кг; то же, вместимостью
1000—2000 м3—120-130 кг; общая масса стойки длиной 12 м Gow=
= 150-12 = 1800 кг A8 кН).
Требуемая площадь сечения стойки при ф=»0,8
составит
Ad = N/(fRy Vc = 250 000/0,8-32 000 = 9,8 см2.
По конструктивным соображениям, с учетом условий
опирания щитов покрытия и использования стойки для
рулонировання элементов резервуара принята стойка из
трубы диаметром 1020 мм со стенкой толщиной 6 мм,
ТУ 14-3-1138—82, Л = 191 см2, радиус инерции сечения
i=35,9 см. сталь марки 17ПС—У (класса К-52), Ry^
«320 МПа. Гибкость стойки Л = /0/i= 1200/35,9 == 33,4<
<A/,m=120; ф = 0,93. Для предотвращения отрыва
покрытия трубчатую стойку заполняют песком. Детали
стойки показаны на рис. 9.7. Оголовок (зонт) и базу
стойки проектируют одинакового диаметра 2,6—3 м
с расчетом возможности ее использования для рулони-
рования стенки или отправочной части днища
резервуара на заводе-изготовителе.
Проверка устойчивости положения покрытия при
действии избыточного давления ро=0,2 Н/см2. Общий вес
покрытия Nr и стойки Nc без учета временной нагрузки
341

jzm^n
Рис. 9.7. Центральная стойка и днище резервуара
; 8 — стальная труба, в которую опускается анкерный болт 4 до око
чания монтажа дннща; 9 — железобетонная плнта илн блок в грунте; 10
окрайки поперечные; // — то же, продольные; 12 — подкладка
:: коэффициентов надежности по нагрузке
/V =/Vr-I-/Vc = 41,1 + 18= 159,1» 160 кН,
где
Nr = Aog" = (я£>2/4) g" = C,14.22,82/4) B06 + 157)/1,05 =
= 141077 Н= 141,1 кН; Nc = Gow = 0,150-12A0) = 18 кН.
Усилие изнутри резервуара вверх при ро=2 кПа
составит
Ne = Ао peY/-C.14-22,82/4) 2.1,15 = 940 кН.
Так как iVe = 940 кН>Л'г== 141,1 кН, то требуется
либо увеличить массу покрытия для предотвращения его
отрыва, либо предусмотреть крепление щитов покрытия
к корпусу и стойке резервуара. Для увеличения массы,
как указано ранее, трубчатую стойку заполняют песком.
Последовательно определяем:
массу песка при диаметре трубы 1020 мм и толщине
стенки 6 мм
3'I44''0082j 12-1
-1500 =^14 150 кг;
342

массу корпуса резервуара
0с = л£>Яр/т = 3,14-22,8-12-7850-0,00637 = 43 000 кг;
массу днища при £=5 мм
Оь= (д£N/4)/р=C,14-22,92/4) 0,005-7850 = 16200 кг;
вес ,ьнища «16 200A0) = 162 000 Н = 162 кН;
массу поясов жесткости и аппаратуры (по проекту)
«2 т;
общую массу резервуара (ориентировочно):
Gr=,V + G,+Gc + G(, + 2 = 16 + 14,15 + 43 + 16,2 + 2 = 91,36 т;
усилие отрыва корпуса от днища
Na = Ne— (Gr — Gb) =940 — (913,5— 162) = 188,5 кН.
Проверяем напряжение в швах, прикрепляющих
нижний пояс стенки к днищу, при действии усилия
отрыва
a = Nd/Aw= 188 500/5000 = 37,6 Н/сма @,376 МПа)<
<Yc#»/Yai/ = 0.8-180-1 = 144 МПа, -
где /?,o=2jtZ>(P/6/)=2-3,14-2280-0,7-0,5=5000 cm2; £, = 5 мм, с двух
сторон пояса (толщину шва принимают равной не более меньшей
толщины свариваемых листов).
Ликерные болты для крепления нижнего пояса
резервуара к заглубленным железобетонным плитам по
расчету не требуются. Стойку крепят к днищу анкерами или
приваривают по контуру опорного кольца.
При внутреннем избыточном давлении в резервуаре
более 2 кПа необходимо крепить нижний пояс стенки
к заглубленным в грунт железобетонным плитам или
блокам анкерными болтами (см. рис. 9.7, г). Число
болтов определяют расчетом на растяжение по усилию
отрыва стенки от днища (обычно 4—6 болтов, равномерно
расположенных по контуру нижнего пояса стенки
резервуара).
Проверку устойчивости формы оболочки (корпуса)
резервуара при совместном действии вертикальных и
горизонтальных (боковых) сжимающих усилий выполняют
согласно рекомендации п. 8.5—8.9 СНиП П-23-81* по
формуле * «.
где a,, 0j — соответственно абсолютные значениия расчетных
продольного и кольцевого сжимающих напряжений; Стоп, Осг2 —
соответственно нижние критические напряжения при раздельном
равномерном действии осевого и радиального сжатия; Yc=l (если нет других
указаний).
343

Проверяем устойчивость формы резервуара для
пятого пояса, где толщина / = 5 мм. Для этого вычисляем:
продольное сжимающее напряжение от расчетных
нагрузок
ol — NIA = 869000/3580 = 243 Н/см2 = 2,43 МПа,
где
N = Ac(g + р) + Gow yf = 306-2,263 -f 169-1,05 -=
= 869 кН; Ас=(л/4) (D* — d]) = C,14/4) B2,82 —
— 11,42) =306 м2; ^=0,51) = 0,5-22,8 = 11,4 м:
А = TiDt =-- 3,14-2280-0,5 = 3580 см2 = 0,358 м2;
Оош = /46р = 0,358-6-7850= 16 900 кг ,--169 кН;
кольцевое сжимающее напряжение при вакууме pv =
= 250 Па
ста = pvr/t = 0,025-1140/0,5 = 57 Н/см2 = 0,57 МПа.
Определяем критические напряжения (по пп. 8.5 и 8.7
СНиП Н-23-81*):
при осевом сжатии: аСг\ принимается равной меньшей
из величин:
<7сп=*|>#; (9.6)
arn = cEt/r, (9.7)
где V, с — коэффициенты по табл. 9.2, при этом коэффициент Чг=
= 0,97—@,00025+0,95/?»/^)/-//, где г/<<300.
При r/t= 1140/0,5== 2280>300 коэффициент ф не
учитывается, а коэффициент с=0,0627 (по интерполяции);
тогда по формуле (9.7)
асп = 0,0^27-2,06-10»-0,5/1140 = 5,7 МПа;
при радиальном сжатии от воздействия вакуума
(р„ = 250 Па); H/r=*L/r= 12/11,4= 1,05;
при 0,5<А/г<10 Осг2 определяют по формуле
асг2 = 0,55E(r/L)(t/rK1'2 = 0,50-2,06-105A1,4/12) @,5/1140K''2 «
» 1 МПа. (9.8)
Устойчивость проверяем по формуле (9.5):
CTj/CTcrl-|-CT2/CTcr2 = 2,43/5,7-1-0,57/1 = 0,996 < Vo = •.
т.е. оболочка устойчива.
Указания по изготовлению и монтажу резервуара.
Конструктивные элементы резервуара (днище, стенку,
щиты покрытия, стойку и шахтную лестницу)
изготовляют на заводе и доставляют гга место строительства
344

Таблица
Расчетное
сопротивление
стали R
МПа
9.2.
Значения
0
коэффициентов
25
50
♦
И С ДЛЯ
100
проверки
200
цилиндрических
T/t
300
400
оболочек
600
800
1000
1500
2500
200
240
280
320
400
520
600
Независимо
от марки
стали
Коэффициенты \|з
0,97-1
0,97-1
0,97-1
0,97-1
0,97-1
0,97-1
0,97-1
0,941
0,936
0,931
0,927
0,918
0,903
0,895
0,911
0,902
0,893
0,883
0,865
0,838
0,819
0,853
0,834
0,816
0,797
0,760
0,705
0,663
0,735
0,698
0,66
0,625
0,551
0,440
0,367
0,618
0,553
0,508
0,452
0,342
0,176
0,065
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
—
Коэффициенты с
0,22
0,18
0,16
0,14
0,11
0,09
0,08
0,07
0,06
Примечания: 1. Приведенные значения г|э и с действительны для конструкций, выполненных в
соответствии с требованиями СНиП 3.03 01—87 по изготовлению и монтажу стальных конструкции. 2. Коэффициенты г|5 вы-
оо числены по формуле A00) СНиП П-23-81*: ф=0,97— @,00025-f 0,95Ry/E) r/t, где 0</-/*s£300, £=2,06-105 МПа.
й Для других значений Ry коэффициент ij> вычислять <до формуле A00) СНиП П-23-81*.

Рис. 9.8. Способы рулонирования и монтажа элементов резервуара
а — двухъярусный стенд для рулоиироваиия стенки и днища; б — монтаж
резервуара; / — стеллажи первого яруса; 2 — стеллаж для готового рулона;
3 — готовый рулой; 4 — силовое сворачивающее устройство; 5 — полотнище',
готовое к рулонированию; 6 — стеллажи второго яруса для сварки полотнищ
в отправочные марки и их испытания; 7 — монорельс; 8 — барабан для подачи
полотнищ иа второй ярус; 9 — днище; 10 — корпус; // — косыики-фиксаторы;
12 — щит покрытия; 13 — подъемная стрела; 14 — шахта лестницы в качестве
катушки рулона; 1Я — стойка; А, В, С — рабочие зоны по сварке и испытанию
поясов и полотнищ элементов резервуара
в виде укрупненных элементов. Днище сваривают из
полос и разбивают на два элемента — половины днища.
Стенку также сваривают из ранее подготовленных
полос, а затем (при /^11 мм) сворачивают на стенде в
рулон вокруг стойки или шахтной лестницы и в таком виде
доставляют на стройку (рис. 9.8). Аналогично
доставляют и половины днища (схемы раскладки полос днища
показаны на рис. 9.7,6). Половины днища соединяют
внахлестку. После монтажа днища в центре
устанавливают вертикально рулон корпуса и с помощью
специального устройства разворачивают до заданного диаметра
(см. рис. 9.8 6). Сгык корпуса также выполняют внахле-

стку. Щиты покрытия укладывают на зонт стойки и
стенку резервуара по мере разворачивания рулона корпуса.
Для фиксирования положения на внешней стороне
щитов предусматривают ловители из полосовой стали (см.
сечение /—/ на рис. 9.6). После приварки стенки к
днищу и устройства всех монтажных швов корпуса
проверяют качество сварки физическими или химическими
способами, обеспечивая непроницаемость соединений.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Беленя Е. И., Балдин В. А., Ведеников Г. С. и др.
Металлические конструкции. — 6-е изд. М.: Стройиздат, 1985.— 560 с.
2. Брудка Ян. Трубчатые стальные конструкции (перевод с
польского).—М.: Стройиздат, 1975.— 206 с.
3. Мандриков А. П., Лялин И. М. Примеры расчета
металлических конструкций. — М.: Стройиздат, 1982. — 312 с.
4. Мельников Н. П. Металлические конструкции. — М.:
Стройиздат, 1983.— 543 с.
5. Примак Н. С. Расчет рамных конструкций одноэтажных
промышленных зданий. — Киев: Вища школа, 1972. — 496 с.
6. Рекомендации по проектированию стальных ферм с поясами
из широкополочных двутавров и решеткой из гнутосварных
профилей. — ЦНИИПСК им. Мельникова, 1988.—48 с.
7. Справочник проектировщика. Металлические конструкции.—
М.: Стройиздат, 1980.— 776 с.
8. Справочник проектировщика промышленных, жилых и
общественных зданий и сооружений. Расчетно-теоретический. 2-е изд.
Кн. 1. —М.: 1972, кн. 2. — М.: Стройиздат, 1973.— 416 с.
9. Справочник проектировщика. Типовые железобетонные
конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства.
2-е изд. — М.: Стройиздат, 1981. —488 с.
10. Строительные конструкции/М. К. Бородич, Т. Н. Цан,
А. П. Мандриков. Т. I. Металлические, каменные, армокаменные
и деревянные конструкции. — М.: Стройиздат, 1984. — 656 с.
11. СНиП 2.03-06—85. Алюминиевые конструкции.
12. СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия.
13. СНиП П-23-81*. Стальные конструкции.
14. Технические правила по экономному расходованию основных
строительных материалов (ТП 401—81).
15. Этмекджияи А. А. Сокращение материалоемкости в
капитальном строительстве. — М.: Стройиздат, 1976.— 148 с.
348

ПРИЛОЖЕНИЕ
Нормативные данные для подсчета нагрузок и воздействий
Таблица 1. Значения коэффициентов ц для определення снеговой
нагрузки на некоторые виды покрытий (по СНиП 2.01.07—85)
Номер
схемы
по СНнП
Профиль покрытия и схемы
снеговой нагрузки
Коэффициенты ц и условия
их при.ченення
= 1 при
ц=0 при
Вариант 2 (по схеме б)
учитывается для двускатных
кровель при 20°<а<30°;
вариант 3 — при 10°<а<30°
только при наличии ходовых
мостиков или аэрационных
устройств по коньку
покрытия
=50 а
Ц51
Для сводчатых покрытий,
по сегментным фермам и
т.п. hi = //8/<l и не
менее 0,4. Вариант 2
учитывается пря ///>1/8 так:
f/l . . . 1/8 1/6>1/5;
ц2 ... 1,6 2 2,2
Для железобетонных плит
покрытий
349

Приложение I
Продолжение табл. 1
11омер
схемы
по СНнПу
Профиль покрытия и схемы
снегопой нагрузки
Коэффициенты ц и условия
их применения
а)
1
т
I]
ФОНАРИ
ч
ъ
/
1
\ а \Ъ
\
1
—1—J
•ч:
НАГРУЗКА ДЛЯ ЗОНЫ А
ГЩЩЩЩЩ'1
frij
НЛГРУЗКЛДЛЯЗОИЫС
б) То же, для
двускатных сводчатых
покрытий двух- или
трехпролетных
зданий с фонарями в
середиие здания
И, = 0,8; H2=l+0,la/ft;
Из=1+0,5а/6с, ио не более.
4 —для ферм и балок при
весе покрытия gn<I,5 кПа;
2,5 — то же, при gn>
>1,5кПа; 2—для
железобетонных плит покрытий
пролетом /<6 м; 2,5 — то же
при />6 м и для прогонов;
bi—hiu<b; 2 — для
стального профилированного
настила
350

Приложение I
Продолжение табл. 1
Номер
схемы
по СНиПу
Профиль покрытия и схемы
снеговой нагрузки
Коэффициенты ц и условия
их применения
Вариант 2 учитывается при
а>15°. Приведенные схемы
распространяются иа
покрытия миогопролетных зданий
с подобным профилем
o.5i
ф
Вариант 2 учитывается при
f//>0,I. Для
железобетонных плит покрытий ц<1,4.
Приведенные схемы
распространяются на покрытия
многопролетных зданий о
подобным профилем

Карта I. РаЯоинромни» территория СССР по иассе снегоюго покрор»

to
О
га 25 ю да во « w ои то во эаюоштеи no но isa too no 175 ibo 175
Масштаб
75 В 75 225 375 КМ
Границы горных район©»
Границы райоиоас
75 60 85 90 95 tOO Ю5 ПО 115^ 1?0 1Й 130
Карта 2. Районирование территории СССР по скоростным напорам ветра

со Таблица
Приложение I
2. Значения аэродинамических коэффициентов се для покрытий разных профилей (по СНяП 2.01.07—85)
№ схемы
по СНнПу
Профиль здания или сооружения и схема
ветровой нагрузки
Коэффициент с
Вертикальные сплошные
поверхности (на пример, стена,
забор и т. п.)
+08
-о,в
План -Сез
НИМ'"'''
^11 44A44U4
HtHHH1
-сР
Суммарный коэффициент се= 1,4
Коэффициент
Сех
20
40
60
<60
КоэффиЦИСНТ Сез
0.5
0
+ 0,2
+0,4
+0,8
—0,4
—0,6
—0,4
+ 0,3
+ 0,8
—0,7
—0,7
—0,2
+ 0,8
—0,4 —0,5
ЬП
<\
>2
Л,//
«0,5
—0,4
—0,5
—0,8
—0,8
—0,4
+0,8
—0,8
>2
—0,5
—0,6
—0,6
—0,6


Коэффициент
О
0,2
произвольное
0,1
U.-2
0,3
0,4
0,5
4-0,1
—0,2
—0,8
-0,8
+0,2
—0,1
—0,7
-0,9
+0,4
+0,2
—0,3
-1
+0,6
+0,5
+0,3
-1,1
+0,7
+0,7
+ 0,7
— 1,2
Коэффициент с?з прннимать по схеме 2
Коэффициенты сеХ, с,,} и се3 принимать по схеме 2.
Значение св = —0,8 для наветренной стороны ската фонаря дано
при а<20°. Схема применяется для зданий с продольными
фонарями. Коэффициент с, для торцов фонарей равен —0,7
Для покрытия здания на участке АВ то же, что по схеме
4; для фонарей на участке ВС при Х<2Сх—0,2; при 2<
<X<8ci=0,U для каждого фонаря и при Х>8с1=0,8,
где К—а/(hi—h2); для остальных участков покрытия се =
= -0,5
со
ел

Таблица 3. Нагрузки и габарит мостовых кранов среднего
режима работы (выборка из ТУ 24-09-344-84, ТУ 24-09-455-83 и др.
Для кранов Q=5. .50 т
Для кранов Q=
= 80...125 т
Ochoi ные габаритные
размеры, мм
рана К
олеса
ельс
Масса, т
Краны с одним крюком
5
10
15
10,5
16,5
22,5
28,5
31,5
10,5
16,5
22,5
28,5
31,5
10,5
16,5
22,5
28,5
31,5
5000
5000
6500
6500
6500
6300
6300
6300
6300
6300
6300
6300
6300
6300
6300
3500
3500
5000
5000
5000
4400
4400
4400
5000
5000
4400
4400
4400
5000
5000
1650
1650
1650
1650
1650
1900
1900
1900
1900
1900
2300
2300
2300
2300
2300
230
230
230
230
230
260
260
260
260
260
260
260
260
260
260
70
82
101
115
122
115
125
145
170
180
145
165
185
210
2
2,2
2,2
2,2
2,2
2,2
4
4
4
4
4
5,3
5,3
5,3
5,3
5,3
13,6
18,1
25
31,2
33,3
17,5
21
27
34,8
40
20
25
31
41
45
КР-70
КР-70
КР-70
Краны с двумя крюками
15/3
20/5
10,5
16,5
22,5
28,5
31,5
10,5
16,5
6300
6300
6300
6300
6300
6300
6300
4400
4400
4400
5000
5000
4400
4400
2300
2300
2300
2300
2300
2H0
2400
260
260
260
260
260
260
260
155
175
190
220
230
175
195
7
7
7
7
7
8,5
8,5
22,5
26,5
34
43,5
47,5
23,5
28,5
КР-70
т/Г) >7Л
i\F- / L
356

о
о
ел
о
Грузоподъемность крана
Q, т
00
"ел
со со to to — "-
*.-ооюсоо
СП СП СЛ СП СЛ СЛ
ел ел сп ел сп сп
со to to
— оо to
СП СП СП
Пролеты крана / т, м
to to
Co CO
сп ел
о о
to to to
CO CO CO
Ol Ol СЛ
о о о
о о
о о
о о
о о о
о о о
о о о
о о
о о
о о
*. *■ со
О о ■>!
о о о
о о о
о о
о о
С7Э ОЭ ОЭ
О
О
о о о
со со со
о о о
о оо
ширина краиа В
со со со
Сп сп ел
о о о
сп ел сп сп сп сл
ю to to /о to to
СП СП СП СП СП СП
ел ел сп сп ел сп
о — оо
сл сл .t-
оо *■
оо о
о оо
база крана К
нР» СО
о -~о
о о
о о
со со" со coco
ел ел сп сп сп сп
со to to
О ^J^l J 4S1
о ел сп сп сл сп
to to to
нР». иР»- нР».
о оо
8
со со со со со со
ооо оо о
о о оооо
со со с
о ос
ililil
сл ел ел hpi. »Pw с
(Oil
) СЛ С
со со со со to to
оо сэ нр*. — оо ел
о о сл сл о ел
Давление колеса на
подкрановый рельс Fn, кН
нР». иР>. иР».
ОО 00 ОО 00 00 ОО
ю to ю to to to
00 0о_00
ел сл сп
J О О СЛ иР». СО
"ел сл
ел ьР* со
ел
крака с тележкой
S3
"§
ох г
Тип кранового рельса

ПРИЛОЖЕНИЕ II
Нормативные данные для расчета соединений
в стальных конструкциях по СНиП 11-23-81*
Таблица 1. Формулы для определения расчетных сопротивлений
сварных и болтовых соединений

Соединения
Сварные
стыковые
Свар!ые
с
угловыми швамя
Одио-
болтОЕые
Напряженное
состояние
Сжатие,
растяжение и изгиб
при
автоматической и
полуавтоматической
или ручной
сварке с
физическим
контролем качества
шва
Растяжение н
изгиб при
автоматической,

луавтоматической и ручной
сварке
СДВИГ Rms
Срез
(условный)
Срез болтов
Rb>
Вид
контроля
напряжений, вид
болтов
По пределу
текучести
Го рремен-
иому
сопротивлению
По пределу
текучее™
Rwy
По металлу
шва Rwj
По металлу
границы
сплавления
Rw>
Для
классов: 4.6;
5.6; 6.6
4.8; 5.8
8.8; 10.9
Сормула
Ray = Ry
Rwu == Ru
Rwy ~
= 0,85 Ry
Rw, = R*
Rwt =
Rwz =
=0.45 Run
Rbs =
= 0,38 Fbun
Res =
=0,4#4un
Rt>s =
= 0,4/?fto,i
Примечание
Ri/ = Rum' Vmi
Vra= 1,025...
1,15
Ru == Run/Xm
Rt = 0,5» Rvn/
/Vm
1^=1,25 4-
~ 1,35 (no
табл. З СНиП)
Rbun — "О
ГОСТ на болты
358

Приложение И
Продолжение табл. I

Соединения
Однобол-
товые

Фундаментные
болты
U-образ-
ные
болты

Высокопрочные
Сюлты
Напряженное
состояние
Растяжение
Rbt
Смятяе соедя-
няемых
элементов пря
стт<440 МПа
Растяженяе
Rb*
Растяжение
Rb,
Растяжение
Вид контроля
напряжений,
тип болтов
4.6; 5.6;
6.6
4.8; 5.8
8.8; 10,9
Болты
повышенной
точности,
класс Л,
RbP
Болты
нормальной и
грубой
точности, класс
В и С. RbP
По ГОСТу
или ТУ на
болты
То же
Формула
#<>( =
=0,42#ftun
Rbt =
=0,4/w
Rbt =
=0,6 Rbun
= (o,5 +
+41oMx
Ь I
X Ran
Rbv =
= (o,6 +
+340 *fY
X Run
Rba =
=0,4 Run
Rbv =
= 0,45 Run
Rbh =
= 0,7 Rbun
Примечание
Rbun— ПО ГОСТ
на болты
Run по СНиПу
Л„„ —поСНнП
То же
Rbun~ ПО
табл. 61 СНиПа
359

Таблица 2. Нормативные и расчетные сопротивления металла
швов сварных соединений с угловыми швами
Сварочные материалы
тип электрода по
ГОСТ 94(O—75*
Э42, Э42Л
Э46, Э46Л
Э50, Э50А
Э60
Э70
Э85
проволока марки
Св-08, Св-08А
Св-08ГА
Св-ЮГА. Св-08Г2С,
Св-08Г2СЦ, ПП-АН8,
ПП-АНЗ
Св-08Г2С*, Св-08Г2СЦ*.
Св-ЮНМА, Св-10Г2
Св-10ХГ2СМА,
Св-08ХН2ГМЮ
—
Норматипное
сопротирле-
ние Rwun-
МПа
410
450
490
590
685
835
Расчетное

сопротивление Rmf, МПа
180
200
215
240
280
340
мм в конструкциях из
ста• Применяются для швов с катетом k j
ли с стт>440 МПа
Примечание Расчетное сопротивление срезу по металлу
шпа подсчитано по формуле Rwf = 0,55RWUnl\tem (где уит = 1,25 при
Ri..,in<490 МПа и уч'щ = 1,35 при /?u.un>590 МПа Расчетное сопро-
тпплснпе по металлу границы сплавления вычислять по формуле
R,, г = 0,45/?ип, значения Run по табл. 51 СНиП 11 23-81*.
360

Таблица 3. Расчетные сопротивления Rb болтовых соединений в стальиых конструкциях

Соединение
Однобол-
товое**
Расчетное сопротивление
Срезу болтов, RbS
Смятию элементов /?ьР в
соединениях на болтах
повышенной точности,
класс Л
То же, нормальной и
грубой точности, классы
В н С
Растяжению болтов, Rbi
Срезу R^ н растяжение R^ болтов из стали
класса прочности
4,6
150
—
170
4,8
160
—
160
5,6
190
—
210
5,8 \ 6,6 | 8,8 | 10,9
200
—
200
230
—
250
320
—
400
400
—
500
Смятие Rfrp, соединяемых элементов*
конструкций из стали е?в (Run)
345 ) 365
—
365
335
—
—
400
305
—
380 | 400 ) 420
—
430
385
—
—
415
—
—
500
450
—
440 \ 500
—
540
485
—
—
665
590
—
* Более гюлные данные см табл 58 СНиП П-23-81*.
•* В расчете соединений учитывается коэффициент условий работы Vj по табл 35 СНиП 11-23 81* от 0.85 до 1.

Таблица 4. Расчетные сопротивления растяжению фундаментных
болтов
Диаметр
болтов, мм
12—20
21—32
33-60
61—80
81—100
101-140
Rfra фундаментных
ВСтЗкп2
145
145
145
145
146
болтов из
стали марок
09Г2С
185
185
180
175
170
170
10Г2С1
190
190
180
170
170
~
R^ U-образных болтов из стали
ВСтЗкп2
185
185
185
185
185
185
марок
09Г2С
235
230
225
220
215
215
10Г2С1
240
235
225
215
215
Таблица 5. Расчетные сопротивления Rr заклепочных соединений
в стальных конструкциях (по СНиП II-B.3-72)
Расчетное
сопротивление и группа
соединения
Срезу Rzs, группа
В
То же, С
Смятию Rzp,
группа В
То же, С
Растяжению
(отрыву головок),
Rr, МПа, срезу
и растяжению
заклепок из стали
марок
Ст'2
180
160
U0
09Г2
220
150
Rr, МПа, смятию соединяемых
элементов конструкций из стали
с пределом текучести Ryn. МПа
230 | 29,1
—
420
380
—
—
520
—
330
580
—
400
—
680
—
Примечания 1 К группе В относятся соединения, в
которых заклепки поставлены в сверленые на проектный диаметр в
собранных элементах или в отдельных элементах и деталях по
кондукторам, а также, когда отверстия вначале сделаны меньшего
диаметра, а затем рассверлены до проектного диаметра в собранных
элементах. К группе С относятся соединении, в которых заклепки
поставлены в продавленные отверстия или сверленые отверстия без
кондукторов в отдельных деталях (без последующего
рассверливания). 2. При заклепках с потайными и полупотайными головками
расчетные сопротивления соединения срезу и смытию умножаются
на 0,8. Работа таких заклепок иа растяжение ие допускается, /?г( = 0.
362

Таблица 6. Значения Rwun для швов, выполняемых
автоматической или полуавтоматической сваркой
Марка проволоки (по ГОСТ 2243—7 •) для автоматической
или полуавтоматической спарки
под флюсом
(ГОСТ Ук 87—81*)
Св 08, Св-08А
Св 08ГА
Св-ЮГА
Св-ЮПМА,
СВ-10Г2
СВ-08ХН2ГМЮ
п углекислом газе
(по ГОСТ 8 5 — (ю)
СВЯроЧНОИ Ilpol'O.'lOhofi
—
—
Св-08Г2С
Св-08Г2СЦ
Св 08Г2С*
Св 08Г2СЦ
Св-10ХГ2СМА
порошкоРой
проголокой
—
—
ПП-АНв
ПП-ААЗ
—
—
Норматигное со-
протиглгиие
металла шва R ,
МПа М1П
410
450
490
590
685
• При сварке проволокой марок Св-08Г2С и Св 08Г2СЦ значение
следует принимать 590 МПа только для угловых швов с катетом кх<
конструкциях из стали с пределом текучести 440 МПа и более.
мм я
363

ПРИЛОЖЕНИЕ in
Нормативные данные для проектирования алюминиевых конструкций и соединений по СНиП 2.03.%—85
Таблица 1. Марки и состояния алюминия для применения и конструкциях зданий и сооружений
Марка и со
стояние
алюминия
Государственный
по химическому
составу
листы
стандарт
1
или технические условия
по механическим
профили
на поставку алюминия
свойствам
трубы
ленты
Группа 1. Ограждающие конструкции — оконные и дверные заполнения, подвесные потолки, перегородки, витражи
АД1М
АМиМ
АМг2М
АМг2Н2
ЛД31Т
АД31Т1
ГОСТ
ГОСТ
ГОСТ
ГОСТ
ГОСТ
гост
4784—74*
4784—74*
4784—74*
4784—74*
4784—74*
4784—74*
ГОСТ 21631—76*Е
ГОСТ 21631—76*Е
ГОСТ 21631—76*Е
ГОСТ 21631—76*Е
ГОСТ 8617-8РЕ
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81*Е
ГОСТ 18475—73*
ГОСТ 18482—79*
ГОСТ 13726—78*
ГОСТ 13726—78*
ГОСТ 13726—78*
ГОСТ 13726—78*

АД31Т4
АД31Т5
1935Т
АМг2М
АМг2Н2
АД31Т
АД31Т1
АД31Т4
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ОСТ 1-92014-76
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81*Е
ГОСТ 22233—83
ТУ 1-9-346-77
Группа 2. Ограждающие конструкции — кровельные и стеновые панели и др.
со
8
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 21631— 76*К
ГОСТ 21631—76*К
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81*Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617-81*Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 18475—73*
ГОСТ 18482—79*
ГОСТ 13726—78*
ГОСТ 13726—78*

Приложение 111
Продолжение табл. 1
Маркч
и состояние
алюминия
АД31Т5
1915
1915Т
1935Т
Государственный стандарт идя технические условия на поставку алюминия
по химическому
составу
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ОСТ 1-92014—76
по механическим свойствам
листы
—
—
—
профили
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 22233—83
ТУ 1-9-346—77
трубы
—
ГОСТ 18482—79*
ГОСТ 18482—79*
леиты
—
—
—
_
Группа 3
покрытия,
АМг2М
АМг2Н2
АД31Т
АД31Т1
Несущие сварные конструкции — фермы, колонны, прогоны покрытий, пространственные решетчатые
покрытия больших пролетов, сборно-разборные конструкции каркасов зданий, блоки покрытия и др.
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—-74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 21631—76*Е
ГОСТ 21631—76*Е
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 18482—79*
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617-81 *Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 18475—73*
ГОСТ 13726—78*
ГОСТ 13726—78*

АД31Т4
1935Т
1915
1915Т
ГОСТ 4784—74*
ОСТ 1-92014—76
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 22233—83
ТУ 1-9-346—77
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 18482—79*
ГОСТ 18482—79*
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81 "Е
ГОСТ 22233—83
Группа 4. Конструкции, относящиеся к группе 3 при выполнении их кчепаными, а также элементы конструкции,
не имеющие сварных соединений
ГОСТ 21631—76*
АМг2Н2
АД31Т
АД31Т1
АД31Т4
1935Т
1925
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 4784—74*
ОСТ 1-92014—76
ГОСТ 4784—74*
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81 *Е
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—8ГЕ
ГОСТ 22233—83
ТУ 1 -9-346—77
ГОСТ 22233—83
ГОСТ 8617—81 "Е
1915 ГОСТ 4784—74* — ГОСТ 8617—81*Е ГОСТ 18482—79
ГОСТ 22233—83
1915Т ГОСТ 4784—74* — ГОСТ 8617—81*Е ГОСТ 18482—79
ГОСТ 22233—83
Примечания: 1. Для I—4-й групп конструкций приведен примерный их перечень. 2 Алюминий марьи
со АМцМ следует применять преимущественно для лнсговых конструкций декоративного назначения, подлежащих
3 анодированию в черный цвет.
ГОСТ 18482—79*
ГОСТ 18482—79
ГОСТ 13726—78*

Таблица 2. Физические характеристики алюминия
Характеристика
Модуль упругости С, МПа, при
температуре °С:
—70
—40...+ 50
+ 100
Модуль сдвига G, МПа, при температуре
°С:
—70
—40...+ 50
+ 100
Коэффициент поперечной деформации
(Пуассона) V
Коэффициент линейного расширения а,
"С-1, при температуре —7О..ЛОО°С
Среднее значение плотности р, кг/м3
Значение
0,735-105
0,7-Ю5
0,64-105
0,274-Ю5
0,265- Ю5
0,255-105
0,3
0,23-Ю-<
2700
Примечание. Для промежуточных значений температуры
1ения Е и G следует определять линейной интерполяцией.
значения
Таблица 3. Плотность алюминия
Марка алюминия АД1 АМц АМг АД31 1935 1915 АЛ8
Плотность р кг/м3 2710 2730 2680 2710 2760 2770 2550
Таблица 4. Алюминиевые полуфабрикаты, применяемые для
строительных конструкций
Алюминий
марки
АД1
АМц
АМг2
АД31
1935
1925
1915
Полуфабрикаты
листы
—
—
ленты
—
плиты
_
—
—
прутки
—
_]_
_]_
+
профили | трубы
_
—
_]_
_]_
+
Примечание. Знак « + » означает применение данного
полуфабриката для строительных конструкций, знак «—» — отсутствие
применения.
368

Приложение III
Таблица 5. Расчетные сопротивления R сварных соединений,
выполненных аргонодуговой сваркой, в конструкциях из
иеупрочияемого алюминия с физическим контролем качества швов
Сварные
соединения
Встык (швы
стыковые)
Угловые (швы
флаговые и
лобовые)
Расчетное
сопротивление
Сжатию,
растяжению, нзгнбу
Rw
СДВИГУ Rws
Сдвигу Rwt
Конструкции из алюминия марок
АДШ
АМцМ
АМг2М;
АМг2Н2
при сварке с применением электродной
или присадочной проволоки марок
СвА1
25 C0)
15
20
СвАМгЗ
40 D5)
25
30
СвАМгЗ
65
40
45
Примечание. При отсутствии физических методов контроля
качества швов значения R умножают на коэффициент 0,8- Цифры
в скобках — для конструкций, эксплуатация которых возможна при
достижении предела текучести.
Таблица 6. Расчетные сопротивления R сварных соединений,
выполненных аргонодуговой сваркой, в конструкциях из термически
упрочняемого алюминия с физическим контролем качества швов
Сварные

соединения; швы
Расчетное
сопротивление
Конструкции из алюминия марок
12
СО
5
н
со
<
ю
193
ю
191
1915 Т
при
толщине элемента,
мм
4 I 5-12
при сварке с применением электродной или
присадочной проволоки марок
СвАМгЗ, 1557
1557
Встык;
стыковые
24—612
Сжатию,
растяжению, изгибу Rw:
при
автоматической и
полуавтоматической
сварке
плавящимся
электродом
55
65
80
120
140
155
869

Приложение III
Продолжение табл. в
Сварные
соедвве-
ния, швы
Встык;
стыковые
Угловые;

фланговые н
лобовые
Расчетное
сопротивление
Сжатию,
растяжению, изгибу Rm:
при
механизированной и
ручной сварке
вольфрамовым
электродом
Сдвигу /?„,
Сдвигу Rwt
Конструкции из алюминия марок
АД31Т
АД31Т5
АД31Т1
1935
1915
1915 Т
при
толщине элемента,
мм
4
5-12
при сварке с применением электродной иди
присадочной проволоки марок
СвАМгЗ. 1557
55
35
45
65
40
45
80
50
45
115
80
80
140
90
ПО
1557
155
110
ПО
155
105
ПО
Примечания: 1. Расчетные сопротивления соединений
элементов из алюминия марки 1915Т указаны Для прессованных
профилей. 2. Расчетные сопротивлении соединений элементов из
термически упрочняемого алюминия могут быть повышены повторной
термической обработкой (после сварки). Для сплавов системы Al—Mg—
Si после полной повторной термической обработки /?ю<=0,9/?, для
сплавов системы А1—Zn—Mg /?ю<=/?, где R — расчетное
сопротивление, принимаемое по табл. 1.7. 3. Качество стыковых швов
контролируется физическими методами (рентгено- или гамма-графироваиием,
ультразвуковой дефектоскопией и др.). 4. В сварных иахЛесточиых
соединениях из алюминия марок АД31Т, АД31Т1, АД31Т4 и АД31Т5
применять лобовые швы не допускается.
370

Приложение III
Таблица 7. Расчетные сопротивления R алюминия в околошовной
зоне при аргонодуговой сварке

Соединение
Встык и

внахлестку
лобовыми
швами

Внахлестку

фланговыми
швами
Расчетное

сопротивление
Сжатию,

растяжению,
изгибу Rwz
Сдвигу
Ка/гг
Сжатию,

растяжению
изгибу Rz
Значения f
термически
иеупрочняемых
марок
АД1М
при
СвА1
25
15
25
АМцМ
J. МПа
. ДЛЯ
алюминия
термически упрочняемых марок
АД31Т.
АД31Т4
АД31Т5
АД31Т1
1935Т
сварке с применением электродной шн
проаолоки марок
СвАМгЗ
40
25
40
65
40
65
СвАМгЗ
55
35
50
63
40
60*
75*
1557
80
50
80*
105*
115
120
80
100*
105*
1915
1915Т
присадочной
1557
140
90
130*
140*
155
105
140*
155*
* Для соединений профильных элементов.
Примечания: 1. Над чертой указаны расчетные
сопротивления при сварке вольфрамовым электродом, под чертой —
плавящимся электродом 2 Расчетное сопротивление Яш*31155 МПа
сплава марки 1915Т указано для профилей толщиной t = 5..\2 мм; при
*=4мм /?,вг = 165 МПа 3 Влияние продольных сварных швов (об-
шнвок, кровельпык полотнищ и т. п) иа разупрочнение сплавов
в околошовиой зоне не учитывается.
Таблица 8. Расчетные сопротивления заклепочных соединений
в конструкциях из алюминия
Расчетное сопротивление R, МПа
Срезу заклепок марок:
АД1Н
АМг2Н
АМгбпМ; АВТ1
Расчетное сопротивление
соединений группы В
срезу Rrs
35
70
100
смятию Rr})
—
24»
371

Приложение III
Продолжение табл. 8
Расчетное сопротивление R, МПа
Смятию соединяемых элементов
марок:
АД1М
АМцМ
АД31Т; АД31Т4
АМг2М
АМг2Н2; АД31Т1
1925; 1915
1915Т
АД31Т5
1935Т
Расчетное сопротивление
соединений
среэу Rrs
—
—
—
—
—
—
—
—
группы В
смятию Rrp
40
65
90
НО
195
275
315
155
225
Примечания: 1. Значения расчетных сопротивлений
относятся к заклепкам, поставленным в холодном состоянии. 2.
Постановка заклепок в продаиленные отверстия (соединения группы С) ие
допускается. 3. Обозначение марки сплава АМгбп (с буквой «п» малое)
относится к проволоке (пруткам) для заклепок и болтов. 4. Для
заклепок с потайными или полупотайными головками расчетные
сопротивления срезу Rrs снижаются иа 20 %• Указанные заклепки
растягивающих усилий не восприиимают.
Таблица 9. Расчетные сопротивления болтовых соединений Rb
в алюминиевых конструкциях
Сопротивление, МПа
Срезу и растяжению болтов
из сплавов марок:
АМгбп
АВТ1
Смятию соединяемых
элементов из сплавов марок:
АД1М
АМцМ
АД31Т; АД31Т4
АМг2М
АД31Т5
АД31Т1; АМгН2
1935Т
1925Т; 1915
1915Т
Расчетное сопротивление
растяжению
125
155
__
—
срезу Rbs
90
95
_
_
смятию R^p
—
35
60
80
100
140
175
205
245
285
Примечание. Значения расчетных сопротивлений на смятие
Rbv даны для болтов, расположенных на расстоянии 2d от оси болта
до края элемента; уменьшении этого расстояния до l,5d значения
Rbp понижаются на 40 %,
372

ПРИЛОЖЕНИЕ IV
Данные для расчета на устойчивость центрально-сжатых элементов
Таблица 1. Коэффициент <р продольного изгиба
центрально-сжатых стальных элементов (по СНиП 11-23-81*)
Гибкость
элемента К
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
ПО
120
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
Для стиля с расчетным сопротивлением
200
1
0,988
0,967
0,939
0,906
0,869
0,827
0,782
/0,734
0,665
0,599
0,537
0,479
0,425
0,376
0,328
0,290
0,259
0,233
0,210
0,191
0,174
0,160
240
1
0,987
0,962
0,931
0,894
0,852
0,805
0,754
0,686
0,612
0,512
0,478
0,419
0,364
0,315
0,276
0,244
0,218
0,196
0,177
0,161
0,147
0,135
280
1
0,985
0,959
0,924
0,883
0,836
0,785
0,724
0,641
0,565
0,4936
0,427
0,366
0,313
0,272
0,239
0,212
0,189
0,170
0,154
0,140
0,128
0,118т
320
1
0,984
0,955
0,917
0,873
0,822
0,764
0,687
0,602
0,522
0,448
0,381
0,321
0,276
0,240
0,211
0,187
0,167
0,150
0,136
0,124
0,113
0,104
360
1
0,983
0,952
0,911
0,963
0,809
0,749
0,654
0,566
0,483
0,408
0,338
0,287
0,247
0,215
0,189
0,167
0,150
0,135
0,122
0,111
0,102
0,094
400
1
0,982
0,949
0,905
0,854
0,796
0,721
0,623
0,532
0,447
0,369
0,306
0,21
0,223
0,195
0,171
0,152
0,136
0,123
0,111
0,101
0,093
0,086
44")
1
0,981
0,946
0,900
0,846
0,785
0,696
0,595
0,501
0,413
0, 335
0,280
0,237
0,204
0,178
0,257
0,139
0,125
0,112
0,102
0,093
0,085
0,077
Примечание. Гибкость элемента X=leiH где let — расчетная
Длина элемента; /—радиус инерции сечеиня.
373

При <южение IV
Таблица 2. Коэффициенты ф продольного изгиба центрально-сжатых элементов
из алюмининевых сплавов (по СНиП 2.03.06—55) для сечений типов 1 н 2
Тип
Тип 2 —
l~ f- -I- -f~
Гибкость
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
Коэффициенты i
АДШ
/
1
1
1
0,985
0,935
0,887
0,858
0,825
0,792
0,76
0,726
2
1
1
0,975
0,922
0,877
0,832
0,795
0,757
0,72
0,69
0,657
р для элементов нз алюминиевых сплавов мароя
АМцМ
1
1
1
1
0,955
0,9
0,86
0,82
0,782
0,745
0,71
0,665
2
1
1
0,95
0,895
0,842
0,796
0,752
0,713
0,67
0,632
0,593
АД31Т;
i
1
1
0,995
0,930
0,88
0,835
0,793
0,75
0,706
0,656
0,61
АД31Т4
2
1
1
0,94
0,878
0,822
0,773
0,725
0,68
0,635
0,588
0,543
L (сечеиия типов / и 2)
АМгЗМ
1
1
0,982
0,915
0,86
0,812
0,766
0,717
0,665
0,608
0,555
2
1
1
0,92
0,862
0,807
0,75
0,698
0,647
0,597
0,545
0,498
АД31Т1;
1
1
0,936
0,865
0,802
0,740
0,675
0,605
0,542
0,45
0,367
АМг2Н2
2
1
0,98
0,877
0,8
0,727
0,657
0,585
0,51
0,442
0,383
0,318

по
120
130
140
150
0,693
0,66
0,63
0,595
0,562
0,625
0,59
0,56
0,527
0,497
0,625
0,53
0,545
0,505
0,47
0,553
0,515
0,48
0,445
0,412
0,562
0,518
0,475
0,435
0,4
0,5
0,46
0,42
0,385
0,352
0,506
0,458
0,37
0,362
0,313
0,45
0,408
0,37
0,333
0,3
0,313
0,262
0,227
0,197
0,168
0,263
0,221
0,182
0,162
0,141
со
а
Гибкость
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
НО
120
130
140
150
1925Т
1
1
1
0,915
0,838
0,77
0,696
0,615
0,53
0,44
0,348
0,282
0,233
0,196
0,167
0,144
0,125
Коэффициенты
1915
2
1
0,967
0,867
0,79
0,715
0,638
0,56
0,482
0,413
0,348
0,282
0,233
0,196
0,167
0,144
0,125
Ф для элементов из алюмнниевыч сплавов
1915Т
' 1
1
1
0,91
0,83
0,758
0,676
0,59
о,ь
0,385
0,305
0,246
0,204
0,171
0,146
0,126
о,п
2
1
0,96
0,86
0,775
0,695
0,613
0,53
0,45
0,38
0,305
0,246
0,204
0,171
0,146
0,126
0,11
марок (сечения
АД31Т5
1
1
0,946
0,88
0,818
0,763
0,705
0,644
0,59
0,51
0,432
0,382
0,33
0,29
0,255
0,212
2
2
0,99
0,883
0,82
0,76
0,7
0,635
0,574
0,52
0,466
0,41
0,362
0,316
0,28
0,237
0,205
Продолжение
типов 1 и 1)
1935Т
1
1
0,93
0,852
0,79
0,722
0,65
0,572
0,5
0,403
0,326
0,27
0,228
0,192
0,168
0,146
1
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
табл 2
2
,98
,88
,802
,73
,662
,59
,516
,45
,392
,328
,272
,23
,193
,17
,146

ПРИЛОЖЕНИЕ V
Данные для расчета балок на устойчивость и на прочность
с учетом развития пластических деформаций
1. Данные для расчета балок на устойчивость по
формуле M/obWc<RyYc. Значения коэффициента <рь
определяют по коэффициентам cpi и ср2, вычисляемых по
формулам прил. 7 СНиП П-23-81* в зависимости от типа
сечения балок. Для балок двутаврового сечения с двумя
осями симметрии коэффициент cpi
При ф]^0,85 коэффициент фь=ф1; при ф1>0,85; фь
=0,68+0,21 ф] (см. табл. 2 прил. V).
Таблица 1. Формулы для вычисления коэффициентов т|з для
двутавровых балок с двумя осями симметрии
Число за-
к реплеиий
сжатого
пояса в
пролете
1. Без

закреплений
2. Два и
более,
делящих
пролет
иа равные
части
Вид нагрузки
в пролете

Сосредоточенная
Равномерно
распределенная
Любая
нагрузка

Приложенная
нагрузка
иа пояс
Верхний
Нижний
Верхний
Нижний
Любой
Формулы для if прв значениях о
0,1<0С<40
Ч>=1,75+
+0,09 а
Чз=5,05+
+0,09 а
ф=] ,6+0,08 а
,E=3,8+0,08 а
4^=2,25+
+0,07 а=(ф1)
40«Х<400
1|3=3,3+
+0,053 а—
—4,5-10-5 а2
1|3=6,6+
+0,053 а—
—4,5-10-'а2
ф=3,15+
+0,04 а— 2,7 X
X Ю-? а2
^=5,35-4-
+0,04 а—2,7 X
ХЮ-6 а2
ф=3,в+
+0,04 а—3.5X
Xl0-Sa!=(if,)
376

Приложение V
Продолжение табл. 1
Число
закреплений
сжатого
пояса в
пролете
3. Одно в
середине
Внд нагрузки
в пролете

Сосредоточенная в середине

Сосредоточенная в четверти
пролета
Равномерно
распределенная

Приложенная
нагрузка
ва пояс
Любой
Верхний
Нижний
Верхний
Нижний
Формулы для \|) При значениях а
0,1<а<40
4;= 1,75 (,h)
¥=1.14 (¥i)
4^=1,6 (ih)
4;= 1,14 (ih)
4з=1,3 (М
40<а<400
4з=1,75 Dз2)
43=1,14 D>2)
4з=1,6 Dз2)
4з=1,14 Dз2)
4з=1,3 Dз2)
Примечания: 1. Значения DзО и Dзг) по формулам п. 2
этой таблицы. 2. Значения а определяют по формулам 175 и ]76
СНиПа. Для прокатных двутавров а=\,54 (JtlJy) !W*2\ а для
сварных двутавров, составленных из трех листов, параметр а =
<=8(lefti/hbiJ (\ + at3lbii\), где h—полная высота балки, для
составной балки — равна расстоянию между осями поясов; t — толщина
стеики; 6/, t\ — ширина и толщина пояса балки; hi — расчетная
длина балки или консоли, равная расстоянию между точками
закрепления сжатого пояса; а<=0,5А; У< —момент инерции сечеиия
балки при кручении (см. табл. ] и 2 прил. VII). 3. Для балок
двутаврового сечеиия с одной осью симметрии коэффициент фб определяют
по величине коэффициеитов ф[ и фг по п. 2 прил. 7 СНиПа, а балок
швеллерного сечеиия по указаниям п. 3 прил. 7 СНиПа.
Таблица 2. Коэффициенты фь для стальных балок с двумя осями
симметрии (при г|з,>0,85)
0,
0,9
0,95
1
1,05
1,1
1,15
п
0,861
0,869
0,880
0,89
0,904
0,915
0,922
1,20
1,25
1,30
1,35
1,40
1,45
1,50
1,53
>1,53
0,932
0,943
0,953
0,964
0,974
0,985
0,995
1,000
1,0
377

Приложение V
2. Коэффициенты для расчета балок на прочность
с учетом развития иластических деформаций
Таблица 3. Коэффициенты с (с*), cv, n
Тип

сечения
;
2
s
4
5
Схема сечеиия
у
х_
X
7а
'Л
кг
X
а) .у
X рЯ
-
;
X
jOSAf
У
у
[4
а
4'
1
/ f
X
4Af\f
ь
X 1
У
У
At!Aw
0,25
0,5
1
2
0,5
1
2
0,25
0,5
1
2
0,5
1
2
1,19
1,12
1,07
1,04
1,4
1,28
1,18
1,19
1,12
1,07
1,04
1,4
1,28
1,18
1,47
1,47
1,47
1,07
1,12
1,19
1,26
1,12
1,2
1,31
1,47
п при
Му=0*
1,5
2
1,5
2
а) 2
6K
378

Приложение V
Продолжение табл. 3
Тип
сече-
иия
6
7
8
9
X
а)
X
S)
X
Схема
1
J
ч
У
X
Т
а) и
*\——
В)
х 1
сечения
и
f
1
К
У
У
и
Т
а
0,5 A w
Я
1-х
1_.J<
к
AflAw
0,25
0,5
1
2
—
—
0,5
1
3
С
1
1
1
1
,47
,26
,6
,6
су
1,04
1,07
1,12
1,19
1,26
1,47
1,07
1,12
1,19
п при
му=о*
3
1,5
а) 3
6I
а) 3
б) 1
• При Му+О коэффициент я-1,5 за исключением сечения типа 5, а, для
которого л=2 и типа 5,6, для которого л=3.
Примечание. При промежуточных значениях Af/Aw
коэффициенты определяют линейной интерполяцией.
379

§g ПРИЛОЖЕНИЕ VI
Коэффициенты для расчета на устойчивость внецентренно-сжатых и сжато-изгибаемых элементов
Таблица 1. Коэффициенты Hi для одноступенчатых колонн с верхним свободным концом
Схема
п
1
Л
II
t
F,*Ft
о,
0
0,2
0,4
0,6
0,8
1
1,5
2
2,5
3
0
2
2
2
2
2
•2
3
4
5
6
0,2
2
2,02
2,08
2,2
2,42
2,73
3,77
4,9
6,08
7,25
0,4
2
2,04
2,13
2,36
2,7
3,13
4,35
5,67
7
—
0,6
2
2,06
2,21
2,52
2,96
3,44
4,86
—
—
—
Коэффициенты ц,
0,8
2
2,07
2,28
2,66
3,17
3,74
—
—
—
—
1
2
2,09
2,35
2,8
3,36
4
—
—
—
—
при п
1,4
2
2,12
2,48
3,05
3,74
—
—
—
—
-
1,8
2
2,15
2,6
3,28
—
—
—
—
—
—
2,5
2
2,21
2,8
—
—
—
—
—
—
—
10
2
2,76
—
—
—
—
—
—
—
—
20
2
3,38
—
—
—
—
—
—
—
—
Примечание. n=klh=hhll\k, a^h/U V /i//2P;
2)/F2; n2=1ii/ai<3.

Таблица 2. Коэффициенты р,, для одноступенчатых колонн с верхним концом, закрепленным только от поворота
Схема
If
Г
FT
F'+Fz
а,
0
0,2
0,4
0,6
0,8
1
1,5
2
2,5
3
0
2
2
2
2
2
2
2
2
2,5
3
0,2
1,86
1,87
1,88
1,91
1,94
2
2,25
2,66
3,17
3,7
0,4
1,76
1,76
1,77
1,83
1,9
2
2,38
2,91
3,5
4,12
0,6
1,67
1,68
1,72
1,77
1,87
2
2,48
—
—
—
Коэффициенты, ц,
0,8
1,6
1,62
1,66
1,72
1,85
2
—
—
—
—
1
1,55
1,56
1,61
1,69
1,82
2
—
—
—
—
при п
1.4
1,46
1,48
1,53
1,63
1,79
—
—
—
—
—
1.8
1,4
1,41
1,48
1,59
—
—
—
—
—
—
2.5
1,32
1,33
1,4
—
—
—
—
—
—
—
10
1,1
1,11
—
—
—
—
—
—
—
—
20
1,05
-
—
—
—
—
—
—
—
—
со
оо
Примечание. п= — = ; а^ = —

Таблица 3. Коэффициенты ц12 н цп для одноступенчатых колонн с неподвижным шарнирно-опертым
верхним концом
Схема
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
Коэффициенты
0,6 0,7
Шг
0,8
я
щ, при
0,9 |
1
1
,2
1,4
1.6
»
,8
2
И
0,04
0,06
0,08
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
1
1 0?
0,91
0,86
0,83
0,79
0,78
0,78
0,78
0,78
1,84
1,47
1,31
1,21
0,98
0,9
0,88
0,86
0,85
Коэ4
2,25
1,93
1,73
1,57
1,23
1,09
2,02
0,99
0,92
Ьфицш
2,59
2,26
2,05
1,95
1,46
1,27
1,17
1,1
0,99
енты |
2,85
2,57
2,31
2,14
1,67
1,44
1,32
1,22
1,06
Ms (nf
3,08
2,74
2,49
2,33
1,85
1,6
1,45
1,35
1,13
и F\-
3,24
2,9
2,68
2,46
2,02
1,74
1,58
1,47
1,2
0)
3,42
3,05
2,85
2,6
2,15
1,86
1,69
1,57
1,27
3,7
3,24
3
2,76
2,28
1,98
1,81
1,67
1,34
4
3,45
3,14
2,91
2,4
2,11
1,92
1,76
1,41
4,55
3,88
3,53
3,28
2,67
2,35
2,14
1,96
1,54
5,25
4,43
3,93
3,61
2,88
2,51
2,31
2,15
1,68
5 8
4,9
4,37
4,03
3,11
2,76
2,51
2,34
1,82
6,55
5,43
4,85
4,43
3,42
2,99
2,68
2,5
1,97
7,2
5,94
5,28
4,85
3,71
3,25
2,88
2,76
2,1

Коэффициенты цп (при F2=0)
0,04
0,06
0,08
0,1
•ft.2
0,3
0,4
0,5
1
0.67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,67
0,83
0,81
0,75
0,73
0,69
0,67
0,67
0,67
«0,67
1,25
1,07
0,98
0,93
0,75
0,71
0,69
0,69
0,68
1,43
1,27
1,19
1,11
0,89
0,8
0,75
0,73
0,71
1,55
1,41
1,32
1,25
1,02
0,9
0,84
0,81
0,74
1,65
1,51
1,43
1,36
1,12
0,99
0,92
0,87
0,78
1,7
1,6
1,51
1,45
1,21
1,08
1,0
0,94
0,82
1,75
1,64
1,58
1,52
1,29
1,15
1,07
1,01
0,87
1,78
1,7
1,63
1,57
1,36
1,22
1,13
1,07
0,91
1,84
1,78
1,72
1,66
1,46
1,33
1,24
1,17
0,99
1,87
1,82
1,77
1,72
1,54
1,41
1,33
1,26
1,07
1,88
1,84
1,81
1,77
1,6
1,48
1,4
1,33
1,13
1,9
1,87
1,82
1,8
1,65
1,54
1.47
1,39
1,19
1,92
1,88
1,84
1,82
1,69
1,59
1,51
1,44
1,24
Ш Примечание. ц,= ]/ [ц ^ +^ ф—1)]/р;
, Р= (F1 + F2)/Ft; a, = lt/l,V J1/J2&-

со Таблица 4. Коэффициенты Ц\2 н Цц для одноступенчатых колонн с неподвижным верхним концом,
<е- закрепленным от поворота
Сх°ма
JJJy
0,1 | 0,2 | 0,3 | 0,4 | 0,5 | 0,6 | 0,7 | 0,8 | 0,9 | 1 | 1,2 | 1,4 | 1,3 | 1,8
0,04
0,06
0,08
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
1
0,78
0,7
0,68
0,67
0,64
0,62
0,6
0,59
0,55
1,02
0,86
0,79
0,76
0,7
0,68
0,66
0,65
0,6
Коэффициенты ц
1,53
1,23
1,05
1
0,79
0,74
0,71
0,7
0,65
1,73
1,47
1,31
1,2
0,93
0,85
0,78
0,77
0,7
?,01
1,73
1,54
1,42
1,07
0,95
0,87
0,82
0,75
12 (при Ft=O)
2,21
1,93
1,74
1,61
1,23
1,06
0,99
0,93
0,8
2,38
2,08
1,91
1,78
1,41
1,18
1,07
0,99
0,85
2,54
2,23
2,05
1,92
1,5
1,28
1,16
1,08
0,9
2,65
2,38
2,2
1,04
1,6
1,39
1,26
1,17
0,95
2,85
2,49
2,31
2,2
1,72
1,48
1,34
1,23
1
3,24
2,81
2,55
2,4
1,92
1,67
1,5
1,39
1,1
3,7
3,17
2,8
2,6
2,11
1,82
1,65
1,53
1,2
4,2
3,5
3,11
2,86
2,28
1,96
1,79
1,66
1,3
4,76
3,92
3,45
3,18
2,45
2,12
1,94
1,79
1,4
5,23
4,3
3,73
3,41
2,64
2,2
2,08
1,92
1,5

• ■
Коэффициенты Aц (при Fz—
0,04
0,06
0,08
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
1
Примечание, jlli = [|l
0,66
0,65
0,64
0,64
0,62
0,6
0,58
0,57
0,55
0,68
0,67
0,66
0,65
0,64
0,63
0,63
0,61
0,58
0,75
0,68
0,67
0,65
0,65
0,64
0,63
0,63
0,6
0,94
0,76
0,68
0,65
0,65
0,65
0,64
0,64
0,61
1,08
0,94
0,84
0,78
0,66
0,66
0,64
0,64
0,62
1,24
0,10
0
0,92
0,73
0,67
0,66
0,65
0,63
1,37
1,25
1,12
1,05
0,83
0,73
0,68
0,68
0,65
1,47
1,35
1,25
1,15
0,92
0,81
0,75
0,72
0,67
1,55
1,44
1,34
1,25
1,01
0,89
0,82
0,77
0,7
1,64
1,5
1,41
1,33
1,09
0,94
0,88
0,83
0,73
1,72 I
1,61
1,53
1,45
1,23
1,09
1,01
0,94
0,8
1,78
1,69
1,62
1,55
1.33]
1,2
1,1
1,04
0,88
1,81
1,74
1,68
1,62
1,41
1,28]
1,19
1,12
0,93
1,85
1,79
1,75
1,68
1,48
1,35
1,26
1,19
1,01
1,89
1,82
1,79
1,71
1,54
1,41
1,32
1,25
1,05
*, (E-1)]/E;
; C= (F, + F2OF2; a^
hiJ&.
\

СП
Таблица 5 Приведенные относительные эксцентриситеты mef для стержней с шарнирно-опертыми концами
о = М2/М,
Приведенные относителыгае эксцентриситеты mgf при "ie*, равном
0,1
0,5
1,5
10
20
0,1
0,1
0,1
0,1
0,1
0,1
o.t
0,3
0,17
0,1
0,1
0,1
0,1
0,1
0,68
0,39
0,22
0,1
0,1
0,1
0,1
1,12
0,68
0,36
0,18
0,1
0,1
0,1
1,6
1,03
0,55
0,3
0,15
0,1
0,1
2,62
1,8
1,17
0,57
0,23
0,15
0,1
3,55
2,75
1,95
1,03
0,48
0,18
0,1
4,55
3,72
2,77
1,78
0,95
0,4
0.1
6,5
5,65
4,6
3,35
2,18
1,25
0,5
9,4
8,6
7,4
5,9
4,4
3
1,7
19,4
18,5
17,2
15,4
13,4
•1,4
9,5
1
2
3
4
5
6
7
0,1
0,1
0,1
0,1
0,1
0,1
O.I
0,31
0,22
0,17
0,14
0,1
0,16
0,22
0,68
0,46
0,38
0,32
0,26
0,28
0,32
1,12
0,73
0,58
0,49
0,41
0,4
0,42
1,6
1,05
0,8
0,66
0,57
0,52
0,55
2,62
1,88
1,33
1,05
0,95
0,95
0,95
3,55
2,75
2
1,52
1,38
1,25
1,1
4,55
3,72
2,77
2,22
1,8
1,6
1,35
6,5
5,65
4,6
3,5
2,95
2,5
2,2
9,4
8,6
7,4
5,9
4,7
4
3.5
19,4
18,5
17,2
15,4
13,4
11,5
10.8
"I I

* в N
О)" 00 |>Г
1П_ 00
^ со со
■* ю to in
о oo oo h- ь- to со
О)
in
to
in
ю
*i-
in
m
CO
2,62
CD
о
CO
о
о
-
00
to
t^
CO
1,96
1,28
en
o"
CD
О
О
о
00
Г0
CO
1,75
1,15
0,84
in
in
о
Sn
о
о
со
со
to
S3
CM
CM
CN
CO
1,1
0,78
Oi
in
о
to
CM
о
о
О)
to
00
со
00
CM
_
1,55
-
0,78
to
О
О
о
m
to
to
oo
CO
1,55
-
0,78
to
О
00
CM
о
о
to
m
to
m
CO
«5
CN
—
1,55
-
0,78
CM
to
о
CM
о
о
О)
in
to
18
s
CO
2,62
1,68
1,23
00
о
•*
о
о"
-
to
00
00
in
2
CO
CO
CM
to
00
о
о
о"
CM
со
00
s
to
О)
со
_
со
со
см
1,55
1,17
о
о
о*
со
СО
с»
со
to
00
со
S
со
со
1,55
1,13
to
о
о
о"
СО
>-
со
to
00
со
со
со
сч
1,55
1,1
о
о
о"
to
с»
со
to
00
со
СО
со
см
1П
1,1
о
о
о"
СО
СО
с»
со
to
00
со
со
со
см
1,1
о
о
о"
25*
S
л
U
сп
О!
S
S
си
S
S
о.
С
387

со
оо
00
ПРИЛОЖЕНИЕ VII.
Сортамент стальных прокатных профилей
Таблица 1. Двутавровые балкн (по ГОСТ 8239—72*)
X
Ъ
У
г
•
h — высота балкн; 6 — ширина полки; d — толщина стенкн; t — средняя толщина полки;
R—раднус внутреннего закругления; J — момоент инерции; W — момент сопротивления;
S—статистический момент полусечения; t—раднус ннерцнн; It — момент инерции при
крученнн.
• Профили, рекомендуемые по сокращенному сортаменту, утвержденному Госстроем СССР от
20.04.1984 г. № 59.
\и
Номер
балки
10*
12*
14*
16»
18*
20
22
24
27
30
33
36
40
45
50
55
60
Размер, мм
Ь | .
100
120
140
160
180
200
220
240
270
300
330
360
400
450
500
550
600
55
64
73
81
90
100
110
115
125
135
140
145
155
160
170
180
190
- 1 '
4,5
4,8
4,9
5
5,1
5,2
5,4
5,6
6
6,5
7
7,5
8,3
9
10
И
12
7,2
7,3
7,5
7,8
8,1
8,4
8,7
9,5
9,8
10,2
11,2
12,3
13
14,2
15,2
16,5
17,8
R
7
7,5
8
8,5
9
9.5
10
10,5
И
12
13
14
15
16
17
18
20
А,
см«
12
14,7
17,4
20,2
23,4
26,8
30,6
34,8
40,2
46,5
53,8
61.9
72,7
84,7
100
118
138
Масса
1 м, кг
9,46
11,5
13,7
15,9
18,4
21
24
27,3
31,5
36,5
42,2
48,6
57
66,5
78,5
92,6
108
Jx-
см1
198
350
572
873
1 290
1 840
2 550
3 460
5 01О
7 080
9 840
13 380
19 062
27 696
39 727
55 962
76 806
™X'
см8
39,7
58,4
81,7
109
143
184
232
289
371
472
597
743
953
1231
1589
2035
2560
1Х, см
4,06
4,88
5,73
6,57
7,42
8,28
9,13
9,97
11,2
12,3
13,5
14,7
16,2
18,1
19,9
21,8
23,8
Sx-
см»
23
33,7
46,8
62,3
82,4
104
131
163
210
268
339
423
545
708
919
1181
1491
•V
см1
17,9
27,9
41,9
58,6
82,6
115
157
198
26о
337
419
516
667
808
1043
1356
1725
6,49
8,72
11,5
14,5
18,4
23,1
28,6
34,5
41,5
49,9
59,9
71,1
86,1
101
123
151
182
1у,ал
1,22
1,38
1,55
1,7
1,88
2,07
2,27
2,37
2,54
2,69
2,79
2,89
3,03
3,09
3,23
3,39
3,54
2,28
2,88
3,59
4,46
5,6
6,92
8,6
П.1
13,6
17,4
23,8
31,4
40,6
54,7
75,4
100
135

Таблица 2. Швеллеры (по ГОСТ 8240—72*)
h — высота швеллера; Ь — ширина полки; d — толщина стенки; t — средняя толщина
полки; R — раднус внутреннего закругления; / — момент инерции; W—момент
сопротивления; (—радиус инерции; S — статистический момент получения; Zo — расстояние
от оси у—у до наружной грани стенки; А — площадь поверхности сечения; h —
момент инерции при кручении.
* Профили, рекомендуемые по сокращенному сортаменту, утвержденному
от 20.04 1984 г. № 59.
Госстроем СССР
Номер

профиля
5
6,5
8
10*
12*
14*
16*
18*
20*
22*
24*
27*
зе*
33
36
49*
Масса
1 м, кг
4,84
5,9
7,05
8,59
10,4
12,3
14^2
1«чЗ
жЗ
21
М
2ZJ
31,8
36,5
41,9
48,3
Размер, мм
ft
50
65
80
100
»20
140
160
Щ|
206
220
240
276
300
330
360
400
ь
32
36
40
46
52
S8
64
70
76
82
90
95
100
105
НО
115
-
4,4
4,4
4,5
4,5
4,8
4,9
5
5,1
5,2
5,4
5,6
6
6,5
7
7,5
8
1
7
7,2
7,4
7,6
7,8
8,1
8,4
8,7
9
9,5
10
Ю,5
И
11,7
12,6
13,5,
R
6
6
6,5
7
7,5
8
8,5
9
9,5
10
10,5
11
12
13
14
15
Л, см2
6,16
7,53
8,98
10,9
13,3
15,6
18,1
20,7
23,4
26,7
30,6
35,2
40,5
53Д
61,5
Л,, см'
22,8
48,С
89,4
174
304
491
747
1 090
1 520
2 110
2900
4 160
5 810
7980
10 820
15 220
см»
9,1
35
22,4
34,8
50,6
70,2
93,4
321
152
192
242
308
387
484
601
761
1,92
2,54
3,16
3,99
4,78
5,6
6,42
7,24
8,07
8.89
9,73
10,9
12
13,1
14,2
15,7
см'
5,59
9
13,3
20,4
29,6
40,8
54,1
68,8
87.8
110
339
178
224
281
350
444
5,61
8,7
12,8
20,4
31,2
45,4
63,3
86
113
151
208
262
327
410
513
642
см»
2,75
3,«8
4,75
Ь,46
Я,5>
11
13,8
17
2ii,5
25,1
31,Ь
37,3
43,Ь
53,8
61,7
73.4
0,954
1,08
1,19
1.37
1,53
1.7
1,87
2,(>4
2,2
2,37
2,6
2,73
2,84
2,97
3,1
3,23
Vе"
1.1
1,24
1,31
1,44
1,54
1,67
1.8
1,94
2,07
2,21
2,42
2,47
2.52
2,59
2,68
2,75
Jt,eW
1
1,2
1,52
1.96
2,56
3,19
3,97
4,87
5,9
7,48
9,6
11,98
14.98
39,21
25,1
32,41

Таблица 3. Равнополочные уголки (выборка из ГОСТ 8509—86)
V
о — шнрнна полкн; t — толщина полки; /—момент ннерцни;
i — раднус ннерцин; 6 — расстояние между уголками, А— х
плошадь поверхности сечення.
• — профялн, рекомендуемые по сокращенному сортаменту,
утвержденному Госстроем СССР от 20.IV.1984, № 59.
Размер
уголка, мм
• 1 '
45
50*
—56
63*
4
5
4
5*
4
5
4
5*
6
0?
5
5,5
6
7
s
О
ч:
3,48
4,29
3,89
4,8
4,38
5,41
4,96
6,13
7,28
сса 1м,
\73
3,37
3,05
3,77
3,44
4,25
3,9
4,81
5,72
§
1,26
1,3
1,38
1,42
1,52
1,57
1,69
1,74
1,78
"я
о
6,63
8,03
9,21
11,2
13,1
16
18,9
23,1
27,1
1 1
В
^*
1,38
1,37
1,54
1,53
1,73
1,72
1,95
1,94
1,93
а
ч
12,1
15,3
16,6
20,9
23,3
29,2
33,1
42,5
50
В
10,5
12,7
14,6
, 17,8
20,8
25,4
29,9
36,6
42,9
В
j
1,74
1,72
1,94
1,92
2,18
2,16
2,45
2,44
2,43
В
%
2,74
3,33
3,8
4,63
5,41
6,59
7,81
9,52
11,2
1111
В
О
а.
0,89
0,88
0,99
0,98
1,11
1,1
1,25
1,25
1,24
Радиус ннерцин i^ для двух
уголков прн в. мм
«
2,16
2,18
2,35
2,38
2,58
2,61
2,86
2,89
2,9
|
,0
2,24
2,26
2,43
2,45
2,66
2,72
2,93
2,96
2.99
п
2,32
2,34
2,51
2,53
2,73
2,77
3,01
3,04
3.06
.4
2,4
2,42
2,59
2,61
2,81
2,85
3,09
3,12
3.14
1 1 1

F
N.00
со со ■* •
со со со со со
J СО 00 N
I СО СО СО СО
со со со со со
CN <М <М (М (М
со со оо" оо оо
— <О 00 СМ
CN — — CN_CN_
00 00 СО СО СО
amooNN
со со со со со
cn in оо
(NOOin £-
N..CO.
соо от
N rj" — ОТ
— CO 00 О —
Ю Ю CD 00 ОЭ
N. СМ1П N
ю со со со со
со со со со oo
ОТ CN •* N.OT
СЮЮЮЮ
■**■ со со oo со
CNrj" N. —
т)" ТГ тещ in
CO 00 CO CO 00
in
CO
CO CO CO CO CO
OT00 00 N CO
OT00
"* CO— 00 Ю
—• ОТ N. CO
OTOT00 00 00
<M (M O) (M (M
CN CO* ■*"■*" I
CON. 00 ОТ<
> OO 00 CO N
^oo от—. cn
со oo oooo
00 CO CO 00
CO CO CO CO
ГО 00 00 CO
f- 00 CM
Ю Ю COCO
OT00 00 1
Ю Ю1П
—• CO t~O
CNCNCN CO
==88
со со со oo
COrf
ssfss
CN
cot. _..
ОТО —00
— CO CO 00
«80S
CO CO* T)>" "*
ОТ 00 CO
OTOO CO
1П *ф -ф -Ф
CO CO CO 00
N. ОТ CM CD — CO
1П Ю CO CD N. N. 00
OT0O СО1П "* ■*
ОТ ОТ -Ф ОТ ОТ ОТ О5
f~ CN00 —.ОТО0
3 N. ■*— 00 ■
5 00 00 00 N.I
CO CO CO CO CO CO 00
CO N. CO T)" — U5 CO
0>O00 00 CO N —
— CO CN CN CO CO ■*
ей СО 1Л ■*}4'C0
CMCN CNCN CN
CN CNCN CN CN
от со
CN
ОТ —• f~ CO 00
CNCO 00 "*•*
in coco 00 —
от со" oo от" со
CO "*1П U5 CO
N^ OOr)"
CNN. IO CO
1Л 1Л CD N
— CO
cn'tj-'cd oo
00 ОТО —
со со со со со 00 <n
—« *-< —« —« CN CN CN
00 Ob G5 &) О
£* CO Ю 00
о о <—« —- »-ч
•* "*inin
CN CN(M <M
00 »-* in CO —* ОТ CO
cot~ 1^00 отот о
t^4 00 ОТ С7Э N
00 CO CO CO CO
00 00
o —
in coi^oto
00 CO— U5
f~ CO 1П CO
co^cootcn
oo"ot o"cn"
—_00 <M — ОТ CO 00
О OCMin I
CO 1П CM
CM 00 —• чС Г~
CO CO 00 ОТ о"
ОТ 00
CON. — "
CO 00
CO CO 00 00
CO CO O* <O
О см coin
00 00 1П CN 00 tO f~
CN СО1П ОТ CN COOT
— —•—•-« CM CM CM
10
Tfin COI^OO
1П CON. 00 ОТ
in со c» 00
8
391

оз
to
to
Приложение VII
Продолжение табл 3
Размер
уголка, мм
ь | г
140*
7
8*
8*
9*
10
12
14
16
9*
10*
12
10*
11*
Е
£
О?
14
§
15,2
17,2
19,7
22
24,3
28,9
33,4
37,8
24,7
27,3
3275
31,4
34,4
Е
8
€а
11,9
13,5
15,5
17,3
19,1
22,7
26,2
29,6
19,4
21,5
25,5
24,7
27
§
2,96
3,0
3,36
3,4
3,45
3,53
3,61
3,68
3,78
3,82
3,9
4,3
4,35
S
к
176
198
294
327
360
422
482
539
466
512
602
774
944
8
к
3,4
3,39
3,87
3,86
3,85
3,82
3,8
3,78
4,34
4,33
4,31
4,96
4,95
~%
U
к
308
353
516
582
649
782
916
1051
818
911
1097
1356
1494
S
к
279
315
467
520
571
670
764
853
739
814
957
1229
1341
j*
4,29
4,28
4,87
4,86
4,84
4,82
4,78
4,75
5,47
5,46
5,43
6,25
6,24
3
~?
72,7
81,8
122
135
149
174
200
224
192
211
248
319
348
3
2,19
2,18
2,49
2,48
2,47
2,46
2,45
5,56
2,79
- 2,78
2,76
3,19
3,18
Радиус
инерции
1«2 «л!
уголков при б, мм
8 1
4,78
4,8
5,30
5,41
5,44
5,48
5,52
5,66
6,02
6,05
6,08
6,84
6,86
10
4,85
4,87
5,46
Ь,48
5,52
5,55
5,6
5,72
6,1
6,12
6,15
6,91
6,93
» |
4,92
4,95
5,53
5,56
5,58
5,62
5,67
5,72
6,16
6,19
6,25
6,97
7
« двух
14
5
5,02
5,6
5,63
5,66
5,7
5,75
5,78
6,24
6,26
6,3
7,05
7,13

g 2
r^ N.
h- N.
-. — 22
^ г». r«.
8 fe =
N-* N-" P-*
Об СП
со со
in ■*
из О
CO N. N.
h- CO
CO oo"
•* n и
CO CO CO
ss
00 00
■*■ CO
N. N.
N. СП
CO CO
СГ) 00
in in
СП — CO N. tO 1П 1П
CO Is* t4- Г4» 00 w) ^Э
00 00 00 00 00 00 O>
CN ■* CO fflOOh-
co со со N. N. oo cn_
oo"oO 00 00 00 00 00
00 00 00 00 00 ОС 00
00 CN СОЮ ^ OO
00 00*00 ОО*осГоо"оО
00 N- CO CO *- CT>
en en en en en oo
PO CooO CO OO CO CO
\9
CO OO
CO OO
о о о о о о о
00 CN CO — CO CM CO
со (^ (^ оо со en o^
о о о о'о'о*о
cn men rt< en in en
СО СО СО h- t^ 00 00
о" о" о" о" о" о" о"
Ю СП О4 (^ CN 00 О»
in in со со (^ г^ оо
сп ^ сп сп сп оо оо
J2
СО
00 СО О0
- П
СО О0
1П 1П
СП 1П — О CN 00 00
■* О СО f^ 00 СО 00
t^ 00 00 СП — Tt< СО
CN ОС ОСП f^Q СП
■* ш t^ h- oo cfi оо
=п — со in op -- m
со со
Ь 2 -
со со со
00 00 00 1-^ !->. S 1П
00
00 1П CN СП TJ* СП СО
N N N. СО СО 1П 1П
00 00
S
CO •- 00
tO C0 tj1
oo о w
^ "^ CO Ю CO СП 1П
) — CO N. 1Л ■* CO
1 CO CO CO ■* 1П CO
om
^ о
CN t^. О — 1П 4f 1П
СП CO CO CO CN rt< tp
■* CO— СП—■ CNCS
N. 00 СП СП-« CN CN
— CN CO
^i N- in
~* Tf N-
Я Я Я
00 ■*
CN CN
— CO
СЧ CN
CN CN CN ■* in CO Q
oo in cn coin со 55
—i Tf N- CN CO N- "-
CO CO CO ■* 1П CO 00
■* CN
СП <У>
coS
in ю
CN — N-CN CO
CN CN CN — — О
со со со со со со со
«5 oo
CO CO
CO CO-« СП in — СП
N. N-N COCO СОЮ
CO CO 1П СП СП
S о « я ?
CON.
CN CO
П i—» N» 05 •■"* CO ^5
СЧ CD CT> CO N- CO CM
00 eft о со 00 ^ о
— — CM CM CM CO ■*
^ rt* «5 t^- о •-* Is»
NWSWOr >
b @0
ss
N. CM CO ■* O1N
CO ■* ■* 1П N. OO О
in ю in ю in in со
N-SScn — OJ CO
CO CO CO N. N. t^ N-"
Я S
N. СП CM 00
COCO ■* ■* t
■* N.
N.00
1П СП *- 00 1П Tf
— OO CO CO ■* ■* —Г
CO CO N- 00 СП О ^^
Tf CO •- 00 ■*
s n 01 ч1 о
со ■* ■* in to
— СП CO 1П CO U5
■* N. — N.-*
00 СЧ
CO "f
N. О ■* CM CO ■«• —
■* 1Л 1П CO N. Cn —
00 N. N. cpCnoO <M
N. 00 СП О— CO •*
CM ■* CO 00 О
— — — — CM
393

со Таблица 4. Неравнополочные уголки (выборка из ГОСТ 8510 — 72*)
а)
В — ширина большой полки,
Ъ—ширина малой полки, i-—толщина пол
ки, / — момент инерции, i — радиус
инерции, А — площадь поверхности
сечения
W//////J///////.//*
Размер уголков,
в
63
70
75
ь \
40
45
50
мм
t
5
6
8
5
5
6
8
Ru мм
7
7,5
8
А, см*
4,98
5,9
7,68
7,5
6,11
7,25
9,47
Масса 1 м
кг
3,91
4,63
6,03
5,59
4,79
5,69
7,43
у., см
2,08
2,12
2,2
4,39
2,39
2,44
2,52
х.
0
0
1
2
1
1
1
см
,86
,99
,07
,28
,17
,21
,29
•V
19
23
29
27
34
40
52
,9
,3
,6
,8
,8
,9
,4
'ж
2
1
1
2
2
2
2
,99
,96
,23
,39
,38
,35
Jy, СМ
6,26
7,28
9,15
9,05
12,5
14,6
18,5
V
1,
1,
1,
1,
1,
1,
1,
12
11
09
27
43
42
40
41,4
49,9
66,9
56,7
69,7
83,9
112

f
sss
oo
2
CM 00 00 —
m— Tfoo
tJ* 1Л CO N*
■—' O> т£ О
СЧ 00 <O 55
f~ <N —
— CM CM
COOMS
— W (M (M
88
см ем*
sss
O00 Л
см — — —
J CM —
51Л1Л
Tt< Tt< C3 00
1O M—с
nnn
ЮОО
cot-^oi
ЯПП(
CM CO 00
S со со
coS
см cm"
«00 CM
CM CM CO
Ю(О
— U5 rt< CM
OO— CM
OJfOCO
-ciw*
■* ■* ■* ■*
о см
Щ
43 N.
OOffiO
nToo-T
U5— со 1Л
oi —"cm us
■* coo
—"см" со"
CM
00 CM
ОС О
о осм ■
g
8
8
8
s
393

се
со
оз
Приложение VII
Продолжение табл. 4
Размер уголков, мм
В
180
200
250
i I
ПО
125
160
10
12
11
12
14
16
12
16
18
20
Л,, мм
14
14
18
А. см2
28,3
33,7
34,9
37,9
43,9
49,8
48,3
63,6
71,7
78,5
Масса 1 м,
кг
22,2
26,4
27,4
29,7
34,4
39,1
37,9
49,9
55,8
61,7
у«, см
5,88
5,97
6,5
6,54
6,62
6,71
7,97
8,14
8,23
8,31
X,, СМ
2,44
2,52
2,79
2,83
2,91
2,99
3,53
3,69
3,77
3,85
Jx, см4
952
1123
1449
1563
1801
2026
3147
4091
4545
4987
'х- ™
5,8
5,77
6,45
6,43
6,41
6,38
8,07
8,07
7,99
7,97
■V см'
276
324
446
482
551 '
617
1032
1333
1475
1613
iy, СМ
3,12
3,1
3,58
3,57
3,54
3,52
4,62
4,58
4,56
4,53
Jxv см<
1933
2324
2920
3189
3726
4264
6212
8308
935
10410
Продолжение табл. 4
Размер уголков, мм
63
40
Jyl, см'
10,8
13,1
17,9
3,73
4,36
5,58
0,86
0,86
0,85
Радиус инерции j' 2 для двух уголков по схеме
«а» прн tp мм
I
1,75
1,78
1,83
ю
1,83
1,89
1,91
12
1,91
1,94
1,99
14
1,99
2,02
2,08
3,19
3,21
3,26
«б», при *., мм
10 | 12
3,26 3,34
3,29 3,36
3,34 3,42
14
3,42
3,45
3,5

СО
3
СО
»
СО
5
СО
см
00
о
см
о
см
да-
,98
о
ю"
см
ю
ю
ю
g
да да да
COCO СО
оо об да
со coco
юоо со.
f^f^OO
со со со
(^ Ю
cot^ Is-
сосо со
см см см
00 h-
сч со со
см сч см
— CM h-
см см см
см см^м
сою да
см см сч
ооо
■*00
h-'оо'о*
00 СМ СМ
Ю СО 00
S
ю
■* •*
— СО
■* •*
да&!
coco
со$|
см см
СО СО
см см
см сч
СО 00
см см
8-
см см
даоо
о о
ffiS
t~-"oo"
00 CM
ою
СЧ >-ч
S
S
сою
со сос^
Й Ю СО
1^да см
•* ч- ю
tj* tj* tj*
СЧ f^
ass
сч см см
•* ■* Ю
СМ СМ СМ
$%%
см см см
о> ю
см со со
см см см
см со см
— см —
<Х>ь~ СО
— см со
СМ СМ 00
COCO'*
ю
Ю со
S
MiON-
с* да с>о
■*•*■* ю
ооооос^да
Tf Tf Tf Tf
t^OO CM t^
f^f^ 00 00
CM CM CM <N
см -*да
см см сч см
CM ■* co-
cocO со t^
CM CM CM CM
ю ю ю со
CM CMiCM CM
CO CO SO CO
см 00 ■* n
00 о со 00
— CM CM CM
да (^ со 00
ex op t^u?
rfia со 00
(DN00O
CO
CO
100
(N CO CO
Ю 10 Ю
Ю Ю Ю
Tf ю да
■^ Tf ■*
ю ю ю
5о§5
Ю Ю lO
fO fO fO
MTf (^
OOO
CO fOfO
CM CM CM
CM CM CM
00 00 00
CM CM CM
sss
да 00 со
со 00 см
CM CM CO
CO CO CO
(^ 00 СЛ
Ю
cot^ 00
g
0
да
CO
CO
•*
О
CO
in
да
CO
CO
CO
CO
3
CO
t^
со"
CO
CO
CM
CO
CO
CO
8
CO
00
да
ю
CO
CO
t^
CM
CO
да
CO
Ю
^*
00
00
CO
00
s
CM
CO
2
CO
-
CO
s
CO
CO
CO
5o
CO
CO
CO
S5
CO
^^
CO
да
Ю
0
CO
CO
CO
to
CO
00
0
CO
Ю
CO
CO
CO
Й
CO
00
CM
CO
CM
"^
Ю
cr>
CO
397

5
COCN
oocn
en —•
N 30
CO CO
a-. ■*
CD N
ifico
m со"
со cr>
OiOi
com
о in"
N 00
s
M31IOM
CO CO I— I—
O> CN CO
O— — С
SSS"
t^ CO
00 Ct> Oi Cft
О — <M <N
— CN Tt«co
Опок
8
t->. CO
со" со"
спю
CO f^
S8®
ю
эо'со*
О> со
<м со
со со coco
со со к. t^
О) О"> О> О1
СО СО (
■* ■
от en Oi en
Soococo
•**■* ■*"■*
со ao
(M <N
со ao cnj со
(M <N CO CO
00 COCN —
— CO (N CO
SSOlO
Ю f CO П
CO О О> О
n eg — со
n oo от о
- ^ ss
S N 10 Ol
см
СО
со со со со
^- —. CO
(M (M CO <M
CO CO CO CO
со — —. со
— <М IM (М
со со со со
fe 2 S «
СО СО СО СО
■* О> 00
U5 Ю Ч* ■*
со со со со
CO t*— CO C"
•* О N СО
СО О СО N.
(О (N ^ S
- м и и
(М СО СО О
8
398

Таблица 5. Рельсы крановые (по ГОСТ 4121 — 76*)
Ъ
Приложение VII
■t
x
г -
A
в
У
7
У
X
I — момент ннерцни; у0 — расстояние от центра тяжести до подошвы
рельса
Тнп
рельса
КР-50
КР-60
КР-70
КР-80
КР-100
КР-120
KP-I40
Масса 1 м,
КГ
29,85
40,03
52,83
63,69
88,96
118,1
153,49
Размеры, ни
h
90
105
120
130
150
170
190
А,
25
27,5
32,5
35
40
45
40
Л.
20
22
24
26
30
35
40
в
90
105
120
130
150
170
190
ь
50
60
70
80
100
120
140
\
55
65,5
76,5
87
108
129
150
d | R
20
24
28
32
38
44
50
300
350
400
400
450
500
600
Л,
18
20
23
25
30
34
32
R,
26
32
38
44
50
56
63
А. см*
38,02
50,99
67,3
81,13
113,32
150,44
195,53
Основные расчетные
характеристик"
357,54
654,60
1081,99
1547,4
2864,73
4923,79
7427,23
Ш,42
195,88
327,16
482,39
940,98
1694,83
2483,4
И», см
4,32
4,83
5,93
6,43
7,6
8,43
9,84

Приложение VII
Таблица 6. Сталь прокатная толстолистовая (выборка из ГОСТ
19903-74*)
Длина
стов, м
2800
3000
3500
4000
4200
4500
5000
5500
6000
6500
7000
7500
8000
1000
_
4; 4,5
4; 4,5
4; 4,5
4; 4,5
4; 4,5
4; 4,5
4; 4,5
.
—
Толщина
1250
4—10
4—10
4—11;
4—15
4—11
4-11
4—11
4—11
4—8; 11
6-11
6—П
—
1400
4—11
4-10
4—11
4-11
4—32
4-32
4—32
4—32
4-32
4—32
4—32
5—32
листов, мм
1500
_
4—10
4—10
140-160
63—160
4—10
4—160
4—160
4—130
4-130
4—100
4—100
4—60
5—60
при ширин
1600
_
4—5,5
4—5,5
140—160
63—160
5; 5,5
4—160
4-160
4—130
4—130
4—100
4-100
4—60
5—60
;, мм
1700
_
140—160
63—160
8—10
5—160
5-160
5—130
5—130
5—100
5—100
5-60
5-60
1800
140—160
63-160
6—160
6-160
6-130
5-130
6—100
6—100
6—60
6-60
Продолжение табл. б
Длина
листов, мм
2800
3000
3500
4000
4200
4500
5000
5500
6000
650Q
7000
7500
800б
2000
140-160
63—160
—
8—160
8-160
8-130
8—130
8-100
8—100
8—60
8—60
Толщина листов, мм, при ширине
2200
_
—
140—16"
63-160
—
9—160
9-160
9-130
9-130
9—100
9—100
8—60
8—60
2300
140-160
63-160
—
12-160
12—160
12—130
12-130
12—100
12—100
П-60
11—60
2400
_
140-160
63—160
—
16—160
16—160
16—130
16—130
16-100
16—100
16—60
16—60
2500
_
—
140-160
63—160
—
21-160
21-160
21—130
21—130
21-100
21-100
21—60
21—60
, мм
2600
_
140—160
63-160
—
34-160
34—160
34—130
34—130
34—100
34—100
34—60
34—60
2700:2800;
2900; 3000
140—160
63—160
—
63—160
63—160
63-130
63-130
63-100
63—100
—
Примечание. Указанный ГОСТ предусматривает листы
толщиной до 160 мм включительно в следующей градации: 4—6 через
0,5 мм; 6—22 через 1 мм; 24; 25; 26—42 через 2 мм; 45; 48; 50;
52; 53; 55; 56; 58; 60; 63; 65—110 через 5 мм; 120; 125; 130—160
через 10 мм. По сокращенному сортаменту t=4, 6, 8, 10, 12, 14, 16,
18, 20, 22, 25, 28, 32, 36, 42, 50, 60, 80, 100, 120, 140, 160 мм,
400

Приложение VII
Таблица 7. Сталь широкополосная универсальная
(по ГОСТ 82 — 70*)
Толщина, мм , , 6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 22, 25, 28, 30,
32, 36, 40 ' '*
Ширина, мм . . 200, 210, 220, 240, 250, 260, 280, 300, 340,
360, 380, 400, 420, 450, 480, 530, 560, 630,
650, 670, 700, 800,'850, 900, 950, 1000, 1050
Длина полос, мм 5000—18000.
Таблица 8. Трубы стальные бесшовные горячекатанные
по ГОСТ 8732 — 78*
Формулы для подсчета геометрических
характеристик сечения: площади Л =
=0,785(D2—d2); момента инерции /=
«= 0,49087(D4—of); момента сопротивления
W=Q,l (D3—d4/D); радиуса инерции i=
V
Наружный
диаметр £>, мм
Толщина стенки t, мм
45
50
54
57
60; 63,5
68; 70
73; 76; 83
89; 95; 102
108; 114; 121
127
133
140; 146; 152;
159
168; 180; 194
203; 219
245; 273; 299;
325
351; 377; 402
3,5; 4; 4,5
3,5; 4; 4,5; 5; 5,5
3,5—6 через 0,5 мм, 6—11 через 1 мм
3,5—6 через 0,5 мм; 6—12 через 1 мм
3,5—6 через 0,5 мм; 6—14 через 1 мм
3,5—6 через 0,5 мм; 6—16 через 1 мм
3,5—6 через 0-,5 мм; 6—18 через 1 мм
3,5—6 через 0,5 мм; 6—18 через 1 мм; 20—22
4—6 через 0,5 мм; 6—18 через 1 мм; 20; 22; 25;
28
4—6 через 0,5 мм; 6—18 через 1 мм; 20; 22; 25;
28; 30
4—6 через 0,5 мм; 6—18 через 1 мм; 20; 22; 25;
28; 30; 32
4,5—6 через 0,5 мм; 6—18 через 1 мм; 20; 22; 25;
28; 30; 32; 36
5—5,5; 6—18 через 1 мм; 20; 22; 25; 28; 30; 32;
36; 40; 45
6—18 через 1 мм; 20; 22; 25; 28; 30; 32; 36; 40;
45; 50
8—18 через 1 мм; 20; 22; 25; 28; 30- 32; 36; 40;
45; 50; 56; 60; 63; 70; 75
9—18 через 1 мм; 20; 22; 25; 28; 30; 32; 36; 40;
45; 50; 56; 60; 63; 70; 75
26-612
401

Продолжение табл. 8
Наружный
диаметр D, мм
Толщина стенки t, мм
426- 450 16; 17; 18; 20; 22; 25; 28; 30; 32; 36; 40;
45; 50; 60; 63; 70; 75
480; 500; 530 25; 28; 30; 32; 36; 40; 45; 50; 60; 63; 70; 75
Примечания: 1. Трубы с толщиной стенки 6,5; 7,5; 8,5; 9.5; 13; 15;
19; 24; 26 мм и другие, отмеченные по ГОСТу в скобках, как не
рекомендуемые к применению, в табл. 8 прил. VII не включены. 2. Данные
геометрических характеристик сечения труб приведены в справочнике конструктора
стальных конструкций.
Таблица 9. Трубы стальные электросварные по ГОСТ 10704 — 76*,
термообработаниые по ГОСТ 20295 — 85, ГОСТ 10705— «0*,
ГОСТ 10706 — 76*
Формулы для подсчета геометрических
характеристик сечения: площади Л = 0,785Х
X(D2—of2); момента инерции / = 0,49087Х
X (D4—ds); момента сопротивления W=
= 0,1 (£>3—d'/D); радиуса инерции г=
054f dm*=0,5{D+d)=d+t.
Наружный
метр D,
60; 63,5;
76
83*
89*;
108;
127*
133;
159*
168*
180
194
203
219*
246
273*
299
325*
351;
426*;
530*;
720*
820*;
1020"
1120
95;
114*
140*
377*
480
630
920
диа-
мм
70; 73
102*;
121
; 152
402
Толщина стенки (, мм
1, 4—2 через 0,2 мм; 2,5; 2,8; 3; 3,2;
1,4—2, 2 через 0,2 мм; 2,5; 2,8; 3;
4; 4,5; 5; 5,5
1,8; 2; 2,2; 2,5; 2,8; 3*; 3,2; 3,5- 3,8; 4
5; 5,5
2; 2,2; 2,5; 2,8; 3*; 3,2; 3,5; 3,8; 4; 4
2,5; 2,8; 3*; 3,2; 3,5*; 3,8; 4*; 4,6*;
B,5; 2,8; 3); 3,2; 3,5; 3,8; 4; 4,5*; 5*;
B,5; 2,8; 3; 3,2; 3,5*; 3,8; 4*); 4,5;
7*; 8
C; 3,2; 3,5; 3,8; 4*; 4,5*); 5; 5,5*; 6*;
C,2; 3,5; 3,8; 4; 4,5; 5; 5,5; 6)
C,2; 3,5; 3,8; 4; 4,5; 5; 5,5; 6; 7)
C,5; 3,8; 4; 4,5- 5; 5,5; 6; 7)
3,5; 3,8; 4
3,2; 3,5; 3,8;
4,5;
,5*; 5; 5,5
5*; 5,5
5,5
5*; 5,5; 6*;
7; 8*
j3,5*; 3,8; 4*; 4,5*); 5*; 5,5; 6*; 7*; 8*; 9
D; 4,5; 5; 5,5; 6; 7; 8)
D*; 4,5; 5; 5,5; 6*); 7*; 8*
D; 4,5; 5; 5,5; 6; 7; 8)
D*; 4,5; 5; 5,5; 6*); 7*; 8*; 9
D; 4,5- 5; 5,5; 6; 7*; 8*; 9*; Ю)
D; 4,5); 5; 5,5; 6*; 7*; 8*; 9; 10; 11;
D; 4,5; 5; 5,5); 6; 7*; 8*; 9*; 10; 11;
E; 5,5; 6); 7; 8*; 9*; 10*; 11; 12
E; 5,5; 6); 7; 8; 9*; 10*; 11*; 12; 14ц
E; 5,5; 6; 7); 8; 9*; 10*; 11; 12*; 14*
E,5; 6; 7); 8; 9; 10; 11; 12; 14; A6)
12
12
A6)
A6)
402

Наружный диа-
MPip D, мм
1220*; 1320
1420
1520; 1620
E.5;
E,5;
A0;
6;
6;
11
7; 8)
7; 8;
12;
; 9;
9);
14;
Толщина
10;
10;
16)
11*
И;
Продолжение табл. 9
стенки 1, мм
; 12»; 14*; A6); 15,2*
12; 14; A6)
Примечание. Трубы, размеры которых указаны в скобках,
поставляются по согласованию с заводом -изготовителем при наличии
соответствующего оборудования. Размеры труб, отмеченные (•). рекомендуются по
сокращенному сортамеиту.
Таблица 10. Сталь круглая по ГОСТ 2590 — 71*
(СТ СЭВ 3898—82)
Диаметр
D, мм
5
5,6
6
6,3
6,5
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
24
25
26
28
30
32
34
36
38
40
42
А, см*
0,196
0,246
0,283
0,312
0,332
0,385
0,503
0,636
0,785
0,95
1,131
1,327
1,539
1,767
2,011
2,27
2,545
2,835
3,142
3,464
3,801
4,524
4,909
5,309
6,158
7,069
8,042
9,079
10,18
11,34
12,57
13,85
Линейная
плотность.
кг/м
0,154
0,193
0,222
0,245
0,26
0,302
0,395
0,499
0,617
0,746
0,888
1,04
1,21
1,39
1,58
1,78
2
2,23
2,47
2,72
2,98
3,55
3,85
5,83
5,55
6,31
7,13
7,99
8,9
9,87
10,87
Диаметр
D, мм
45
48
50
53
56
60
63
65
70
75
80
85
90
95
100
105
110
120
125
130
140
150
160
170
180
190
200
210
220
240
250
А, см!
15,9
18,1
19,64
22,06
24,63
28,27
31,17
33,18
38,48
44,18
50,27
56,75
63,62
70,88
78,54
86,59
95,03
113,1
122,72
132,73
153,94
176,72
201,06
226,98
254,47
283,53
314,16
346,36
380,13
452,39
490,88
Линейная
плотность,
кг/м
12,48
14,21
15,42
17,32
19,33
22,19
24,47
26,05
30,21
34,68
39,46
44,55
49,94
55,64
61,65
67,97
74,6
88,78
96,33
104,2
120,84
138,72
157,83
178,18
199,76
222,57
246,62
271,89
298,4
355,13
385,34
403

Приложение VII
Таблица 11. Сортамент1 профилированного стального настила
Обозначение настила
Размер заготовки, мм
ширина Ь
толщина t
Эскиз профиля
Завод- изготовитель
НС40-800-0.6; 0,7
1100
0,6
0,7
10В , 92
«Электрощит»,
Куйбышев ТЭЗЛМК, Ташкент
НС44-100О-О.7
1400
0.7
ЧЗПСН, Челябинск
H57-75Q-0.7; 0,8
1100
0,7
0,8
187,5
«Электрощит»,
Куйбышев ЗСАК, Хабаровск
ЗАК, Киреевск

НбО-845-0,7; 0,8;
0,9
Н75-750-0.8; 0,9
HI 14-750-0,8;
HI 14-750-0,9; 1
HI 14-600-0,8; 0,9;
1
1250
1250
1400
1250
0,7
0,8
0,9
0,8
0,9
0,8;
0,9; 1
0,8
0,9
1
^22
•*T—x"/^^
104
,35S
I h
S_r
m
\
SB
У
-vih
4
750
j_r^~vli^—?
г1 ч^ 1
4
187,5
ПП
750 ~4
r~V~\ —7~
ЧЗПСН, Челябинск
ЧЗПСН, Челябинск
ЗСЛК, Хабаровск
«Электрощит»,
Куйбышев
ЧЗПСН, Челябинск
ЗЛМК, Орск
*"■ ' В соответствии с рекомендациями по применению стальных профилированных настилов нового сортамента в утепленных
oi покрытиях производственных зданий. — ЦНИИПроектстальконстр>кцня нм. Мельникова. — М.: I9bj.

Приложение VII
Таблица 12. Геометрические характеристики настилов по новому сортаменту
(данные на 1 м ширииы настила)
Настил марки
НС40-800-0.6
HC40-800-0J
НС-44-1000-0,7
Н57-750-0.6*
Н57 750-0,7
Н57-750-0.8
Н60-845-0.7
Н60-845 0,8
НбО-845-0,9**
Н75-750-0.8
Н75-750-0.9
НИ 4-750-0,8
HI 14-750-0,9
HI 14-750-1.0**
HI 14-600 0,8
HI 14-600-0,9
HI 14-600-1,0**
момент
инерции
Jx, см1
23,3
27,1
32,9
46,2
53,8
61,2
62,1
70,6
79
114,9
129,6
307,9
345,2
383,6
320,9
361
405,4
Сжатые узкие полки
момент сопротивления, см3
10,5
12,2
13,4
12
14,8
17,9
14,6
17,7
20,9
25,8
30,2
51,2
57,4
63,8
53,3
60
67,6
wxt
13
15,1
16,8
18
21,1
24,4
24,4
28,1
31,8
32,2
37,6
57,1
64
71,1
Ь9,7
67,2
75
момент
ииерцни
Jx. см'
22,3
27,1
32,9
46,2
53,8
61,2
59,1
69,9
78,7
114,9
129,6
307,9
345,2
383,6
320,9
361
405,4
Сжатые широкие полки
момент сопротивления, см3
W
9,8
11,8
13
13,8
16,4
18,9
16,5
19
21,5
28,5
31,6
51,2
57,4
63,8
52,4
59,6
67,6
WX2
9,4
12,1
13,6
15,9
19,7
24
18,7
22,7
27
33,1
38
57,1
64
71,1
55,8
65,9
75
Масса I м8,
кг
7,1
8,1
8,3
7,5
8,7
9,8
8,8
9,9
11,1
11,2
12,5
12,5
14
15,4
14
15,6
17,2
♦ Рекомендуется в составе двухслойных панелей.
•*• Изготовляются по согласованию с заводом.

Приложение VII
Таблица 13. Расчетные сопротивления стали иастила
Сталь марки
СтЗкп
СтЗсп
Ст1кп
Grlnc
Ст2кп
Ст2пс
ГОСТ иди ТУ
ГОСТ 14918 — 80*
ТУ 14-1-3584 — 83
ТУ 14-1-3432 — 82
ТУ 14-1-3432 — 82
ТУ 14-1-3432 — 82
ТУ 14-1-3432 — 82
Толщина листа
t, мм
0,7—0,9
0,6—1
0,6—0,8
0.6—0,8
0,6—0,8
0,6—0,8
Расчетное сопротивление стали
настила, МП а
изгибу R
220
260
290
290
290
290
сдвигу Rs
130
150
165
165
165
165

со
ПРИЛОЖЕНИЕ VIII
Сокращенный сортамент металлопроката для применения в строительных стальных конструкциях
Таблица 1. Сортамент проката и маркн сталей по сокращенному сортаменту
Сортамент проката, ГОСТ
1. Угловая равнополоч-
ная сталь, ГОСТ 8509—
86
2. Балки двутавровые,
ГОСТ 8239—72*
ГОСТ, ТУ на сталь
ГОСТ 380—71**
ТУ 14-1-3023—80
ГОСТ 19281—73*
380—71**
ТУ 14-1-3023 — 80
ГОСТ 19281—73*
Сталь марки
ВСтЗкп2
ВСтЗпсб
ВСтЗпсб
ВСтЗпсб-1
ВСтЗпсб-2
ВСтЗпс5-1
ВСтЗпс5-2
09Г2С-6
09Г2С-12
ВСтЗкп2
ВСтЗкп5
ВСтЗсп5-1
ВСтЗсп5-2
09Г2С-6
Размер профилей
50x5...70X5
63X5...75X6
75x6...80X6
90x6... 200X12
90x6. ..200X12
90x6. ..200x12
90X6. ..200X12
50x5...250X20
50x5...250X20
№ 10...№ 14
№ Ю и № 12
№ 14...№ 18
№ 14...№ 18
№ 14...№ 18
Примечание
(hxt) — высота и
толщина полки профиля
То же
»
№—высота профиля, см
То же
> Утвержден постановлением Госстроя СССР № 59 от 20.04.1984.

Балки двутавровые для
монорельсов,
ГОСТ 19425 — 74*,
ТУ 14-2-427 — 80
3. Балки двутавровые с
параллельными гранями
полок, ГОСТ 26020 — 83
(ТУ 14-2-24—72)
ГОСТ 380—71**
ГОСТ 19281—73*
ГОСТ 380 — 71**
ТУ 14-1-3023 — 80
ГОСТ 19281—73*
ВСтЗГпс5
0ЭГ2С-12
ВСтЗпсб
ВСтЗспб
ВСтЗпсб-1
ВСтЗпсб-2
ВСтЗпс5-1
09Г2С-6
09Г2С-12
ВСтЗкп2
№ 24М...№ 45М
№ 24М...№ 45 М
№ 20К1...Л» 30 К2
№ 20К1...№ 40 К5
Л» 20 Б1 ...№ 55 Б1
№ 20Ш1...№ 40ШЗ
№ 20Б1...№ 90 Б1
№20Ш1...№40ШЗ
№20Б1...№ 100 Б1
№20Ш1...№70Ш8
№ 20К1...№ 40 К8
№10...№ 14
М — профиль для
монорельсов
Обозначения профилей:
Б— нормальные;
К — колонные;
Ш — шнрокополочные
То же

Приложение VIII
Продолжение табл. I
Сортамент проката, ГОСТ
4. Швеллеры, ГОСТ
8240—72*
4. Сталь толстолнстовая,
ГОСТ 19903 — 74*
ГОСТ, ТУ на сталь
ГОСТ 380—71**
ТУ 14-1-3023 — 80
ГОСТ 380 — 71**
ТУ 14-1-3023—80
ГОСТ 19281 — 73*
ТУ 14-105-456—82
Сталь марки
ВСтЗпсб
ВСтЗпс5
ВСтЗпсб-1
ВСтЗпсб-2
ВСтЗпс5-1
ВСтЗкп2
ВСтЗпсб
ВСтЗсп5
ВСтпс2
ВСтЗсп2
ВСтЗпсб-1
ВСтЗпсб-2
ВСтЗсп5-1
ВСтЗсп5-2
09Г2С-6
09Г2С-12
09Г2С-15
14Г2АФ-15
Размер профилей
№ 22...№ 40
№ 10...№ 40
№ 16...№ 20
^=4...10
22; 25
22; 25
4
4
*=6. .-20
г=б...1во
г=б...42
t=b..A2
/=25; 40; 50
Примечание
№ — высота профиля, см.
t — толщина, мм
t — толщина, мм
Для фланцев

6. Сталь листовая
рифленая, ГОСТ 8568 — 77*
7. Сталь просечно-вы-
тяжиая, ГОСТ 8706—78*
8 Швеллеры равнопо-
лочные, ГОСТ 8278—83*
ГОСТ 380 — 71**
ГОСТ 380 — 71**
ГОСТ 380 — 71 *•
ГОСТ 19281—73*
ГОСТ 16523 — 70*
ВСтЗкп2
ВСтЗкп2
ВСтЗкп2
ВСтЗсп2
ВСтЗпс4
ВСтЗсп4
09Г2С-6
ВСтЗсп
*=4; 6; 8
ПВ 506... ПВ 510
80x50x4...
300x100x8
80X50X4...
200x80x4
200X80X4...
300хЮ0х8
160x80x5;
180x80x5
200X100X6
80x80x3...
120X120X3
120x80X3
—
—
hxbxt — высота профи
ля, ширина—полкн,
толщина, ММ
Квадратного сечения
Прямоугольного сечения

Приложение VIII
Продолжение табл. J
Сортамент проката, ГОСТ
ГОСТ, ТУ на сталь
Сталь марки
Размер профилей
Примечание
ВСтЗсп2
ГОСТ 380 — 71**
ВСтЗсп5
9. Профили гнутые,
замкнутые сварные (ГСП)
ТУ 36-2287 —80
09Г2С-6
ГОСТ 19282—73*
09Г2С-12
100x100x4...
160x160x4
120X80X4;
140x80x4
120x120x5...
180x180x8
140x100x5...
200x160x8
120x120x4;
140x140X4;
160x160X4
140x100x4
120x120x5;
140x140x5..
180x180x8
140X100X5...
200x160x8

10. Профили С-образные
равнополочиые, ГОСТ
8282 — 83*
11. Электросварные пря-
мошовиые трубы по
ГОСТ 10705 — 80*, тер-
мообработанные
12. То же, по ГОСТ
10706 — 76*
13. То же, по ГОСТ
20295—85
ГОСТ 19282—73*
ГОСТ 380—71**
ГОСТ 1050—74**
ГОСТ 380—71**
ГОСТ 20295 — 85
09Г2-2
ВСтЗпс2
ВСтЗпсб
Ст15
Ст20
ВСтЗпс4
17ПС-У (К-52)
400x160x60x4
(hXbxaXt)
159X3,5...325x4
168X6...377X9
102x3...114X5
83x3; 89x3;
127x3-5
140X4,5...5
530x6—8...
1420x12—16
720Х8—10;
820x9—11
hxbxaxt — высота,
ширина полки, высота
свеса, толщина, мм
dXt — наружный
диаметр и толщина стенки,
мм
То же
»

Приложение VIII
Продолжение табл. 1
Сортамент проката, [ ОСТ
14. Электросварные пря-
мошовные трубы, по ТУ
14-3-1063 — 82
1-5. То же, по ТУ 14-3-
1067 — 82
К. То же, по
ТУ 14-3-620 — 77
ТУ 14-3-1138 — 82
17. То же, по
ТУ 14-3-567—76
ГОСТ. ТУ на сталь
Сталь марки
14Г2
09Г2С
17Г1С-У (К-52)
16Г2АФ
Размер профилей
219x6—7...
530x7—9
530Х7—9
1020X9—14;
1220x11-15,2
219X6—8..-
426Х6-8
Примечание
dxt — наружный
диаметр н толщина стенки,
мм
То же
»
Примечания. 1 Допускается применение труб из стали марки 17Г1С взамен стали марки 14Г2 (п 14).
2. Полный перечень прокатных профилен н нх геометрические характеристики приведены в соответствующих
таблицах прил. VII и VIII.

у -и
X
А
1 У
- ?.
V
Приложение VIII
Таблица 2. Двутавры стальные горячекатаные
с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020—83
и тавры по сокращенному сортаменту*. Для тавров
высота сечеиня h,, площадь сечения At, момент
инерции Jvi относительно оси yt—yt н масса
(линейная плотность) qt в кг/м равны 0,5
соответствующих характеристик для двутавров.
Буквенные обозначения профилей: Б — нормальный
(балочный); Ш — широкополочиый; К — колонный;
Т — тавровый, получаемый разрезкой пополам
двутавров h=200... 1000 мм.
Двутавры
номер профиля
I
20Б1
23Б1
26Б1
30Б1
35Б1
35Б2
40Б1
40Б2
45Б1
45Б2
50Б1
'!. МИ
2
200
230
258
296
346 '
349
392
396
443
447
492
А, см2
3
28,49
32,91
35,62
41,92
49,53
55,17
61,25
69,72
76,23
85,96
92,98
масса q.
кг/м
4
22,4
25,8
28
32,9
38,9
43,3
48,1
54,7
59,8
67,5
73
Jx. см'
5
1 943
2 996
4 024
6 328
10 060
11 550
15 750
18 530
24 940
28 870
37 160
Ось
Wx. см3
6
194,3
260,5
312
427
581,7
662,2
803,6
935,7
1125,8
1291,9
1511
'х- ш
7
8,26
9,54
10,63
12,29
14,25
14,47
16,03
16,3
18,09
^.З?
!9,99
Sx, см'
8
110,3
Н7.2
176,6
240
328,6
373
456
529,7
639,5
732,9
860,4
Ось и--у
J,r см«
у
142,3
200,3
245,6
390
529,6
622,9
714,9
865
1073,7
1269
1606
wr см-
10
28,5
36,4
-10,9
55,7
68,3
80,4
86,7
104,8
119,3
141
160,6
11
2,23
2^7
2,63
3,05
3,27
3,36
3,42
3,52
3,75
4,85
4,16

5 *
ё
a
t^. —ч СО СЧ CD tJ" **СЧ(О CD •—i Is*
СЧ CD 00 О СЧ tJ" ЮООСЧ tJ" tO CD
h- 00 TP
00 — t^. _ -
— СЧ СЧ CO CO tJ"
52°° <Р. ^r ^> <d ^ ^
S—CD t^. т)чЛО <^> О О
ОЮ CO Tj" CD СЧ — О СО
CD 00 _
.СО— СО Gl Cl — CD CO 00
— — — СЧ СЧ СЧСОЮ
<£>СО О11Л О) СОС1(Р СЧООЮ
СО — — СЭФ^ ГООФ (О — TJ-
TtN.00 — 1Л 00 ФОО
CSC4C4 СОСОСО COtJ-^
— о о о
S — CD СО 1Л t4* Tf I4* — О —
ЮЮ COtJ-00 tJ- — — GOOO'
?= g?88 «f *
Q О
l w CD
cot
00C4TJ- СГ-От
— — — CO
888
— 00 Ю
lO lO CD
t^. CS CD CO СЧ Ю CD
exD \r>o& oi^o oo ю-4-
00 О i-NTf 1ГО1М ЮО0 —
t^. CO СЧ
00СОСЧ COf^-CD  — 00 Cl CD
СЧСО1Л h-Tj'CO COt^.CO OO-^O
О — CO TP CD 00 О TJ« С?) СЧСОО
CDCOCO Г*ч — t- — CO С
^t*LOlO lOCOcD t^OOC
_— СЧ — СЧ — — ГП
Ю1Л»
iS
CD СЧ СЧ 00
son ci г ^. -
CD00O СЧ^^ч CDC1
— — —< — СЧСЧ
f^ СЧ ■* ЮОЬ
OWN CD f^ CO
Л (OO — J* r
— —' —> COt
COOCD 1Л00СЧ
Ю — f- C4O1CD Ю (N
СЧСЧ СОСОЧ- Dt
00 COI
00010 о"сч*сч
ПИК — 1Л
rr^ci oo — сч r^ci
СЧСОЧ- lOt^OO —CM
о о ^л о^ о о о о
СО CD СЧ Oi О О СЛ [*ч
СЧ Ч- CD
CD СЧГ- СЧ CD — СЧ
ОСрСЧ С1СО»-н ЮСЧ
00CDTJ* СЧООГ^ Ю Т1-
СО **• Ю CD CD Г^ CIO
3 CDcO m«D — Ю •
i O>-5 Ol СЧЮ Ю <
)O — СЧ СЧ СЧ <
3&
— — — СЧ— СЧ —'С
ззз заз за
ОСОСО CDOO 1ЛЙ
(МСЧСЧ СЧ COCO COCO
416

00 ^ — S СО S —
—1—00 — С> О СО CD Ю
s s со s со* s s s эо
SS CO ■£ —< CM CO CO ID S ~ —
OO ОЮЮ xfi S 00 О ОСЭ —
Ю Ю CD CD CD CD S Ю 00 BOOO СЭ СЭ СЭ
O— —i -OS — SO
СЧ00Ю 00Ю00 — ф 4<
■4- ч< Ч< WON 00O5CO
СОСОСЧ —1
228 S
go со ю <
TJ* ci CD S С
CD
МП с
О S (
1СЧ MOO О О О
) CD OOCl Cl * *
)|v СО^Ю S
CD t4^ t4* CTl "
h- Ю О ОГ
— СЧ СЧСО CO CD
О OOQ QOO
fi —— ю ЮО —
S Ю CD CO — Ю О
О СЧ s —< CD—S
~ — — СЧ СЧСОСО
s
CD Ю CO 00 COQ О <
S^O CD ^ CD ©<
Gl — tJ« О 00 CO t4* <
— — f. I CN CO CO 1
со t^. oo gs
cni <мэт со
tN CO О CO S S Q СЧ S
s — —■ Niuaj oo ■*-^t
CO О —<Ч-^ —COIN
~ — — —• <NC\I CO
CD Ю 1Л Ю O> 00
t^. t^. TJ« CO« Ю
CDCDO T!« Oo'oo C4CDO
0000O1 О -
СЧ S О — Ф S
Cl j* 00 CD О ©
со oo5>
Tf ^1 О t4* ^4 *Л l^1 СЧ О
COCOCO ОГ^чО CDOCl
-«W СЧ ■%*■ 1Л
OOtJ'IO ©ЛГ^ ^-*O^CD
COtJ-CD b*. О — 00O—-
— — — СЧ CO
о О О О о О
о ^ — о сою
1^ч '^j Tf О 00 —ч
СО Ю CD 00 Cl СЧ
— — TJ* — <Ji CD
СО— Ч- C4O1S ООтРО
Сл — — ^fcDCl О^СЛ
l^OiCNl ЮС^СЧ OOcOt^. Ol CD COCSOt
•—* CD C^ 0110^3 ^COffi Ю00 1Л C^C^—*
^ ^tf Ю Ю CO Is" 00 CJi О C^ CO CD О ^tf O)
00 f*4 Ю t4^ О "^ 1^ч t4* ^ 00 G1 00 CD
C4C1CD ЮСОСО ООСЧСП ОЛО t^OO-—'
ю ю cd t^. оо ai осчсо Фг^.— ю о t*.
— — .-ч — — СЧ СЧСОСО
i~ Ю — со"— 00 О О1
ЧЧ-Т1- 00—Ю Ю — CD
счсч ся со со
з см
oocioo oooGci r^.oor^.
CO CO TJ- Ю CD CD S00O1
ю oos
aid сч
)IJ1 00
J88
00 COO
T!« Ol О
CO CO TJ-
333 333 33§
о о о ooo ooo
— СЧ —■«
— СЧ СОЧ-Ю
OOCO COCDCD OQIO IOOQ OOO
<N<NC4 C4C4CNI COCOCO COtJ'^' tJ-tJ-tJ-
27—612
417

|
а
2
-из из - -tflus - -
сэ об со СЭ ^ ч
Й~— 00 Is» — СО
COC^C0<N—
NpOOMn
— COfCONCO
OitDN
IQ 00CS00C3— Г*ч ф
csjcooicoaioit^-cococoo
i en
COCOOOOOOJiO Ю OD
CO И IO Ю 1Л1Л Ю
- СЧ СЧ CO Ю CD [^ 00 Ol
o —
> о о t
) CO COt
1 СЧ CM С
88
418
1".
ss
81
OS

Э
— t-« со з^ ^ ю **• ст>
@^t00^O
сч со съсъ-чгсъ тр Tt юю со oo oO-
СЭОСЧ—OOO
oOMOj
NfN
о «^ о c^ сч со сзю ю t^« <o
) c'"~* c'"'J ^^ СЭ ^Тд ^^ CD C5 ^^ ^? ^? ^? ^^
ICSC^CSCSCOCOCOCQ^^'TJ' Tj-^t
эээзз1зэа1ээаааа|
ocogogoinnooggopQSo
27*
419

Приложение VIII
Таблица 3 Гнутые профили, замкнутые сварные квадратные
по ТУ 36-2287 — 80
Размер профиля
А X Ь X Л мм
80 х 80 X 3
100 X ЮО X 3
100 х ЮО х 4
120 X 120 ХЗ
120 X 120 X 4
140 X 140 X 4
160 X 160 х 4
120 X 120 х 5
140 х 140 X 5
140 X 140 X 6
140 X 140 х 7
160 X 160 х 5
160 х 160 X 6
160 X 160 х 7
180 X 180 Х5
180 х 180 X 6
180 X 180 X 7
180 X 180 X 8
tx
к
CL»
и
J9
ЕГ
о
**%
9,01
11,4
15
13,8
18,2
21,4
24,6
22,4
20,4
31,2
36
30,4
36
41,6
34,4
40,8
47,2
53,4
Справочные значения для
х -
см'
87,8
177
226
312
402
652
987
485
791
920
1041
1202
1405
1597
1737
£036
2321
25,91
- X
W —
см»
22
36,4
45,3
52,1
67,1
93,1
123
80,9
113
131
149
150
176
200
193
226
258
288
у-
см
3,12
3,94
3,89
4,76
4,71
5,52
6,34
4,66
5,48
5,43
5,38
6,29
6,24
6,2
7,11
7,06
7,01
6,96
осей
У
*см» У'
12,9
20,6
26,7
30,1
39,2
54,1
71,4
47,7
66,2
77,7
88,6
87,6
103
118
112
132
152
170
ны, кг
Б
S
-
I
7,35
9,21
12,2
11
14,7
17,1
19,6
18,3
21,3
25,5
29,6
24,4
29,2
33,9
27,5
32,9
38,2
43,5
Примечание. Площадь поперечного сечения и справочные
значения определены по номинальным размерам профилей при
радиусе закруглений R=2t,
420

Приложение VIII
Таблица 4. Профили гнутые, замкнутые сварные прямоугольные
по ТУ 36-2287 — 80
X
tx
ч
h
i*
Оч X
120X80X3
120X80X4
140x100X4
140ХЮ0Х5
160X120X5
160X120X6
180x140X5
180X140X6
180x140X7
200x160X5
200X160X6
200X160X7
200X160X8
tx
X
иа
<D
a*
CL»
и
&
11,4
15
18,2
22,4
26,4
■31,2
10,4
36
41,6
34,4
40,8
47,2
53,4
CM'
230
294
504
608
962
1121
1431
1673
1902
2030
2381
2715
3031
Справочные значения для ocef
i -
wx.
CM'
38,4
49,1
71,9
86,9
120
140
159
185
211
203
238
272
303
- X
CM
4,49
44,4
5,77
5,21
6,04
5,99
6,86
6,81
6,77
7,69
7,64
7,69
7,54
CM*
23,1
29,9
43,2
^2,7
72,1
84,6
94,5
111
127
120
142
162
184
H
CM'
123
157
300
361
618
718
973
1136
1289
1443
1690
1925
2147
W
У'
CM'
30,9
39,3
60
72, A
103
120
139
162
184
180
211
241
268
-У
'£
3,28
3,24
4,06
4,02
4,84
4,79
5,66
5,61
6,56
6,48
6,43
6,39
6,34
v,
CM
17,5
22,6
34,4
41,8
59,2
69.5
79,7
93,7
107
103
122
139
157
Sz
длины
icca I м
S
9,21
12,2
14,7
18,3
21,3
25,4
24,4
29,2
33,9
27,5
32,9
38,2
43,5
421

Приложение VIII
Таблица 5. Профили стальные гнутые С-образные равноволочные по ГОСТ 8282 — 83*
Размер
профиля, мм
400x160х
Х50хЗ
400х160х
Хб0х4
Размер сечения, мм
ft
400
400
Ь
160
160
d
50
60
S
3
4
R. ие
более
4,5
10
Площадь сечен к я А, см'
24,01
32,27
2„ СМ
5,06
5,29
Справочные значения для осей
X—X
Jx, см'
6073,68
8028,19
Wx, см3
303,68
401,41
ix, см
15,91
15,77
У—У
884,54
1219,71
Wy, см3
80,83
113,92
6,07
6,15
а"
X
s
X
я
t>
18,85
25,33

Приложение Vltl
Таблица 6. Швеллеры стальные гнутые равнополочные по ГОСТ 8278 — 83* (из углеродистой стали)
Размер
А
60
80
100
120
140
160
160
180
200
200
250
300*
сечен
b
32
50
50
60
60
80
80
80
80
80
125
100
S
3
4
3
4
4
4
5
5
4
5
6
8
ЕМ
R, не
более
1
4
6
4
6
6
6
7
7
6
7
9
12
л
8,
10
14,
12,
12,
17,
13,
13,
17,
13,
18,
10
3
3
5
5
5
6
6
5
6
3
л
15
15
28
25
30
35
27
31
45
35
36
32
1
,3
,7
,2
,2
,2
,7
,5
OJ
1
N
Я
и
О -
с?
3
6
5
9
9
12
15
16
13
17
28
37
,4
,6
,68
,8
,2
,09
,09
,81
,09
.66
,61
Z0,CM
0
1
1
1
1
2
2
2
1
2
3
2
,97
.6
,39
,7
,57
,2
,24
,12
,96
,01
,42
,36
Jx,c»'
18,31
65,98
87,88
198,65
285,42
489,16
595,66
784,86
823,48
1006,26
2811,72
4695,5
У
У
У
ъ
f
х^
"г
6
16
15
33
40
61
74
87
82
100
224
313
Справочные значения для осей
X—Л
см3
1
,5
,57
,11
,77
,14
.46
,21
,35
,63
,94
ix. см
2,32
3,16
3,93
4,7
5,39
6,33
6,28
6,98
7,72
7,67
9,9
11,17
s,
3
9
10
19
24
35
43
51
48
59
130
189
см3
62
65
24
37
08
42
45
,24
,43
,54
,14
,26
■V
3.
16,
14
31
33
78
95
99
83
102
448
371
си'
38
Ь
0г>
91
57
01
4
15
67
,45
.01
.59
I—V
I'M*
1,
4,
;i
7
7
1.4
1A
1 1
17
14
48
4К
'(
4'.'
Ml
44
Г.7
ни
Ж1
,1
■м
,(J7
V
1 (
I (
| f
1 щ
■I
'J
** 1
:»
a
m
г.;
N«
Wi
fi.l
til
4Й
4A
45
«S
14
"a
и
!>.07
M«
M7
r.o;
7,7
M.5H
11,МП
1 'X, W'A
10, Ml
l.'l,4U
W.5
* Профиль выпускается по ТУ 14-2-287—77.

g Приложение VIII
*" Таблица 7. Швеллеры стальные гнутые равнополочные по ГОСТ 8278 — 83* (из низколегированной стали)
Размер сечеиня, мм
А
200
280
b
100
140
5
6
5
R, не
более
14
12
п
13,3
24,6
16,7
49,2
Площадь сечения, см*
22,4
26,88
г».
см
2,83
3,77
Справочные значения для осей
к—к
Уж, см*
1374,27
3345,30
Wx, сма
137,43
238,45
'х-
см
7,83
11,16
Sx. см»
80,33
138,06
У—У
Jy;
см4
222,2
533,5
см»
30,99
52,16
У
см
3,15
4,46
з"
я
г
3
17,59
21,1

Приложение VIII
Таблица 8. Сокращенный сортамент электросварных
прямошовных труб
D, мм
83
89
102
102
114
114
114
114
127
127
127
127
127
140
140
159
159
159
159
159
168
168
168
168
168
219
219
219
219
219
219
219
273
273
273
t, мм
3
3
3
4,5
3
3,5
4,5
5
3
3,5
4
4,5
5
4,5
5
3,5
4
5
6
7
4
4,5
5,5
6
8
3,5
4
4,5
5
6
7
8
4
6
7
дь
сета
7
8
9
13
10
12
15
17
11
13
15
17
19
19
21
17
19
24
28
33
20
23
28
30
40,
23
27
30,
33,
40,
46
53
33,
50,
58',
5
чения
,5
,1
,3
,8
,5
,2
,5
,1
7
,6
,5
3
2
,2
2
,1
5
2
8
4
6
1
1
5
2
7
3
6
2
6
8
3
5
Macci
5
6
7
10
8
9
12
13
9
10
12
13
15
15
16
13
15
19
22
26
16
18
22
24
31,
18
21,
23,
26,
31,
36,
41,
26,
39,
45,
с-
-
длинь
,9
,4
,3
,8
,2
,5
,2
,4
,2
,7
,1
6
6
4
3
6
2
2
1
6
6
2
8
4
5
6
6
5
5
9
Справочные
Jx=Jy
60
75
114
164
161
185
232
255
225
259
293
325
357
440
484
517
585
718
845
967
693
772
928
1000
1290
1380
1560
1740
1920
2280
2620
2960
3060
4480
5200
значения для ocefi х—х, у—у
'l w у
14
17
22
32
28
32
41
45
35
41
46
51
56
63
69
66
74
90
106
122
82
92
НО
119
153
126
142
158
176
208
240
270
224
328
379
'х-'у
2,84
3,04
3,5
3,45
3,93
3,91
3,88
3,86
4,39
4,37
4,35
4,33
4,32
4,79
4,78
5,5
5,48
5,45
5,41
5,38
5,8
5,7
5,75
5,73
5,66
7,62
7,6
7,59
7,57
7,53
7,5
7,47
9,52
9,45
9,41
425

D, мм
273
325
325
325
325
377
377
377
377
426
426
426
530
530
530
630
630
720
720
720
820
820
820
820
020
020
1020
020
020
1220
1220
220
220
220
420
420
420
(', MM
8
4
6
7
8
6
7
8
9
6
7
8
7
8
9
7
9
8
9
10
8
9
10
11
9
10
10,5
12
14
11
12
14
15,2
16
12
14
16
II
3
66,
40,
60,
69,
79,
64,
81,
92,
104
79,
92,
105
115
131
147
137
175
179
201
223
204
229
254
279
286
317
332
380
442
418
455
530
575
605
531
618
706
6
3
1
9
7
9
5
7
2
1
я*2
icca
ины.
SS
52
31
47
54
62
54,
63,
72,
81,
62,
72,
82,
90,
103
116
108
137
140
158
175
160
180
200
220
224
249
262
298
347
328
358
416
452
475
417
485
554
7
2
9
5
9
9
8
7
1
3
5
3
Справочные
JX=JV
х у
5850
5200
7650
8850
10 000
12 000
13 900
15 800
17 600
17 500
20 200
23000
39 500
44 500
50 000
66 500
84 500
113 000
127 000
140 000
168 000
188 000
210 000
230 000
366 000
405 000
425 000
480 000
555 000
765 000
830 000
965 000
1 040 000
1 100 000
1320 000
1530 000
1 740 000
Приложение VIII
Продолжение табл. 8
значения для осей х—х, у—у
w =w
х у
429
320
470
545
615
640
740
835
935
820
950
1080
1480
1680
1890
2 100
2 690
3150
3 550
3900
4 100
4 600
5 100
5 600
7 150
7 950
8300
9 450
10 900
12 500
13 600
15 800
17 100
18 000
18 500
21500
24 500
х у
9,37
11,4
11,3
11,2
11,2
13,1
13,1
13,1
13
14,9
14,8
14,8
18,5
18,5
18,4
22
22
25,2
25,2
25,1
28,7
28,7
28,6
28,6
35,7
35,7
35,7
35,7
35,6
42,8
42,7
42,7
42,6
42,6
49,8
49,8
49,7
426

ПРЕДМЕТНЫЙ УКАЗАТЕЛЬ
вторая 44
первая 38
Алюминиевые сплавы:
виды 34
марки 34
профили проката 35
расчетные сопротивления 36
условия работы 37
Б
Балки:
виды 84
двутавровые прокатные 31,
388
Группы сталей 15
Д
Данные для расчета соедине
ний 358
Двутавры 388
Детали узлов:
балок 102, 105—111,221
колонн 135, 140, 171, 175
201
ферм 248, 255, 261, 272—279
292,301,305
— составные 32, 90
подкрановые 203
Болты:
классы 68
расчет 70
расчетные солротиаления 361,
372
В
Вес элементов перекрытий 55
Виды панелей для перекрытий
224
Виды сечеиии элементов
прокатных и составных 125
Выбор марок сталей 16
Гибкость элементов 116, 237
Группы предельных состояний:
Заклепки:
виды 68
расчет соединений 70
расчетные сопротивления
371
362,
Класс болтов 68
Колонны:
— сквозные 120
— сплошные 116
стык частей
Конструкции металлические:
группы 15
область применения 6
указания по проектированию
7, 13
Коэффициенты надежности;
по материалу 39
427

по нагрузке 48—51
по назначению 42
М
Марки:
сплавов алюминиевых 34
сталей низколегированных }6
— углеродистых 16
Модуль упругости:
сплава алюминиевого 368
стали 90
резервуара 332
ферм стропильных 234, 238,
255, 261, 273,278, 296, 317
Проектирование:
балок и балочных клеток Й4
колонн 116, 141
резервуаров 330
ферм 228, 257, 278
Профили гнутые 31, 420
Профили прокатные:
двутавровые 31, 388, 415
трубы 33, 425
уголковые 31, 390
швеллеры 31, 389
Нагрузки:
ветровая 53, 354
виды 48
временные 52
крановые 55, 356
постоянные 48
расчетные 48
снеговая 52, 349
сочетания 51
Настил стальной:
плоский 87
профилированный 283, 317,
404
О
Обозначения буквенные 4
п
Панелн железобетонные для
перекрытий 224
Примеры расчета:
балок перекрытия 88, 90
колони 124, 148
настила 87
Радиусы инерции сечеинй 125
Районирование территории
СССР по нагрузкам:
ветровым 354
снеговым 349
Расчет конструкций:
балок 88, 90, 208
прокатных 88
составных 90
колонн 124, 148
настила
профилированного 262, 317
соединений 56, 70
ферм стропильных 234,
238, 255, 265, 278, 296, 317
основные расчетные
формулы 44
Рельсы крановые 399
Связи по фермам 230
Соединения:
болтовые и заклепочные 67
сварные 56
фланцевые 307, 312
428

Сопротивление ст: л?
нормативно* 24, 25. 26
расчетное 24, 25, 26
Сортамент металла 14, 30
Сплавы алюминиевые:
виды и марки 33, 34
расчетные сопротивления 36
Стадии проектирования
конструкций 13
Сталь:
виды 14
механические свойства 28
указания по выбору 16
Стык колонн 171
ригеля с колонной 135, 143,
144
Фс:«ы стропильные 228
Формулы расчетные 44—47
Фундаменты под колонны 135,
175
Характеристики сечений
геометрические:
балки составной 90—92
колонны сквозного сечения
124, 125, 148, 149
Трубы:
сопряжения стержней 261
сортамент 401, 402, 425
Части колонн:
надкрановая 142
назначение размеров 141
подкрановая 142
расчет сечений центрально-
сжатой 124
— внецентренно-сжатой 148
Уголкн 390, 394
Узлы ферм 248, 255, 261, 272,
276, 279, 292, 301, 305
Указания па
выбору марок стали 16
конструированию балки
подкрановом 223
— оголовка колонн 139
— фермы 254, 289
проектированию
металлоконструкций 7
Ш
Швеллеры 389
Швы:
— сварные 56
— температурные 328
Эффективность стальных
конструкций 8

ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие 3
Принятые основные буквенные обозначения 4
Введение , 6
§ 1. Область применения металлических конструкций . 6
§ 2. Краткие указания по проектированию ..... 7
§ 3. Стадии проектирования ... .... 13
Глава 1. Основные характеристики и сортамент металла . 14
§ 1. Углеродистые и низколегированные стали .... '4
§ 2. Механические свойства стали . 28
§ 3. Сортамент прокатной стали ....... 30
§ 4 Алюминиевые сплавы 33
Глава 2. Расчет металлических конструкций по предельным
состояниям 38
§ 1. Группы расчетных предельных состояний .... 38
§ 2. Основные формулы для расчета элементов
металлических конструкций 44
§ 3. Нагрузки и воздействия на строительные конструкции 48
Глава 3. Расчет соединений металлических конструкций 56
§ 1. Сварные соединения 56
§ 2. Заклепочные и болтовые соединения 67
Глава 4. Проектирование балочных клеток междуэтажных
перекрытий и промышленных площадок 84
§ 1. Компоновка конструктивной схемы перекрытия . . 84
§ 2. Определение нагрузки иа балки и расчетных усилий . 86
§ 3. Расчет плоского стального иастила 87
§ 4. Подбор сечення прокатных балок 88
§ 5. Компоновка н подбор сечения составных сварных балок 90
§ 6. Новые конструктивные решения балочных конструкций 114
Глава 5. Расчет и конструирование центрально-сжатых
колонн 116
§ 1. Общие положения 116
§ 2. Примеры расчета конструкций колони .... 124
Глава 6. Расчет и конструирование внецентреино-сжатых
колоии 141
§ 1. Общие положения 141
§ 2. Примеры расчета элементов колони , 148
Глава 7. Проектирование подкрановых балок . . . 203
§ 1. Виды н характеристика подкрановых конструкций . 203
§ 2 Расчет нагрузок и определение усилий в подкрановой
балке 205
430

Глава 8. Проектирование конструкций покрытия
промышленного здания 223
§ 1. Общие положения. Устройство покрытий .... 223
§ 2. Типы стропильных ферм н связи 228
§ 3. Основные положения расчета элементов стропильных
ферм 234
§ 4. Конструкция ферм из труб 257
§ 5. Конструкция стропильных ферм с поясами из тавров
и решеткой из уголковых профилей 278
§ 6. Проектирование стропильных ферм с поясами из широ-
кополочиых двутавров и решеткой из гиутосвариых профилей 295
§ 7. Основы проектирования ферм из гиутосварных
профилей (ГСП) 312
§ 8. Температурные швы ......... 329
Глава 9. Проектирование резервуаров 330
§ 1. Общие положения 330
§ 2. Наземные вертикальные цилиндрические резервуары 332
Список литературы 348
Приложение I. Нормативные данные для подсчета нагрузок
и воздействий 349
Приложение II. Нормативные данные для расчета соединений
в стальных конструкциях по СНиП 11-23-81* 358
Приложение III. Нормативные данные для проектирования
алюминиевых конструкций и соединений по СНиП
2-03-06—85 364
Приложение IV. Данные для расчета на устойчивость цент-
ральио-сжатых элементов 373
Приложение V. Данные для расчета балок на устойчивость и
на прочность с учетом развития пластических деформаций . 376
Приложение VI. Коэффициенты для расчета иа устойчивость
внецентреиио-сжатых и сжато-изгибаемых элементов . , 380
Приложение VII. Сортамент стальных прокатных профилей 388
Приложение VIII. Сокращенный сортамент металлопроката
для применения в строительных стальных конструкциях . , 408
Предметный указатель , 427